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      前坪水庫大壩應(yīng)力變形及抗水力劈裂研究

      2019-10-21 09:17:21寧保輝來亦姝王春磊皇甫澤華董振鋒魏聲
      人民黃河 2019年5期

      寧保輝 來亦姝 王春磊 皇甫澤華 董振鋒 魏聲

      摘要:心墻土料與壩殼砂卵礫石料、堆石料模量差別較大,為研究大壩心墻拱效應(yīng)對心墻的應(yīng)力變形及抗水力劈裂的影響,根據(jù)大壩材料分區(qū)及壩基地質(zhì)情況,考慮施工填筑及蓄水過程分級加栽,采用非線性鄧肯一張模型對大壩應(yīng)力變形進行研究分析,對前坪水庫心墻的應(yīng)力變形、抗水力劈裂進行分析。計算結(jié)果表明,壩體應(yīng)力和變形分布符合一般規(guī)律,壩體最大豎向沉降發(fā)生在l/2- 2/3壩高范圍內(nèi),考慮心墻拱效應(yīng)后,心墻抗水力劈裂是安全的。同時,結(jié)合已建工程經(jīng)驗,在大壩易出現(xiàn)裂縫部位可采取填筑高塑性土等工程措施,防止因裂縫而引發(fā)集中滲流破壞,避免心墻與基巖面產(chǎn)生裂縫。

      關(guān)鍵詞:心墻壩;鄧肯一張;應(yīng)力變形;水力劈裂;前坪水庫

      中圖分類號:TV641.1

      文獻標志碼:A

      doi:10.3969/j.issn.1000- 1379.2019.05.026

      1 工程概況

      前坪水庫位于淮河流域沙潁河支流北汝河上游、河南省洛陽市汝陽縣縣城以西9 km前坪村,是以防洪為主,結(jié)合灌溉、供水,兼顧發(fā)電效益的大(2)型水庫,水庫總庫容5.84億m3,控制流域面積1 325 km2,前坪水庫設(shè)計防洪標準為500 a一遇,校核洪水標準為5 000 a一遇。工程主要建筑物包括主壩、副壩、溢洪道、泄洪洞、輸水洞、電站等。主壩采用黏土心墻砂(卵)礫石壩,壩頂高程為423.5 m,大壩建基面開挖至密實砂卵石層,最大壩高90.3 m.壩頂寬10 m、長810m。大壩與圍堰結(jié)合布置,上游壩坡坡比為1:2.0-1:2.5,下游壩坡坡比均為1:2.0。壩體填筑材料分為壩殼砂卵礫石料、反濾料、心墻黏土料、溢洪道開挖利用料(粗堆石料)、細堆石過渡料。黏土心墻頂寬4.0 m,頂部高程422.70 m,河床段心墻上下游坡比為1:0.3,岸坡段心墻坡比為1:0.4。心墻上、下游側(cè)分別填筑兩層反濾料,厚度上游側(cè)為4.0 m、下游側(cè)為5.0m。下游353.0 m高程以下壩殼填筑溢洪道開挖利用料(粗堆石料),粗堆石料與壩基砂卵石層設(shè)一層反濾料、一層細堆石過渡料,共厚2.0 m。

      壩基砂卵石層采用混凝土防滲墻截滲,防滲墻布置于黏土心墻軸線上游Sm處,采用混凝土防滲墻,全長665.0 m。墻頂高程341.1- 363.9 m,墻底高程315.80-355.25 m.墻深11-29 m。防滲墻插人防滲體內(nèi)長度為7.0 m。防滲墻深度穿過砂礫石層深入至基巖內(nèi)不小于1m。防滲墻下部布置帷幕灌漿,帷幕頂為防滲墻底,帷幕底端進入相對不透水層Sm.相對不透水層以3.0 Lu控制,帷幕底高程260.5 - 365.0 m。布置1排帷幕灌漿孔,孔距1.5 m。

      前坪水庫大壩壩高超過90 m,大壩心墻變形模量較小,心墻垂直變形較大,應(yīng)力的拱效應(yīng)明顯,抗水力劈裂能力降低。筆者采用三維有限元對大壩應(yīng)力變形進行分析,對容易產(chǎn)生裂縫的部位采取工程措施,并對心墻抗水力劈裂安全性進行評價。

      2 有限元分析原理及方法

      鄧肯一張E-B模型是一種反映土石料非線性彈性應(yīng)力應(yīng)變關(guān)系的典型模型[1].該模型在假定土石料抗剪強度符合摩爾一庫侖( Mohr-Coulomb)破壞準則的條件下,推導(dǎo)出切線模量E.:

      3 前坪水庫黏土心墻壩有限元分析

      3.1 計算模型

      圖1為前坪水庫黏土心墻大壩有限元整體模型的實體網(wǎng)格圖。在整體模型有限元網(wǎng)格劃分過程中,充分考慮了防滲體系的影響,較為準確地模擬了防滲結(jié)構(gòu)的真實尺寸。

      整體模型計算范圍的選?。荷嫌蝹?cè)邊界距壩軸線400 m,下游側(cè)邊界距壩軸線400 m,左右岸距壩肩分別為250、315 m。邊界約束條件:模型底部采用全約束,模型的四周側(cè)面采用法向約束。模型的原點位于上游左岸壩基,X軸正方向為平行于壩軸線指向右岸.Y,軸正方向為垂直于壩軸線指向下游,Z軸正方向為鉛直向上。有限元整體模型規(guī)模為28 830個節(jié)點、57 469個單元。

      3.2 計算參數(shù)及工況

      (1)計算參數(shù)。靜力計算中,壩體心墻黏土、壩殼砂卵礫石料、粗堆石料、壩殼卵礫石層采用鄧肯一張E-B模型,防滲墻、基巖采用線彈性模型[2]。各種材料計算參數(shù)見表1、表2。

      (2)計算工況。靜力計算兩種工況如下:①竣工期,上、下游無水;②上游正常蓄水位403.00 m,下游無水。

      (3)施工填筑過程與蓄水過程。在靜力計算中,模擬壩體實際填筑施工過程和水庫蓄水過程。根據(jù)壩體施工進度,從河床頂面至壩頂逐層上升,施工圍堰分3級、主壩分8級模擬大壩填筑施工過程,由高程333.00 m填筑至423.50 m;蓄水過程分1級加載模擬水庫水位上升過程,蓄水至正常蓄水位403.00 m。

      3.3 應(yīng)力變形分析

      3.3.1 大壩應(yīng)力變形分析

      圖2為大壩樁號0+550(最大壩高)斷面正常蓄水位工況豎向位移分布云圖。圖3-圖4為大壩樁號0+550(最大壩高)斷面正常蓄水位工況大主應(yīng)力、小主應(yīng)力分布云圖。圖5為大壩樁號0+550(最大壩高)斷面正常蓄水位工況豎向正應(yīng)力分布云圖。

      分析計算結(jié)果得到以下結(jié)論:①竣工期、正常蓄水位工況大壩豎向位移分別為181、172 cm,最大沉降均出現(xiàn)在1/2壩高心墻處??⒐て谧畲箜樅酉蛭灰粕嫌蝹?cè)為-41 cm.位于上游1/2圍堰高處,下游側(cè)為50cm,位于下游1/3壩高處。蓄水至正常蓄水位403.0m后最大順河向位移上游側(cè)為-41 cm.位于上游1/2圍堰高處,下游側(cè)為59 cm,位置上移至1/2壩高處。兩種工況順壩軸線方向最大位移相同,左側(cè)岸坡為20cm,右側(cè)岸坡為-27.6 cm,均有向中部收縮的變形趨勢。大壩豎向位移、順河向位移和順壩軸線方向位移最大值及分布變化不大。②竣工期壩體最大主應(yīng)力為-2.58 MPa,無拉應(yīng)力,位于粗堆石區(qū)靠近上游心墻側(cè)坡腳,最小主應(yīng)力為0.058 MPa,位于主河槽段下游坡腳。正常蓄水位工況最大主應(yīng)力為-2.50 MPa,無拉應(yīng)力,最小主應(yīng)力為0.062 MPa,正常蓄水位工況大、小主應(yīng)力極值位置與竣工期相同。竣工期、正常蓄水位工況大壩大主應(yīng)力無拉應(yīng)力,整個斷面基本受壓,小主應(yīng)力均在上、下游坡腳出現(xiàn)拉應(yīng)力,僅為0.06 MPa,大壩整體穩(wěn)定性較好,不會出現(xiàn)裂縫。③防滲墻伸人心墻部分出現(xiàn)應(yīng)力集中,大主應(yīng)力為5.60 - 9.40 MPa.占心墻范圍為7.8%,容易發(fā)生剪切破壞。

      3.3.2 心墻應(yīng)力變形分析

      圖6、圖7為正常蓄水位工況下心墻縱剖面豎向位移、順壩軸線方向位移分布云圖,圖8為正常蓄水位工況心墻縱剖面大主應(yīng)力分布云圖。

      分析計算結(jié)果得到以下結(jié)論:

      (1)正常蓄水位工況下,在心墻中心縱剖面,河床中部的沉降大于左岸一級階地及兩岸岸坡處的沉降,最大沉降量為-172.0 cm.出現(xiàn)在1/2壩高位置:在順壩軸線方向左岸心墻向右岸變形,右岸心墻向左岸變形,向左岸的最大位移為-27.6 cm,向右岸的最大位移為20.1 cm。由于兩岸岸坡坡比不相同,因此兩岸的順壩軸線方向變形等值線不是完全對稱的,兩岸變形的極值位于左、右岸坡中部??梢姡谧灾丶八奢d作用下,心墻有向中部收縮的變形趨勢。

      (2)心墻整個縱剖面受壓,大主應(yīng)力無拉應(yīng)力。在河床中部,大主應(yīng)力呈水平線分布,且從壩頂向壩基逐漸增大,最大值為-1.55 MPa,出現(xiàn)在心墻底部。但靠近兩岸岸坡時,等值線有向下彎折的現(xiàn)象,主要原因是岸坡段心墻朝河床中央變形,使得岸坡附近的心墻壓應(yīng)力有所減小。

      在豎向,整個剖面受壓。在壩頂附近,心墻的豎向正應(yīng)力呈水平線分布,在2/3壩高以下部位,兩岸的壓應(yīng)力比河床中部略小,但在河床中部基本呈水平線分布。最大豎向壓應(yīng)力為-1.53 MPa。

      在順壩軸線方向整個剖面基本受壓,僅在壩頂靠兩岸位置心墻存在較小的拉應(yīng)力區(qū)域。最大順壩軸線方向拉應(yīng)力為0.03 MPa,出現(xiàn)在心墻右岸側(cè)墻頂。

      (3)壩體大、小主應(yīng)力分布及數(shù)值符合土石壩的受力特點[3-4]。鑒于兩側(cè)壩殼的拱效應(yīng),心墻應(yīng)力有所減小,但不出現(xiàn)拉應(yīng)力??⒐て谧畲筘Q向位移發(fā)生在心墻1/2壩高位置,為1.81 m,正常蓄水位工況最大垂向位移為1.72 m??⒐て?、正常蓄水位工況心墻應(yīng)力水平均低于0.9,應(yīng)力水平較低。

      圖9-圖10分別為心墻上游面的豎向正應(yīng)力和順壩軸線方向正應(yīng)力分布云圖,圖11為心墻上游面相應(yīng)高程的壓力水頭分布云圖。計算結(jié)果表明,正常蓄水位工況心墻上游面豎向及橫向正應(yīng)力均大于相應(yīng)高程的水壓力,正常蓄水位工況心墻抗水力劈裂是安全的[5]。

      4 結(jié)論

      根據(jù)計算結(jié)果,結(jié)合已建工程經(jīng)驗得出如下結(jié)論,并針對大壩易出現(xiàn)裂縫部位提出了相應(yīng)的工程措施:

      (1)竣工期、正常蓄水位工況大壩豎向位移分別為181、172 cm,最大沉降出現(xiàn)在1/2壩高心墻處。兩種工況順壩軸線方向最大位移相同,左側(cè)岸坡為20cm,右側(cè)岸坡為-27.6 cm,均有向中部收縮的變形趨勢。大壩豎向位移、順河向位移和順壩軸線方向位移最大值及位移分布變化不大。

      (2)竣工期、正常蓄水位工況大壩大主應(yīng)力無拉應(yīng)力,整個斷面均受壓,小主應(yīng)力均在上、下游坡腳出現(xiàn)拉應(yīng)力,僅為0.06 MPa,大壩整體穩(wěn)定性較好,不會出現(xiàn)剪切破壞。

      (3)防滲墻伸人心墻部分出現(xiàn)應(yīng)力集中,容易發(fā)生剪切破壞??稍谠摬课惶钪咚苄酝?,防止裂縫引發(fā)集中滲流破壞。

      (4)壩體大、小主應(yīng)力分布及數(shù)值符合土石壩的受力特點。鑒于兩側(cè)壩殼的拱效應(yīng),心墻應(yīng)力有所減小,但不出現(xiàn)拉應(yīng)力??⒐て谧畲筘Q向位移發(fā)生在心墻1/2壩高位置,為1.81 m,正常蓄水位工況最大垂直位移為1.72 m。竣工期、正常蓄水位工況心墻應(yīng)力水平均低于0.9,應(yīng)力水平較低,可以判定心墻在正常蓄水位時不會發(fā)生破壞。

      (5)左、右岸壩肩與一級階地、河槽段壩高相差較大,心墻豎向沉降相差較大,心墻頂部易出現(xiàn)橫向裂縫??稍趦蓧渭珥敳縎m范圍內(nèi)填筑高塑性黏土以增強土體出現(xiàn)裂縫時的自愈能力。根據(jù)順壩軸線方向位移分布可知,心墻有向中部收縮的變形趨勢,可在岸坡與基巖接觸部分填筑高塑性黏土,水平厚度為2.0 m.以避免心墻與基巖面產(chǎn)生裂縫。

      (6)正常蓄水位工況心墻上游面豎向及橫向正應(yīng)力均大于相應(yīng)高程的水壓力,正常蓄水位工況心墻抗水力劈裂是安全的。

      參考文獻:

      [1] 李廣信,高等土力學[M].北京:清華大學出版社,2004:54-56.

      [2] 祁偉強,彭云楓,袁玉琳,等.壩基混凝土防滲墻應(yīng)力變形三維有限元分析[J].水電能源科學,2012,30(8):63-66.

      [3] 王柏樂,中國當代土石壩工程[M].北京:中國水利水電出版社,2004:18-19,30-31,67-72.

      [4] 雷紅軍,馮業(yè)林,劉興寧,糯扎渡水電站大壩應(yīng)力變形及抗水力劈裂特性研究[J].云南水力發(fā)電,2013,30(1):4-6.

      [5]朱俊高,王俊杰,張輝,土石壩心墻水力劈裂機制研究[J].巖土力學,2007,28(3):487-492.

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