唐 楊，田俊國，唐衛(wèi)國，林錦霞，王國煒

(1.五峰土家族自治縣農(nóng)村公路管理所，湖北 宜昌 443413；2.國網(wǎng)湖北省電力有限公司五峰縣供電公司，湖北 宜昌 443413；3.中國電建集團華東勘測設計研究院有限公司，浙江 杭州 311122；4.山東金衢設計咨詢集團有限公司，山東 濟南 250014)

溢流壩作為重要的水工建筑物，多年運行后，可能出現(xiàn)露沙露石、沖刷坑槽、裂縫、滲水、混凝土剝落、露筋等病害，須對其進行加固改造[1-3]。在溢流壩前設置擋水墻及上鋪柵欄形成一道引水渠是加固改造的方法之一。目前，擋水墻的設計研究已在煤炭工程和水利工程中得到廣泛應用[4-7]，但砌體結構擋水墻在水利工程中鮮見。為選擇合適的溢流壩擋水墻加固形式，本研究以湖北省五峰縣境內(nèi)龍洞電站溢流壩加固改造項目為工程背景，根據(jù)建設單位提出的砌體和混凝土兩種擋水墻結構形式，分別建立仿真模型，對比分析其結構受力情況，確定最適宜的擋水墻設計結構形式。

1 工程概況

湖北省五峰縣龍洞電站的引水渠靠山建造，主要依靠引水渠源頭安裝的閘門引水，洪水期間，大量河沙、枯枝、生活垃圾通過閘門進入引水渠，易造成沉沙池河沙淤積，嚴重縮小了引水渠的過水斷面，每隔數(shù)年都需要人工除沙，從而增加了水電站的運行成本。同時，渠道中的垃圾、枯枝需要依靠設置柵欄進行阻攔，然后進行人工清除，洪水期間，為了保證水電站的高效運行，除渣工作人員的勞動強度極大。故需對其進行加固改造。

其具體的加固改造思路為：在原溢流壩前平行設置10 m長的U形槽，上鋪柵欄做成柵欄壩，柵欄壩寬1.0 m；擋水墻在擋土墻側(cè)的深度為0.6 m，沉沙池側(cè)的深度為1.6 m；U形槽的深度從擋土墻側(cè)到沉沙池側(cè)線性增加。為節(jié)省資金，以原溢流壩作為U形槽的背水面，只在原溢流壩前施工底部墊層和迎水面擋水墻。改造后，河水將通過柵欄進入渠道，然后連接節(jié)制閘側(cè)的沉沙池，以避免洪水期間大量雜物進入引水渠。溢流壩改造設計圖如圖1所示。

圖1 溢流壩改造設計圖(單位：m)Fig.1 Reconstruction design of the overflow dam in meter (unit:m)

建設單位提出兩種擋水墻結構形式：一是砌體擋水墻，墻厚為一皮磚的長邊長240 mm；二是混凝土擋水墻，墻厚300 mm。

2 有限元建模

2.1 砌體擋水墻建模

砌體擋水墻的有限元建模，通常采用分離式模型和整體式模型。分離式模型對磚、砂漿分別進行建模，并分別賦予材料特性、劃分網(wǎng)格，此模型考慮了磚與砂漿之間的滑移，可真實模擬結構受力，但建模過程繁瑣，計算量大，對計算機的要求較高；整體式模型將砂漿彌散于整個單元中，不考慮磚與砂漿間的相互作用，把砌體看作均勻的連續(xù)性介質(zhì)材料，其計算速度快，容易收斂，但未能考慮磚與砂漿之間的滑移，計算結果精確度不如分離式模型[8-9]。

由于本次擋水墻的計算注重結構的宏觀反映，同時，考慮到分離式模型的計算時間較長，且計算中僅僅考慮結構彈性階段的受力，不考慮磚與砂漿之間的滑移和產(chǎn)生的破壞，故而選用較為簡單的整體式模型。先利用Midas FEA建立擋水墻的幾何模型，然后選用六面體為主的自動實體網(wǎng)格劃分擋水墻實體，網(wǎng)格共計6 881個。其有限元模型具體如圖2所示。

圖2 擋水墻有限元模型Fig.2 Retaining wall finite element model

荷載考慮結構自重和擋水墻后的土壓力和水壓力。自重荷載因子設置為Z=-1；壓力零點設置在擋水墻的頂面，壓力施加于擋水墻的迎水面，擋水墻的背水面不考慮水壓力的作用；擋水墻后的土壓力采用朗肯土壓力理論中的主動土壓力計算；土的容重考慮為浮重度，水壓力簡化考慮為靜水壓力，擋水墻后的總壓力為水壓力和土壓力之和。土的浮重度為γ土=7 kN·m-3，水的容重為γ水=10 kN·m-3，土的內(nèi)摩擦角φ為0°，z為距離擋水墻頂面的距離，σ土為土應力，σ水為水應力，土產(chǎn)生的壓力按照式(1)計算，水產(chǎn)生的壓力按照式(2)計算。計算中忽略原溢流壩的變形和擋水墻底部位移，將擋水墻的兩端和底部簡化為固結處理。

σ土=γ土ztan2(45°-φ/2),

(1)

σ水=γ水×z。

(2)

燒結普通磚強度等級為MU10，砂漿強度等級為M7.5，燒結普通磚砌體容重設置為21 kN·m-3，根據(jù)《砌體結構設計規(guī)范》(GB 50003—2011)[10]得到燒結普通磚砌體的抗壓強度設計值f=1.69 MPa。根據(jù)式(3)

E=1 600f，

(3)

計算得到燒結普通磚砌體的彈性模量E=2 704 MPa，泊松比設置為0.15。

根據(jù)文獻[10]中砌體受彎破壞時的彎曲抗拉強度平均值計算公式

(4)

可得砌體擋水墻彎曲抗拉強度平均值為0.34 MPa。式(4)中：ftm為砌體的彎曲抗拉強度平均值；fc為砂漿的抗壓強度平均值；k為與砌體類別有關的參數(shù)，燒結普通磚砌體沿齒縫截面破壞時k=0.250，沿通縫截面破壞時k=0.125，在此將k值考慮為0.125。

2.2 混凝土擋水墻建模

混凝土擋水墻建模即整體式建模。將擋水墻厚度改為300 mm；材料特性修改為C30混凝土的材料特性：容重為25 kN·m-3，彈性模量為30 GPa，泊松比為0.2，抗壓強度設計值為13.8 MPa，抗拉強度設計值為1.39 MPa；其荷載、邊界條件設置與砌體擋水墻相同。

3 擋水墻受力分析

3.1 砌體擋水墻受力分析

砌體擋水墻的結構受力情況具體如圖3所示。

圖3 砌體擋水墻結構受力Fig.3 Stress of the masonry retaining wall structure

由圖3(a)和圖3(b)可以看出，砌體擋水墻的最大應力出現(xiàn)在沉沙池側(cè)柵欄壩端部擋水墻的底部。其中，迎水面有最大拉應力，背水面有最大壓應力；最大主應力主要來源于豎向正應力，豎向拉應力最大值為0.68 MPa，主拉應力最大值為0.70 MPa。由圖3(c)可以看出，砌體擋水墻在迎水面壓力的作用下向背水面的水平位移為0.90 mm，水平位移最大值出現(xiàn)在沉沙池側(cè)柵欄壩端部擋水墻的頂部附近。

可見，砌體擋水墻在受彎的情況下，最大豎向拉應力已經(jīng)達到0.68 MPa，即砌體擋水墻彎曲抗拉強度平均值的2倍，擋水墻采用砌體結構顯然無法抵擋迎水面一側(cè)的水壓力和土壓力作用。

3.2 混凝土擋水墻受力分析

計算所得混凝土擋水墻的結構受力情況具體如圖4所示。

圖4 混凝土擋水墻結構受力Fig.4 Stress of the concrete retaining wall structure

由圖4(a)和圖4(b)可以看出，混凝土擋水墻的最大應力同樣出現(xiàn)在沉沙池側(cè)柵欄壩端部擋水墻的底部，迎水面有最大拉應力，背水面有最大壓應力，最大主應力主要來源于豎向正應力，豎向拉應力最大值為0.47 MPa，主拉應力最大值為0.48 MPa。由圖4(c)可以看出，混凝土擋水墻在迎水面壓力的作用下向背水面的水平位移為0.05 mm，水平位移最大值同樣出現(xiàn)在沉沙池側(cè)柵欄壩端部擋水墻的頂部附近。

可見，混凝土擋水墻的最大主拉應力為0.48 MPa，而C30混凝土的抗拉強度設計值為1.39 MPa，混凝土擋水墻尚有足夠的拉應力儲備。對比砌體擋水墻和混凝土擋水墻的結構受力發(fā)現(xiàn)，采用混凝土擋水墻，結構應力和位移均有所降低，這是由于混凝土結構的抗拉強度比砌體結構的抗拉強度更高。因此，擋水墻采用混凝土結構才能有足夠的安全儲備。

經(jīng)過相關單位反復論證，最后決定采用混凝土擋水墻。經(jīng)過近兩年時間的運營發(fā)現(xiàn)，混凝土結構能夠抵御迎水面的水流沖擊，結構受力正常，尚無較明顯的結構位移；河水能夠正常流入渠道，柵欄起到了阻攔雜物的作用，減緩了渠道淤塞進程，從長遠看降低了水流量的損失。

4 結論

本文以湖北省五峰縣境內(nèi)龍洞電站溢流壩改造項目為工程背景，采用Midas FEA建立三維有限元模型，對比分析了砌體擋水墻和混凝土擋水墻的受力狀態(tài)，得到以下結論：

1)砌體擋水墻和混凝土擋水墻的最大拉應力和最大位移出現(xiàn)在相同位置，其中最大拉應力出現(xiàn)在沉沙池側(cè)柵欄壩端部擋水墻的底部，最大位移出現(xiàn)在沉沙池側(cè)柵欄壩端部擋水墻的頂部。

2)混凝土擋水墻的應力和變形比砌體擋水墻的小。

3)根據(jù)相關規(guī)范，砌體擋水墻不滿足結構受力的要求，混凝土擋水墻滿足結構受力的要求，尚有一定的安全儲備，故采用混凝土擋水墻。

4)由于擋水墻主要承受豎向拉應力的作用，建議實際施工過程中，在混凝土擋水墻的迎水面布置鋼筋網(wǎng)，同時根據(jù)地質(zhì)條件將擋水墻埋置1～2 m深度。另外，可以因地制宜地就地取材，將河床的大石塊漿砌在擋水墻前面，減小水流對擋水墻的沖擊，以進一步提高擋水墻的安全儲備。

近兩年的運營情況表明，加固改造后的溢流壩產(chǎn)生的經(jīng)濟效益較為明顯。