六庫水電站rcc縱向圍堰三維有限元分析與防滲墻設(shè)計

六庫水電站rcc縱向圍堰三維有限元分析與防滲墻設(shè)計

1縱向圍堰堰六庫水庫水庫遺址位于云南省憤怒江首府六庫市上游4.5公里處的怒江“u”峽谷。河流從北東流到南西。六庫水電站為河床式電站。樞紐工程總體呈“一”字型布置，主體建筑物由混凝土重力壩、溢流壩、泄洪沖砂閘、主、副廠房等部分組成?？v向碾壓混凝土圍堰為永久建筑物，工程導流結(jié)束后不再拆除。縱向碾壓混凝土圍堰左側(cè)設(shè)有4孔7.5m×10.0m沖砂孔，底板高程798.0m，建基面高程794.5m。為了滿足加固邊坡、防止堰基掏刷及基礎(chǔ)防滲要求，在堰基部位設(shè)置兩道鋼筋混凝土防滲墻（連續(xù)墻）?？v向圍堰堰基座于沖積層上，沖積層厚度為15～20m，基巖為擠壓破碎巖體，厚25～30m，以散體結(jié)構(gòu)為主。沖積層滲透系數(shù)K=27.58～5.69m/d,屬強～中等透水性。沖積層以下為灰質(zhì)粉晶白云巖。該地段分布的斷層有F4,F5,F2-1，它們和圍堰軸線成大角度斜交，呈陡傾角穿過堰基。由于特殊的地質(zhì)條件和巖層分布，六庫水電站縱向碾壓混凝土圍堰基礎(chǔ)穩(wěn)定是本工程的關(guān)鍵技術(shù)問題之一。2巖體穩(wěn)定性分析(1）巖體強度與本構(gòu)模型。六庫水電站縱向圍堰堰基主要由軟弱的砂卵礫石層和下伏散體結(jié)構(gòu)組成，其特點是變形和強度力學指標低，易于發(fā)生塑性流動和屈服。為此，本次有限元分析采用抗拉的巖體彈塑性本構(gòu)模型開展研究。按低抗拉彈塑性模型分析，壩基巖體材料開裂條件用宏觀強度描述：式中σii表征應(yīng)力張量3個主應(yīng)力，分析中可能呈單向、雙向及3向開裂情況，由程序自行校核并進行剛度修正。巖體是否進入塑性狀態(tài)，按Druker-Prager準則判別：式中I1和J2分別為應(yīng)力張量的第一不變量和偏斜應(yīng)力張量的第二不變量，α，k是與巖體材料摩擦系數(shù)tg準和凝聚力C有關(guān)的常數(shù)，由下式計算：彈塑性矩陣Dep為：式中(2）軟弱結(jié)構(gòu)面非線性分析模型。按層面法向抗拉材料分析，剪切滑移按Mohr-Coulomb條件校核：式中Cj和tg分別為軟弱夾層抗剪強度參數(shù)。對于破碎帶寬度較大的斷層，按不抗拉彈塑性材料分析，是否進入塑性狀態(tài)的判別條件仍采用Drucker-Prager準則，只是材料摩擦系數(shù)和凝聚力改用斷層的相應(yīng)值，本構(gòu)矩陣仍沿用（4）式。(3）縱向圍堰穩(wěn)定安全系數(shù)計算方法。在巖體穩(wěn)定性分析評價中，常常采用以下3種穩(wěn)定安全系數(shù)評價方法：點強度儲備安全系數(shù)；基礎(chǔ)整體抗滑安全系數(shù);包括超載安全系數(shù)、強度儲備安全系數(shù)以及兼顧超載和強度儲備的綜合安全系數(shù)；基礎(chǔ)抗滑安全系數(shù)的條分法，例如瑞典圓弧法。本次有限元分析以強度儲備法為穩(wěn)定安全性的主要評價方法，并輔以瑞典圓弧法。強度儲備法計算的基本方法是假定荷載不變，通過逐級下浮巖體強度參數(shù)，分析堰基變形破壞演變發(fā)展過程與超載倍數(shù)的關(guān)系，尋求堰基整體滑移時相應(yīng)的巖體強度參數(shù)下浮倍數(shù)Kc，即作為堰基整體抗滑穩(wěn)定的強度儲備安全系數(shù)。3圍巖物理力學參數(shù)(1）計算模型。本次二維計算主要針對六庫水電站縱向圍堰的四個典型剖面來進行。所選定坐標系統(tǒng)，X軸平行于縱向圍堰軸線，由下游指向上游；Y軸由左岸指向右岸；Z軸鉛直向上圖1給出了剖面B的計算范圍，Z軸從塄720m取至地表，原點距縱向圍堰軸線水平距離111.749m，水平截取計算范圍170m。剖面B共計剖分節(jié)點541個，單元491個。沖積層、基巖、混凝土采用實體元模擬。在防滲墻與周圍基巖間布置了一層10cm厚夾層單元，以模擬剛度較大的防滲墻與相對軟弱的外周基巖間的相對錯動。三維網(wǎng)格Y軸（橫河向）由左岸指向右岸，z軸鉛直向上，計算范圍與二維網(wǎng)格一致。X軸由下游指向上游。共計切剖21個剖面，取順河向長220m。計算模型考慮了5道防滲隔板。共計剖分節(jié)點10431個，單元9126個。(2）巖體及結(jié)構(gòu)面物理力學參數(shù)。各類巖層物理力學參數(shù)計算選用值見表1所示。各類巖體抗拉強度Rt可由準則導出：式中C為凝聚力，為內(nèi)摩擦角。4堰體變形破壞模式研究在本次六庫水電站縱向圍堰堰基穩(wěn)定分析中，其基本內(nèi)容包括以下幾個部分：(1）根據(jù)質(zhì)量守恒及達西定律，對二維4個典型剖面分別進行汛期和枯期不同工況下的二維滲流場有限元計算以及在汛期工況下的三維滲流場有限元計算。(2）采用二維、三維線形有限元按彈性本構(gòu)模型，分別計算堰體自重、堰體自重+汛期水頭、堰體自重+枯期水頭工況下4個典型二維剖面和三維情況下的縱向碾壓混凝土圍堰變形及穩(wěn)定性。(3）采用二維非線形有限元按彈塑性本構(gòu)模型，分別計算和研究堰體自重+汛期水頭、堰體自重+枯期水頭工況下4個典型二維剖面分別在逐級下浮巖體強度參數(shù)Kc下的堰基變形破壞演變發(fā)展過程及整體穩(wěn)定安全度。(4）采用三維非線形有限元按彈塑性本構(gòu)模型，研究堰體自重+汛期水頭工況，巖體強度下降Kc=1.0,1.1,1.2,1.3,1.4,1.8等6種方案下的堰基變形破壞演變發(fā)展過程及整體穩(wěn)定安全度。(5）分別計算4個典型二維剖面在自重、汛期、枯期水載作用下防滲墻及墊層所承受的軸力N，彎矩M和剪力Q，對防滲墻及墊層進行配筋設(shè)計。5壩體整體變形破壞機理(1）滲流分析。對比二維和三維滲流分析可知，平面及三維滲流場分析結(jié)果所得各剖面水頭分布和滲壓分布規(guī)律相近。均表現(xiàn)為：水頭在兩道防滲墻處迅速折減；而在砂卵沖積層和基巖則衰減緩慢?？萜跐B壓均小于汛期滲壓。由滲壓分布還可發(fā)現(xiàn)，兩道防滲墻之間的滲壓基本無折減，見圖2。(2）變位分析。堰體擋水后，在水推力和滲壓作用下，堰體和基礎(chǔ)發(fā)生變位。由于堰基巖變模很低（E0=0.04～0.048GPa），致使堰體位移量值較大。以剖面B為例，汛期剖面B堰頂節(jié)點359向內(nèi)側(cè)變位-31.97cm，堰頂沉降-22.86cm。墊層底部左端節(jié)點213向內(nèi)側(cè)位移-16.86cm，沉降-29.68cm；墊層底部右端節(jié)點478向內(nèi)側(cè)位移-16.86cm，沉降-15.58cm見圖3。(3）應(yīng)力分析。堰體及堰基大主壓應(yīng)力σ1和小主壓應(yīng)力σ3隨高程降低而增大，在圍堰墊層與兩道防滲墻的接頭處附近存在應(yīng)力集中現(xiàn)象。剖面B汛期右側(cè)堰踵和左側(cè)堰趾拉應(yīng)力可達-0.35MPa；墊層中部拉應(yīng)力可達-0.4MPa。由于兩道防滲墻與圍巖相比剛度大，縱向圍堰的重量和荷載向防滲墻分載，墊層與兩道防滲墻的接頭處附近存在剪應(yīng)力集中現(xiàn)象，剖面B汛期右側(cè)堰踵剪應(yīng)力約0.8MPa；左側(cè)堰趾剪應(yīng)力約1.3MPa。防滲墻的分載作用明顯，例如自重工況下，剖面C左右防滲墻分別承擔了225.38t和210.13t的重量。左右防滲墻受力不對稱，右墻承受更大的彎矩荷載。例如，剖面C汛期工況下，右墻墻頂承受彎矩達1621.26kN·m，而左側(cè)僅145.92kN·m。如圖5所示，剖面B受左側(cè)開挖，及沖砂孔混凝土的作用，自重工況下，右墻墻頂承受彎矩達2009.6kN·m，而左側(cè)僅1090.6kN·m。(4）用強度儲備法分析堰基的變形破壞特征及穩(wěn)定安全度。采用強度儲備法分析壩基穩(wěn)定安全度時，強度儲備法所揭示的剖面A,B,C,D破壞機理相似，均是在水推力和滲壓作用下，右側(cè)防滲混凝土一側(cè)的基巖首先產(chǎn)生拉剪破壞，然后沿墊層混凝土與砂卵礫石層界面向左側(cè)擴展，破壞面處于建基面附近。表2匯集了剖面A～D的采用有限元強度儲備法所得總體抗滑安全系數(shù)。對于剖面A和B，還同時給出了瑞典圓弧法的計算結(jié)果。6抗?jié)B墻滲透性通過有限單元法數(shù)值模擬和計算分析，對怒江六庫水庫RCC縱向圍堰有以下結(jié)論：(1）剖面A～D的水頭分布和滲壓分布規(guī)律相近。均表現(xiàn)為：水頭在兩道防滲墻處迅速折減；而在砂卵沖積層和基巖則衰減緩慢。兩道防滲墻的防滲效果顯著。(2）由于地基變模低，堰體位移大，建議對地基進行工程處理，例如灌漿等，提高其抗變形能力。(3）建議沖砂孔混凝土與堰體之間設(shè)置分縫，以減小應(yīng)力集中