莫若嘎哈堪達(dá)水電站碾壓混凝土重力壩基深層抗滑穩(wěn)定分析

(云南能投對(duì)外能源開發(fā)有限公司，云南 昆明 650228)

中國20世紀(jì)80年代初開始進(jìn)行碾壓混凝土重力壩技術(shù)的研究，并于1986年建成第一座碾壓混凝重力壩。經(jīng)過20多年的研究、實(shí)踐，目前，中國已經(jīng)建成世界上最高的碾壓混凝土重力壩，在碾壓混凝土筑壩技術(shù)方面達(dá)到國際領(lǐng)先水平，在設(shè)計(jì)理論、防滲排水、溫控防裂、層間結(jié)合、快速施工等方面均取得重大突破，已經(jīng)形成了一套具有中國特色的碾壓混凝土筑壩技，使碾壓混凝土重力壩發(fā)展成為中國獨(dú)具特色、最具有競(jìng)爭(zhēng)力的壩型之一。

由于莫若嘎哈堪達(dá)水電站碾壓混凝土重力壩地基條件復(fù)雜，為更好適應(yīng)壩基深層抗滑穩(wěn)定情況，計(jì)算選取4號(hào)壩段為典型壩段，通過建立有限元模型，分別考慮了4號(hào)壩段存在滑動(dòng)面A和滑動(dòng)面B兩種滑動(dòng)的模式，采用有限元法計(jì)算壩基深層抗滑穩(wěn)定性，壩基深層抗滑穩(wěn)定分析主要根據(jù)規(guī)范采用假定滑動(dòng)模式的方法。

1 工程概況

莫若嘎哈堪達(dá)水電站位于安邦甘加河畔，斯里蘭卡科倫坡東北部約190km處，工程主要建筑物包括主壩、1號(hào)和2號(hào)副壩、水庫、泄洪道、灌溉旁通通道、壓力管道、壩后式地面廠房、上游副廠房等。跨越安邦河的黏土心墻土石主壩高63.50m、碾壓混凝土副壩高56.50m。水庫渠首工程項(xiàng)目正常蓄水位為185.00m，相應(yīng)庫容為5.87億m3。莫若嘎哈堪達(dá)電站發(fā)電機(jī)組要泄水到不同的兩條灌溉水道中(1A和1B機(jī)組泄水到EMC運(yùn)河，3號(hào)和4號(hào)機(jī)組泄水到UEC運(yùn)河)，主要目標(biāo)是為提供灌溉供水的上依拉黑運(yùn)河提供灌溉用水。運(yùn)河的設(shè)計(jì)排泄能力為40m3/s。利用185m的最高供水位與165m的運(yùn)行水位之間的可用水頭，建設(shè)兩個(gè)混流式水輪機(jī)機(jī)組，總裝機(jī)容量為2×7.5MW。可考慮采用卡盧甘加河引水設(shè)施，引水至莫若嘎哈堪達(dá)水庫，設(shè)計(jì)引水排泄能力為32m3/s。利用增加排泄量的可用水頭，建設(shè)兩個(gè)立式混流式水輪機(jī)組，裝機(jī)容量2×5MW，電站總裝機(jī)容量為25MW。壩基開挖后揭露地層巖性為前寒武系高地系列變質(zhì)巖后期侵入體，中層狀鈣質(zhì)片麻巖與薄層狀黑云母片麻巖。從開挖揭露得知，整個(gè)壩基河床部位為一傾伏背斜構(gòu)造，壩基樁號(hào)0+15～0+120段為該背斜的核部，巖層產(chǎn)狀N33°～70°W，NE∠14°～27°，傾向下游，傾角緩。

2 計(jì)算模型

計(jì)算選取典型壩段進(jìn)行壩基面和深層抗滑穩(wěn)定分析，典型壩段選取4號(hào)壩段，4號(hào)壩段為溢流壩段，位于河床中部。壩底高程131.00m，壩頂高程187.59m，溢流堰頂高程為174.00m，壩高56.50m，壩基沿水流方向長50.50m，該壩段寬27m，已考慮齒墻深7m和下游沖坑影響。假設(shè)4號(hào)壩段存在兩種滑動(dòng)模式(滑動(dòng)模式A和滑動(dòng)模式B)，分別對(duì)滑動(dòng)模式A和滑動(dòng)模式B進(jìn)行有限元法計(jì)算，取溢流堰壩段橫斷面進(jìn)行分析，詳見圖1、圖2，通過建立有限元模型，對(duì)兩種滑動(dòng)模式進(jìn)行有限元法計(jì)算，分析壩基深層抗滑穩(wěn)定性。

圖1 滑動(dòng)模式A壩體與壩基關(guān)鍵點(diǎn)的示意

圖2 滑動(dòng)模式B壩體與壩基關(guān)鍵點(diǎn)的示意

壩基巖體為弱風(fēng)化順?biāo)鞣较蚓弮A角薄層狀巖體，考慮齒墻深7m和下游沖坑的影響，以及4號(hào)壩段滑動(dòng)模式，分別建立有限元模型來進(jìn)行分析。

4號(hào)溢流壩段滑動(dòng)模式的有限元網(wǎng)格圖參見圖3～圖6，共劃分單元12228個(gè)，節(jié)點(diǎn)15753個(gè)。其中壩體與地基采用3D-Solid單元，壩體根據(jù)混凝土材料的不同劃分成兩個(gè)分區(qū)(溢流區(qū)和非溢流區(qū))，壩基根據(jù)巖層的走向分層建模，軟弱結(jié)構(gòu)面采用接觸單元，上游的滑動(dòng)面簡(jiǎn)化成經(jīng)過壩踵和齒槽的一條軟弱夾層，下游剪出破裂面與水平線夾角為23°；計(jì)算工況為：正常運(yùn)行期，負(fù)荷包括：壩體自重，正常蓄水位，下游水位，淤沙壓力，揚(yáng)壓力。

圖3 滑動(dòng)模式A模型壩體與壩基網(wǎng)格平面圖

圖4 滑動(dòng)模式A模型壩段壩體與壩基網(wǎng)格立體圖

圖5 滑動(dòng)模式B模型壩體與壩基網(wǎng)格平面圖

3 深層抗滑穩(wěn)定的綜合評(píng)判方法

壩基材料采用Adina軟件中的Mohr-Coulomb材料來模擬。安全系數(shù)采用抗剪強(qiáng)度折減法，經(jīng)過折減后抗剪強(qiáng)度參數(shù)計(jì)算公式見式(1)，式(2)。

CF=C/K

(1)

φF=tan-1(tanφ/K)

(2)

式中CF——折減后虛擬的黏聚力，kPa；

φF——折減后虛擬的內(nèi)摩擦角，(°)；

K——強(qiáng)度折減系數(shù)。

隨著壩基深層巖體的強(qiáng)度指標(biāo)下降，當(dāng)K達(dá)到一定值時(shí)，壩基深層巖體進(jìn)入塑性階段，但這并不影響對(duì)壩段抗滑穩(wěn)定性的評(píng)價(jià)。

本文對(duì)剖面選取壩踵A點(diǎn)和下游剪出面L點(diǎn)兩個(gè)關(guān)鍵點(diǎn)上的位移發(fā)展情況進(jìn)行分析，通過對(duì)A點(diǎn)和L點(diǎn)的順流向位移隨K變化時(shí)的演化規(guī)律，以及整體模型塑性區(qū)隨著K變化的演化規(guī)律，運(yùn)用上述原則對(duì)典型壩段的強(qiáng)度儲(chǔ)備安全系數(shù)進(jìn)行評(píng)價(jià)。

4 計(jì)算參數(shù)

壩段壩體混凝土為C25，彈性模量為22.50GPa，泊松比為0.167，重度為24kN/m3，壩基巖體的物理力學(xué)參數(shù)見表1。

表1 壩區(qū)巖體力學(xué)參數(shù)

5 壩基深層抗滑穩(wěn)定分析

計(jì)算選取4號(hào)壩段為典型壩段，通過建立有限元模型，滑動(dòng)模式A和滑動(dòng)模式B壩基深層抗滑穩(wěn)定分析如下。

5.1 滑動(dòng)模式A壩基深層抗滑穩(wěn)定分析

5.1.1 成果分析

圖7 滑動(dòng)模式A中壩踵A1點(diǎn)D-K關(guān)系曲線

圖8 滑動(dòng)模式A中剪出面L1點(diǎn)D-K關(guān)系曲線

圖7和圖8分別給出了滑動(dòng)模式A下剖面壩踵A1點(diǎn)和剪出面上L1點(diǎn)的D-K變化曲線，4號(hào)壩段在正常情況下的蓄水工況，當(dāng)K=1.00時(shí)，壩基幾乎沒有發(fā)生屈服情況，當(dāng)K=2.00時(shí)，隨著K的增加，壩基的塑性區(qū)不斷增加，逐步形成上下游壩基的塑性連通區(qū)，構(gòu)成滑移通道。當(dāng)K>2.20時(shí)，A1點(diǎn)的D-K曲線出現(xiàn)明顯的拐點(diǎn)，壩踵處的塑性區(qū)發(fā)展迅速，并出現(xiàn)剪切破壞區(qū)。當(dāng)K>2.30時(shí)，壩體已經(jīng)向下游滑移。在K從1.00到2.00的變化過程中，4號(hào)壩段的壩踵A1點(diǎn)、剪出面L1點(diǎn)的順流向位移呈現(xiàn)有規(guī)律的接近線性的變化，表明壩基仍在彈性工作狀態(tài)，不會(huì)發(fā)生基礎(chǔ)滑移失穩(wěn)。

5.1.2 安全系數(shù)

綜上所述:從壩踵A1點(diǎn)的D-K關(guān)系曲線可以看出4號(hào)壩段的安全系數(shù)在2.20～2.40之間。從壩踵、壩基幾乎全部發(fā)生破壞，滑移通道即將形成來分析，4號(hào)壩段的安全系數(shù)在2.20～2.30之間。

綜合分析滑動(dòng)模式A中壩基及A1點(diǎn)和L1點(diǎn)的位移發(fā)展規(guī)律和塑性區(qū)演化規(guī)律，可以認(rèn)為4號(hào)壩段的強(qiáng)度儲(chǔ)備安全系數(shù)為2.20～2.30。

5.2 滑動(dòng)模式B壩基深層抗滑穩(wěn)定分析

5.2.1 成果分析

圖9和圖10分別給出了滑動(dòng)模式B中剖面壩踵A2點(diǎn)和剪出面上L2點(diǎn)的D-K變化曲線，在正常情況下的蓄水工況，壩基幾乎沒有發(fā)生屈服情況。當(dāng)K=2.00時(shí)，隨著K的增加，壩基的塑性區(qū)不斷增加，逐步形成上下游壩基的塑性連通區(qū)，構(gòu)成滑移通道。當(dāng)K>2.20時(shí)，A2點(diǎn)的D-K曲線出現(xiàn)明顯的拐點(diǎn)，并出現(xiàn)剪切破壞區(qū)。在K>2.20時(shí)，壩體已經(jīng)向下游滑移。在K從1.00到2.00的變化過程中，4號(hào)壩段壩踵、剪出面關(guān)鍵點(diǎn)的順流向位移呈現(xiàn)有規(guī)律的接近線性的變化，表明壩基仍在彈性工作狀態(tài)，不會(huì)發(fā)生基礎(chǔ)滑移失穩(wěn)。

圖9 滑動(dòng)模式B中壩踵A2點(diǎn)D-K關(guān)系曲線

圖10 滑動(dòng)模式B中剪出面上L2點(diǎn)D-K關(guān)系曲線

5.2.2 安全系數(shù)

綜上所述:從壩踵A點(diǎn)的D-K的關(guān)系曲線可以看出4號(hào)壩段的安全系數(shù)在2.20～2.40之間。從壩踵、壩基幾乎全部發(fā)生破壞，潛在滑移通道即將形成來分析，4號(hào)壩段的安全系數(shù)在2.20～2.30之間，大于混凝土重力壩設(shè)計(jì)規(guī)范值。

綜合分析滑動(dòng)模式B中壩基及A2點(diǎn)和L2點(diǎn)的位移發(fā)展規(guī)律和塑性區(qū)演化規(guī)律，4號(hào)壩段的強(qiáng)度儲(chǔ)備安全系數(shù)在2.20～2.30之間，大于混凝土重力壩設(shè)計(jì)規(guī)范值。

6 結(jié) 論

通過建立有限元模型，分別考慮了4號(hào)壩段存在滑動(dòng)模式A和滑動(dòng)模式B兩種滑動(dòng)模式，采用有限元法計(jì)算壩基深層抗滑穩(wěn)定性。在正常運(yùn)行工況下，4號(hào)壩段在兩種滑動(dòng)模式下的強(qiáng)度儲(chǔ)備安全系數(shù)均為2.20～2.30，均大于混凝土重力壩設(shè)計(jì)規(guī)范值，因此4號(hào)壩段壩基滿足抗滑穩(wěn)定性要求。