觀音水庫重力壩設計及有限元分析

錢雪晉，余思臻

（1.貴州省水利水電勘測設計研究院有限公司,貴州 貴陽 550002；2.武漢大學水資源與水電工程科學國家重點實驗室,湖北 武漢 430072）

1 工程概況

觀音水庫工程地處仁懷市學孔鎮與匯川區山盆鎮交界處,壩址位于赤水河支流桐梓河的一級支流觀音寺河上。壩址距仁懷市52 km,距遵義市70 km,現有學孔鎮～山盆鎮的鄉村公路從壩址下游約2 km 的新華村經過,交通較為便利。

工程任務是以城鄉生活和工業供水為主,結合灌溉,兼顧發電。水庫供水區主要涉及遵義市主城區、仁懷市中心城區、茅臺空港園開發區、周邊部分村鎮供水。水庫總庫容12070 萬m3,正常蓄水位633 m,工程規模為大（2）型,工程等別為Ⅱ等。水庫多年平均供水量9150 萬m3,多年平均發電量2184 萬kW·h。工程總工期44 個月,總投資346585 萬元。

2 壩址地形地質條件

壩址河谷為兩岸不對稱的“V”型斜向谷,河床高程537 m～541 m,河床寬 18 m～23 m,河床覆蓋層厚5 m～9.5 m。左岸地形坡度約50°～70°,右岸地形坡度約20°～50°。當正常蓄水位為633 m 時,河谷寬高比2.6。

壩址巖層產狀為N55°～65°E/SW ∠20°～36°,巖層傾向下游偏右岸。壩址左岸、河床、右岸635m 高程以下出露地層為茅草鋪組第二段第一層T1m2-1中厚層灰巖、白云質灰巖,巖體強度較高,微風化巖體飽和抗壓強度60 MPa,屬硬質巖,變形模量6 GPa,允許承載力4.5 MPa；右岸635 m～650 m高程以上出露地層為茅草鋪組第二段第二層T1m2-2溶塌角礫巖及泥巖,遇水易軟化,巖體強度較低,微風化巖體飽和抗壓強度20 MPa,屬軟硬相間巖體,變形模量1.5 GPa,允許承載力0.8 MPa。

壩基分布四層軟弱夾層,NJ1 分布于左岸,距上游壩軸線約54 m,夾層厚15 cm～20 cm,巖性為地表呈黃色薄層泥灰巖夾灰巖。NJ2 分布于左岸,距下游壩軸線約50 m,夾層厚30 cm～50 cm,巖性為地表呈黃色薄層泥灰巖。NJ3 分布于左岸,距下游壩軸線約55 m,夾層厚約100 cm,巖性為地表呈黃色薄層泥灰巖夾灰巖。NJ4 分布于右岸,為一層角礫狀白云巖（透鏡體）,厚約0.5 m～4.5 m。

3 重力壩布置及設計

大壩采用碾壓混凝土重力壩（見圖1）,壩頂高程635 m,最大壩高109 m,壩頂寬度10 m,最大壩底寬度92.95 m。大壩左右兩岸為非溢流壩段,河床段為溢流段,上游壩坡1∶0.2,折坡點高程577 m,下游壩坡1∶0.75,折坡點高程623 m。壩體內部用C9015W4 三級配碾壓混凝土,迎水面為C9020W8 二級配變態混凝土護面厚0.8 m,之間采用厚2 m～7 mC9020W8二級配碾壓砼過渡,下游面采用C9015W6 三級配變態混凝土護面厚0.8 m。壩體河床段建基面設C20W8 二級配常態混凝土墊層厚1.0 m,岸坡段建基面上、下游分別采用1.0 m 厚的C20W8 二級配、C15W4 三級配變態混凝土墊層。壩頂采用30 cm 厚C20 二級配常態混凝土鋪筑,作為壩頂防水層,同時使壩頂平坦。壩體共設8 條橫縫、4 條誘導縫,各壩段長度20.75 m～29.5 m。8 條橫縫全部切斷,4 條誘導縫部分切斷,采用切縫機切縫,采用誘導縫將岸坡較陡的壩段連接成整體。

溢流表孔布置河床段壩頂中部,為有閘控制的開敞式溢流表孔,堰頂高程621 m,溢流前沿凈寬18 m,最大單寬流量為106 m3/（s·m）。進口設置9 m×12 m 疊梁檢修閘門2 扇,其后設置9 m×12 m 弧形工作門2 扇。溢流表孔采用窄縫挑流消能方案。

放空底孔布置于河床段壩段中部,為壩式進水口,底孔總長為83.65 m,進口底板高程為567.00 m,低于死水位38 m。閘門井進口設2.5 m×4.0 m（寬×高）的平板事故閘門1 扇,孔身為2.5 m×4.0 m 的矩形斷面,出口設2.5 m×3.5 m 的弧形工作閘門1 扇。底孔采用窄縫挑流消能方案,挑流鼻坎下游接護坦。

發電灌溉取水口布置于右壩段,為壩式進水口,采用固定分層閘門取水庫表層溫水。進口底板高程599 m,低于死水位6 m,依次設置攔污柵、分層取水隔水閘門、快速閘門,四層分層取水口底板高程分別為627.5 m、623.5 m、611.0 m、599.0 m。其后接管徑2.8 m 的發電引水管。

4 材料力學法和剛體極限平衡法

計算工況及參數見表1、表2。

表1 計算工況表

表2 計算參數表

各工況下,壩體上游面垂直應力未出現拉應力。工況一、二下,主壓應力最大值分別為3.21 MPa、2.99 MPa,小于砼的允許壓應力3.75 MPa 及地基承載力4.5 MPa；工況三下,主壓應力最大值為3.06 MPa,小于砼的允許壓應力4.29 MPa 及地基承載力4.5 MPa,壩體應力滿足規范要求。

工況一、工況二下,壩基面抗滑穩定安全系數K′ 最小值分別為3.08、3.07,大于3.0；工況三下,壩基面抗滑穩定安全系數K′ 最小值為2.98,大于2.5,壩基面抗滑穩定滿足規范要求。

5 三維有限元法分析

5.1 有限元模型

在真實地形的基礎上,采用三維非線性有限元法,對碾壓混凝土大壩進行應力變形分析和抗滑穩定分析,計算單元選擇地基、夾層、溢流壩段、取水壩段等非溢流壩段。整體三維模型取兩倍壩高計算范圍,見圖2、圖3。該模型以順河向為X 軸,指向下游為正；以壩軸線（即橫河向）為Y 軸,從右岸指向左岸為正；高程方向為Z 軸,以向上為正。計算域上、下游及左、右邊界取法向位移約束,底部取全約束。整體模型共35 萬單元,全壩體模型共14.4 萬單元。計算工況與參數與表1、表2 一致。

圖2 工程整體三維模型圖

圖3 壩體模型圖

5.2 壩體應力變形分析

各工況下（見圖4、圖5、圖6、圖7、圖8、圖9）,壩體順河向位移隨著高程增加而增大,順河向最大位移出現在9#壩段頂部,分別為1.90 cm、1.80 cm、1.88 cm,由9#壩段向兩邊逐漸減小；橫河向位移隨著高程增加而增大,最大位移出現在壩段的頂部,左岸的最大位移分別是1.10 cm、1.12 cm、1.12 cm,右岸的最大位移分別是0.70 cm、0.72 cm、0.73 cm；鉛直向位移最大沉降出現在溢流壩段中上部,分別為1.46 cm、1.44 cm、1.44 cm,壩體沉降由中部向兩邊逐漸減小[1]。

圖4 工況一壩體順河向位移圖

圖5 工況一壩體應力圖

圖6 工況二壩體順河向位移圖

圖7 工況二壩體應力圖

圖8 工況三壩體順河向位移圖

圖9 工況三壩體應力圖

各工況下,壩體存在著較大范圍的壓應力區,最大壓應力出現在溢流壩段壩體底部,分別為1.92 MPa、1.90 MPa、1.96 MPa,最大拉應力出現在12#和13#壩段壩趾處,其值分別為0.24 MPa、0.24 MPa、0.25 MPa；所有壩段的上游面和壩踵均無拉應力[2]。與材料力學法相比,壩體壓應力減小,局部壩段壩趾處出現較小的拉應力,但壩踵未出現拉應力,壩體應力同樣滿足要求。

各工況下,建基面高程附近軟弱結構面除了地基頂部表面出現小拉應力區外,其余為壓應力區,鉛直向應力隨著高程的增加而減小,最大值出現在地基底部,分別為3.18 MPa、3.19 MPa、3.2 MPa。對壩基開挖所揭露出的夾層,采用擴挖并采用混凝土置換的方式處理,根據夾層的表面開展寬度,沿其走向進行擴挖,按其1.5～2 倍寬度擴挖,擴挖深度按1～1.5 倍開展寬度控制,表面布置25 mm 直徑鋼筋網,間距20 cm,然后采用C20 二級配混凝土進行回填。

壩體局部孔口削弱部位,有壩內埋管、放空底孔等結構,經分析,壩內埋管鉛直向壓應力最大值出現在埋管下部,為1.95 MPa；放空底孔鉛直向壓應力最大值出現在底孔出口下部,為1.47 MPa。根據應力分布對孔口四周進行鋼筋配置,以保證結構安全。

5.3 壩基抗滑穩定分析

壩體沿建基面的抗滑穩定采用強度折減法進行分析,壩基失穩破壞可以看作是塑性區逐漸發展,擴展直至貫通而進入完全塑性流動狀態,無法繼續承受荷載的過程[3]。溢流壩段有限元模型共8.7 萬單元（見圖10）,淺色為塑性區,深色為非塑性區。

圖10 溢流壩段有限元模型圖

對于沿建基面的抗滑穩定分析,可將建基面屈服區貫通率達到100%時的強度儲備系數定義為K,當建基面屈服區全部貫通時,要求K＞2.2。各工況下（見圖11、12、13）,安全系數分別為3.7、3.7、3.6,壩基抗滑穩定滿足要求。與剛體極限平衡法相比,壩基抗滑穩定安全富余度更高。

圖11 工況一折減系數為3.7 時的塑性區（臨界貫通點）

圖12 工況二折減系數為3.7 時的塑性區（臨界貫通點）

圖13 工況三折減系數為3.6 時的塑性區（臨界貫通點）

6 結論

（1）壩高最大的溢流壩段壩頂最大水平位移1.9 cm,壩基沉降1.46 cm。壩體最大壓應力1.96 MPa,出現在溢流壩段壩體底部,局部壩段壩趾處出現較小的拉應力,壩體應力滿足要求。強度折減法分析得出壩基抗滑穩定安全系數均超過3.0,滿足要求。與材料力學法、剛體極限平衡法結論一致,壩體應力、壩基抗滑穩定均滿足要求,成果可靠。

（2）通過綜合分析,本構關系、邊界條件、材料性質、有限元網格劃分的方法和大小,是影響成果的重要因素,在今后的工作中要加以重視[4]。

（3）高壩及復雜地基上的中壩應進行有限元計算,以了解壩體的應力分布和變形狀況,為精細化設計提供依據。