唐碧華，孟 勇

(1.中國水電顧問集團成都勘測設計研究院，四川成都 610072;2.四川省水利水電勘測設計研究院，四川成都 610072)

1 前 言

大崗山水電站位于大渡河中游上段，系大渡河干流規(guī)劃“三庫22級”的第14級電站。其主要任務是發(fā)電，電站總裝機容量4×650=2 600MW。

大崗山尾水系統(tǒng)采用“兩機一室一洞”的布置方式，調壓室采用長廊型阻抗式，兩尾水連接管進入調壓室內交匯，尾水連接管過水斷面尺寸11.60m×16.20m，尾水洞過水斷面尺寸15.20m×16.20m。兩個調壓室結構基本對稱，底高程為919.70m，頂高程為995.10m，總高度為75.40m;在978.15m高程以上兩個調壓室連通為一室;其上、下室開挖寬度分別為24.0 m、22.5m。

調壓室上游側設尾水管檢修閘門，閘門門槽兼作阻抗孔口，單個調壓室阻抗板開孔面積約51.2m2。阻抗板頂高程937.90m，隔板厚2m，阻抗隔板以下流道高16.2m。以上邊墻襯砌至高程972.00m，襯厚1m。具體布置見圖1。

2 計算模型

2.1 計算范圍與邊界條件

由于兩調壓室結構基本對稱，且尺寸較大，為保證計算精度，計算模型僅選取了2號調壓室，模型包括除調壓室混凝土結構本身外，再向四周及上、下面各取30m左右的巖體結構。

邊界為位移邊界條件，巖石基礎底邊視為固定邊界，其它邊界面均法向約束。

圖1 調壓室縱剖面及水平橫剖面結構示意

2.2 材料參數(shù)

混凝土結構強度等級均為C25;基巖以Ⅱ～Ⅲ類圍巖為主，計算參數(shù)均取為Ⅲ類圍巖中間值，變形模量E0=6.0GPa，泊松比μ=0.3。地震基本烈度為Ⅷ度，非壅水建筑物按50年超越概率5%的地震加速度設計，調壓室埋深超過50m，其設計地震加速度取其1/2，即168.2cm/s2。

2.3 有限元網(wǎng)格

模型主要采用8節(jié)點六面體等參單元離散，動水壓力采用集中質量單元模擬。計算單元總數(shù)為173 800，節(jié)點總數(shù)為184 434。假設混凝土襯砌與圍巖緊密接觸，根據(jù)結構的特征，在應力梯度較大部位局部細化網(wǎng)格，保證了計算精度，有限元網(wǎng)格見圖2。

圖2 計算模型網(wǎng)格(全模型及混凝土結構的一半)

2.4 計算工況荷載與組合

大崗山調壓室埋深較深，巖石相對完整，以Ⅱ～Ⅲ類圍巖為主，且開挖后放置時間較長，圍巖變形基本穩(wěn)定后再襯砌，因此在計算中未考慮圍巖初始應力及徐變對混凝土結構的影響(見表1)。

表1 計算工況及荷載組合

3 結構初步分析成果

由于大崗山調壓室結構為地下結構，應力主要由靜力工況控制，因此初步分析時，僅針對靜力工況。為了安全，初步分析時，在內水控制工況(1、2－1、2－2、5－1)暫時沒有考慮外水作用，其它荷載同表1。初步分析位移成果見表2，應力成果見表3。

3.1 位移分析成果

從位移成果來看，結構最大順水流水平向位移為－1.578mm，發(fā)生在尾水連接管檢修工況(工況5－1)，主要由閘門向上游水推力作用產(chǎn)生，位移峰值出現(xiàn)在門槽上游側中部位置，此部位和尾水連接管間設有結構縫，剛度相對較小;在橫水流向，由于結構各部位均與基巖緊密相連，且無集中力作用，因此位移相對較小，最大位移峰值為0.648mm，發(fā)生在調壓室檢修工況(工況5－2)，主要由于外水作用產(chǎn)生;豎向位移最大值發(fā)生在最高涌浪且阻抗板壓差向下工況(工況2－2)，峰值為－2.130mm，出現(xiàn)在阻抗板靠阻抗孔端中部，此部位為阻抗板自由端，主要由阻抗板向下水壓差及自重等因素引起，這也是整個結構的最大位移，因此阻抗板為整個調壓室結構受力關鍵部位。

表2 初步分析結構位移峰值 mm

3.2 應力分析成果

主要應力成果表明:流道應力主要由內水壓力控制，因此最高涌浪阻抗板壓差向上工況(工況2－1)流道內水壓力最大，為流道應力控制工況，應力峰值均發(fā)生在底板與流道邊墻相交處，底板主要受水平向拉應力，最大值為3.93MPa;邊墻及閘墩，主要受豎向拉應力作用，最大拉應力峰值為1.97MPa。由于閘墩內設有排水管，因此在排水管周邊產(chǎn)生較大的環(huán)向應力，最大值為2.056MPa，因此排水管周圍需要局部加強配筋。門槽部位主要受閘門水推力作用，因此最大拉應力發(fā)生在尾水連接管檢修工況(工況5－1)，應力峰值為6.722MPa;結構上室部分，拉應力主要發(fā)生在與阻抗板相交部位，但應力梯度較大，在離阻抗板頂部4m以上范圍，應力基本在混凝土強度范圍內。

表3 初步分析結構各關鍵部位應力峰值 MPa

阻抗板為調壓室結構關鍵部位，此結構關系到整個系統(tǒng)的水力條件，同時阻抗板也是整個結構中剛度最小、變形及應力最大的部位，在靜力工況，其主要受自重及水壓差作用，在與閘墩相交部位，由于結構幾何突變，存在應力集中現(xiàn)象，最大拉應力達12.377MPa，此應力水平已經(jīng)無法采取配筋措施解決，因此必須從結構本身的設計方案解決。

4 結構優(yōu)化方案分析

優(yōu)化方案主要針對阻抗板拉應力過大的問題，分析了各因素對其應力的影響程度，并提出了幾個可行的局部優(yōu)化方案(阻抗板自由端頂部加梁、阻抗板孔角部位倒角、倒角并加梁)進行比較分析。由初步分析成果可知，工況2－2為流道及阻抗板部位應力控制工況，因此優(yōu)化方案僅對工況2－2荷載組合作用分析，重點關注阻抗板部位應力，分析成果見表4。

表4 阻抗板結構應力峰值 MPa

分析成果表明:

(1)通過灌漿提高基巖變形模量，對減小拉應力效果并不明顯;

(2)加梁方案，有效削弱了應力峰值，但增大了拉應力區(qū)范圍，且考慮到在最低涌浪工況梁對水力條件有一定影響，因此加梁方案只能在最低涌浪水位有較大裕度的情況下適用;

(3)原模型在阻抗板邊角處由于幾何突變，產(chǎn)生應力集中現(xiàn)象，因此倒角措施獲得顯著效果;

(4)倒角并加梁的方案，在倒角方案的基礎上，應力降低了12.2%左右。

從荷載影響程度來看，自重和阻抗板壓差所產(chǎn)生的順水流向拉應力分別占12%、27%左右，因此拉應力主要由內水壓力產(chǎn)生。在阻抗板以上，調壓室有排水措施，但通過樞紐區(qū)的整體三維滲流場分析可知，在正常運行工況調壓室周邊外水仍較高，考慮在內壓控制工況適當施加外水壓力，因此在倒角模型的基礎上，考慮外水水位高程956m，折減系數(shù)0.25，在底板高程約10m水頭，外水作用后，阻抗板拉應力降低約17%，說明外水對阻抗板拉應力影響較大。

綜上所述，對大崗山調壓室推薦采取在阻抗板孔角應力集中區(qū)域采取倒角措施，倒角尺寸約1.5m×0.95m(長×寬);且根據(jù)三維滲流場分析成果，計算時取外水水位高程956m，外水折減系數(shù)0.25。

5 推薦方案分析成果

5.1 位移分析成果

推薦方案和初步計算方案的位移分布規(guī)律基本一致，由于推薦方案，在內水壓力控制工況下考慮了外水作用，因此位移相對減小，符合計算規(guī)律(見表5)。

表5 推薦方案結構位移峰值 mm

5.2 應力分析成果(見表6)

推薦方案和初步計算方案的應力分布規(guī)律基本一致，由于推薦方案在內水壓力控制工況下考慮了外水作用，因此結構整體應力有所降低，結構采取了倒角措施，基本消除了應力集中現(xiàn)象，最大拉應力發(fā)生在尾水連接管檢修工況時的門槽部位，應力峰值為6.631MPa。在阻抗板部位，由于最大拉應力為4.641MPa，結構應力基本控制在正常水平，局部應力較大的問題均可通過配筋措施來解決，滿足結構設計要求。

6 結 論

根據(jù)分析成果，可以得到如下結論:

(1)大崗山調壓室在各工況組合條件下，結構的位移和相對變形量級較小，最大值位移峰值1.819mm，位移較大部位主要為門槽和阻抗板自由端部位。

表6 推薦方案結構各關鍵部位應力峰值 MPa

(2)調壓室結構應力具有明顯局部特征，壓應力集中在門槽受壓側部位，但其峰值均在混凝土抗壓強度以內;而拉應力峰值主要集中在底板與邊墻相交部位、門槽、阻抗板以及和阻抗板相交的閘墩部位，通過結構優(yōu)化后，拉應力控制在正常水平，應力較大的局部區(qū)域均可通過配筋措施來解決，滿足結構設計要求。

(3)在拉應力較大的阻抗板部位，自重和阻抗板壓差所產(chǎn)生的順水流向拉應力分別占12%、27%左右，因此拉應力主要由內水壓力產(chǎn)生。

(4)阻抗板部位易產(chǎn)生應力集中，采取局部倒角措施效果顯著;在不影響水力條件的情況下，阻抗板頂部加梁對改善其拉應力亦可取得較好效果。

［1］中華人民共和國電力行業(yè)標準．水電站調壓室設計規(guī)范DL/T 5058 －1996［S］．北京:中國電力出版社，1996．

［2］華東水利學院．水工設計手冊 第七卷 水電站建筑物［M］．北京:水利電力出版社，1989．

［3］劉軍．大型長廊式調壓室圍巖穩(wěn)定性及結構特性三維有限元分析［D］．四川大學，2006．