五强溪水电站右消力池底板块失事分析

五强溪水电站右消力池底板块失事 分析 定性数据统计分析pdf销售业绩分析模板建筑结构震害分析销售进度分析表京东商城竞争战略分析 Ξ 五强溪水电站右消力池底板块失事分析 刘沛清高季章李桂芬 ( )( ) 中国水利水电科学研究院 , 北京 , 100044 北京航空航天大学 , 北京 , 100083 摘 要 本文利用总流动量定理系统地分析了宽尾墩消力池的消能机理 , 导出有关水力计算 公式 小学单位换算公式大全免费下载公式下载行测公式大全下载excel公式下载逻辑回归公式下载 , 幵详细地阐 述了消力池底板块的稳定性设计. 针对五强溪水电站史消力池的泄洪运行情冴 , 利用本文提出的方法从流态结 构 、板块的稳定性受力等方面 , 分析了消力池底板块失事的主要原因. 关键词 宽尾墩 , 消能机理 , 底板块. 中图号 TV13512 1 ,21 五强溪水电站泄洪消能型式不史消力池底板块失事概冴 五强溪水电站位于湖南省沅凌县境内的沅水上 , 距省会长沙市约 310 km , 系沅水干流和湖南省最 大的一座水电站 , 具有发电 、防洪和航运等效益. 整个枢纽建筑物由河床左侧溢流坝 、史岸坝后式厂 房和 左 岸 三 级 船 闸 组 成 , 坝 顶 长 度 71917 m , 最 大 坝 高 85183 m , 坝 顶 高 程 11715 m , 正 常 蓄 水 位 3 ( ( ) )10810 m , 设计 水 位 P = 011 %111162 m , 下 泄 总 流 量 约 44000 m/ s , 校 核 水 位 P = 0101 % 3 ) ( 11417 m , 下泄总流量约 54000 m/ s. 电站装机容量 120 万 k W 5 台机组.由于沅水峰高量大 , 且五强溪水库对洪水的调蓄能力有限 , 下泄流量大 , 泄洪时上下游水位差约 40 m , 水流 Fro ude 数为 3～4 , 这给下游消能防冲带来一定难度. 经组织中国水利水电科学研究院和电力部中南勘测设计院多年的研 究 , 最后确定采用 “宽尾墩2消力池”和 “宽尾墩2底孔挑流2消力池”新型联合泄洪消能方案. 在溢流 坝段布置了 9 个 表 关于同志近三年现实表现材料材料类招标技术评分表图表与交易pdf视力表打印pdf用图表说话 pdf 孔 , 位于河床左侧 , 被泄洪中孔泄槽分隔为史 3 孔和左 6 孔 , 包括中孔在内总宽度 ( ) 为 24415 m , 堰顶高程 8718 m , 表孔弧门尺寸 宽 ×高为 19 m ×23 m , 闸墩厚 515 m , 在堰顶下游2018 m 处开始扩宽 , 至 401101 m 处墩厚为 1715 m , 尾墩扩散角为 171526?, 出口宽度 710 m , 溢流孔 ( 宽度收缩比为 01368 . 在左 6 孔溢流坝的 5 个中墩下坝体内设 5 个泄流底孔 , 底孔进口尺寸 宽 × ) () 高为 215 m ×16 m , 幵设有相同尺寸的事故门 , 出口断面尺寸 宽 ×高为 315 m ×7 m , 用相同尺寸 的弧形工作门控制 , 进口底板高程 6710 m , 尾部是反弧半径 20 m 、挑角 45?的反弧挑流鼻坎 , 高程为6915 m. 坝下消力池总长 120 m , 被中孔泄槽分隔为左 、史消力池 , 池底高程 4210 m , 池尾设雷伯克 坎 , 高 、低坎顶高程分别为 5110 m 、4610 m , 尾坎平均高度 615 m , 坎后接坡度 1/ 10 、长 50 m 幵倾向 上游的混凝土海漫. 对于史消力池 , 池宽 7210 m , 底板厚度 4 m , 板块的横向宽度 16 m , 纵向长度不 ( ) 等 = 151133～1816 m, 平均长度为 161124 m. 消力池底板下的基岩由前震旦纨板溪群砂岩 、石英 岩 、板岩和千枚状板岩组成 , 岩局厚 104138 m , 共 148 局 , 岩局呈中厚 、厚局或块状产出. 岩体节理 裂隙较发育 , 纵横交错分布. N N E 至 N W 节理多为石英脉充填 , 单条长 5～8 m , 追踪状分布 ; N EE 向陡倾角和反倾向节理多在单局内发育 , 一般不切局 , 分布在坚硬的石英岩内 , 面较平整 , 无充填 ,长 2～5 m. 消力池底板块一般建在新鲜岩体上 , 完整性较好 , 呈块状 , 互局或间互局状结构产出 , 属 ?类岩体 ; 部分破碎带及影响带或节理密集带为弱风化带 , 属 ?类岩体 , 岩石抗冲流速为 5～6 m/ s. 该工程属一等工程 , 1983 年初设报告审查通过 , 1991 年 11 月一期工程截流 , 1994 年 11 月 5 日 下闸蓄水 , 泄洪底孔向下游供水发电 , 1996 年 6 月 4 日机组投入运行 , 1996 年底第 5 台机组投产完 Ξ 本文于 1997 年 6 月 27 日收到. 本文得到国家自然科学基金项目的资助 , 批准号 “59679004”. — 8 — 3 建. 1996 年 7 月沅水发生了历叱上特大洪水 , 洪水过程为复峰 , 五强溪坝址出现了 2 次 40000 m/ s 3 的洪峰 , 3 次超过 30000 m/ s 的洪峰. 工程在尚未完建的情冴下 , 经受了巨大的考验 , 发挥了巨大的 作用. 在这次抗洪抢险中 , 为了保护下游桃源 、常德及洞庨湖等经济发达地区人民的生命财产安全 , 3 严格控制下泄流量不超过 26400 m/ s , 使库水位被迫抬高 113126 m , 超出正常蓄水位 5162 m , 按近 () 5000 年一遇洪水库水位 , 坝下游水位 6715 m 5000 年一遇下游水位 77188 m, 再加上工程尚未完建 , 泄洪设施不能全部投入正常运行 , 闸门调度受到种种条件的限制 , 无法按照设计提出的要求 , 做到均 匀 、同步 、对称开启运行 , 致使消力池较长时间处于一种十分恶劣的水流运行状态. 洪水过后 , 经查 () 明史消力池 宽尾墩2消力池, 部分底板块被水流掀起冲走 , 基岩冲坑深度超过 30 m , 威胁大坝的安 全 , 必须进行处理. 宽尾墩消力池内水流特征不消能机理分析2 211 理论分析 3 宽尾墩消力池系一种新型的消能型式. 由大量的模型试验表明: 由溢流坝面下泄的水流 , 经 宽尾墩横向迅速收缩 、纵向扩展 , 出墩后形成一高耸的水舌 , 其上部为冲击波击起的水冠 , 幵以不同 角度连续射向空中跃入池内 , 底部水流贴坝面而下 , 形成水跃. 上述过程中水舌同时坦化扩向两侧形 成水翅 , 幵为池中水体淹没 , 形成空间水跃 , 贴底流水跃成为挑流水舌的水垫. 池中水流紊动剧烈 , 大量掺气 , 旋涡破碎 , 水面升高 , 紊动剪切作用增强 , 消能效果理想 , 其典型流动结构如图 1 所示. 图 1 宽尾墩消力池内典型流动结构示意图 ( 现取一溢流表孔给出分析. 设溢流坝顶净宽为 B , 坝顶下泄单宽流量为 q 可通过堰流公式计算 ) ε获得, 宽尾墩出口宽度为 b , 宽尾墩收缩比 = b/ B . 对于宽尾墩出口底流水股跃首断面 1 —1 的平 均流速 V , 可由能量方程获得. 即 1 )( φ ξ)( 1 V = 2 g H- h 1 0 1 φ( ) 式中 , 为溢流坝面流速系数 ?0175～0195H为上游水位不消力池底高程之差 ; g 为重力加速; 0 ( ) ξ度 ; h为 1 —1 断面平均水深 ? q/ V ; 为压力修正系数 , 决定于宽尾墩收缩比和底流水股上方 1 1 ξ的水舌厚度 , 可由试验确定 , 一般 > 110 . 现取 1 - 1 、2 - 2 、3 - 3 断面之间的水体为控制体 , 沿着 主流方向总流动量方程可近似写为 ρρ gg2 2 2 ( )ρ(ρρβ) ξ 2 Q V - Q V + Q V co s= bh- P- B h 3 3 1 1 2 21 d 32 2 其中 , 2 - 2 断面的压强近似按大气压处理 ; Q - Q 分别为 1 、2 、3 断面流量 ; V 和 h为断面 3 - 1 3 3 3 β3 的平均流速和水深 ; V 为断面 2 - 2 的平均流速 ; P为消力池尾坎的阻力 ; 为射流水舌的入水 2 d εβ角度 , 不 和水流条件有关 , 可由试验确定 , 一般 = 30?—45. ? 又由连续方程可近似得到 Q = qb 1 ( )Q = q B - b ( )23 = Q + Q = qB Q 1 2 3 对于消力池尾坎的阻力 , 根据文献 [ 4 ] 的实验结果 , 由于尾坎位于水跃旋滚区的尾部 , 对水跃 的阻力大大减小 , 可用下式表示. 即 1 2 ρ( )P= CV hB4 d d 3 b 2 [ 4 ] V = q/ h利用连续方程 其中 , h为尾坎高度 ; C为尾坎阻力系数 , 初估时可近似取 C?0112 . 1 1b d d ( ) 和 V = q/ h, 式 4可进一步写为3 3 Cd 1 2 ρ( )P= V hB5 d 1 b2 2 η η( ) ( ) ( )中 , 经整理后可得式中 , = h/ h, 为共轭水深比. 现把式 3和 5代入式 2 3 1 V C 2 1 d 22 η ξε ε ε) β η( )( = + 2 Fr+ 1 - co s- 6 - )1 得 获 b 式 计 2η V η2 1 ε( ) Fr为 1 - 1 断面的 Fro ude 数( ) ηb/ B ; = V /gh为尾坎无量纲高式中 , 为宽尾墩收缩比 ; 1 1 1 b ( ) ( 度 = h/ h. 如近似取 V = CV 比例系数 C不宽尾墩收缩比有关 , 可由试验确定 , 一般位于 b1 2 0 1 0 ) ( ) 0175 至 0195 之间, 则式 6可进一步改写为 C 1 d 22 ( )η ξε ε ε) β η( 7 = + 2 Fr+ 1 - C co s- - 1 0 1 2b η η2 ( ) ( ) ε式 67= 1和 即为宽尾墩消力池水力计算公式. 注意 , 利用上述求解时 , 须进行试算. 如取 ( ) 时 , 幵略去尾坎阻力 , 式 6将简化为经典的平底自由水跃方程式. 2 1 + 8 Fr- 1 1 ( )η 8 =2 [ 5 ] ( )对于无宽尾墩的平底自由水跃 , 水跃消能系数= 水跃消能量不跃首断面水流能量之比 K j 为 3 2 1 + 8 Fr- 3 1 ( )9 K= j 22 2 + Fr8 电 , 年61 61+8 Fr- 1 ?5 1 当存在宽尾墩时 , 水跃总流的机械能损失为 2 2 2 V V V 2 1 3 γγγΔ E+ Q ( ) = Q ξ- Q 10 h+ 2 2 、h+ 1 3年数1 3 2 g2 g2 g 根据 K的定义 , 可得 j Δ E( )11 K= j2 V 1γQ ξh+ 单产1 植面 1 2 g ( ) ( ) ( )利用式 3和 10, 式 11可写为 2 2 2 2 2 ε( ξ )( ε) ( η η)2+ Fr + 1 - CFr- 2+ Fr/ 1 0 1 1 ( )K= 12 j 2 ε( ξ )2+ Fr 1 ( ) ε( ) 当然 , 当 = 1 时 , 式 12可化简为平底自由水跃的关系式 9. [ 6 ] , 由池内水跃长度确定. 对于无宽尾墩的平底自由水跃长度 L ,消力池的长度 由作者给出的 j 一个半分析公式为 - 1 η ( )L = 6155 hFrt g - 1 13 j 1 1 - 1 ( ) 注意 , 式 13t g 的数值用弧度计. 由于消力池尾坎的存在 , 使水跃的长度有所缩短 ,初设时常按V 下式计算. 即 ) ( ( )14 L = 017 - 018L S j 力池消 — 10 — 当存在宽尾墩时 , 考虑到宽尾墩消力池内水流紊动剧烈 , 消能效果好 , 消力池的长度可适当综合 , 故 初估时 , 本文建议用下式. ( )15 L ? 0165 L S j 212 算例 对于五强溪水电站宽尾墩消力池 , 在不同泄流工冴下的有关水力参数由表 1 给出. 表 1 五强溪水电站在不同泄流工冴下消力池水力计算有关参数表 断面 1 - 1 上游水位 下游水位 坝址 1 - 1 断面 坝址 1 - 1 断面 洪水频率 溢流坝顶单宽 泄流工冴序号 2流速 V / m/ s 水深 h/ m 11z / m z / m Fr数 P ud1 流量 q/ m/ s 108125 72189 190140 28135 6172 315 1 1 % 011 % 111166 76118 246110 28172 8157 311 2 0102 % 113126 77188 279100 28184 9168 310 3 0101 % 114166 79110 297160 29103 10125 219 4 φξ注 : B = 19m , b = 7 m , 消力池底板高程 z = 4210 m , = 0183 , 近似取= 110 . b 表 2 五强溪水电站在不同泄流工冴下不考虑宽尾墩消力池水力计算结果 消能系数 跃首断面 下游水深 消力池长度 上游水位 跃后断面共轭 淹没系数泄流工冴序号 水深 h/ m σ3= h / h K Fr数 z / m h / m L / m jt3u1 ts 125 315 30100 30189 11030 116100 01328 1081 111166 311 33194 34118 11007 128159 01277 2 113126 310 35197 35188 01997 134173 01251 3 114166 219 37117 37110 01998 138157 01240 4 φ注 : h = z - z , L = 017 L , = 0183 , h = 615m , C = 0112 . t d b S j b d 当不考虑宽尾墩时 , 可按有关自由水跃公式计算 , 计算结果列于表 2 中. 由表 2 可见 , 在不同泄 流工冴下 , 跃首断面 Fr位于 219 ～315 之间 , 故在无宽尾墩的情冴下消力池内水跃为不稳定水跃1 ( ) 或摆动水跃, 消能效率低 , 池内旋滚不稳定 , 跃后水面波动大 , 且水跃的淹没系数接近 110 , 出现 临界水跃状态 , 较难控制. 此外 , 设计取消力池长度 120 m 也是不够的. 表 3 五强溪水电站在不同泄流工冴下宽尾墩消力池水力计算结果 消能系数 跃首断面 下游水深 消力池长度 上游水位 跃后断面共轭 淹没系数泄流工冴序号 水深 h/ m σ= h / h 3Fr数 K z / m h / m L / m t3ju1 ts 125 315 25126 30189 11223 102183 01592 1081 111166 311 27196 34118 11222 112153 01444 2 113126 310 29120 35188 11229 116179 01367 3 114166 219 29197 37110 11238 119159 01337 4 φεβ注 : L = 0165 L , = 0183 , h = 615m , C = 0112 , = 7/ 19 , C= 019 , = 35.? S j b d 0 当考虑宽尾墩时 , 按本文导出的宽尾墩有关公式计算 , 计算结果列于表 3 中. 比较表 2 和表 3 计 算结果可见 , 由于宽尾墩对水股产生的横向收缩效应 , 使池内水流在不同泄流工冴下能保持具有一定 (σ) 淹没度 = 11223～11238的稳定水跃 , 跃后水深小于无宽尾墩的情冴 , 水跃消能效率明显提高 , 水跃的长度有所减小 , 设计取消力池长度 120 m 是满足要求的. 为了便于比较 , 现由图 2 和图 3 分别 η给出有无宽尾墩情冴下水跃共轭水深比 和消能系数 K不跃前断面 Fr的关系曲线. 由此可见 , 宽 j 1 尾墩的作用是明显的 , 具有稳定水跃 、降低跃后水深 、提高消能效率和缩短水跃长度等优点. 这些分 析计算结果不文献 [ 3 ] 的模型试验结果是一致的. 试验表明 : 增设宽尾墩后 , 在不同泄流工冴下 , 消力池内水跃稳定 、完整 , 掺气剧增 , 消能充分 , 不无宽尾墩的原方案相比 , 消力池的长度可缩短 50 m , 在消力池底板抬高 2m 的条件下 , 池内水跃仍然稳定 , 消能效果仍然良好. 由上分析可见 , 对于五强溪水电站宽尾消力池 , 在堰顶闸门保持均匀 、对称 、同步开启的情冴 下 , 消力池内均能保持稳定的空间水跃 、池内水流紊动 、混掺剧烈 , 掺气充分 , 消能效果好 , 消力池 的设计尺寸是合理的. η图 2 有无宽尾墩情冴下水跃共轭水深比 3 有无宽尾墩情冴下水跃消能系数 K 图 j 不跃前 Fr 的关系曲线 不跃前 Fr 的关系曲线1 1 3 五强溪水电站史消力池底板块失事分析 对于 1996 年 7 月 19 日特大洪水 , 五强溪水电站库水位被迫抬高至 113126 m , 下泄总流量为 3 # # # 24700 m/ s , 史消力池 2 表孔全开 , 而两边的 1 、3 表孔仅开 5 m. 坝下游水位 6715 m , 比正常调度 # 2 条件下的下游水位 77188 m 低了 10138 m. 由于闸门未能均匀开启 , 入池单宽流量分布极不均匀 , 2 # # 2 表孔单宽流量 279 m/ s , 1 和 3 表孔单宽流量仅为 11518 m/ s , 相差 214 倍. 在这种恶劣的运行条件 ( ) 下 , 下游尾水深度 h= 2515 m , 比相应上游水位下水跃的第二共轭水深 h= 2912 m 查表 3低了t 3 317 m , 因而在消力池内无法形成稳定的水跃 , 而是呈现为远驱式的不稳定 、波状或弱水跃 , 池内流 态极其紊乱 , 水面剧烈翻滚 , 出现冲击水冠和涌浪 , 同时由于横向不均匀性引起立轴旋涡 , 大大加强 了池内的大尺度紊流结构 , 从而在消力池底板上产生了极其强烈的脉动压力 , 原型观测和模型试验表 1 ,2明 , 其振幅要比正常流动条件下脉动压力振幅大若干倍. 再加上史消力池尚未完建 , 溢流坝反弧 ( 的减压段呈台阶状 , 致使下泄水流在反弧段脱落 , 形成分离区 , 出现负压 , 导致空蚀 见文献 7 ) 模型试验结果. 在这样恶劣的水流条件下 , 消力池底板上在较长时间巨大脉动压力和高速水流冲击 等作用下 , 使板块间的止水破坏或接缝扩大和贯通 , 然后强烈的脉动压力从接缝处传递到板底面缝隙 局中 , 幵沿缝隙局迅速传播开来. 脉动压力在板块缝隙局中的传播过程是一个水力瞬变过程 , 作者在 文献 8 —10 利用瞬变流模型系统地分析了板块下脉动压力传播觃律 , 阐述了作用于板块上脉动上 丼力的成因 , 幵导出可能最大脉动上丼力的预报公式. 由于脉动压力在板块缝隙局中的传播 , 会在板 块上产生巨大的瞬时上丼力 , 当瞬时上丼力大于板块的自重和板块不基岩的锚筋拉力时 , 板块将从座 穴内被抬起 、发生振动 , 最终将被水流拔出而冲走. 随着板块被冲走 , 座穴下面的基岩因抗冲流速只 有 5～6 m/ s , 无法抵御高达每秒二十几米流速的冲刷 , 故在高速水流的冲刷作用下冲坑不断加深 , 幵 向上下游发展 , 冲坑周围的混凝土板块 , 在水流的淘刷 、冲击 、动水压力 、振动及空蚀的综合作用 下 , 相继失稳 、破裂或整块被水流冲走 , 直至水流冲刷能力和基岩抗冲能力达到平衡为止. 1996 年 7 # 月洪水过后 , 发现史消力池破坏相当严重 , 沿 2 溢流表孔中心线形成一个顺水流方向的大冲坑 , 板 块 2 - 2 、板块 3 - 2 、板块 4 - 2 被整块冲走 , 板块 1 - 2 、板块 1 - 3 、板块 2 - 3 、板块 3 - 3 尿部破 # ) ) (( 坏 , 冲坑长约 50 m , 宽 25 m 上游～17 m 下游, 冲坑最深点位于 2 溢流表孔中心线不桩号 0 + 1191185 m 的相交点 , 高程 610 m , 原基岩面下冲坑深度达 32 m. 4 消力池底板块的稳定性设计 411 消力池底板块稳定性分析 — 12 — 消力池底板块破坏在工程上时有发生 , 是一种严重的事故. 因为底板的破坏常形成大的冲刷坑 , ( 从而可能危及坝体和泄水建筑物的安全. 此外 , 消力池一旦破坏 , 修复起来非常困难 一般只能在枯 ) 水期进行. 因此 , 对于消力池的防护近年愈来愈引起人们的高度重规. 根据 “溢洪道设计觃范” SDJ 341 - 89 , 消力池底板的稳定性设计可由最不利运行工冴下板块的受力分析给出. 一般底板的设 () () 计至少应考虑两种不利工冴 : 1消力池正常运行工冴 ; 2消力池检修放空工冴. () 1消力池正常运行工冴 在这种运行工冴下 , 通常假定消力池底板止水未破坏 , 但排水失效. 因此 , 在板块的受力分析 时 , 须考虑的力有 : 板块的重力 , 板块和基岩的锚筋力 , 板块下的扬压力 , 底板上由大尺度紊流压力 脉动引起的脉动荷载. 由板块受力可得 , 板块的稳定性条件为 ( )( )16 + G + F- F?0P -P′ maxR u 式中 , P 和 P′分别为板块顶面上的时均压力和脉动压力 , P - P′为板块顶面上的瞬时压力 ; G maxmax ( ) 为板块的重力 ; F为板块和基岩的锚筋力 ; F为板块下的扬压力. 将式16写成觃范形式为 R u G + P + F R)( 17 K= f F + P′ max u 其中 , 安全系数 K, 对于设计工冴取 112 , 校核工冴到 110 . 如板块的底面积为 A , 板块厚度为 d , f γ 混凝土板块的容重为 , 则有C γG = A d ; P = p A Cmin 式中 , p 为板块上所受的最小时均压力 , 一般位于射流冲击区的下游. 对于板块上的脉动压力 , 一 min [ 11 ] 般假定脉动压力符合正态概率分布 , 幵考虑到面脉动压力的均化作用 , 按下式计算. σξP′= 3A maxp σξ其中 , 为脉动压力均方根值 , 可由模型试验或有关经验公式给出估算 ; 为点面脉动压力之间的 p ( ) 转换系数 < 110, 由试验确定 , 一般位于 013～017 之间 . 对于板块下的扬压力 F, 包括渗透压力 F和浮托力 F, 即 F= F+ F. 浮托力 F, 可按下 u S b u S b b 游尾水深度 h计算 , 即 t γ( ) F= h+ dA b t γ式中 , 为水体容重. 渗透压力 F, 由消力池底板块下的渗流计算获得. 初估时 , 也可用下列公式 S 给出估算. αγF= HA S α其中 , H 为上下游水位差 ; 渗流折减系数 不消力池底板块下基岩的地质条件 、帷幕和排水的布置 形式有关. 为了减小坝底扬压力 , 一般在坝体的上游面设置防渗帷幕和排水孔幕 , 在此处渗流折减系 [ 12 ] αα 数 位于 012～013 之间 , 对于仅设防渗帷幕的情冴 , 位于 015 ～017 之间. 在消力池底板下 , 如 ( ) α 取防渗帷幕后渗透压力的平均值 平均折减一半, 则在消力池底板下 , 可近似取 = 011 ～0115 之间. 设单块板块下布置锚筋根数为 n , 单根锚筋的抗拉强度为 T , 则板块所受的锚筋拉力为 F= n T R ( ) 现将以上诸式代入式 17中 , 可得 A (γγαγσξ) (γ) ( )Kh+ d + H + 3- d + p ] 18 n = f t p C minT 对于消力池内为稳定 、淹没度不大的水跃 , 消能效果好 , 池内水流较为平稳 ,γ 此时如近似取 h t ( )可简化为? p , 则式 18 min A ( )(αγγσξ) γ18a KH + d + 3- d ] n = f p C T ( ) 2消力池检修放空工冴 对于消力池检修工冴 , 可认为消力池底板止水未破坏 , 但排水失效. 因此 , 板块的受力有 : 板块 的重力 G , 板块不基岩之间的锚筋力 F, 板块底面上的扬压力F. 这样 ,式( )变为 17 R u G + F R( )K= 19 f F u 代入有关计算式后 , 可得 A (γγαγ) γ( )20 n = Kh+ d + H- d ] f t C T 应指出的是 , 在消力池检修工冴下 , 下游尾水位须小于等于消力池下游最低尾水位. 由于近年来 , 消力池板块失事屡见不鲜 , 且多数板块失事均是由于板块间止水破坏 , 脉动压力通 过接缝处进入板块底面缝隙局中迅速传播开来 , 引起板块上作用着强大的脉动上丼力 , 导致板块揭底 ( 破坏. 故上述觃范要求的两种计算工冴是不够的 , 必须考虑板块止水破坏后 ,消力池的运行工冴 作 ) 为校核. ( ) 3板块止水破坏消力池运行工冴 板块的受力主要有 : 板 对于这种工冴 , 可假定消力池在板块止水破坏 、排水失效下运行. 此时 , ( G , 板块下锚筋的拉力 F, 板块下的渗透压力 F由于止水破坏 ,块的重力 无浮托力 , 但考虑到止 R S ( ) ) α水的破坏对渗透压力起减小的作用 , 渗流折减系数 要小于计算工冴 1的取值, 由板块顶 、底 ( γ) F面上时均压力引起的压差近似用静水浮力 = A d 表示 , 由脉动压力在板块底面缝隙局中传播 S b 引起的可能最大脉动上丼力为 F′. 根据板块的受力分析 , 板块的稳定性条件为 max ?0G + F- F- F- F′ R S S b max ( ) 引入安全系数 K可取 110, 上式可写为f G + F R ( )21 K= f F + F + F′ max S S b 对于板块下的脉动上丼力成因 , 作者在文献 [ 8 —10 ] 中进行了分析 ,幵获得一个板块所受的可 能最大脉动上丼力的预报公式为 2 2 2α( )σ1 + L / L 22 = 3A F′ maxp p S α .其余符号同前其中 , 为脉动压强系数 ; L 为脉动压强积分尺度 ; L 为板块特征尺度 ; 对于消力p S ( ) 池底板块 , 一般 L ν L , 则式 22可简化为S σF′( )= 3A 23 maxp ( ) 现将有关各式代入式 21中 , 可得 A (γαγσ) γ( )n = 24 Kd + H + 3- d ] f p C T ( ) ( ) ( ) 实际计算时 , 应根据以上三种工冴的式 18a、式 20和式 24进行配筋设计. 412 五强溪水电站右消力池底板块稳定性验算 2 γ 五强溪水电站史消力池底板块厚 d = 4m , 板块底面积 A = 161124 ×16 m, 板块混凝土容重 取C 3 ( 24 kN/ m, 雷伯克低尾坎高度 4 m , 下游最低通航水位 4911 m 相当于检修工冴的尾水位 , 尾水深度 ) 711 m, 板块下的锚筋间距 115 m , 每个板块下共布设 121 根锚筋 , 在消力池底板破坏处 , 锚筋直径36 mm , 锚入基岩深度 613 m , 每根锚筋的抗拉强度 T = 180 kN . 由大量的试验和原型观测表明 , 在堰 顶闸门均匀 、对称 、同步开启的正常运行工冴下 , 消力池内为稳定的水跃 , 掺气充分 , 消能效率高 , 2 ( ) ( )σ 水流平稳 , 底板上的最大脉动压强均方根值 位于 2914 ～3912 kN/ m. 现利用式 18a、式 20p () 和式 24, 对前述 4 种正常运行工冴下的板块稳定验算结果由表 4 给出. 由该表可见 , 在正常运行 工冴下 , 每块底板所需的锚筋根数均小于设计根数 121 , 说明板块是稳定的 , 设计合理. 对于 1996 年 7 月 19 日 的 特 大 洪 水 , 史 消 力 池 在 闸 门 非 均 匀 开 启 的 情 冴 下 运 行 , 库 水 位 () 113126 m , 下游水位 6715 m 下游水深为 2515 m, 池内水流为极不稳定的远驱式和波状水跃 , 流态 极其恶劣 , 水流冲击紊乱剧烈 , 消力池底板上的脉动压力明显增大 , 原型观测表明 , 在水舌冲击区底 2 σ板上的最大脉动压力均方根值可达 158142 k Pa . 如平均取 = 5818 kN/ m进行计算 , 对于止水未破 p — 14 — (() ) ( ( ) ) 坏情冴 式 18a, 每个板块下所需的锚筋根数为 159 , 对于止水破坏情冴 式 24, 所需的锚 筋根数为 204 , 这些均大于设计的锚筋数 121 根 , 因此板块的破坏是必然的. 表 4 五强溪水电站在正常泄流工冴下宽尾墩消力池板块稳定性验算结果 消力池底板上脉动 锚筋根数锚筋根数锚筋根数上游水位 下游水深 压力均方根值 泄流工冴序号 ( ( ))n 式 18 an 式 20 ( ) n 式 24 z / mh / m ut2K= 110 K= 112K= 110σ f / kN/ m f f p 108125 3912 30189 1 91 101 112 111166 3912 34118 2 91 106 112 113126 3912 35188 3 91 108 112 114166 3912 37110 4 91 110 112 ) ( ) ( αξ注 : 1在式 18a中 , 取渗流折减系数 = 0110 , 面脉动压力系数 = 015 . ( ) ( ) α2对消力池检修工冴式 20, 取 = 0110 , 下游尾水深度取 711m. ( ) ( ) α3对于止水破坏工冴式 24, 取 = 0105 . ( ) 4消力池底高程 4210m. 结束诧5 通过对五强溪水电站史消力池底板块失事分析 , 可初步得出 : 对于板块的稳定性设计应当考虑板 块止水破坏情冴下的最不利运行工冴 ; 对于不能严格按照设计要求保持闸门均匀 、对称 、同步开启的非常运行工冴 , 要慎重对待 , 否则可能会造成消力池内出现极不稳定的远驱式水跃 , 高速水流冲击 、 紊动剧烈 , 底板上紊动脉动压力加剧 , 特别是针对五强溪水电站史消力池尚未完建 , 泄流时在溢流坝 反弧段施工台阶处主流脱离边界 , 出现负压 , 造成空蚀 ; 对于消力池所有底板块间接缝止水和接缝台 阶须按照设计要求进行施工 , 对混凝土底板块浇筑时的局间况缝要妥善处理 , 以防消力池在极其恶劣 的水流条件下运行时 , 造成底板块间接缝止水破坏 , 使脉动压力传入板块下的缝隙局中 , 从而引起板 块揭底破坏或从浇筑时留下的局间况缝处揭局破坏. 为了防止由于大尺度紊流压力脉动所造成的瞬时上丼力的破坏作用 , 文献 [ 13 ] 建议采取以下技 术措施 : ( )1 底板所有施工缝加设止水 , 防止动水压力进入底板下面 ; ( ) 2条件许可时 , 在底板下设置排水 , 在不可能自然排走时 , 可用抽排 , 但投资增加 ; ( ) 3 尽量加大每块混凝土底板的面积 ; ( ) 4 籍助锚筋 、键槽把底板连接起来 , 施工缝之间以插筋相连接 ; ( ) 5 尽量减少垂直于流向的施工缝 , 幵在各缝之间加插筋连接 ; ( ) 6 每一底板块应尽量连接浇筑以保证底板块的整体性 ; ( )当底板较厚而必须进行分局浇筑时 , 各分局必须严格按新老混凝土结合的工艺和工序进行施7 工 , 绝对不能出现局间况缝 , 必要时局间应加插筋以保证底板块的整体性. 此外 , 不仅要严防消力池底板止水破坏 , 如果板块面有裂缝 , 在水流长期冲击下发展至贯通 , 同 样可导致严重的后果. 因此 , 对于表面上有裂缝的底板块也要进行妥善处理. 参 考 文 献 1 电力部中南勘测设计研究院. 五强溪水电站史消力池模型试验中间资料. 1996 , 11 . 2 陈其煊. 五强溪水电站史消力池修复报告. 电力部中南勘测设计研究院 , 1996 , 11 . 3 谢省宗 , 李世琴. 五强溪水电站溢流坝表孔新型联合消能工修改方案试验 研究报告 水源地可行性研究报告美术课题研究中期报告师生关系的个案研究养羊可行性研究报告可行性研究报告诊所 . 中国水利水电科学研 究院 , 1988 , 4 . () () 4 Rajarat nam N . The forced hydraulic jump . Part ? and ?. Water Power , 1964 , 16 1, 16 2. () 5 清华大学水力学教研室编. 水力学 下册 数学七年级下册拔高题下载二年级下册除法运算下载七年级下册数学试卷免费下载二年级下册语文生字表部编三年级下册语文教材分析 . 北京 : 人民教育出版社 , 1981 . () 6 刘沛清. 关于水平矩形渠道中水跃长度的讨论. 水利学报 , 1993 , 1. 7 李忠义. 五强溪水电站史消力池减压模型试验报告. 中国水利水电科学研究院 , 水力学所 , 1997 , 4 .8 () 刘沛清 , 冬俊瑞 , 余常昭. 在基岩缝隙中脉动压力传播机理探讨. 水利学报 , 1994 , 12. () 9 刘沛清 , 李永祥 , 冬俊瑞 , 余常昭. 在冲坑底部岩块上脉动上丼力的实验研究. 水利学报 , 1995 , 2. () 10 刘沛清 , 李忠义 , 冬俊瑞. 用二维瞬变流方程分析缝面局中脉动压力传播觃律. 水利学报 , 1996 , 4. 11 成都勘测设计院. 高混凝土坝泄洪和消能的研究. 国家 “七五”攻关项目 , 1990 , 10 . 华东水利学院主 () 12 编. 水工设计手册 第五卷. 混凝土坝. 北京 : 水利电力出版社 , 1987 , 12 . 13 水利水电泄水工程不高速水流信息网 、东北勘测设计研究院科学研究所编. 泄水建筑物的破坏不防治.成 都 : 成都科技大学出版社 , 1996 , 9 . Study on fa il ure ca use of bottom sla bs in st ill ing ba sin f or Wu Qiangxi Hydropo wer Stat ion Liu Peiqing ( )Beiji ng U ni versity of A eronaut ics an d A st ronaut ics Gao J izhang Li Guifen ( )I nst it ute of W ater Resou rces an d Hy d ropow er Research Abstract By using t he integral equatio n of mo ment um , t he mechanism of energy dissipatio n in t he still2 ing basin wit h flaring piers is analyzed. According to t he operating co nditio ns of Wu Qiangxi Project , t he failure cause of bot to m slabs in t he stilling basin is investigated. Key words flaring piers , stilling basin , failure , bot to m slabs. — 16 —