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        高拱壩安全度計(jì)算方法對(duì)比分析

        2012-04-26 06:26:54田振華
        水力發(fā)電 2012年10期
        關(guān)鍵詞:順河拱壩拱圈

        宋 鵬 , 程 琳 , 田振華

        (1.河海大學(xué)水文水資源與水利工程科學(xué)國家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室,江蘇 南京 210098;2.河海大學(xué)水資源高效利用與工程安全國家工程研究中心,江蘇 南京 210098;3.河海大學(xué)水利水電學(xué)院,江蘇 南京 210098)

        0 引 言

        拱壩與壩基整體失穩(wěn)機(jī)理分析成果表明,拱壩的可能破壞形式有壩體本身的強(qiáng)度破壞、拱壩壩體的屈曲、拱壩沿建基面的滑移、壩肩巖體的滑移和壩肩巖體過大的壓縮變形[1]。從已建拱壩來看,影響拱壩整體安全最主要的因素為壩肩巖體的穩(wěn)定性。目前,常用有限元法計(jì)算拱壩的整體安全系數(shù),主要有超載法、強(qiáng)度儲(chǔ)備法和綜合法,失穩(wěn)判據(jù)有塑性區(qū)貫通判據(jù)、位移突變判據(jù)和屈服體積比突變判據(jù)。不同的模擬破壞方式其計(jì)算結(jié)果有何不同,分析計(jì)算時(shí)如何根據(jù)各自的特點(diǎn)進(jìn)行選擇;不同的失穩(wěn)判據(jù)各有什么優(yōu)勢(shì)和不足,具體采用哪種判據(jù)相對(duì)更為合理,是用有限元法評(píng)價(jià)拱壩整體安全度時(shí)存在的關(guān)鍵問題。為此,本文結(jié)合實(shí)際工程,對(duì)3種計(jì)算方法和3種失穩(wěn)判據(jù)進(jìn)行了比較,考察各自的失穩(wěn)特點(diǎn),探討了其適用性。

        1 工程實(shí)例

        1.1 工程概況

        某拱壩為混凝土雙曲拱壩,壩頂高程1 885 m,壩底高程1 580 m,正常蓄水位1 880 m。兩岸基巖受構(gòu)造影響強(qiáng)烈,斷層、層間擠壓錯(cuò)動(dòng)帶、節(jié)理裂隙等各類結(jié)構(gòu)面發(fā)育。左岸存在f5、f2斷層:f5貫穿分布于壩址左岸山體內(nèi),產(chǎn)狀N35°~45°E,SE∠70°~80°;f2發(fā)育在 1 650~1 700 m大理巖中, 產(chǎn)狀N30°~40°E, NW∠40°~56°。 f13、 f14斷層貫穿分布于右岸山體內(nèi), 產(chǎn)狀分別為 N50°E, SE∠70°; N52°E, SE∠65°~70°。

        1.2 模型建立

        選取壩體和一定范圍的基巖建立三維有限元模型,邊界范圍為:以壩軸線為中心,上游側(cè)取1倍壩高,下游側(cè)取1.5倍壩高,壩肩向兩岸各延伸1倍壩高,壩基以下取1倍壩高。對(duì)鉛直基礎(chǔ)邊界按法向鏈桿模擬,底部水平基礎(chǔ)邊界施加全部位移約束,頂部為自由邊界。模型充分考慮了壩體的結(jié)構(gòu)特點(diǎn)、河谷地形地貌,模擬了壩肩開挖槽,左岸f5、f2及右岸f13、f14斷層,深部裂隙以及壩區(qū)分布的各種巖體。單元主要采用六面體8節(jié)點(diǎn)等參單元。模型共計(jì)137 543個(gè)單元,145 812個(gè)節(jié)點(diǎn)。圖1為壩體及壩基的整體有限元模型。采用Druker—Prager屈服準(zhǔn)則[2]進(jìn)行彈塑性分析。荷載組合為:上游正常蓄水位+相應(yīng)下游水位+壩體自重+淤沙壓力+溫降。

        圖1 拱壩有限元模型

        2 計(jì)算結(jié)果

        2.1 超載法

        按照超容重的方式對(duì)模型進(jìn)行超載,超載系數(shù)Kp從1開始,以后逐級(jí)增加。分別依據(jù)塑性區(qū)貫通判據(jù)、位移突變判據(jù)、屈服體積比突變判據(jù)分析拱壩的整體安全系數(shù)。

        2.1.1 塑性區(qū)

        圖2為Kp為2和3.5時(shí)壩體與壩基的等效塑性應(yīng)變區(qū)域分布圖。圖中黑色區(qū)域?yàn)榈刃苄詰?yīng)變大于10-4的區(qū)域。從圖2可知:

        (1)壩體。Kp=1時(shí),壩體屈服范圍極小,只有壩踵受拉屈服和壩趾受壓屈服;Kp=2時(shí),屈服范圍顯著增大,上游壩面兩側(cè)拱端中下部受拉屈服,上層拱圈中間部位受壓屈服。同時(shí),下游壩面周邊區(qū)域受壓屈服;隨著超載的繼續(xù),塑性區(qū)發(fā)展迅速,至Kp=3.5時(shí),整個(gè)壩體幾乎全部屈服,上游壩面主要受壓,下游壩面主要受拉。

        (2)壩基。Kp=1時(shí),在壩踵和壩趾部位基礎(chǔ)出現(xiàn)小范圍的屈服區(qū);Kp=2時(shí),拱壩底部基巖開始局部屈服連通,并沿岸坡向上部高程延伸;至Kp=3.5時(shí),左岸基礎(chǔ)已經(jīng)明顯屈服貫通,形成向下游河床的滑移通道。

        圖2 壩體及基巖塑性區(qū)分布

        2.1.2 位移

        考察拱壩左岸1/4拱圈壩頂、拱冠梁壩頂以及右岸1/4拱圈壩頂點(diǎn)的順河向位移隨超載系數(shù)的變化。圖3為壩頂順河向位移與超載系數(shù)的關(guān)系。由圖3可知,Kp=3.5時(shí),左岸1/4拱圈和拱冠梁壩頂點(diǎn)順河向位移產(chǎn)生突變; Kp=4時(shí),右岸1/4拱圈壩頂點(diǎn)順河向位移產(chǎn)生突變。

        2.1.3 屈服體積比

        圖4為屈服體積比隨超載系數(shù)的變化曲線。由圖4可知,屈服體積比在Kp=3.5時(shí)產(chǎn)生突變。

        圖3 壩頂順河向位移與超載系數(shù)關(guān)系

        圖4 屈服體積比與超載系數(shù)關(guān)系

        2.2 強(qiáng)度儲(chǔ)備法

        應(yīng)用強(qiáng)度儲(chǔ)備法計(jì)算時(shí),等比例降低壩基巖體材料的抗剪強(qiáng)度,折減系數(shù)Kc取值從1開始,以后逐漸增大。

        2.2.1 塑性區(qū)

        Kc=2和4時(shí),壩體與壩基的等效塑性應(yīng)變區(qū)域分布見圖5。從圖5可知:

        圖5 壩體及基巖塑性區(qū)分布

        (1)壩體。Kc=2時(shí),上游壩面兩側(cè)拱端中下部受拉屈服,下游壩面低高程拱端局部受壓屈服;隨著壩基巖體強(qiáng)度的降低,上、下游壩面的屈服區(qū)由下部向上部延伸,并沿壩厚方向向內(nèi)層擴(kuò)展。至Kc=4時(shí),壩體中部以下拱端已全部屈服連通,靠近上游壩面部位主要受拉,靠近下游壩面部位主要受壓。此外,壩體的絕大部分區(qū)域尚未產(chǎn)生屈服。

        (2)壩基。Kc=2時(shí),壩踵和壩趾部位基礎(chǔ)出現(xiàn)帶狀屈服區(qū);此后,屈服區(qū)在拱壩底部基巖開始局部貫通,并沿岸坡向上部高程延伸。Kc=4時(shí),左壩肩中部以下巖體全部屈服連通。

        2.2.2 位移

        圖6為左岸1/4拱圈壩頂、拱冠梁壩頂以及右岸1/4拱圈壩頂點(diǎn)順河向位移與折減系數(shù)的關(guān)系。由圖6可知,左岸1/4拱圈壩頂點(diǎn)順河向位移在Kc=3時(shí)產(chǎn)生突變,拱冠梁壩頂點(diǎn)順河向位移在Kc=5時(shí)產(chǎn)生突變;右岸1/4拱圈壩頂點(diǎn)順河向位移在Kc=6時(shí)產(chǎn)生突變。

        圖6 壩頂順河向位移與強(qiáng)度儲(chǔ)備系數(shù)關(guān)系

        2.2.3 屈服體積比

        圖7為屈服體積比隨折減系數(shù)的變化。由圖7可知,屈服體積比在折減系數(shù)Kc<4時(shí)增長(zhǎng)緩慢,在Kc>4 時(shí)迅速增大。

        圖7 屈服體積比與強(qiáng)度儲(chǔ)備系數(shù)關(guān)系

        2.3 綜合法

        采取先降強(qiáng)后超載的方式。首先,將巖體的材料參數(shù)按等比例降低30%,即選取Kc=1.3。在此基礎(chǔ)上,Kp從1開始逐級(jí)增大,直至結(jié)構(gòu)整體失穩(wěn)。

        2.3.1 塑性區(qū)

        Kp=1和3時(shí),壩體與壩基的等效塑性應(yīng)變區(qū)域分布見圖8。壩體和壩基塑性區(qū)的擴(kuò)展情況與超載法分析時(shí)極為相似。當(dāng)Kc=1.3、Kp=3時(shí),左岸壩肩巖體全部屈服貫通,形成向下游河床的滑移通道。

        2.3.2 位移

        圖9為左岸1/4拱圈壩頂、拱冠梁壩頂以及右岸1/4拱圈壩頂點(diǎn)順河向位移與超載系數(shù)的關(guān)系。由圖9可知,Kp=2.5時(shí),左岸1/4拱圈和拱冠梁壩頂點(diǎn)順河向位移產(chǎn)生突變;Kp=3時(shí),右岸1/4拱圈壩頂點(diǎn)順河向位移產(chǎn)生突變。

        圖8 壩體及基巖塑性區(qū)分布

        圖9 壩頂順河向位移與超載系數(shù)關(guān)系

        2.3.3 屈服體積比

        圖10為屈服體積比隨超載系數(shù)的變化曲線。由圖10可知,曲線在Kp=3時(shí)出現(xiàn)拐點(diǎn),以后屈服體積比顯著增大。

        圖10 屈服體積比與超載系數(shù)關(guān)系

        3 成果分析

        按照超載法、強(qiáng)度儲(chǔ)備法、綜合法分析并分別以塑性區(qū)貫通判據(jù)、位移突變判據(jù)、屈服體積比突變判據(jù)作為失穩(wěn)判據(jù)的拱壩整體安全系數(shù)見表1。從表1可以看出:

        (1)同一種計(jì)算方法在按照不同失穩(wěn)判據(jù)評(píng)價(jià)拱壩整體安全度時(shí)所得結(jié)果是不一致的。同樣,選擇統(tǒng)一的失穩(wěn)判據(jù),應(yīng)用不同的安全度計(jì)算方法所得結(jié)果也不盡相同。

        表1 不同方法計(jì)算所得拱壩整體安全系數(shù)

        (2)超載法與強(qiáng)度儲(chǔ)備法分析所得拱壩壩體及壩肩巖體的破壞模式不同。按照超載法計(jì)算,拱壩失穩(wěn)時(shí),整個(gè)壩體幾乎全部屈服,壩頂高程以下的左岸壩肩基巖全部屈服貫通。而采用強(qiáng)度儲(chǔ)備法計(jì)算,拱壩失穩(wěn)的臨界狀態(tài)時(shí),壩體只有中部以下拱端局部屈服,壩肩巖體也只在左岸中部以下屈服貫通。產(chǎn)生的原因是:應(yīng)用超載法計(jì)算時(shí),壩體的局部屈服破壞導(dǎo)致壩體應(yīng)力的重分布,提高了壩體未屈服部位的應(yīng)力狀態(tài)。超載過程中,增加的水壓荷載絕大部分由這些未屈服部分來承擔(dān),使其應(yīng)力狀態(tài)進(jìn)一步提高。過高的應(yīng)力狀態(tài)使壩體未屈服的部位逐漸屈服,最終導(dǎo)致整個(gè)壩體的屈服破壞。同時(shí),增大的水壓荷載通過壩體傳至壩肩巖體,使基巖的應(yīng)力場(chǎng)發(fā)生很大變化,較低部位基巖承受的荷載較大首先屈服。隨著超載的繼續(xù),較高部位的巖體也逐漸受壓屈服,最終形成連通的屈服區(qū)域。采用強(qiáng)度儲(chǔ)備法時(shí),壩體承受的水壓荷載不變,巖體材料參數(shù)的降低對(duì)壩體的應(yīng)力狀態(tài)有一定的影響,但程度并不很大。拱壩的整體失穩(wěn)主要受基巖材料強(qiáng)度的影響,較差的巖體對(duì)強(qiáng)度的折減反映較為敏感,隨著材料參數(shù)的降低,相對(duì)薄弱部位的巖體首先屈服軟化,決定了拱壩最終的失穩(wěn)形式。

        (3)綜合法的失穩(wěn)模式取決于超載與降強(qiáng)的組合形式,與主要的破壞模擬方式計(jì)算結(jié)果接近。本文采取先降強(qiáng)后超載的方式,則綜合法最終的破壞模式與超載法相似。

        (4)超載法計(jì)算方法比較簡(jiǎn)單,通用性較強(qiáng);強(qiáng)度儲(chǔ)備法能比較充分地反映壩肩不良地質(zhì)構(gòu)造和巖體性質(zhì)對(duì)壩體安全的影響,適用于基巖軟弱結(jié)構(gòu)面發(fā)育且?guī)r性較差的工程;采用綜合法時(shí),應(yīng)根據(jù)工程的具體地質(zhì)情況和結(jié)構(gòu)特點(diǎn)選擇先超載后降強(qiáng)或先降強(qiáng)后超載的組合方式。

        (5)采用塑性區(qū)貫通判據(jù)評(píng)價(jià)拱壩整體安全度時(shí),塑性貫通率和失穩(wěn)臨界狀態(tài)無明確的對(duì)應(yīng)關(guān)系,只能根據(jù)經(jīng)驗(yàn)進(jìn)行判斷,增加了人為因素的干擾。

        (6)位移突變判據(jù)與失穩(wěn)控制點(diǎn)的選擇關(guān)系密切。3種模擬破壞均表現(xiàn)為左岸1/4拱圈壩頂點(diǎn)比右岸1/4拱圈壩頂點(diǎn)的安全系數(shù)小。在按照強(qiáng)度儲(chǔ)備法計(jì)算時(shí),拱壩整體安全系數(shù)從左岸到右岸依次增大。這是因?yàn)樽蟀兜幕A(chǔ)剛度小于右岸,壩體靠近左岸的部位比靠近右岸的部位先失穩(wěn)。采用位移突變判據(jù)作為失穩(wěn)判據(jù),分別按3種破壞模擬方式計(jì)算拱壩整體安全度,基礎(chǔ)剛度的不對(duì)稱性在應(yīng)用折減系數(shù)法計(jì)算時(shí)表現(xiàn)的最為敏感。在采用位移突變判據(jù)時(shí),壩體最先失穩(wěn)的部位難以確定,給控制點(diǎn)的選擇帶來一定的困難,分析結(jié)果存在不確定性。

        (7)屈服體積比突變判據(jù)以壩體及壩基系統(tǒng)的屈服體積為考察對(duì)象,受局部材料的強(qiáng)度和結(jié)構(gòu)影響較小,避免了塑性區(qū)貫通判據(jù)尚無評(píng)判失穩(wěn)的客觀指標(biāo)以及位移突變判據(jù)控制點(diǎn)選擇的問題。屈服體積比為單值標(biāo)量,用其突變作為評(píng)價(jià)拱壩整體安全度的依據(jù),結(jié)果惟一,便于分析和應(yīng)用。

        [1] 董玉文,任青文.高拱壩穩(wěn)定安全度研究綜述[J].水利水電科技進(jìn)展, 2006, 26(5):78-82.

        [2] 徐干成,鄭穎人.巖土工程中屈服準(zhǔn)則應(yīng)用的研究[J].巖土工程學(xué)報(bào),1990,12(2):93-99.

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