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        某混凝土高拱壩整體安全度評估

        2012-10-20 08:05:42任威威王璞東
        水力發(fā)電 2012年4期
        關(guān)鍵詞:基面拱壩屈服

        任威威,蘇 超,陳 麗,王璞東

        (1.河海大學(xué)水利水電學(xué)院,江蘇 南京 210098;2.沈陽市渾北灌區(qū)管理處,遼寧 沈陽 110036;3.遼寧省大伙房水庫管理局,遼寧 撫順 113007)

        0 引言

        某拱壩為拋物線型雙曲混凝土拱壩,最大壩高158 m。壩址河道較順直,河谷狹窄呈基本對稱的“V”形,左岸地形較陡竣,右岸地形以陡崖為主,兩岸卸荷巖體不甚發(fā)育,巖體相對較完整,邊坡巖體穩(wěn)定。壩址區(qū)內(nèi)出露地層主要為吉岔輝長巖,塊狀結(jié)構(gòu),第四系主要分布于河床、左岸下游地帶等。地質(zhì)構(gòu)造以節(jié)理裂隙為主,基巖總體為弱透水巖體。壩區(qū)巖體以表層中等風(fēng)化為主,岸坡巖體以弱卸荷松弛為主,強(qiáng)卸荷松弛巖體僅局部存在。河床覆蓋層最大厚度為27.0 m,以壩址上游地帶較厚。由于地質(zhì)條件較為復(fù)雜,設(shè)計需要開展拱壩結(jié)構(gòu)特性研究,進(jìn)行安全評價。

        拱壩安全性評價[1-4]方法有試驗法[5,6]、經(jīng)驗判定法、數(shù)值分析法[7-9]以及結(jié)合其他數(shù)學(xué)理論提出的方法等。本文采用以非線性有限元分析結(jié)果為基礎(chǔ)的高拱壩安全度評價方法。主要研究內(nèi)容如下:

        (1)建立混凝土拱壩-地基系統(tǒng)三維有限元精細(xì)數(shù)值仿真模型,研究不同計算工況下混凝土拱壩的應(yīng)力變形特性,分析壩體的安全性和破壞特征。

        (2)采用超載法研究拱壩-地基系統(tǒng)的整體安全性,確定系統(tǒng)的整體超載安全度。

        1 計算模型與計算工況

        1.1 計算范圍和整體坐標(biāo)系

        以壩體坐標(biāo)原點為參考點,上下游方向及橫河向長度左右各取2倍左右壩高,豎直方向河床建基面以下取1.5倍壩高,壩頂以上取80 m。

        整體坐標(biāo)系X軸指向下游,Y軸指向左岸,Z軸豎直向上,組成右手坐標(biāo)系。坐標(biāo)原點位于零高程上。

        1.2 網(wǎng)格剖分

        雙曲拱壩壩頂高程1740 m,壩底高程1582 m,最大壩高158 m。拱最大中心角88.46°,厚高比為 0.2310,最大倒懸度0.21。

        為了更好地模擬壩體,提高應(yīng)力精度,沿拱壩厚度、高度、長度方向分別剖分成10、56、142層單元。拱壩與地基系統(tǒng)整體的結(jié)點和單元數(shù)分別為157554個和144248個。此外,有限元數(shù)值模型中比較真實地模擬了包括F6、F90等斷層在內(nèi)的地質(zhì)構(gòu)造特征。絕大部分實體單元是六面體八節(jié)點線性單元,建基面和斷層采用薄層單元。三維有限元網(wǎng)格見圖1。

        圖1 壩體-壩基整體網(wǎng)格

        1.3 材料的屈服準(zhǔn)則

        在計算分析中,壩體混凝土采用線彈性本構(gòu)模型,壩基巖體采用基于Drucker-Prager準(zhǔn)則的彈塑性本構(gòu)模型,Drucker-Prager準(zhǔn)則的強(qiáng)度參數(shù)按內(nèi)角點外接圓等效準(zhǔn)則由材料摩擦角和凝聚力求得。

        1.4 計算工況與荷載

        荷載包括地應(yīng)力、壩自重、水壓力、泥沙壓力、揚壓力,并考慮在溫升、溫降下的組合。不同工況荷載組合見表1。

        表1 不同工況合作組合

        1.5 材料參數(shù)

        (1)混凝土。壩體混凝土主要為三級配C9025和C9020碾壓混凝土,彈性模量18 GPa,泊松比0.167, 容重 24 kN/m3, 線脹系數(shù) 10×10-6/°C。

        (2)巖體?;鶐r物理力學(xué)參數(shù)見表2。

        表2 計算采用的巖體材料參數(shù)

        2 穩(wěn)定分析方法

        研究采用超載法[7]確定拱壩-地基系統(tǒng)的整體安全度。本研究中采用水容重超載法進(jìn)行分析,并在分析過程將綜合運用如下幾種判據(jù)來確定系統(tǒng)是否達(dá)到極限平衡狀態(tài)。

        (1)收斂性判據(jù)。由于整體失穩(wěn)時系統(tǒng)的部分或全部已處于塑性狀態(tài),變形迅速增加,而承載力下降或保持不變。因而,荷載變形曲線在極值點處切線平行于代表變形坐標(biāo)軸,這在計算上的反映就是迭代過程不收斂。所以在進(jìn)行彈塑性分析的過程中,在排除其他原因之后,確實是由于塑性區(qū)發(fā)展太大引起的迭代計算不收斂,可以作為系統(tǒng)失穩(wěn)[10-12]的判據(jù)。

        (2)突變性判據(jù)。系統(tǒng)處于極限平衡狀態(tài)表示它由一種平衡狀態(tài)向另一種平衡狀態(tài)轉(zhuǎn)變,也就是說,系統(tǒng)的狀態(tài)發(fā)生了突變。突變性判據(jù)認(rèn)為任何能夠反映系統(tǒng)狀態(tài)突變的現(xiàn)象都可以作為失穩(wěn)判據(jù)。目前比較常用的有:關(guān)鍵部位的相對位移 (應(yīng)變)或位移突然變大;關(guān)鍵部位的位移速率突然變大;結(jié)構(gòu)的塑性屈服區(qū)太大,形成滑移通道;外力所作的功與系統(tǒng)形變勢能不能平衡等。

        3 各工況的位移和應(yīng)力

        表3、4列出了代表性工況 (工況2、6)下由有限元分析得到的拱壩位移和主應(yīng)力最大值。

        從表3可知,最大順河向位移發(fā)生在工況2的拱冠頂部上游側(cè),為7.28 cm;最大橫河向位移發(fā)生在工況6的壩體上游面左側(cè),為-1.71 cm;最大鉛直向位移發(fā)生在工況6的拱冠下部下游側(cè),為-1.77 cm。

        從表4可知,上游面的最大主拉、壓應(yīng)力均發(fā)生在工況2約1/8壩高的右拱端處,極值分別為7.72、 17.49 MPa。

        為消除有限元計算中出現(xiàn)的應(yīng)力集中現(xiàn)象,將算得的壩體應(yīng)力沿17條特定路徑積分得到截面內(nèi)力,并假定應(yīng)力沿壩厚線性分布,由積分所得的內(nèi)力計算截面等效應(yīng)力。有限元等效應(yīng)力計算結(jié)果表明,在各計算工況下,在所計算各積分路徑上各點的應(yīng)力通過線性化后,主拉應(yīng)力的最大值出現(xiàn)在工況2路徑9的上游面,為1.62 MPa;而主壓應(yīng)力的最大值出現(xiàn)在工況2路徑11的下游面,為6.33 MPa。

        表3 彈塑性分析壩體的最大位移值及其位置

        表4 彈塑性分析壩體的主拉和主壓應(yīng)力極值及其位置

        4 設(shè)計工況下拱壩安全性評價

        由表3、4及其分析可知,宜選擇工況2進(jìn)行安全性分析。

        假定拱壩超載為水容重按比例增加,即采用水容重超載法進(jìn)行托巴拱壩的整體安全度分析,在正常荷載 (水荷超載系數(shù)Kp=1.0)作用后,以上游水壓的1/2為間隔,開始超載上游水壓,直至計算無法收斂;而下游水壓力和揚壓力均保持設(shè)計值不變。

        在壩體1582、1626、1694、1740 m高程處分別取上、下游面的左拱端、拱冠及右拱端處的6個結(jié)點作為關(guān)鍵點,分析其位移、上下游對應(yīng)關(guān)鍵點間的相對位移與水荷超載系數(shù)Kp的關(guān)系。結(jié)合在不同超載系數(shù)下,建基面的等效塑性應(yīng)變云圖和3個高程巖體的等效塑性應(yīng)變分布云圖進(jìn)行綜合分析。

        圖2和圖3給出了兩個典型位移與超載系數(shù)的關(guān)系曲線。從圖中可以看出,當(dāng)超載系數(shù)小于6.0時,各關(guān)鍵點位移、對應(yīng)關(guān)鍵點相對位移的變化過程都比較平滑,當(dāng)超載系數(shù)大于6.0時,部分位移或相對位移的變化過程線發(fā)生突變,在Kp=6.0處形成了位移變化的拐點,分析原因為當(dāng)Kp>6.0時壩肩巖體發(fā)生了較大范圍的屈服破壞。

        圖2 1740 m高程上游面左拱端位移與超載系數(shù)的關(guān)系曲線

        圖3 1740 m高程左拱端上下游相對位移與超載系數(shù)的關(guān)系曲線

        另外,從建基面的等效塑性應(yīng)變云圖和巖體的等效塑性應(yīng)變分布云圖 (限于篇幅,略)可以得到以下結(jié)論:

        (1)隨著超載系數(shù)的逐漸增大,建基面的塑性屈服區(qū)自上游逐漸向下游擴(kuò)展。當(dāng)Kp=6.0時,建基面的屈服破壞區(qū)上下游貫通,形成了壩體沿建基面的滑移通道。

        (2)隨著超載系數(shù)的逐漸增大,各高程巖體的屈服破壞區(qū)域也逐漸增大,巖體的破壞區(qū)集中發(fā)生在壩肩和附近的幾條斷層部位,當(dāng)Kp>6.0時,壩肩巖體的屈服區(qū)與斷層部位的屈服區(qū)趨于貫通,巖體的承載條件嚴(yán)重弱化。

        綜合考慮收斂性判據(jù) (當(dāng)Kp=8.5時,迭代計算不收斂)、位移突變以及塑性區(qū)貫通判據(jù),該拱壩-地基系統(tǒng)的整體超載安全度為6.0。

        5 結(jié)論

        水容重超載安全分析表明,隨著上游水荷超載的增大,拱壩建基面附近的破壞區(qū)逐漸增大,當(dāng)Kp>6.0時,屈服破壞區(qū)上下游貫通,拱壩部分關(guān)鍵點的位移或相對位移的變化過程線發(fā)生突變,且壩肩巖體的屈服區(qū)與斷層部位的屈服區(qū)趨于貫通,據(jù)此,該拱壩-地基系統(tǒng)的整體超載安全度取為6.0。

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