汪 凌，郭博文，趙海濤

(河海大學(xué)，江蘇 南京210098)

陽江抽水蓄能電站上水庫擋水建筑物為碾壓混凝土重力壩，壩頂總長476.5 m，最大壩高104.6 m，壩頂寬7.0 m，共分16 個壩段. 壩址位于上水庫庫盆北面白水河河谷，河谷呈南北向，長約300 m. 壩軸線往北約160 m 為白水瀑布陡崖，瀑布頂高程677 m，瀑布底高程388 m，落差289 m，陡崖平均坡度40° ～45°.根據(jù)地質(zhì)報告，壩址斷層、裂隙以陡傾角為主，多與壩線呈大角度或近于垂直相交，河床部位巖體較完整，巖體抗滑、抗變形能力強，壩基未發(fā)現(xiàn)嚴(yán)重影響壩基抗滑穩(wěn)定的傾向下游的緩傾角軟弱結(jié)構(gòu)面，緩傾角節(jié)理面發(fā)育較少，延伸短，多數(shù)閉合［1］.由于壩后存在白水瀑布陡崖，因此為了大壩整體穩(wěn)定性，有必要對其進行靜、動力作用下的深層抗滑穩(wěn)定分析，以此來觀察白水瀑布陡崖是否對其整體穩(wěn)定性有影響.

筆者針對陽江抽水蓄能電站上水庫碾壓混凝土重力壩，考慮下游白水瀑布陡崖的影響，分別建立最高壩段溢流壩段和最高壩段非溢流壩段的有限元模型，對其整體穩(wěn)定性進行安全評價，研究其破壞機理.

1 有限元模型及相關(guān)參數(shù)

建立的最高壩段溢流壩段和最高壩段非溢流壩段的有限元模型如圖1所示.

圖1 最高壩段三維有限元模型

溢流壩段模型共計18 735 個節(jié)點，65 348 個單元.非溢流壩段模型共計18 811 個節(jié)點，62 738 個單元.兩個模型中壩體主要采用8 節(jié)點六面體單元，部分采用6 節(jié)點五面體金字塔單元及4 節(jié)點四面體單元;地基與斷層均采用4 節(jié)點四面體單元.

計算時對地基部分的4 個側(cè)邊界進行法向約束，地基底部邊界進行3 項固定約束，壩體部分不進行約束.地基中的巖石采用DP 屈服準(zhǔn)則，斷層及軟弱結(jié)構(gòu)面采用MC 屈服準(zhǔn)則. 模型的材料參數(shù)見表1.各計算工況的荷載組合見表2.

表1 材料靜態(tài)參數(shù)表

表2 各計算工況荷載組合

2 結(jié)果分析

2.1 靜力深層抗滑穩(wěn)定分析

采用有限元強度折減法［2－5］，分別對最高壩段溢流壩段和非溢流壩段的兩種靜力工況下深層抗滑穩(wěn)定進行計算分析. 選取上游壩頂中心點作為典型點，繪制出其位移－安全系數(shù)曲線圖［6－7］.由于篇幅有限，僅給出最高壩段溢流壩段模型正常蓄水位下典型點的位移－安全系數(shù)曲線，如圖2所示.從總位移突變來判斷，在正常蓄水位工況下，最高壩段溢流壩段深層抗滑的安全系數(shù)為2.5 左右.

圖2 典型點位移－安全系數(shù)曲線圖

最高壩段溢流壩段在正常蓄水位工況下，安全系數(shù)為3.2 時的塑性破壞區(qū)如圖3所示，此時塑性區(qū)已貫通.

圖3 安全系數(shù)為3.2 時塑性破壞區(qū)圖

由圖2和圖3可知，塑性區(qū)貫通時對應(yīng)的安全系數(shù)大于位移發(fā)生突變時所對應(yīng)的安全系數(shù). 綜合二者，得到最高壩段溢流壩段正常蓄水位的安全系數(shù)為3.0.可用此法得到其他工況的安全系數(shù)，具體見表3.

表3 靜力工況下深層抗滑穩(wěn)定安全系數(shù)

由表3可知，最高壩段溢流壩段和最高壩段非溢流壩段，在正常蓄水位工況下得到的深層抗滑穩(wěn)定安全系數(shù)均大于或等于3.0，在校核水位工況下得到的安全系數(shù)均大于2.5，滿足規(guī)范要求［8］.

采用有限元強度折減法進行深層抗滑計算時，地基的屈服破壞是一個漸進的過程，隨著材料強度的不斷折減，壩體位移和地基中的塑性區(qū)在不斷發(fā)展，直到地基破壞和計算不再收斂［3－5］. 因此，可由其不同安全系數(shù)下塑性破壞區(qū)圖得到地基漸進破壞發(fā)展過程和壩基失穩(wěn)的可能滑移模式.由圖3可知，斷層發(fā)生塑性破壞后，塑性破壞區(qū)向壩基中部延伸，最終在建基面以下一定埋深處塑性屈服破壞區(qū)發(fā)生貫通，產(chǎn)生可能的滑移路徑，但該滑移路徑未通過下游白水瀑布陡崖.

2.2 動力深層抗滑穩(wěn)定分析

采用無質(zhì)量地基模型求解壩體的自振特性及建基面振型剪力.計算中對地基側(cè)邊界施加法向約束，底邊界施加固定約束. 以附加質(zhì)量的形式來考慮壩前動水壓力.壩體彈性模量在靜彈性模量的基礎(chǔ)上提高30%.采用抗震規(guī)范中的規(guī)范譜，取2.0，阻尼比取0.05，反應(yīng)譜特征周期為0.20 s［9］. 地面峰值加速度對應(yīng)于設(shè)計地震和校核地震分別取0.189 0g和0.235 9g.計算時只考慮橫河向和順河向地震作用，導(dǎo)出水平地震剪力，并將該剪力作用在建基面上，在此基礎(chǔ)上進行動力作用下的深層抗滑穩(wěn)定分析.最高壩段溢流壩段模型在設(shè)計地震下典型點的位移－安全系數(shù)曲線如圖4所示.

圖4 最高壩段溢流壩段設(shè)計地震下典型點位移－安全系數(shù)曲線圖

從總位移突變來判斷，在設(shè)計地震工況下，最高壩段溢流壩段深層抗滑安全系數(shù)為2.3 左右.

最高壩段溢流壩段設(shè)計地震下塑性區(qū)貫通時地基的破壞情況如圖5所示，此時對應(yīng)的安全系數(shù)為2.7.

綜合二者可得，最高壩段溢流壩段在設(shè)計地震+正常蓄水位工況下的安全系數(shù)為2.4. 其他工況的安全系數(shù)見表4.

圖5 最高壩段溢流壩段設(shè)計地震下安全系數(shù)為2.7 時塑性破壞區(qū)圖

表4 動力工況下深層抗滑穩(wěn)定安全系數(shù)

由表4可知，對于最高壩段溢流壩段和最高壩段非溢流壩段，在設(shè)計地震和校核地震下得到深層抗滑穩(wěn)定安全系數(shù)均大于或等于2.3，滿足規(guī)范要求［8］.由圖5可知，塑性破壞區(qū)情況與靜力工況下類似，在建基面以下一定埋深處塑性屈服破壞區(qū)發(fā)生貫通，產(chǎn)生可能的滑移路徑，但產(chǎn)生的可能滑移路徑未通過下游白水瀑布陡崖.

最高壩段溢流壩段和最高壩段非溢流壩段有限元模型在靜力和動力工況下典型點位移－安全系數(shù)曲線如圖6所示.

圖6 典型點位移－安全系數(shù)曲線靜、動力工況對比

由圖6對比發(fā)現(xiàn)，靜力工況下位移突變點要滯后于動力工況，且相同材料折減系數(shù)下，動力工況的總位移比靜力工況的大，符合一般規(guī)律.

3 結(jié) 語

1)對陽江上水庫碾壓混凝土重力壩最高壩段溢流壩段和最高壩段非溢流壩段有限元模型分別進行了靜、動力作用下的抗滑穩(wěn)定分析，得到的安全系數(shù)都滿足規(guī)范要求［8］.

2)揭示了陽江上水庫碾壓混凝土重力壩在超載情況下的破壞機理，即在斷層發(fā)生塑性破壞后，塑性破壞區(qū)逐漸向壩基中部延伸，最終在建基面以下一定埋深處塑性屈服破壞區(qū)發(fā)生貫通，產(chǎn)生可能的滑移路徑，但該滑移路徑未通過下游白水瀑布陡崖.

3)由于建立三維最高壩段溢流壩段和非溢流壩段有限元模型時考慮了陡崖的實際地形，因此壩段的計算結(jié)果都考慮了陡崖實際地形的影響. 結(jié)果表明，壩后白水瀑布陡崖不影響大壩安全.

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