王 振, 徐文勝, 童元申, 張昆橋, 羅 輝

(1. 中核武漢核電運(yùn)行技術(shù)股份有限公司, 湖北 武漢 430074;2. 武漢華中科大檢測科技有限公司， 湖北 武漢 430074;3. 華中科技大學(xué) 土木與水利工程學(xué)院， 湖北 武漢 430074)

隨著社會發(fā)展和科技進(jìn)步，人類日益增長的能源需求與傳統(tǒng)不可再生能源逐漸枯竭之間的矛盾愈發(fā)嚴(yán)重，核電則是未來我國能源結(jié)構(gòu)調(diào)整的最佳選擇。核電站設(shè)置有三道實(shí)體屏障，阻止放射性物質(zhì)向環(huán)境釋放，由內(nèi)到外分別是：燃料芯塊和包殼、壓力容器和密閉的一回路系統(tǒng)、安全殼[1]。安全殼作為保證核電站安全的最后一道實(shí)體屏障，其安全性一直備受設(shè)計人員關(guān)注。

陳勤[2]與孫鋒[3]等分別利用 ANSYS 建立預(yù)應(yīng)力混凝土安全殼模型，發(fā)現(xiàn)在設(shè)計內(nèi)壓下，安全殼仍處于彈性狀態(tài)，滿足正常使用要求，筒身先于穹頂發(fā)生塑性變形。趙超超等[4]利用 ABAQUS建立 CPR1000核電站安全殼整體式模型，發(fā)現(xiàn)安全殼安全性主要由設(shè)備閘門區(qū)域控制，故建議通過提高預(yù)應(yīng)力鋼筋等級、增加閘門洞口附近配筋率等措施提高其承載能力。薛榮軍等[5]利用 ABAQUS 軟件進(jìn)行精細(xì)化建模，對某安全殼在超設(shè)計內(nèi)壓下力學(xué)性能進(jìn)行研究，發(fā)現(xiàn)在設(shè)計內(nèi)壓下，安全殼整體處于彈性階段，滿足正常使用要求。隨著內(nèi)壓荷載增大，鋼襯里、鋼筋和預(yù)應(yīng)力鋼束依次屈服，混凝土裂縫首先開始于設(shè)備洞口附近而未發(fā)展貫穿，第一條豎向裂縫出現(xiàn)于筒壁中部內(nèi)側(cè)，穹頂裂縫在筒身近乎破壞時才開始出現(xiàn)，并沿穹頂筒身交界處向穹頂頂部發(fā)展。Ahmad Shokoohfar等[6]在考慮鋼襯里、貫穿件等細(xì)節(jié)的基礎(chǔ)上，對PCCV(Precooler Control Valve)在溫度與內(nèi)壓荷載共同作用下的熱學(xué)與力學(xué)性能進(jìn)行分析，并將試驗(yàn)結(jié)果與仿真結(jié)果進(jìn)行對比。結(jié)果發(fā)現(xiàn)，溫度以及低預(yù)應(yīng)力值筋對 PCCV 的極限承載能力影響不大，而受鋼襯里剛度或強(qiáng)度不連續(xù)性的影響很大。

目前核電站采用的第三代預(yù)應(yīng)力安全殼主要為雙層安全殼，內(nèi)層為預(yù)應(yīng)力結(jié)構(gòu)，外層為鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)。相比于單層安全殼，雙層安全殼中的外層不僅可起到抵抗爆炸沖擊、飛機(jī)撞擊等荷載的作用，而且可在發(fā)生失水事故時有效屏蔽核輻射，保證安全殼周圍人員不受超劑量核輻射影響，但對內(nèi)層抵抗內(nèi)壓荷載沒有太多有利幫助，因此本文選取國內(nèi)新一代自研安全殼內(nèi)層作為研究對象，對其內(nèi)壓與溫度耦合作用下工作性能進(jìn)行研究。

1 安全殼有限元模型

1.1 幾何模型建立

新型安全殼由半球型穹頂、筒身、筏板基礎(chǔ)、扶壁柱、鋼襯里、預(yù)應(yīng)力鋼束、普通鋼筋等部分組成，如圖1所示，與前兩代安全殼不同的是將扁穹頂改為半球頂，與筒身之間不設(shè)環(huán)梁，幾何形狀連接更加平滑。筒身扶壁柱也減少到兩根，從100°方向處基礎(chǔ)底面起始通過穹頂頂部延申至280°方向處基礎(chǔ)底面，受力更加合理。

圖1 新型安全殼內(nèi)層組成

如剖面圖2所示，安全殼基礎(chǔ)底標(biāo)高-14.900 m，穹頂頂部標(biāo)高+69.580 m；筒身內(nèi)徑23.400 m，外徑24.700 m，厚度為1.3 m，穹頂厚度為1.05 m，鋼襯里厚度為6 mm。安全殼除基礎(chǔ)采用C40混凝土外，其余均采用C60混凝土。此外在筒身+1.2 m標(biāo)高334°處設(shè)置有直徑為3.20 m的人員閘門，+8.7 m標(biāo)高318.9°處設(shè)置有直徑為3.20 m的安全應(yīng)急閘門，+19.7 m標(biāo)高60°處設(shè)置有直徑為8.16 m的設(shè)備閘門。預(yù)應(yīng)力系統(tǒng)采用法西柰公司的C系列錨固系統(tǒng)，分為環(huán)向預(yù)應(yīng)力鋼束和倒U形預(yù)應(yīng)力鋼束，其中環(huán)向預(yù)應(yīng)鋼束共計53根，錨固于扶壁柱上；倒U形預(yù)應(yīng)力鋼束共計94根，錨固于基礎(chǔ)頂部，如圖3所示。均采用1860級預(yù)應(yīng)力鋼絞線，采用后張法施加預(yù)應(yīng)力。筒身普通鋼筋共計分為內(nèi)、中、外三層，每層又分有環(huán)向鋼筋和縱向鋼筋，穹頂分為內(nèi)外兩層，均采用HRB500級，如圖4所示。

圖2 內(nèi)層混凝土尺寸/m

圖3 預(yù)應(yīng)力系統(tǒng)組成

圖4 普通鋼筋系統(tǒng)組成

1.2 網(wǎng)格無關(guān)性檢驗(yàn)

利用ABAQUS有限元分析軟件建立安全殼有限元仿真模型，生成網(wǎng)格的方法有三種：自由網(wǎng)格法、映射網(wǎng)格法和掃描網(wǎng)格法。根據(jù)安全殼結(jié)構(gòu)的特點(diǎn)，采用自由掃掠網(wǎng)格的組合。將混凝土筒身劃分為多個規(guī)則部分，通過掃掠網(wǎng)格生成六面體網(wǎng)格C3D8R。在穹頂、基礎(chǔ)與設(shè)備閘門區(qū)域，通過自由網(wǎng)格生成四面體網(wǎng)格C3D4，如圖5所示。鋼襯里采用S4R四結(jié)點(diǎn)曲面薄殼單元劃分，預(yù)應(yīng)力鋼束與普通鋼筋均采用T3D2兩結(jié)點(diǎn)線性三維桁架單元進(jìn)行劃分。

圖5 0.65 m基本尺寸混凝土與鋼襯里網(wǎng)格

需特別指出的是，ABAQUS軟件中有多種鋼筋建立方法，例如實(shí)體單元法、鋼筋面法、復(fù)合殼法。實(shí)體單元法，即以桿單元建立縱筋與箍筋的鋼筋骨架，而后嵌入混凝土實(shí)體單元；鋼筋面法，即以面單元代表鋼筋網(wǎng)，定義單根面積、間距、方向角等多種屬性，而后嵌入混凝土實(shí)體單元；復(fù)合殼法，即將某些特殊的混凝土結(jié)構(gòu)定義為殼單元，將鋼筋當(dāng)作復(fù)合材料定義于殼單元中。實(shí)體單元法適用于單個構(gòu)件分析，但對于大型構(gòu)件建模過程相對復(fù)雜；后兩種方法用于大型構(gòu)件建模時相對較為簡單，但只能考察主體構(gòu)件的性能，無法準(zhǔn)確考察鋼筋性能。鑒于目前針對普通鋼筋屈服時刻研究較少且需建立洞口加密區(qū)鋼筋等原因，本文采用實(shí)體單元法模擬普通鋼筋如圖4所示。對于預(yù)應(yīng)力筋，首先利用Python語言編寫各條預(yù)應(yīng)力筋的空間曲線方程，而后導(dǎo)入ABAQUS中形成部件，如圖3所示。

選取合適的網(wǎng)格大小是有限元前處理中至關(guān)重要的一步，因此本節(jié)對新型安全殼網(wǎng)格無關(guān)性進(jìn)行討論，即研究網(wǎng)格密度變化對計算結(jié)果的敏感性影響[7]。為準(zhǔn)確表達(dá)安全殼幾何特性，筒身采用六面體單元，穹頂、基礎(chǔ)以及設(shè)備閘門洞口位置采用四面體單元，其中基礎(chǔ)部分網(wǎng)格基本尺寸采用2 m大小不變。因需考慮內(nèi)外溫差在安全殼內(nèi)部產(chǎn)生的溫度梯度分布，故沿筒身厚度方向分為四層，由內(nèi)至外尺寸分別為0.35,0.35,0.35,0.25 m；沿穹頂厚度方向分為三層，尺寸均為0.35 m。

沿筒身表面、穹頂表面分別選取0.60,0.65,0.70,0.75,2.0 m五種大小網(wǎng)格進(jìn)行劃分。計算工況為設(shè)計內(nèi)壓作用(0.42 MPa)，評價指標(biāo)選取筒身最大位移、混凝土最大拉應(yīng)力、鋼襯里最大拉應(yīng)力、預(yù)應(yīng)力筋最大拉應(yīng)力、普通鋼筋最大拉應(yīng)力、綜合誤差以及計算時長等七項(xiàng)，其單元個數(shù)與計算結(jié)果分別如表1所示。

根據(jù)表1結(jié)果顯示，相比于0.60 m大小網(wǎng)格，0.65 m的綜合誤差僅為0.9%，計算時長減小了0.9 h；而0.70 m與0.75 m兩類網(wǎng)格計算結(jié)果較為接近，但與0.60 m相差較大；2.0 m大小網(wǎng)格計算誤差明顯，與此同時計算時長顯著減小。綜上所述，選取0.65 m大小網(wǎng)格能較好平衡計算精度與時長的關(guān)系，有利于后續(xù)研究計算，如圖5所示。

表1 5種網(wǎng)格單元個數(shù)與計算結(jié)果

1.3 材料屬性

混凝土、鋼襯里、預(yù)應(yīng)力鋼束、普通鋼筋等材料仿真參數(shù)主要取自于GB 50010—2010《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》(2015版)[8]與GB 50017—2017《鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計標(biāo)準(zhǔn)》[9]，混凝土采用塑性損傷模型進(jìn)行仿真分析，其材料參數(shù)如表2所示，鋼襯里、預(yù)應(yīng)力鋼束、普通鋼筋等鋼材采用雙折線理想彈塑性模型，其材料參數(shù)如表3所示。

表2 混凝土材料屬性

表3 鋼材材料屬性

2 溫度必要性分析

2.1 溫度場計算

沿混凝土筒身厚度方向劃分尺寸為4個單元，采用基本尺寸為0.65 m的DC3D8和DC3D4傳熱單元；鋼襯里采用基本尺寸為0.65m的DS4和DS3傳熱殼單元。材料屬性方面，混凝土的導(dǎo)熱系數(shù)采用1.74 mW/(mm·℃)，比熱為9.7×108mJ/(t·℃)，熱膨脹系數(shù)為1.0×10-5；鋼襯里的導(dǎo)熱系數(shù)采用48 mW/(mm·℃)，比熱為5.0×108mJ/(t·℃)，熱膨脹系數(shù)為1.0×10-5。分析步采用瞬態(tài)熱傳遞分析，內(nèi)部溫度為可能出現(xiàn)的最高溫度150 ℃，以溫度邊界條件形式作用于鋼襯里內(nèi)側(cè)，外部環(huán)境溫度為20 ℃。為簡化仿真計算過程，本文對溫度傳遞做以下假定：

(1)假定安全殼內(nèi)部反應(yīng)溫度與鋼襯里內(nèi)側(cè)溫度一致，不考慮溫度源距內(nèi)測而造成的散熱影響，外部環(huán)境溫度與混凝土外側(cè)溫度一致；

(2)假定內(nèi)部反應(yīng)溫度與外部環(huán)境溫度為定值，不隨內(nèi)壓荷載大小變化；

(3)假定混凝土與鋼襯里各項(xiàng)屬性指標(biāo)與溫度無關(guān)，不隨溫度大小變化。

筒身安全殼總共被劃分為4層，由內(nèi)至外分別為A，B，C，D，E 5個節(jié)點(diǎn)。圖6為該5個節(jié)點(diǎn)隨時間溫度變化曲線。由圖可知：A點(diǎn)溫度通過鋼襯里傳遞迅速升至149 ℃左右，并最終穩(wěn)定于149.94 ℃；B點(diǎn)臨近內(nèi)壁，起初升溫迅速而后因向C點(diǎn)傳熱導(dǎo)致增速減慢最終穩(wěn)定于112.47 ℃；C點(diǎn)因位于筒身中部故初始增長最為緩慢，而后因B點(diǎn)溫度傳遞而增速加快，最終穩(wěn)定于72.65 ℃；D點(diǎn)總體增速最為緩慢，最終穩(wěn)定于47.03 ℃，整個傳遞過程持續(xù)193 h后進(jìn)入穩(wěn)定狀態(tài)。

圖6 筒身溫度變化曲線

圖7為筒身溫度沿壁厚變化圖，由圖可以看到穩(wěn)態(tài)時溫度沿筒身基本線性分布，安全殼底部臺階處因幾何突變，導(dǎo)致局部溫度無法擴(kuò)散而略高于內(nèi)部反應(yīng)溫度，達(dá)到159 ℃左右。而后將溫度以預(yù)定義場形式施加在內(nèi)壓計算模型中即可得到熱力耦合模型，分別對兩模型進(jìn)行計算并對其計算結(jié)果進(jìn)行對比。

圖7 筒身溫度沿壁厚變化

2.2 溫度必要性分析

本節(jié)首先討論溫度對內(nèi)壓荷載的影響，即分別建立兩組仿真模型，其中一個施加溫度場，一個不施加溫度場。內(nèi)壓荷載均由0 MPa開始，以1/10設(shè)計內(nèi)壓(0.042 MPa)為荷載步逐步施加內(nèi)壓荷載進(jìn)行極限承壓分析，選取筒身水平位移最大點(diǎn)荷載 - 位移曲線作為評價指標(biāo)對溫度必要性進(jìn)行分析。因僅考慮內(nèi)層安全殼承受荷載，而忽略了環(huán)形空間內(nèi)鋼結(jié)構(gòu)及外層安全殼的承載能力，故計算結(jié)果相對偏安全。

繪制考慮溫度和忽略溫度兩種情況下筒身水平位移最大位置的荷載 - 位移曲線如圖8所示?？梢园l(fā)現(xiàn)，考慮溫度情況下結(jié)構(gòu)位移變化趨勢一致，且在相同內(nèi)壓作用下考慮溫度會放大結(jié)構(gòu)變形，尤其是當(dāng)內(nèi)壓超過1.7倍設(shè)計內(nèi)壓，安全殼進(jìn)入非線性階段后，放大作用更為明顯。未考慮溫度效應(yīng)時安全殼極限內(nèi)壓為2.8倍設(shè)計內(nèi)壓，筒身最大位移為556.1 mm；考慮溫度效應(yīng)時安全殼極限內(nèi)壓為2.6倍設(shè)計內(nèi)壓，筒身最大位移為479.5 mm。

圖8 考慮溫度與否筒身薄弱位置荷載 - 位移曲線

通過對比可以發(fā)現(xiàn)，當(dāng)核電站安全運(yùn)行時，溫度作用對安全殼的影響并不明顯，但當(dāng)核電站發(fā)生事故內(nèi)壓荷載增大時，溫度作用便不可忽略。由此說明考慮溫度可使計算結(jié)果更為保守安全，同時說明考慮溫度作用是必要的。

3 熱壓耦合結(jié)果分析

確定核反應(yīng)附加溫度在安全殼內(nèi)部溫度場分布后，將計算所得溫度場以預(yù)定義場的形式施加在結(jié)構(gòu)上，得到模型的溫度應(yīng)力，而后逐步以1/10設(shè)計內(nèi)壓(0.042 MPa)為荷載步逐步施加內(nèi)壓荷載進(jìn)行計算。

為準(zhǔn)確探究熱力耦合作用下安全殼結(jié)構(gòu)響應(yīng)，分別從混凝土荷載 - 位移曲線、鋼襯里荷載 - 等效塑性應(yīng)變曲線、預(yù)應(yīng)力筋荷載 - 應(yīng)力曲線、普通鋼筋荷載 - 應(yīng)力曲線、安全殼外輪廓圖、安全殼薄弱位置等6個方面提取計算結(jié)果并進(jìn)行分析。

3.1 混凝土筒身、穹頂荷載 - 位移曲線分析

圖9，10為筒身、穹頂薄弱位置荷載 - 位移曲線，由圖可見，在僅施加預(yù)應(yīng)力作用時，安全殼整體處于受壓狀態(tài)，筒身初始位移為-8.3 mm，穹頂位移為-16.1 mm。圖9中可以發(fā)現(xiàn)，熱力耦合作用下安全殼筒身位移狀態(tài)主要分為三個階段：第一階段為a點(diǎn)至b點(diǎn)，即荷載 - 位移曲線為線性階段，此時混凝土、鋼襯里、預(yù)應(yīng)力筋、普通鋼筋等均處于彈性狀態(tài)，b點(diǎn)對應(yīng)混凝土開始進(jìn)入塑性屈服階段，大小為1.1倍設(shè)計內(nèi)壓，由此可發(fā)現(xiàn)即使在忽略內(nèi)外層間圍護(hù)結(jié)構(gòu)及外層安全殼承壓作用情況下，安全殼在設(shè)計內(nèi)壓作用下仍為彈性狀態(tài)；第二階段為b點(diǎn)至e點(diǎn)，混凝土洞口部位出現(xiàn)破壞后，整體剛度下降，洞口部位其余部件承受內(nèi)壓逐漸增加，荷載 - 位移曲線進(jìn)入非線性階段，并在圖中c，d，e3點(diǎn)處鋼襯里、預(yù)應(yīng)力筋、普通鋼筋依次進(jìn)入塑性狀態(tài)，此時對應(yīng)荷載分別為1.8,1.9,2.0倍設(shè)計內(nèi)壓；第三階段為e點(diǎn)至f點(diǎn)，在所有部件均進(jìn)入塑性狀態(tài)后，安全殼整體剛度大幅降低，隨著內(nèi)壓荷載的增加，安全殼急速破壞，直至f點(diǎn)，筒身最大位移為479.5 mm。

圖9 筒身薄弱位置荷載 - 位移曲線

從結(jié)構(gòu)失效角度分析，由鋼襯里最大拉應(yīng)變控制的臨界荷載為1.8倍設(shè)計內(nèi)壓，由混凝土最大拉應(yīng)變控制的臨界荷載為1.5倍設(shè)計內(nèi)壓，由預(yù)應(yīng)力鋼筋屈服控制的臨界荷載為2.1倍設(shè)計內(nèi)壓，由普通鋼筋應(yīng)變控制的臨界荷載為2.2倍設(shè)計內(nèi)壓。因此，保證安全殼功能完好的極限內(nèi)壓為1.5倍設(shè)計內(nèi)壓，保證安全殼結(jié)構(gòu)完整的極限內(nèi)壓為2.1倍設(shè)計內(nèi)壓。

結(jié)合圖10可以發(fā)現(xiàn)，穹頂荷載 - 位移曲線的線性階段遠(yuǎn)大于筒身部分，直至1.8倍設(shè)計內(nèi)壓才逐漸進(jìn)入非線性階段，一旦進(jìn)入非線性階段，位移曲線急速增加直至f點(diǎn)結(jié)構(gòu)破壞，穹頂最大位移為349.5 mm，即安全殼筒身的破壞導(dǎo)致穹頂位移突增，而非穹頂本身破壞。且圓壁柱的設(shè)置有效限制了安全殼穹頂變形，最大位移區(qū)域位于圓壁柱兩側(cè)。

圖10 穹頂薄弱位置荷載 - 位移曲線

3.2 鋼襯里等效塑性應(yīng)變分析

圖11給出了5個不同位置點(diǎn)的荷載 - 等效塑性應(yīng)變曲線以及極限內(nèi)壓下鋼襯里的等效塑性應(yīng)變圖，可以發(fā)現(xiàn)當(dāng)內(nèi)壓荷載達(dá)到1.8倍設(shè)計內(nèi)壓，即0.756 MPa時，設(shè)備洞口處鋼襯里首先屈服(S1點(diǎn))，洞口剛度明顯降低，屈服跡線迅速沿筒身豎向發(fā)展；而后洞口右側(cè)(S2點(diǎn))出現(xiàn)水平向屈服跡線，發(fā)展也較為迅速；緊接著人員洞口與應(yīng)急洞口之間(S4點(diǎn))出現(xiàn)連通屈服跡線，起初發(fā)展較為緩慢，但當(dāng)荷載達(dá)到2.3倍設(shè)計內(nèi)壓后，屈服速度明顯加快；而后應(yīng)急閘門與設(shè)備閘門之間(S3點(diǎn))先后出現(xiàn)多條豎向跡線，與此同時鋼襯里與混凝土基礎(chǔ)臺階接觸處出現(xiàn)環(huán)向屈服跡線(S5點(diǎn))。此外通過對鋼襯里的整體分析可以發(fā)現(xiàn)，溫度內(nèi)壓耦合作用下鋼襯里的主要屈服位置位于應(yīng)急閘門與設(shè)備閘門之間，即318.9°～60°范圍內(nèi)，而80°～300°范圍內(nèi)基本未進(jìn)入塑性階段。

圖11 鋼襯里荷載 - 等效塑性應(yīng)變曲線

3.3 預(yù)應(yīng)力筋荷載 - 應(yīng)力曲線分析

在環(huán)向預(yù)應(yīng)力筋和倒U型預(yù)應(yīng)力筋中分別選取3個位置點(diǎn)，繪制其荷載 - Mises應(yīng)力曲線，并分別給出極限內(nèi)壓下兩類預(yù)應(yīng)力筋的Mises應(yīng)力圖，如圖12所示?？梢园l(fā)現(xiàn)，當(dāng)荷載小于1.7倍設(shè)計內(nèi)壓(0.714 MPa)時，除洞口位置環(huán)向預(yù)應(yīng)力筋外，其余鋼筋Mises應(yīng)力值變化均不大。此外，設(shè)備閘門洞口處(M1點(diǎn))環(huán)向預(yù)應(yīng)力筋應(yīng)力值率先開始增長，并于1.9倍設(shè)計內(nèi)壓(0.798 MPa)時達(dá)到1860 MPa進(jìn)入屈服階段，而同一位置(M4點(diǎn))倒U型預(yù)應(yīng)力筋于2.5倍設(shè)計內(nèi)壓(1.05 MPa)時屈服?？傮w而言，環(huán)向預(yù)應(yīng)力筋承擔(dān)主要荷載，而倒U型預(yù)應(yīng)力筋主要在環(huán)向筋接近屈服或已屈服時受力增大，且Mises應(yīng)力增長迅速。此外，可以發(fā)現(xiàn)即使在極限內(nèi)壓作用下穹頂部分預(yù)應(yīng)力筋也未屈服，Mises應(yīng)力值主要集中于1400～1500 MPa之間，應(yīng)力較大位置主要位于圓壁柱兩側(cè)。

圖12 預(yù)應(yīng)力筋荷載 - Mises應(yīng)力曲線

3.4 普通鋼筋荷載 - 應(yīng)力曲線分析

從外層普通鋼筋中分別選取具有代表性4個位置點(diǎn)，分別位于筒身薄弱部位(N1點(diǎn))、筒身與穹頂連接處(N2點(diǎn))以及穹頂應(yīng)力偏大處(N3點(diǎn))、筒身與基礎(chǔ)連接處(N4點(diǎn))，繪制其荷載 - Mises應(yīng)力曲線，并給出在0.42,0.84,1.092 MPa作用下普通鋼筋的Mises應(yīng)力圖，如圖13所示?？梢园l(fā)現(xiàn)普通鋼筋與預(yù)應(yīng)力筋的變化規(guī)律基本一致，其主要屈服部位主要集中在洞口右側(cè)以及扶壁柱與圓壁柱連接部位，0.42 MPa內(nèi)壓荷載作用下普通鋼筋Mises應(yīng)力主要在5～30 MPa范圍內(nèi)，而當(dāng)荷載達(dá)到0.84 MPa時，洞口部分鋼筋已屈服一部分，與此同時部分筒身與穹頂連接處、筒身與基礎(chǔ)連接處應(yīng)力快速增長，并最終于1.092 MPa內(nèi)壓時達(dá)到屈服應(yīng)力，隨后結(jié)構(gòu)失效。此外，穹頂部分鋼筋始終未發(fā)生屈服，最大應(yīng)力為415.7 MPa。

圖13 普通鋼筋荷載 - Mises應(yīng)力曲線

3.5 安全殼外輪廓水平位移曲線

圖14中給出了變形放大500倍時0.42 MPa作用下安全殼的部分外輪廓水平位移曲線，即在原外輪廓坐標(biāo)基礎(chǔ)上增加水平位移繪制而成，豎向位移暫不考慮，通過圖14a可以發(fā)現(xiàn)設(shè)備閘門左右兩側(cè)有明顯的外膨脹趨勢，而在閘門本身所在位置出現(xiàn)內(nèi)凹變形，且左側(cè)由于扶壁柱的存在，變形受到限制小于右側(cè)，同時另一側(cè)扶壁柱也有效限制了變形。通過圖14b可以發(fā)現(xiàn)，20.1°所在外輪廓線在+20 m左右高度明顯外凸；60°輪廓線隨之也呈現(xiàn)中部外凸趨勢，但在+18～+30 m范圍內(nèi)變形較為一致；而以190°輪廓線為代表的未出現(xiàn)洞口一側(cè)在整個筒身范圍內(nèi)變形均較為一致，相差不大。

圖14 0.42 MPa作用下安全殼外輪廓水平位移曲線(放大比例:1∶500)

3.6 安全殼薄弱位置分析

設(shè)備閘門開洞導(dǎo)致應(yīng)力集中，因此即便在考慮部分鋼筋加密的情況下，裂縫仍最先開展于內(nèi)凹的上下側(cè)(如圖15中①處)，并沿豎直向基礎(chǔ)與穹頂部位延伸；而后一條裂縫由洞口右側(cè)向外擴(kuò)展(如圖15中②處)，左側(cè)由于扶壁柱的存在并未出現(xiàn)明顯水平裂縫，而是分別沿扶壁柱形成兩條損傷跡線(如圖15中④處)；最后由于人員閘門與備用閘門相距較近而形成一條貫通裂縫(如圖15中③處)。因此安全殼在溫差內(nèi)壓耦合作用下最薄弱部位仍在設(shè)備閘門上下側(cè)，這與2002年Michael F. Hessheimer進(jìn)行的1/4預(yù)應(yīng)力安全殼縮尺模型破壞情況類似(圖16[10])。此外還可以發(fā)現(xiàn)：安全殼筒身裂縫總是由內(nèi)壁起始擴(kuò)散至外側(cè)，且直至安全殼破壞穹頂仍未出現(xiàn)裂縫，僅少許損傷點(diǎn)。

圖15 極限內(nèi)壓作用下安全殼受壓損傷

圖16 1/4縮尺模型破壞模式

4 總 結(jié)

本文針對某新型核電站安全殼結(jié)構(gòu)性能的尚不明確問題，基于ABAQUS通用有限元軟件，采用三維空間編程建模技術(shù)與分離式建模方法，建立包含兩類復(fù)雜三維空間預(yù)應(yīng)力筋與多層普通鋼筋的精細(xì)化有限元仿真模型。并對其在內(nèi)壓與溫度耦合作用下的結(jié)構(gòu)特性進(jìn)行研究，主要結(jié)論如下：

(1)即使忽略外層安全殼以及環(huán)形空間內(nèi)鋼結(jié)構(gòu)，無內(nèi)壓荷載作用下安全殼整體處于受壓狀態(tài)，設(shè)計內(nèi)壓作用下安全殼仍處于彈性狀態(tài)，隨著內(nèi)壓荷載的增加，混凝土、鋼襯里、預(yù)應(yīng)力筋、普通鋼筋依次進(jìn)入塑性階段，保證安全殼功能完好的極限內(nèi)壓為設(shè)計內(nèi)壓的1.5倍，保證安全殼結(jié)構(gòu)完整的極限內(nèi)壓為設(shè)計內(nèi)壓的2.1倍；

(2)安全殼筒身徑向位移基本呈現(xiàn)三段式：線性階段、非線性階段、破壞階段，筒身在設(shè)計內(nèi)壓、功能完好極限內(nèi)壓、結(jié)構(gòu)完整極限內(nèi)壓作用下最大位移為6.4，48.4，204.3 mm，穹頂在設(shè)計內(nèi)壓、功能完好極限內(nèi)壓、結(jié)構(gòu)完整極限內(nèi)壓作用下最大位移為9.9，23.3，147.4 mm；

(3)設(shè)備閘門的存在極大增加左右兩側(cè)安全殼的徑向位移，上下兩側(cè)呈現(xiàn)內(nèi)凹狀態(tài)，扶壁柱與圓壁柱的設(shè)置則有效限制局部安全殼的變形；

(4)安全殼最薄弱位置仍位于筒身設(shè)備閘門附近，而穹頂未出現(xiàn)明顯損傷，與美國Sandia實(shí)驗(yàn)室縮尺模型試驗(yàn)結(jié)果相似，建議進(jìn)一步加強(qiáng)各閘門洞口部位，以延緩其破壞時間；

(5)在僅考慮受力合理情況下建議將人員閘門與應(yīng)急閘門分開布置，且與設(shè)備閘門分布扶壁柱兩側(cè)；設(shè)備閘門部位鋼襯里進(jìn)行加厚處理；且在內(nèi)外層間多設(shè)置相應(yīng)支撐。