吳 迪，李 宇，李大成，梅勝堯，白 杰，張露澄，鐘啟明，3

(1.中國電建集團貴陽勘測設計研究院有限公司，貴州 貴陽 550081；2.南京水利科學研究院，江蘇 南京 210029；3.水利部水庫大壩安全重點實驗室，江蘇 南京 210029)

0 引 言

在水利水電工程中如何保證壩體的穩(wěn)定運行是大壩運營期內一項關鍵問題。近年來，全球出現(xiàn)極端氣候概率陡增、地質運動頻繁，致使水庫大壩潰決風險增加，從而誘發(fā)災害，造成嚴重的經(jīng)濟、社會后果[1]。例如：2018年新疆射月溝水電站由于超標準洪水發(fā)生潰決；2021年內蒙古自治區(qū)古永安以及新發(fā)2座水庫大壩連潰，致使下游地區(qū)遭受的損失十分嚴重。本文研究大壩位于瀾滄江干流，瀾滄江流域全年均有暴雨發(fā)生，其下游較易發(fā)生洪澇災害。據(jù)統(tǒng)計，1905年、1924年及1966年瀾滄江洪峰流量分別達到18 800、16 300、13 900 m3/s，使得中下游的云南地區(qū)發(fā)生嚴重的洪澇災害。同時，該水電站所處板塊地震活動頻繁，近場區(qū)內共記錄到M≥4.7級破壞性地震4次，且均位于樞紐區(qū)西南側，其中5.0 ～5.9級的3次、6.1級的1次。地震發(fā)生時，該水電站樞紐區(qū)有震感，河谷岸坡出現(xiàn)地表滾石。因此，確定該大壩在超標準洪水及地震作用下的潰口形式與潰決過程，對于降低生命、財產(chǎn)損失有著重要意義。

大壩在遭受地震作用時，壩頂中間壩段會發(fā)生較大的變形，在上游水荷載的共同作用下極易發(fā)生局部潰決。本文采用有限元方法對大壩的應力及位移場進行分析，利用HEC-RAS軟件對特定潰口下的洪水演進情況進行研究。HEC-RAS軟件已被多次應用于潰決洪水演進分析，Benito等利用HEC-RAS對西班牙塔古斯河流域一次公元前的大洪水進行了模擬[2]；Mohsin等利用HEC-RAS軟件成功分析了巴基斯坦某堰塞湖在不同出流情況下對下游造成的影響，并提供了具體的建議及工程措施[3]；蔣先剛等采用HEC-RAS對雅魯藏布江中游寬谷加查—米林河段的古高能洪水進行了分析[4]。有限元方法是分析大壩變形的有效手段，黃焜等在基于ANSYS的基礎上對猴子巖大壩的應力應變特征進行了分析，確定了壩體在各蓄水階段的應力分布情況[5]；周奕琦等采用非線性有限元方法對一抽水蓄能水電站的壩體應變及應力進行了模擬，研究了大壩變形與水位的關系[6]；歷從實等利用有限元軟件建立了前坪水庫的數(shù)值模型，對壩體應力以及變形特性做出進一步探討[7]。本文在上述研究的基礎上對漫頂洪水下壩體危險區(qū)域進行識別，分析了其潰決模式及潰決路徑，并對該工況下洪水演進情況進行了分析。

1 工程概況

1.1 工程簡介

某水電站為瀾滄江上游規(guī)劃推薦開發(fā)方案中的一級。電站壩身為一混凝土重力壩，壩址以上流域面積7.49萬km2，多年平均流量624 m3/s。正常蓄水位3 054 m，壩頂最大長度441.80 m。壩頂高程3 058.00 m，壩頂寬15 m，壩底高程2 858.00 m，壩底最大寬度184.10 m，最大壩高200 m，相應庫容8.45億m3；死水位3 014 m，調節(jié)庫容4.74億m3。該工程屬一等大(1)型工程，主要建筑物為1級，次要建筑物為3級。大壩主體采用C9025及C9020二級配碾壓混凝土防滲，上游壩面采用1.0 m厚相同標號的變態(tài)混凝土。大壩壩體內混凝土分區(qū)：在2 910 m高程以下采用C25三級配碾壓混凝土，2 910 m高程以上采用C20三級配碾壓混凝土。

1.2 地質概況

工程區(qū)域涉及鮮水河-滇東地震帶、藏中地震帶及喜馬拉雅地震帶，場址位于藏中地震帶內。研究區(qū)內共記有M≥4.7歷史強震60次，該區(qū)域內地震活動強度大，但頻度不高。

該水電站水庫區(qū)和壩址區(qū)地震動參數(shù)有所不同，以壩址上游達沖納沖溝為界線，沖溝以上庫區(qū)位于0.15g區(qū)，地震基本烈度為Ⅶ度；沖溝以下庫區(qū)及壩址位于0.20g區(qū)，壩址地震基本烈度為Ⅷ度，水庫區(qū)區(qū)域構造穩(wěn)定性較好。

2 基于有限元理論的危險區(qū)域識別

2.1 有限元基本原理

大壩主體與防浪墻等混凝土材料采用線彈性模型，應力應變關系符合廣義虎克定律[8]，即

(1)

式中，σ為正應力；τ為切應力；E為楊氏彈性模量；v為泊松比；ε為正應變；γ為切應變。

岸坡材料模型的單軸抗壓、抗拉、彈性模量、泊松比等參數(shù)以實際地質勘測報告為準。模型中巖土本構關系采用簡單的彈性本構模型，在達到破壞準則之前，單元保持線彈性的力學性質，并采用Mohr-Coulomb破壞準則[9]。

2.2 計算模型建立

該物理模型由壩體、岸坡等組成，數(shù)值模型長1 200 m，寬1 000 m，高670 m，在該尺寸下可忽略邊界效應對計算結果的影響。該模型由solid65(壩體)和solid45(基巖)2種單元組成。solid45單元用于三維實體結構模型，每個節(jié)點有X，Y，Z等3個方向上的自由度，該單元具有塑性、蠕變、膨脹、大應力、大變形和大應變的特征[10]。solid65單元能跟蹤預測混凝土彈性行為、開裂和壓碎特性。本模型采用精度較高的四面體進行網(wǎng)格劃分，該網(wǎng)格具有力學性能好、計算結果精確等特點[11-12]。由于本文主要研究對象為壩體，因此對兩岸邊坡進行了簡化。模型單元劃分效果如圖1所示，總計約160萬個單元。

圖1 模型單元劃分效果

2.3 危險區(qū)域識別

2.3.1 初始地應力

工程巖體在受到開挖、爆破、地震等各類工程擾動與自然災害之前，已經(jīng)處于一定初始應力狀態(tài)下。已有研究表明，初始地應力對工程結構的受力、變形與失穩(wěn)破壞起到了關鍵的作用。在計算前應對初始地應力進行分析，且在后續(xù)的計算中將已有地應力代入作為初始條件，由于地質體在自重作用下形變已趨于穩(wěn)定，初始形變應做歸零處理。

2.3.2 庫水漫頂壩體變形計算

當上游水位漫頂時，壩體的應力云圖如圖2所示。從圖2可知，壩體的最大拉應力區(qū)主要集中在壩體與建基面交匯處，最大值約為0.9 MPa，遠小于混凝土材料的標準抗拉強度，壩體最大主應力整體為拉應力，在該主應力方向上壩體材料主要受拉；在小主應力方向上壩體整體均呈現(xiàn)受壓狀態(tài)，在左右岸壩肩處應力水平最低，中下部建基面處應力水平最高。由于最大、最小主應力作用方向相互垂直，且呈現(xiàn)一壓一拉狀態(tài)，此時壩體混凝土材料在外界擾動條件下易破壞。

圖2 水位過頂下水電站壩體最大、最小主應力分布云圖(單位：Pa)

壩體的總位移分布云圖如圖3所示。從圖3可以明顯看出，位移最大區(qū)域(29 mm)出現(xiàn)于壩頂中心點附近，呈水波狀散射減小，由于左右岸邊坡、壩基的嵌固作用，在建基面處位移最小(6 mm)。

圖3 水位過頂下水電站壩體總位移云圖(單位：m)

根據(jù)前述分析，壩體應力呈現(xiàn)一壓一拉狀態(tài)，為一不利荷載，當壩體承受強震及上游水流沖擊作用時，壩頂中心點位移還將進一步加大直至破壞。

3 潰壩過程分析

3.1 潰決模式及路徑

3.1.1 風險要素識別

在危險區(qū)域判定完畢之后，本文對該情況下的潰壩概率及后續(xù)潰壩位置及潰壩過程進行了分析，根據(jù)水電站工程布置、水文氣象、地形地貌、社會經(jīng)濟等基本情況，結合大壩設計資料，查找分析大壩主要風險要素，包括工程風險要素、環(huán)境風險要素和人為風險要素。其中地震為工程風險要素中對壩體影響較大的一個因素，當水電站遭遇超過校核地震(100 a超越概率1%時基巖水平向峰值加速度為0.53g)的強震時，可能會導致壩頂中心薄弱部位出現(xiàn)破壞，嚴重時發(fā)生瞬時局部潰壩。

3.1.2 潰壩模式及潰決路徑

對識別水電站大壩風險要素，可采用破壞模式分析確定潰壩模式和潰壩路徑。破壞模式是指在大壩風險要素作用下，導致水庫大壩最終破壞的路徑。本文破壞模式分析采用FMECA(Failure modes，effects and criticality analysis)法[13-14]，主要分析水電站碾壓混凝土重力壩和泄水建筑物的可能破壞模式、后果和危害程度，分析結果見表1。限于篇幅所限，本文僅列出危害程度較高的潰壩模式、后果以及危害程度。

表1 水電站破壞模式、后果和危害程度分析

由表1可知，水電站危害程度高的破壞模式有：①強震作用下壩體薄弱部位結構破壞；②戰(zhàn)爭或恐怖襲擊作用下壩體結構破壞。這兩種破壞模式的發(fā)生概率相較其他情況而言非常低，但后果極為嚴重，其中恐怖襲擊造成的壩體損傷形態(tài)多樣難以確定，而地震作用下的壩體潰決形式可按第3節(jié)中的危險區(qū)域確定。根據(jù)前述風險要素分析結果和FMECA法分析結果，可以得到水電站主要潰壩模式與潰壩路徑，即強震→壩體薄弱部位結構破壞→產(chǎn)生潰口→壩頂高程不足→不能及時加高壩頂→漫頂→干預無效→潰壩。

3.2 潰壩區(qū)域及潰壩過程

本工況考慮水電站在正常蓄水位3 054.00 m的情況下，壩址附近發(fā)生強震導致壩體結構發(fā)生破壞。根據(jù)前節(jié)的有限元分析，當壩體承受強震及上游水流沖擊作用時，壩頂中心點位移還將進一步加大直至破壞，結合本工程抗震復核計算分析成果，確定潰口范圍如圖4所示。一般混凝土壩為瞬時潰決，即潰口在很短時間內達到最大，故潰壩時間取0.1 h。

圖4 強震作用下壩體發(fā)生瞬時部分潰決工況潰口尺寸(單位：尺寸cm；高程m)

水電站在遭遇強震后發(fā)生瞬時部分潰決，潰壩洪水流量過程和庫水位變化情況見圖5。從圖5可知，潰壩流量在0.1 h達到峰值流量78 136 m3/s后不斷下降。

圖5 強震作用下壩體發(fā)生瞬時部分潰決工況潰壩洪水流量過程和庫水位變化曲線

水電站在強震作用下發(fā)生瞬時部分潰決后洪水最大淹沒范圍如圖6所示。此種潰口形式下，對洪水演進過程進行模擬，獲取洪水最大淹沒范圍，洪水演進過程的洪峰流量、最大流速、洪峰到達時間等風險要素。潰壩洪水將于1.2 h后到達下游的RG鄉(xiāng)，于4.2 h后到達下游水電站。上游水電站一旦發(fā)生潰壩，下游下游水電站應及時響應，溢洪洞和泄洪洞全開，全力敞泄以防止洪水漫壩。

圖6 強震作用下壩體發(fā)生瞬時部分潰決工況洪水最大淹沒范圍

4 結 論

本文利用有限元方法計算了漫頂洪水下壩體的應力及形變情況，該區(qū)域位于壩頂中心點附近，最大值達到29 mm。當庫水位較高且發(fā)生較強的近場地震時，該區(qū)域極有可能發(fā)生進一步變形甚至破壞，為一危險區(qū)域。同時，本文采用風險要素分析和FMECA法分析，得到了某水電站的主要潰壩模式與潰壩路徑，為后續(xù)潰壩過程分析提供了依據(jù)。

采用HEC-RAS軟件對該種工況下的洪水演進進行計算，發(fā)現(xiàn)潰壩瞬間洪水流量高達78 136 m3/s，之后洪水流量不斷下降。淹沒區(qū)水深在3 m以上，洪水對下游的鄉(xiāng)鎮(zhèn)及大壩均有影響，洪峰將于1.2 h后淹沒RG鄉(xiāng)并進一步演進至DD、WB等鄉(xiāng)鎮(zhèn)，于4.2 h后到達下游水電站。一旦發(fā)生此種情況，下游水電站應及時響應，全力敞泄防止洪水漫頂，相應淹沒區(qū)鄉(xiāng)鎮(zhèn)居民應及時轉移。