某混凝土高拱坝整体安全度评估

2012-10-20任威威王璞东

水力发电 2012年4期

任威威，苏超，陈丽，王璞东

（1.河海大学水利水电学院，江苏南京 210098；2.沈阳市浑北灌区管理处，辽宁沈阳 110036；3.辽宁省大伙房水库管理局，辽宁抚顺 113007）

0 引言

某拱坝为抛物线型双曲混凝土拱坝，最大坝高158 m。坝址河道较顺直，河谷狭窄呈基本对称的“V”形，左岸地形较陡竣，右岸地形以陡崖为主，两岸卸荷岩体不甚发育，岩体相对较完整，边坡岩体稳定。坝址区内出露地层主要为吉岔辉长岩，块状结构，第四系主要分布于河床、左岸下游地带等。地质构造以节理裂隙为主，基岩总体为弱透水岩体。坝区岩体以表层中等风化为主，岸坡岩体以弱卸荷松弛为主，强卸荷松弛岩体仅局部存在。河床覆盖层最大厚度为27.0 m，以坝址上游地带较厚。由于地质条件较为复杂，设计需要开展拱坝结构特性研究，进行安全评价。

拱坝安全性评价[1-4]方法有试验法[5，6]、经验判定法、数值分析法[7-9]以及结合其他数学理论提出的方法等。本文采用以非线性有限元分析结果为基础的高拱坝安全度评价方法。主要研究内容如下:

（1）建立混凝土拱坝-地基系统三维有限元精细数值仿真模型，研究不同计算工况下混凝土拱坝的应力变形特性，分析坝体的安全性和破坏特征。

（2）采用超载法研究拱坝-地基系统的整体安全性，确定系统的整体超载安全度。

1 计算模型与计算工况

1.1 计算范围和整体坐标系

以坝体坐标原点为参考点，上下游方向及横河向长度左右各取2倍左右坝高，竖直方向河床建基面以下取1.5倍坝高，坝顶以上取80 m。

整体坐标系X轴指向下游，Y轴指向左岸，Z轴竖直向上，组成右手坐标系。坐标原点位于零高程上。

1.2 网格剖分

双曲拱坝坝顶高程1740 m，坝底高程1582 m，最大坝高158 m。拱最大中心角88.46°，厚高比为 0.2310，最大倒悬度0.21。

为了更好地模拟坝体，提高应力精度，沿拱坝厚度、高度、长度方向分别剖分成10、56、142层单元。拱坝与地基系统整体的结点和单元数分别为157554个和144248个。此外，有限元数值模型中比较真实地模拟了包括F6、F90等断层在内的地质构造特征。绝大部分实体单元是六面体八节点线性单元，建基面和断层采用薄层单元。三维有限元网格见图1。

图1 坝体-坝基整体网格

1.3 材料的屈服准则

在计算分析中，坝体混凝土采用线弹性本构模型，坝基岩体采用基于Drucker-Prager准则的弹塑性本构模型，Drucker-Prager准则的强度参数按内角点外接圆等效准则由材料摩擦角和凝聚力求得。

1.4 计算工况与荷载

荷载包括地应力、坝自重、水压力、泥沙压力、扬压力，并考虑在温升、温降下的组合。不同工况荷载组合见表1。

表1 不同工况合作组合

1.5 材料参数

（1）混凝土。坝体混凝土主要为三级配C9025和C9020碾压混凝土，弹性模量18 GPa，泊松比0.167，容重 24 kN/m3，线胀系数 10×10-6/°C。

（2）岩体。基岩物理力学参数见表2。

表2 计算采用的岩体材料参数

2 稳定分析方法

研究采用超载法[7]确定拱坝-地基系统的整体安全度。本研究中采用水容重超载法进行分析，并在分析过程将综合运用如下几种判据来确定系统是否达到极限平衡状态。

（1）收敛性判据。由于整体失稳时系统的部分或全部已处于塑性状态，变形迅速增加，而承载力下降或保持不变。因而，荷载变形曲线在极值点处切线平行于代表变形坐标轴，这在计算上的反映就是迭代过程不收敛。所以在进行弹塑性分析的过程中，在排除其他原因之后，确实是由于塑性区发展太大引起的迭代计算不收敛，可以作为系统失稳[10-12]的判据。

（2）突变性判据。系统处于极限平衡状态表示它由一种平衡状态向另一种平衡状态转变，也就是说，系统的状态发生了突变。突变性判据认为任何能够反映系统状态突变的现象都可以作为失稳判据。目前比较常用的有:关键部位的相对位移（应变）或位移突然变大；关键部位的位移速率突然变大；结构的塑性屈服区太大，形成滑移通道；外力所作的功与系统形变势能不能平衡等。

3 各工况的位移和应力

表3、4列出了代表性工况（工况2、6）下由有限元分析得到的拱坝位移和主应力最大值。

从表3可知，最大顺河向位移发生在工况2的拱冠顶部上游侧，为7.28 cm；最大横河向位移发生在工况6的坝体上游面左侧，为-1.71 cm；最大铅直向位移发生在工况6的拱冠下部下游侧，为-1.77 cm。

从表4可知，上游面的最大主拉、压应力均发生在工况2约1/8坝高的右拱端处，极值分别为7.72、 17.49 MPa。

为消除有限元计算中出现的应力集中现象，将算得的坝体应力沿17条特定路径积分得到截面内力，并假定应力沿坝厚线性分布，由积分所得的内力计算截面等效应力。有限元等效应力计算结果表明，在各计算工况下，在所计算各积分路径上各点的应力通过线性化后，主拉应力的最大值出现在工况2路径9的上游面，为1.62 MPa；而主压应力的最大值出现在工况2路径11的下游面，为6.33 MPa。

表3 弹塑性分析坝体的最大位移值及其位置

表4 弹塑性分析坝体的主拉和主压应力极值及其位置

4 设计工况下拱坝安全性评价

由表3、4及其分析可知，宜选择工况2进行安全性分析。

假定拱坝超载为水容重按比例增加，即采用水容重超载法进行托巴拱坝的整体安全度分析，在正常荷载（水荷超载系数Kp=1.0）作用后，以上游水压的1/2为间隔，开始超载上游水压，直至计算无法收敛；而下游水压力和扬压力均保持设计值不变。

在坝体1582、1626、1694、1740 m高程处分别取上、下游面的左拱端、拱冠及右拱端处的6个结点作为关键点，分析其位移、上下游对应关键点间的相对位移与水荷超载系数Kp的关系。结合在不同超载系数下，建基面的等效塑性应变云图和3个高程岩体的等效塑性应变分布云图进行综合分析。

图2和图3给出了两个典型位移与超载系数的关系曲线。从图中可以看出，当超载系数小于6.0时，各关键点位移、对应关键点相对位移的变化过程都比较平滑，当超载系数大于6.0时，部分位移或相对位移的变化过程线发生突变，在Kp=6.0处形成了位移变化的拐点，分析原因为当Kp＞6.0时坝肩岩体发生了较大范围的屈服破坏。