深厚覆蓋層上高土石壩極限抗震能力的研究

深厚覆蓋層上高土石壩極限抗震能力的研究

1大壩極限抗震能力基本現(xiàn)狀5.12汶川大地震后，強震區(qū)高壩的安全問題引起了人們的關(guān)注。為了滿足國家國民經(jīng)濟建設(shè)發(fā)展對能源的需求,加快西部大開發(fā),水電開發(fā)成為國家重要的能源戰(zhàn)略。我國的水電資源80%以上都分布在西部地區(qū),在我國西部高壩大庫的建設(shè)也必將越來越多。在這些高壩大庫中,土石壩占了相當(dāng)比例。如正在建設(shè)的大渡河瀑布溝心墻堆石壩(深覆蓋層上182m)和長河壩心墻堆石壩(深覆蓋層上240m)及瀾滄江糯扎渡心墻堆石壩(262m),計劃建設(shè)有金沙江烏東德心墻堆石壩(225m)、雅礱江上兩河口心墻堆石壩(293m)和壩高為314m的大渡河雙江口心墻土石壩(為該壩型目前世界最高)等。目前我國的土石壩(無論是混凝土面板堆石壩還是土質(zhì)心墻土石壩)的數(shù)量、規(guī)模、技術(shù)難度都居世界前列。西部地區(qū)地質(zhì)條件復(fù)雜,地震頻繁、強度大。在西部建設(shè)的這些高土石壩多位于強震區(qū),抗震問題是控制因素。為了加強水電工程防震抗震工作,5.12汶川大地震后,國家發(fā)改委能源局先后發(fā)布了《國家發(fā)展改革委關(guān)于加強水電工程防震抗震工作有關(guān)要求的通知》(發(fā)改能源1242號)和《國家能源局關(guān)于委托開展水電工程抗震復(fù)核工作的函》(國能局綜函16號)。水電水利規(guī)劃設(shè)計總院制定了《水電工程防震抗震研究設(shè)計及專題報告編制暫行規(guī)定》(水電規(guī)計24號)(下簡稱24號文),對水電工程防震抗震研究設(shè)計提出了具體規(guī)定。按照24號文的要求,對于處在高烈度區(qū)、特別重要的、失事后可能產(chǎn)生嚴(yán)重次生災(zāi)害的擋水建筑物,要研究、分析、評價其極限抗震能力。大壩的極限抗震能力,尤其是高土石壩的極限抗震能力,目前沒有統(tǒng)一的標(biāo)準(zhǔn)可參照,需要進(jìn)行探索性的深入研究工作。本文研究者結(jié)合當(dāng)前大型水電工程的抗震復(fù)核工作,對長河壩、兩河口等高土石壩的極限抗震能力進(jìn)行了探索和研究,初步提出了一套高土石壩極限抗震能力的評價方法,本文中以深厚覆蓋層上長河壩高心墻堆石壩為例論述和探討有關(guān)研究成果。長河壩水電站系大渡河干流水電規(guī)劃“三庫22級”的第10級電站,上接猴子巖電站,下游為黃金坪電站,工程區(qū)位于四川省康定縣境內(nèi)。壩型為礫石土心墻堆石壩,壩壅水高215m,總庫容10.75億m3,正常蓄水位1690m,相應(yīng)庫容為10.15億m3,調(diào)節(jié)庫容4.15億m3,具有季調(diào)節(jié)能力。電站總裝機容量2600MW。電站單獨運行多年平均發(fā)電量108.3億kWh。工程為一等大(1)型工程,大壩為1級建筑物。攔河大壩采用礫石土心墻堆石壩,壩頂高程1697.00m,建基面最低高程1457.00m,最大壩高240m,壩頂長度498m。壩頂寬度16.00m,上、下游壩坡均為1:2.0。心墻頂高程1696.4m,頂寬6m,上、下游坡均為1:0.25。上、下游反濾層水平厚度分別為8m和12m,上、下游過渡層水平厚度均為20m。壩址河床覆蓋層深厚,為65~76.5m,具有多層結(jié)構(gòu),從下至上由老至新分為3層:第(1)層為漂(塊)卵(碎)礫石層(fglQ3)。第(2)層為含泥漂(塊)卵(碎)礫石層(alQ41),該層頂部有砂層(2)-c分布,砂層(2)-c厚1.63~9.57m,頂板埋深2.87~24.59m(高程1473.43~1456.77m),為中~粉細(xì)砂,屬可液化的砂層。第(3)層為漂(塊)卵礫石夾砂層(alQ42),分布河床淺部。在現(xiàn)有設(shè)計方案中對壩軸線下游心墻及壩殼范圍內(nèi)砂層(2)-c采用全部挖除方案處理。壩基覆蓋層采用兩道全封閉混凝土防滲墻防滲,分別厚1.4m和1.2m,兩道墻凈距離14m。防滲墻最大設(shè)計深度50m。有關(guān)設(shè)計資料由成都勘測設(shè)計研究院提供。根據(jù)場地地震安全性評價成果:基巖水平峰值加速度50年超越概率10%為172gal,100年超越概率2%時為359gal;100年超越概率1%時為430gal。2表面展望分析方法與極端抗彎能力的研究方法2.1模型建立及模型參數(shù)土石料的動力本構(gòu)模型采用中國水科院的三維真非線性動力本構(gòu)模型。該模型將土視為黏彈塑性變形材料,模型由初始加荷曲線、移動的骨干曲線和開放的滯回圈組成。這種真非線性模型的特點是:(1)與等效線性黏彈性模型相比,能夠較好地模擬殘余應(yīng)變,用于動力分析可以直接計算殘余變形;在動力分析中可以隨時計算切線模量并進(jìn)行非線性計算,這樣得到的動力響應(yīng)過程能夠更好地接近實際情況。(2)與基于Masing準(zhǔn)則的非線性模型相比,增加了初始加荷曲線,對剪應(yīng)力比超過屈服剪應(yīng)力比時的剪應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系的描述較為合理;滯回圈是開放的;考慮了振動次數(shù)和初始剪應(yīng)力比等對變形規(guī)律的影響。模型的數(shù)學(xué)表達(dá)式如下:初始加荷曲線:骨干曲線:滯回圈:式(2)和式(3)中,在加荷時取(-)、(+),在卸荷時取(+)、(-)。加載和卸載準(zhǔn)則見文獻(xiàn)。在此非線性動力模型中,骨干曲線和滯回圈的原點不斷移動產(chǎn)生殘余變形,即有:以上諸式中:τ和γ分別為剪應(yīng)力和剪應(yīng)變;τmax為極限剪應(yīng)力;τmax=τf/Rf;Rf為破壞比;τf為破壞剪應(yīng)力;?′為有效內(nèi)摩擦角;σ′為有效正應(yīng)力;γ0為骨干曲線和滯回圈原點相應(yīng)的剪應(yīng)變或稱塑性剪應(yīng)變;γh是以γ0為0點的剪應(yīng)變;A、B為模型參數(shù);DRSd為動剪應(yīng)力比幅值;DRS為動剪應(yīng)力比,DRS=RS-RS0,RS=τ/σ′,RS0為初始剪應(yīng)力比。模型參數(shù)可以用剪應(yīng)力比控制的循環(huán)三軸試驗來測定,也可由等效線性黏彈性模型參數(shù)換算得到。堆石壩體及地基主要采用三維8結(jié)點6面體等參單元來模擬,在邊界不規(guī)則處采用6節(jié)點5面體3棱柱單元來填充。采用三維各向異性有厚度薄單元來模擬不同材料間的接觸面特性。為了更合理地進(jìn)行覆蓋層上高心墻壩的地基及壩體的地震反應(yīng)分析,本文采用了有效應(yīng)力分析方法。計算中直接利用動孔壓比與動剪應(yīng)力比關(guān)系曲線來計算振動孔隙水壓力的產(chǎn)生;利用節(jié)點等價體積和三維節(jié)點等價流量的概念,結(jié)合Biot固結(jié)理論,不僅考慮了孔隙水壓力的產(chǎn)生增長,而且考慮了孔隙水壓力的消散和擴散,即應(yīng)用排水有效應(yīng)力方法,具體過程見文獻(xiàn)。2.2基于應(yīng)變勢概念的整體變形分析方法除了采用基于黏彈塑性模型的真非線性動力反應(yīng)分析方法直接計算殘余變形外,土石壩殘余變形的分析方法還有滑動體位移分析法和整體變形分析法兩大類。本研究配合真非線性計算方法,采用了基于應(yīng)變勢概念的整體變形分析方法,其中的殘余體應(yīng)變模式為式中:εdV為殘余體應(yīng)變;?τ為動剪應(yīng)力;σ0′為平均有效主應(yīng)力;Kc為固結(jié)比;N為振動次數(shù)。εdV采用%形式,?τ與σ0′采用相同的單位;KV為系數(shù);nV為指數(shù),KV、nV是以σ3′、Kc和N為參變數(shù)的。詳見文獻(xiàn)。2.3壩坡動力等效值分析方法(1)液化可能性評價方法本文采用了有效應(yīng)力分析方法,用孔壓比作為液化判別指標(biāo),如果孔壓比接近或等于1,則單元液化。(2)壩體單元抗震安全性的評價方法在運用有限元法計算出壩坡單元的靜應(yīng)力和地震作用下的動應(yīng)力后,按下式計算壩體單元的抗震安全系數(shù)Fe:式中:τf為單元潛在破壞面抗剪強度;τ為單元潛在破壞面上的總剪應(yīng)力,為靜剪應(yīng)力和等效動剪應(yīng)力之和。(3)壩坡動力有限元抗滑穩(wěn)定性分析方法在運用有限元法計算出土石壩單元的靜應(yīng)力和地震作用下的動應(yīng)力后,則可以利用來進(jìn)一步分析壩坡的抗震穩(wěn)定性。壩坡地震抗滑穩(wěn)定安全系數(shù)按式中:σn′i和τni為第i單元滑動面上的法向有效應(yīng)力和切向應(yīng)力;?i′、ic′為滑動面上第i單元的動有效應(yīng)力抗剪強度指標(biāo);li是滑動面通過第i單元的長度。在整個地震過程中,土體各單元的動應(yīng)力及動孔壓隨震動時間不同而不同,因此,其動力抗滑穩(wěn)定安全系數(shù)Fs也是時間的函數(shù)。如果考慮地震過程中反應(yīng)應(yīng)力的時程變化,計算出每一瞬時的壩坡抗滑穩(wěn)定安全系數(shù),則在本文中稱之為動力時程線法。如果不考慮地震過程中反應(yīng)應(yīng)力的時程變化,取等效動剪應(yīng)力進(jìn)行計算,在本文中稱之為動力等效值法。動力時程線法算得的安全系數(shù)是地震過程中每一時刻(瞬時)的安全系數(shù),反映了地震過程中壩坡抗滑穩(wěn)定安全系數(shù)隨時間的動態(tài)變化過程。而動力等效值法得到的安全系數(shù)是地震作用下壩坡一個總的安全系數(shù),是整體平均等效的概念,不反映地震過程中安全度的動態(tài)變化。綜合兩種方法分別算出的安全系數(shù),便可對壩坡的抗震安全性性進(jìn)行判斷。2.4大壩的極限抗震能力鑒于目前對極限抗震能力沒有統(tǒng)一的評價標(biāo)準(zhǔn),需要進(jìn)行多種工況、多種角度的綜合分析,考慮到變形、穩(wěn)定和防滲體安全是決定高土石壩抗震安全的關(guān)鍵因素,本研究分別從穩(wěn)定、變形、防滲體安全等方面,對大壩的極限抗震能力進(jìn)行研究和分析。具體包括:(1)從壩坡穩(wěn)定的角度分析大壩的極限抗震能力:采用動力法(包括動力時程線法和動力等效值法)來分析不同等級強震作用下壩坡的地震穩(wěn)定性,研究可引發(fā)潰壩的壩坡失穩(wěn)狀態(tài),分析大壩的極限抗震能力。(2)從地震永久變形的角度分析大壩的極限抗震能力:計算不同等級強震作用下大壩的地震永久變形,研究地震永久變形與大壩整體安全的關(guān)系,分析大壩的極限抗震能力。(3)從液化可能性、單元抗震安全性及防滲體安全的角度分析大壩的極限抗震能力:計算不同等級強震作用下大壩的單元抗震安全系數(shù),評判液化可能性、單元動力剪切破壞的可能性及防滲體的安全性及其與大壩整體安全的關(guān)系,分析大壩的極限抗震能力。(4)綜合分析大壩的極限抗震能力:基于上述計算結(jié)果,綜合穩(wěn)定、變形、防滲體安全等分析大壩的極限抗震能力。3昌河水庫的極端抗疲能力研究3.1大壩極限抗震能力為了研究大壩的極限抗震能力,在設(shè)計地震(基巖水平峰值加速度為0.37g)和校核地震(基巖水平峰值加速度為0.44g)下的地震反應(yīng)分析的基礎(chǔ)上,又分別計算了基巖水平峰值加速度分別為0.50、0.55、0.60g和0.70g時的大壩地震反應(yīng)情況,并分別從穩(wěn)定、變形、防滲體安全等方面,對大壩的極限抗震能力進(jìn)行研究和分析。計算時大壩水位為正常蓄水位。動力計算參數(shù)根據(jù)中國水科院完成的長河壩壩料動力特性試驗成果選取,由于篇幅所限,具體見文獻(xiàn)。輸入地震加速度時程曲線設(shè)計地震時采用設(shè)計地震場地波地震加速度時程曲線,其他工況均采用校核地震場地波地震加速度時程曲線,按不同強震等級調(diào)整輸入加速度峰值。同時輸入水平向(順河向和橫河向)和豎向地震,豎向地震輸入加速度峰值取為水平向的2/3。圖1為大壩有限元網(wǎng)格剖分情況。圖2是校核地震場地波的水平向1的地震加速度時程曲線。3.2大壩上下游壩坡抗震穩(wěn)定驗算在動力反應(yīng)分析的基礎(chǔ)上,采用動力法分析了不同等級強震作用下壩坡的地震穩(wěn)定性。不同等級強震作用下壩坡的地震穩(wěn)定性計算結(jié)果匯總?cè)氡?。作為代表,圖3給出了輸入水平峰值加速度為0.55g時壩坡的地震穩(wěn)定性分析成果圖。由圖可見,(1)設(shè)計地震(0.37g)下,壩坡穩(wěn)定性滿足抗震安全性要求;(2)校核地震(0.44g)下,能夠滿足“校核地震下不潰壩”的抗震設(shè)計要求;(3)輸入基巖峰值加速度為0.50g時,按動力時程線法算得大壩上下游壩坡抗震穩(wěn)定安全系數(shù)時程曲線最小值小于1,但仍比較接近1,而且按動力等效值法算得的最小安全系數(shù)均大于1.2,滿足不潰壩的抗震穩(wěn)定性要求;(4)輸入基巖峰值加速度為0.55g時,按動力時程線法算得大壩上下游壩坡抗震穩(wěn)定安全系數(shù)時程曲線最小值小于1,但按動力等效值法算得的最小安全系數(shù)仍然在1.1左右,整體上依然可滿足不潰壩的抗震穩(wěn)定性要求;(5)輸入基巖峰值加速度為0.60g時,按動力時程線法算得大壩上下游壩坡抗震穩(wěn)定安全系數(shù)時程曲線最小值小于1,按動力等效值法算得的最小安全系數(shù)比較接近1,均小于1.1,結(jié)合其他因素判斷,此地震作用下,難以保證壩坡的整體安全性;(6)輸入基巖峰值加速度為0.70g時,按動力時程線法算得大壩上下游壩坡抗震穩(wěn)定安全系數(shù)時程曲線最小值遠(yuǎn)小于1,按動力等效值法算得的最小安全系數(shù)也小于1,此地震作用下,大壩的整體安全性得不到保證。綜上分析,從壩坡穩(wěn)定的角度來看,初步認(rèn)為,大壩的極限抗震能力為0.55g。3.3輸入水平風(fēng)速對大壩地震殘余變形的影響在動力反應(yīng)分析的基礎(chǔ)上,計算了不同等級強震作用下大壩的地震殘余變形。如表2所示。震陷傾度定義為壩頂最大震陷與最大震陷部位距岸坡距離的比值,體現(xiàn)壩頂及心墻沿壩軸線震陷的不均勻性。作為代表,圖4給出了輸入水平峰值加速度分別為0.55g和為0.70g時典型剖面豎向變形的等值線圖。由圖可見,當(dāng)輸入基巖峰值加速度為0.70g時,大壩產(chǎn)生了很大的地震殘余變形,最大震陷達(dá)254cm,為壩高(不含覆蓋層)的1.06%,占壩高比例超過了規(guī)范建議取的壩高的1%。這種顯著的地震殘余變形下,抗震分析和抗震設(shè)計的不確定因素很多,難以確保大壩的整體安全性。結(jié)合相關(guān)震害資料分析,最大震陷超過壩高的0.7%~0.8%時可產(chǎn)生明顯震害,并可能導(dǎo)致嚴(yán)重后果。綜上分析,從地震殘余變形的角度來看,初步認(rèn)為,大壩的極限抗震能力為0.55~0.60g。3.4本文從液化可能性、單位抗疲勞防滑安全和穿刺體安全的角度分析了水庫的有限抗疲勞動能力3.4.1壩下砂層砂層無液化根據(jù)考慮孔壓消散和擴散的三維真非線性有效應(yīng)力地震反應(yīng)分析結(jié)果,不同等級強震作用下的振動孔壓情況見下表3。根據(jù)計算結(jié)果,隨著輸入基巖峰值加速度的加大,振動孔壓和最大孔壓比也在增大,但在上述各級強震作用下,根據(jù)有效應(yīng)力液化判別的孔壓比標(biāo)準(zhǔn),均不會產(chǎn)生液化。由于下游砂層全部挖除,壩下上游砂層深埋于壩下,上覆土層壓力大,在上述各級強震作用下,均不會產(chǎn)生液化?？梢?對本工程而言,下游砂層全部挖除后,液化問題不是整體安全性的制約因素。需要指出的是,不液化并不意味著不破壞,對本工程而言,不宜用單一的是否液化來衡量大壩的整體安全性。3.4.2心墻與壩殼接觸部位剪切破壞特征不同等級強震作用下,大壩單元抗震穩(wěn)定安全系數(shù)等值線如圖5所示。(1)設(shè)計地震(0.37g)下,上游心墻與壩殼接觸部位出現(xiàn)一些單元抗震安全系數(shù)小于1的區(qū)域,有部分破壞單元,破壞區(qū)域范圍不大,不會影響到大壩的整體安全性。(2)校核地震(0.44g)下,上游心墻與壩殼接觸部位及心墻表層出現(xiàn)一定范圍單元抗震安全系數(shù)小于1的區(qū)域,有部分破壞單元;壩頂附近坡面出現(xiàn)單元抗震安全系數(shù)小于1的區(qū)域,有一定程度的表層動力剪切破壞。但范圍不大,程度不重,不會影響心墻的防滲功能和整體穩(wěn)定。(3)當(dāng)輸入基巖峰值加速度為0.50g時,上游心墻與壩殼接觸部位及相鄰心墻內(nèi)部出現(xiàn)一些單元抗震安全系數(shù)小于1的區(qū)域,有部分破壞單元,但范圍不是很大,壩頂附近1/4壩高范圍內(nèi)的壩坡內(nèi)也有剪切破壞區(qū),程度相對不重,不會影響心墻的防滲功能和整體穩(wěn)定。(4)當(dāng)輸入基巖峰值加速度為0.55g時,上游心墻與壩殼接觸部位及相鄰心墻內(nèi)部單元抗震安全系數(shù)小于1的區(qū)域逐漸擴大,在上部局部占到了心墻寬度的1/2,下游心墻與壩殼接觸部位也出現(xiàn)了部分破壞單元,壩頂附近1/4壩高范圍內(nèi)的壩坡內(nèi)也有剪切破壞區(qū),此時心墻的防滲功能和大壩整體穩(wěn)定會受到較大影響。(5)當(dāng)輸入基巖峰值加速度為0.60g時,上游心墻與壩殼接觸部位及相鄰心墻內(nèi)部單元抗震安全系數(shù)小于1的區(qū)域進(jìn)一步擴大,上部局部幾乎貫穿心墻寬度,下游心墻與壩殼接觸部位破壞范圍也有所擴大,壩頂及壩頂附近1/4壩高范圍內(nèi)的壩坡內(nèi)也有剪切破壞區(qū),此時心墻的防滲功能和大壩整體穩(wěn)定會受到嚴(yán)重影響。(6)當(dāng)輸入基巖峰值加速度為0.70g時,壩體中出現(xiàn)了較多單元抗震安全系數(shù)小于1的區(qū)域,尤其是心墻上部1/4區(qū)域有大面積的貫通的剪切破壞區(qū),壩頂及壩頂附近1/4壩高范圍內(nèi)的壩坡內(nèi)也有嚴(yán)重的剪切破壞區(qū)。壩坡內(nèi)的剪切破壞區(qū)可引發(fā)壩坡的失穩(wěn)和滑動,而心墻內(nèi)的剪切破壞區(qū)可造成防滲體失效,導(dǎo)致危及大壩整體安全的嚴(yán)重后果。3.4.3靜動力疊加對防滲墻壩軸向應(yīng)力的影響根據(jù)地震反應(yīng)分析結(jié)果,靜動力疊加后防滲墻最大壓應(yīng)力出現(xiàn)在豎向,而最大拉應(yīng)力出現(xiàn)在壩軸向,且拉應(yīng)力范圍較大,在此重點分析了壩軸向的拉應(yīng)力。不同等級強震作用下,防滲墻壩軸向靜動力疊加后拉應(yīng)力最大值見表4。圖6為輸入水平峰值加速度分別為0.50g和為0.70g時靜動力疊加后防滲墻壩軸向應(yīng)力分布情況?？梢?隨著輸入基巖加速度的增大,靜動力疊加后防滲墻壩軸向拉應(yīng)力逐漸增大,防滲墻拉應(yīng)力區(qū)的范圍也逐漸擴大。當(dāng)輸入基巖峰值加速度為0.70g時,防滲墻壩軸向四周均為拉應(yīng)力區(qū),岸坡處的拉應(yīng)力值超過了3MPa。3.4.4壩下地區(qū)剪切破壞區(qū)根據(jù)不同等級強震作用下大壩的單元抗震安全系數(shù),液化可能性、單元動力剪切破壞的可能性及防滲體的安全性等結(jié)果來看,當(dāng)輸入基巖峰值加