重力壩均質(zhì)壩基的失穩(wěn)機理研究

1、重力壩均質(zhì)壩基的失穩(wěn)機理研究第22卷第1期1989年2月武漢水利電力學(xué)院j.ofwuhanunlvofhydr.&eleceng.vo1.22no.1feb.1989重力壩均質(zhì)壩基的失穩(wěn)機理研究常曉林陸進遠(水力發(fā)電工程系)提要事文通過數(shù)值模擬重力壩均質(zhì)壩基的破壞過程,對其失穩(wěn)機理進行了分析研究.結(jié)果表明,壩基的破壞主要表現(xiàn)為壩踵裂縫的延伸和壩趾附近基巖剪切屈服區(qū)的擴展.當(dāng)屈服區(qū)在壩基淺層形戒上下游貫通時,壩基承載能力達到極限值,大壩措塑性屈服層滑移,從而導(dǎo)致整體失穩(wěn).關(guān)蕾詞:壩基裂縫屈服i破壞分析失穩(wěn)機理引言壩基巖體的穩(wěn)定分析是壩工設(shè)計中一個十分重要的問題.混凝土壩的一切荷載最終都是

2、由壩基承擔(dān)的,作為壩基的巖體是否具有足夠的強度或其強度是否被合理地利用,必然影響到大壩的安全與經(jīng)濟.因此,要合理地進行夫壩的設(shè)計和施工,必須首先了解結(jié)構(gòu)的受荷特征和應(yīng)力與變形狀態(tài),弄清壩基的破壞機制和失穩(wěn)形態(tài),在此基礎(chǔ)上才能確定合適的安全準則.正確地評價大壩的穩(wěn)定性,相應(yīng)提出有效的加固處理措施.幾十年來,人們致力于研究探討壩基巖體的破壞機理和變形特性,取得了不少成果,也積累了許多經(jīng)驗.”但是,這些初步探討還遠遠不能滿足工程實踐的需要,到目前為止,對破壞機理的認識仍是比較膚淺的.基于這種現(xiàn)狀,本文采用非線性有限元對重力壩均質(zhì)巖石壩基的破壞過程和變形形態(tài)進行了分析,試圖在失穩(wěn)機理方面得出一些規(guī)律性

3、的認識.這里所提的均質(zhì)巖石壩基是為了便于數(shù)值計算分析而采用的一種在力學(xué)上等效的理想化模型.自然界中的巖體由于其自身存在節(jié)理裂隙和受斷裂構(gòu)造面的切割,實際上是不連續(xù),不均勻和各向異性的,工程實踐中要搞清其復(fù)雜的結(jié)構(gòu)構(gòu)造情況也是很難的.對于壩基巖休節(jié)理裂隙比較發(fā)育,分布的隨機性強,總體上是無規(guī)律的且無主要緩傾角軟弱結(jié)構(gòu)面的情況,我們往往可以通過采用一定代表性體積上的力學(xué)參數(shù)的等效,近似地簡化為.均質(zhì)巖石壩基.情況來考慮.因此,這種.均質(zhì)巖石壩基模型對于工程實際具有一般性的研究意義.i計算分析方法本文主要采用非線性有限元對壩基破壞過程進行計算模擬,并依據(jù)以下條件編制了計算奉文1988年7月5日收到程

4、序t1.1荷藏情況只考慮了壩體混凝土自重,上游壩面水壓力,壩基滲透體積力和壩基巖體初始應(yīng)力等幾個主要荷載.逐步提高庫水位來近似模擬水庫蓄水的過程,從而探求壩基狀態(tài)的變化情況租破壞的發(fā)展過程.1.2破壞判據(jù)采用了如圖1中曲線abc所示的復(fù)合破壞判據(jù),bc段為mohrcoulomb準則曲線,ab段為近似于hoekbrown準則曲線的一段拋物線,其方程可表示為.建1一b./-,蚰段t(量)-+昔obc段iai;fa+r盯30一式中,a1.a最犬,最小主應(yīng)力(壓為正)j月,月.巖體單軸抗壓.抗拉強度jf強度線的斜率.顯然,f相月與巖體抗剪強度參數(shù)/.c的關(guān)系為f一(,+了r)1r=2c(f+1+,.)

5、/又由ab與bc在b點光拊蓮接(相切)可得圖1復(fù)合破壞判據(jù)(2);c(1可.一,)一耳,2f(3)在雙向壓縮狀奄下(0)巖俸遵循mohrcoulomb準則,并假定是脆性破j=:型,印當(dāng)巖體剪應(yīng)力超過其峰值強度時,即應(yīng)力狀悉點落在bc線上方,抗剪強度將降至殘余強度(13c線),本文提到的剪切屈服即指這種情況.當(dāng)出現(xiàn)拉應(yīng)力時(口s<0),巖體服從拋物線判據(jù),若拉應(yīng)力達到或超過其極限抗拉強度,巖體發(fā)生破裂,產(chǎn)生拉裂縫,方向與主拉應(yīng)力(a.)正交,縫端周圍剮伴隨有數(shù)裂縫隙擴張醫(yī).宏觀裂縫的出現(xiàn)將使壩基結(jié)構(gòu)的接體性受到不同程度的削弱,同;,也引起壩基滲流狀態(tài)的變化.當(dāng)某單元出現(xiàn)裂縫對,我們在裂縫界

6、面上反向施加拉應(yīng)力,作為對該局嗇l;應(yīng)力和變形的調(diào)整,程序自動對單元和節(jié)點重新編號.這里假定裂縫妊張開的,不傳遞法向和切向應(yīng)力,且作為壩基滲流場韻一個等水頭邊界.對于均質(zhì)壩基,裂縫的初始起點一般在壩踵角點.上述復(fù)臺型判據(jù)仍然只包含巖休的f,c這兩個抗剪強度參致.實際上脆性破壞時峰值與殘余值的關(guān)系是隨應(yīng)力狀態(tài)而變的,但為了便于成果的分析整理,根據(jù)試驗資料的統(tǒng)計分析,本文取抗剪斷強度參數(shù)的殘余值與峰值的關(guān)系為f,一0.8,c一0.5c艘行計算,這一關(guān)系與文獻的結(jié)果是吻合的.1.3壩基滲流與應(yīng)力狀態(tài)的耦臺在許多情況下,實驗室以及現(xiàn)場試驗的結(jié)果都表明,無論是巖石材料或是巖休,其滲透系數(shù)都常會隨著應(yīng)力狀

7、態(tài)和內(nèi)部液壓的變化而表現(xiàn)出大幅度的變化,尤其是發(fā)生局部破啄后,滲流與應(yīng)力狀態(tài)之間存在著明顯的耦臺效應(yīng).文獻57通撾對裂隙巖俸滲透機理和褐臺實質(zhì)的分析,導(dǎo);了等效滲透系數(shù)與莊變狀卷的實用關(guān)系式,lk.p一日(,+=),一.expep(:+)l(4)i一.expe日(l+)j式中,.主軸,y.卻向巖俸變形后購等效滲透系數(shù)(cm/s)j.最初狀態(tài)(參考狀態(tài))一0時巖體靜向同性等效滲透系數(shù)(cm/s),e,主軸,y,=方向巖體中某點的主應(yīng)變,b反映巖休滲透系數(shù)對應(yīng)變變化敏感性的無量綱參數(shù),本文中的計算根據(jù)loui等人的試驗誓取b一5100.利用式(4)繚制廊子程序?qū)?yīng)力應(yīng)變計算與滲流計算聯(lián)系起來,反復(fù)

8、計算調(diào)整幾次,即可近似計入=者的輛臺效應(yīng).當(dāng)壩踵和壩趾處發(fā)生破壞時,產(chǎn)生的集中變形對滲流的影響也可由式(1)計入,此時認為b不變.1.4塤基受蠢的報方式通常采用超載法或降低材料強度指標的方法來模擬結(jié)構(gòu)的失穩(wěn).一般講重力壩所型荷載可以比較準確地計算出來,對壩上游面的水平推力,即使在結(jié)構(gòu)物運轉(zhuǎn)過程中難免會因為稀遇洪水或地震烈度提高以及庫區(qū)滑坡涌浪等原因造成短期超載,其超載值也是很有限的.潘家鋒認為超載系數(shù)值一般采用1.1o1.15已經(jīng)夠了,這遠遠小于要求的結(jié)構(gòu)安全系數(shù).l而壩基巖體因節(jié)理裂豫和不均一性等因索的影響,試驗所得的強度參數(shù)值變幅較大,表征性很難得到保證.鑒于以上考慮,本文在計算中不考慮超

9、載情況,而采用越來越小的抗剪強度參數(shù)值輸入計算,直至大壩整體失去穩(wěn)定.壩體剖面取基本三角形,上游面沿直,下游壩坡m=o-75,壩高h,采用無量綱分析,相對壩高為l,惟幕深達二分之一壩高,厚度為1/20壩高,其中心線距上游壩面距離為/1”壩底寬,壩基排水孔瀾達二分之一帷幕深度,此處揚壓力折減系數(shù)a=0.3.壩基計算范圍均取5倍壩高,假定霸高庫水位與壩頂齊平,下游無水.如圖2a所示.采用三角形單元進行剖分,整個計算區(qū)域劃分為422個單元,233個節(jié)點,中心部分見圖2b.計算采用的材料薹本參數(shù)列于表1,其中y為水的容重,e為壩怍混凝士彈模,.獗基巖體初始滲透系翻.因采用無量鋼分析,故衷中參數(shù)只以相對

10、值形式給出.裹l材辯基本參數(shù)參數(shù):容重比比彈捌泊松比相對滲透耦臺材.iy/ywe/ec;k/k.1日【系數(shù)1系數(shù)-.0.17o蠅基巖障12.651o.55;o.25151o帷幕i2.650.550.251/50l0對于工程中常用的壩休剖面尺寸和荷載情況,壩體一般不會出現(xiàn)破壞,因此,這里圖2a有限元計算簡圖45在計算中對壩體部分不進行破壞條件的核查,而把注意力集中放在壩基部分,從而簡化計算,節(jié)省機時.壩基巖體的力學(xué)強度指標將以,p(,),s(s,)的形式給出,其中,s=c/y.hd口圖26壩一基有限元廂格剖舟2壩基破壞過程及失穩(wěn)機理分析根據(jù)計算得出庫水位z與大壩特征點(壩頂a,壩踵b,壩趾c)位

11、移關(guān)系如圖3所示.表2給出了不同水位對壩基破壞單元的數(shù)目和裂縫尖端的位置.這里惻舉了四組參數(shù)(a),(b),(c),(d)的計算結(jié)果.(a)對應(yīng)于壩趾處基巖剛剛開始出現(xiàn)剪切屈服的情況;(bj對應(yīng)于壩基屈服區(qū)能出現(xiàn)上下游貫通的情況,在最高庫水位時大壩將整體失穩(wěn)i(c),(d)對應(yīng)于壩基屈服區(qū)有一定發(fā)展但最終大壩不會整體失穩(wěn)的情況.后三組參數(shù)時壩基破壞的發(fā)展過程如圖4所示.圖表中的成果記錄均以如下xoy坐標系為基礎(chǔ),其中坐標原點0取在壩踵b點,軸以水平向下游為正,y軸以鉛直向上為正,水平位移以向下游為正,鉛直位移以向下(沉降)為正.為了反映不同的壩高情況,這里位移均以無量綱當(dāng)量位移一.?一的形y】

12、dd式給出.圖4中各標示線所圍的區(qū)域代表當(dāng)前級荷載下應(yīng)力狀態(tài)達到或超過破壞極限狀態(tài)的部分基巖,某一標示范圍內(nèi)與前級荷載下所標示范圍不重疊的部分,表示當(dāng)前級荷載下新增的破壞區(qū),其中重疊的部分則代表先期破壞后的繼續(xù)加載區(qū),而已破壞區(qū)與該范圍不重疊的部分代表卸載區(qū).另外需要說明的是,這里假定大壩建成時庫水位z,hao.3,這就成為壩頂位移計算的初始條件.分析以上計算成果,可以得出以下幾點認識.n0.三0i一010i一阿.hxi.赫艄鰣悄z/tid)與大規(guī)位移(6)關(guān)系曲線2.1當(dāng)壩基巖體抗剪斷強度參數(shù),與(以s廣義表示)以及彈性模量f,(以壩體與壩基彈模比e=f/f引入)不同時,所得庫水位與壩一基結(jié)

13、構(gòu)特征點的位移(以6廣義表示)關(guān)系曲線的性狀就總的趨勢來講都是一致的.這些血線反映了太壩在蓄水過程中壩身,壩基位移的一般規(guī)律.一一王一f”lr.h:7一“tfd圖4塤基破壞的發(fā)展過程2.2由計算所得的所有的庫水位與a,b,cz點的鉛直位移關(guān)系可知,在水j乍未蓄水狀態(tài)或建成時的低水位狀態(tài),規(guī)體自重引起的地基沉降,在壩踵b點大于壩趾c點,壩基面(指b,c兩點連直線所成的視平面)是傾向上游的.壩基面在壩體自重作用下完成向下的不均勻“沉降之后,隨著庫水位的運漸上升,三特征點的鉛直位移均逐漸向與自重【起的變位相反的方向變化.壩頂a和壩踵b始終是上抬的,而壩趾c的沉降變化則不很明顯.這主要是因為,壩面水壓

14、力增量對壩基面的彎矩作用使壩踵上抬而使壩趾下沉,而壩基滲透體積力的增量的作用將使原已壓縮的壩下地基松馳回彈,在相同的水位上升速率情況下,前者的作用隨庫水位升高越來越犬而后者則無明顯變化,兩者的作用在壩踵處是相互疊加,而在壩趾處則是相互抵消一部分.另外,壩趾處基巖可能出現(xiàn)局部屈服,從而產(chǎn)生塑性變形.因此,壩趾處的鉛直位移呈現(xiàn)出小的時增時減現(xiàn)象.總的講,壩趾c的這種沉降變化的幅度很小,在工程意義上可以認為其基本不變.這樣,可以說大壩在庫水作用下發(fā)生向下游的水平位移的同時,還有犬致繞壩l趾點向下游轉(zhuǎn)動的越勢.在滿庫狀態(tài),壩壁視平面一般是傾向下游的.2.3由計算得出的庫水位與各點水平位移的變化關(guān)系可以

15、看出,隨著庫水位的上升,各點向下游水平位移的增長逐漸加快,尤其是壩頂點a的水平位移,由于壩踵上抬【起壩體向下游的轉(zhuǎn)動以及壩體本身的彈性變形,其增長的速率最大.通過對b,c兩點水平位移曲線的比較還可發(fā)現(xiàn),對于最終壩趾區(qū)不發(fā)生屈服或很小范圍屈服的情況,b點和c點的水平位移差有隨庫水位升高逐漸增大的趨勢,這個位移差平均反映了壩下淺部基巖水平向壓縮的情況(如圈3(a)所示).而隨著壩趾基巖屈服區(qū)的發(fā)展,壩趾c的水平位移增長將會加快,此時上述位移差隨庫水位升高逐漸增犬的趨勢有所減弱.對于最終基巖屈服區(qū)在壩下范圍接近1/2壩底寬的情況,b,c兩點的水平位移曲線幾乎保持平行狀態(tài)(如圖3(c),(d)所示),

16、這說明壩基面的橫向壓縮由于壩趾部位支撐巖體的屈服已不能再增加,主要只是其下部基巖剪切屈服后錯動滑移導(dǎo)致的壩基面的平移和轉(zhuǎn)動.當(dāng)最終壩基屈服區(qū)上下游貫通n(如圖3(b)所示),b,c兩點的水平位移幾乎相等,這是因為壩趾下游基巖被擠出造成.臨空面效應(yīng),使得壩基面原來的橫向壓縮被釋放.此時壩體水平位移呈現(xiàn)持續(xù)增長的不穩(wěn)定趨勢,表明大壩已平行滑動,結(jié)構(gòu)整體失穩(wěn).2.4計算結(jié)果表明,隨著庫水位的升高,首先在緊靠壩踵上游的地基表層出現(xiàn)微裂隙擴張區(qū),然后開始出現(xiàn)壩踵裂縫和伴隨在其尖端周圍的微裂松馳區(qū),并逐漸向地基深部發(fā)展.壩踵裂縫的發(fā)展比較穩(wěn)定,在沒有大的超載的情況下,其延伸深度有限,一般沒有超過壩高的l/

17、5,且傾角較陡.尚未深入到防滲帷幕中去,只是微裂區(qū)最后有所波及.微裂區(qū)的擴展一開始比較快,而后逐漸變緩慢.當(dāng)基巖較軟弱,力學(xué)強度較低時,則滯后一些或同時將出現(xiàn)壩趾處的基巖剪切屈服,這個屈服區(qū)的擴展開始是很緩慢的,然后逐漸加快并主要向上游發(fā)展,當(dāng)屈服區(qū)在壩下的范圍超過壩底寬的1/2左右后,其擴展速度迅速增大,很小的庫水升高或基巖強度降低都會導(dǎo)致其貫穿整個壩下淺層基巖,從而使大壩整體失穩(wěn).如圖4(b)所示.2.5對不同彈模比和抗剪斷強度參數(shù)組臺情況的計算結(jié)果的比較表明,這些參數(shù)的變化不改變壩基破壞發(fā)展的總體特征.差別主要在于:彈模比越小,即地基越硬,壩踵裂縫出現(xiàn)的越早,微裂區(qū)范圍越大,壩趾處基巖越

18、不易屈服,反之,彈摸比越犬,即地基越軟,壩踵裂縫出現(xiàn)的越遲,微裂區(qū)相對越小,壩趾處基巖卻越易屈服.彈模比一定時,抗剪斷強度參數(shù)的不同主要引起壩趾附進屈服醫(yī)的不同,而對于壩踵破裂沒有明顯影響.綜合以上分析,可以認為比較軟弱的重力壩均質(zhì)巖基的破壞失穩(wěn)主要取決于由壩趾處開始的基巖剪切屈服區(qū)的發(fā)展過程.其中壩趾處剛剛開始出現(xiàn)屜服和屆服區(qū)在壩下范圍達到1/2壩底寬這兩種狀態(tài)對于審核大壩的穩(wěn)定性有著重要的意義.對于比較堅硬的均質(zhì)壩基,將不會出現(xiàn)壩趾處基巖達到屈服而后逐漸擴展的破壞形態(tài),其破壞可能有兩種形式t(i)當(dāng)發(fā)生過大超載時,壩可能按fishman所指出的傾倒方式破壞,(2)當(dāng)無過大超載時,若壩基膠鋯

19、面是一明顯相對弱面,則大壩可能沿此面水平滑動破壞.3結(jié)語3.i本文所用的分析壩基穩(wěn)定的非線性有限元程序髓夠跟蹤壩踵裂縫的擴展,模擬大壩的整個破壞過程,并考慮了埂基滲流與應(yīng)力狀態(tài)的耦臺效應(yīng).3.2比較軟弱的重力壩坶質(zhì)壩基的破壞主要表現(xiàn)為壩踵區(qū)裂縫的擴展和壩趾附近巖體的剪切屈服.其失穩(wěn)機理妊:當(dāng)塑性屆服區(qū)在壩基淺層形成上下游貫通時,大壩承載能力達到極限值,沿剪切屈限層滑移導(dǎo)致整體失穩(wěn).3.3當(dāng)壩基巖體強度較低時,大壩穩(wěn)定與否主要取決于由壩趾處開始的剪切屈服醫(yī)的擴展情況.此時,對應(yīng)于瓤趾處開始出鞠毒櫥哥服和壩基屈服妊在壩下范圈達到壩底寬的i/2這兩種特征狀態(tài)對于尋求合理的安全準則核算大壩的穩(wěn)定性將具

20、有重要意義.關(guān)于這方面的探討將另文詳述.參考文獻1fishmanyua.investigati0nsintothemechanismofthefaihtreofconeretedamsrockfoundationsandtheirstabilltyanalysis.proc4thicrm,1979i2:1491522周群力等.混凝土重力壩與基巖膠結(jié)面用斷裂力學(xué)方法進行計算的探討.水文地質(zhì)工程地質(zhì),19791(6)3baslavskyia,fridsa.anewapproaehtothecontactstrer.gthoftheconcretegravitydamwithrockyfonndation.hydrotechnca1construction,1977,(8)4長辦巖基室.論混凝土壩基剪切破壞準則的確定和抗剪強度計算參數(shù)的選擇.水利水電科技情報(2),19785常曉林.巖體