罕遇地震作用下水電站廠房上部結構破壞模式研究

郝軍剛, 胡　蕾, 伍鶴皋, 傅　丹

(1. 武漢大學 水資源與水電工程科學國家重點實驗室，武漢　430072； 2. 長江科學院，武漢　430010)

?

罕遇地震作用下水電站廠房上部結構破壞模式研究

郝軍剛1, 胡蕾2, 伍鶴皋1, 傅丹1

(1. 武漢大學 水資源與水電工程科學國家重點實驗室，武漢430072； 2. 長江科學院，武漢430010)

摘要：為揭示水電站廠房結構在罕遇地震作用下的破壞模式與抗震安全儲備，基于ABAQUS平臺，采用混凝土損傷塑性模型描述廠房混凝土，并通過子程序編程實現黏彈性人工邊界以模擬無限地基，將人工波加速度峰值調整為罕遇地震對應的0.331g，針對某水電站廠房結構開展了動力非線性時程分析。結果表明，罕遇地震作用下廠房結構的破壞模式具體表現為下游立柱嚴重開裂、上游立柱開裂、上游墻底部開裂以及下游立柱出現輕微壓損傷，混凝土損傷狀態、鋼筋應力、層間位移角均表明廠房結構自身具有較高的抗震安全儲備，整體破壞程度在“可修”的水平。但上下游墻在順河向的不協調運動會導致屋頂網架動應力非常突出，網架存在垮塌的風險，水電站廠房的抗震設計中應該充分重視屋頂網架與上下游墻的連接方式。

關鍵詞：水工結構；水電站廠房；罕遇地震；破壞模式；混凝土損傷塑性模型；屋頂網架

水電站廠房作為發電核心建筑物，其重要性不言而喻。地震作為一種偶然發生的自然災害，對水電站廠房結構的破壞作用極大，尤其對于廠房上部高聳的墻體和立柱等薄弱結構，高烈度地區地震工況往往成為設計的控制工況。過去國內學者對水電站廠房抗震課題做過相關研究，馬震岳等[1]采用反應譜法對小灣地下廠房結構進行了抗震分析，結果表明地震對地下廠房結構的危害較小。張輝東等[2]采用時程分析方法研究了蝸殼外圍混凝土在地震作用下的損傷演化及流道金屬結構的動力響應，但未研究抗震更為薄弱的廠房上部結構的損傷破壞程度。王海軍等[3]基于ANSYS平臺，開展了廠房結構整體非線性動力時程分析，為研究廠房結構的損傷發展提供了一條新思路。但研究所輸入的地震波對應于設防地震，未研究廠房結構在罕遇地震下的破壞模式，且研究成果未對鋼筋受力這一關鍵指標進行評價?？梢钥吹?，雖然目前關于廠房的抗震研究取得了一定的成果，但關于罕遇地震作用下廠房結構破壞模式及抗倒塌性能的研究并沒有開展起來，業界對于當前設計理念和方法所持有的安全儲備沒有深入的認識，這與我國西南地區水電蓬勃發展而地震烈度高的客觀事實不相匹配。

基于目前廠房抗震研究現狀，本文基于ABAQUS程序將動力非線性數值分析手段應用于廠房結構的抗震分析中，研究水電站廠房結構在罕遇地震作用下的損傷演化規律及破壞模式，重點從混凝土損傷、鋼筋應力、層間位移、網架受力四個方面評價罕遇地震作用下廠房結構的抗震性能，為基于性能的抗震設計方法在水電站廠房中的應用和推廣奠定基礎。

1三維動力模型與地震波

西南地區某水電站壩后式廠房高64 m，機組段長度26.5 m，水流向寬度52 m，見圖1所示。以一個中間標準機組段為研究對象，建立廠房和地基整體有限元模型，地基深度取為200 m，上下游方向分別延伸225 m，橫河向分別延伸200 m，見圖2所示。根據動力計算對網格尺寸的要求，地基最大網格尺寸取為地震波最小波長的1/10，地震波按截斷頻率20 Hz進行低通濾波，結合地基材料參數確定最大網格尺寸為5.5 m。蝸殼、座環、尾水管和機井里襯采用完全積分4結點殼單元(S4)模擬，廠房混凝土、地基采用完全積分8結點6面體單元(C3D8)模擬，水輪發電機組重量、吊車重量、屋面板重量以及流道內水體考慮為附加質量單元(MASS)添加至相應位置，采用三維桿單元(T3D2)真實模擬出屋頂網架結構，網架與上下游墻體的連接方式為鉸接。廠房左右兩側邊界設置為自由邊界，不考慮相鄰機組段之間的相互作用。

圖1 廠房有限元模型圖2 地基有限元模型圖3 廠房特征點示意圖Fig.1FEMmodelofpowerhouseFig.2FEMmodeloffoundationFig.3Typicallocationsofpowerhouse

水電站廠房屬于典型的鋼筋混凝土結構，地震過程中混凝土可能發生開裂和壓碎，非線性時程分析必須考慮鋼筋的承載作用。廠房抗震分析的關注重點為發電機層以上結構，因此本文模型僅考慮了上下游墻、牛腿、立柱、發電機層樓板以及副廠房樓板的配筋，鋼筋的具體布置來源于實際工程，采用*EMBEDED方式將鋼筋單元(T3D2)嵌入混凝土單元中，程序自動耦合二者的自由度。下部蝸殼、尾水管等大體積混凝土結構未進行配筋，混凝土材料按線彈性考慮，以往的研究表明這樣假定對上部結構的動力特性沒有本質影響[4]。鋼筋的具體布置見表1所示。

由表1可知，上下游墻共布置兩層鋼筋，內側和外側各布置一層；立柱截面尺寸為2.0 m×1.2 m，長邊豎向鋼筋的間距為250 mm，共9根鋼筋，短邊豎向鋼筋間距為120 mm，加上端部兩根共11根鋼筋；發電機層樓板和副廠房樓板上、下表面各布置一層鋼筋；牛腿沿截面邊界布置一層鋼筋。

表1　廠房上部結構鋼筋布置

該電站場地地震基本烈度為Ⅷ度，壩址區50年超越概率63%、10%、2%的基巖水平地震動峰值加速度分別為0.059 g(多遇地震)、0.176 g(設防地震)和0.331 g(罕遇地震)。本文的研究輸入50年超越概率2%的罕遇地震動，人工波根據文獻[5]規定的反應譜曲線反演合成，將其峰值調整為0.331g，順河向加速度時程曲線見圖4所示，豎向地震加速度按順河向的2/3進行折減。

圖4　地震波加速度時程Fig.4 Earthquake acceleration time history

2材料本構模型

采用ABAQUS程序中的混凝土損傷塑性模型(CDP模型)模擬混凝土材料的力學性能，該模型是基于Lubliner等在1989年和Lee等在1998年建議的模型建立的，在低圍壓條件下能夠較好的模擬混凝土單調受拉和受壓力學行為，還能夠合理描述循環反復加載條件下混凝土的剛度轉換和聯合損傷行為[6-7]，下面將對該模型關鍵參數的取值進行闡述。

在混凝土動態彈性模量方面，文獻[5]指出除水工鋼筋混凝土結構外的混凝土水工建筑物的抗震強度計算中，混凝土動態彈性模量的標準值可較其靜態標準值提高30%，但這一條文針對的對象為非水工鋼筋混凝土結構，即主要針對壩體混凝土，嚴格來說并不適用于水電站廠房結構。文獻[8]指出該條文實際說明的是混凝土瞬時彈性模量在持續彈性模量的基礎上可以提高30%，并非動態彈性模量相對靜態彈性模量的提高比例，同時文獻[8]還指出應變率對混凝土彈性模量的影響遠不如強度顯著，甚至可以忽略不計。考慮到目前關于混凝土動態彈性模量的認識尚未統一，本文不考慮混凝土彈性模量的應變率效應，將混凝土動態彈性模量取為28天齡期對應的靜態瞬時彈性模量，具體參考文獻[9]取值如下：C25混凝土(廠房)容重25 kN/m3，動態彈性模量28 000 MPa，泊松比0.167。

在混凝土動態強度方面，文獻[5]作了和彈性模量類似的說明，但針對的對象同樣不包括水電站廠房結構。文獻[9]指出在鋼筋混凝土結構的抗倒塌分析中材料強度可取為標準值或實測值，由于缺乏實測資料，本文將C25混凝土的動態強度取為文獻[9]中的靜態強度標準值，這樣處理對于結構抗震分析是偏安全的?；炷羻屋S受拉、受壓應力應變曲線及損傷曲線分別見圖5和圖6所示，為表示方便應力應變均為正值[9]。

鋼筋類型為熱軋HRB400，鋼材容重78.5 kN/m3，動態彈性模量200 000 MPa，泊松比0.3，標準抗拉和抗壓強度為400 MPa，極限強度為540 MPa[9]。采用雙線性隨動強化模型描述鋼筋，從鋼筋屈服點到極限強度點之間所連直線的斜率即為等效強化模量。熱軋HRB400鋼筋極限抗拉強度對應的應變參考規范的建議取為屈服應變的25倍，最終的等效強化模量為2 917 MPa，約為初始彈性模量的1/70。

廠房中蝸殼、座環、尾水管里襯等鋼材按線彈性考慮，容重78.5 kN/m3，動態彈性模量206 000 MPa，泊松比0.3；地基容重26 kN/m3，彈性模量8 000 MPa，泊松比0.25。

圖5　混凝土單軸受拉及損傷曲線Fig.5 Uniaxial tension and damage curve

圖6　混凝土單軸受壓及損傷曲線Fig.6 Uniaxial compression and damage curve

3地基輻射阻尼的影響

結構與地基在本質上為一開放系統，結構靜力分析和動力分析均涉及無限地基如何模擬的問題。對尺寸和質量都很大的大壩，眾多學者的研究表明無限地基輻射阻尼成為結構地震響應的重要影響因素[10-11]。關于無限地基輻射阻尼在水電站廠房結構抗震分析中的影響程度，目前沒有公開發表的文獻進行明確闡述。罕遇地震作用下廠房上部結構將不可避免的出現開裂和壓損傷，地基輻射阻尼對最終的非線性計算結果存在潛在影響，甚至可能導致損傷程度和鋼筋應力出現本質的變化，必須在罕遇地震計算之前明確該因素的影響程度。為此，本文采用當前應用較為廣泛的集中黏彈性人工邊界實現無限地基的模擬，在ABAQUS程序中等效為在地基邊界上設置一系列并聯的接地彈簧單元(Spring1)和接地阻尼器單元(Dashpot1)，彈性參數和阻尼參數根據文獻[12]中三維問題的推薦值進行設置。在黏彈性人工邊界的基礎上，杜修力等人提出了一種基于應力等效荷載的外源波動輸入方式，并給出了地震波垂直底面入射時等效結點荷載的具體表達式[13]。本文在前人研究的基礎上，在ABAQUS程序中利用法向荷載和切向荷載子程序DLOAD、UTRACLOAD編程實現地震波的輸入。

為明確地基輻射阻尼對廠房地震響應的影響程度，本文直接對比水工抗震分析中常用的無質量地基和基于黏彈性人工邊界的無限地基的差異性。動力模型如前文所述，為減小計算規模，所有材料均按線彈性考慮，且僅輸入順河向的罕遇地震，時間積分步長0.01 s。無質量地基時在截斷邊界處施加固定約束，采用等效慣性力的方式輸入地震波，無限地基時在截斷邊界處添加黏彈性人工邊界，地基有質量，散射波由人工邊界吸收。圖7和圖8分別為兩種地基模型下廠房上部結構特征點的豎向拉、壓應力峰值，特征點的具體位置見圖3所示。由圖可知，罕遇地震作用下，廠房上部結構的動應力非常突出，其中下游立柱底部的動應力明顯大于其他區域，無質量地基模型下拉應力峰值達到32.73 MPa，無限地基模型下減小至16.84 MPa，減幅達到49%；考慮地基輻射阻尼之后，下游立柱豎向壓應力峰值減小41%，上游立柱底部拉、壓應力峰值分別減小25%和47%?？梢姷鼗椛渥枘釋S房上部結構的地震響應存在顯著的影響，不考慮該因素會對非線性時程分析的結果帶來本質的差異，因此后續開展罕遇地震作用下廠房結構的非線性時程分析時均采用無限地基模型。

圖7　特征點豎向拉應力峰值Fig.7 Peak values of vertical tensile stress

圖8　特征點豎向壓應力峰值Fig.8 Peak values of vertical compressive stress

4混凝土損傷發展

在地震動力分析之前，先施加重力，形成初始應力狀態；第二步同時輸入三個方向的地震波，采用Hiber、Hughes和Taylor時間積分法(H.H.T方法)進行動力時程計算，初始時間增量和最大時間增量設置為0.01 s。圖9和圖10分別為廠房上部結構拉、壓損傷的演化過程。

罕遇地震作用下，2.0 s時廠房結構下游立柱底部、上游立柱底部內側、上游墻底部出現明顯的拉損傷，下游立柱將出現貫穿性的水平裂縫，上游墻底部可能出現沿廠房縱軸向的長裂縫；4.2 s為地震峰值加速度出現的時刻，此時下游立柱底部一半高程范圍內的拉損傷幾乎全部貫通，且拉損傷延伸至牛腿范圍，立柱混凝土的剩余抗拉強度不到0.2 MPa，混凝土材料不再是承受地震作用的主體。4.2 s時上游立柱底部外側沒有出現拉損傷，但內側損傷的深度已經超過立柱截面高度的一半，內外側損傷程度差異較大的原因在于重力作用下上下游立柱向外彎曲，動力計算開始之前立柱底部內側受拉、外側受壓；4.2 s~10 s雖然地震作用時間較長，但結構的損傷狀態幾乎沒有進一步擴展，原因在于地震為循環反復荷載，峰值加速度之前的若干秒混凝土發生開裂，鋼筋開始承載，結構通過調整達到一種新的承載狀態，如果結構后續承受的地震慣性力沒有更高的峰值出現，損傷便難以繼續擴展。綜合來看，罕遇地震時廠房開裂最嚴重的區域為下游立柱，其次為上游立柱，最后為上游墻體底部。這些區域的混凝土抗拉強度嚴重喪失，合理配置抗拉鋼筋以防止結構倒塌是必不可少的。

由圖10可知，廠房結構最先出現壓損傷的區域為下游立柱底部外側，原因在于重力作用下立柱外側存在-3.0 MPa左右的初始預壓，但2.0 s時該區域的最大壓損傷系數僅為0.13；4.2 s時立柱底部壓損傷范圍相對2.0 s時有所擴展，但范圍仍然非常有限，且最大壓損傷系數僅為0.21；4.2 s~10 s廠房壓損傷沒有繼續擴展，地震作用結束后，下游立柱壓損傷深度約等于立柱截面高度的一半，但最大壓損傷系數僅為0.22，混凝土標準抗壓強度對應的損傷系數為0.27，說明罕遇地震作用下混凝土的壓應力峰值處于屈服點和峰值點之間，未進入受壓軟化段，這也說明即便是罕遇地震作用下，廠房上部結構的豎向承載力都是有保證的。

5鋼筋應力

由廠房結構拉損傷的演化過程可知，罕遇地震作用下廠房上部結構將出現較為嚴重的開裂?；炷灵_裂之后鋼筋成為承載的主體， 表2為罕遇地震作用下廠房典型位置的鋼筋Mises應力峰值。由表可知，鋼筋應力最大值達到290.13 MPa，出現在下游立柱底部，其次為上游立柱底部和副廠房樓板內的鋼筋應力較大，數值在140 MPa左右。理論上罕遇地震作用下鋼筋是允許進入塑性階段的，只要將鋼筋的塑性應變控制在一定的范圍即可，以屈服強度作為罕遇地震下的抗震目標顯得比較保守，極限強度相對合理一些。計算結果表明各典型位置鋼筋應力均沒有超過屈服強度400 MPa，鋼筋尚且在線彈性范圍內工作，與極限強度540 MPa距離更遠，因此從鋼筋受力的角度出發廠房上部結構具有較高的抗震安全儲備。

圖9　罕遇地震作用下廠房結構拉損傷演化過程Fig.9 Tensile damage development of superstructure in rare earthquake action

圖10　罕遇地震作用下廠房結構壓損傷演化過程Fig.10 Compressive damage development of superstructure in rare earthquake action

綜合廠房損傷狀態可知，雖然廠房上部結構出現了較為嚴重的拉損傷，但結構壓損傷較輕微，鋼筋應力與屈服點尚且有一定距離，因此總體上結構不存在倒塌的風險。但下游立柱嚴重開裂，且裂縫貫穿整個截面給工程人員帶來顧慮。實際上，大震作用下高聳且薄弱的立柱出現開裂是難以避免的，作者認為沒有必要繼續增加配筋量，根據震后情況采取加固措施更為合理。

圖11為罕遇地震時下游立柱底部混凝土損傷發展過程和鋼筋應力變化過程。由虛線可知，混凝土拉損傷呈現階躍式增大，1~5 s之間共發生了六次損傷階躍，六次階躍之后損傷系數已經接近1.0。觀察鋼筋應力變化曲線可以看出，混凝土損傷每次突變的時刻也恰好為鋼筋應力幅值增大的時刻，說明地震中混凝土逐漸退出承載，鋼筋逐漸參與承載。當混凝土拉損傷系數不再增大，鋼筋應力相應不再出現新的峰值，符合鋼筋混凝土結構的基本受力特征。鋼筋應力最大值290.13 MPa出現的時刻在4.2 s左右，正好為地震峰值加速度出現的時刻。值得注意的是，雖然地震加速度峰值(結構承受的地震慣性力)在這一刻達到最大，但結構的損傷并非在這一刻增大最顯著。從圖上可以看到，損傷是一個累計的過程，峰值加速度之前的時間段對于結構的破壞是非常重要的一個階段。

表2　廠房特征位置鋼筋Mises應力最大值(單位：MPa)

圖11　下游立柱底部損傷發展與鋼筋應力Fig.11 Tensile damage development and reinforcement stress at the bottom of downstream column

6層間位移

混凝土損傷和鋼筋應力是從承載力的角度進行結構抗震性能評價，在結構變形方面，文獻[14]采用層間位移角這一指標對結構進行抗震變形驗算，且分別給出了多種結構的彈性層間位移角θe和彈塑性層間位移角θp限值?！督ㄖ卣鹌茐牡燃墑澐謽藴省穼⒌卣鹌茐姆譃槲鍌€等級，并對地震破壞程度和繼續使用的可能性進行了描述，文獻[14]給出了五個破壞等級對應的變形參考值，據此表3列出了水電站廠房立柱和墻體結構的變形參考值。本文不對罕遇地震作用下廠房上部結構的變形標準進行具體探討，僅采用層間位移角這一指標對廠房的破壞程度進行評價。圖12給出了地震作用過程中廠房上下游立柱、墻體的最大層間位移角。

由圖可知，下游立柱最大層間位移角大于上游立柱，這與下游立柱的拉損傷程度相對嚴重是相符的。參考表3可知，上、下游立柱的破壞程度在等級2的水平，即震后經過稍微的修復甚至無需修復即可投入正常使用，這與前文所述立柱鋼筋應力距離屈服點較遠是相符的。與立柱相比，上下游墻體的破壞程度更加輕微，上游墻處于基本完好的水平，下游墻體與副廠房相連，其順河向剛度較大，因此地震中層間變形甚小。從變形的角度出發再次說明，廠房上部結構在罕遇地震作用下具有較高的抗震安全儲備。

圖12　上下游墻最大層間位移角Fig.12 Maximum story drift angles of upstream and downstream walls

等級等級1等級2等級3等級4等級5破壞程度基本完好輕微損壞中等破壞嚴重破壞倒塌震后情況不用修復不用或稍微修復一般修理大修、局部拆除拆除層間位移角<θeθe(1.5~2)θe(3~4)θeθe<0.9θp>θp廠房立柱<1/5501/367~1/2251/183~1/137<1/56>1/50廠房墻體<1/10001/667~1/5001/333~1/250<1/111>1/100

7網架受力狀態

圖13為罕遇地震作用下廠房屋頂網架Mises應力最大值。由于網架所用鋼材的類型未知，因此網架是按線彈性材料考慮的。圖上顯示網架跨中三根下弦桿的應力最為突出，最大達到436 MPa，向兩端方向下弦桿的應力逐漸減??；上弦桿的應力同樣是在跨中區域應力最大，達到225 MPa；腹桿的應力分布規律則有所不同，跨中區域的應力相對較小，靠近端部的若干根桿件的應力較大，最大為183 MPa。由數據可知，罕遇地震作用下跨中的三根下弦桿完全有可能進入塑性階段，如果采用Q235型號的鋼材，下弦桿甚至有可能拉斷，從而導致屋頂垮塌。

前文的分析表明廠房立柱和墻體在罕遇地震時仍然具有良好的抗震表現，但即便如此，一旦地震中屋頂網架結構垮塌，勢必對廠房的正常運行和人員生命安全帶來極為惡劣的后果，而目前廠房土建方對網架的抗震設計關注度不高。實際上，除了順河向跨度動輒在20 m以上外，水電站廠房屋頂網架的地震動力響應還具有自己獨特之處。以本文所研究的對象為例，布置特點為網架與上下游墻鉸接且下游墻與副廠房樓板完全連接，因此地震過程中上、下游墻體的順河向運動趨勢必然不同，不協調的相對運動所引起的變形將由網架完全吸收，加上網架支撐點高、動力響應大，綜合起來導致其動應力突出。通過分別輸入順河向和豎向的地震波發現，網架80%左右的動應力由順河向地震引起，這部分動應力的大小顯然和網架、上下游墻體、副廠房之間的相互連接方式有關。除了鉸接外，目前網架與上下游墻還存在多種連接方式，如橡膠支座、限位滑動支座等，在水電站廠房的抗震設計中應該充分重視網架的抗震安全。

圖13　網架最大Mises應力(MPa)Fig.13 Peak values of roof net’s Mises stress

8結論

(1)罕遇地震作用下廠房結構的破壞模式主要表現為下游立柱嚴重開裂、上游立柱、上游墻與發電機層樓板連接處輕微開裂，其他區域沒有明顯的開裂趨勢；壓損傷僅出現在下游立柱底部外側，且損傷程度輕微，對廠房的豎向承載力基本沒有影響。

(2)廠房下游立柱所配置的豎向鋼筋應力最為突出，但罕遇地震作用下鋼筋最大應力沒有超過其屈服強度，與極限強度距離更遠，說明廠房上部結構具有較高的抗震安全儲備。

(3)從層間位移角進行評價，廠房立柱的破壞程度處于稍加修復即可投入正常使用的水平；上游墻基本完好，下游墻順河向剛度較大，層間位移角甚小。

(4)廠房屋頂網架的抗震性能相對鋼筋混凝土結構要差得多，罕遇地震作用下存在垮塌的風險。理論分析和計算表明，網架結構80%以上的動應力由上、下游墻的非協調運動引起。網架的動應力水平與其自身的支座型式、下游墻與副廠房的連接方式直接相關，廠房抗震設計中應該充分重視網架的設計。

參 考 文 獻

[1] 馬震岳, 宋志強, 陳婧, 等. 小灣水電站地下廠房動力特性及抗震分析[J]. 水電能源科學, 2007, 25(6): 72-74.

MA Zhen-yue, SONG Zhi-qiang, CHEN Jing, et al. Dynamic characteristic and anti-seismic analysis of underground powerhouse of Xiaowan Hydropower Station[J]. Water Resources and Power, 2007, 25(6):72-74.

[2] 張輝東, 王日宣, 王元豐. 大型水電站廠房結構地震時程響應非線性數值模擬[J]. 水力發電學報, 2007, 26(4): 96-102.

ZHANG Hui-dong, WANG Ri-xuan, WANG Yuan-feng. Seismic time history and non-linear numerical simulation of large-scale powerhouse structure[J]. Journal of Hydroelectric Engineering, 2007, 26(4): 96-102.

[3] 王海軍, 練繼建, 王日宣. 水電站廠房結構地震響應非線性分析[J]. 水電能源科學, 2008, 26(3): 88-91.

WANG Hai-jun, LIAN Ji-jian, WANG Ri-xuan. Seismic response nonlinear analysis of hydropower house structure[J]. Water Resources and Power, 2008, 26(3): 88-91.

[4] 歐陽金惠, 陳厚群, 張超然, 等. 三峽電站15#機組廠房結構動力分析[J]. 中國水利水電科學研究院學報, 2007, 5(2): 137-142.

OUYANG Jin-hui, CHEN Hou-qun, ZHANG Chao-ran, et al. Dynamic response analysis on No.15 unit powerhouse structure in the Three Gorges Hydropower Station[J]. Journal of China Institute of Water Resources and Hydropower Research, 2007, 5(2): 137-142.

[5] DL 5073-2000 水工建筑物抗震設計規范 [S]. 北京: 中國電力出版社, 2000.

[6] Lubliner J, Oliver J, Oller S, et al. A plastic-damage model for concrete[J]. International Journal of Solids and Structures, 1989, 25(3): 299-326.

[7] Lee J, Fenves G L. Plastic-damage model for cyclic loading of concrete structures[J]. Journal of Engineering Mechanics, 1998, 124(8): 892-900.

[8] 李德玉, 陳厚群. 混凝土動態彈性模量對重力壩地震反應的影響分析[J]. 中國水利水電科學研究院學報, 2012, 10(2): 81-85.

LI De-yu, CHEN Hou-qun. The study on the seismic response of gravity dam due to changing of dynamic concrete modulus of elasticity[J]. Journal of China Institute of Water Resources and Hydropower Research, 2012, 10(2): 81-85.

[9] GB 50010-2010 混凝土結構設計規范[S]. 北京: 中國建筑工業出版社, 2010.

[10] 吳健, 金峰, 張楚漢, 等. 無限地基輻射阻尼對溪洛渡拱壩地震響應的影響[J]. 巖土工程學報, 2002, 24(6): 716-719.

WU Jian, JIN Feng, ZHANG Chu-han, et al. Effects of radiation damping of infinite foundation on Seismic response of the Xiluodu arch dam[J]. Chinese Journal of Geotechnical Engineering, 2002, 24(6): 716-719.

[11] 陳厚群. 壩址地震動輸入機制探討[J]. 水利學報, 2006, 37(12): 1417-1423.

CHEN Hou-qun. Discussion on seismic input mechanism at dam site[J]. Journal of Hydraulic Engineering, 2006, 37(12): 1417-1423.

[12] 谷音, 劉晶波, 杜義欣. 三維一致黏彈性人工邊界及等效黏彈性邊界單元[J]. 工程力學, 2007, 24(12): 31-37.

GU Yin, LIU Jing-bo, DU Yi-xin. 3D consistent viscous-spring artificial boundary and viscous-spring boundary element[J]. Engineering Mechanics, 2007, 24(12): 31-37.

[13] 杜修力, 趙密. 基于黏彈性邊界的拱壩地震反應分析方法[J]. 水利學報, 2006, 37(9):1063-1069.

DU Xiu-li, ZHAO Mi. Analysis method for Seismic response of arch dams in time domain based on viscous-spring artificial boundary condition[J]. Journal of Hydraulic Engineering, 2006, 37(9):1063-1069.

[14] GB 50011-2010 建筑抗震設計規范 [S]. 北京: 中國建筑工業出版社, 2010.

Failure modes of hydropower house superstructure under rare earthquake action

HAOJun-gang1,HULei2,WUHe-gao1,FUDan1

(1. State Key Laboratory of Water Resources and Hydropower Engineering Science, Wuhan University, Wuhan 430072, China;2. Changjiang River Scientific Research Institute, Wuhan 430010, China)

Abstract:To reveal the failure modes and seismic safety margin of hydropower house under rare earthquake action, a concrete damage plastic (CDP) model was used to describe the concrete material and a viscous-elastic artificial boundary was adopted to simulate the infinite foundation. The peak acceleration of the artificial seismic wave is 0.331g corresponding to the rare earthquake action. The dynamic nonlinear time-history analysis was carried out aiming at a practical hydropower house structure. The results show that, the failure modes of hydropower house under rare earthquake action are severe cracks in downstream columns, slight cracks in upstream columns, cracks in upstream wall and compressive damage in downstream columns. The concrete damage status, reinforcement stress and story drift angle indicate that the powerhouse has high safety capacity and the overall destruction is at the level of “repairable”. However, because of upstream and downstream walls’ inconsistent motion, the dynamic stress in roof net is very high and there exists risk of collapse. So the connection mode between roof net and upstream and downstream walls should be paid more attention in aseismic design of hydropower house.

Key words:hydraulic structure; hydropower house; rare earthquake; failure mode; concrete plastic model; roof net

中圖分類號:TV31

文獻標志碼：A

DOI:10.13465/j.cnki.jvs.2016.03.009

通信作者伍鶴皋 男，博士，教授，1964年生

收稿日期：2015-06-17修改稿收到日期：2015-08-24

基金項目：國家自然科學基金資助項目(51179141)

第一作者 郝軍剛 男，博士生，1972年生