某水閘結構抗震能力分析

鄒國華,周清勇,萬亮亮

(1.江西省修江水利電力勘察設計有限責任公司鄱陽分公司，江西 鄱陽 333100；2.江西省水利科學院，南昌 330029)

水閘工程是我國河湖防洪體系中的重要組成部分，但因為建設時期的歷史原因和技術條件落后，自然災害的影響以及后期維護不足，大量水閘結構存在各類安全隱患。在2009年的全國大中型水閘專項除險加固規劃成果中明確指出，當年我國的2 622座大中型水閘中，有184座存在結構抗震能力不滿足規范要求的情況，能否安全運行關乎當地人民的生命財產安全[1]。目前為止全世界僅日本方面對水閘抗震性能開展了系統研究[2-3]，我國多數水工結構抗震性能分析集中于探索混凝土壩的抗震能力，少數關于水閘的研究也將重點放在動水-閘門相互作用上，而少有關注水閘結構自身抗震性能[4-8]。因此，有必要對我國處于地震高發地區的水閘工程進行結構抗震能力計算。

1 工程概況

某水閘工程主要由閘室、消能設施和兩岸連接段等結構組成，共分3孔，孔口尺寸為12 m×6 m(寬×高)。閘室過流總凈寬為36.0 m，總寬為48.0 m(含右岸刺墻)，順流向全長為48 m。某水閘閘室采用整體式結構，在每個閘孔底板中心線上設結構縫，每個閘室單元呈倒“T”形，橫向寬度為14.0 m，閘室順流向長為25.0 m。閘底板厚為1.5 m，閘墩厚為2.0 m，墩高為16.68 m，胸墻采用板梁式結構，一端與閘墩固結，另一端與閘墩簡支，凈寬為12.0 m，高為6.93 m，板厚為0.25 m，底梁寬為1.20 m(豎向)，高為2.00 m(水平向)，中梁寬為1.10 m，高為1.60 m。閘門采用弧形鋼閘門，半徑為10.0 m，弧形閘門支座牛腿高為2.50 m，寬為2.00 m，厚為1.20 m。在弧形門底坎下游側的閘底板分縫處及防滲鋪蓋的分縫均設有止水，并與弧形門底坎止水相聯。

根據實際工程尺寸建立某水閘有限元仿真模型(如圖1所示)，在閘體部分易損區域將網格做細化處理，并建立薄層單元模擬建基面，地基范圍按不同方向各取1.5倍閘高。模型共有節點數為120 768個，單元數為86 282個，模型全部單元采用八節點六面體單元，由于水閘結構閘墩上的公路橋、啟閉機房是相對獨立的，與閘墩上的墊座并無一體化的剛性連接，因此，在公路橋與閘墩和啟閉機房與閘墩之間分別設置了薄層單元，體現結構連接處的性能差異。

圖1 某閘壩有限元模型示意

2 計算參數及仿真理論

2.1 材料參數

模型按業主提供的竣工圖紙進行材料分區，由于缺少材料力學性能參數的相關資料，本次仿真計算材料參數按照設計報告結合《水工混凝土結構設計規范》(SL 191—2008)[9]混凝土標號建議值進行取值(見表1所示)。其中材料動態參數在靜態情況下根據水工建筑物抗震設計規范(GB 51247—2018)[10]將彈性模量提升50%，抗壓強度提升10%。

表1 材料參數

2.2 邊界條件及荷載組合

本次仿真計算在模型水平向施加法向約束，地基底部施加三向約束，潛在張開、滑移塊體部位不施加約束。靜力計算荷載包括結構自重荷載、靜水荷載、揚壓力、土壓力、公路橋荷載和啟閉機荷載，其中，靜水壓力主要為閘前14.28 m校核水位時的水推力，公路橋荷載按《公路橋涵設計通用規范》(JTGD 60—2015)規定中二級公路標準進行計算。采用時程法在靜力分析的基礎上進行動力分析，通過廣義Newmark法確定每一時刻壩體與地基的應力分布及變形情況。地震荷載選用Koyna實測波進行計算，按地震動加速度峰值與速度峰值之比A/V可將其分類為高頻波，屬于對結構較為不利的地震荷載，其歸一化的加速度時程曲線如圖2所示，采用固定人工邊界作為地基邊界條件，采用Westgaard附加質量法考慮地震荷載作用下庫水—閘體的動力相互作用。使用超載法將輸入的地震動荷載按比例放大，對某水閘結構的極限抗震能力作出評價。

圖2 Koyna地震波加速度時程曲線示意

2.3 仿真理論及仿真條件

本文采用通過Fortran語言自主研發的有限元仿真軟件，其損傷計算基于應變等效原理，將復雜的多軸問題轉換為簡單的單軸問題，再通過試驗得出的應力應變全曲線計算相應損傷值。根據混凝土的拉壓異性，本文損傷模型選取過鎮海提出的應力應變全曲線[11]，該曲線已得到國內外科研工作者的認可，并納入我國混凝土結構設計規范[12]。

混凝土單軸受拉應力應變曲線表達式如下：

σ=(1-dt)Ecε

(1)

(2)

(3)

式中：

σ——混凝土的應力；

ε——混凝土的應變；

ft,r——混凝土單軸抗拉強度；

εt,r——ft,r對應的應變；

dt——單軸受拉損傷變量；

Ec——混凝土彈性模量；

at——混凝土受拉應力應變曲線軟化段參數。

混凝土單軸受壓應力應變曲線表達式如下：

σ=(1-dc)Ecε

(4)

(5)

(6)

式中：

fc,r——混凝土單軸抗壓強度；

εc,r——fc,r對應的應變；

dc——單軸受壓損傷變量；

ac——混凝土受壓應力應變曲線軟化段參數。

3 仿真結果分析

某水閘在校核工況下的靜力仿真結果見圖3，由圖3可見，某水閘閘室結構各向位移均較小，其中受公路橋荷載及自重荷載作用，結構最大位移位于公路橋跨中位置，其豎直向位移為1.67 mm，小于規范允許擾度值l0/400的35 mm標準。

圖3 某水閘靜力仿真結果示意

閘室結構應力分析如下：受公路橋自重、公路橋荷載以及水荷載的影響，泉港閘交通橋大梁底部中間部位出現了1.32～1.45 MPa的拉應力，超過泉港閘C25混凝土抗拉強度(見表1)，因此，交通橋部位出現多處損傷，但最大損傷值僅為0.11，不會影響結構正常使用；受閘門自重、公路橋荷載以及水荷載的影響，泉港閘牛腿部位出現了0.88～1.12 MPa的拉應力，極小部分區域超過泉港閘C20混凝土抗拉強度(見表1)，因此，牛腿與閘門連接處出現局部細微損傷，損傷值僅為0.08，不會影響結構正常使用；其余各部位應力均為超過混凝土靜態抗拉強度。

某水閘在不同放大系數地震動荷載作用下的損傷破壞情況如圖4所示，由圖4可見：地震動放大系數的提升對水閘損傷分布及破壞深度的影響十分可觀。如圖4a所示，在原始Koyna波地震荷載作用下，閘室結構大面積出現表層損傷，主要集中在啟閉機房，交通橋和閘墩迎水面底部位置，其中閘墩部位出現損傷主要是由于未考慮地基的非線性特性，在線彈性材料與非線性材料的交界部位出現應力集中；交通橋部位的損傷主要集中在橋墩支座以及大梁底部，在規范荷載標準下已屬于出現地震后的最不利情況；啟閉機房部位的損傷主要集中于閘墩支座以及啟閉機房側面頂部，閘墩支座處損傷主要是由于啟閉機房的側向剛度遠低于閘墩結構，因此，在震動發生時將出現變形不協調的情況導致該部位出現應力集中，而啟閉機房側面頂部處損傷主要是由于鞭梢效應，該部位出現的動力響應遠大于底部閘墩處。如圖4b所示，當地震動放大系數為2.5時，原損傷部位的損傷面積明顯擴大，損傷程度進一步加深，同時胸墻與閘墩銜接處也出現局部損傷。如圖4c所示，當地震動放大系數為2.8時，損傷面積及損傷程度進一步提升，可以初步判斷頂部啟閉機房無法有效運行，達到抗震能力臨界值。

圖4 不同加速度放大系數下某水閘結構損傷(D≥0.01)分布示意

為進一步驗證某水閘的極限抗震能力，對結構在不同放大系數地震動荷載作用下時進入深度損傷的區域進行分析，結構深度破壞情況如圖5所示。如圖5a所示，在原始Koyna波地震荷載作用下，閘室結構進入深度損傷的區域有限，僅在交通橋大梁底部及啟閉機房部位出現零星深度損傷，不會影響結構正常運行；如圖5b所示，當地震動放大系數為2.5時，深度損傷部位的損傷面積明顯擴大，變化主要出現在頂部啟閉機房與閘墩銜接部位，此時機房易出現局部開裂現象，但結構整體仍能正常運行；如圖5c所示，當地震動放大系數為2.8時，深度損傷面積進一步提升，頂部啟閉機房出現損傷貫通區域從而整體失效，此時已無法有效控制閘門，可以判斷工程無法正常運行，因此，認定2.8倍的Koyna波地震荷載即為某水閘的極限抗震能力。

圖5 不同加速度放大系數下某水閘結構深度損傷(D≥0.6)分布示意

4 結語

本文通過仿真某水閘靜動態荷載作用的下的結構響應，分析了其應力分布、結構變形及破壞情況，并在此基礎上從損傷破壞的角度進一步分析了結構在不同放大系數地震動荷載作用下的工作性態。

研究表明地震動放大系數的提升對水閘損傷分布及破壞深度的影響巨大。對于某水閘結構而言，地震易損區域主要集中在啟閉機房，交通橋和閘墩迎水面底部位置，均屬于可預見的損傷部位，經計算最終認為某水閘結構的極限抗震能力為2.8倍的Koyna波地震荷載。地震荷載的隨機性是其最為重要的特性之一，工程隨時面臨著超過抗震設計的荷載考驗，因此研究抗震分析時，應充分了解結構的極限抗震能力，為結構安全運行提供保障。