地震稳定范文（精选7篇）
地震稳定 第1篇
地震是边坡失稳的主要诱因之一[1]。例如,汶川5.12大地震触发了大量的边坡崩滑,带来了不可估量的损失[2,3]。所以,边坡地震稳定性问题已成为岩土工程和地质灾害研究的热点问题之一[4,5,6,7,8,9,10,11,12,13]。迄今为止,边坡地震稳定性力学分析大多是针对一定的抗震设防地震动强度,考虑边坡潜在滑动面在设防地震力作用下的抗滑稳定性[14,15,16,17]。本文认为,应该区分两种不同的边坡地震稳定性:一是对于确定的地震荷载作用,相对于边坡失稳强度,边坡现状强度的动力稳定性的储备强度有多大,所关注的是边坡状态变化对边坡稳定性的影响,可称为边坡储备强度稳定性;二是对于确定的边坡强度状态,使得边坡发生动力破坏的地震作用力需要多大,关注的是地震作用强度变化对边坡稳定性的影响,可称为边坡现状强度稳定性。对于这两种稳定性,分析过程有所不同:前者应该是固定地震作用强度,改变边坡的抗力水平,搜索边坡强度的临界状态,也就是所谓的强度折减法[14];后者则应固定边坡的抗力水平,改变地震力的作用强度,搜索地震作用的临界强度,可称为荷载增强法。第一种稳定性可用动力稳定性系数衡量,分析方法也比较成熟;而对于第二种稳定性,工程上尚无明确的标准,分析方法也有待探讨。针对第二种边坡地震稳定性问题,本文提出了以临界地震动加速度搜索为基础的边坡地震稳定性分析方法,并在太原晋阳大佛边坡地震稳定性分析中进行了尝试性应用。
1 边坡地震稳定性的临界加速度分析方法
目前,边坡地震稳定性分析主要有拟静力法和动力时程法。
拟静力法按最不利原则将地震作用力简化为作用于边坡滑体上的水平静力,然后按边坡滑体极限平衡方法计算边坡的稳定系数,进而判断边坡的地震稳定性。
在边坡地震动稳定动力时程法分析中,首先采用计算机数值模拟方法分析获得地震动作用下边坡岩土体中各点的动应力时程。然后,进一步根据边坡潜在滑动面上各点(i = 1, 2, …, m)的动应力时程(正应力(i(t)、剪应力(i(t),t = 0 ~ td,td为地震作用持续时间)按式(1)、式(2)计算滑动面上的抗滑力时程 Fa(t) 和下滑力时程Fs(t):
进而求出边坡的动力稳定系数时程K(t):
式中:Δl为潜在滑动面上应力计算节点的间距(单宽面积);l为潜在滑动面的总长度(单宽面积);φ为潜在滑动面的摩擦角;c为潜在滑动面的粘聚力;t为地震作用时间。
取动力稳定系数时程K(t)的最小值Kmin作为边坡动力稳定系数Kds。利用Kds建立边坡地震稳定性判据:当Kds>1时,边坡处于稳定状态;当Kds=1时,边坡处于临界状态;当Kds<1时,边坡处于不稳定状态。
上述分析中将边坡潜在滑动面的抗滑强度视为恒定,忽视了滑动面上的剪应力超过滑动面强度时对滑动面强度的变化,这有可能导致对边坡稳定状态的误判。譬如,一个较弱的地震作用产生的动应力可能不会超过潜在滑动面的强度,滑动面原来的本构关系未发生显著变化,此时计算得到的滑动面上的正应力和剪应力是地震效应的真实反映,按以上方法求出的动力稳定系数时程也是正确的;而一个较强的地震作用可能导致潜在滑动面强度丧失,这一方面会使潜在滑动面的c、ϕ值发生变化,另一方面也会使潜在滑动面上的动应力变小,仍然按潜在滑动面原强度参数计算的动力稳定系数就不正确了。为解决此问题,本文提出按如下步骤进行边坡地震稳定性分析:
1)首先根据地震危险性分析结果及场地设防等级确定设防加速度峰值apm,选择满足条件的地震动时程a(t)。
2)按照一定比例对地震动幅值进行缩放,保证初始输入的地震作用(初始输入地震动峰值加速度ap0)不会引起边坡的滑动破坏。
3)按一定增量 Δa逐步放大输入地震加速度时程a(t),此过程中按式(1)~式(3)确定的边坡潜在滑动面的动力稳定系数时程 K(t)的最小值Kds单调减小,取Kds减小至1时对应的地震动峰值加速度定义为边坡失稳的临界加速度ac。
4)利用ac建立边坡地震稳定性判据:定义边坡动力稳定系数 Kda=ac/apm,当Kda>1时,边坡处于稳定状态;当Kda=1时,边坡处于临界状态;当Kda<1时,边坡处于不稳定状态。
上述方法的核心是对应边坡现状强度的临界地震加速度搜索,可称为边坡地震稳定性分析的临界加速度方法。此种方法有如下三个优点:1)分析中地震作用由弱到强,考虑了边坡潜在滑动面破坏前后其动力响应不同的事实,可以得到合理的动力稳定系数;2)以临界加速度值ac建立判据,便于和不同超越概率水平的加速度进行比较,可以对边坡在地震荷载作用下的破坏概率有一定的了解;3)既可得到某一固定动力荷载作用下边坡的安全储备,又明确了边坡能承受的临界地震动强度。
2 实例分析
下面应用边坡地震稳定性的临界加速度分析方法对山西太原晋阳大佛松动岩体边坡进行地震稳定性分析,并与拟静力法计算结果进行对比,揭示两种分析方法效果的差异。
2.1 工程概况
晋阳大佛位于太原市晋源区罗城寺底村,为开化寺上寺遗物,开凿于北齐天保二年(公元551年),迄今已有1 400余年[18]。大佛所在岩体边坡为近直立的陡崖,陡崖面沿山势坐北朝南环抱山谷,东西长近200 m。断崖顶部大致在同一高程向两侧展开,崖底部地形逐渐升高与两侧山体连接过渡。大佛主体占据中部陡崖,宽度约25 m,崖高约20 m。大佛边坡岩体松动破碎,且岩体中普遍发育两组基本直立、近于正交的节理,如图1所示。
2.2 分析模型与边界条件
大佛边坡的岩层主要由砂岩组成,夹有泥岩和页岩互层,岩层产状近水平。在坡肩部位发育北西西向和北北东向两组近直立的节理,节理切割的块体很可能沿岩层面发生滑动,概化数值分析模型如图2所示。最上层(层1)为大面积出露的页岩,厚约10 m;第二层为中粗砂岩(层2),厚约20 m;第三层为细砂岩(层3),厚约5 m;第四层为页岩(层4),厚约10 m;第五层为中砂岩(层5),厚约10 m;第六层为页岩(层6),厚约8 m;最下层为灰岩(层7),相当于大佛边坡岩体的基座;在坡肩附近设置一道水平节理(结构面J1)和竖直节理(结构面2)来模拟切割形成的块体,为了避免边界的反射,模型底部(层7下截断边界)采用粘滞边界,两侧采用自由场边界。
2.3 岩体物理力学参数及屈服准则
通过现场勘察及原位测试,得到各层岩体及结构面的物理力学参数如表1、表2所示,岩体本构关系采用理想弹塑性模型,屈服准则采用Mohr-Coulomb强度准则。
2.4 地震加速度输入时程
根据不同的分析需要,边坡地震动输入有三种方式可选:简谐波、天然地震波(或经处理后的天然地震波)和人工拟合地震波。本文采用典型的强震记录埃尔森特罗地震动加速度时程作为地震动输入如图3所示,图中横坐标t为时间(单位为s),纵坐标a为地震动加速度(单位为cm·s-2),地震作用持续时间tmax=20 s,时间步长Δt=0.02 s。按照一定的比例将埃尔森特罗地震动加速度的幅值缩放后再行输入,初始输入地震动峰值加速度ap0为80 cm·s-2,峰值加速度增量Δa为10 cm·s-2。
2.5 分析结果
通过UDEC自带的FISH语言编程自动记录滑面上各个节点的法向应力与切向应力,然后按式(1)~式(3)计算滑面上不同时刻的稳定系数。对应输入地震动加速度峰值ap=200 cm·s-2,潜在滑动面上监测点x1处的法向应力、切向应力时程如图4、图5所示。从图4、图5可以看出,滑动面上的法向应力和切向应力变化规律与加速度的时程曲线基本一致,反映了结构面对地震动的动力响应。将潜在滑动面上的应力时程数据带入式(1)~式(3)计算得到的动力稳定系数时程K(t)如图6所示。边坡动力稳定系数Kds随地震动峰值加速度ap的变化如图7所示。
从图7中可以看出,随着输入地震波峰值加速度的增加,潜在滑面上的动力稳定性系数时程最小值Kmin逐渐减小,二者呈负指数关系。当输入峰值加速度ap增加到200 cm·s-2时,Kds=1.32。当输入峰值加速度ap进一步增加到280 cm/s2时,Kds=1,即边坡处于临界稳定状态,由此可以确定边坡的临界峰值加速度ac=280 cm·s-2。
对同一分析模型,采用拟静力法分析在水平地震力作用下块体的极限平衡状态,也可以得到边坡的临界峰值加速度ac。将拟静力法分析结果与动力时程法分析结果进行对比,如表3所示。从表3中可以看出,大佛边坡在峰值加速度为200 cm/s2的水平地震力作用下,动力时程法求出的动力稳定系数为1.32,拟静力法求得的动力稳定系数为1.45,二者相差0.13;在峰值加速度为280 cm/s2的水平地震力作用下,动力时程法求出的稳定系数为1.00,拟静力法求出的动力稳定系数为1.04,二者相差0.04。拟静力法得到的动力稳定系数大于动力时程法计算的动力稳定系数,这是由于拟静力法并未考虑到坡高、坡角、结构面等对边坡动力响应的放大作用[19]。对于工程而言,采用拟静力法是偏于危险的。从表3也可以看出,越接近边坡稳定的临界状态,二者计算的结果差别越小,说明两种方法在边坡地震稳定性临界状态的判别上比较接近。
3 改进的分析方法
采用动力时程法和拟静力法两种不同方法分析大佛边坡地震稳定性,对分析结果进行对比可知,两种方法对于边坡地震稳定性临界状态的判断比较接近。鉴于这一情况,可以考虑将两种方法结合起来对边坡进行地震稳定性分析,发挥拟静力法简便快速的优势,首先用拟静力法确定边坡地震稳定性临界峰值加速度ac的大略取值,略作调整后作为动力时程法初始输入加速度ap0,这样可以大大减少运用动力时程法搜索临界加速的计算量,可以使边坡地震稳定性临界地震加速度分析方法的效率大大提高,具体步骤见图8。
4 结论
本文研究取得了以下成果:
(1)提出了两种不同意义的边坡地震稳定性概念:一是按一定的抗震设防目标地震作用考虑,边坡现状强度与临界强度相比较而言的储备强度稳定性;二是设防目标地震作用与现状边坡临界地震作用相比较而言的现状强度稳定性。
(2)在合理考虑地震作用下边坡状态可能变化的前提下,提出了边坡现状强度地震稳定性判断的临界加速度准则,形成了拟静力法与动力时程法相结合的边坡现状强度地震稳定性分析方法。
上述工作拓展了边坡地震稳定性的概念,为边坡动力稳定性分析提供了新思路。边坡地震稳定性临界地震加速度判据建立了边坡地震稳定性分析与场地地震危险分析的衔接,进而为获得地震边坡失稳概率估计铺平了道路。这样的思路和分析过程可以进一步推广到其他诱发因素导致的边坡稳定性分析,从而建立统一的边坡地质灾害危险性概率分析体系。
地震稳定 第2篇
地震作用下的高速公路滑坡稳定性分析
通过定量分析地震力和滑坡稳定性之间的关系,对地震作用下滑坡稳定性分析进行研究.以地震加速度作为反映地震荷载的.主要因素,以德昌、米易滑坡为例,基于有限元理论开展了地震作用下滑坡的动力学分析,并运用GEO-SLOPE软件模拟了地震对滑坡的影响机制,研究了滑坡稳定性的变化规律.
作 者：尹紫红 YIN Zi-hong 作者单位：西南交通大学,峨眉校区,四川,峨眉山,614202刊 名：重庆工学院学报(自然科学版) ISTIC英文刊名：JOURNAL OF CHONGQING INSTITUTE OF TECHNOLOGY(NATURAL SCIENCE EDITION)年，卷(期)：21(9)分类号：P642关键词：地震 滑坡 稳定性分析
四川地震区何家坝某滑坡稳定性评价 第3篇
四川省平武县何家坝滑坡在地震过程中产生了严重变形,已发生了局部坍塌,坡体遍布了多条张裂缝,处于变形蠕滑阶段。震后,本人参加了该滑坡勘察设计,针对该滑坡进行了形成机理分析,并对3个剖面进行了计算,对参数取值进行了敏感性分析,根据成果做出稳定性评价并提出防治措施。
1 滑坡概况
何家坝滑坡位于四川省平武县何家坝三家沟西北侧,属中低山区,海拔约在1 000 m。坡底高程695 m,前缘剪出口平均高程893 m,坡顶高程1 000 m,相对高差约107 m,斜坡坡向135°,坡度一般24°～48°,呈上陡下缓形态。滑体厚度在2 m～15 m,具有中部厚,两侧薄,前缘厚,后缘薄的特点。
滑坡体为碎块石土(局部粉质黏土较多,为植被层,厚约1 m),最大可揭露深度大于14.7 m,褐黄色,土石比为2∶8～4∶6,碎块石岩性为粉砂岩,褐黄色,堆积体极松散。滑坡后部变形区潜在滑动面均为土岩接触面,滑床为寒武系油坊组(∈1y)变质岩屑砂岩及粉砂岩夹板岩,岩体较破碎,岩层产状为310°∠10°～43°。
2 滑坡形成条件及变形机理分析
2.1 滑坡的形成条件
1)地形地貌:该滑坡地处中低山之间斜坡地带,地形总体西北高东南低,斜坡坡度30°左右,后缘达48°,为不稳定斜坡发育提供了有利的条件。2)地层岩性:滑体土为碎石土,其物质组成主要由碎石、粉质黏土组成,结构较松散,易渗水。地表水的入渗直接到达滑面的粉质黏土夹少量碎石层处,此处相对隔水,在水的作用下,滑带土进一步软化,使滑体沿全风化基岩面产生滑移,为斜坡不稳定性因素之一。3)地震作用:在“汶川5·12”特大地震作用下:a.该滑坡体前部坡度较陡处已发生了多处滑塌现象,并使得滑坡区前缘部位荷载减小,阻滑能力降低。b.地震使得斜坡体中上部表层大面积覆盖层更加松散,更有利于地表水的入渗,滑带土在雨水浸泡后C,ϕ值将会减小,很大程度上增加了滑坡进一步变形破坏的可能。4)水的作用:水是产生滑坡的重要因素,a.暴雨或持续降雨将造成滑体岩土体饱水,大大增加了岩土体重度。b.由于滑坡体为碎石土且在坡体范围内发布多条拉张裂缝,因此垂直透水性好,在强降雨时不发生地表径流,雨水多垂直下渗到滑面,降低岩土体的抗剪强度,导致坡体稳定性降低。c.静、动水压力对坡体的稳定性影响较大,可能导致坡体的失稳破坏。5)人类工程活动:在滑坡坡体区域,人类砍伐树木,造成水土流失,开垦耕地,土质变疏松,坡面减缓进一步增大了雨水的入渗,相对隔水层部位的滑带土抗剪强度指标减小,从而降低了斜坡的稳定性。
2.2 滑坡的变形机理分析
该斜坡为推移式滑坡。受构造带的影响,滑体上部有大量崩滑堆积物,经长期风化后形成目前的碎石土,自重情况下,斜坡处于稳定状态;在地下水对滑带土浸润作用下和地震力作用下,当下滑力大于抗滑力时,滑体在重力的作用下推移产生蠕滑。“5·12”大地震和“9·23”大暴雨对坡体的影响主要表现为变形、裂缝和局部垮塌,使得滑坡体的结构产生了较大的扰动变形,但并未使该斜坡产生失稳。同时,由于地震对前缘坡脚处覆盖层及基岩的破坏作用,抗滑力减小,在暴雨和地震的共同作用下,该斜坡将产生进一步失稳。
3 滑坡稳定性计算
3.1 滑坡岩土体参数的选取
1)滑带土力学参数的选取。
岩土物理力学参数根据岩土试验成果、反算结果及与当地相似滑坡的类比综合分析确定。
根据本次勘查过程中采取的原状土样进行室内土工试验结果,并通过统计计算后,得出的该滑坡C,ϕ值标准值见表1。
对比表1中数据,结合现场实际情况,滑坡区内局部地段拉张变形明显,有挤压迹象,综合参考滑带土的峰值强度和残余强度,滑带土的抗剪强度值取两者之间的均值上限,另一方面考虑滑带土中粗颗粒较多,ϕ值应按规范乘以1.15～1.25的增大系数。在斜坡稳定性分析计算中,不稳定斜坡滑带土可采用表2数据作为计算指标。
2)滑床岩石物理力学参数。
根据室内岩石试验成果表及类比相关工程资料确定岩石物理力学参数建议值为:中风化粉砂岩的天然极限抗压强度为20.9 MPa～24.1 MPa,为较硬质岩石。
3.2 滑坡稳定系数计算结果
3.2.1 计算剖面确定
本次计算以滑坡A—A′剖面、B—B′剖面、C—C′剖面为计算剖面,对其进行了稳定性计算,以分析各剖面的稳定状态。
3.2.2 计算工况
工况1:天然;工况2:自重+暴雨;工况3:自重+地震;工况4:自重+地震+暴雨。
滑坡变形体稳定性计算。
以A—A′,B—B′和C—C′剖面为计算剖面,变形体稳定性计算方法采用《滑坡防治工程勘查规范》中所推荐的与该滑坡滑动模型相符合的折线滑动面不平衡推力传递法,参照下列计算公式进行计算:
按照上述计算工况和参数选取原则进行计算取得的稳定性计算结果见表3。
根据滑坡稳定状态划分,由表3可知,滑坡变形体A—A′剖面、B—B′剖面和C—C′剖面的整体在工况1下稳定,在工况2下、工况3下欠稳定、工况4下不稳定。
3.3 滑坡岩土体参数的敏感性分析
1)滑体重度敏感性分析。
表4中可以看出,重度值由18.5变化到20.5时,稳定系数由1.26变至1.21,说明重度对其稳定性的影响很小。
2)滑带土抗剪强度(C,ϕ)敏感性分析。
C值不变时,ϕ值每增加1°,稳定系数增幅达到3%～4%,而当ϕ值不变时,C值每增加1 kPa,稳定系数增幅为1%～2%,由此可知,ϕ值对稳定系数的影响较大,而C值对稳定系数的影响较小。
4 防治措施
1)滑坡在1—1′剖面位置区布置一排抗滑桩,并在滑坡体东部后缘外侧20 m范围内布置一条截、排水沟。
2)建议加强滑坡变形监测工作,建立和完善滑坡灾害预警系统,避免滑坡滑动时造成重大的危害。
3)在工程治理前提下,在滑坡区上部斜坡上植树造林,减缓降雨渗透速度。
5 结语
本次滑坡治理工作主要涉及到部分坡地,此坡地上主要为荒地和少量果木,在施工过程中对环境不会造成破坏。排水沟修建在滑坡体的外缘处,修建线路应顺势而下,且沟面不宽,亦对环境影响很小。抗滑桩施工只涉及到部分坡地,排水沟通过地段没有坡地农田,只有杂草灌木等。故排水沟施工和抗滑桩施工用水及材料对地下水及居民的居住环境均无影响,在减灾防灾的同时,具有明显的社会效益、经济效益和环境效益。
致谢:
在成文过程中得到了长安大学陈志新教授的指导并审查了初稿,在此谨表深深谢意。
参考文献
[1]DZT 0218-2006,滑坡防治工程勘查规范[S].
[2]DZT 0219-2006,滑坡防治工程设计与施工技术规范[S].
[3]厉成武,唐兴君,寇佳伟.某近库区滑坡变形特征及稳定性评价[J].山西建筑,2008,34(12):109-110.
[4]杨魁.滑坡工程的稳定性评价与灾害治理[J].探矿工程,2009(1):3.
地震稳定 第4篇
关键词：地质灾害,地震,输电线路塔位稳定性
前言
随着我国西电东送战略的实施, 输电线路的电压等级越来越高, 超高压、特高压交、直流输电已成为主电网调配区域能源的主要手段。由于我国西部地区受到印度板块向北推移挤压, 青藏高原强烈变形, 高原内部及其边缘的活断层上经常发生强烈地震, 我国西部地区已经是世界大陆内部活跃的强烈地震区, 因此很多西部山区输电线路将从强震区穿过, 跨越可能的发震断层不可避免。确保西部山区输电线路的地震安全十分重要, 不仅可以避免造成巨额的经济损失, 还可以确保其他基础设施如通讯、交通、供水等的正常运行, 避免次生灾害的发生, 并有利于救灾和灾后的生产恢复。
2008年“5·12汶川”地震是龙门山断裂带活动的结果, 是新中国成立以来破坏性最强、波及范围最广、灾难最严重的一次地震。
本次地震里氏8级, 震中烈度达到11度, 给该区域内的电网工程造成了极大的破坏。在地震作用下, 由地震波引起的对铁塔结构和基础的破坏十分严重, 而由于陡峭的地形、区域地质构造、岩体风化破碎等引发的滑坡、崩塌及泥石流等地震地质次生灾害对电网工程的破坏更为严重。
在复杂的区域地质构造及地质地震背景下, 线路路径及塔位选择时, 如何合理利用地形地质条件并考虑地震地质作用, 将是线路勘测设计中地质工作者的重要任务。
1. 汶川大地震对震区输电线路的破坏现状
2008年5月12日14点28分, 汶川发生了举世震惊的里氏8.0级特大地震。地震不但给上百万家庭带来巨大灾难, 也摧毁了大量的电网设施。
5月12日, 大地震发生的瞬间, 四川、甘肃、陕西、重庆等地电网负荷剧减, 247座35kV及以上变电站停运;1643条10kV及以上输电线路停运。
“5·12”汶川大地震后, 四川主网有一座500kV变电站、13座220kV变电站、69座110kV变电站、91座35kV变电站停运。累计停运4条500kV输电线路、59条220kV输电线路、122条110kV输电线路。严重损毁变电站16座, 其中500kV1座、220kV3座、110kV5座。四川全网损失负荷近400万kW, 负荷损失率为31.8%, 6市州负荷损失率达75.7%。
重灾区主要受损的线路有:220kV平回线、220kV福回一线、220kV福回二线、220kV耿山南 (北) 线、220kV映山线、220kV渔山东 (西) 线、220kV平山线、220kV源山南 (北) 线、220kV丹山线、110kV映灌线、220kV福银线、220kV竹茂线、220kV红薛线、220kV薛州线、220kV州茂线共5条线路、500kV茂谭一二线及220kV茂永线等。
2. 地震地质灾害类型的调查
通过对“5.12”地震重灾区输电线路的损毁情况调查, 我们发现输电线路的损毁主要是由:a) 因地震断层地表破裂、地面变形引发的震害;b) 不均匀沉降引起的震害;c) 次生地质灾害;d) 输电塔结构抗震设计不足所引发的震害;e) 因地震反应过大, 导线相互接近发生短路、断线以及绝缘子的震坏;f) 由相邻塔位的震害引起的破坏等六方面的因素引起的。前面三个因素是主要的地震地质灾害类型, 是输电线路地质勘测的重点。
2.1. 因地震断层地表破裂、地面变形引发的震害
这次地震是龙门山断裂带内映秀-北川断裂活动的结果。在地震发生的短短一分多钟时间内, 地壳深部的岩石中形成了一条长约300公里、深达30公里的大断裂, 其中的200余公里出露地表, 形成沿映秀-北川断裂分布的地表破裂带。地震地表破裂带延伸方向是从西南到东北, 断裂面向西北方向倾斜, 相对于四川盆地, 龙门山沿这条地表破裂带既有向上的运动, 又有向东北方向的运动, 其最大垂直错距和水平错距分别达到5米和4.8米, 沿整个破裂带的平均错距可达2米左右。与之相对应的地表均是震灾最严重的地方。这次地震还引起了大区域的地表变形。震后的全球定位系统GPS观测表明, 龙门山和四川盆地除了在水平方向上发生大幅度的相向运动外, 龙门山大幅度上升。四川盆地相对下降, 下降幅度在沿龙门山前的安县、都江堰一带最大, 达30~60厘米, 向东迅速变小, 到重庆一带反而表现出数毫米的上升现象, 但误差较大。这种大尺度的地表变形图像是地震引起的弹性暂态形变, 随着时间的推移会逐渐停息, 恢复到原来的稳定运动状态。因此位于此区域的输电线路必然会因地表破裂、地面变形发生倒塔断线等事故。
2.2 不均匀沉降引起的震害
基础发生不均匀沉降或倾斜, 导致铁塔构件变形。此类震害也比较普遍。“5.12”汶川地震引起较远地区的二自线两基铁塔主材变形。分析其原因是塔位地基不均匀沉降或位移, 使超静定结构的铁塔产生次应力, 部分杆件有较大变形。
二自线两基铁塔均处于软土地基, 属于对建筑物抗震不利的场地土。软土地基地震时的主要问题是产生附加沉降, 而且这种沉降常是不均匀的。地震时, 地基的应力增加, 土的强度下降, 地基土被剪切破坏, 土体向两侧挤出, 致使基础沉降、倾斜, 从而导致铁塔构件变形。
2.3. 次生地质灾害
地震引起的次生地质灾害是山区输电线路损毁的主要原因。当强烈地震发生时, 往往会产生地震次生地质灾害, 并引发山崩地裂、滑坡、泥石流及喷砂冒水等现象。汶川大地震地动山摇, 引发了大量的滑坡、崩塌、泥石流等次生地质灾害。据统计次生地质灾害多达13, 000多处, 潜在隐患点近8, 700处, 有危险的堰塞湖30多座。汶川地震引发如此多的次生灾害, 主要是由于地震震级大、震源浅、活动断裂多, 以及山高深谷等自然因素所致。
线路塔位的地震次生灾害类型调查表:
2.3.1. 滑坡
受“5.12汶川”地震影响, 灾区滑坡分布广及规模大, 实属罕见。滑坡导致淹没道路、堵塞河谷、线路及建筑破坏、甚至摧毁农田和村庄, 给人民生命财产及电力设施带来重大危害。灾区的滑坡主要类型分为:硬岩类滑坡、软岩类滑坡及松散堆积物滑坡等。
1) 、硬岩类滑坡。本次地震发生的大滑坡以新发生的为主, 尤其以硬岩类滑坡居多, 如“青川东河口滑坡”为花岗岩、灰岩等硬岩高位抛射型滑坡 (滑面近水平) 、顺层 (结构面) 滑坡。2) 、软岩类滑坡。斜坡表层大面积溜滑、剥皮。3) 、松散堆积物滑坡。为古滑坡复活、斜坡浅表层松散物质滑坡, 本次地震古滑坡的复活规模小, 变形范围相对小。
2.3.2. 崩塌
崩塌主要发生于由硬性基岩组成的高陡斜坡, 正是由于地震灾区山高谷深、地形陡峭、河流对坡脚的侧蚀作用以及修建公路等人类活动产生的临空面, 为地震引发大量的崩塌提供了有利条件, 造成崩塌和倒石堆发育甚至成群出现, 导致交通及输电线路严重中断。
2.3.3. 泥石流
灾区的泥石流多为地震次生地质灾害产物, 由于大量的风化碎屑物堆积于斜坡, 以及发育的滑坡及崩塌堆积体残存于沟谷、河流, 在集中降水或沟谷阻塞等条件下, 多形成沟谷性泥石流。
2.3.4. 不稳定斜坡
包括:“断裂”、“震裂”、“滑裂”形成的震裂山体, 以及表层局部滑塌、崩落后的堆积斜坡等。在映秀灾区等地, 发震断裂发散, 主要以断裂裂缝的形式出露于地表。裂缝长可达数km, 宽可达数m。
震裂山体分类表:
2.3.5. 砂土液化
由于地震灾区主要分布于四川西部的龙门山地带, 多为高山峡谷, 饱和砂土液化仅分布江河两侧阶地的局部地段。
3. 不同地震地质灾害类型对塔位稳定性的影响分析
输电线路塔位的稳定性主要由路径选择和塔位选择两方面的因素决定, 因此我们从地震地质灾害对路径选择和塔位选择的影响来进行分析。
3.1 地震地质灾害对路径选择的影响
通过调查, 映秀~北川~青川断裂的北西侧 (断裂上盘) 发育地质灾害的密度及规模均大于其南东侧 (断裂下盘) , 是由于该断裂具逆冲走滑性质, 上盘的活动远大于下盘, 导致该断裂上盘的灾害发育程度高。因此为避免因地震断层地表破裂、地面变形引发的震害, 在规划输电线路的路径方案时应注意下列问题。1) 、加强区域地质及地震地质资料的搜集, 研究区域构造、断裂的展布方向, 特别是活动性断裂的方向、上下盘、断裂带的宽度及地震历史活动性等方面进行分析。2) 、线路路径应尽量垂直或大角度穿越活动断裂及断裂破碎带, 尽量减小断裂及地震活动对线路塔位的安全影响。3) 、当路径受城镇规划、军事、风景区及矿藏等条件限制, 部分线路不能不穿越断裂, 应首先考虑路径选择在活动断裂的下盘, 避免线路路径选择在活动性断裂破碎带中。
3.2. 地震地质灾害对塔位选择的影响
选择线路路径及塔位建筑场地时, 应根据工程的需要, 掌握地震活动情况、工程地质和地震地质的有关资料, 对抗震有利、不利和危险地段作出综合评价。
山区线路选定塔位时, 应尽量避开抗震不利地段, 但由于受设计方案等原因限制, 存在少数塔位处于抗震不利地段, 应采取支护、抗滑桩及地基处理等有效的工程处理措施。
对于容易发生地震次生地质灾害, 如滑坡、崩塌、泥石流及不稳定斜坡等抗震危险地段, 可能导致输电线路塔位地段的场地失稳或上方滚石砸坏铁塔时, 须进行避让处理。
3.2.1. 抗震不利地段对塔位的影响
通过现场调查发现, 在条状突出的山嘴、高耸独立的山丘、非岩质的陡坡、软弱土、液化土等抗震不利地段导致的地震地质灾害往往发育严重。而稳定的基岩边坡、开阔平坦的场地及密实的地基土等抗震有利地段则地震危害较小。1) 、灾害发育与地形和微地貌的关系。崩塌和滑坡发生部位往往具有选择性, 即通常发生在对地震波有明显放大效应的部位, 如单薄山脊、多面临空孤立山体以及河谷中上部坡型转折部位等地段, 开阔平坦场地震害明显较少。2) 、地震灾害发育与地基土的关系。地震灾害发育程度取决于地基土的类型与性质及地下水埋藏条件。软土的震害大于硬土, 土体的震害大于基岩;松散沉积物厚度越大, 震害越大, 软弱土层埋藏愈浅、厚度愈大, 震害愈大;地下水埋深越小, 震害越大。同时地基的液化将对地基土承载力有较大的降低, 在地震作用下可能产生地基不均匀沉降或基础位移, 从而导致铁塔杆件变形, 因此, 勘测设计时应对饱和砂土地基土进行液化鉴定, 并采取必要的处理措施。
3.2.2. 抗震危险地段对塔位的影响
抗震危险地段为:活动性断裂带和大断裂破碎带、强烈振动效应和地面效应的地段、不稳定的斜坡或可能会产生斜坡效应的地段, 孤立突出的地形地段等。位于抗震危险地段的输电线路, 地震时地面断裂错动会直接破坏铁塔, 大断裂破碎带可能会使震害加剧, 并可能产生地基不均匀沉降等。塔位选择时须避让抗震危险地段, 包括地震时可能滑坡、泥石流、崩塌等, 以及发震断裂带上可能发生地表位错部位等。
结论。本文仅对“5·12汶川特大地震”中强震区及主要影响区内已建线路的受灾情况和典型塔位破坏特征进行调查的基础上, 初步分析了地震作用对输电线路塔位稳定性的影响, 为今后的类似工程提供了一些相关工程经验。但进一步认识地震作用对山区输电线路塔位稳定性的影响还需更深入的调查与研究。
参考文献
[1]《岩土工程师手册》人民交通出版社.
[2]《建筑抗震设计规范》GB50011-2010中华人民共和国住房和城乡建设部.
[3]《岩土工程勘察规范》GB50021-2001建设部.
地震稳定 第5篇
关键词：强度折减动力分析法,动力特性,稳定性系数
在边坡稳定性分析过程中,传统的极限平衡法还不能计算出危险滑动面以及相应的稳定安全系数。而目前的各种数值分析方法,一般只是得出边坡应力、位移、塑性区,也无法得到边坡危险滑动面以及相应的安全系数。随着计算机技术的发展,尤其是岩土材料的非线性弹塑性有限元计算技术的发展,有限元强度折减法近来在国内外受到关注,对于均质土坡已经得到了较好的结论,但尚未在工程中使用。现采用有限元强度折减法对岩质边坡进行了分析,证实了用于工程的可行性,得到了节理岩质边坡坡体的危险滑动面和相应的稳定安全系数。在边坡稳定性分析过程中,强度折减法由于可以克服极限平衡法中将土体假设为刚体的缺点,并且可以考虑土体的非线性本构关系[1],而被越来越多的土木工程师们所使用。边坡稳定性分析的有限元强度折减法是通过不断降低边坡岩土体抗剪切强度参数直至达到极限破坏状态为止,程序自动根据弹塑性有限元计算结果得到滑动破坏面,同时得到边坡的强度储备安全系数。由于这种方法十分贴近工程设计,必将使边坡稳定性分析进入到一个新的时代。
1 有限元分析理论
1.1 动力破坏的机理
边坡在地震条件下失稳破坏分析时,可以从以下3个条件来判断边坡是否破坏[2]:1)看破裂面(拉—剪破裂面)是否贯通;2)看潜在滑体位移是否突然增大,但考虑到边坡(滑坡)在地震作用下荷载是随时间变化的,其位移也随时间发生变化,所以与静力问题不同,单凭某一时刻位移发生突变不能判断边坡破坏,但地震作用完毕之后的最终位移发生突变,仍然可以作为破坏的判据,也可以从折减系数与位移关系曲线的突变来判断是否破坏;3)看计算中力和位移是否收敛的判据。
1.2 屈服准则的选取
本文采用通用的ANSYS有限元分析软件,进行三维空间模拟分析。三维采用的准则与传统工程中(M-C准则条件下)采用的准则一致,三维空间问题采用摩尔—库仑准则等面积圆DP3准则,流动法则采用关联流动法则:
1.3 强度折减法计算原理
将土体参数c,φ值同时除以一个折减系数ω,得到一组新的c′,φ′值,然后作为新的材料参数进行试算,当边坡处于临界状态时,也即ω再稍大一些,边坡将发生破坏,对应的ω被称为边坡的稳定性系数,此时土体即将发生剪切破坏,即计算结果是指达到临界状态时的折减系数[3,4]。这与地震边坡的破坏机制不符,实际上边坡破坏是滑动岩土体受拉和受剪的复合破坏作用,特别是边坡体在地震动往复运动中,边坡岩土体更易发生拉破坏,故除了要考虑边坡体的剪切破坏,还要考虑边坡体的拉破坏[2]。所以本文在对土体参数进行强度折减时,既考虑了抗剪强度的折减,又考虑了抗拉强度的折减,具体公式为:
其中,c,φ,σt分别为折减前岩土体粘聚力、内摩擦角、抗拉强度;ω为折减系数;c′,φ′,σ′t分别为折减后岩土体粘聚力、内摩擦角、抗拉强度。
2 工程实例
2.1 工程概况
本文研究边坡为兰渝线第16标段K136+400～K137+900边坡。本段地处上三叠系陆相碎屑岩地层中,上覆第四系坡洪积(Q
2.2 有限元模型的建立
2.2.1 单元及边界条件的选取
根据分析内容特征,进行三维分析。根据边坡岩土采用弹塑性分析法。模型边界采用粘弹性人工边界处理。三维分析采用8节点Solid45实体等参单元模拟填挖边坡土体,采用壳单元模拟加筋土挡土墙及排洪沟结构;采用等效刚度法,简化加筋土挡土墙的加筋带,换算成提高土体粘聚力(c)及内摩擦角(φ);用梁单元模拟加筋土挡土墙及排洪沟结构。
另外为消除或减小边界效应的影响,计算中边界条件情况考虑为:由于该边坡为多级填挖边坡,根据不同边坡情况,上边界取自地表,为自由边,另三边(面)是约束边(面)。约束边至坡脚的距离为50 m,两侧受水平向约束,底边为全约束。
2.2.2 计算参数的选取
根据实际工程地质资料,在地震等冲击荷载作用下,材料的强度会有所提高,提高的幅度与冲击荷载的幅值及频率等因素有关。因此根据文献[5]的研究成果,在本次模拟计算时把岩土的动弹模提高25%。各材料具体参数见表1。
2.2.3 荷载的确定
根据该地区的地震烈度为8.1度,相应的基岩水平峰值加速度为248 cm/s2,计算应用的地震波见图1。
另外由于地震波最大加速度出现在2 s左右,且强震主要集中在1 s～6 s之间;还考虑到三维计算对计算机性能要求很高,计算量大,所以计算时仅取前8 s地震波进行计算。
2.2.4 动力效应模拟及结果分析
图2,图3分别给出了地震条件下通过强度折减法得到的路基边坡临界破坏时的水平位移及塑性云图。
如图2所示,当强度折减系数为1.09时,计算收敛,上部填方土体水平位移最大值达到0.8 m;如图3所示,当强度折减系数为1.10时,计算不收敛,水平最大位移达到1.25 m。根据上面的动力破坏判断,滑体位移突然增大说明已经破坏。在折减系数为1.09时边 坡就出现了明显的塑性区,高烈度地震条件下可能引起土体液化,可见地震对填方边坡产生了较大的影响,这就要求我们在今后遇到类似的高填方边坡时,必须做好填土压实,采取合适的支挡结构等方法来保障填方边坡的稳定性。
图4给出了地震条件下折减系数为1.09时的动力计算深部以及计算破坏面的横向加速度和横向位移时程曲线图。
由图4可以看出,在考虑地震烈度为8.1度的地震作用下,该断面水平位移纵向最大值发生在2 s时,沿边坡深部方向,位移逐渐减小,断面岩体深部区域与坡面区域加速度值相差较大。不同的岩土性质对地震的反应不同。在一定震级下,不同土质的最大加速度和振动幅值都不同。
3结语
1)本文采用强度折减动力分析法对路基边坡进行了稳定性分析,计算得出地震条件下边坡稳定性系数,从而为选择合适的支挡结构提供了依据。
2)采用强度折减动力分析法来计算边坡稳定性系数,考虑地震加载过程中的动力效应,并得到支护后的破裂面和安全系数,确保边坡工程的安全性。
3)本文通过对路基边坡的动力失稳机制进行了分析,认为地震惯性力的作用以及边坡岩土体的不同性质导致了地震边坡的失稳。
参考文献
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[5]陈无平,谢伟平.混凝土动弹模对地铁车站结构地震响应影响的分析[J].武汉工业学院学报,2008,27(1):65-68.
地震稳定 第6篇
近年来, 大跨度空间钢结构在世界范围内得到了广泛应用。结构杆件以承受轴向力为主, 结构形式趋于轻型和薄壁, 结构承载力常由其稳定性所控制。双向张弦梁是介于刚性结构和柔性结构之间的杂交结构体系, 相对于普通结构仍具有明显的受力稳定问题, 其稳定性问题值得研究, 尤其是地震荷载作用下的动力稳定性分析。
单向张弦梁结构在平面地震作用下动力稳定性由于现存判别准则存在一定的局限性, 加之张弦梁结构高度的非线性地震响应, 研究中采用有限元软件的时程分析法进行分析[1]。双向张弦梁结构虽然只是单向张弦梁结构形式的发展, 但由简单结构到复杂结构不仅仅是量的积累, 也会发生质的变化[2], 其地震荷载作用下的稳定性不能简单的认为类同于单向张弦梁, 所以本文在借鉴前人的研究成果和方法的基础上, 采用ANSYS软件的时程分析法, 提出地震荷载作用下动力稳定性的三种判别方法:索内力判别、荷载-位移曲线判别和动力响应判别, 来分析双向张弦梁结构在三向地震荷载作用下的动力稳定性。
1 模型
本文的结构模型为横纵向跨度均为120m的立体桁架倒三角形的双向张弦梁结构。上部桁架和下部拉索的轴线形式均采用二次抛物线, 按7×7榀交叉布置, 每榀间距采用15m。上部桁架的倒三角形截面为等边三角形, 杆件长度3m。上部桁架的上下弦杆及腹杆均选用Q235圆钢管φ500×16, 空间杆单元LINK8, 不考虑节点连接的弯矩作用, 中间撑杆选用Q235圆钢管φ325×16, 空间杆单元LINK8, 下部索选用高强度低松弛镀锌钢丝1×370φ7, 空间杆单元LINK10。支座采用两边固定铰支座, 另两边滑动铰支座, 模型各个节点均为铰接, 模型如图1和图2。
地震波的选择为El-Centro波。其记录时长为39s, 时间间隔为0.02s, 南北向的最大加速度为341.67gal, 东西向210.14gal, 上下向-206.35gal, 本文截取中间的16s, 时间间隔为0.02s的地震波。1gal=1cm/s2。
2 稳定性分析
动力稳定性是研究结构在动力扰动下的稳定性, 与稳定理论和振动理论密切相关的研究领域。结构上的动力稳定性可以理解为当动力荷载幅值的微小增量导致结构特征响应的较大变化时, 结构可视为动力失稳, 此时所对应的荷载为结构的临界荷载[3,4]。双向张弦梁结构在地震荷载作用下的动力稳定性, 可以通过逐步加大的荷载幅值 (地震波加速度峰值) 为参数, 对应每一荷载幅值作一次动力非线性时程分析, 记录结构特征响应;然后根据结构的特征响应 (节点位移随时间变化的情况) 来确定结构的临界荷载值。
双向张弦梁结构保持整体稳定性首先要保证索不能发生松弛。其在三向地震荷载作用下可能出现的失稳形式有两种:第一, 整个结构向上拱起变形, 上部桁架节点的竖向位移达到最大值的同时索发生松弛;第二, 整个结构向下变形, 索受拉的同时节点位移达到最大值。第一种失稳形式主要由索的松弛控制, 即索内应力为零控制;第二种失稳形式主要由节点最大位移控制, 即节点的荷载-位移曲线控制。针对不同的失稳形式应该采用不同的判别标准。因此本文采用索内力判别和荷载-位移曲线判别两种方法。另外根据其荷载形式提出一种新的判别方法———动力响应来判别, 即结构特征节点的位移时程曲线。
本文在进行三向地震荷载作用下的动力稳定性分析, 南北向地震波加速度峰值分别取为341.7gal、700gal、1500gal、2000gal、3000g al和4000gal。
2.1 索内力判别
结构在三向地震荷载作用下发生第一种失稳变形时, 节点最大位移随加速度峰值的变化情况如图3, 可以看出节点最大位移随加速度峰值近似线性变化, 由此并不能确定结构的临界荷载值。Z1榀上部桁架下弦节点在不同加速度峰值作用下的Y向位移如图4。在加速度峰值700gal以下为弹性变形阶段, 节点位移小于0.2m。在1500gal～3000gal之间为塑性变形阶段, 变形规律基本相同, 靠近固定铰支座的1/3跨度处节点位移最大, 向两侧逐渐减小, 靠近滑动铰支座的1/4跨度处节点位移为零。达到4000gal时, 与3000gal时相比较, 两侧支座处局部节点位移有突起, 最大节点位移变化不大。
时刻 (t=2.10s) 索内轴向应力如表1, 选取中间Z2榀索单元。加速度峰值为1500gal时, 索内应力为正, 且大于10MPa, 未松弛;2000gal时, 部分索单元轴向应力为零;3000gal时, 只有一个索单元轴向应力不为零, 即将松弛;达到4000gal时, 整条索单元应力全为零, 索呈松弛状态。加速度峰值为3000gal和4000gal时, 结构各榀索单元的轴向应力分别如表2和表3。表中数据显示, 3000gal时虽然索并未松弛, 但已有一半多的索单元应力为零;4000gal时已有超过5/6的索单元应力为零, 可认为此刻整个结构的索都已呈松弛状态, 结构丧失稳定性。
可以判断出双向张弦梁结构在三向地震荷载作用下动力稳定的临界荷载值在3000～4000gal之间。
2.2 荷载-位移曲线判别
结构在三向地震荷载作用下发生第二种失稳变形时, 节点最大位移随加速度峰值的变化情况, 即结构的荷载-位移曲线如图5, 3000gal以下, 节点最大位移随加速度峰值近似线性变化, 动力响应保持稳定;达到4000gal时, 节点最大位移显著增加, 位移值达到1.2m, 为跨度的1/100, 结构丧失稳定性。Z1榀上部桁架下弦节点在不同加速度峰值作用下的Y向位移如图6, 3000gal以下, 节点位移变化不大, 位移小于0.5m;达到4000gal时, 节点位移显著增大, 最大值已超过1.0m, 结构丧失稳定性。
可以判断出双向张弦梁结构在三向地震荷载作用下动力稳定的临界荷载值在3000～4000gal之间。
2.3 动力响应判别
结构的动力稳定性可以从其节点的动力响应———位移时程曲线中得到诠释。选取结构Z1榀上部桁架上弦63号节点为特征点, 其在不同加速度峰值作用下的位移-时间曲线如图7～图12。700gal以下结构处于弹性工作阶段, 节点在零平衡位置处上下波动;1500gal时, 节点的位移-时间曲线出现了两个平衡位置, 前8秒的零平衡位置, 后8秒的位移值为-0.15m的平衡位置, 此刻结构进入塑性工作阶段;3000gal时平衡位置已经不明显了;4000gal时平平衡衡位位置置消消失失, , 节点的位移响应出现游离, 节点位移随着时间逐渐增大, 位移最大值接近1m, 结构丧失稳定平衡。
可以判断出双向张弦梁结构在三向地震荷载作用下动力稳定的临界荷载值在3000～4000gal之间。
3 结论
通过以上三种方式的判别均得出双向张弦梁结构在三向地震荷载作用下动力稳定的临界荷载值在3000gal～4000ga之间。说明对于双向张弦梁这种介于刚性结构和柔性结构之间的杂交结构体系, 采用根据失稳形式而选取的索内力判别和荷载-位移曲线判别的必要性和合理性, 采用根据荷载形式而选取的结构动力响应判别方法的可行性, 为以后的工程设计提供参考
摘要：双向张弦梁作为一种新型的大跨度空间钢结构形式, 是介于刚性结构和柔性结构之间的杂交结构体系, 相对于普通结构具有明显的受力稳定问题, 其稳定性问题值得研究, 尤其是地震荷载作用下的动力稳定性分析。本文针对双向张弦梁结构在三向EL-Centro波作用下的动力特性, 提出地震荷载作用下动力稳定性的三种判别方法:索内力判别、荷载-位移曲线判别和动力响应判别, 来确定结构动力失稳的临界荷载值, 以此了解双向张弦梁结构的动力失稳特点, 为以后的工程设计提供参考。
关键词：双向张弦梁,地震荷载,动力稳定性,判别,临界荷载
参考文献
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地震稳定 第7篇
关键词：加筋土挡墙,地震,涌浪,拟动力法,稳定性
在西南地震多发地区,与传统加筋土挡墙相比, 受地震和涌浪作用的库岸加筋土挡墙可能产生不同的稳定性表现; 因此对地震作用下涌浪对库岸加筋土挡墙的稳定性研究十分重要。在地震多发地区的挡土墙的抗震设计中,土体的内部稳定性以及挡墙的整体稳定性是其主要内容。目前,针对地震作用下加筋土挡墙主动土压力的分析方法有: 拟静力法、 拟动力法、薄层微元法等[1—5]。由于拟静力法存在假定地震荷载与时间无关,忽略了地震惯性力的动力特征的缺陷,而拟动力法能够更好地反映地震的动力特性,因此现多用拟动力法对地震作用下主动土压力进行分析。
在对库岸加筋土挡墙的地震稳定性研究上, Ahmad等[6]在2008年研究了地震作用下库岸加筋土挡墙的稳定性,但他只考虑了地震作用力和动水及静水压力。而后Chakraborty等[7]在Ahmad等研究的基础上,提出了同时考虑地震作用力、动水和静水压力以及及浪击力的传统挡土墙稳定性分析方法,但并未针对加筋土挡墙进行分析。
本文在已有研究的基础上,基于拟动力法及水平条分法[8],同时考虑地震作用力、动水压力、静水压力以及浪击力,推导了两种筋材条件下加筋土挡墙的筋材拉力总和,并得到临界破裂角的解析解。 根据推导出 的公式,选取各自 变量作为 参数研究[9,10],为库岸加筋土挡墙的抗震设计提供参考。
1模型建立及受力分析
建立模型如图1所示,将墙后土简化为两种破裂型式。对模型作出如下假设:
( 1) 将墙后滑动体分为n个水平土条,每个土条中包含一层筋材,土条受力分析如图2所示。
( 2) 每一土条的法向条间力为土条的上部超载,土条的切向条间力相互平衡。
( 3) 水平及竖 向地震力 均作用于 每个土条 重心。
( 4) 不考虑加筋土挡墙后填土的遇水膨胀、湿陷以及地下水位以上和以下内摩擦角的不同。
( 5) 滑动体安全系数Fs为破裂面上抗剪强度 τf与剪切应力 τr的比值:
图2为第i个水平土条受力分析图,图2中dz为第i个土条厚度,Wi为土条自重; Ft,i、Ft,i + 1、FN,i和FN,i + 1分别为第i个土条的上下层面的切向条间力和法向条间力; Nt,i和NN,i分别为滑动面的切向反力和法向反力; Ti为第i层筋条所受拉力; Qh,i和Qv,i分别为作用在第i个土条上的水平和竖直地震惯性力; Pw,i为浪击力; Pd,i为动水压力; Psu,i和Psd,i分别为上游及下游方向静水压力; αi为第i个水平土条破裂面与水平面的夹角。
1.1地震力
由于地震具有动态性,故采用拟动力法表示地震力。由于地震波的传播,t时刻深度为z处的水平和竖直地震加速度分别为:
式中: T为侧向震动周期,ω 为振幅 ω = 2π/T,kh和kv分别为水平和竖直方向上的地震加速度系数,Vs和Vp分别为地震波在土体中传播的横波和纵波波速。
根据地震加速度,t时刻深度为z处的水平和竖直地震力分别可表示为:
式中: m( z) 为深度z处的土条质量。
1.2静水压力
水位以下土条将受到静水压力作用,作用方向如图2所示。在土条上游方向,静水压力可表示为:
对于土条下游方向的静水压力,由于存在孔隙水压力,需要用等效容重 γwe来替代式( 6) 中的 γw。 因此,下游方向静水压力可表示为:
式( 7) 中: γwe为水的等效容重,表示如下:
式( 8) 中: ru为墙后填土孔隙水压力比,γ 为墙后土平均容重,可表示如下:
式( 9) 中: γsat为墙后土饱和容重,γd为墙后土干容重。
1.3动水压力
渗透性足够好( > 10- 3cm / s) 的墙后土体,在地震的振动作用下,会产生动水压力。动水压力Pd,i可表示为:
1.4浪击力
对于涌浪作用在挡墙上的浪击力,采用Fukui等提出的经验公式:
式( 11) 中K是一个常量,当hw/ hwu= 0时,K = 0; 当hw/ hwu≠0时,K = 0. 12。
2筋材拉力及临界破裂角
当图2所示第i个土条受力平衡时,竖直方向上合力为0,即:
根据安全系数Fs定义,Nt,i可通过安全系数表示:
根据滑动体整体受力平衡,水平向合力为0可得:
根据式( 14) 可以计算筋材拉力,由于可延展性筋材和不可延展性筋材具有不同的破裂面型式,筋材拉力计算也会有所不同。
2.1可延展性筋材
可延展性筋材墙后土破裂面简化为直线,因此不需要进行分段计算。根据式( 14) 可得筋材拉力计算公式如下:
式( 15) 中:
根据式( 18)
可得出筋材的临界破裂角方程。
根据公式( 18) 计算得可延展性筋材临界破裂角方程如下:
式( 19) 中:
2.2不可延展性筋材
不可延展性筋材墙后土破裂面简化为折线型式,因此需要分别对上下两段进行水平条分法分析计算。
不可延展性筋材拉力可通过式( 22) 计算:
式( 22) 中:
根据式( 18) 可得出不可延展性筋材临界破裂角方程:
3结果与分析
下列因素分析中,a类筋材代表可延展性筋材, b类筋材代表不可延展性筋材。加筋土挡墙高H = 5 m,上部超载FN,0= 0,填土黏聚力c = 0,墙后填土饱和重度 γsat= 19 k N / m3,墙后土干重度 γd= 16 k N / m3,水重度 γw= 10 k N / m3,横波波速Vs= 100 m / s,纵波波速Vp= 187 m / s,安全系数Fs= 1. 0。
3.1临界破裂角
为了得到临界破裂角和内摩擦角 φ 以及水平竖直地震加速度系数kh和kv的关系,假设算例: φ = 20°、30°; kh= 0. 1、0. 2; kv= 0、kh/2、kh。
表1中计算结果显示,在内摩擦角 φ 一定时,临界破裂角 α 随着kh的增大而减小,随着kv的增大而增大; 在kh和kv一定时,临界破裂角 α 随着内摩擦角 φ 的增大而增大。在同等条件下,b类筋材的临界破裂角 α 大于a类筋材。
3.2土体内摩擦角
假设内摩擦角 φ = 20°、30°、40°。由图3可得, a、b两种筋材拉力均随着墙后土体内摩擦角 φ 的增大而减小,且减小趋势基本相同,a类筋材相对b类筋材曲线更为发散。对于同一种情况,a类筋材拉力大于b类筋材。
3.3地震加速度系数
假设竖向地震加速度kv= 0、kh/2、kh。由图4可以看出,总筋材拉力随着水平地震加速度系数kh的增大而增大,且a类筋材增大趋势大于b类筋材; 在kh相同时,两种筋材总拉力均随着竖向地震加速度系数kv的增大而增大,且增大趋势大致相同。在两种条件一定的情况下,a类筋材所受总拉力均大于b类筋材。
3.4下游水位
假设下游水位hwd= 2、3、4 m。由图5可以看出,随着加筋土挡墙后下游水位的升高,a、b两种筋材的总筋材拉力也在升高,并且水位由3 m升高到4 m相对2 m升高到3 m时增长幅度更大。在相同的水位高度下,a类筋材所受总拉力大于b类筋材。
3.5上游水位
假设上游水位hwu= 1、2、3 m。由图6可以看出a、b两种筋材所受的总拉力,均随着加筋土挡墙上游水位的增大而减小,且减小趋势相近。b类筋材在上游水位升高到3 m,kh小于0. 1时筋材拉力出现负值,在相同条件下,a类筋材所受总拉力大于b类筋材。
3.6涌浪高度
假设涌浪高度hw= 0. 5、1、1. 5 m。从图7中可以看出,随着涌浪高度从0. 5 m升高到1. 5 m,a、b两种筋材所受总拉力均呈减小趋势,且b类筋材减小趋势大于a类筋材。在相同条件下,a类筋材所受总拉力大于b类筋材。
4结论
( 1) 临界破裂角随kh的增大而减小,随kv以及内摩擦角 φ 的增大而增大。
( 2) 筋材所受总拉力随地震加速度系数的增大而增大,随内摩擦角的增大而减小。
( 3) 筋材所受总拉力随加筋土挡墙下游水位的升高而增大,随上游水位及涌浪高度的升高而减小。
( 4) 在相同条件下可延展性筋材所受总拉力大于不可延展性筋材。
从各项因素分析中可以看出,上下游水位、土体内摩擦角以及地震加速度系数对筋材所受总拉力影响明显。上游水位及涌浪高度升高到一定高度时, 挡土墙会出现反向失稳。
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