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调水工程安全运行 若干关键问题研究

发布时间:2022-10-31 09:57
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摘要 :•……1
Abstract 2
第1章绪论 1
1.1研究背景及意义 1
1.2国内外研究现状 2
1.2.1安全监测布设现状 2
1.2.2边坡安全监控研究进展 4
1.2.3桩基检测技术研究进展 8
1.3目前存在问题 9
1.4本文主要研究内容 9
1.5总体技术路线 10
第2章 安全监控与数值仿真相关理论 12
2.1引言 12
2.2调水工程安全监控相关理论 12
2.2.1水工建筑物安全监控理论的发展 12
2.2.2监控指标拟定原则 13
2.2.3监控指标分级标准 15
2.2.4监控指标分析方法 16
2.2.5监控指标阈值确定方法 19
2.3边坡稳定性分析方法 22
2.3.1理论基础 22
2.3.2传统极限分析法 23
2.3.3数值极限分析法 23
2.4远场涡流检测技术 27
2.4.1基本原理 27
2.4.2理论指导 28
2.5本章小结 30
第3章基于统计回归模型的渠道安全监控 31
3.1引言 31
3.2渠道失事案例分析 31
3.2.1失事案例 31
3.2.2破坏模式及原因分析 33
3.3某渠段工程概况 34
3.3.1基本信息 34
3.3.2现场调研 35
3.3.3断面构造 35
3.3.4监测设施 36
3.4监控指标拟定和分级标准确定 36
3.4.1渠道监测物理量分析 36
3.4.2监控指标的拟定 39
3.4.3监控指标的分级 39
3.5渠坡变形统计模型构建 40
3.5.1渠坡变形影响因素 40
3.5.2选定影响因子   41
3.5.3建立统计模型 42
3.5.4模型回归分析 42
3.6监控指标阈值确定 46
3.6.1阈值确定3S原理 46
3.6.2三级预警阈值确定 47
3.6.3 一级报警阈值确定 48
3.7本章小结 55
第4章 基于原型监测与数值分析的渠道安全评估 56
4.1引言 56
4.2渠道边坡渗流场反演分析 56
4.2.1渗流有限元模型 57
4.2.2基于高地下水位假定的反演分析 58
4.2.3基于低地下水位假定的反演分析 60
4.2.4两种假定计算结果对比分析 61
4.3渠道边坡的稳定分析 62
4.3.1稳定分析有限元模型 63
4.3.2计算结果分析 63
4.4渠道边坡安全评价 67
4.5本章小结 67
第5章基于涡流仿真技术的桩基检测 69
5.1 引言 69
5.2渡槽桩基失事案例分析 70
5.2.1渡槽桩基破坏案例 70
5.2.2渡槽桩基破坏模式及原因分析 70
5.3管桩有限元模型 71
5.3.1模型简介 71
5.3.2模型计算参数 72
5.4不同计算工况及结果分析 72
5.4.1管内激励源,对比纵筋箍筋断裂 73
5.4.2管内激励源,对比不同环向角度取值 76
5.4.3管外激励源,对比纵筋箍筋断裂 78
5.4.4管外激励源,对比不同环向角度断纵筋 81
5.4.5管外激励源,对比断不同根数纵筋 82
5.4.6 小结 84
5.5本章小结 85
第6章结论与展望 86
6.1研究成果及结论 86
6.2展望 87
参考文献 88
攻读硕士学位期间发表的论文 91
致谢 92
第1章绪论
1.1研究背景及意义
我国为优化水资源配置战略格局.缓解水资源短缺和时空分布不均的问题,兴建了 ■的跨流域调水匸程。据不完全统计,新中国成立以来我国已建或在建的引调水匚程 共计137项,其中包括已建成并发挥效益的工程110项,如南水北调乐屮线工程、引黄 入晋、引滦入津、东深供水等,在建或开展前期工作工程27项,如滇中引水、引汉济 渭、南水北调西线匸程等,依据引水流量的大小可将137项调水匸程划分为如表1.1所 靜%随着社發经济的发展,城镇化用水需求的提高,我国调水匸程的建设数慣总体呈 增长趋势,调水规模也是急剧增长,各年代匸程建设数量及设计年调水总量如图1.1所 示⑴,这意味着我国调水匸程的建设水平飞速发展,并且已经处于世界领先水平。调水 匸程的供水目标也由最初的匸业、灌溉为主逐渐向生态、生活等多元化供水的方向发展, 为受水地区带来了巨大的经济、生态和社会效益。
表调水工程分类
引水流量
m'/s 匸程数量 个 占统计比例 设计引水流量 m3/s 设计年引水量
亿
<2 37 27% 96 8
2-10 41 30° o 245 25
10-5() 34 25% 1()()
>5() 25 1X% 4600 526
 
250
227
 
图丨.1各年代工程建设数量及设计年调水总量
调水工程的正常运行不仅是工程效益得以发挥的基础,同时也事关供水安全和公共 安全,工程一旦失事,往往会导致深远的社会影响,带来的直接和间接经济损失也是不 可估量的。长距离调水工程跨越地域广,涉及各种复杂的地质环境,输水沿线与山川、 河流、峡谷、铁路、公路等交叉穿越,为满足工程需求设计建造了许多复杂的输水建筑 物,诸如渠道、倒虹吸、渡槽、隧洞、闸站等。输水线路长、输水建筑物类型多样且数 量庞大,这对调水工程后期的运行管理带来了不小的挑战。调水工程建成后的长期运行 过程中,受结构材料老化、环境侵蚀、自然灾害、极端天气、人类活动干扰等因素的影 响,会出现诸多安全隐患。通常,输水工程的安全隐患发生在运行期的不同时段,尤其 是雨季、冰期等,存在于各类输水建筑物的不同部位,如渠道边坡、渡槽基础、隧洞输 水管等。可能各类隐患单个效应并不明显,但是当隐患长期作用并逐步恶化,隐患之间 协同作用时,极有可能对工程安全产生较大威胁,最终造成重大事故。因此,需严密关 注工程运行的各个环节,做好运行维护工作,及时发现并消除隐患,从而保障调水工程 的安全稳定运行。
调水工程的安全运行至关重要,调水工程的安全管理工作不容忽视。随着我国众多 调水工程的完建和长期运行,相关运行管理部门也采取各种手段和措施来加强安全管理 工作,但调水工程失事的案例仍时有发生。国内有关保障调水工程安全运行的研究工作 起步较晚,虽然也取得了不错的研究成果,但是尚未形成完备的理论和技术体系,仍存 在诸多关键问题亟待解决。调水工程建设阶段在不同建筑物及重点部位安装的各类监测 仪器积累了大量数据资料,如何合理的利用这些监测数据,结合工程实际的运行性态开 展相关的研究工作显得十分必要。其中,在调水工程的长期运行过程中,最为关键的安 全保障工作包括:①监控。建立合适的调水工程安全运行监控模型,提出合理的安全监 控指标及其预警阈值,实现调水工程的在线监控预警;②评估。基于工程的监测资料和 实际运行状态,提出合理的安全评估方法,定期开展安全评估工作,以便及时的掌握调 水工程的实际运行健康状况;③检测。根据工程的易损结构和破坏机理,确定必要的检 测对象和合理的检测指标,通过检测结果准确的掌握工程的病患部位,及时采取处理措 施避免进一步破坏的发生。基于此,本文选取部分典型的调水建筑物开展相关研究工作, 这对保障调水工程的安全运行和提升安全管理工作水平具有积极的促进意义。
1.2国内外研究现状
1.2.1安全监测布设现状
工程安全监测中,通常会布设较多的测点和监测项目来保证工程安全,在建立监控 指标时,应当选择有代表性及控制作用的典型测点和监测项目,以此来保证安全监控的 有效性。监控对象一般是单个测点,这样建立数学模型及监控指标较为方便。但单点监 控有其局限性,在可能条件下,宜尽量对那些互有联系的测点群建立多点监控指标。
建筑物应按其重要性和监测的必要性分为重点监测对象和一般监测对象,并结合其 具体情况,进一步区分关键监测部位和一般监测部位,分别确定其主要监测项目和一般 监测项目。渠道的重点监测对象为高填方、深挖方、高地下水、中强膨胀土/岩、软土/ 岩、湿陷性黄土、可液化沙土、采空区、穿越重要城镇、与穿渠建筑物交叉、与输水建 筑物连接等特殊渠段,关键监测部位为典型断面、挖方填方过渡部位、施工期渠道缺口 部位、穿渠建筑物交叉部位、渠道和输水建筑物的连接部位。渡槽的重点监测对象为总 干渠上的输水渡槽,重点监测部位为槽身和槽墩。渠道和渡槽的具体监测项目如表1.2 所示。
表1.2调水工程渠道和渡槽主要监测项目
建筑 类型 部位 监测物理 量分类 监测项目名称 监测项 目类型
渠道 深挖方渠段 环境量 1.渠内水位
2.降雨量 O
变形 1.渠坡表面水平位移 O
2.渠坡表面垂直位移
3.渠坡内部水平位移 O
4.渠坡内部垂直位移 O
5.支护结构顶部水平位移 O
6.支护结构顶部垂直位移 O
渗流 1.衬砌底板扬压力 O
2.渠坡地下水位 O
应力 1.锚索(锚杆)锚固力 O
渠道 高填方渠段 环境量 1.渠内水位
2.降雨量 O
变形 1.渠坡表面垂直位移 .
2.渠坡内部分层沉降
渗流 1.渠堤内渗透压力 O
压力 1. 土压力
高地下水渠段 环境量 1.渠内水位
2.降雨量 O
变形 1.渠坡表面水平位移
2.渠坡表面垂直位移
渗流 1.衬砌底板扬压力 O
2.渠坡地下水位 O
不良地质渠段 环境量 1.渠内水位
2.降雨量 O
变形 1.渠坡表面水平位移 O
 
 
2.渠坡表面垂直位移
3.渠坡内部水平位移 O
4.渠坡内部分层沉降 0
5.渠坡的裂缝变形
渗流 1.渠底部渗透压力
2.渠坡地下水位 O
3. 土体含水量和吸力
压力
(应力) 1. 土体应变
2. 土压力
其他渠段 环境量 1.渠内水位
2.冰压力
变形 1.渠坡表面水平位移 O
2.渠坡表面垂直位移
3.渠坡内部水平位移 O
4.渠坡内部分层沉降 O
渗流 1.渠底部渗透压力 O
2.渠坡地下水位 O
渡槽 环境量 1.进出口水位
2.槽内水位 O
3.冰压力 O
4.气温
5.下部河道水位和河床冲淤
进出口连接段
(不含闸室) 变形 1.顶部及基础垂直位移
2.顶部水平位移 O
3.接缝、裂缝变形
渗流 1.底部扬压力 O
压力 1.地基反力和墙后土压力 O
槽身 变形 1.槽身垂直位移(挠度和扭曲)
2.槽身侧墙水平位移 O
3.接缝、裂缝变形
压力
(应力) 1.槽身主梁跨结构应力(混凝土应力、钢筋 应力、温度、预应力锚索锚固力)
槽墩 变形 1.槽墩顶部垂直位移(沉降和倾斜)
渗流 1.槽墩墩基渗压
压力
(应力) 1.槽墩墩基反力 O
2.槽墩应力
3.桩基土压力
注:★为必设的主要监测项 目;☆为可选的一般监测项目;©对重点监测对象或渠段的关键监测部
位为必设的主要监测项目,对一般监测对象或渠段的一般监测部位为可选的一般监测项目。
 
1.2.2边坡安全监控研究进展
在世界各地滑坡地质灾害的频发造成了巨大的损失,开展预测预报滑坡灾害的相关 研究工作显得十分必要。边坡安全监控本质上讲就是对未来时间内影响边坡安全稳定的 监控量进行预报预测,然后与实测资料进行对比分析,判断边坡的安全稳定性。最终目 的是为了尽可能的防止边坡发生滑动失稳破坏,或是提前采取补救措施和避险措施,力 求将损失降到最小。
(1) 发展历程
有关边坡预报预测的研究最早可追溯到19世纪中叶美国和瑞士等国家对一些重点 边坡的长期观测研究,我国则是上世纪50年代开始相关观测工作。总体而言,发展历 程可大致分为四个阶段⑵:
1) 经验判断阶段(上世纪60年代前)。该阶段主要是依据民间总结出的经验进行 判断,发现动物异常、坡体裂缝、坡前落土等现象时,采取建挡土墙、夯填土壤等措施 加固边坡,严重时提前避险;
2) 定性和半定量分析阶段(上世纪60〜70年代)。该阶段有学者开始介入研究,主 要是通过经验判断、破坏现象定性分析和经验公式定量分析相结合的方式对滑坡进行预 测预报;
3) 理论探索阶段(上世纪80〜90年代)。该阶段基于大量积累的经验和资料和快速 发展的技术,引入大量的模糊数学、数理统计、统计热力学、概率论、灰色系统理论等 理论模型,形成了诸多适用于边坡预测预报研究的理论和方法;
4) 综合应用阶段(上世纪90年代后)。该阶段学者们对相关理论方法和滑坡复杂 性有了更加深入的认识,开始重视研究宏观判据和前兆、破坏机制、物理现象等,不断 检验和优化相关的理论和方法,从物理模型的角度出发建立了大量的滑坡预测预警系统。
(2) 监控指标及其技术
在对边坡进行预测预报时,所建立的监控预警系统往往是基于一个或多个监测物理 量来进行的。想要准确的反映出边坡实际状况,所选监控指标必然是与边坡变形机理紧 密相关的敏感性指标。对于边坡而言,常用的监控指标可分为五类哄】:
1) 变形指标。是最直观、观测最简单、应用最广泛且能够很好的反映边坡破坏特征 的指标。具体指标有:a、地表绝对位移。使用水准仪、经纬仪、全站仪、红外测距仪、 高精度GPS和激光仪等仪器,来监测不同时刻边坡测点的三维坐标,计算出测点位移的 大小、方向和速度等来判断边坡稳定性,此外还可以应用遥感、合成孔径雷达等技术对 边坡变形进行观测;b、地表相对位移。使用裂缝计、位移计、收敛计等对裂缝等关键部 位的相对变形进行监测,计算出开合、升降、错动等特征值来判断边坡稳定性,此外还 有人使用分布式光纤传感技术、三维激光扫描技术等来监测边坡变形;c、深层滑动。使 用钻孔多点位移计、测斜管、钻孔倾斜仪等监测边坡的深层滑动变形,得到仪器底部相 对顶部的变形来判断边坡稳定性。
2) 物理指标。指边坡在变形过程中的电磁、射气量、声发射、电阻率等指标。受到 传感技术和信号解析技术等限制,目前能用于实际工程的只有射气量和声发射两种,但 传感器及设备造价过高,只在重点工程才有所应用,不适合大量推广使用。
3) 机理指标。指与边坡内部机理相关的坡内孔隙水压力、地下水位、土体含水量和 应力应变等。常用仪器有孔隙水压计、水位计、土壤水分仪、渗压计、锚索应力计和土 压力计等。
4) 诱发指标。指触发边坡失稳的影响因素,主要有:a、人类活动。如坡顶堆载、 掘洞采矿、灌溉、爆破采石、斩坡建窑和削坡取土等人类活动严重影响边坡稳定性,需 要严密关注这些活动的强度和范围;b、地震。有专业台网进行监测,如若边坡位于地震 频发区,需要时常收集整理附近台站的地震监测资料,结合实际边坡状况进行地震稳定 性评价;c、冻融。在冻土广泛分布的高寒地区边坡,需结合冻结滞水和地温变化研究对 边坡稳定性的影响,并在监控过程中严密关注;d、降雨量。降雨是诱发边坡失稳的最主 要的因素之一,主要通过入渗增加坡体自重、削弱土体抗剪强度等来触发边坡失稳。常 用的监测仪器是遥测自动雨量计。
5) 间接指标。指边坡一些难以计量的指标,如滑坡爛、滑坡信息量、滑坡变形功、 位移分维和裂缝分维等。对于这些信息常用模糊信息处理法来进行定量指标转化。
(3)监控系统的研究
随着边坡预测预报相关理论和方法的成熟与完善,以及相关的学科与技术的发展, 国内外学者们不断钻研探索建立了大量的边坡监控预警系统,在实际工程中应用并取得 了不错的成果。美国国家气象服务中心和地质调查局联合建立了一套基于某地区的暴雨 滑坡数据的实时预报系统,并在该地区1986年的一次暴雨滑坡灾害中得到检验Pl; Glade 等冏基于惠林顿地区的降雨和滑坡资料建立了确定降雨临界值的日降雨量模型、前期土 体含水量模型和前期降雨量模型;Leonardo等卩】研发了能实时监测边坡表面位移、孔隙 水压、振动噪音等参数,并在超出警戒值时自动发出警报的超前监测预警系统;Puglisi 等同研制出坡面变形监测系统,该系统采用了大地测量和GPS技术,能够实现无线数据 传输和连续监测的功能;Michele等a】通过研究降雨量和边坡内在机理的关系,建立了边 坡预警的数值计算模型系统,主要包括渗流有限元计算孔隙水压随降雨量的变化、极限 平衡法计算边坡稳定安全系数随孔隙水压的变化和坡体滑动速率和稳定安全系数的经 验关系等;Thiehes等㈣基于极限平衡算法建立了阿尔卑斯山边坡的监测预警系统,该系 统使用了大量的地质信息和水文指标进行构建,极为复杂。
对于国内,郭凯等冋基于数据库、C++编程和GPRS技术建立了远程边坡灾害监测 系统,该系统能够实时对数据进行采集和传输,引入了评价分析数据的边坡预测模型, 但是未多角度考虑边坡稳定性的预测预报判据;周溢德问以朔黄铁路沿线山体边坡为对 象,基于无线传感和GSM网络技术研制开发了边坡监控预警系统;姜朋明等问以镇江 烈士陵园边坡为对象,布设GPS设备并结合GNSS技术开发了边坡监测信息的远程实 时采集系统,该系统可以方便的传输数据,但没有进一步研究安全评价方法;王俊等网 对降雨型滑坡建立了基于无线边坡算法的监测预警模型,该系统能够较为准确的估算降 雨型滑坡在不同初始含水条件下受到不同强度降雨时的失稳时间;何满潮等[”丽突破变 形监测的限制,研制出了基于深部滑动力的边坡监测预警系统,并在小变形破坏的边坡 预警上取得了显著效果,为实现对大变形破坏边坡的监测预警,研制了滑坡预警专用的 能够吸收能量的大变形恒阻锚索,进行了系统升级改造;陶志刚等"I基于大变形恒阻锚 索研发了大变形边坡全过程实时监测预警系统,该系统在GPRS和北斗卫星双平台上采 用zigbee技术构建传感器数据传输的无线网络,实现了分级预警,能够自动处理监测数 据、自动3D搜索并展示监测曲线和信息,还能显示嵌入的测点分布图、地质断面图和 遥感地形图等,在南芬露天铁矿成功实现提前5天发布预警;陈宇龙等阴对降雨型滑坡 建立了基于弹性波波速的监测预警系统,研制出了弹性波测试三轴仪和三轴渗流的系统, 通过模型试验的方式研究土体变形和含水率与弹性波波速的关系,提出在波速骤降时发 出预警,为边坡监测预报系统的研制提出了新的思路和依据;王迪等问研制了基于北斗 卫星导航系统的边坡监测预警系统,该系统使用高精度接收机能够实现高程和平面的毫 米级监测,采用图像变形识别技术和点位移分析法进行险情判别,软件硬件平台的全开 发实现了边坡监测预警的智能化、自动化及一体化等。
(4)渠道边坡研究现状
对于调水工程渠道边坡,由于人工开挖打破了原有的地层平衡,需特别关注渠坡的 渗流和变形。有关南水北调中线膨胀土渠道的研究,吴瑕等【2。】基于某渠段试验区的典型 监测断面,定量分析了施工期渠坡的渗流渗压、应力应变和变形等;买巨詰等㈤基于监 测数据分析了渠坡的稳定性。刘钊【22】通过室内试验、现场试验和软件模拟相结合的手段 分析邯郸段膨胀土渠坡的渗流稳定问题;耿更㈤使用Seep3D软件对淅川段渠道三维建 模,计算边坡抗滑稳定安全系数;于奇a】使用ABAQUS软件研究了京石段典型渠坡的 边坡稳定问题。现有研究中,大多是从监测资料分析或数值模拟单方面对渠道边坡的稳 定或渗流进行分析,较少采用监测资料分析和数值模拟相结合的方式,结合监测资料进 行有限元反演分析的研究更少。本文以南水北调中线某深挖方渠道为研究对象,以现场 调研、实测资料分析与数值计算相结合的方式来综合评估渠道运行安全状况,可以得到 相对可靠的评估结果。
1.2.3桩基检测技术研究进展
桩基除了被广泛应用于调水工程中的渡槽、倒虹吸、输水隧洞、渠道、闸站等交叉 建筑物的基础处理和边坡加固中,在房屋建筑、公路铁路、机场桥梁、港口码头等工程 的基础建设中也被大量应用。根据施工方法的不同可将桩基大致分为灌注桩和预制桩两 大类,其中灌注桩包括水泥土搅拌桩、沉管灌注桩、人工挖孔桩、机械成孔桩、钢筋混 凝土桩等,预制桩包括预应力混凝土桩、预应力高强混凝土管桩等㈤。可见,根据实际 的工程特点和工程需求,结合现场的地质条件等因素,可供选用的桩型也比较多。不同 桩型之间虽结构和制桩材料存在一定的差异,但是整体的检测技术手段大同小异,因此 这里选取管桩进行阐述,具有一定的针对性和代表性,避免泛泛而谈。
管桩的桩身混凝土在长期服役过程中受环境侵蚀会发生开裂、剥落、碳化等老化现 象,产生缺陷,尤其是对于预制桩而言,在运输和沉桩过程中可能会发生破裂损坏,而 桩内的钢筋在地下水长期腐蚀作用下很可能发生断裂,严重影响桩身承载力,危及工程 安全。因此,需严密关注管桩内钢筋的完整性,一旦发生断裂需及时采取相应措施,避 免引发工程事故。因而桩基的检测也成为了工程领域中各行各业都重点关注的问题,也 是当下学者们研究的热门所在。
目前有关在役管桩的检测主要是桩身完整性和承载力的检测,少有对桩内钢筋的检 测。桩身承载力检测主要采用静载法和高应变法,静载法结果可靠,但是由于是对现场 原型桩进行监测,所需费用高且试验周期长;高应变法方便快捷,成本低,可同时检测 桩身完整性,但影响因素多,需要合理选择计算参数,并尽可能准确的采集数据,导致 结果往往不准确[26】。桩身完整性检测普遍采用低应变反射波法,其理论基础是一维弹性 杆纵波理论,通常只能对桩身缺陷进行定性检测。陈凡等[27】通过实验和数值计算速度曲 线相结合的方式研究了低应变法检测时尺寸效应的影响,提出了时间差和不同角度点的 激励峰值之间的关系式;卢志堂等【28】通过数值计算的方法分析了低应变检测中的三维效 应,并使用低应变法检测管桩完整性的实测数据验证了反射波三维传播效应的可行性, 对实际工程检测具有一定的指导意义;李正印等[29'30]通过数值模拟和现场实验结合的方 式研究了低应变法对管桩接头质量的检测,还对低应变法检测裂缝的效果作了测试分析。 此外,王永涛等的基于声纳回波成像技术提出了管桩缺陷检测系统,检测结果准确清晰, 分辨率高;黄阳等【32]根据孔内摄像仪的工作原理,对管桩缺陷进行了定量化研究,结果 准确直观,但无法在泥浆和浑水环境下工作。可见不同的检测方法之间有着各自的侧重 点,有各自的优势,但也都存在局限性。就目前而言,还没有一种方法能够同时实现经 济、准确、高效和适用范围广等,只能根据实际工程特点和需求选择适宜的检测手段。
1.3目前存在问题
>
调水工程总线路长、建筑物种类和数量多、穿越复杂地质区和面临恶劣环境条件等, 加之材料老化、极端事件(洪水、暴风、地震等)、人类活动干扰等,这意味着工程在后 续长期的服役过程中必然会出现诸多安全隐患。调水工程的安全运行的保障研究中有着 大量的关键问题亟待解决,根据前文对国内外研究现状的分析,许多学者投入了大量的 精力进行研究,也取得了很多不错的研究成果。但目前仍尚未形成完备理论和技术体系, 已有的成果不能满足实际的工程管理需求。基于本文拟研究的内容,主要存在以下几方 面问题:
(1)渠道安全监控
现有的安全监控理论及方法主要是基于大坝变形安全发展起来的,而有关调水建筑 物安全的监控理论及方法十分少见。在实际调水工程安全监控中,大多数是针对监测数 据的经验判断,缺乏系统的安全监控模型用于统计预测分析,这不利于工程安全监测自 动化的发展。对于渠道的安全监控而言,目前多半是对监测资料分析及安全监控指标拟 定的相关研究工作,缺少实际安全监控中可以采用的监控指标。
(2)渠道安全评估
对于运行期渠道的安全评估,大多数是基于监测资料分析渠道边坡的安全稳定性, 也有建立有限元模型分析计算渗流渗压、应力变形及抗滑稳定安全系数等相关研究工作, 水工建筑物安全度计算值与真实安全度之间存在较大误差。过分依赖监测数据、未考虑 工程结构的真实构造和变形机理,会导致评估结果不全面;而过多的依赖数值计算结果, 则会缺乏实测资料的验证支持,将导致评估结果不客观、不准确。
(3)渡槽桩基检测
对于渡槽桩基检测的研究中,目前基本上是围绕桩身完整性,开展对桩身混凝土裂 缝、强度及承载力等的检测工作,少有对桩内钢筋的检测研究,国内缺少有效的对桩基 内钢筋断裂无损检测的手段和装置。然而钢筋对桩基的抗弯抗拉性能极为重要,尤其是 对于预应力筋而言,受应力腐蚀的影响,很可能出现断裂的情况,这会加速桩身混凝土 开裂破坏的进程,对桩基安全乃至整个渡槽结构的安全都极为不利。
1.4本文主要研究内容
本文围绕调水工程安全运行,选取若干关键问题进行研究。主要从监控、评估及检 测三个角度出发,选取部分典型的调水建筑物,结合实际的工程需求及相关的技术理论, 开展基于统计回归模型的渠道安全监控、基于原型监测与数值分析的渠道安全评估和基 于涡流仿真技术的桩基检测三方面的相关研究工作,主要的研究内容如下:
(1)基于统计回归模型的渠道安全监控
借鉴大坝变形安全监控的相关理论和方法,以渠道边坡变形的安全监控为例,提出 建立不同调水建筑物安全运行监控指标及阈值的统一技术路径。通过分析工程概况及监 测布置,结合工程易损模式和破坏机理分析监测物理量的敏感性,拟定安全监控指标, 并根据工程安全等级及破坏可能造成的影响确定相应的预警报警阈值,建立渠道边坡变 形安全的统计预测监控模型。
(2)基于原型监测与数值分析的渠道安全评估
以渠道边坡安全为例,通过实测资料分析、渗流状况反演分析和边坡稳定有限元计 算分析相结合的方式开展研究工作。探究监测物理量的变化规律和发展趋势所反映的渠 道边坡实际运行性态,分析渠道边坡地下水的分布状况及对衬砌稳定性的影响,研究渠 道边坡的抗滑安全稳定性和可能失效破坏模式,评价抗滑桩和坡面梁结构的支护效果, 并对渠道边坡的安全稳定性进行评估。
(3)基于涡流仿真技术的桩基检测
受到远场涡流检测技术在油气管道等工程缺陷检测中成功应用的启发,尝试将该方 法应用到渡槽桩基的钢筋断裂检测中,以PHC管桩为例,基于远场涡流检测技术的基 本原理,建立三维电磁场有限元模型进行仿真分析,研究不同的激励线圈和检测线圈布 置方式和不同的钢筋断裂工况下,磁感应强度轴向Bz和径向為•两个分量的幅值和相位 的分布规律及变化情况,为下一步的试验研究和装备研发工作奠定基础。
1.5总体技术路线
根据本文拟研究的监控、评估与检测三方面内容,围绕保障调水工程安全运行的主 题,拟定本文的研究技术路线如图1.2所示。
 
 
调水工程安全运行若干关键问题研究
 
工程调研I文献调研 确定研咒背景、意义及内容
I渠道边坡现有监测资料分析I I反濟 1 ~~~~
渗流状况 反演分析
I对比 边坡稳定性的 强度折减计算 1 r
地水宀严
髙.卜埠
安全梭式
支护
效果
I远场涡流检测技术I
爲数丨丨岔析II您析
T
T
T
图1.2本文研究技术路线
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
第2章 安全监控与数值仿真相关理论
2.1引言
针对本文拟研究与调水工程安全运行相关的基于统计回归模型的渠道安全监控、基 于原型监测与数值分析的渠道安全评估和基于涡流仿真技术的桩基检测三方面内容,本 章节主要对所涉及的调水工程安全监控理论、边坡稳定性分析方法和远场涡流检测技术 等进行介绍说明,为后续研究工作的开展奠定理论基础。
目前在调水工程安全监控模型及指标方面的研究基本空白,已有的一些文献也仅限 于对监控指标的传统及新型算法应用研究,且大多数处于正在研究阶段,在实际工程中 的应用并不多见。国内外许多学者在大坝安全监控方面开展了很多深入的研究工作,并 且取得了诸多成功应用于工程实践的成果。调水工程与大坝同属水利工程,二者的建筑 材料、结构特点、工作条件和运行环境等具有很多相似之处,因此可以参考借鉴大坝安 全监控的相关分析方法、建模理论和研究思路。分析边坡稳定性的方法主要有传统极限 法和数值极限法,其中基于有限元强度折减的数值分析方法己广泛应用于大坝整体稳定 分析中,其有效性经过了大量的工程检验,具备成熟的理论体系,并且不涉及复杂的力 学机理,不需要大量的力学参数和作出各种假设,故本文选用此方法计算渠道边坡的抗 滑安全稳定性。远场涡流检测技术则被大量用于铁磁性管道的缺陷检测中,尤其是在油 气管道的缺陷检测中有不错的应用效果,由于桩基的钢筋结构比较稀疏,明显异于油气 管道,故主要是通过电磁场有限元的方法进行探索性研究。下面将分别对各理论和方法 进行介绍。
2.2调水工程安全监控相关理论
2.2.1水工建筑物安全监控理论的发展
国外开展大坝安全监控模型的相关研究工作较早,1955年意大利的Faneli和葡萄 牙的Rocha等[珂尝试对大坝变形实测资料进行回归法定量分析。1956年,意大利的Tonini 等[34]建立了首个大坝安全的数学监控模型,运用变量分离法把大坝变形分为时效、温度 和水压三部分。随着有限单元法相关理论和计算机技术的迅速发展,基于有限元模型计 算的确定性模型逐渐推广使用。1977年,Bonaldi等㈤建立了混凝土坝变形的确定性模 型,并结合传统的统计分析模型提出了混合模型,使模型可靠性进一步提升。在此后漫 长的发展过程中,学者们主要围绕确定性模型、传统模型和混合模型开展了大量的研究 工作,诸如仿真反演分析、主成分分析和各种函数形式(多元线性、多项式、三角函数、 对数、指数等)回归分析的方法[36旳被大量应用于监测资料的分析中,旨在提高模型的 可靠性、计算精度和预测准确度。由于大坝自身结构和所处环境比较复杂,影响其变形 的因素较多,各类模型的稳定性、非线性和拟合精度等问题依旧突出。进入21世纪, 随着机器学习的快速兴起和各类深度学习算法的完善,诸如免疫算法的、遗传算法⑷】、 人工蜂群算法[42】和萤火虫算法刚等人工智能技术成功应用到大坝变形监控的统计分析 模型中。
国内大坝安全监控模型及理论研究相对起步较晚,最早在70年代中期陈久宇Ml将 对数、指数、双曲函数等模型应用到大坝变形监测资料的回归分析中,首次建立了统计 模型,拉开了大坝安全监控模型研究的帷幕。到80年代中期,吴中如等Ml以佛子岭拱 坝为例建立了首个国内大坝变形安全监控的确定性模型,并且取得了较高的精度。80年 代末,李旦江Ml、李珍照旳等学者分别就洪山拱坝和古田溪一级大坝的变形监测资料建 立了混合监控模型,模型结果可靠性高,分析效果良好。1989年,吴中如等脚系统归纳 整理了大坝安全监控常规三模型:混合模型、确定性模型和统计分析模型,并基于徐变 理论推演了坝顶位移的时效分量表达式,提出了坝体变形的多种数学模型阿,为大坝监 控模型理论的发展作出了重要的贡献。此前的研究工作基本是围绕单测点数学模型进行 的,直到1994年,何金平和李珍照呦从物理力学的角度出发,对多测点数学模型的预 置因子集进行了深入探讨,重点研究了其构成形式,提出了建立基于多测点的统计模型 和混合模型的方法和原理。2007年,张进平等刚研究了混凝土大坝的冻胀变形,通过分 析大坝混凝土的冻胀变形机制,改进冰冻因子的构成建立了冻胀变形统计分析模型,并 在丰满大坝验证了模型的有效性。2009年,赵春等分析高心墙土石坝初次蓄水期间的变 形规律及性态,建立了基于首蓄因子的位移分布模型,并在小浪底大坝验证了模型的有 效性网。此后,国内学者们针对大坝安全监控模型的相关方法及理论开展了大量的科研 工作,其中既包括传统常规的监控模型,也包括运用人工智能技术的新型算法理论,确 立了我国在大坝安全监控领域的国际前沿地位。
对于调水工程而言,建立安全监控模型的主要内容包括:监控指标的拟定原则、监 控指标的分级标准、监控指标的分析方法和监控指标阈值的确定等。
2.2.2监控指标拟定原则
安全监控指标是指能够快速直观地反映调水工程的运行状况,监控工程安全的重要 指标,能够极大的帮助相关部门开展运行管理工作。安全监控指标应具备对工程运行过 程中出现的异常情况有较为敏感的响应和与工程结构的安全状态具有紧密联系的特征, 确定合理的安全监控指标对评价调水工程的工作性态和保障调水工程的安全运行具有 重要意义。特别地,坝工界在1959年法国马尔帕赛拱坝和1964年意大利瓦依昂拱坝相 继溃决失事后,加大了对安全监控指标的重视程度,投入了大量的精力进行研究,并取 得了大量突破性的成果,形成了许多系统的标准和理论。然而,业内虽然也因工程的失 事提高了重视,但目前大多数的监控指标相关的研究工作处于进行中,应用到工程实际 的监控指标还比较少见。考虑到调水工程和大坝工程的相关性,在拟定调水工程的安全 监控指标时主要还是参考和借鉴坝工界的相关标准和经验。
安全监控指标的拟定主要是依据工程结构在历史荷载下的承载力表现,对将来可能 出现的荷载作用下的安全性进行预测和评估,通常有数学模型法的定量表述和综合对比 法的定性判定。根据《水电站大坝运行安全在线监测系统技术规范(征求意见稿)》第 5.3.2条款规定:监控指标可通过结构正反分析计算确定,或通过同类工程对比分析,按 工程经验确定,或通过监测量数学模型计算限制确定,也可以通过库水位、出入库流量、 降雨量等环境量根据设计取值和管理需要确定。上述方法中,考虑置信区间的数学模型 法较为有效且应用较广泛。
(1)综合对比法
判断工程结构性态是否正常的基本方法之一就是对监测值的综合对比法,其分析工 作通常包含两方面:①监测量数值大小、变化范围、变化幅度是否符合历史测值的变化 规律和情况。通常有测值过程线、数据统计表、历史测值包络图来判断比较;②测量值 时效分量的大小、变化趋势及变化速度是否显现出结构或地基的异常变化。当测量值变 量分离得到的时效分量比较准确,时效分量的变化主要由地基和结构的性态变化引起, 不包含环境分量的周期性和趋势性变化。此时,如果时效分量的数值不大且变化速率较 小,则说明地基和结构性态是稳定的,如果时效分量数值较大或变化速率较快或向着不 利方向发展时,则很有可能地基或结构出现了异常状况。
综上所述,使用基于综合对比法的监控指标对工程的结构性态进行评价时,并不是 直观的数字关系比较,而是若干原则的判断,决策者需要具有丰富的分析经验以及对工 程结构情况了解深入,因此存在一定的局限性。
(2)数学模型法
数学模型法是指监测量与各环境量间的定量关系式或自身随时间的规律性变化。数 学模型是基于既往时段内工程结构正常状态下建立的,反映的是工程结构的正常变化, 可以此为依据衡量新测值是正常与否。数学模型建立时涵盖了监测量与各环境量在一定 范围内变化时的关系,因而可用于各常规状况下的监控。
确定性模型、统计分析模型和混合模型等监测量数学模型都可以用来进行工程结构 安全监控。其通式可写为:
y = f(Zi, Z2,..., X)+ s (2.1)
或写为 y = f (如乙,…,必)
式中:y为监测效应量,被看作是随机变量;P为监测效应量的数学期望; X\, X2,..., Xn为环境变量因子,也可以为y的前期数值;&为y与扌的差值,称作残差, 一般认为£服从正态分布MO, Q2)=
式(2.1)是能够较为准确地反映监测物理量变化与各环境因素之间关系的数学模型, 相应建立模型的步骤包括:①建模前,对原始数据要先进行粗差识别和剔除,并消除系 统误差;②建模时,分析监测物理量选取合适数学模型和因子集,合理使用相关计算软 件和方法求解出模型参数;③建模后,对模型的残差系列用正确的数学方法及计算软件 求出模型有关参数;④检验模型的残差系列丿= 1,2,...,〃)。当&的均值趋于0且符 合正态随机分布,不存在周期变化、趋势变化等时,才可用,来估计y的数学期望,用 &的方差S?来估计y的方差云,s是上式(2.1)的剩余标准差,在建立模型式(2.1)时 通过方差分析得出。
2.2.3监控指标分级标准
鉴于目前调水工程安全监控领域还没有明确的对监控指标的分级标准,本节内容主 要基于大坝现有的安全监控指标分级标准来介绍。
(1)大坝运行安全分级标准
按照“概念清晰,层次分明,标准一致,工程实用”的原则对大坝安全进行分级,与 常用分级标准一致,共三级,其中:
一级为正常级别,该级别全部监控点测值变形在允许范围内,大坝变形呈线弹性状 态,大坝应力、稳定满足安全条件,大坝安全;
二级为异常级别,该级别个别部位监控点测值变形超出允许范围,大坝变形基本呈 线弹性状态,局部呈非线弹性工作状态,大坝局部可能存在破损现象,大坝整体安全, 具体测点个数为1个测点变形超出允许范围;
三级为险情级别,该级别整个坝段或区域变形超出允许范围,大坝变形呈非线弹性 状态,大坝可能出现较为严重损坏,大坝整体安全受到影响,具体测点个数为一个坝段 2/3以上测点变形超出允许范围。
 
每一分级分别对应不同的预警及处置措施,其中一级无需预警,正常运行;二级可 能存在局部问题,不会产生大的影响,但会进行报警,要求现场运维人员进行检查、核 实和分析,并进行相应处置;三级可能存在相对比较严重的问题,继续发展可能会影响 正常运行,会进行报警,并通知电厂、公司等高层管理人员进行处理。
(2)边坡监控指标分级标准
调水工程中存在大量的渠道边坡,这些边坡本质上和大坝工程中的边坡是一致的, 因此在边坡监控指标的分级标准方面具有很好的借鉴意义。
参照国家能源局2014年颁布实施的《水电站大坝运行安全评价导则(DL/T5313- 2014)》a】,在对边坡进行安全评级时应当综合考虑边坡自身稳定性和失稳时的危害性。 在大坝工程中,根据边坡失稳时所造成的影响将边坡安全评级分为枢纽区的工程边坡和 靠近坝体的库岸边坡,如表2.1为大坝边坡安全的分级标准。
表2.1大坝边坡安全分级标准
 
 
在确定具体指标的分级时,应当综合考虑各指标之间的协同作用对边坡整体稳定性 的影响,从而确定监控指标取值大小或变化趋势对应的边坡安全级别,最终得到边坡监 控指标的分级标准。
2.2.4监控指标分析方法
在工程安全监控领域,最主要的一项工作就是建立合适的模型对监控指标进行分析 预测。具体为基于己有的监测资料建立比较吻合的模型,运用该模型预测出未来监控指 标的发展趋势和取值大小,然后将监测值与预测值进行比较来判断是否有异常情况,并 对异常情况可能的发展趋势进行快速分析以决定具体的对策措施。虽然随着人工智能的 发展,新兴了许多基于新型算法的模型,但是目前主流的模型仍旧是传统的统计分析模 型、确定性模型和混合模型。
(1)统计分析模型
传统统计分析模型适用于各种监测量的分析与监控,因而得到广泛应用。主要以监 测效应量作为随机变量,显著影响效应量的影响因子作为自变量,基于实测资料进行回 归分析,建立出回归数学模型,从本质上讲都是经验模型。常用的回归分析方法有:差 值回归、加权回归、逐步回归、正交多项式回归、多元回归等。根据所选分析测点的数 量分为单点统计模型、二维分布模型、多测点模型等,本节以单点统计模型和二维分布 模型为例介绍基本理论。
①单点统计模型:
统计模型的一般表达式如下的:
Y{H, T, t) = f&H) + £(T) + 3 (2.2)
式中:Y{H, T, t)为效应量,牟“)、场(7)和鸟⑴分别为水位分量、温度分量和时效 分量,〃、7和个分别为水位因子、温度因子和时间因子,均为无量纲量。其中:
水位分量4(〃)指水位变化的压力对效应量产生的影响,通常可用水位的线性多项 式表示。
温度分量£(7)指温度场的变化对效应量产生的影响,结合温度监测资料的分析结 果,考虑稳定运行期温度场的变化一般具有周期性,故通常可用周期函数来表示。
时效分量厶⑴指效应量随着时间推移产生的一种朝某一方向不可逆的变化量,通常 与时间t呈曲线关系,常用线性式、对数式、指数式等的组合来表示。
根据相关研究成果[”旳,最常用的一种统计模型的影响因子集包含备选因子11个, 所需环境量因子最少,模型具有较高的有效性,模型表达式如下:
m _n _
T,才)=工 a. -H1 + 工(方i厂 sin (is) + b2j - cos {is)) + q V + c?・ e~k,t
2=1 2=1
+c3 • In (1 4- t)
(2.3)
式中,为水位分量,多项式最高次数m则依据工程类型来选择,一般而言,
/=1
重力坝取m = 3 ,拱坝取m = 4 , H为与水位相关的无量纲量;
£(b“ • sin (is) + b2. - cos (is))为温度分量,通常n取2, s为与温度相关的无量纲量;
7=1
Cr-t + C2- e-kt + C3 • ln(l + E)为时效分量,t为与时间相关的无量纲量。
②二维分布模型
二维分布模型的形式如下㈣:
T, t, x, y) = &H, x, y) + 5(7, x, y) + 8(t, x, y) (2.4)
式中H, T, t的含义同单点统计模型分析,x, y为测点位置参数。对各分量采用幕 级数逼近原函数,即利用三元多项式展开来描述各分量,将三个分量组成总体方程,各 项作为一个因子便于化为线性问题采用逐步回归方法求解。二维分布模型可以直接定量 了解荷载作用下位移场的变化规律,包括测点变形之间的空间连续性、一致性、对称性 等。
(2)确定性模型
确定性模型是指基于有限元的相关理论和技术,根据工程实际的几何结构和尺寸信 息,选取合适的计算条件和参数:材料本构关系、力学参数、接触形式和边界条件等, 经过适当简化后建立能够反映工程实际工作性态的数值仿真模型。结合实际工程和经验, 针对选定的效应量设置能够表征工程实际的计算工况,开展基于监测资料的反演分析。 通过对比实测值与计算值的吻合情况来不断调整计算条件和参数,取精度符合要求时的 计算条件和参数建立确定性模型,并使用该模型计算出效应量的预测值。同时,根据计 算值与实测值的拟合情况确定出调整系数,用于调整预测计算值,提高模型的精度,优 化预测效果。
确定性模型综合考虑了工程的实际结构、力学机理和工作性态等,结合实测资料反 演分析确定的计算条件和参数,在一定程度上消除了取值不合理所带来的的误差,这使 得模型计算预测的可靠性和精度大大提高。此外,确定性模型还具备如下优势㈣:①更 加明确的物理概念能够更为客观反映影响因子与效应量之间的关系;②模型与工程设计 的结构理论和材料一致,工程实测值与模型预测值的关系能够反映出工程运行状况是否 满足设计要求;③确定性模型可以预测历史时段内未曾出现过的荷载组合。可预测的时 间较长;④确定性模型可同时提供多个效应量的有效信息,如当位移的预测值和实测值 吻合较好时,模型计算出的应力值很可能具备极大的参考价值。
(3)混合模型
经过学者们的研究与实践发现统计模型和确定性模型在使用过程中也存在诸多局 限性。对统计模型而言阿:①当监测资料的测值序列较短或测值序列中不包含荷载极值 时,所建立的模型不适合用于预测和监控;②在环境较复杂,随机影响较大的情况下, 模型精度一般较低,且外延预测时间较短;③通常时效、温度和水位之间具有一定的相 关性,基于统计数学的模型在变量分离时可能会失真,导致模型预测和监控的可靠性差; ④模型更多是在统计数学层面的操作,与工程本身的结构性态联系较少,难以从本质上 解释复杂的力学概念等。对于确定性模型而言["I:①要保证模型的可靠度和精度,需建 立精度较好的有限元模型,尽可能真实的反映工程的实际情况;②确定性模型需要考虑 荷载条件、初始条件、边界条件、接触形式、本构模型、材料参数等诸多问题,要保证 模型精度则需严格控制;③并非所有效应量的影响因子分量都适合用确定性模型来分析 预测,比如温度分量的反演分析及预测就是一大难题等。
基于此,学者们有机的结合了二者的特点建立了混合模型。简言之,混合模型就是 在对效应量的分析预测过程中,一部分影响因子分量采用确定性模型进行计算,另一部 分仍采用传统的统计分析模型计算,比如在大坝变形分析预测中,时效分量和温度分量 采用的是统计分析模型的计算值,而水位分量采用的是确定性模型的计算值。然后将实 测值与两部分的计算值进行优化拟合,应用逐步回归分析方法建立混合模型的统计方程, 使用该方程即可计算出效应量的预测值。
2.2.5监控指标阈值确定方法
在确定监控指标的分级标准之后,需要给出相应的监测阈值,用于判断工程所处的 安全状态,根据具体情况确定出需要釆取的处理措施。监控阈值一般有单指标预警阈值 和多指标预警阈值,如单指标预警阈值可采用变形监控,多指标预警阈值可综合变形、 应力、渗压等因素。阈值取值有固定阈值、波动阈值,各监控指标预警阈值的确定方法 不同。工程中常用于确定阈值的方法有:置信区间法、典型效应量小概率法、结构分析 法、极限状态法等昭旳。
(1)置信区间法
置信区间法是国内外应用最为广泛的方法。记监测量的当前测值为Y,模型计算值 为9,此时用于监控的表达式如下:
|k - k| < Tfc (2.5)
式中K为限值参数,s为模型剩余量标准差。
K取不同的值代表不同置信区间,对应不同的置信概率,比如置信概率取95%时,
对应的K值取1.96,概率表示为x|y - k| < As) =0.95 »此时的监控阈值为
(厂 子,y+守)。实际监控过程中,式(2.5)成立时表示测值正常或无明显趋势性变化, 厶
不成立时此测值异常或超界。因此,置信区间的选择和用于监控模型的好坏将直接影响 到工程安全监测的效果。
置信区间估计法的基本原理是数理统计中的小概率事件,原理和操作都比较简单, 但是存在几点局限性:①K的选取基本靠经验,没有成熟的理论依据,具有一定的任意 性,选择不合理时会直接影响监控效果,出现漏报的情况可能影响工程安全;②用于建 立模型的监测数据序列不同,s的结果值也不相同,工程在运行过程中的外延变化会影 响监控精度,需定期更新监控模型和监控式中的s值;③监控模型不同,监控预测值Y 也就不同,由监控可知对监控效果的影响也比较大;④置信区间法是完全数理统计理论 的方法,没有联系工程实际,确定监控阈值时没有明确的物理概念。因此,置信区间法 通常作为辅助方法应用于监控指标的阈值确定中。
(2)典型监测效应量小概率法
典型监测效应量小概率法列也是基于数理统计理论的一种典型方法。结合工程实际 情况,依据监测资料选取典型监测效应量為。此量旨在反映工程的运行性态,可以是不 利荷载工况下的监测效应量,也可以是各效应量的水位、温度、时效等分量。不难发现, E初是一个随机变量,以年为单位进行取样形成一个子样样本空间,如下:
E"=迟〃"2,・・・也”} (2.6)
式中:n为样本个数,也即取样的年分数。
此样本集一阶原点矩表示为:
_ 1 n
E = -y E . (2.7)
nh n,
标准差的无偏估计量表示为:
屯=E”; 一 苍 (2.8)
V77 - 1 y=i
结合随机变量的统计特性,假定该样本集的分布类型,结合随机变量特点使用A-D 法、K-S法、皮尔逊法等进行分布检验,然后求出分布函数为F(E),概率密度函数为/"(E)。 以為为监控指标,结合工程重要等级定出工程失事概率为伦(a),当实测值超出监控值时, 表明工程有安全隐患存在,需及时排查处理,失事概率可用下式求解:
Pa=PCE> E) = J; f(E)dE
"%
反之,根据工程重要性确定失事概率后,结合既定的分布函数即可求出监控指标為。 小概率法的局限性在于:①当监测序列较短或依据历史数据建立的子样本空间中不 包含较不利的工况时,使用此法建立的监控阈值只代表现行工况下的极值,不利于监控 预警;②样本集的选择和失事概率的确定大量依靠工程经验,没有标准规范可以参考, 因此此法建立的监控阈值具备不确定性;③监控指标的确定虽从定性的角度联系了不利 荷载组合工况下的效应量,但是没有定量考虑工程自身的稳定条件、强度等。
(3)其他阈值确定方法
极限状态法的核心思想是看监控指标在不同荷载工况下的效应量S和工程结构相 应工作阶段的抗力R是否满足极限方程R-S>0,若满足则工程安全,反之表明工程 可能出现异常。其中,抗力R的确定是依据工程在不利荷载工况下效应量的极限值,并 且还留有安全余度。R和S的计算通常有一阶、二阶矩极限状态法和安全系数法。使用 极限状态法来确定监控指标的阈值考虑了工程结构的稳定性和强度等约束条件,但是极 限值的合理确定存在困难,比如大坝应力计算中的应力集中现象、边坡稳定分析中的滑 动面假定等都会对监控指标阈值的准确性造成影响。
结构分析法就是依据工程失事的机理,结合工程实际结构特征等建立能够反映工程 工作性态的数值计算模型,根据各种失效模式下的不利荷载工况计算监测效应量的大小, 并依据不同的险情级别建立各级监控指标。该方法力学定义和物理概念都很清晰,可计 算未出现过的不利荷载工况,适用于监测资料缺失或序列较短的工程中。但是拟定监控 阈值时,需要建立复杂的数值计算模型,并不便于工程应用,且数值计算模型与实际工 程总会存在偏差,影响监控阈值的准确性。
当监控指标、监控模型、指标阈值等都确定后,在工程实际安全监控过程中主要是 看实测值是否在模型预测的阈值范围内。此外,宜根据实测值的偏离程度对异常情况进 行分级,所谓偏离程度就是实测值和预测值之间的残差,并针对不同异常等级制定应对 措施。另外,通过分析残差的变化趋势和分布规律,对历史残差进行数理统计分析,也 可建立基于残差的监控阈值。在长期监测监控过程中,当某一测点的测值出现单向连续 超界时,需分析模型适应性、测量和结构等方面的原因,比如随着工程运行,水位、时 间、温度等因子相对建立模型时所用样本外延幅度较大时,模型预测有效性会受到影响, 需考虑基于新的实测数据重新建立模型并确定预警阈值。
2.3边坡稳定性分析方法
I
2.3.1理论基础
边坡的安全稳定性是不同工程领域面临的共同问题。不论是原本存在的自然边坡, 还是工程建设形成的人工边坡,由于边坡具有倾斜的表面,在坡面结构物和自身土体重 力的共同作用下,整个边坡的土体都存在缓慢的蠕动变形,具有从高到低的滑动趋势。 有的边坡变形趋于稳定,有的变形不收敛存在滑动破坏的潜在可能性,当受到不利荷载 因素影响时,边坡内部的某一个面上出现滑动力大于抗滑力,且边坡底部无支档结构时 就可能岀现滑动失稳破坏。对于处在人类活动区域或工程关键部位的边坡,尤其是经常 遭受不利荷载作用、地质条件复杂、存在软弱结构面等的边坡而言,需要严密关注边坡 的安全稳定性,了解边坡的变形发展及安全状况,必要时提前采取加固措施或避险措施。
边坡失稳破坏就是边坡岩土体变形由弹性阶段逐步发展至塑性阶段,最后发生失稳 破坏的过程,失稳破坏时边坡的稳定性达到了极限状态,故边坡稳定性分析方法的理论 基础主要是岩土塑性理论和极限分析理论。
岩土塑性理论是在岩土材料弹塑性变形发展的应变与应力关系的研究中形成的一 个力学分支。该理论对岩土体的基本假定是:①土体是连续介质;②土体材料是小变形、 各向同性和均匀的;③不考虑时间因素的影响。基本原理及理论主要包括屈服和破坏理 论、塑性位势理论、硬化理论和塑性增量理论等。边坡土体受力后发生变形,首先进入 弹性阶段,随着荷载持续增大,部分点发生屈服,进入到塑性变形阶段,随着塑性变形 的进一步发展发生局部点破坏,边坡土体出现裂缝,当破坏点及裂缝相互连通形成破坏 面时就可能会发生边坡土体的整体失稳破坏。
极限分析理论源自库仑定律,基于极限分析理论的极限分析方法在工程实践中取得 了很好的应用效果。与传统的弹性力学和材料力学不同,在分析计算过程中不考虑土体 材料的内力变化和变形过程,主要关注极限状态下土体的力学行为。极限分析法的屈服 准则包括了与土体强度相关的抵抗力和土体自身的应力状态。边坡岩土体在外荷载和自 重作用下会在坡体内部产生很多贯通的屈服面,当某个屈服面上的所有点的应力均达到 抗剪强度时就会转变成破坏面,把该破坏面上土体能够提供抵抗土体滑动的力称为抗滑 力,而促使土体滑动的力称为滑动力。当滑动力3抗滑力时,边坡就会发生滑动失稳破 坏,而滑动力与抗滑力的比值即为安全系数。工程中常用于边坡稳定分析的方法主要是 传统极限分析法和数值极限分析法。
2.3.2传统极限分析法
传统极限分析法主要有刚体极限平衡法、极限分析上限法、极限分析下限法、滑移 线场法等,其中刚体极限平衡法的应用最为广泛。刚体极限平衡法的基本假定是边坡土 体材料为刚塑性体或刚性体,主要思路是把边坡土体视为隔离体,根据隔离体边界的极 限平衡条件建立平衡方程,然后求解平衡方程得出极限荷载的近似值,相应的可以求出 边坡的抗滑稳定安全系数,对均匀土质边坡的适用效果最好。
刚体极限平衡法的优势在于原理简单,不必考虑土体复杂的变形机理、未考虑机动 条件和不受限于土体本构关系等。局限性在于计算时需要假定出滑动面的形状和位置, 这在实际工程中是很难实现的。此外,对于不规则曲线、折线和螺旋线等滑动面进行求 解计算时无法得出解析解,往往需要引入条分法来进行解决。对于复杂滑动面的极限方 程求解是一个静不定问题,通过对部分未知量的假定和条分法增加方程数目,最终成为 可以得出解析解的静定问题。条分法依据所用方程和假定条件的不同分为严格和非严格 条分法。严格条分法要求满足全部力平衡条件,由于只有力矩平衡和力平衡两个方程, 但是有条间力作用点、作用方向和安全系数三个未知数,因此需要做一个假定,依据假 定的不同主要有Sarma法、Spencer法、Morgenstem-Price法、Janbu法等。非严格条分 法只要求满足力平衡方程或力矩平衡方程之一,由于只有一个平衡方程,但是有条间力 作用方向和安全系数两个未知数,因此需做一个假定,一般假定条间力作用方向,依据 假定的不同主要有不平衡推力法、陆军工程师团法、简化Bishop法、罗厄法、瑞典法、 简化Janbu法等。
2.3.3数值极限分析法
数值极限分析法也被称为有限元极限分析法,具体有有限元上限法、有限元下限法、 有限差分滑移线场法、有限元强度折减法和有限元超载法等。其中,应用最为广泛且有 效性高的是有限元强度折减法,该方法最早在1975年由Zienkiewicz等㈣提出,Griffith 等冋在1999年验证了该方法计算所得安全系数与传统方法比较接近,从而引发了学者 们的广泛关注,随后学者们开展了大量的研究工作以提高该方法的精度,目前已成为边 坡稳定分析中的常用方法之一。与传统方法相比,有限元强度折减法具有简单高效、适 用复杂地形地质情况、无需假定并自动确定边坡潜在的滑动面、无需条分、在一定程度 上考虑了土体变形和本构关系对应力的影响、能够模拟边坡失稳破坏的过程及能够考虑 支护结构的作用等优势阿。
(1)基本原理
有限元强度折减法的核心原理就是引入折减系数的概念,在有限元计算过程中保持
 
外荷载不变的情况下对强度参数进行折减,直至计算不收敛发生中断,而计算中的临界 状态所对应的折减系数即为边坡的抗滑稳定安全系数画。这里所述的强度参数指的就是 土体的抗剪强度指标:粘聚力C和内摩擦角(P,折减系数是指边坡土体所能够发挥出的 抗剪强度最大值和外界荷载作用在边坡上所产生的剪应力实际值之比,记为Fs。则强度 折减法的相关公式如下:
(2.10)
(2.11)
(2.12)
式中:。为强度折减后土体的抗剪强度,°为折减后的土体粘聚力,申尸为折减后 的土体内摩擦角,为滑动面的土体正应力。
(2)屈服准则
使用强度折减法分析边坡稳定性时,最为关心的是边坡所受荷载与土体的强度之间 的关系,不必选择严格符合土体变形机理的本构关系,因此可选择理想弹塑性本构模型, 不会影响计算结果的准确性。但是屈服准则的选用则会显著影响抗滑稳定安全系数的计 算结果,对于数值计算的实现程度也不一样,目前还没有统一适用的屈服准则。
在实际工程中,应用最为广泛的是摩尔-库伦(Mohr-Coulomb,简写为M-C)屈服准 则,但是数值计算的实现很困难,由于该准则的三维屈服面是不规则的六角锥表面,需 要用六个分段函数表示。对于二维应力空间中的摩尔-库伦屈服准则,表达式如下:
t = c + a” tancp (2.13)
其中 b” =丄(oz + or) - R* sin cp =丄(5 + o3) - RK sin <p
2 2
 
=+ bj.)
式中:各变量的含义如图2.1所示。
 
 
因为T = Rg coscp则有:
Oj(1 + sin tp) 一 璟1 一 sin <p) = 2c cos (p (2.14)
若将式(2.14)中的主应力用应力张量的第一主不变量7,、应力偏张量的第二主不 变量厶和应力罗德角氏替换,则有:
尸 = £ £ sin cp + (cos 0o - -y= sin 0o sin- c cos <p = 0
(--< 0 < -) (2.15)
6 6
国际上主流的有限元分析软件,如MARC、ANSYS、NASTRAN等采用的均是德鲁 克-普拉格(Druker-Prager,简写为D-P)准则,也被称作广义米塞斯准则,该准则在主应 力三维空间的屈服面是圆锥,可用连续函数表示,有利于数值计算。D-P准则用式(2.16) 表示:
(2.16)
 
式中:7,为应力张量的第一主不变量,厶为应力偏张量的第二主不变量,%、巾、 巾为三个主应力,a和k是和粘聚力c和内摩擦角(p有关的常数,各准则a和/c的换算如 表2.2所示,a和k的不同取值对应不同屈服准则在兀平面上的应力圆,如图2.2所示㈣。
 
表2.2各准则参数换算表[63]
编・号 准则种类 a k
DPI 外角外接08 2sin^p 6<CO5^>
•/3 (3—sin^s) 7T (3—sin^:)
DP2 内角外按腹 2sinf}
73 (3+siny) yj《3+sinp)
DP3 莫尔一库仑等面积廉 2'/3stn(p 6/3ccqs^p
(9一 sig V2>/3x (9—sin2^)
DP4 内切删(平面应变关联法W!下 sin^p 3ccos<p
莫尔一库仑匹配准则》 丿3 (3+Mn*5
DP5 平面应变非关联法则下 真尔一库仑匹配准堀 $in<p ccnstf;
 
 
 
图2.2 7T平面上各准则曲线[31]
 
对于参数a和k的表达式,郑颖人等[⑼通过研究发现采用不规则六角锥外接圆锥的 D-P准则计算得到的结果与传统M-C准则相差较大,在实际工程应用中,采用该准则得 到的安全系数是不安全的,为了保证与传统M-C准则计算的安全系数比较接近,提出 了如下观点:
①对于平面应变问题,关联流动法则下的参数表达式如表2.2中的DP4,非关联流 动法则下的参数表达式如如表2.2中的DP3;
②对于三维空间问题,可以采用与传统M-C屈服准则的不规则六边形面积相等的 圆作为D-P屈服准则的圆,表达式如如表2.2中的DP2o
(3)边坡破坏的临界判据
目前,关于临界状态的确定主要有三种判据:
①边坡上的特征点位移发生突变剛;
②边坡内部出现等效塑性应变贯通区,并且从坡顶延伸到坡脚【6叫
③有限元计算不收敛发生中断【66] o
其中,前两者需人工判断,且需要具备一定的工程计算经验,得到的安全系数具有 不确定性。陈力华等〔67】基于实例计算,通过对比分析三种判据发现,以剪切破坏为主的 低缓边坡,三种判据得到的结果比较接近,而以张拉破坏为主的高陡边坡,三种判据得 到的结果相差较大。本文所选渠段边坡属低缓型边坡,故使用有限元强度折减法计算抗 滑稳定安全系数时,使用上述三种判据均能得到较为合理的安全系数。
2.4远场涡流检测技术
远场涡流最早在1951年由美国Maclean发表专利提出,随后Schmidt研制出首款远场 涡流检测仪阴。直至上世纪80年代,数值仿真的应用推动了远场涡流技术的发展, Schmidt> Lord、Atherton和孙雨施等结合能量扩散流的概念,通过数值仿真研究了远场 涡流的机理㈣。1987年,Lord和孙雨施通过数值仿真发现了“相位节点”和“磁位峡卻现 象[7叭随着研究深入,远场涡流检测技术被广泛应用于铁磁性管道的缺陷检测。
2.4.1基本原理
如图2.3所示为远场涡流检测的原理图,在铁磁性管道内与管同轴布置激励线圈和检 测线圈,通过低频正弦交流电使激励线圈激发出磁场信号,磁场能量在管道内的传播路 径主要有两条,对应两个耦合分量。其一是在管内沿管道方向直接传播至检测线圈的称 直接耦合分量,其二是穿过管壁在管外传播,随后激发涡流穿回管内至检测线圈的称间 接耦合分量。检测线圈接收到磁场能量后转化为电流信号可以被采集到。由于铁磁性管 道的管壁具有很强的导磁作用,管道内的直接耦合信号会迅速衰减,近似呈指数型,而 在管道外传播的间接耦合信号受管壁影响较小,衰减速度也比较慢,相位出现滞后,等 传播到远场区再次激发管壁涡流场传播至管内时,间接耦合信号的幅值再次衰减,相位 再次滞后,此时检测线圈接收到的即为远场涡流检测信号。
通常把距离激励线圈2〜3倍管径以内的区域称为近场区,以外称为远场区,有时在 两者之间还划分一个过渡区⑺】,具体的分区界限受到管壁厚度、管道尺寸、激励信号的 频率、电导率和磁导率等因素的影响。在近场区,直接耦合分量占据主导地位,间接耦 合分量并不明显,但是随着直接耦合分量的迅速衰减,间接耦合分量在远场区称为主导 信号,这是远场涡流检测技术的基础。间接耦合信号两次穿过管壁激发涡流场,从而携 带管壁的结构信息,若管壁存在裂缝等缺陷,检测线圈接收的磁场信号会有变化,此即 远场涡流检测技术的依据。
 
 
近场lk「—  「过菠区 远场区 亠
图2.3远场涡流检测原理图
在同样的参数设置和激励信号条件下,相同位置处的检测线圈接收到的磁场信号强 度与管壁的厚度相关性很高,通常磁感应强度的相位和幅值的对数与管壁厚度呈线性关 系。相较于传统涡流检测技术,远场涡流检测技术不受涡流效应的肌肤深度影响,对管 外壁和内壁的缺陷都具有很好的灵敏度,可用一维集肤效应的公式来近似计算远场区的 相位滞后,如式(2.17)。
0 = 2/1&邙0 (2.17)
式中:tr和“分别为管道材料的电导率和磁导率,/•为激励信号的激励频率,h为管壁 厚度,e为远场区相位滞后。
2.4.2理论指导
远场涡流检测的本质通俗来讲就是激励线圈在低频交变电流的作用下在周围空间 中激发出一个对时间逐渐变化的磁场,由法拉第电磁感应定律可知,该磁场又会在其周 围空间激发出一个随时间逐渐变化的电流场,该电场作用在管壁上又会激发出一个随时 间变化的涡流场,该涡流场又在管外的空间激发出一个随时间变化的电磁场,在远场区 该电磁场又经过电磁场、电流场、涡流场之间的相互激发转化,最终到达检测线圈,因 此检测线圈处的磁场信号是管壁涡流场和管内磁场的矢量和,检测线圈将磁场信号转变 为电磁信号传输至采集系统存储供后期数据的分析处理〔71】。
远场涡流检测关注的是低频电磁现象的稳态特性,在分析计算中可以忽略位移电流、 磁滞现象、检测速度和谐波等影响,简化后的空间电磁场的麦克斯韦方程组可以表示为 [71].
 
VxH = Je + Js
\7 x E = — jwB
V• " = p
V■ 5 = 0
式中:H为磁场强度,人为涡流电流密度,人为激励电流密度,D为电位移矢量,E为 电场强度,p为电流密度,B为磁感应强度。各物理量间的换算关系取决于煤质特性,对 于各向同性的铁磁性管道,关系如下:
7e = gE
-D = eE (2.19)
B = pH
式中Q为电导率,£为介电常数,“为磁导率。 定义4为磁势矢量,则磁感应强度为:
B = V xA (2.20)
根据库伦规范有V -A = Q,联立式(2.18)得到:
(2.21)
根据电场的无旋性,定义电位的标量函数为则有:
E + jwA = -V(p
联立式(2.18)、式(2.20)、式(2.21)、式(2.22)得到:
V2J = -\ijs + p.CT(V(p + jwA)
联立式(2.22)和式(2.23)可以求出0和4,进一步求得人=-o(V(p + jwA),对于 轴对称情况下M只有圆周分量4®,并且有塑=0,极坐标状态下的场方程为:
鬧+丄肇+鹦仝「认+加矶
dr2 r dr dz2 r2 6 ®
给定边界条件,根据式(2.24)求出进一步可以求出磁感应强度B的轴向分量Bz 和径向分量B「:
B =虫 +垒,B =%
“ r dr r dr
式中:Bz和为复数,包含相位和幅值信息。
2.5本章小结
本章主要对调水工程安全监控理论、边坡稳定性分析方法和远场涡流检测技术等相 关内容进行了介绍,并结合本文拟研究的问题进行了分析,为接下来的研究工作奠定理 论基础。
第3章 基于统计回归模型的渠道安全监控
——以深挖方渠道边坡变形监控为例
3.1引言
渠道是占调水工程线路总长比例最高的水工建筑物,是整个工程的关键组成部分之 一,其工作状态关系到调水工程安全和公共安全。为保证整个工程的线路规划,渠道时 常穿过高低不平的地区,施工中需要大量的开挖填筑工作,破坏了原有的地层结构,由 此形成了诸多稳定性较差的高填方和深挖方渠道,需严密关注其运行状态。为此,相关 管理部门铺设了大量的仪器设备来监测渠道运行过程中各环境量和效应量的变化。然而, 由于现有研究中少有对渠道安全运行监控指标的拟定,缺乏在线分析判断的标准,使得 渠道的实时工作性态评价变得十分困难。
本章通过对渠道失事案例的分析,总结出渠道的各种破坏模式并分析相应的破坏原 因。针对渠道边坡失稳破坏占渠道失事案例比重高的情况,围绕渠道边坡的变形安全, 借鉴大坝变形安全监控的思路及方法,以调水工程的某一渠段为例建立渠道边坡安全监 控的统计回归模型。建立渠道边坡变形安全的统计回归监控模型的主要内容包括:分析 工程概况及监测布置、分析监测物理量的实测资料序列、结合工程易损模式和破坏机理 分析监测物理量的敏感性并拟定安全监控指标、构建渠道边坡变形的统计模型、并根据 工程安全等级及破坏可能造成的影响确定监控指标的分级标准、确定各级监控相应的预 警报警阈值等。并基于此提出适用于不同调水建筑物的建立安全运行监控指标及阈值的 统一技术路径。
3.2渠道失事案例分析
调水工程中,为满足输水需求而在原本没有过流条件的地方修建成的输水结构,是 调水全线占比最大的部分。依据修建过程中土体开挖填筑的区别分为挖方渠道和填方渠 道,挖深较大时称深挖方渠道,填筑较高时称高填方渠道。渠道包括马道、边坡、过水 断面和控制闸等。
3.2.1失事案例
驷马山分洪道深切岭段膨胀土渠道自1971年底投入使用的40年间,共计有11处 深切岭地段发生了 22次滑坡,经分析发现这些滑坡具有膨胀土滑坡的典型特点:反复 性、浅层性、长期性、牵引性等,诱发滑坡的主要原因是坡内发育较多的卸荷裂缝和胀 缩裂缝、裂隙水和层间水削弱了土体抗剪强度和增大土体下滑力、坡顶堆土干湿交替频 繁、坡低土湿化崩解等[72〕; 1998年、2000年、2002年,临沧源鑫电力有限公司旗下的 大石一级和邱山三级水电站引水土渠先后因渠道边坡发生塌方,渠道超载运行最终垮塌 的事故El; 2004年11月,四川大柏树电站引水渠道因出现渗漏未及时处理,最终约4 小时后造成了渠道垮塌近20m的事故,经济损失严重[7叫2012年4月至2013年9月, 南水北调中线工程某渠段在施工过程中共发生边坡失稳10次,其中最后一次失稳滑塌 发生在上次失稳还未及时清理的情况下,造成了抗滑桩倾斜11根,完全剪断的有3根, 失稳滑塌的原因为边坡开挖未及时采取防渗和排水措施,中强膨胀土广泛分布,坡内渗 水积水严重,严重影响边坡稳定性"I; 2014年12月17 H,西昌市洼脑电站黄水湾段引 水渠道发生垮塌事故,后期查明失事原因主要是渠道底板混凝土因基础不均匀沉降被拉 裂,渠道发生渗漏至细颗粒被带走形成管涌,基础渗漏破坏失去承载力,加之遭遇洪水, 黄水湾段岸坡弯道受到水流冲刷作用,挡土墙也变形倾斜,挡土墙、渠底、护坦均出现 大量裂缝,最终渠道发生垮塌破坏【75〕; 2016年8月16 H,鄂西北调水工程刘桥暗涵在 开挖过程中出现边坡坡顶整体下陷至有明显错台,在堆土区、施工道路及三级边坡上均 产生了大量的裂缝,探究滑坡形成的原因主要是膨胀土广泛分布,施工期间大量降水, 膨胀土吸水膨胀后土体严重变形,然而先挖后支的施工过程导致防护措施未及时到位, 最终裂缝不断发育直至滑坡发生[761;东风渠人工渠道因所在地质条件复杂、土壤条件差 和裂隙发育、降雨入渗和地下水丰富、施工中夯实次数不够和防护措施不足、外界人类 活动干扰、管理运行维护不到位等诸多因素的综合作用下出现了大量的裂缝和浅层滑坡, 渗水严重[77];宁夏引黄灌区混凝土衬砌渠道每年2月中旬至4月中下旬春季消融阶段发 生冻胀灾害,同等条件下阴坡的冻害程度重于阳坡,底部重于上部,导致衬砌混凝土发 生破坏,渠道出现渗漏[781;景电灌区渠道也经常发生冻胀破坏,冻胀破坏并非由某次冻 融作用引起,而是渠道土体在常年冻融往复作用下发生不均匀冻胀累计隆起变形,当隆 起变形积累到一定程度之后就会出现冻胀破坏,冻胀破坏现象在寒冷冻土分布地区广泛 存在[791。
综上所述,渠道的失事破坏发生在开挖、施工、运行的全过程中。发生在开挖施工 过程中的破坏由于渠道尚未投入使用,造成的损失不大,且能够被及时的发现并采取措 施应对。发生在运行期的破坏往往伴随着较大的损失,需要对渠道进行持续的监测评估, 及时发现安全隐患并采取相应措施,尽可能避免事故的发生。结合工程失事案例分析, 渠道的破坏模式可以简单归纳为三类:渠坡失稳破坏、渠道渗漏破坏、渠底塌陷破坏。 三种破坏模式并不是孤立的存在,而是相互关联,相互影响的关系,此外三种破坏模式 有着互通的诱发因素,将在下文具体阐述。
3.2.2破坏模式及原因分析
渠道的长度占调水全线的比例大,经常穿过地质条件比较差的区域,如膨胀土、冻 土广泛分布的地区,容易受地质、气候、环境、人类活动等因素的干扰出现不同程度的 病害。下面分述各种破坏模式相应的诱发原因。
(1)渠坡失稳破坏
发生渠坡失稳破坏会堵塞渠道,造成上游渠水位上升,渠水外溢,诱发次生灾害, 同时也会影响对下游的供水,造成巨大的经济损失等。渠坡失稳也可能加剧渗漏,滑坡 体堆积在渠底会加大渠底压力,可能会诱发渠底塌陷等。
渠坡失稳的主要因素有衬砌混凝土老化、衬砌混凝土冻胀破坏、边坡内土体变形、 坡内有地下水外渗、膨胀土遇水膨胀、抗滑桩失效、大规模降雨、地震等因素,当以上 因素一个或多个发生,渠坡土体抗滑能力超过结构滑动的临界状态时就会发生滑坡失稳 破坏。
上述因素中,衬砌混凝土老化具体表现为开裂、剥蚀、剥落,主要是受温度变化、 渠坡内土体变形、外界人为因素、地震等影响会出现开裂,降低混凝土的耐久性,使得 雨水等更容易入渗到坡内,增加边坡的滑动力,削弱边坡土体的抗剪强度,不利于边坡 稳定,尤其是处于过水断面水位变动区的混凝土,在水流冲刷及干湿循环作用下容易出 现剥蚀、剥落,造成渠水外渗、渠坡失稳等不利影响。抗滑桩失效除了混凝土老化外一 个重要的影响因素是桩内钢筋发生锈蚀,当混凝土出现裂缝时,空气和水到达钢筋表面 会加剧钢筋锈蚀,严重时发生断裂,会降低结构承载力,如果抗滑桩钢筋破坏会降低其 抵挡边坡土荷载的能力,最终可能出现滑坡和抗滑桩剪切破坏。此外冻胀破坏的类型主 要有混凝土板缝开裂破坏和混凝土板结构破坏,引起冻胀破坏的直接原因是渠坡内的土 壤水发生冻结,主要因素包括土体受气温影响温度过低、渠坡内的土壤含水量过高和渠 坡土质冻胀程度过强。
(2)渠道渗漏破坏
渠水外渗不可能绝对阻断,但是要维持在合理的范围之内,当渠水渗漏较大时不仅 会造成渠水输送量损失,还会对下部岩层及土壤的性态产生影响,甚至出现管涌,诱发 变形、塌陷等病害,渠坡内部出现渗流通道严重时可能会影响渠坡稳定性。
引起渠道渗漏的原因:①施工因素,比如混凝土浇筑缺陷、砂浆不达标、温度和沉 降裂缝未处理好、施工次序不对等;②地质因素,渠道穿过不同的地质区,当基础发生 不均匀沉降时产生裂缝,引发渗漏;③生物因素,诸如蚂蚁、老鼠类的动物打洞引发渗 漏,此外渠道周围生长的根系发达的植物会侵入渠道,破坏渠地板和渠坡衬砌,从而导 致漏水;④设计因素,设计时未考虑防渗漏加强措施或忽略了特殊工况下渠水从无压转 有压的情况等,导致漏水;⑤外界因素,渠道上边坡塌方、车辆通过、地震、温度等外 界因素造成渠道超载变形开裂,引发渗漏;⑥其他因素,过水断面衬砌混凝土的老化开 裂及止水材料老化失效是造成渗漏最直接的原因。
(3)渠底塌陷破坏
发生渠底塌陷破坏会严重影响输水效率,随着塌陷部位的不断冲刷破坏会影响渠道 的结构安全,可能造成大量的渠水外漏,渠坡底出现临空面导致渠坡发生失稳破坏等, 严重影响供水安全。
渠底塌陷的主要诱因有:渠底有湿陷性土壤等薄弱的土壤结构,若发生渠水下渗就 可能造成土壤结构破坏,土壤发生塌陷。渠道经过断层地带,在洪水、地震等诱因下也 会发生塌陷。渠底超载运行,比如受到洪水侵袭、滑坡体积压等,渠道受到的压力超过 了渠底基础的承载力也会发生塌陷。塌陷出现后,随着水流冲刷作用,塌陷范围会进一 步扩大,塌陷对渠道结构的影响加重,最终导致渠堤破坏。
基于上述对渠道失事案例的详细分析,不难发现渠道边坡失稳的破坏模式占渠道失 事的比重较大。下文将围绕渠道边坡的变形安全,以调水工程某一渠段为例建立渠道边 坡变形的统计回归安全监控模型,并提出适用于不同调水建筑物的建立安全运行监控指 标及阈值的统一技术路径。
3.3某渠段工程概况
3.3.1基本信息
所选渠段的地形地势比较平坦,但地下水丰富且地层的岩性比较复杂,膨胀土广泛 分布,在开挖过程中,针对膨胀土渠段采取超挖换填改性土的措施。考虑到该渠段范围 内非膨胀粘性土较少,利用开挖的弱膨胀土弃料,掺4%〜6%水泥拌合改性。换填厚度 视膨胀土等级而定,弱膨胀土渠段,仅对过水断面换土,换土厚度1.0m;中、强膨胀土 渠段全断面换填,换填范围至开口线以外截流沟冲膨胀土过水断面换填厚度1.2或1.5m, 一级马道以上换填厚度l.Omo强膨胀土过水断面换填厚度2.0m, 一级马道以上换填厚 度1.5m。渠段平面概况如图3.1所示,图中视角为左岸四级马道平台边缘向下,渠道沿 过水断面中心轴线对称,故以左岸边坡为对象进行研究。
 
 
3.3.2现场调研
渗流是影响边坡稳定的重要因素之一,变形是边坡运行状况的直观表现。现场调研 期间,发现个别断面一、二级马道之间坡面排水管有水渗出,一级马道外侧排水沟内有 水,此现象很可能影响到渠坡的安全运行,若渠坡内有高地下水存在,则需要关注高地 下水对衬砌抗浮稳定的影响。因此,选择监测仪器布设比较全面的典型断面作为研究对 象。
3.3.3断面构造
渠道挖深约30m,渠底宽13.6m,考虑到渠道的对称性,取左侧渠坡进行详细介绍。 断面细部尺寸如图3.2o根据设计资料,渠段地层由dlQ黏土和al-plQ2粉质黏土互层组 成,土体自上而下分层为12.48m的黏土层1、6.97m的粉质黏土层1、7.81m的黏土层 2和深厚粉质黏土层2,均属膨胀土。渠坡布设抗滑桩和坡面梁来提高抗滑稳定性,过 水断面一级边坡支护形式为抗滑桩+梁,三级边坡支护形式为抗滑桩。桩和梁间距均为 4m,混凝土强度等级为C30o
 
 
3.3.4监测设施
断面布设有渗压计、土体位移计、测斜管等,如图3.2所示。
渗压计全断面共9支,其中P01、P03、P04、P06、P08位于左岸,具体P01位于渠 底坡脚处衬砌下方排水管旁粗砂垫层下,P03位于P01下方改性土与底土结合处,P04 位于一级边坡高程中部衬砌下方改性土与底土结合处,P06位于一级马道下136.0m高 程处(测斜管底部),P08位于四级马道下148.6m高程处(测斜管底部)。渗压计填筑或 开挖至设计位置时挖坑埋设。
土体位移计在左侧渠坡布设9支,编号M01-M09,每3支独立的土体位移计为一 组,深入改性土下原状土的深度分别为2.0m、3.0m和4.5m。具体M01~ M03为一组, 位于渠道底板下,M04-M06为一组,位于一级马道以下衬砌中部高程部位,M07〜M09 为一组,位于三级马道以下。土体位移计在渠道开挖至保护层时,人工挖坑至最终开挖 面后钻孔埋设。
测斜管全断面共6套,其中IN01、IN03、INKHZ位于左岸,具体IN01位于左岸一 级马道下,孑L深12m, IN03位于左岸四级马道下,孔深20m, INKHZ位于三级马道下 抗滑桩位置处,孔深13.5m。测斜管在保护层面钻孔埋设,管周围保护层人工挖出,上 部改性土回填时,其周边土体人工回填密实。
3.4监控指标拟定和分级标准确定
3.4.1渠道监测物理量分析
(1)渠水位及坡内渗压水头
渠道水位测值过程线依据附近闸站闸前水位测值和当前断面与闸站的距离及渠道 比降推算确定,当前断面与闸站相距约6km,因而监测断面的水位比实测值高20cm左 右。如图3.3所示,渠道2014年7月开始过水,2014年08月02日至2015年11月17 日,水位介于140.77m〜146.75m,变幅为5.98m。考虑到渠道在开始通水运行的阶段, 水位变化大,坡内渗流也尚未稳定,故取临近开始过水的年份数据进行展示分析比较有 代表性。
渠道边坡内部的渗压水头由埋设的渗压计测值给出。如图3.3中P01DM7_H表示 P01的渗压计水位,即总水头。可以看出,P01-P05因埋设位置靠近过水断面且低于渠 水位,其测值过程线与渠水位相关性良好,其中P05水位测值比渠水位高约l.Oim可能 受坡内地下水影响。P06、P07位置水头为136.8m,水位测值与渠水位相关性较差,可 能受到测斜孔灌浆的不利影响。P08、P09位置水头为146.8m,渗压计水位基本维持在 148m左右,该处有约1.2m的渗压水头,可能存在地下水。
水位
 
 
 
 
图3.3断面渠水位及渗压计水位测值过程线
 
(2)渠坡竖向变形
渠道边坡土体的竖向变形通过土体位移计进行观测,土体位移计测值为正表示仪器 底部一端相对顶部(改性土与原状土交界面)膨胀,即土体发生膨胀变形,为负表示土 体发生压缩变形。土体位移计选择较新日期的测值结果,能够反映出渠道在长期稳定运 行后土体的竖向变形情况和变形趋势,有助于拟定能够反映渠坡运行状况的监控指标。
当前断面9支土体位移计,经对比选取结果比较完整且测值比较稳定的M09的监 测数据进行分析说明。如图3.4所示,2016年3月15日至2019年8月3日的变形实测 资料显示,土体位移计测值均为毫米级,说明渠坡竖向变形极小。测值随时间整体呈周 期性变化,显然,这与气温的年周期变化有关。测值曲线除周期性变化外,整体呈向上 增长的趋势,推测可能与土体随时间的长期缓慢变形有关,具体情况下文将建立模型进 行进一步的分析阐述。整体而言,渠道边坡的竖向变形是相对稳定的。
 
 
图3.4断面土体位移计M09测值过程线
 
(3)渠坡水平侧向变形
渠道边坡的水平侧向变形信息由测斜管观测得到,通常渠道边坡的水平向变形主要 指垂直于渠道通水方向的变形,以指向临空向为正。如图3.5所示为2014〜2018年测斜 管INKHZ间隔约半年的9次侧向位移测值分布,在深约0.5m和3.0m处各有累计最大 位移约-12.1mm和10mm。测斜管IN01和IN03侧向位移分布与INKHZ类似,且测得 在深约0.5m处有最大累计位移分别为26.2mm和-38-5mm。三支测斜管测得渠坡土体最 大累计位移均位于浅表层,说明渠坡未出现深层滑动,推测浅层土体位移可能与气温、 土体含水量以及人类活动干扰等有关。整体而言,渠道边坡的侧向变形是稳定的。
 
图3.5 1NKHZ管侧向累计位移分布曲线
3.4.2监控指标的拟定
结合前文对渠道边坡破坏模式的总结、边坡监控指标的研究进展和边坡监测物•理量 的实测资料分析,可以得到,边坡不论以何种破坏模式失稳,失稳的过程不论是以何种 路径进行,最终均表现为变形的累积。当边坡变形累积到一定程度,或者变形速率发生 剧变时,就会发生失稳破坏。可见,变形量是渠道边坡失稳破坏最直接的原因,是一个 很容易受到环境量影响的效应量,同时对边坡的失稳破坏有很敏感的响应,符合监控指 标的拟定原则。变形的大小和发展趋势能够反映出渠道边坡运行状况,通过对渠道边坡 变形发展规律的研究,可以对渠道的工作性态作出较好的评价。
渠道边坡变形历来是管理人员和研究人员关注的重点,在漫长的边坡安全监控研究 中,变形指标是最早被提出来的,也是到目前为止,不论监测仪器技术如何发展进步, 不论有多少种新的监控指标被提出来,变形仍旧占据着边坡安全监控领域的重要地位。 渠道边坡的变形包括水平侧向变形和竖向变形,结合所选实测资料分析结果,本文拟定 以边坡的竖向变形作为安全监控的指标进行研究。
3.4.3监控指标的分级
参考第二章所描述的大坝边坡的安全分级,同样将渠道边坡的安全等级分为四级: ①a级。渠坡无整体变形迹象,渠坡的抗滑稳定安全系数满足规范要求;②a-级。渠坡发 生整体变形,但是尚无失稳迹象,局部可能出现损伤,但是不影响边坡的整体稳定性和 渠道的正常运行,且抗滑稳定安全系数仍满足规范要求:③b级。渠坡存在整体失稳的 迹象,局部损伤破坏的部位影响边坡的整体稳定性和渠道的正常运行,抗滑安全稳定系 数已经不满足规范的要求;④c级。渠坡存在较为明显的失稳迹象,如果发生失稳会造 成渠道堵塞,危及调水工程的安全和公共安全,抗滑安全稳定系数已经不满足规范的要 求。
通常,渠道边坡在完工后的长期运行过程中的变形发展阶段为:平稳阶段、缓增启 动阶段、变形加速阶段、失稳或收敛阶段、变形稳定阶段。需严密关注边坡在每一个阶 段的变形发展规律和趋势,这将有助于掌握渠道边坡的工作性态。基于此,可将渠道边 坡的安全监控指标分级为“三级预警+—级报警”,具体如表3.1所示。其中,监控层级分 为预警级和险情级两个级别,根据变形偏离预测值的程度又将预警级分为正常、轻度异 常、异常三个级别,分别对应渠道边坡安全等级的a级、a级〜a-级、a-级。险情级即一 级报警,指渠道边坡变形速率突然猛增,对应的边坡安全等级为b级〜c级。
表3.1渠道边坡监控指标分级表
•项目 监控层级 监控分级 边坡安全等级
监控指标 分级标准 预警级 正常 a级
轻度异常 a级-a-级
异常 a-级
险情级 一级报警 b级〜c级
3.5渠坡变形统计模型构建
 
分析渠道边坡变形的影响因素,选定变形影响因子,以M09 土体位移计的测值结 果为例,建立渠道边坡变形的统计模型。基于2016年3月15日至2018年12月27日 的变形实测资料进行回归统计分析,拟合出模型相关的估算参数,并使用建好的模型对 2019年1月4日至2019年8月3日的变形值进行计算预测。
3.5.1渠坡变形影响因素
边坡的变形失稳的根本因素是边坡内部存在的薄弱面或古滑坡,在开挖等外界因素 的扰动下应力状态发生改变,重新处于活跃状态。调水工程渠道穿越的不同地质区中, 膨胀土和冻土是两种典型的不利于渠道边坡稳定的恶劣土质,也是滑坡灾害屡次发生的 重点土质,在边坡施工阶段和运行阶段都需要格外关注。两种土壤共同的特性是超固结 性和裂隙性,土体的超固结性是在长期的沉积过程中,受到土体陈化、干燥、荷载历史 等因素的影响而产生的,是土体具备特殊性质的促进因素;裂隙性是导致土体抗剪强度 降低和抗滑能力下降的直接原因,一方面裂隙性破坏了土体结构的完整性,导致整体强 度下降,另一方面裂隙的存在使得地表水更容易入渗到边坡内部,使得土体遇水发生软 化,削弱了负孔隙水压力,导致土体的抗剪强度大大降低。另外,对于冻土地区而言, 其特有的性质是冻胀性,指土体在寒冷气候条件下受冻发生膨胀变形,土体会产生裂隙, 在反复冻胀作用下,裂隙越积越多,最终发生破坏;对于膨胀土而言,其特有的特性是 胀缩性,指土体失水收缩,吸水膨胀,同样会引起土体裂隙。
以上为渠道边坡发生变形直至失稳破坏的内在原因,可以归结为:促进因素是超固 结性,内在因素是冻胀性和胀缩性等特殊性质,直接因素是土体的裂隙性。分析边坡变 形的外界影响因素有:①渠水压力。渠道的水压荷载是渠坡受力的主要来源,水位的变 动产生的水压荷载变化对渠坡变形会有一定的影响。此外,渠道过水断面虽然做了防渗 措施,但是不可能绝对的防止渠水外渗,渠水在一定程度上会影响到边坡土体的含水率, 对于膨胀土边坡而言,含水率的变化会使土体发生胀缩,进而产生渠坡变形;②坡顶荷 载。通常渠道边坡顶部不允许随便堆积,因此不存在堆载,但是通常渠堤用作交通道路, 过往的车辆会对渠道变形产生一定的影响;③土体含水量。受渠水入渗和地表水入渗的 影响,边坡土体的含水量发生变化,土体强度会下降,在所受荷载不变的情况下土体就 会发生变形,此外就是膨胀土的胀缩性;④温度变化。边坡内的土体受温度变化的影响 发生热胀冷缩,一定程度上使边坡产生周期性的变形,此外冻土在寒冷天气下的冻胀也 对边坡变形有影响;⑤时间。边坡形成后,土体自身在应力释放的作用下,随着时间的 推移会产生不可逆的变形,并且该变形会逐渐趋向收敛。可见,影响边坡变形的因素很 多,实际监测分析过程中,应该结合实际工程的情况适当的选择主要的因素进行考虑, 才能获得比较可靠的分析结果。
3.5.2选定影响因子
根据对影响渠道边坡变形的因素和边坡破坏模式的分析,结合前文边坡竖向变形测 值曲线所显示的特征和相关定性分析的结果,拟定渠道边坡竖向变形主要的影响因子为 水位、温度和时间。建立渠道边坡竖向变形统计模型如下:
8(t) = 8z/(t) + 5/t) + 50(t) + C (3-1)
式中:鉅)为渠道边坡才时刻的竖向变形量,b〃C)、0C)和①⑴分别为8时刻竖向 变形的水位分量、温度分量和时效分量,C为统计回归分析的常数。
各分量的具体表达式拟定及说明如下:
(1)水位分量
渠道通水运行后,渠内水体对边坡的水压荷载产生的坡内土体变形通常用水位的线 性多项式来表示,最高取四次项。故渠坡竖向变形的水位分量表达式为:
4
6〃”)=工 a, •沪 (3-2)
/=1
式中:勺为水位分量的统计回归系数,〃为水位影响因子,指才时刻水位的归一化
测值,H = h-瓜,h为才时刻的水位实测值,给为监测数据序列起测时刻的水位实测值。
(2)温度分量
温度分量指气温变化作用下土体因热胀冷缩效应而产生的变形,由于温度年际变化 具有周期性,通常用三角函数的组合来表示。故渠坡竖向变形的温度分量表达式为:
5r(t) = b、• sin(s) + b2 - cos (s) (3-3)
式中:勺、玄为温度分量的统计回归系数,S为与温度无关的时间因子,s =諾, t为测值时刻距离起测时间的天数。
(3)时效分量
时效分量指随着时间推移,边坡土体由于裂隙扩展或压缩、应力释放、徐变等因素 产生的一种朝某一方向不可逆的非弹性变形。显然,时效分量是会受到地下水位变化、 温度变化、降雨等因素影响的,这里所分离的时效分量不包含这些因素的显著影响。通 常对于稳定边坡而言,时效分量在渠道运行初期变化比较明显,随着时间的推移趋向收 敛,一般与时间呈曲线关系,常用线性式、对数式、指数式等的组合来表示。故渠坡竖 向变形的时效分量表达式为:
8e(t) = Cj • + c2 • In (1 + c3 • t) + c4 •严" (3-4)
式中:q〜q为时效分量的统计回归系数
3.5.3建立统计模型
根据上文对渠道边坡变形影响因子的分析,最终建立的符合渠道边坡竖向变形规律 及特点的位移统计模型如下:
4
8(f) sin(s) + b2 - cos (s) + q • t
7=1
+c2 • In (1 + c3 • t) + c4 -严"+ c
(3-5)
3.5.4模型回归分析
使用七维高科有限公司独立开发的综合优化软件包IstOpt来进行回归分析,该软件 有着强大的非线性曲线拟合回归和复杂模型参数估算求解能力。在回归分析领域,相比 于国际上其他知名的软件,IstOpt自主研发的通用全局优化算法Universal Global Optimization (UGO)最大的优势在于不需要提供参数的初值,在大多数情况下(大于 90%),从任一随机初始值开始,都能求得正确结果。这对于很多实际工程问题中,尤其 是参数初值难以估计,甚至根本无法猜测的情况下,具有很高的实用价值。此外,该软 件还具有界面简单易用,代码简洁明了,容易初学者很快上手使用。本文所建立的统计 分析模型包含了指数、对数、三角函数和多项式,模型较为复杂,需要估算的参数多达 12个,并且无法给出有效的参数初始值,选用该软件正好解决了这些问题。软件包含了 多种最优化算法,这里选用的是麦夸特算法Levenberg-Marquardt (LM) +通用全局优化 算法来进行回归分析,并且取得了精度较高的参数估算结果。
根据公式3-5和提前准备好的实测竖向变形值u、水位因子h、温度时间因子s、时 间因子t相关数据,在软件中编写如下代码:
Title "qupo";
Variables u, h, s, t;
Parameters al, a2, a3, a4, bl, b2, cl, c2, c3, c4, c5,C;
Function u= al*h + a2*hA2 + a3*hA3 + a4*hA4 + bl*sin(s) + b2*cos(s) + cl*t
+ c2*ln(l-t-c3*t) + c4*exp(-1 *c5*t)+C;
Data;
0.50 0.00 0.00000000 0
0.52 0.00 0.18935627 11
1.160.06 17.35191997 1008
1.120」9 17.50684783 1017
确认代码、数据及优化算法无误后执行计算,软件输出以下结果:
迭代数:328
计算用时(时:分:秒:微秒):00:01:47:399
优化算法:麦夸特法(Levenberg-Marquardt)+通用全局优化法
计算结束原因:达到收敛判断标准
均方差(RMSE): 0.0353269853184809
残羌 ¥方和(SSE): 0.177215416620288
相关系数(R): 0.989937222127866
相关系数之平方(M2): 0.979975703754236
决定系数(DC): 0.979975703754236
k 方系数(Chi-Square): 0.10012521011923
F 统it (F-Statistic): 6851.5066318307
 
al -0.224760601
a2 6.752020193
a3 •42.72969082
a4 79.38896851
bl -O.OO5165893
b2 -0.278674517
cl -0.000290862
c2 0.584788516
c3 0.049415685
c4 1.579369369
c5 0.009188491
C -0.847041852
 
可见软件回归拟合的速度很快,相关系数R也达到了 0.99,说明拟合回归的精度很 高。最终得到渠道边坡竖向变形的位移统计模型为:
S(f) = -0. 2248〃 + 6. 7520/ — 42. 7297胪 + 79. 3890〃" — 0. 0052s7/7(s) -0. 2787cos(s) 一 0. 0003r + 0. 58487/?(1 + 0. 0494Q + 1. 5794e(-°-0092f) - 0. 8470
(3-6)
根据3-6式计算M09 土体位移计的计算值,得到实测值、计算值和残差如图3.6所 示。从图中可以看出,实测值和计算值曲线吻合情况良好,残差也比较小。由此可见, 该统计回归模型对于渠道边坡竖向变形的发展趋势和变化规律有着较为准确的拟合效 果,同时也说明了所选的变形影响因子比较合理。
1. 6
1.4
1. 2
1
0.8
E 0. 6 滋0. 4 y o. 2
0
-0.2
-0. 4
2016/3/15 2017/1/9 2017/11/5 2018/9/1
观测日期
图3.6 M09 土体位移计实测值和计算值对比
 
 
如图3.7所示为根据模型中各分量的计算公式计算得到的各分量变化曲线。不难看 出,水位分量保持在0附近几乎不变,结合图3.8渠道水位测值过程线分析,水位变动 幅度不大,变动范围约0.2〜0.3m,加上M09 土体位移计埋设位置位于渠坡四级马道下 方,距离过水断面较远,因此渠道水位变化产生的渠道边坡竖向变形的水位分量也就很 小。温度分量的变化符合气温的年周期性变化规律,变化的幅值约为0.6mm也比较合 理。时效分量的变化趋于稳定,最终收敛接近于0.4mm,可以推断该渠道的竖向时效变 形较小且逐渐收敛,说明该边坡是向着稳定状态发展的。整体而言,选择水位、温度、 时效三个影响因子来构建渠道边坡竖向变形的统计分析模型得到的结果是比较可靠的。
1. oo -I
0. 80 -
0. 60 -
20
0. 00
2017/1/9 2017/11/5
观测日期
2018/9/1
♦水位分量
-温度分量
亠时效分量
-0. 20
2016/3/15
图3.7各分量计算结果对比
148 -
147. 8 -
147. 6 -
147. 4 -
147. 2 -
147 -
146. 8 -
146. 6 "
146.4 -
146. 2 -
146 -
2016/3/15 2017/1/9 2017/11/5 2018/9/1 2019/6/28
观测日期
图3.8渠道水位测值过程
 
3.6监控指标阈值确定
完成建立模型和参数回归估算后,根据新测的水位数据可以得出渠道边坡竖向变形 的计算预测值,想要实现对变形实测值的自动判断预警,需要给出相应的监控阈值。前 文3.4.3节提到,将渠道边坡的安全监控指标分级为“三级预警+—级报警”。通常,“三 级预警”监控阈值的确定有置信区间法、典型效应量小概率法、结构分析法、极限状态法 等,各个方法的原理及优劣前文己有详细说明,这里选用置信区间法来拟定;“一级报警” 的阈值确定目前没有相关的理论方法,这里通过调研国内外的滑坡案例的相关文献,总 结其失稳破坏前的变形速率特征来确定。
3.6.1阈值确定3S原理
基于单测点监测数据确定边坡局部的多级监控阈值,通常根据3S原理来进行拟定。 记服从正态分布的样本的标准差为S,则样本落在不同范围的概率分别约为:3S以外是 0.27%; 2S至3S之间是4.27%; 2S以内是95.46%。可见样本落在3S以外的概率极低, 当出现这类异常数值时对应到工程实际中可能出现了异常情况,需要格外关注。
S - a = . — V (x - |i) (3-7)
式中:刀为残差样本的个数,心为残差序列取值,P为残差序列平均值。
根据前文对边坡监控指标的分级标准,将监控指标的预警阈值分为三个级别,分别 对应处于安全运行状态下的渠道边坡的三种工作性态:正常、轻度异常、异常。对于单 个监测点,对应一个监控模型,也只有一个拟合期残差的标准差S。渠道工程通常设置 多个监测点,对于n个监测点,建立n个监控模型,基于3S拟定原理可以建立边坡局 部监控指标的监控阈值,如表3.2所示,表中&对应第i个测点。
表3.2边坡局部监控阈值
止常 轻度异常 并常
测点 1 [-25,. 2S,] [-3»-2$JU|2»3Sj [-,.-3SJU[3» +,]
测.” [-2S..2SJ 卜3» 2SJU[2S,.3Sj [-/. 3S,]U[3S,. + z]
测点” [-2S..2SJ [-3\. 2SJU[2S .3.$;] [-/. 3S”]U[3S”. +,] 对于第i个测点,由表3.2可知:①正常级。预报期内的残差企落在2S范围的概率 高达95.46%,认为此级别内的边坡正常运行;②轻度异常级别。缶介于2S与3S之间 的概率为4.27%,认为此级别内的边坡处在正常向异常的过渡阶段,此时应触发警报, 并持续关注厶的变化情况,如果发现向3S外发展,应当及时处理;③异常级别。4处于 3S以外的概率仅为0.27%,认为该级别的边坡出现异常状况,需引发警报,如果厶长期 处于该级别,需排查原因,及时的采取措施进行处理。综上所述,渠道边坡监控阈值确 定如图3.9所示,图中汇总单测点残差的概率密度曲线。
 
图3.9渠道边坡监控阈值确定示意图
 
采用上述方法建立渠道边坡监控阈值是在假定单测点物理量测值的残差服从随机 正态分布的前提下完成的。在实际应用中,影响边坡监控量测值的因素很多,只有较少 的情况符合上述前提。通常而言,实际测值的残差序列会偏离正态分布,但是当样本的 数量无限多时,根据中心极限定理,样本均值的频数会近似服从正态分布。在实际工程 监测中,当测值积累足够多时,残差序列满足大样本条件,可将上述方法应用于工程实 际,因此在确定渠道边坡监控指标阈值时,可以近似认为单测点的残差序列服从正态分 布。
3.6.2三级预警阈值确定
本算例拟合期为2016年3月15日至2018年12月27日,预测期为2019年1月4 日至2019年8月3 0o采用上述方法建立基于M09 土体位移计监测点的渠道边坡竖向 变形的监控阈值。主要的步骤包括:①使用建好的模型计算预测期渠道边坡竖向变形的 预测值;②根据拟合期渠道边坡竖向变形实测值和计算值的残差序列,计算出残差标准 差S为0.035mm;③根据表3.1计算渠道边坡竖向变形监控指标残差的各预警级阈值范 围,正常[-0.071,0.071]、轻度异常[-0.106,-0.071] U [0.071,0.106]、异常 [-oo,-0.106] U [0.106,+8]。将残差的阈值范围叠加到预测值上即可得到监控指标的三 级预警阈值范围,最后变形预测及监控预警阈值范围如图3.10所示。
 
 
图3.10中黑色点为实测值,蓝色实线为计算预测值,黄色虚线为2S上下界限,红 色虚线为3S ±下界限。由图可知,本文建立的位移统计模型的计算值在预测期内与实 测值的吻合情况比较好,实测值基本落在黄色虚线范围内(一级预警,正常),说明渠道 边坡的运行状况良好。在图中曲线最后一个波谷附近有部分测值落在了黄色虚线和红色 虚线之间(二级预警,轻度异常),说明该测点范围内对应时刻很可能出现了轻微的异常 状况,但是后续测值又落回到2S范围内,说明轻微异常状况的出现可能是仪器的测值 问题,也可能是轻微异常状况自动消失,还可能是轻微异常状况已经被处理。图中拟合 期内有两个测点落在了 3S范围外(三级预警,异常),初步认为是仪器测值的粗差导致, 后期需结合该测点的变形速率综合进行判断。综上,预测期内渠道边坡竖向变形的实测 值在监控预警的正常阈值范围内,渠道的运行状况良好。
3.6.3 一级报警阈值确定
在长期的边坡预警研究中,人们提出了诸如安全系数、降雨强度、塑性应变及应变 率、应力、可靠性概率、位移切线角及矢量角、变形速率及加速度、声发射等十多种用 于判断边坡安全状况的预警判据〔阿,其中变形速率预警判据因监测实现的方法简单,且 能够直观有效的反映出边坡的安全稳定状态,而受到了人们的重点关注,相关的研究工 作也是相对全面突出,实际工程应用很广泛,并且取得了不错的效果。本文结合渠道变 形的实际工程特征,考虑到渠道建成投入使用后边坡的变形量较小且变形速率不大,因 此以变形速率的突然猛增作为一级报警指标比较合理。
李聪等[81]将边坡失稳破坏前的变形发展分为四个阶段:变形初始阶段、变形匀速阶 段、变形加速阶段和变形急剧阶段。许强等[82】则将其分为3个阶段:变形初始阶段、变 形匀速阶段和变形加速阶段,其中又将变形加速阶段划分为3个亚阶段:初加速变形、 中加速变形和临滑变形。综合两种变形发展阶段的划分方式,为了能在报警发出后及时 采取补救加固措施及相应的应急预案,尽可能避免变形进一步发展至失稳破坏造成巨大 的损失,这里以边坡变形从匀速阶段转为加速阶段的临界速率(即变形速率发生突变) 作为报警判据。关于变形临界速率阈值的确定,目前还没有明确的理论方法可以参考, 国内外的学者专家也是基于具体的滑坡案例,结合自身积累的经验和相关研究提出了相 应的变形临界速率阈值。本文广泛调研了国内外典型滑坡案例,统计其失稳破坏前各阶 段的变形发展速率、匀速变形转加速变形的临界速率、地层岩性及滑坡类型等信息,为 确定渠道边坡的形临界速率阈值提供参考,具体如表3.3所示〔80-97]。
表3.3典型滑坡变形速率统计
编 号 时间 名称 初始变形 阶段速率 mm/d 匀速变形 阶段速率 nun/d 加速变形 阶段速率 mm/d 急剧变形 阶段速率 mm/d 匀速转加速 临界速率 mm/d 变形具体描述 滑坡类型及地层岩性
1 1977. 5. 20 大冶铁矿狮子 山北帮西口滑 坡 <1.5 1.5 〜1.63 1.63 〜2.29 2.29-28.88 1.63 岩质滑坡
主要为铁山中酸性闪长岩,裂缝发育并填 充有高岭土和绿泥石等
2 1979.6后 金川露天矿滑 坡 <1.30 1.30-4.95 4.95-44.00 >44 4.95 反倾岩质滑坡
主要有前震旦系变质岩,由碳酸盐岩和碎
屑岩变质形成
3 1979.7.11 大冶铁矿象鼻 山北帮滑坡 <2.29 2.29〜10 >10 2.29 滑动前1天的位移速率大于lOOOram/d 岩质滑坡
主要为铁山中酸性闪长岩,裂缝发育并填 充有高岭土和绿泥石等
4 1980. 6.3 盐池河山崩 <3.00 3.00-10.00 10.00-20.00 >20 10.00 变形速率在山崩前32天达到1 Omm/d 自下而上为粉砂质页岩、磷矿层、块状致 密白云岩、白云质泥岩和砂质页岩
5 1981 宝成铁路滑坡 0.52 勻速变形阶段平均变形速率0. 53mm/d 堆积土滑坡
铁路沿线分布风化花岗岩、绿泥片岩、泥 质页岩、板岩和千枚岩等软弱地层
6 1983. 3.7 洒勒山滑坡 0.35 匀速变形阶段平均变形速率0. 35mm/d 岩质滑坡
主要有第三系马兰黄土、砂质泥岩、泥岩 及薄层砾岩
7 1985.6. 12 新滩滑坡 <0.30 0.30 〜3.00 3.00-15.00 >15 3.00 变形临滑前急剧增大,临界变形速率
116tnm/d 主要有志留系页岩和砂岩、泥盆系石灰岩 和砂岩、崩积层岩体
8 1982-1986 吉林红旗岭露 天矿 2 1982年发生逐步变形,1983年局部岩体变 形显著,1984年出现连续变形,1985年发 生严重变形破坏,变形速率约2mm/d,到 1986形成大规模的倾倒滑移 主要有花岗质片麻岩、黑云母片麻岩、大 理岩和斜长角闪片岩等
9 1990. 9. 28 抚顺西露天矿 滑坡 <0.50 0.50 〜1.72 1.72-21.00 >21 1.72 4#点变形速率:2~6月匀速变形阶段为 1. 04mm/d, 6. 11-8.12平均值增大到 4. 49mm/d, & 12~9.10再次增大到 17. 66nim/d 特大型顺层、深层岩质滑坡 主要有玄武岩、麻岩和花岗岩等岩体中发 育有软弱结构面
 
 
10 1991.6. 29 鸡鸣寺滑坡 <0.30 0.30-1.00 1.00 〜3.50 >3.5 1.00 变形速率:滑前i5个月VImm/d,滑前4个 月>1 mm/di滑前2个月〉10mm/d,滑前10 天>50mm/d,滑前1天A100mm/d,滑动时 平均速度1. 25m/s 顺层基岩滑坡
由三迭系中厚层块状灰岩、薄层泥灰岩和 钙质页岩组成
11 1995. 1. 30 黄茨滑坡 <1.00 1.00-3.50 3.5Z.00 >6 3.50 勻速变形阶段平均变形速率3. 06iran/d,滑 前临界变形速率10~15tnm/d 基覆滑坡
自下而上为白垩系泥砂岩、扰动砂泥岩、 卵砾石层、河流冲积黏土层和堆积体
12 1996. 3. 10 天荒坪开关站 0」2 匀速变形阶段平均变形速率0. 12mm/d 岩质滑坡
13 1996. 7. 1 大冶铁矿狮子 山北帮西口滑 坡 <0.20 0.20-0.69 0.69 〜4.00 >4 0.69 变形速率:1.31前,缓慢滑移阶段为
0. 57mm/d, 1.31〜5. 9加速变形阶段平均为 3.81mm/d, 5. 9". 7失稳破坏阶段平均为
30. 6mm/d 岩质滑坡
主要为铁山中酸性闪长岩,裂缝发育并填 充有高岭土和绿泥石等
14 1996. 7. 1 大冶铁矿尖山 北帮A区滑坡 <2 2-5 5-20 2 岩质滑坡
主要为铁山中酸性闪长岩,裂缝发育并填 充有高岭土和绿泥石等
15 2003-2004 石榴树包前缘 测点 <0.50 0.50-1.00 1.00-10.00 >10 1.00
16 2004. 6后 湖北石榴树包 滑坡 2」〜3.45 变形速率:2004.6后开始加速,中后部
3. 45mm/d,中前部2. 1-3. 2mro/d 主要有三迭系中统至侏罗系下统的泥灰岩 、泥岩、页岩、砂岩及煤层等
17 2005. 5. 19 上涌镇桂林村 马坪滑坡 0.72 变形速率临界阈值:表层为
0.72~0.864mm/d,深层为0.23-0.317mm/d 土质滑坡
主要有粘性土和侏罗世花岗岩
18 2006. 12. 10 安家岭露天矿 北帮滑坡 <0.30 0.30-1.22 1.22-4.20 >4.2 1.22 沉降速率:s28和s29测点11. 18各为 2. 67mm/d和 1.93mm/d, 12. 2各为& 5mm/d和 4. 57mm/d
匀速变形阶段平均变形速率0. 8636mm/d 主要由黄土、煤、砂岩和泥岩相间发育组 成
19 2007. 9. 15 平庄西露天矿 顶帮 10 自下而上为煤层、辉绿岩、白玺系沉积岩 、新近系沉积岩和散体状玄武岩。
20 2010. 11. 12 布沼坝矿区西 帮边坡 <2.62 2.62-3.27 3.27-12.13 >12.13 3.27 变形速率:三级预警值2. 62mm/d,二级预 警值3. 27mm/d, 一级预警值 12. 13 mm/d 自下而上为断层破碎岩组、东桥粘土岩、 白云质灰岩、黑灰岩、主煤层、均质泥灰 岩及第四系粘土岩组
21 2016 年 安远西坑稀土 矿边坡 3.6 变形速率:初始变形阶段为
0. 15~0.3mm/h,勻速变形阶段为-
0. 15-0. 15nun/h,加速变形阶段是初始变形 阶段的3~10倍 主要为稀土矿和混合岩体
 
 
22 2017 兴山县城古夫 河左岸王家坡 滑坡 20 累计变形时间曲线出现多次阶跃现象,阶 跃时的滑坡变形速率均超过20imn/d 自下而上为卵石层、粉质黏土和泥页岩混 合层、粉质黏土夹碎石层
23 黄蜡石滑坡群 <0.02 0.02~0.33 0*33 〜1.67 >1.67 0.33 主要有紫红色粉砂岩、钙质粘土岩、泥灰 岩、泥岩、灰岩等
24 皋兰山滑坡群 <0.33 0.33 〜1.67 1.67 〜6.67 >6.67 1.67 主要岩体有黄土状亚砂土、含砾亚粘土、 亚粘土、含砾粉细砂、泥岩碎块与黄土堆 积体、亚粘土夹泥岩碎块、砂岩块体、夹
泥岩碎块等
25 某黄土高填方 支挡边坡 1.176 48.24 21.36 变形速率:初始蠕滑拉裂阶段最大为
1.176mm/d,滑移拉裂阶段最大为
48. 24mm/d,蠕滑转滑移的临界速率为
21. 36mm/d 主要有马兰黄土、泥岩、泥岩碎块、粉土 、砂质泥岩及脉状石英等
26 盘兴高速公路
K5 土质路堑滑 坡 22.5 40 22.5 地表变形速率:6.11-7.12匀速变形阶段平 均为22.5mm/d, 8.11-8.14加速变形阶段平 均为40 mm/d 土质滑坡
主要有二叠系泥质砂岩、砂质泥岩及碳质 泥岩
27 攀田高速三家 村滑坡 0.50-1.00 1.00-10.00 >10 1.00 主要有粘土、粉质粘土、碎块石、泥岩及 砂岩等
28 酒埠江滑坡 10 1号滑坡水平变形速率最大为7mm/d,垂直 变形速率最大为3nun/d; 2号滑坡失稳前1个 月裂缝扩增速率约lOrnm/d
29 李家沱滑坡 10 滑前22天,水平变形速率平均为& 2mrn/d, 竖直变形速率平均为9. 2mm/(i
30 紫坪铺水电枢 纽2#导流洞 出口边坡 10 滑前10天,水平累计变形达150. 1mm,竖直 累计变形达97. 6mra
31 成昆线377号 滑坡 1 滑前水平变形速率约5〜垂直变形 速率约1〜5mm/d -
32 黄龙西村滑坡 变形速率:滑前6天约7mm/d,滑前1天达
300mni/d
33 宝成线李家河 滑坡 10 滑前22天,水平变形速率平均为& 2mm/d, 垂直变形速率平均为9. 2mni/d 铁路沿线分布风化花岗岩、绿泥片岩、泥 质页岩、板岩和千枚岩等软弱地层
34 某灌区干渠堤 防滑坡 0.32 3.8 对位移速度和加速度进行正态检验,分析 出匀速变形到加速变形的临界时刻。匀速 变形阶段平均变形速率0. 32mm/d
 
 
35 卧龙寺新滑坡 0.514 匀速变形阶段平均变形速率0. 514mm/d 黄土滑坡
36 勒山新滑坡 0.064 匀速变形阶段平均变形速率o. 064mm/d
37 开关站滑坡 2.482 匀速变形阶段平均变形速率2. 482mm/d
38 龙羊峡滑坡 0.022 匀速变形阶段平均变形速率0. 0225mm/d
39 秣归县沙镇溪 镇树坪滑坡 <8 8〜64 >64 8 变形速率:匀速变形阶段蓝色预警值小于 Smm/d,初加速变形阶段黄色预警值 8〜31.8mm/d,中加速变形阶段橙色预警值 31.8〜64mm/d,加速临滑阶段红色预警值大 于64 mm/d,临滑状态警报发布阶段大于 320. 8 mm/d 主要有三叠系泥岩、泥灰岩、层状灰岩及 层状粉砂岩等
40 1963. 10.9 意大利瓦伊昂 滑坡 <0.30 0.30-1.40 L40-10.00 >10 1.40 变形速率:匀速变形阶段平均为
0. 65mm/d,滑前半年开始加速,为
L 4mm/d,滑前21〜15天达lOmm/d;滑前 8〜13天为100〜200mni/d,滑前1天为
400mm/d,滑动当天达8100mm/d 岩质滑坡
41 国外某边坡 <2.00 2.00-10.00 10.00-50.00 >50 10.00
42 挪威Aknes滑 坡 <0.50 0.50 〜2.00 2.00-5.00 >5 2.00 潜在滑动,尚未破坏 岩质滑坡
43 斋藤试验 0.21 匀速变形阶段平均变形速率0. 21mni/d 粘土滑坡
44 智利滑坡 0.06 匀速变形阶段平均变形速率0. 06mm/d
45 日本白山别当 谷 0.17 匀速变形阶段平均变形速率0. 17nm/d
46 波兰 Koronowo 0.02 匀速变形阶段平均变形速率0. 02mni/d
47 美国Runion 0.66 匀速变形阶段平均变形速率0. 66mm/d
48 瑞士
Innertkirche
n 0.08 匀速变形阶段平均变形速率0. 08mm/d 岩质滑坡
49 委内瑞拉高架 桥 0.37 匀速变形阶段平均变形速率0. 37mm/d 土石混合体滑坡
50 日本大中川笛 滑坡 24 滑前1天,变形速率达到24mm/d
51 瑞士 Campo Vailemaggia 4 变形速率:平均为0.5 mm/d,最大为4min/d 。潜在滑动,尚未破坏
 
如表3.3的统计结果所示,不同的滑坡在失稳破坏前的变形发展过程、各阶段的变 形速率以及匀速转加速的临界速率各不相同。其中:①匀速变形阶段的变形速率小的不 到O.lmm/d,如勒山新滑坡的0.0643mm/d,大的超过20mm/d,如盘兴高速公路K5 土 质路堑滑坡的22.5mm/d;②匀速转加速的临界速率最小的不到lmm/d,如黄蜡石滑坡 的0.33mm/d,最大的约20mm/d,如某黄土高填方支挡边坡的21.36mm/d;③失稳破坏 前(急剧变形阶段)的变形速率差别更大,范围从每天几毫米到上千毫米不等,如黄茨 滑坡失稳破坏前的临界滑移速率为10〜15mm/d,意大利瓦伊昂滑坡失稳破坏前一天变形 速率达到了 400mm/d,大冶铁矿象鼻山北帮滑坡在失稳破坏前一天的变形速率超过了 1000mm/d等;④不同滑坡之间的滑坡类型也不一样,比如鸡鸣寺滑坡是顺层基岩滑坡、 黄茨滑坡是基覆滑坡、宝成铁路滑坡是堆积体滑坡、洒勒山滑坡是岩质滑坡、卧龙寺新 滑坡是黄土滑坡等,此外地层岩性及地质构造也差别很大。
可见,不同边坡在失稳破坏前的变形发展历程及各阶段的变形速率差别很大,相应 提出的临界速率报警阈值也就不同,造成这种差别的影响因素也很复杂,主要有:
①边坡类型及工程地质条件。有土质边坡、岩质边坡和土石混合型边坡,一般岩质 边坡的变形速率是土质边坡的几十倍左右。构成边坡的主要岩土类型不同,其内部的力 学特性和变形机理也不相同,加上边坡内部地质构造不同,发育有不同的断层、节理等, 最终表现出来的变形速率也就不同;
②失稳滑动面类型。有硬岩粗糙面、硬岩平直面、含泥屑型、软岩结构面和含碎石 碎屑型等,不同的滑动面类型和发育的角度,对边坡滑体的运动产生影响,从而影响变 形效率;
③滑体的方量。边坡失稳破坏的滑体方量也会其变形发展的过程,按照滑体的方量 称不足10万m3的为小型滑坡、10万〜100万m3的为中型滑坡、100万〜1000万m3的为 大型滑坡、超过1000万n?的为巨型滑坡;
④破坏模式。不同的边坡破坏模式对失稳破坏的变形路径有显著影响,主要的有单 结构面滑动、坡体局部崩坍破坏、堆积体整体滑动破坏、坡体呈楔形双面滑动破坏和滑 移-倾倒破坏等;
⑤监测点的布置。显然,监测点的布置不会影响边坡的变形速率,但是对于监测预 警而言,由于边坡变形具有不协调性,布设在边坡表层和内部不同位置处的测点获取到 的监测结果可能差异很大,合理的布设测点对边坡的变形监测至关重要。
对于渠道边坡而言,以土质边坡居多,土质类型主要为粘性土,粘土一般干燥时比 较坚硬,遇水会发生膨胀崩解,具有大孔隙、水平层理结构和可溶性盐含量高等特点。 渠道边坡的破坏模式主要有:①崩塌。主要发生在高陡边坡;②坍塌。主要发生在含湿 陷性粘土的边坡,遇水发生湿陷使边坡表面发生坍塌;③侵蚀和剥落。主要受到冻融作 用影响;④滑坡。滑动面类型有平面和圆弧,含膨胀性亲水矿物粘土的边坡遇降雨和洪 水等易产生滑坡,裂隙性粘土边坡的滑动面常沿光滑裂隙面形成,半成岩粘土高边坡因 坡脚蠕变可导致高速滑坡。通常,对于趋向稳定的渠道边坡,在长期运行过程中边坡累 计变形量和变形速率均不大,结合渠道边坡的工程地质条件、构造特征、变形发展规律 和破坏模式等信息,并参考表3.2中所统计的各典型滑坡的临界变形速率取值,建议取 边坡变形的临界速率报警阈值为0.5-lmm/do
3.7本章小结
本章从安全监控的角度出发,以调水工程的渠道为对象,首先分析了渠道的失事案 例,总结其破坏模式及破坏原因,发现渠道边坡失稳破坏为主要破坏模式。然后以渠道 边坡安全为例,建立了基于“三级预警+—级报警”的渠道边坡变形安全监控模型。并提 出了建立不同水工建筑物安全监控指标与阈值的统一技术路径:①调研梳理建筑物的破 坏模式及破坏机理;②了解工程概况,包括工程地质、结构尺寸、工作运行状态、监测 仪器布置情况等;③分析现有监测物理量的实测资料序列,把握其分布特征及变化规律 和趋势;④基于监测物理量对破坏模式的敏感程度拟定安全监控指标;⑤结合工程的重 要程度和安全分级确定安全监控指标的分级标准及其对应的安全状态;⑥建立能反映工 程实际运行状况的分析预测监控模型;⑦确定监控指标的预警阈值范围。其中破坏模式 及路径识别、现有监测量分析是基础;安全监控指标拟定、典型建筑物性态与易损性分 析是关键;安全监控指标分级是核心;监控阈值确定是结果。
第4章 基于原型监测与数值分析的渠道安全评估
>
——以深挖方渠道边坡安全为例
4.1引言
对于调水工程的运行安全而言,除了需要关注运行期各类监测仪器获取的实测资料 序列的变化大小和趋势,并建立监测预警指标及阈值来进行实时预测预报外,在实际的 运行管理过程中还需要定期对工程进行现场调研检查,并结合各类监测资料,对工程的 实际运行状况做岀安全评估。绪论中提到,目前有关调水工程的安全评价研究工作主要 是单就监测资料对工程的工作性态进行分析评价,和建立有限元模型对工程的应力变形 等特征量进行分析计算,其中监测资料分析评价方法是起步较早的,理论和方法体系比 较完善的一种工程安全评价分析方法,有限元法相对起步较晚,但是发展迅速,可以分 析计算一些比较复杂的工程问题,并且可以模拟各种复杂的边界条件,因此推广应用十 分广泛。但是,现阶段很少看到将实测资料和数值分析方法相结合应用到调水工程运行 安全的评估研究工作中。
对于渠道边坡的安全稳定性而言,一方面与边坡内部地下水的分布状况紧密相关, 若边坡内部有高地下水的存在,不但会增加边坡土体的自重而增大滑动力,还会使边坡 土体因含水率升高而导致抗剪强度下降,此外还会影响边坡表面的衬砌稳定,这些都不 利于边坡的安全稳定性。另一方面也与边坡整体的抗滑安全稳定性、可能的滑动破坏模 式及支护结构的支护效果密不可分。本章基于上一章节对工程原型相关实测资料的分析 结果,对同一渠道工程的典型监测断面建立二维有限元模型,开展基于实测资料的渗流 反演分析和有限元强度折减计算,明确渠道边坡内部的地下水发育状况和边坡变形安全 的稳定性,结合原型监测与数值分析的结果对深挖方渠道边坡的运行状况做出安全评估。 该方法可以推广至调水工程的其他边坡乃至其他工程的各类边坡的安全评估工作中。
4.2渠道边坡渗流场反演分析
根据该渠段运行期测压管(参考附近断面)和渗压计监测数据,反馈得出渠外远处 的地下水位值,并对地层的渗透系数进行修正。拟定两种地下水位工况:①高地下水位。 地下水位高于渠底超过20m,拟定高地下水位工况的主要依据在于施工开挖期,在高于 渠底10〜20m的部位有地下水渗出,现场调研发现一、二级马道之间坡面排水管有水渗 出;②低地下水位。地下水低于渠底高程,赋存在深部基岩内。拟定低地下水位的依据 在于设计资料表明该渠段内基岩或第四系层间含水层一般低于渠水位,在开挖期渠段地 下水相对贫乏,坡面及渠底只有零星渗水。通过建立渗流有限元计算模型,进行多方案 渗流反演计算。
4.2.1渗流有限元模型
考虑到该工程渠段所在区域地表平缓,地层和渠道结构基本沿渠中心左右对称,故 取模型由渠道边坡顶部外延150m,渠底下延30m,建立左侧渠道边坡的二维有限元模 型,模型各部分详细尺寸参考图3.2。如图4.1所示,模型包含5140个节点,5054个单 .兀O
 
关反演分析工作,最终确定有限元模型的材料参数取值如表4.2所列。表中所列参数包 括了下文进彳亍有限元强度折减计算所需要的粘聚力和内摩擦角。
表4.1膨胀土力学参数取值调研
工程渠段 土质类型 天然容 重r
kN/m3 饱和容 重r kN/m3 压缩模 量Es
Mpa 弹性模 量E Mpa 泊松
比V 粘聚 力C kPa 内摩擦 角(P
0 渗透系 数k cm/s
1 南水北调中线 粘土 Q1 19.8 8 30 13 2.4x10-7
2 淅川段 壤土 Q4 19.3 7.2 25 14.5 5.5xl(y7
3 南水北调中线 粘土 Q1 20.5 15.1 20.8 12 4.1x10-6
4 邯郸段 壤土 QU 20.4 21.2 26 14 1.8x10-6
5 南水北调中线 含碎石粘土 20.5 50 0.35 28 15.3
6 京石段 黄土状壤土 19.5 30 0.35 25 17
7 铁佛寺灌区干 天然粘土 J5.8 22.8 20.5 6.87X10-4
8 渠深挖方渠段 饱和粘土 18.2 16.4
9 南水北调中线 黄麦段 黄土状中壤土 14.2 19 15 19 8x10(,
10 黄土状中粉质壤土 15.3 19.7 18 17 6.6x10-6
11 回填土 14.2 20,2 20 21 8x10"
 
 
编 号 工程渠段 土质类型 天然容 重r kN/m3 饱和容 重r kN/m3 压缩模 量Es
Mpa 弹性模 量E
Mpa 泊松 比V Tkpa 内摩擦 角(P
O 渗透系 数k cm/s
12 南水北调中线 南阳第二标段 强膨胀土 17 6.48 0.35 22.2 24.56
13 中膨胀土 16 5.36 0.35 12.54 23.68
14 弱膨胀土 15 5.3 0.35 8.16 22.3
15 南水北调中线 邯郸强膨胀土重塑样 18 54.8 15.1
16 南阳段+邯郸 南阳中膨胀土 19.3 39.7 25.8
17 南阳弱膨胀土 19.5 27.3 25.5
18 南水北调某标 水上膨胀土 1&3 44 22
19 水下膨胀土 20.1 40 20
20 南水北调中线 禹州段 15.8 17.9 14.5
 
表4.2模型力学参数
名称 密度
/kg*m-3 弹性模量
/MPa 泊松比 凝聚力
/kPa 内摩擦角
/ (°) 渗透系数
/m-s l
黏土 1 1500 8 0.3 20 10 2.0x10-7
粉质黏土 1 1600 10 0.3 30 12 8.0X108
黏土 2 1600 12 0.3 28 12 8.4x10-9
粉质黏土 2 1600 15 0.3 36 14 1.0X10-9
改性土 2000 20 0.25 30 16 1.0x10-9
抗滑桩+梁 2400 30000 0.2 - - -
渗流有限元计算模型的单元类型设为孔隙流体/应力CPE4P单元,给定模型右侧过 水断面渠道水位和模型左侧边坡内部地下水位,各级边坡及马道设置为排水边界,固定 所有节点的x和y方向的位移。
4.2.2基于高地下水位假定的反演分析
高地下水位假定认为地下水面线以下的土体处于饱和状态,地下水位高于渠底高程 139.032m。拟定六个反演计算方案及相应的结果如表43所示,其中渠道水位取测值序 列内的平均值145.2m,四级马道下测压管的实测水位为162.2m,二级马道下测压管的 实测水位为153.3m,不难看出方案五的反演计算值与实测值很接近。对比实测值与反演 值,最终确定计算方案为给模型左侧水边界高度169.45m,右侧渠水位145.2m,渠水面 以上至二级马道顶给溢出条件,此时两值差小于3%,如表4.4所示。
 
表4.3高地下水位计算方案及结果
方案 反演计算条件 四级马道下水位反 演值(m) 二级马道下水位反 演值(m)
左边界水面高度160m。渠内水位145.2m。
方案一 渠底给定溢出条件。粉质粘土 2渗透系数
7.8E-8O 149.5 148.5
方案二 左边界水面高度160m。渠内水位145.2m。 右侧无溢岀。粉质粘土 2渗透系数7.8E-8O 149.8 148.7
方案三 左边界水面高度160m。渠内水位145.2m。 右侧无溢出。粉质粘土 2渗透系数1.0E-9. 152.3 150.0
方案四
方案五 左边界水面高度160m。粉质粘土 2渗透系 数1.0E-9。渠内水位145.2m。渠水面以上至 二级马道顶给溢出条件。
左边界水面高度169.45m。粉质粘土 2渗透 系数1.0E-9。右侧渠水给水头,渠内水位 145.2m。渠水面以上至二级马道顶给溢出条 件。
左边界水面高度169.45m。粉质粘土 2渗透 系数1.0E-8。右侧渠水给水头,渠内水位 145.2m。渠水面以上至二级马道顶给溢出条 件。 151.5
157.4 149.2
152.9
 
方案六 152.8 150.2
 
 
表4.4测压管水位实测值与反演值对比
测压管 四级马道下 二级马道下 渠水位
实测值/m 162,2 153.3 145.2
反演值/m 157.4 152.9 145.2
相差百分比/% 2.9 0.3 -
 
如图4.2所示为运行期渠道断面左岸边坡的孔隙水压力分布云图,计算结果显示渗 流溢出部位为一、二级马道之间,与现场出现坡面排水的现象相符。如表4.5所示为高 地下水位假定渗压计实测值与反演值对比,测压管中的水来自于上层滞水或上部个别富 水土层的可能性大,因为测压管贯穿多个土层,此类水渗入测压管,使管内水量累计而 造成较高水位,因而使测压管测到了较高的地下水位;主要的地层——粉质粘土层中含 水量很小、处在非饱和状态的可能性大,故渗压计测得的渗压较小,未测得支持全部地 层处在高地下水位假定的数据。这种判断与设计早期勘察及施工期揭露的地下水情况接 近。
 
 
(b)渠道边坡局部结果
图4.2高地下水位假定运行期孔隙水压力分布(单位:Pa)
表4.5高地下水位假定渗压计实测值与反演值对比
测点渗压计编号 P08 P06 P04 P01 P03
距离渠中心(m) -90.1 -36.1 -21.5 6.8 6.0
高程(m) 146.8 136.0 143.0 137.0 135.5
孔隙压力实测值(kPa) 9.0 36.0 1&0 57.0 53.0
孔隙压力计算值(kPa) 96.5 133.4 2&4 61.1 7&5
实测值与计算值之差(kPa) -87.5 ■97.4 -10.4 41 -25.5
之差折合成水头(m) -8.9 -9.9 ■L1 -0.4 -2.6
 
4.2.3基于低地下水位假定的反演分析
低地下水位假定认为地下水位低于渠底,粘土层赋存的上层滞水对稳定渗流场基本 无影响,在运行期,渠水有外渗的趋势。如图4.3所示为低地下水位假定运行期孔隙水 压力分布云图,各测点渗压计的实测值与反演值的对比如表4.6所示。不难看出,各测 点渗压计的实测值和计算值比较接近,两者之差折合成水头最大不超过1.9m,说明有限 元计算结果比较符合边坡内部实际的渗流状况。距离过水断面较远处的P08渗压计实测 值偏大,同样分析认为是渗压计位于测斜管底部,局部含水层的水入渗到测斜管内累积, 所以渗压计测得了较大的孔隙水压力,不影响整体的渗流场分布。
 
 
(b)渠道边坡局部结果
图4.3低地下水位假定运行期孔隙水压力分布(单位:Pa)
表4.6低地下水位假定渗压计实测值与反演值对比
测点渗压计编号 P08 P06 P04 P01 P03
距离渠中心(m) -90.1 -36.1 -21.5 6.8 6.0
高程(m) 146.8 136.0 143.0 137.0 135.5
孔隙压力实测值(kPa) 9.0 36.0 18.0 57.0 53.0
孔隙压力计算值(kPa) 1.0 27.2 17.9 61.1 71.7
实测值与计算值之差(kPa) 8.0 8.8 ().1 -4.1 •1&7
之差折合成水头(m) 0.8 0.9 0.0 -0.4 -1.9
 
4.2.4两种假定计算结果对比分析
如图4.4所示为两种工况渗压计实测值与反演值对比。研究结果表明,高地下水位 工况时,过水断面附近位于衬砌下方的渗压计P01-P05实测和反演值较为接近,但是远
 
离过水断面的渗压计P06-P09则相差较大,折算成水头差值约&9〜13.3m;低地下水位 工况时,反演出来绝大多数测点的孔隙压力结果与实测值较符合,衬砌下方的几个渗压 计和渠水位相关性很强,渠水应有一定程度的渗出,但是鉴于渠道下部粉质黏土透水性 极微弱,此外渗量有限。
 
图4.4两种工况孔隙压力实测值与反演值对比(单位:kPa)
根据反演分析,结合设计勘察和渠道开挖期间揭露的地下水情况,可以认为,低地 下水位的工况比较符合目前实际情况,过水断面渠水有微弱外渗,来自局部含水层,衬 砌下方的孔隙水压力与渠水位相关性较高,受地下水位分布的影响小,坡内地下水不会 影响边坡衬砌稳定。
4.3渠道边坡的稳定分析
边坡的抗滑稳定安全系数是边坡稳定性评价的一项重要指标。目前,工程中常用于 边坡稳定性的方法主要有刚体极限平衡法和有限元强度折减法,其中刚体极限平衡法是 提出时间最早的且被广泛应用于边坡稳定分析经典方法,主要优势在于计算方便,只需 要少量的力学参数即可计算出设计应用所需的安全系数,并且物理意义明确简单,局限 在于需要做许多假设,比如滑动面假设等。有限元强度折减法通过在给定荷载条件下对 强度参数不断折减计算得出抗滑稳定安全系数及相应的临界滑动面,并且不需要任何假 设,同时还考虑了边坡失稳破坏的过程和边坡土体的弹塑性。鉴于膨胀土的力学机理比 较复杂,很难计算得到与工程实际相符合的边坡变形过程,故本章选择有限元强度折减 法来计算渠道边坡的抗滑稳定安全系数,并结合实测资料,对渠道边坡的安全稳定性做 出评价。
4.3.1稳定分析有限元模型
选用商业有限元软件ABAQUS进行本节的边坡稳定分析计算,建立渠道边坡稳定 分析的有限元模型主要内容包括网格模型、计算分析步、单元类型、边界条件、荷载工 况、材料本构及参数等。
(1) 有限元强度折减计算模型几个建模要点
①网格模型。边坡稳定分析的网格模型同上文建立的渗流有限元模型;
②单元类型。模型边坡土体选用四结点双线性平面应变四边形单元CPE4,根据抗 滑桩布置间距取平面应变厚度为4m。补充61个梁单元用于模拟抗滑桩和坡面梁,具体 位置参见图3.2,单元类型选择梁单元B21,在软件中可指定梁单元的截面属性;
③边界条件。底部固定所有结点的水平和竖直向位移,两侧固定所有结点的水平向 位移;
④施加荷载。边坡土体及抗滑桩和坡面梁自重,渠道内过水断面施加水压力,根据 监测资料取渠道水深为8m;
⑤材料本构及参数取值。考虑到各类膨胀土本构模型各有优劣,大多数都是参数繁 多且获取难度大,大量的工程实践经验表明摩尔-库伦最为实用,并且有限元强度折减计 算不必深究变形机理,故本章土体本构模型选择软件中的摩尔-库伦塑性模型(Molar- Coulomb Plasticity Model),相关材料参数的取值参见表4.2。
(2) 模型计算的五个分析步
initial:施加模型边界条件;
②step-1:移除抗滑桩和梁,进行初始地应力平衡计算;
③step-2:激活抗滑桩和梁,给模型整体施加重力;
④step-3:渠道内过水断面施加水压荷载;
⑤step-4:强度折减计算。
4.3.2计算结果分析
(1)抗滑稳定安全系数
依据上文提到的三种临界状态判据确定本章渠道边坡的抗滑安全稳定系数:①如图 4.5所示,取四级马道外边缘点为特征点,竖向位移向下为负,图中位移变化无明显突 变点,故可取安全系数大于1.60;②如图4.6所示,渠道边坡内部出现等效塑性应变贯 通区时取得安全系数为1.60;③有限元计算至不收敛发生中断时的安全系数为1.64o显 然,三种判据取得的安全系数结果是比较接近的,故最终取安全系数为1.64是合理的。
此外,设计资料中给出在正常运行情况下渠道边坡的抗滑稳定安全系数设计值为
 
1.5,因此有限元强度折减计算的结果满足设计要求。此时,从等效塑性应变贯通区的发 展情况来看,该渠道边坡若发生失稳破坏时的滑弧属于较为平缓的类型,并且是从四级 马道坡顶附近一直延伸至一级马道坡顶,滑动破坏类型属于深层滑动。
 
图4.6边坡变形后塑性区
(2)边坡变形
分析抗滑桩和坡面梁的支护情况,强度折减计算至失稳破坏时,渠道边坡土体的变 形如图4.7所示,抗滑桩和坡面梁的位移矢量如图4.8所示。不难看出,失稳破坏时的 滑动面经过三级马道下的抗滑桩底部,而该处的抗滑桩随滑体整体移动,桩自身无明显 变形,说明该部位的抗滑桩能有效防止渠道边坡的浅层滑动,而对其深层抗滑是否有显 著作用有待商榷。过水断面渠道边坡在抗滑桩和坡面梁的支护作用下,强度折减计算至 失稳破坏时基本无变形,仅过水断面的坡面梁在渠水压力作用下有极其微小的竖向变形, 说明抗滑桩+坡面梁的结构对渠道边坡的支护效果较好。
在当前的支护条件下,土体强度发生折减后,最先出现的滑动模式很可能是深层滑 动,然而现场调研及监测资料分析中并未发现渠道边坡有深层滑动迹象,所以渠道边坡
 
(b)渠道边坡附近变形
图4.7失稳时渠道边坡的变形等值云图
u, sf
+ 7.13e-01
+ 6.56e 01
4-6.00e-01
+ 5.43e-01
+ 4.86e-01
+ 4.30e-01
+ 3.73e-01
+ 3.16e-01
+ 2.60-01
+ 2.03e-01
+1.46e-01
+ 8.95e-02
+ 3.28e-02
图4.8失稳时抗滑桩和坡面梁的位移矢量图
(3)Mises 应力
本算例采用有限元强度折减法计算,失稳破坏时渠道边坡土体、抗滑桩和坡面梁的 Mises应力如图4.9所示。鉴于本章所选土体本构模型,及建模计算中没有考虑膨胀土 复杂的力学机理,计算得到的应力数值与实际情况应差别较大,但是应力整体的分布情 况及反映的规律应是具有参考意义的。从图中不难看出:①三级马道下的抗滑桩应随滑 体整体移动,自身变形很小,因而桩身应力也很小;②过水断面抗滑桩和坡面梁的应力
 
比较大,数值上比土体应力大两个量级,分析主要是抗滑桩和坡面梁形成的支挡结构需 要抵挡上部边坡土体的滑动变形,因而产生较大的应力;③受到地应力的影响,边坡土 体应力随深度的增加而增大,这种分布规律是合理的。总结来说,该抗滑桩和坡面梁的 支护结构对于渠道边坡的支护效果是良好的。
 
 
 
 
+ 1.22e+07 + 1.12e+07 + 1.02e+07
+ 9.14e+06
+ 8.12e+06 十 7.11e+06 4-6.09e+06
+ 5.08e+06
+ 4.06e+06
+ 3.05e+06
+ 2.03e+06 + 1.02e+06 + 0.00e+00
(b)抗滑桩和坡面梁
图4.9失稳破坏时的Mises应力云图
(4)计算值与实测值对比分析
如表4.7所示为测斜管位移实测值与计算值对比,变化值对应的时间范围是2018年 1月12日至7月9日,其中气温由3.3。(2升至33.1°C,渠水位由&06m降至7.95m。不 难看出,实测变化值较小,最大仅为4.63mm,位于IN01管0.5m深处。此外还使用Saptis 软件计算渠道边坡土体在气温变化影响下的温度变形分量,分析有限元温度计算结果, 温度荷载引起的位移分量变化值不超过0.7mm,并且三根测斜管均是随深度增加温度分 量变化值减小,分析得到外界气温对渠道边坡变形的影响深度约为10m。
表4.7中实测累计位移的日期是2018年9月10 H,与强度折减至失稳时的位移值 对比来看,实测值占计算值的百分比基本小于10%,百分比为负表示二者方向相反,说 明渠道边坡目前的累计变形远小于失稳时变形,渠道边坡抗滑稳定尚有较大安全储备。 总体而言,目前渠道边坡是安全稳定的。
表4.7测斜管实测位移与计算位移对比
测斜管 深度/m 实测变化
值/mm 计算温度分 量变化值 /mm ・实测累计位
移/mm 失稳时计算 值/mm 实测占计算百 分比/%
0.5 0.68 0.47 -6.24 89.20 -7.0
INKHZ 2 0.89 0.14 6.57 105.07 6.3
6 0.83 -0.12 3.99 139.75 2.9
10 0.56 -0.09 2.25 173.40 1.3
0.5 4.63 0.56 27.31 255.45 10.7
IN01 2 1.17 0.20 7.14 161.32 4.4
6 0.43 -0.09 1.09 -25.44 -4.3
10 0.12 -0.06 -0.35 -6.93 5.1
0.5 1.21 0.69 -11.86 220.62 -5.4
IN03 2 1.37 0.30 0.15 245.62 0.1
6 1.51 -0.03 0.18 302.45 0.1
10 1.44 -0.04 -0.18 252.95 -0.1
 
4.4渠道边坡安全评价
结合第3章相关的实测资料分析和本章节有限元数值计算的结果,分析南水北调中 线膨胀土地区某深挖方渠段的运行状况,并以此为依据做出安全评价,主要结论如下:
(1)渗流分析表明,渠道区域地下水位较低;过水断面渠水有微弱外渗,坡面渗水 可能来自局部含水层;衬砌下方的孔隙水压力与渠水位相关性较高,受地下水位分布的 影响小,衬砌下部釆取了外水内排措施,坡内地下水不会影响边坡衬砌稳定。
(2)变形资料表明,通水后渠道边坡竖向变形很小,一般在±1.5mm以内;测斜管 位移测值一般小于40mm,最大累计位移主要在渠道边坡表层,实测位移与计算至失稳 的位移值相比占比不到10%,尚无深层滑动迹象。
(3)强度折减法计算结果表明,渠道边坡稳定性安全系数为1.64,大于所选渠段 边坡在基本荷载组合下的安全系数设计值1.5o从计算失稳时渠道边坡变形分布和滑弧 位置来看,单抗滑桩结构能够有效限制渠道边坡的浅层滑动,抗滑桩+坡面梁的结构对 加强渠道边坡稳定性效果显著。
(4)综上,目前坡内渗流稳定,变形稳定且有较大安全储备,渠段运行状况良好。 测斜管测得的侧向位移虽较小,但时效变形仍未完全收敛,应予以持续关注。
4.5本章小结
本章以深挖方渠道边坡的安全稳定分析为例,主要研究内容为基于实测资料对边坡 内部地下水状况的反演分析,运用有限元强度折减法来计算渠道边坡的抗滑安全稳定系 数,并结合实测资料对渠道边坡的安全稳定状况进行评价。本章所提出的原型监测与数 值分析相结合来分析渠道运行状况的方法适用于各种土质边坡工程运行安全分析,局限 性在于力学模型未能充分反映膨胀土的力学机理,未能反演出实际的变形过程,下一步 将结合室内试验、监测资料开展更深入的研究。
第5章基于涡流仿真技术的桩基检测
t
——以渡槽桩基钢筋检测为例
5.1引言
前面两章节的内容主要研究了调水工程渠道边坡的安全监控及评估的相关内容, 本章节将以渡槽桩基为研究对象,使用电磁场有限元的方法开展相关的研究工作。渡 槽桩基破坏在渡槽工程的失事案例中占据着很大的比例,下文详细介绍渡槽桩基破坏 的各种模式,并以管桩为例,阐述其在服役过程中可能面临的不利条件和存在的安全 隐患。显然,渡槽桩基的安全关乎上部槽身的输水安全乃至整个调水工程的运行安 全,运行期对渡槽桩基的安全检测是保障渡槽工程安全稳定运行的重要工作内容。现 阶段,针对渡槽桩基的检测工作主要是围绕桩身混凝土的完整性、桩身承载力、桩基 土体的承载力和化学试验检测等内容来进行,前文也介绍了对在役管桩桩身完整性和 承载力检测的一些主要的技术手段及相关的研究进展。然而,长期以来有关桩基内钢 筋的检测研究工作少之又少,应用到工程实践的更是几乎空白。
钢筋作为桩基的重要组成部分,在加强桩身承载力和抵抗桩身受拉发生变形开裂等 方面发挥着不可或缺的作用。在桩基的长期服役过程中,桩身混凝土开裂或存在孔隙通 道等,使得水、空气和侵蚀性介质等入侵到钢筋表面,钢筋发生腐蚀造成截面损失,严 重时发生断裂,这大大降低了桩体的结构承载力,严重威胁到上部结构的安全,尤其是 对于长期处于腐蚀性环境或水位变动区等恶劣条件下的桩基而言,发生腐蚀断裂的可能 性更高。此外,对于预应力钢筋结构而言,除了发生常规腐蚀外,应力腐蚀也会加快钢 筋断裂的进程,然而由于预应力钢筋结构具有提高桩身承载力和在一定程度上降低桩身 开裂的可能性等优势,被广泛应用于工程实践中,因此需要严密关注钢筋结构的完整性, 相关的检测研究工作也显得尤为重要。
随着无损检测技术的兴起和发展,大量基于声、光、电、磁、热等的检测技术被应 用到工程实践中,其中基于电磁法的检测技术已经广泛应用于油气管道和输水管道等的 钢结构检测中,并且取得了不错的成果。但是经查阅文献,目前尚未发现有将电磁法应 用到桩基钢筋结构检测的相关研究工作,相对于典型铁磁性管道而言,桩基的钢筋结构 稀疏,涡流效应也较弱,电磁法检测是否有效,钢筋局部发生断裂是否能够引起磁场信 号的变化,这些都是研究中需要关注的重点,也是本章的创新点所在。当然,要实现最 终的工程应用还需要进行试验研究、设备研发、实例检验等诸多阶段,涉及多学科、多 专业的知识和能力,鉴于时间、精力和能力有限等原因,本章主要是基于涡流仿真的有 限元计算分析,研究不同线圈布置方式和钢筋断裂工况下的磁场信号之间的差异,为后 续更多的人开展更加深入的研究工作奠定基础。
5.2渡槽桩基失事案例分析
5.2.1渡槽桩基破坏案例
渡槽基础是支撑整个渡槽工程的根本,基础工程质量的好坏直接关系到上部支承结 构和槽身的结构安全。建于70年代末期的辽宁省沈阳市东郊张沙布渡槽的排架柱在 1976年和1986年多次出现裂缝,通过现场观测和室内试验模拟得出裂缝出现主要是基 础土体冻融破坏的影响,可知地下部分的桩基也存在不同程度的开裂破坏,桩基内部的 钢筋锈蚀状况也影响到渡槽基础结构的安全[W4J05];2004年,完建于1963年的齐齐哈尔 市工农兵灌区干渠矩形连续梁渡槽的翼墙基础和桩基常年受到水流浸泡和冲刷,混凝土 出现剥离、开裂等老化现象,桩基还受到冻拔作用导致槽身出现不均匀沉降,槽身地板 和侧墙开裂引发渗漏[附;在1996-2004年间,甘肃省景电二期工程渡槽的基础混凝土存 在大量不同程度的剥蚀现象,尤其是地下水位变动区受腐蚀最严重,有的己经离散成蓬 松的渣状,空气中的混凝土碳化现象严重,钢筋被暴露且锈蚀严重,部分构件棱角已经 圆化,存在重大的安全隐患,随时可能导致上部结构的坍塌。通过调查分析发现主要的 破坏原因有:施工质量差,混凝土振捣不实及水灰比过大,土壤中侵蚀性离子含量高, 地下水位变动区干湿交换加速侵蚀,混凝土受冻融影响等呵]。
5.2.2渡槽桩基破坏模式及原因分析
通常,根据渡槽发生破坏的部位不同,可将其破坏模式大致分为槽身破坏、支承结 构破坏和桩基破坏三类[呵。目前,我国已经或在建的渡槽基础绝大多数为桩基础结构〔㈣, 其中桩基根据其承载性状分为摩擦桩和端承桩,所谓摩擦桩是桩侧摩阻力提供主要抗力, 端承桩是桩端力提供主要抗力。
根据桩基类型及土体支承力的不同,桩基破坏模式主要有三类[阿:(1) 土体的支承 能力不足发生刺入破坏,主要由于打入桩桩端持力层偏软或灌注桩孔底有较厚堆积,当 桩四周提供的摩阻力低于顶荷载时就会发生破坏;(2)桩身抗压强度不够发生压碎破坏, 主要由于打桩时桩身混凝土存在缺陷或强度不足,或是长期运行过程中混凝土老化,钢 筋锈蚀断裂,此时的桩周摩阻力还未能充分发挥时桩身混凝土就被压碎破坏;(3)桩顶 位移超限,主要由于桩端的持力层为粉土或砂土,桩身和土体承载力均未充分发挥而桩 顶出现较大位移超过了设计允许值。
此外,对于大部分荷载由桩侧摩阻力承担的桩基而言,在水流长期冲刷作用下,桩侧摩 阻力会逐渐被削弱,当摩阻力不足以承担上部结构的荷载时,桩基就会发生破坏。对于 处在冻土广泛分布的寒冷地区的桩基而言,桩基除了承担上部结构的荷载,还需要抵抗 土体冻胀产生的冻拔作用,这对顶部荷载小,桩长较短的桩基结构稳定性影响比较大。 对于处在富含侵蚀性离子环境中及干湿交替区的桩基,桩身混凝土更易发生侵蚀老化, 甚至暴露桩内钢筋,侵蚀性介质更易到达钢筋表面,若发生锈蚀断裂会大大削弱桩身的 抗剪强度,当桩基土体发生侧向变形时有可能导致桩身剪切破坏,桩基发生失稳。
5.3管桩有限元模型
电磁法检测包括微波、漏磁、涡流、磁记忆和磁粉等,本章主要基于远场涡流检测 技术及原理来探究桩基钢筋断裂的信号检测。
5.3.1模型简介
不同的桩基之间基本的钢筋混凝土结构是类似的,均为纵筋和箍筋搭接形成钢筋笼 结构再浇筑混凝土,区别在于钢筋数量及规格、混凝土标号、成桩制造工艺等。预应力 高强度混凝土管桩(Pre-stressed High-strength Concrete Pile,简称PHC)是采用先张预 应力离心成型工艺,经高温高压蒸汽养护而成的一种空心圆筒型混凝土预制构件,1970 年在日本发明使用,1987年引进国内逐渐推广⑴°】,本章以PHC450 (95)管桩为例进行 建模计算研究,具体的结构及尺寸参考规范山山
如图5.1所示为管桩截面及配筋图,其中管外径450mm,壁厚95mm,纵向预应力 钢筋8(pl0.7mm,分布圆周直径358mm,环向箍筋为cp4@80mm,模型管长取1600mm□ 管端钢板直径450mm,与各纵筋接触。管桩内外及顶部建立空气层,外层空气直径约5 倍管外径。激励线圈外径100mm,内径40mm,高20mm。为优化模型网格,钢筋截面 用等面积正方向近似,管桩截面用正八边形近似。如图5.2所示为管桩的有限元计算的 网格模型,网格数约130万(含内外空气单元)。
 
 
图5.1管桩截面及配筋图(单位:mm)
 
 
图5.2管桩有限元计算模型
 
5.3.2模型计算参数
模型底部设置对称边界,外域5倍管径设置辐射边界,钢筋及钢板设置涡流效应。激 励线圈设置为正弦波信号,电流取10A,频率的选择主要考虑避开工频50Hz的干扰和 检测磁场信号的效果,经对比计算发现频率过高和过低相应的磁场检测信号效果都不太 理想,最终选择71 Hz为本章计算的信号频率。钢筋断裂工况在钢筋断裂位置截取20mm 段属性设置为混凝土材料来模拟,相关材料参数取值如表5.1所示。
表5.1模型电磁学参数
材料名称 相对磁导率 体积电导率/ (S・m」) 相对介电常数
空气 1 0 1
混凝土 1 0.01 7
钢筋 100 6 000 000 1
钢板 100 6 000 000 1
5.4不同计算工况及结果分析
 
管桩内主筋是纵向预应力钢筋,同等条件下比较容易发生锈蚀,且断裂时对管桩 危害极大。因此,数值计算工作主要围绕纵筋,对比不同断裂位置及取值线之间的差 别,同时也对比了纵筋箍筋断裂的不同工况。远场涡流的基本现象:磁感应强度在近 场区迅速衰减,到远场后逐渐平稳,相位在近场区很平稳,在远场缺陷部位有明显波 动。
根据远场涡流信号的分布规律,大约在距离激励源两倍管径(2d)的位置发生断 丝,磁场检测信号最明显。在对不同工况进行计算分析前,首先就本章的管桩模型, 对比分析在距离激励线圈顶部不同轴向距离处发生钢筋断裂对磁场检测信号的影响, 发现当激励线圈位于管内与管同轴布置时,在距离线圈顶部2d的位置断开钢筋得到的 磁场检测信号效果较好,当激励线圈位于管外与管同轴布置时,在距离线圈顶部3d的 位置断开钢筋得到的磁场检测信号效果较好。其次,还计算对比了纵筋断开位置分别 位于两箍筋之间和正好位于与箍筋搭接处时,得到的磁场检测信号的区别,发现两者 效果基本一致。基于此,开展下文的不同工况计算分析工作。
5.4.1管内激励源,对比纵筋箍筋断裂
激励线圈位于管内与管同轴布置,计算对比四组工况:①工况1,完好管桩;②工况 2,单纵筋断开。断开方式为取一根纵筋在距离激励线圈顶部两倍管径(2d)处断开;③ 工况3,单箍筋断开。断开方式为箍筋在靠近工况2纵筋断开处断3根;④工况4,纵筋、 箍筋都断开。断开方式同工况2、3。记电磁场磁感应强度沿管径方向的分量为Bf,管长 方向分量为Bz,分析管内靠近钢筋断开位置的磁感应强度沿管长方向的变化,即取值线 上的磁感应强度变化,结果如图5.3所示,其中相位差指各工况与工况1的相位差值。
 
距离线圈顶部的距离/d
(a) ■幅值
1. 0E-04 -
1. 0E-05 -
1. 0E-06 -
E—•
=1. 0E-07 - DQ
L 0E-08 -
1. 0E-09 -
1. 0E-10
0
200
ra-ffi-筋 线纵箍
1 2 3 4 5
距离线圈顶部的距离/d
(b) Bz幅值
170 -
圈筋筋 线纵施
9080
1 。、嘗
160
0 1 2 3 4 5
距离线圈顶部的距离/d
(C)附相位
工况1
工况2
工况3
--工况4
滋収偵线
決筋处
义混凝土
工况1
2 3
况况
工工
爲収值线
张筋处
r昆凝土
 
200 -I
工况1
工况2
160 H 1 1 1 1 r
0 1 2 3 4 5
距离线圈顶部的距离/d
(d) Bz相位
 
 
2 3 4 5
距离线圈顶部的距离/d
(f) 〃;:相位差
 
0 1
圈筋筋
线纵筛
工况2
工况3
工况4
-工况2+工况3
務収偵线
张筋处
B昆凝土
2 3 4 5
距离线圈顶部的距离/d
(g)弘相位差■管端无钢板
10
8
6
4
J 2
驾0
屁-2
-4
-6
-8
-10
10
8
6
4
J 2 芻0 邑2
-4
-6
-8
-10
10
8
6
4
J 2 雪0 ™-2
-4
-6
-8
10
-10
工况4
工况2+工况3
1 2 3 4 5
距离线圈顶部的距离/d
(h) Bz相位差-管端无钢板
图5.3管内激励不同断筋工况计算结果
6 -
4 -
8 -
圈®-筋 线纵喩
2 0 2 4 。、芻B-
工况2
工况3
处土 筋凝 慚混
分析图5.3得到:①幅值和Bz幅值在近场随轴向距离的增加迅速衰减,在远场逐渐 趋于平稳。有纵筋断裂时在断筋位置二者幅值有微弱变化,箍筋断裂则几乎没有影响; ②钢筋的断裂会引起相位分布曲线的变化。纵筋断裂引起的相位从1.5d处发生波动, 峰谷差值约10。,Bz相位变化较小,峰谷差值约2。;箍筋断裂引起的Bi•相位从2d处发生波 动,并始终保持在完好管桩曲线之上,相位差峰谷差值约4。,Bz相位则几乎不变;对于 工况4, Br相位和Bz相位曲线变化近场区靠近工况2,远场区靠近工况3。不难看出钢筋 断裂时Br相位变化显著大于Bz相位,近远场分界大致在1.5d;③结合图5.3 (e)、图5.3
(f)分析,在3.5d内纵筋和箍筋同时断裂时与纵筋和箍筋分别断裂时叠加的相位差值曲 线基本吻合,说明纵筋和箍筋断裂对相位差的影响是可以叠加的,对比图5.3 (g)、图 5.3 (h)管端无钢板的计算结果,可见3.5d以外两者分散是受到管端钢板的影响。
计算结果显示,钢筋断裂时引起的磁场信号变化较小,这是由于管桩钢筋结构稀 疏,钢筋表面涡流效应较弱,不过传感器技术的发展使得微弱的变化量也能被检测 到。故Bf相位对于检测纵筋和箍筋来说,变化量都足够大,能被检测到,且其变化趋 势有明显的区别。Bz相位对于检测箍筋几乎无效,对于纵筋检测来说,变化量小,实 际检测可能测不到。Br幅值和Bz幅值变化较大时可考虑用于检测纵筋断裂。
5.4.2管内激励源,对比不同环向角度取值
激励线圈位于管内与管同轴布置,取一根纵筋在距离激励线圈顶部两倍管径(2d) 处断开,定义环向角度为取值线与钢筋断裂处所在半径间的夹角。对比靠近管内壁不同 环向角度取值线对应的磁感应强度变化,结果如图5.4所示。
 
 
1. 0E-04 -
1. 0E-05 -
1. 0E-O6 -
11. 0E-07 - CQ
1. 0E-08 -
1. 0E-09 -
1. 0E-10 -
0
1. 0E-04
1. 0E-05
1. 0E-06
¥1. 0E-07 -
CQ
1. 0E-08 -
1. 0E-09 -
1. 0E-10
0
2 0 2
。、量-
1 2 3 4 5
距离线圈顶部的距离/d
(a) 幅值
1 2 3 4 5
距离线圈顶部的距离/d
(c) •相位
18线纵箍
45°
135°
180°
90°
,45°
游筋处
'混凝土
45°
90。
一 135°
•- 180°
135°
9,0°
'混凝土
-0°
...45°
-135°
180°
135°
0°、圈筋筋
18线纵箍
9,0°
,45°
 
处土
筋凝
-4 -
-6 -
-8
-10 -
8 6 4 2 0 。、归吳
0°4590
圈筋^
线纵箍
0 1 2 3 4 5
距离线圈顶部的距离/d
(d) Bz相位
图5.4管内激励不同坏向角度取值线
10
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
分析图5.4得到:①仅0。取值线对应的幅值、Bz幅值和Bz相位曲线在断筋位置有微 小波动,各取值线的Bz幅值、Bz相位曲线基本重合,对称位置0。和180。、45。和135。取值 线的Br幅值曲线重合;②随环向角度增大,D•相位曲线在断筋处的波动迅速减小,45。取 值线显示的信号波动在实际中就很难检测到,说明钢筋断裂引起磁场变化的影响范围很 小。
分析结果表明,在实际检测中需要检测线圈靠近断筋处才能检测到比较明显的信号 变化。
5.4.3管外激励源,对比纵筋箍筋断裂
在实际工程应用场景中,考虑到管桩在役阶段检测时设备多半不能进入到管桩内部, 只能在桩外检测,因此计算分析激励线圈位于管外的情况。激励线圈与纵筋1同直径沿 管轴方向布置,取值线与激励线圈同轴。计算对比四组工况:①工况1,完好管桩;② 工况2,单纵筋断开。断开方式为取一根纵筋在距离激励线圈顶部三倍管径(3d)处断 开;③工况3,单箍筋断开。断开方式为箍筋在靠近工况2纵筋断开处断3根;④工况 4,纵筋、箍筋都断开。断开方式同工况2、3。取值线与激励线圈同轴布置,结果如图 5.5所示。
 
 
1. 0E-04
1. 0E-05
1. 0E-06
£1. 0E-07
1. 0E-08
1. 0E-09
1. 0E-10
笳筋
工况1
工况2
工况3
工况4
从筋1 断筋处 緩线圈 取值线 混凝土
0 1 2 3 4 5
距离线圈顶部的距离/d
(a)畐值
1. 0E-04 -
1. 0E-05 -
1. 0E-06 -
Ll. 0E-07 -
CQ
1. 0E-08 -
1. 0E-09 -
1. 0E_10 - > > i -
0 1 2 3 4 5
距离线圈顶部的距离/d
(b)&幅值
200
190 -
180 -
170
160
箍筋
工况1
工况2
工况3
--工况4
'从筋1
断筋处
餞圈 /取血线 混凝土
0 1 2 3 4 5
距离线圈顶部的距离/d
(C)冊相位
 
O
20
O
19
180
。、孰
170
O
O
16
工况1
工况2
工况3
-----------O 08642024680 1 - - - - 1
。、糊起尖 -
1
2
距离线圈顶部的距离/d
(d) Bz相位
箍筋
从筋1
W断筋处 馥线圈 取值线 混凝土
距离线圈顶部的距离/d
(e)册相位差
1086420-2-4
JW4W-
2
距离线圈顶部的距离/d
(f) Bz相位差
图5.5管外激励不同断筋工况计算结果
分析图5.5得到:①幅值在1.5d内的近场区信号杂乱,整体迅速下降,在1.5d处略 微上升后呈缓慢下降趋势,不同工况间差异极小,各工况Bz幅值曲线则完全重合,两者 均不适合用作检测指标;②工况1的•相位曲线在1.5以外迅速减小,到2.5d以外保持缓 慢减小。发生钢筋断裂时,相位在断筋位置的波动变化显著大于Bz相位,且不同工况 差异明显,峰谷差值分别约为纵筋断时5。、箍筋断时6。、纵筋箍筋都断时12。,能够被检 测到;③分析相位差曲线,管外检测时纵筋和箍筋断裂对相位差的影响同样具有叠加效 应。分析结果表明,激励源位于管外时,仅相位比较适合作为检测指标。
5.4.4管外激励源,对比不同环向角度断纵筋
激励线圈与纵筋1同直径沿管轴方向布置,取值线与激励线圈同轴,纵筋在3d处断 裂。定义环向角度为钢筋断裂处与激励线圈所在半径的夹角。对比不同环向角度处纵筋 断裂一根导致的磁场信号变化,结果如图5.6所示。图中纵筋1对应0。,纵筋2对应45。,依 次类推。
 
距离线圈顶部的距离/d
(a) Br幅值
 
 
 
(b) Bz幅值
 
 
160
0 1 2 3 4 5
距离线圈顶部的距离/d
(d)屁相位
图5.6管外激励不同环向角度断纵筋
分析图5.6得到:不同环向角度位置处断纵筋时,幅值和Bz幅值曲线几乎重合,Bz 相位曲线变化也很小,在断裂位置处曲线的波动变化差别极小。而E•相位曲线虽有差别 但不大,仅0。断筋时波动较明显。
分析结果表明,在管外加激励源检测时,仅能检测到距离较近的钢筋断裂引起的磁 场信号变化。
545管外激励源,对比断不同根数纵筋
激励线圈与纵筋1同直径沿管轴方向布置,取值线与激励线圈同轴,纵筋在3d处断 裂。对比从纵筋1开始依次断不同根数时磁场信号变化,结果如图5.7所示。图中断1根指 断纵筋1,断2根指断纵筋1、2,依次类推。
 
 
1. 0E-04
1. 0E-05 -
1. 0E-06 -
1. 0E-08 -
1. 0E-09 -
1. 0E-10
21. 0E-07 -
CQ
断]根
完好管桩
纵筋4纵筋
铁筋5厶
a隔 纵筋1 唸线圈 取值线 混凝土
距离线圏顶部的距藹/d
(a) 3尸幅值
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
断]根
断2根
断3根
断4根
断5根
完好管桩
(b) Bz幅值
 
 
 
完好管桩
纵筋4纵筋%B2 筋1 馥线圈 取值践 混凝土
(C)时相位
 
 
 
 
距离线圈顶部的距离/d
(d) Bz相位
图5.7管外激励断不同根数纵筋
 
分析图5.7得到:当纵筋在3d处发生不同根数断裂时,屁幅值和屁幅值曲线几乎一致, Bz相位变化也及其微小。Br相位曲线则表现为断开纵筋根数越多,曲线整体越靠下,但 峰谷差值均在4〜5。范围内,难以区分断裂根数。
分析结果表明,远离激励源的钢筋断裂对断裂位置处检测信号的波动影响不大。
5.4.6小结
本章应用三维电磁场有限元方法尝试将远场涡流检测技术应用于PHC管桩钢筋完 整性检测。研究了不同工况下PHC管桩的远场涡流效应,分析在钢筋断裂处的磁场信号 变化,得出以下结论:
(1)激励线圈位于管内时,不同纵筋和箍筋断裂工况对砂•相位的影响比较明显, 最大峰谷差值为有纵筋断裂时在1.5d处曲线发生波动约10。,因此相位可用作钢筋断裂 的管内检测指标。Br幅值和Bz幅值可用于判断是否有纵筋断裂,并且通过对比不同环向 角度取值线的结果得出检测线圈需靠近断裂处才能获取相对明显的信号变化,因此实际 应用中可能需要布置多个检测线圈来提高检测效率;
(2)激励线圈位于管外时,仅Br相位在发生钢筋断裂时有相对明显的变化,最大 峰谷差值为纵筋和箍筋都断裂时,约12。,因此仅Br相位适合用作管外检测指标,难以区 分纵筋和箍筋断裂。对比不同环向角度纵筋断裂和不同根数纵筋断裂的结果得出,环向 位置越靠近激励源的纵筋断裂引起的信号变化越明显,远离激励源的钢筋断裂对检测结 果影响不大;
(3)与典型铁磁性管道相比,管桩钢筋结构稀疏,利用远场涡流技术得到的信号变 化虽小,但也能被获取。对于目前管桩钢筋完整性检测方面的欠缺,该方法值得深入研 究。
5.5本章小结
本章围绕调水工程安全运行的主题,主要针对渡槽桩基钢筋检测的难题,应用电磁 场有限元的研究方法,基于远场涡流检测技术的基本原理,以PHC管桩为例,建立三 维电磁场有限元计算模型。通过设定激励线圈在管内和管外、不同钢筋断裂模式、取值 线位于不同位置等不同的计算工况,对比分析了磁场信号Bf幅值、Bz幅值、Bf相位和 Bz相位的变化情况。结果表明,仅激励线圈和检测线圈靠近钢筋断裂环向位置时才能检 测到相对明显的磁场信号变化,不论激励线圈在管内还是管外,砂•相位均适合用作钢筋 断裂的检测指标,而当激励线圈位于管内时,Br幅值和Bz幅值变化较大时可考虑用于 区分是否用纵筋发生断裂。本章的研究结果未能判断钢筋断裂的环向位置,这对实际检 测带来不便,下一步研究将通过不同的激励线圈、检测线圈布置方式和磁场信号探索钢 筋断裂环向位置的检测方法。
第6章结论与展望
6.1研究成果及结论
本文选取调水工程的部分典型工程结构,结合实际的工程需求及相关的技术理 论,开展了基于统计回归模型的渠道安全监控、基于原型监测与数值分析的渠道安全 评估和基于涡流仿真技术的桩基检测三方面的研究工作,研究成果为调水工程的安全 运行提供了科学依据。论文主要结论如下:
(1) 基于统计回归模型的渠道安全监控。以渠道边坡变形安全监控为例,提出确 定调水建筑物安全运行监控指标及阈值的统一技术路径为:破坏模式和破坏机理梳理 分析T工程地质、建筑物结构及监测布置情况调研分析-基于实测资料序列的监测物 理量变化规律及趋势分析-结合破坏模式和工作性态分析监测物理量的敏感性-拟定 安全监控指标-结合工程安全等级拟定监控指标的分级标准及相应的安全状态T结合 实测资料建立监控指标的统计回归模型并进行预测T根据监控指标的分级标准定出预 警预报的阈值范围。基于上述路径建立了渠道边坡变形监控的统计预测模型,并提出 了“三级预警+—级报警”的渠道边坡变形安全监控方法。采用该方法建立的渠道边坡变 形监控模型对己有监测数据取得了很好的拟合效果,其预测值与实测值基本一致,验 证了本文方法的有效性。
(2) 基于原型监测与数值分析的渠道安全评估。以渠道边坡安全为例,结合实测 资料分析、渗流状况的反演分析和边坡稳定的有限元计算结果,对渠道边坡稳定性进 行安全评估,得出结论:①所评估渠道区域的地下水位较低,个别渗压计的测值偏大 可能受局部含水层的影响。靠近过水断面衬砌下方的孔隙水压力与渠水位相关性较 高,推测渠水有微弱外渗,但渗漏量较小。坡面排水沟有积水很可能来自局部含水 层,衬砌下部采取了外水内排措施,不会影响边坡衬砌稳定;②渠道通水运行后边坡 竖向变形很小,水平方向的变形主要发生在边坡表层,没有深层滑动迹象。最大累计 水平位移不超过40mm,不到失稳破坏时变形计算值的10%,说明边坡变形稳定且有 较大的安全储备;③有限元强度折减计算得到的边坡抗滑稳定安全系数为1.64,满足 设计要求。从计算失稳破坏时时的边坡变形滑动位置来看,边坡抗滑桩能有效限制浅 层滑动,过水断面的抗滑桩和坡面梁支护结构则能有效抑制土体变形,提高渠道边坡 的抗滑稳定性。
(3) 基于涡流仿真技术的桩基检测。以PHC管桩为例,基于渡槽桩基检测的应 用背景,结合远场涡流检测技术的基本原理,建立三维电磁场有限元模型进行仿真分 析,对比分析不同的线圈布置位置和钢筋断裂工况下的结果,得出结论:①当激励线 圈位于管内与管同轴布置时,电磁场磁感应强度径向分量血•相位在不同的纵筋和箍筋 断裂情况下的变化比较明显,适合用作判断钢筋是否发生断裂的管内检测指标。Br幅 值和电磁场磁感应强度纵向分量幅值在有纵筋断裂的工况下,曲线在发生断裂处有 明显的凸起变化,可用作判断是否有纵筋断裂的检测指标。②当激励线圈布置在管外 时,相位在不同的纵筋和箍筋断裂情况下的变化比较明显,适合用作判断钢筋是否 发生断裂的管外检测指标,而对比Br幅值和Bz幅值曲线难以区分出纵筋和箍筋的断 裂情况。③无论激励线圈布置在管内还是管外,仅激励线圈和检测线圈靠近钢筋断裂 环向位置时才能检测到相对明显的磁场信号变化,远离钢筋断裂环向位置时磁场信号 变化微弱。
6.2展望
为保障调水工程安全运行,需要解决诸多关键问题。本文就调水工程监控、评估和 检测中的若干关键问题开展研究工作,取得了一些成果,但受限于攻读硕士学位期间的 时间和精力等,仍旧存在如下一些问题需要进一步深入开展工作。
(1)在安全监控的相关研究中,由于膨胀土的力学机理比较复杂,未能建立能够反 映渠道边坡真实工作性态的反演数值模型,在对监测量进行预测时仅建立了统计预测模 型,对工程的实际结构和力学机理考虑不足。下一步研究中,需进一步深入了解膨胀土 的本构模型,建立合理的数值模型来反演计算监测物理量的水位、温度等分量,建立更 能反映建筑物真实工作性态的混合预测预报模型;
(2)在安全评估的相关研究中,同样受限于所选力学模型未能充分反映膨胀土的 力学机理,未能反演出渠道边坡的实际变形过程,缺乏变形相关的实测值和计算值的对 比分析,安全评估工作有一定的局限性。下一步需结合室内试验、监测资料开展更深入 的研究。
(3)在安全检测的相关研究中,发现当钢筋发生断裂的位置距离检测线圈和激励 线圈较远时,磁场信号变化很小,未能确定钢筋断裂的环向位置,这对实际检测带来不 便。下一步研究将通过不同的激励线圈、检测线圈布置方式和磁场信号,探索钢筋断裂 环向位置的检测方法。
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