基于FLAC3D和強度折減法的重力壩深層抗滑穩定性分析

陳鱗泉 ，楊 磊 ，李麗勤 ，張寅寅

（1.四川大學-香港理工大學 災后重建與管理學院，四川 成都610065；2.甘肅省水利水電勘測設計研究院，甘肅 蘭州 730000）

重力壩是主要依靠壩體自重所產生的抗滑力來維持穩定的擋水建筑物，具有結構簡單、工作可靠、適應性強和耐久性好等優點[1]。抗滑穩定安全是重力壩設計中最為關心的問題之一[2]，目的是核算壩體沿建基面或地基軟弱結構面的安全度，決定了壩體的剖面設計[3]。實際工程中壩址具有良好地質條件的情況較少，隨著中國大壩建設的快速發展，壩基地質情況的復雜性也越來越大[4]，復雜地質條件下的深層抗滑穩定性更是成為重力壩設計中的普遍而關鍵的問題[5]。目前研究重力壩壩基穩定性問題的方法[6－8]主要有剛體極限平衡法、地質力學模型試驗方法和數值分析方法等。剛體極限平衡法作為一種半經驗、半理論的方法，是重力壩抗滑穩定分析中最常用的分析方法。地質力學模型試驗中模型是真實的物理實體，能夠模擬多種復雜的地質構造，作為研究壩體變形破壞的重要手段。隨著計算機的發展和數值計算軟件的廣泛應用，數值模擬方法成為進行重力壩深層抗滑分析的重要手段[9]。其中，FLAC軟件由于其采用動態松弛技術，而不需解大型聯立的方程組，提高了計算速度，從而可以節省計算時間[10]。同時基于FLAC軟件的強度折減方法是一種可靠、有效的方法，在分析巖土體穩定性、求解安全系數方面具有可以反映巖土體非線型本構關系、不需進行滑移面假設等優點，同時能夠較為準確的判斷出復雜結構的破壞位置。當前,重力壩壩址的地質情況均較復雜,深層穩定性已經成為壩身與壩基穩定的關鍵。因此本文結合新集水庫重力壩,建立具有不同深度潛在滑移面的數值模型，重點采用強度折減法進行壩基穩定性分析，計算得出各種滑動組合的安全系數。

1 工程概況

1.1 工程簡介

新集水庫位于甘肅省平涼市靈臺縣境內的達溪河上，工程區位處于隴東黃土高原南緣河谷溝壑區。水庫設計總庫容為3218萬m3，混合壩型(混凝土重力壩+均質土壩)。壩基巖體為白堊系下統(K1)青灰色泥質粉砂巖和粉砂質泥巖，局部夾薄層淺褐色泥巖，水平層理，互層狀結構，單層厚0.1～0.5 m，巖層厚度極不穩定，時厚時薄，巖相變化頻繁隨機，局部可見交錯層理發育，屬河流相沉積。巖性軟弱，巖體較完整，層間結合較差。壩基置于弱風化帶中下部巖體上，次生結構面不發育，僅存在原生結構面（層面），微風化帶以下巖體層面多閉合，完整性較好，壩基巖體中層面可能是構成潛在底滑面的結構面。

1.2 數值模型

建立如圖1模型。考慮5種主要的結構和地質材料，即壩體、覆蓋層、回填土、基巖和軟弱結構面。模擬時，軟弱結構面和剪出口搜索區采用的是彈塑性本構關系，其他巖體均采用彈性本構關系。計算模型共劃分節點44018個，單元21563個。

不同的工況下分別按照表1的荷載組合施加邊界條件，其中自重按照初始應力考慮，靜水壓力分別施加在壩身、壩踵和拉裂縫上；揚壓力根據滲流分析結果施加在滑動面上；浪壓力根據《混凝土重力壩設計規范》（SL319-2005）的式（B-6）計算得到，作用在水面與壩身交界處；作用在壩身的泥沙壓力按照《混凝土重力壩設計規范》（SL319-2005）的式（B-2）計算得到，作用在壩踵的泥沙壓力按照泥沙的浮容重計算；地震工況下的水平向地震慣性力按照《水工建筑物抗震設計規范》（DL-5073-2000）的式（4.5.9）計算得到。

圖1 計算模型示意圖

表1 基礎面抗滑穩定及基礎面應力計算作用組合

表2 FLAC3D計算參數表

其中，壩體為C15混凝土；覆蓋層為沙壤土、砂礫石和粉土的按厚度權重的平均值，其彈性模量的取值參照《工程地質手冊》和《土質學與土力學》；軟弱結構面取為泥質粉砂巖在ZK7~10區間的平均值，其抗剪強度為巖石與巖石抗剪斷強度；基巖取為泥質粉砂巖和粉砂質泥巖的強度平均值。根據《混凝土重力壩設計規范SL319-2005》的規定要求，按抗剪斷計算得出抗滑穩定安全系數。

2 計算思路及方法

2.1 研究思路

新集水庫重力壩工程壩基地質條件復雜，具有水平互層、巖體較破碎、巖層厚度極不穩定的復雜地質情況，同時存在多條潛在的滑移面，壩基深層抗滑穩定問題十分突出。因此壩基中各軟弱結構面對穩定性的影響程度如何是工程安全建設的關鍵問題。本文結合新集水庫重力壩壩段，采用強度折減法進行了壩基穩定性分析。

研究內容主要為：結合新集水庫重力壩壩段建立了具有不同深度潛在滑移面的數值模型，采用強度折減法進行了壩基穩定性分析，提出了各種滑動組合的安全系數，同時確定具有最危險情況下的軟弱結構面深度。

2.2 研究方法

目前壩基失效破壞的判斷準則主要有4種：①特征點位移法，位移曲線出現較為明顯的轉折處對應的強度折減系數作為該研究對象的安全系數；②滑動面某一幅值的廣義剪應變的貫通；③數值模擬中如有限差分、有限元平衡計算不收斂；④出現貫通的塑性區。目前工程界中還未有統一的判斷依據。特征點位移法的應用困難在于曲線的拐點不明顯，合適的安全系數取值困難。廣義剪應變的大小能夠在一定程度上反映剪切破壞狀態，但是并不能準確地描述塑性區的發生與發展過程。數值計算不收斂準則對數值計算軟件和所建模型的質量依賴較大，作為收斂準則缺乏客觀性。使用塑性區貫通法不但理論上與極限平衡法一致，而且應用上標準客觀，操作性強。因此本文主要以④作為主要判斷依據確定最終的安全系數。

本文主要采用強度折減法進行計算，其基本原理是將將巖土體強度指標c、Φ值按照公式（1）、（2）同時除以一個折減系數RF，得到一組新的c1、Φ1值。然后將折減后的參數，即c1、Φ1代入數值仿真程序中計算。不斷增加折減系數RF進行計算，根據判斷準則來確定壩基失效破壞，此時的折減系數RF即為該壩的整體抗滑穩定安全系數。

式中，c為凝聚力；Φ為內摩擦角；RF為折減系數。

3 計算結果分析

3.1 塑性區分析

以引起潛在破壞的軟弱結構面位于建基面以下h=2 m模型，正常蓄水情況工況為例：塑性區發展過程如圖2、3所示，紅色為拉破壞區，藍色為剪切破壞區。強度折減過程中未屈服的單元范圍呈遞減趨勢。當強度折減系數RF=2.82時，已形成連續的屈服區，即安全系數Fs=2.82。隨著強度折減系數的增大，塑性區沿回填土和下游覆蓋層界面不斷擴展直至RF=2.82時貫通。塑性區貫通的先后順序一定程度上反映了砼重力擋水壩段潛在的變形失穩特征，即擋水壩段失穩過程是由下游段淺部回填土和下游覆蓋層地表界面處和深層深部軟弱結構面同時發展，最后擴展貫通的。

圖2 正常蓄水情況，RF=2.82，h=2 m，塑性區

圖3 正常蓄水情況 ，RF=3.33，h=6 m，塑性區

3.2 結果分析

以塑性區貫通為判據，由強度折減法所求得安全系數，其隨軟弱結構面深度關系如圖4所示。安全系數隨軟弱結構面深度的增加整體上呈增大趨勢。最危險情況為軟弱結構面深度2 m的情況，正常蓄水情況安全系數2.82，校核洪水情況安全系數2.72，地震情況安全系數2.07。可以解釋為，隨著軟弱結構面埋深的增加，上方基巖厚度增加，抵抗剪斷的能力也隨之增加。

圖4 安全系數vs軟弱結構面深度

軟弱結構面、回填土和下游覆蓋層地表界面處位移發生有突變，將引起潛在的破壞。其結果和塑性區分析的結果是一致的。同時拉應力主要集中在大壩底部及回填土區，壩頂與壩趾處有少量拉應力，但數值不大，隨著軟弱層深度增大，壩底拉應力減小。因結果分析表明最危險情況為軟弱結構面深度2 m的情況，故建議通過灌漿來提高基巖的整體性和強度，降低壩踵處的拉應力。

因安全系數隨軟弱結構面深度的減小而減小，故分析中進一步復核了引發潛在失穩的軟弱結構面在建基面直下的情況，h=0 m（見圖 5）。

圖5 正常蓄水情況，RF=2.67，h=0m，塑性區

正常蓄水情況安全系數2.67，校核洪水情況安全系數2.64，地震情況安全系數2.02，正常蓄水情況安全系不滿足規范安全系數要求。

對照規范計算公式分別對軟弱結構面0 m和2 m進行抗剪斷系數進行計算（見表3）。結果表明隨著軟弱結構面埋深的增加，抵抗剪斷的能力也隨之增加。同時正常蓄水情況安全系數、校核洪水情況安全系數和地震情況均分別能滿足規范抗剪斷和抗剪安全系數要求。

表3 抗剪與抗剪斷安全系數對照表

4 結論

（1）存在較多水平互層結構的復雜地形，安全系數隨軟弱結構面深度的增加整體上呈增大趨勢。最危險情況為軟弱結構面深度2 m時。

（2）在軟弱結構面深度8 m~10 m時安全系數隨深度變化的趨勢出現了突變，初步認為這是由于防滲帷幕為8 m，8 m以下深度防滲帷幕將失去作用，8 m~10 m之間揚壓力的作用相對增加更為顯著，其后，安全系數變化趨勢恢復為隨深度的增加而增加。

（3）地震與洪水對大壩抗滑穩定均有影響，由于水庫校核洪水位較設計水位增加較小，洪水對大壩安全影響較小，同一軟弱結構面深度分別在地震情況、校核洪水情況和正常蓄水情況下安全系數逐漸增大。

本文研究成果已應用于實際工程，為新集水庫水電站的加固處理提供了科學依據，可為類似工程的穩定分析和加固處理提供參考。

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