考慮峰后應變軟化的蓄水期壩肩巖體變形數值模擬研究

汪維彬

（遼寧潤中供水有限責任公司,遼寧 沈陽 110166）

1 工程概況

隨著岫巖縣經濟社會的迅速發展，城區面積不斷擴大，城鎮供水安全問題也日益凸顯出來。為了保證城區供水安全，當地政府計劃實施第二水源建設工程。根據相關規劃，擬在岫巖縣前營子鎮西大營村與狄家堡村交界處新建一座蓄水調節中型水庫。前營子調節水庫的設計庫容為3350 萬m3。水庫大壩為混凝土面板堆石壩，壩軸線長253.00 m，壩頂高程248.00 m，最大壩高34.20 m。水庫按照百年一遇洪水標準設計，千年一遇洪水標準校核，設計水位244.23 m，校核水位246.33 m。水庫的配套設施為日處理3.5 萬m3的凈水廠一座，輸水管線5 km。工程建成后可以為岫巖縣城區、前營子農高區、雅河園區提供生活生產用水，項目計劃投資5 億元。

水庫的壩址區屬于典型的高山峽谷地貌，左岸山峰高度約450 m，為順層岸坡，岸坡巖體的巖性主要為二疊紀玄武巖。鑒于壩址區地質條件十分復雜，存在較多的斷層、層內和層間錯動帶、原生和構造裂隙等不良地質構造，而存在這些不良地質構造的左壩肩巖體在蓄水過程中的大壩推力以及滲透壓的綜合作用下，必將產生機制復雜的應力變形[1]。顯然，對上述變形進行合理預測和變形機制探討對工程蓄水過程的安全性具有重要意義[2]。在巖體應變數值模擬過程中，一般采用理想彈塑性本構模型[3]。由于該模型難以反映巖石峰后應變軟化特征，因此模擬計算結果往往不夠準確[4]。基于此本文研究基于試驗室試驗成果數據，構建既能反映巖體強度和變形參數，又能反映峰后劣化變軟特征的本構模型，利用應變軟化本構模型和摩爾—庫倫屈服準則展開對蓄水期壩肩巖體變形數值模擬研究。

2 FLAC3D計算模型

2.1 模型的構建

利用FLAC3D軟件構建前營子調節水庫左壩肩岸坡三維數值網格模型。模型以壩軸線指向左岸的方向為X軸正方向，以垂直于X軸指向下游的方向為Y軸正方向，以豎直向上的方向為Z軸正方向。模型在X軸和Y軸方向的寬度分別為103 m和45 m，Z軸方向的高度為370 m，其中模型底面高程為80 m，最高處高程為450 m。在建模過程中，將巖體按照風化程度分為Ⅳ類、Ⅲ類和Ⅱ類巖體，分別代表強風化、中風化和微風化玄武巖。針對研究區內結構面的影響，主要考慮F14、F15、F16、F17、F18等大型斷層以及 C2、C3、C3-1、C4、C5、C6、C7、C8、C9、C10 等層間錯動帶。鑒于巖體內各個巖層在形狀并不規則，因此選擇四面體單元進行模型的網格單元剖分，最終獲得60964個計算單元13599個節點[5]。有限元模型示意圖見圖1。

圖1 有限元模型示意圖

2.2 模型的邊界條件

受到水流侵蝕和地質構造雙重作用，壩址區存在十分顯著的應力集中現象，因此模型計算要考慮巖體的自重應力[6]。因此，模型的X軸方向的兩側需要施加應力邊界條件；Y軸方向的兩個側面與模型的底面施加法向約束條件；模型的上部為自由邊界條件；根據現場的實測地質數據資料確定初始應力場。

2.3 本構模型和屈服準則

FLAC3D軟件中現有的巖體應變軟化模型是基于物理力學參數恒定不變的理想彈塑性模型開發的[7]。事實上，在巖體發生屈服破壞過程中，其內摩擦角、粘聚力以及抗拉強度等物理力學參數是不斷變化的[8]。因此，研究中基于巖體材料的應力和應變之間的關系，將上述物理力學參數定義為剪應變或塑性拉應變的分段線性函數，并以此為基礎建立應變軟化本構模型。在該模型下，巖體的剪切應變和塑性拉應變可以通過增加每一計算步長的硬化參數進行測量。研究中對壩肩巖體進行不同滲透壓力條件下的單軸、三軸壓縮實驗，獲得巖石試樣的應力—應變全過程曲線，結果見圖2。當巖體處于彈性階段時，其應變大致相當于彈性應變，巖石內部尚未發生塑性變形。在軟化階段巖石的屈服應力逐漸下降，其主要物理力學參數逐漸變弱，巖體逐漸發生塑性變形和屈服破壞，直至下降至殘余強度。在殘余階段，巖體的塑性變形持續發展，應變變形不斷增大，但是巖體的屈服強度不再發生變化。

圖2 應變軟化本構模型應力應變關系簡圖

2.4 計算方案

為了研究前營子調節水庫蓄水期左壩肩巖體的應變特征，同時對比考慮和不考慮巖體劣化作用數值模擬結果，本文設計了兩種不同的計算方案：方案一不考慮峰后應變軟化對巖體劣化作用的影響，主要考慮的荷載為水庫蓄水過程中的上、下游水位、揚壓力、淤沙荷載。方案二考慮峰后應變軟化對巖體劣化作用的影響，主要荷載為水庫蓄水過程中的上、下游水位、揚壓力、淤沙荷載，同時考慮峰后應變軟化對巖體的強度和變形參數的影響。在該方案下，庫水為每上升5 m，均需要對相應參數進行重新賦值，直至庫水位達到285 m。

3 計算結果與分析

3.1 應力計算結果與分析

利用上節構建的模型，對兩種計算方案下的左壩肩主應力進行模擬計算，獲得最大主應力和最小主應力分布曲線見圖3、圖4。由圖3可知，在258 m～263 m以及268 m～285 m高程范圍內，兩種方案的最大主應力計算結果基本一致，在246 m～258 m以及263 m～268 m高程范圍內，兩種計算方案的差別比較明顯，方案二，也就是考慮峰后應變軟化特征方案的最大主應力值下降比較顯著，257.5 m高程部位的最大主應力值下降幅度最大，為2.48 MPa。

由圖4可知，在 246 m～251 m 以及 271 m～285 m 高程范圍內，兩種方案的最小主應力計算結果基本一致，在251 m～271 m高程范圍內，兩種計算方案的結果有比較明顯的差別，但是方案二相比方案一的下降幅度并不大，僅在252 m、268 m和270 m高程部位下降幅度較大，較方案一分別下降了0.71 MPa、0.54 MPa、0.57 MPa。

圖3 最大主應力分布圖

圖4 最小主應力分布圖

3.2 位移計算結果與分析

利用模型計算結果繪制出壩肩巖體位移曲線，見圖5～圖8。由圖可知，壩肩巖體的順河向位移比較明顯，相較于橫河向位移和豎向位移明顯偏大，同時順河向位移在不同高程部位的變化曲線與總位移具有基本一致的變化特征。具體而言，高程257 m部位的順河向位移最大，為20.60 mm，而該部位的橫河向位移為8.12 mm，豎向位移為10.71 mm。從壩肩巖體的總位移來看，高程283 m部位由于受到大壩推力的作用產生的位移最小，僅為5.57 mm。在276 m～285 m高程范圍內，壩肩巖體的總位移量隨著高程的增加而降低；在246 m～276 m高程范圍內，壩肩巖體的總位移量呈現出隨著高程的增加而先增大后減小的特征，變化范圍為11.82 mm～24.73 mm。

圖5 橫河向位移分布圖

圖6 順河向位移分布圖

圖7 豎向位移分布圖

圖8 總位移位移分布圖

3.3 巖體屈服破壞情況

為了進一步了解前營子調節水庫蓄水期左壩肩巖體的屈服破壞情況，對A-A′典型剖面在兩種計算方案下的巖體塑性區進行模擬計算，A-A′剖面的位置示意圖見圖9，計算結果見圖10、圖11。由圖可知，在沒有考慮峰后應變軟化特征的情況下，壩肩巖體的塑性區主要分布在250 m～290 m高程的壩肩巖體的表面以及邊坡內部存在不良結構面的部位，同時，這些塑性區并不連貫，沒有向邊坡內部擴展的趨勢，不會對壩肩巖體的整體穩定造成顯著的不良影響。在考慮壩肩巖體峰后應變軟化特征的情況下，其塑性區的分布特征并沒有顯著的變化，但是邊坡表面巖體的塑性區范圍和分布略有增加，巖體內部不良結構面部位的塑性區范圍有明顯擴大，但是沒有繼續向內部擴展的趨勢。

圖9 A-A＇剖面的位置示意圖

圖10 方案一塑性區分布圖

圖11 方案二塑性區分布圖

總之，在水庫初期蓄水過程中，由于大壩的推力作用，部分壩肩巖體會發生屈服破壞。鑒于壩肩巖體存在峰后應變軟化，因此強度和變形參數會有一定程度的降低，這一方面表現為巖體承載力的降低和變形的增大，另一方面會導致周邊未破壞巖體分擔荷載量的增加，進而造成塑性區范圍的擴大，模擬計算結果正好印證了這一點。在工程建成后的蓄水過程中，對壩肩位移變形進行了實際監測，各監測點的數據與本文方案二的計算結果更為接近。因此，采用峰后應變軟化模型對前營子調節水庫蓄水過程中壩肩巖體的變形情況進行預測分析時，獲得的預測結果更為準確。

4 結論

本次研究根據前營子調節水庫的地質勘查資料，構建起基于峰后應變軟化的三維數值網絡模型，進而對壩肩巖體的應力、位移以及塑性區的變化情況進行分析計算，獲得主要結論如下：

（1）與未考慮峰后應變軟化情況相比，在相同荷載作用下，巖體的最大主應力和最小主應力具有相似的分布特征，但是最大主應力和最小主應力值略有減小。

（2）與未考慮峰后應變軟化情況相比，壩肩巖體的位移量具有相似的分布特征，但是順河向位移、橫河向位移、豎向位移以及總位移值均有明顯增大。

（3）在考慮壩肩巖體峰后應變軟化特征的情況下，其塑性區的分布特征并沒有顯著的變化，但是邊坡表面巖體的塑性區范圍和分布略有增加，巖體內部不良結構面部位的塑性區范圍有明顯擴大。

（4）采用峰后應變軟化模型對前營子調節水庫蓄水過程中壩肩巖體的變形情況進行預測分析時，獲得的預測結果更為準確。