蔣中明李雙龍馮樹榮鐘輝亞李學政曾祥喜

(1.長沙理工大學水利工程學院,湖南長沙 410004;2.水沙科學與水災害防治湖南省重點實驗室,湖南長沙 410004;3.中國電建中南勘測設計研究院有限公司,湖南長沙 410014)

水庫蓄水后大壩及近壩邊坡產(chǎn)生抬升變形是水利工程中比較少見的現(xiàn)象。蓄水導致大壩及岸坡產(chǎn)生抬升變形的最早記錄是吉爾吉斯斯坦的托克托古爾重力壩,隨后蘇聯(lián)境內(nèi)的其他一些水利工程也出現(xiàn)了類似的情況[1]。在國內(nèi),銅街子水電站在1992年4月5日蓄水后,壩體和右岸巖體也產(chǎn)生了顯著的抬升變形,抬升變形最大值分別達到22郾2 mm和24郾3 mm[2鄄3];江埡水庫在 1998 年蓄水后,大壩及近壩山體同樣產(chǎn)生抬升,所測山體最大抬升變形達到21郾8 mm,120 m 高程廊道最大抬升34郾5 mm[4鄄9];向家壩水電站初期蓄水后,左岸近壩邊坡也出現(xiàn)了不同程度的抬升變形現(xiàn)象,其最大變形量超過13郾0 mm。

針對水庫蓄水引起大壩及近壩邊坡抬升變形的問題,國內(nèi)外學者進行了初步研究。Liu等[3]認為銅街子大壩及右岸近壩山體抬升變形的主要原因是壩址區(qū)承壓含水層的作用和壩基強度參數(shù)的弱化以及構造應力的組合影響;伍法權等[5]結合監(jiān)測數(shù)據(jù)與江埡水庫地質(zhì)資料,認為熱水含水層中的有效應力減小導致巖體卸荷擴容,進而產(chǎn)生抬升變形;祁生文等[6]利用 FLAC3D數(shù)值軟件對江埡大壩進行了抬升變形過程模擬,認為水庫蓄水是抬升變形的本質(zhì)原因;蔣中明等[10]提出了水庫蓄水條件下的抬升變形水文地質(zhì)結構模式,探討了水庫樞紐區(qū)不同地質(zhì)條件對抬升變形的影響。盡管現(xiàn)有研究在大壩及近壩邊坡抬升變形機制研究方面取得了初步的有效成果,然而,在抬升變形內(nèi)在機理方面的研究還有待完善,同時大壩及近壩邊坡抬升變形對工程安全的影響以及抬升變形的控制措施方面研究也還不足。為此,本文嘗試從流固耦合數(shù)值試驗的角度,進一步研究大壩及近壩邊坡抬升變形的內(nèi)在機理,在此基礎上采用流固耦合分析方法研究向家壩水電站左岸近壩邊坡變形發(fā)展的時間和空間分布規(guī)律,以及抬升變形對灌漿帷幕工程等可能帶來的不利影響,并評價泄壓孔泄壓對抬升變形的控制效果。

1 巖體擴容機制變形數(shù)值試驗

王蘭生等[7]在江埡水電站大壩抬升變形研究中,通過對裂隙巖體在高滲壓條件下的體積變形物理試驗,提出了巖體的孔隙水壓力擴容機制,指出巖體孔隙水壓力改變可以引起固體骨架發(fā)生相應的變形。巖體的孔隙水壓力擴容機制實質(zhì)為巖體與高壓孔隙(裂隙)水的相互作用行為(即流固耦合作用),孔隙(裂隙)水壓的增大導致巖體有效應力降低,進而使巖體產(chǎn)生擴容行為。為進一步說明巖體擴容中的流固耦合作用行為,基于流固耦合數(shù)值分析方法,采用數(shù)值試驗分析巖體擴容變形機理在抬升變形中的適用性,同時對孔隙水壓力變化作用下巖體變形規(guī)律進行探討。數(shù)值模型試件尺寸為 0郾1 m伊0郾1 m伊0郾1 m,計算網(wǎng)格如圖1 所示。

圖1 數(shù)值試件網(wǎng)格

流體邊界:試件上下面施加孔隙水壓力邊界,其余各面為不透水邊界,如圖2(a)所示(圖中q為流量,p0為初始孔隙水壓力,駐p為施加的孔隙水壓力增量)。

圖2 計算邊界

固體邊界條件:試件6個面上分別施加應力邊界,如圖2(b)所示(圖中滓0為初始應力,滓x0為水平方向施加的應力,滓z0為豎直方向施加的應力)。

初始條件:實際工程中產(chǎn)生抬升變形的巖體一般都具有一定的初始地應力和孔隙水壓力,因此,計算模型分別考慮不同的初始應力和初始孔隙水壓力對巖體擴容變形的影響。

1.1 計算方案

數(shù)值試驗主要考察巖體孔隙水壓力升高對數(shù)值試件擴容變形的影響,同時也考察巖體初始應力場、巖體滲透系數(shù)和巖體變形模量等因素變化對數(shù)值試件擴容變形的影響。為此,數(shù)值試驗設計了以下3種方案:

a.方案1。初始孔隙水壓力一定,巖體變形模量取5郾0 GPa,滲透系數(shù)取 1郾0伊10-5cm/s,分別改變初始應力場大小和試件中孔隙水壓力增量。本方案主要考察不同初始應力場條件下,巖體孔隙水壓力變化對巖體體積應變的影響。

b.方案2。初始孔隙水壓力一定,初始應力一定,巖體變形模量取5郾0 GPa,分別改變巖體滲透系數(shù)和試件中孔隙水壓力增量。本方案主要考察不同巖體滲透系數(shù)條件下,巖體孔隙水壓力變化對巖體體積應變的影響。

c.方案3。初始孔隙水壓力一定,初始應力一定,滲透系數(shù)取1郾0伊10-4cm/s,分別改變巖體變形模量和試件中孔隙水壓力增量。本方案主要考察不同巖體變形模量條件下,巖體孔隙水壓力變化對巖體體積應變的影響。

1.2 計算成果分析

圖3為數(shù)值試件巖體變形模量為1郾0 GPa、滲透系數(shù)為1郾0伊10-5cm/s條件下,孔隙水壓力升高0郾5 MPa時得到的位移矢量圖。由圖3可知,立方體試件在邊界應力不變條件下,由于試件內(nèi)孔隙水壓力升高,引起了整個試件產(chǎn)生體積膨脹變形,即試件在孔隙水壓力升高的條件下產(chǎn)生了擴容現(xiàn)象。這一結論與物理試驗得到的結論相同。由此可見,可采用流固耦合分析理論模擬巖體在孔隙水壓力升高條件下的擴容現(xiàn)象。

圖3 數(shù)值試件位移矢量

a.巖體孔隙水壓力增量對體積應變的影響。圖4為巖體初始應力、滲透系數(shù)及變形模量一定的情況下,數(shù)值試件的體積應變與孔隙水壓力增量關系曲線。圖4中3條曲線呈現(xiàn)的規(guī)律基本一致,體積應變在孔隙水壓力增量為200 kPa附近變化幅度最大;孔隙水壓力增量較小時,引起的體積應變增量小;孔隙水壓力增量較大情況下,體積應變增量大。

圖4 巖體體積應變與孔隙水壓力增量關系

b.巖體初始應力大小對體積應變的影響。圖5為數(shù)值試件的體積應變與初始應力關系曲線,可看出,在孔隙水壓力增量相同的情況下,巖體體積應變與初始應力大小之間基本呈水平變化關系,表明巖體中的初始應力大小對孔隙水壓力引起的體積應變影響很微弱。

圖5 巖體體積應變與初始應力關系

c.巖體滲透系數(shù)對體積應變的影響。圖6為數(shù)值試件的體積應變與滲透系數(shù)關系曲線,在孔隙水壓力增量相同的情況下,巖體體積應變隨滲透系數(shù)增大而增大。巖體滲透系數(shù)增加1個數(shù)量級,體積應變增加20%~40%,表明巖體滲透系數(shù)大小對孔隙水壓力增加引起的體積應變有較大影響。

圖6 巖體體積應變與滲透系數(shù)關系

d.巖體變形模量對體積應變的影響。圖7為數(shù)值試件的體積應變與變形模量關系曲線,在孔隙水壓力增量相同的情況下,巖體體積應變與變形模量呈近似線性相關關系。巖體變形模量越小,孔隙水壓力引起的體積應變越大。

圖7 巖體體積應變與變形模量關系

2 抬升變形數(shù)值模擬

2.1 工程概況

向家壩水電站位于金沙江下游河段,坐落于四川省與云南省交界處,是金沙江梯級水電站的最末一級電站。電站大壩為混凝土重力壩,最大壩高162 m,壩頂高程384 m,壩頂軸線總長約910 m。向家壩水電站蓄水前,在左岸近壩邊坡各高程位置分別布設了水文觀測孔及位移監(jiān)測儀器(圖8)。2012年10月蓄水后的監(jiān)測資料表明,大壩左岸壩肩山體出現(xiàn)不同程度的抬升變形現(xiàn)象,最大變形量超過13郾0 mm。

現(xiàn)場地質(zhì)勘測成果表明,除主要地層巖組J1鄄2Z、外,左岸近壩巖體還存在一層擠壓破碎帶?，F(xiàn)場原位試驗及室內(nèi)試驗表明,擠壓破碎帶變形模量相對較低,多組試樣測得變形模量為0郾6~1郾0 GPa,壓水試驗測得透水率為0郾66~0郾93 Lu。

2.2 數(shù)值模型

圖8 部分測點布置示意圖

數(shù)值模型考慮的地層巖組有和以及擠壓破碎帶,同時對左岸壩基混凝土置換區(qū)、左非5至左非19壩段及灌漿帷幕等結構進行了模擬;泄壓孔按線單元建模。計算網(wǎng)格249 648個,網(wǎng)格節(jié)點49005個。圖9(a)為整體數(shù)值計算網(wǎng)格,圖9(b)為帷幕和擠壓破碎帶數(shù)值計算網(wǎng)格。

圖9 數(shù)值計算網(wǎng)格

初始滲流場根據(jù)左岸水文觀測孔的水位資料擬合得到。

固體邊界:鉛直邊界取水平位移約束;計算模型底邊界取鉛直水平位移約束。

流體邊界:順河向上下游鉛直面取不滲透邊界;河流及水庫淹沒邊界為變水頭邊界,山體內(nèi)側邊界為水頭邊界;模型底邊界為不滲透邊界。

滲流本構律采用達西流定律;力學本構模型采用基于摩爾庫倫屈服準則的彈塑性本構模型。力學分析所需的計算參數(shù)見表1,水工結構物及巖層滲透系數(shù)取值見表2。

表1 力學計算參數(shù)___

表2 滲透系數(shù)取值 10-5cm/s_

計算步驟為:淤邊坡自重初始應力場計算;于邊坡初始滲流場計算,關閉應力場計算模塊;盂打開應力場計算模塊,流固耦合計算,計算時段2012年1月1日至10月9日;榆第1期蓄水過程模擬,流固耦合計算,計算時段2012年10月10日至2013年6月24日;虞第2期蓄水過程模擬,流固耦合計算,計算時段2013年6月25日至9月6日;愚第3期蓄水過程模擬,流固耦合計算,計算時段2013年9月7日至2014年3月30日。

2.3 孔隙水壓力變化過程及空間分布

圖10為左岸非溢流壩段后近壩邊坡典型水文觀測孔BGZK07水位變化過程線。BGZK07鄄01孔底位于左岸擠壓破碎帶上盤,BGZK07鄄02孔底位于左岸擠壓破碎帶下盤。該水文觀測孔記錄時間始于2013年5月11日,8月20日左右附近泄壓孔開始排水。由圖10可知,觀測孔水位計算值與實測值總體變化趨勢一致。6月25日蓄水后,水文觀測孔內(nèi)的水位因水庫第2期蓄水逐漸上升。由于第2期蓄水水位上升量相對較小(高程354~370 m),觀測孔內(nèi)的水位上升幅度相對較小。為控制左岸邊坡的抬升變形,2013年8月20左右左岸泄壓孔開始泄壓。在泄壓孔排水效應作用下,觀測孔水位計算值和實測值都出現(xiàn)較大幅度降低,表明泄壓孔的泄壓作用效果明顯。

圖10 2013年4—12月水文觀測孔水位變化過程線

圖11為左岸0+201 m斷面的孔隙水壓力等值線。從孔隙水壓力的空間分布來看,由于前兩期蓄水水位相差只有16郾0 m,再加上第2期蓄水期末前(約2周)左岸邊坡泄壓孔開始泄壓,故第1期蓄水期末和第2期蓄水期末位于大壩下游的左岸0+201 m斷面孔隙水壓力分布只有微小變化。第3期蓄水后,位于下游的0+201 m斷面處的孔隙水壓力分布在泄壓孔泄壓作用下,出現(xiàn)較大變化。泄壓孔周圍孔隙水壓力出現(xiàn)較大幅度的降低,表明泄壓孔泄壓對左岸下游邊坡局部孔隙水壓力的降低效果明顯。

圖11 0+201 m斷面孔隙水壓力等值線(單位:kPa)

2.4 抬升變形過程及空間分布

圖12為左岸非溢流壩段后邊坡位移觀測點地表位移變化過程線。由圖12可知,在第1期蓄水后測點開始出現(xiàn)抬升變形。抬升變形過程與水庫水位升高密切相關。泄壓孔泄壓后,測點位移計算值和實測值都出現(xiàn)明顯降低過程,表明泄壓孔泄壓對降低測點的抬升變形效果顯著。第3期蓄水后,測點實測抬升位移出現(xiàn)輕微增加現(xiàn)象,但由于泄水孔泄壓的控制作用,其后期抬升變形量很小。

圖12 位移測點L0404抬升變形過程線

左岸近壩邊坡水文觀測孔水位變化過程與位移觀測點抬升位移變化過程揭示了抬升變形產(chǎn)生根源是左岸邊坡滲流場引起邊坡滲透力發(fā)生了改變。

圖13為左岸近壩邊坡鉛直位移等值線。在高程380m水庫蓄水壓力作用下,水庫淹沒范圍的邊坡體產(chǎn)生沉降位移,最大沉降變形約12郾0 mm。左岸壩基及下游邊坡產(chǎn)生較明顯的抬升變形。抬升變形最大部位出現(xiàn)在左坡0+140 m至左坡0+300 m范圍內(nèi),最大抬升變形計算值約14郾5 mm。抬升變形范圍與抬升變形最大值都與實測值一致。圖14為左岸0+201m斷面鉛直位移等值線,左岸0+201 m斷面開挖邊坡附近的巖體在蓄水引起的滲透力作用下,產(chǎn)生了大范圍的抬升變形。擠壓破碎帶下部巖土體抬升變形從下至上逐漸增大,擠壓破碎帶上部巖土體的變形沿邊坡高程逐漸減小。第2期蓄水后邊坡表面抬升變形較第1期蓄水引起的抬升變形增加量要小,其原因是第2期蓄水抬升的水位較小。在水庫第3期蓄水和左岸邊坡泄壓孔泄壓共同作用下,邊坡抬升變形值出現(xiàn)一定程度的降低。由此可見,左岸邊坡抬升變形是蓄水引起左岸邊坡滲流場發(fā)生改變,進而導致應力場改變而引起巖體變形積累的結果。

圖13 左岸近壩邊坡鉛直位移等值線(單位:mm)

2.5 抬升變形對工程的不利影響

圖15給出了防滲帷幕的塑性區(qū)分布。由圖15可知,由于擠壓破碎帶抗剪強度低,左岸近壩邊坡擠壓破碎帶部位的防滲帷幕在邊坡變形作用下出現(xiàn)了較大范圍的剪切塑性區(qū),因此,擠壓破碎帶附近的防滲帷幕產(chǎn)生剪切裂縫破壞的可能性較大。

圖14 0+201 m斷面鉛直位移等值線(單位:mm)

圖15 防滲帷幕塑性區(qū)分布

3 結 論

a.數(shù)值試驗成果表明:巖體擴容變形隨巖體滲透系數(shù)的增大而增大,隨變形模量的增大而減小,巖體初始應力對抬升變形的影響微弱。

b.滲流場改變是引起近壩邊坡抬升變形的直接誘因,巖體抬升變形是巖體內(nèi)滲流場和應力場相互作用的結果,采用流固耦合理論揭示邊坡和壩基巖體的抬升變形機制是合理的。

c.向家壩左岸近壩邊坡抬升變形是水庫蓄水引起的滲流場改變進而導致巖體產(chǎn)生的變形,深層泄壓孔泄壓可以有效控制岸坡巖體的抬升變形量。

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