長河壩水電站壩肩邊坡穩定分析及加固

曾金華，張 丹

(1.水電水利規劃設計總院，北京100120；2.中國電建集團成都勘測設計研究院有限公司，四川成都610072)

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長河壩水電站壩肩邊坡穩定分析及加固

曾金華1，張 丹2

(1.水電水利規劃設計總院，北京100120；2.中國電建集團成都勘測設計研究院有限公司，四川成都610072)

長河壩水電站兩岸壩肩邊坡最大開挖高度達306m，高邊坡穩定問題是本工程主要的工程地質問題。采用赤平投影法對兩岸壩肩邊坡可能存在的滑動楔形體進行穩定分析，采用三維有限元法(Flac)、邊坡塊體理論(DDA)對邊坡進行數字計算，并據此對兩岸壩肩邊坡采用錨索、錨桿及掛網錨噴等加固措施，達到了穩定邊坡的目的。

壩肩；高邊坡；穩定分析；加固；長河壩水電站

0 引 言

長河壩水電站是大渡河干流“3庫22級”開發的第10級電站，裝機容量2 600 MW，正常蓄水位1 690 m，總庫容10.75億m3。樞紐建筑物主要由礫石土心墻堆石壩、左岸引水發電系統、右岸泄洪放空系統組成。攔河礫石土心墻堆石壩建基于深厚覆蓋層上，最大壩高240 m，是當前世界防滲體位于深厚覆蓋層上的最高土石壩。根據地形地質條件，兩岸壩肩邊坡開挖坡比為1∶0.5～1∶0.95，左岸邊坡高267 m、右岸306 m，高邊坡穩定問題是本工程主要的工程地質問題[1- 3]。

1 工程地質條件

長河壩水電站工程區地震基本烈度為Ⅷ度，區域構造穩定性較差。壩址區為高山峽谷地貌，相對高差約700 m，河谷呈較寬的“V”形，兩岸邊坡陡峻，坡度一般60°～65°，基巖裸露。巖性主要為晉寧期～澄江期的花崗巖、石英閃長巖，巖體多呈塊狀結構，完整性好，巖石致密堅硬，抗風化能力強，風化作用主要沿裂隙進行。河谷深切，天然地應力較高，兩岸邊坡巖體卸荷較強烈。右岸邊坡弱風化上段、強卸荷水平深度14～36 m，左岸24～38 m；右岸邊坡弱風化下段、弱卸荷水平深度52～70 m，左岸35～72 m，局部風化、卸荷較深。

壩址區無區域性斷裂通過，地質構造以小斷層、層間擠壓帶為主，其展布優勢方位為NNE、NNW向和近EW向。對壩肩邊坡穩定存在安全影響的斷層主要為右岸的f0、f9等，左岸的f21、f24等，斷層規模小、延伸短。壩址區裂隙主要發育有9組，具體產狀分別為：J1為N10°～40°E/SE∠20°～40°、J2為N15°～50°E/SE∠45°～65°、J3為N15°～50°E/NW∠45°～65°、J4為N60°～85°W/NE(SW)∠70°～85°、J5為 N60°～80°E/NW(SE)∠70°～85°、J6為 N20°～50°W/NE∠15°～40°、J7為N5°～40°E/SE(NW)∠70°～85°、J8為 N10°～40°W/ SW(NE)∠70°～85°、J9為EW/ N(S)∠10°～30°。裂隙延伸較長，間距較大，且大都張開。壩肩邊坡工程區以滲滴水為主，局部見線狀流水。

2 邊坡穩定分析

2.1 赤平投影

壩肩岸坡總體為SN走向，無規模較大的控制性軟弱結構面分布，邊坡整體穩定，但節理裂隙的不利組合控制邊坡的局部穩定性。右岸壩肩邊坡主要發育J1、J2、J4、J9組裂隙。其中，J1組裂隙對邊坡的穩定性起重要控制作用。左岸壩肩邊坡主要發育J3、J1、J5組裂隙。其中，J5組裂隙對邊坡的穩定性起重要控制作用，易沿J2組裂隙形成傾倒變形。壩肩邊坡赤平投影見圖1。從圖1分析，邊坡局部塊體穩定性差[4]。

(1)左壩肩邊坡。①沿J2組陡傾坡內的結構面發生傾倒；②以J3組裂隙為滑移面、J2組裂隙為后緣拉裂面、J4組裂隙構成側向切割面，產生傾倒滑移變形；③以J1組裂隙為頂部割裂面、J3組裂隙為滑移面及J4組裂隙為側裂面的滑落型破壞。

(2)右壩肩邊坡。①以J1組裂隙為底滑面、J2組中陡傾角順坡裂隙為后緣切割面、EW向的J4、J5組裂隙為側向切割面的滑移變形；②在局部(主要在上游側陡坡部位)形成滑落和滑移壓致拉裂破壞，滑落體主要由J5、J9、J4等3組裂隙切割構成。其中，J9組裂隙構成滑落體的頂部割裂面，J2組裂隙構成滑落滑移面，J4組裂隙構成側向割裂面。

圖1 壩肩邊坡赤平投影

2.2 三維有限元法(Flac)計算分析

三維計算模型建立在局部坐標系(X，Y，Z)下，X軸正方向指向NW82°(即壩軸線指向坡外)，Z軸正方向指向NE8°(垂直壩軸線指向上游)，Y軸正方向鉛直向上。地質概化模型主要考慮的地層包括Ⅱ、Ⅲ、Ⅳ類巖體及河床覆蓋層；主要考慮的結構面為f21、f0、f9斷層及J1、J2組裂隙。采用彈塑性本構模型，Mohr-Coulomb屈服準則[5- 6]。分以下3步計算：

(1)所有材料均采用線彈性本構模型。在模型左側及底部施加法向位移約束；在模型右側施加梯度分布的法向應力。調整法向應力的大小并結合實測地應力值，進行初始地應力場擬和分析。

(2)將(1)的位移清零，右側邊界條件由應力邊界條件改為法向約束，同時將材料屬性變為彈塑性，計算邊坡的變形及應力分布，作為開挖初始條件。

(3)將(2)的位移清零，對模型進行分步開挖，模擬開挖條件下邊坡的變形及破壞趨勢。壩軸剖面開挖過程中關鍵點總位移見表1。從表1可知，邊坡在坡面淺部存在小范圍不連續的拉應力區，最大拉應力約0.8 MPa，在巖體的抗拉強度范圍之內，不會對邊坡的整體穩定構成威脅，但可能引起邊坡淺表局部滑塌。巖體深部的應力受地形的影響較小，地應力基本呈水平層狀分布。邊坡開挖引起的變形以卸荷回彈為主，最大回彈變形量隨著開挖逐級遞增，各級開挖完成時最大變形均發生在壩軸線附近相應開挖形成的平臺中心部位。坡腳處的巖體變形較大，開挖完畢引起的最大回彈變形量約36 mm，發生在關鍵點8(高程約1 523 m)位置。各級邊坡開挖對鄰級邊坡變形的影響最為顯著，對較遠坡段的影響逐步減弱，后繼邊坡開挖使開挖邊坡變形逐步增大(局部點可能有波動)，最終趨于平穩。開挖引起的回彈變形范圍隨開挖逐級增大。

表1 壩軸剖面開挖過程中關鍵點總位移 mm

注：1號點高程1 731.7 m；2號點1 704.5 m；3號點1 673.0 m；4號點1 644.6 m，5號點1 604.2 m；6號點1 580.0 m；7號點1 558.8 m；8號點1 523.0 m；9號點1 496.0 m。

2.3 邊坡塊體理論(DDA)計算分析

左岸壩肩邊坡的節理裂隙主要包括J1、J2、J3、J4和J6組裂隙；右岸壩肩邊坡的節理裂隙主要包括J1、J2、J4、J5和J9組裂隙和斷層f0、f9。裂隙組摩擦角按剛性摩擦角取20O，斷層破碎帶取16O。計算結果見圖2。

圖2 塊體破壞計算結果

從圖2可知，左岸壩肩邊坡在開挖過程中，在坡腳和開口線邊坡表部附近沒有明顯的塊體間的開裂或者滑動趨勢，雖然邊坡存在一定的變形，但是沒有發生大的位移。右岸壩肩邊坡在開挖過程中，在坡腳和開口線邊坡表部附近有明顯的塊體開裂滑動趨勢。另外，由于斷層弱面的存在，在斷層附近，坡面表部也存在少量塊體的開裂滑動，但這些不穩定塊體僅限于邊坡表層一定范圍內，未遷移至深部巖體，對邊坡的整體穩定不會造成太大的威脅。

2.4 邊坡穩定性評價

根據以上分析，壩肩邊坡整體穩定性較好，淺表層穩定問題主要為卸荷松弛和裂隙組合、切割形成的楔形體，具體分析如下：

(1)左岸邊坡最大楔形體體積約68 m3，右岸邊坡約115.1 m3，平均深度3.4～4.3 m，小于錨桿的設計長度6～8 m。邊坡施工時，按設計及時進行錨桿加固能夠滿足穩定要求。

(2)坡體的最大、最小主應力分布特征和量值變化較小，開挖僅引起開挖面附近局部范圍的應力調整。開挖過程中，邊坡開挖僅對開挖區的位移影響很大，而一定深度范圍內巖體變形很小，基本不受邊坡開挖的影響。

(3)開挖結束后，邊坡變形的總體趨勢為水平向坡外位移，開挖到邊坡下部時，邊坡整體變形加速，這是由于坡體底部初始應力較大，應力釋放較為劇烈的結果。相應地，坡底局部塑性區有所發展，左岸邊坡塑性區主要集中在坡腳和斷層f21局部范圍內，坡體整體處于彈性狀態，即邊坡整體處于穩定狀態。

(4)考慮地下水作用時邊坡開挖后各關鍵點總位移與不考慮地下水作用時基本相等。但在開挖初期，各關鍵點的總位移明顯要大于不考慮地下水作用時，主要是因為開挖邊坡使附近巖體孔隙水壓力突然釋放，打破了原有的平衡狀態；隨著開挖的進行，孔隙水壓力逐漸調整、轉移直至消散，從而在后續開挖位移和未考慮地下水作用時基本接近，但總體上要稍大于未考慮地下水作用的工況，尤其是向邊坡臨空面的變形(X方向)，總體上要大于未考慮地下水作用的工況。

(5)考慮地震作用下邊坡的位移稍大于持久和短暫設計工況，但量級相等，主要變形為向邊坡臨空面的變形(X方向)。地震作用下，壩肩邊坡整體是穩定的。

3 加固措施

根據以上分析并結合工程經驗，確定以下支護措施：

(1)左壩肩邊坡壩頂永久邊坡錨索支護分為A、B區，壩軸線上游1 719.5 m高程以上為A區，以下為B區；壩軸線下游1 714.5 m高程以上為A區，以下為B區。A區錨索水平排距為5 m，B區為7 m，錨索共88根，設計噸位1 000 kN，下傾角度為5°，孔徑為115 mm。錨索長度55 m和50 m，分排交錯布置。錨索沿高程間距均為5 m。

(2)壩肩邊坡開挖后至壩體填筑完成時間較長，開挖過程中遇到J3、J4組裂隙及裂隙和斷層的不利組合時，應采用隨機鋼筋束加固。

(3)右壩肩邊坡全坡面φ25、長6 m和9 m的系統錨桿，呈梅花形間隔布置，間排距2.5 m×2.5 m，噴厚15 cm的C20混凝土，加掛φ8的鋼筋網，網格間排距20 cm×20 cm。邊坡排水孔孔徑65 mm，孔深3 m，傾角5°，間排距2.5 m×2.5 m，梅花形布置，孔內設置φ60的透水塑料盲溝。1 697 m高程以上邊坡進行分Ⅰ、Ⅱ、Ⅲ、Ⅳ等4個區域支護，局部采用預應力錨索，設計噸位1 000 kN、長50 m或55 m。1 697 m高程以下邊坡則分3個區加強支護，部分采用3φ28的錨筋束，間排距2.5 m×2.5 m，梅花形間隔布置。

邊坡監測成果表明，壩肩變形及應力變化量較小，邊坡應力及變形調整基本結束，壩肩邊坡處于穩定狀態。

4 結 語

(1)長河壩水電站壩肩邊坡整體穩定性較好，主要工程地質問題是施工期表層松動與局部塊體失穩。

(2)采用系統錨桿加固措施后，可以滿足淺表層、局部塊體的穩定要求。同時，應加強邊開挖邊加固的時效性，盡可能減小邊坡巖體的松弛、卸荷。

(3)邊坡施工開挖過程中，應按設計要求進行開挖，開挖前進行現場爆破試驗，根據試驗結果選擇爆破參數，以減小開挖爆破對巖體的損傷。

(4)監測結果表明，邊坡變形量級不大，系統錨桿和預應力錨索受力正常，且均已收斂，邊坡處于穩定狀態。

[1]霍宇翔， 黃潤秋， 巨能攀， 等. 爆破影響下巖質高邊坡淺表層塊體穩定性研究[J]. 工程地質學報， 2009， 17(6)： 796- 801．

[2]張倬元， 王士天， 王蘭生. 工程地質分析原理[M]. 北京： 地質出版社， 1994．

[3]黃潤秋. 高邊坡穩定性的系統工程地質研究[M]. 成都： 成都科技大學出版社， 1991．

[4]陳奇珠， 董翌為. 赤平投影法分析巖質邊坡穩定性的圖解模板[J]. 西北水電， 2013(4)： 13- 16．

[5]DL/T 5395—2007 碾壓式土石壩設計規范[S]．

[6]蔡智云， 張云， 崔淑玲， 等. 水電站邊坡穩定性的三維有限元分析[J]. 西北水電， 2011(3)： 16- 20．

(責任編輯 楊 健)

Stability Analysis and Reinforcement of Dam Abutment Slopes in Changheba Hydropower Station

ZENG Jinhua1, ZHANG Dan2

(1. China Renewable Energy Engineering Institute, Beijing 100120, China; 2. PowerChina Chengdu Engineering Corporation Limited, Chengdu 610072, Sichuan, China)

The maximum excavation height of dam abutment slopes in Changheba Hydropower Station is 306 m, so the stability of high slope is the main engineering geological problem in the construction of this project. The stereographic projection method is used to analyze the stability of possible sliding wedges in two abutment slopes. The 3D finite element method (Flac) and slope block theory (DDA) are used to carry out numerical calculation. Based on above results, the reinforcement measures of anchorage cable, anchor rod and anchor road-steel mesh-shotcrete are used to achieve the stability of slopes．

abutment; high slope; stability analysis; reinforcement; Changheba Hydropower Station

2016- 07- 22

曾金華(1975—)，男，湖北荊州人，高級工程師，碩士，主要從事水電工程地質工作．

TU457(271)

A

0559- 9342(2016)10- 0033- 03