蒙江上尖坡水電站巖溶高邊坡治理設計

(貴州省水利水電勘測設計研究院，貴州貴陽550002)

上尖坡水電站位于珠江流域蒙江上游，混合式開發，大壩為碾壓混凝土重力壩，最大壩高82.8 m，總庫容1 600萬m3。壩址河谷為走向谷，地形陡窄。右岸自然邊坡高約300 m，地形坡度25°～40°，坡面平整，覆蓋層厚0～10 m。邊坡地層為吳家坪組中厚層燧石灰巖，巖層傾向左岸，傾角30°～32°，為順向坡。邊坡巖溶十分發育，順巖層發育NJ1、NJ2、NJ3、NJ4等4層泥化夾層和1層大溶隙帶，同時發育2組陡傾角裂隙，巖體內部還發育眾多小型溶腔溶槽[1-3]。

泥化夾層平面與巖層面平行，夾層厚1～10 cm不等，連通率約70%。最深一道泥化夾層NJ1，距地面水平深41.5 m，泥化程度較高，含水量較大，厚8～10 cm。大溶隙距地面水平深度16.5 m，空度10～80 cm，70%被溶空，其上盤巖體基本處于極限穩定狀態。工程區溫和多雨，平均年降雨量1 205 mm，其中80%集中在5—8月。順向邊坡受巖溶侵蝕，加上多雨的夏季，使得本工程邊坡問題非常突出。2013年8月中旬，右壩肩開挖至636 m高程，形成高約50 m，切腳寬度約65 m的邊坡，遇連降3 d大雨，導致大溶隙等軟弱結構面軟化，8月22日夜，右岸壩肩發生了滑坡。滑坡帶為壩軸線上游切腳臨空體，滑坡帶平均寬約50 m，一般厚約8 m，最厚處為15 m，滑坡面積約5 550 m2，總方量約為6萬m3。所幸無人員和設備損失。地質剖面見圖1。

1 邊坡穩定計算及加固支護設計

1.1 690 m高程以上邊坡穩定分析及加固設計

根據地質調查分析，690 m高程以上邊坡滑動的底滑面最大可能是基巖強風化線的斜坡面，上部拉脫面可能為730 m高程的裂隙帶或750 m高程的施工營地平臺。定義730 m高程裂隙界為滑體1，750 m高程裂隙界為滑體2，見圖2。

圖2中，滑體頂部沿后緣裂隙面拉裂，沿強風化巖層面滑動，并沿較為薄弱的694 m高程水平剪出，滑動模式為雙滑面，采用不平衡推力傳遞法計算邊坡穩定。將滑體分為G1和G2兩個滑塊計算，見圖3。

經整理和簡化，計算公式如下：

K=抗滑力/下滑力

=(R1+R2)/(T1+T2)

=(f1G1cosα+c1L1+f2G2cosβ+c2L2)/

(G1sinα+G2sinβ)

式中K——抗滑穩定安全系數；T1、T2——滑動面下滑力，kN；R1、R2——滑動面抗滑力合力，kN；G1、G2——滑塊重力，kN；f1、f2——AB、BC滑動面的抗剪斷摩擦系數；c1、c2——AB、BC滑動面的抗剪斷黏聚力，kPa；α、β——AB、BC滑動面與水平面的夾角；L1、L2——AB、BC滑動面有效抗剪斷長度，m。

表1 690 m高程以上邊坡抗滑穩定計算(加固前)

由計算結果可知，滑體2的邊坡更危險，其中1-1剖面計算安全系數1.0，處于極限穩定狀態，小于規范容許安全系數1.05。

根據本處邊坡的特點，上部為土質邊坡，下部為順層巖質邊坡，采用鋼筋混凝土擋墻+預應力錨索支護，支護位置選在滑出口處，相應高程690～697 m，防護范圍長105 m。預應力錨索為無黏結型式，設計噸位均為1 000 kN，錨索按2排布置，間排距4 m，共58根，錨索長度25～30 m，上排錨索傾角15°、下排錨索傾角23°，深入弱風化巖層以下10～20 m，錨固段長6 m。擋墻高6～11 m，墻身材料C30鋼筋混凝土，錨索錨頭所在墻段厚1.0 m，寬1.0 m，兩列錨索間擋墻厚0.5 m，寬3 m。擋墻頂部坡體上設0.6 m×0.6 m混凝土排水溝。邊坡支護設計見圖4。

采用了鋼筋混凝土擋墻+預應力錨索進行支護后，邊坡增加錨索預應力施加在G2滑塊上，受力分析見圖5。

采用不平衡推力傳遞法復核邊坡穩定，加固后的安全系見表2，增加錨索后邊坡穩定滿足規范要求，但安全系數提高幅度不大，只有3%～8%。

表2 690 m高程以上邊坡抗滑穩定計算(加固后)

1.2 右岸上游690 m高程以下邊坡穩定計算及支護設計

636～690 m高程為一凸起坡體，順向坡結構，巖層傾向河床，傾角32°，內有泥化夾層、大溶隙帶沿巖層發育，嚴重惡化邊坡穩定條件。“8·22”滑坡后，剩下的地質剖面見圖6。

經地質分析，“8·22”滑坡原因是連續降雨使大溶隙內的夾泥軟化，同時壩肩開挖削弱了水平滑出面的巖體厚度，使其無法承受上部巖體傳來的下滑力，形成雙滑面破壞。壩基繼續下挖，如果不采取處理措施，將會再次滑坡。根據此處邊坡特性，宜采用削坡減載處理，將大溶隙上盤的巖體全部挖除，同時在坡面設錨筋樁，以消除沿下部泥化夾層滑出破壞的隱患。具體處理措施為：①672.8～690 m高程邊坡采用C25混凝土框格梁支護+錨筋樁支護，框格梁間排距4 m，梁尺寸0.3 m×0.3 m，框格結點設3φ36砂漿錨桿束形成錨筋樁，根長9 m，間距4 m，傾角20°； ②662～672.8 m高程屬水位變幅區，危險性較大，該處邊坡噴10 cm厚C20混凝土形成封閉，并在原滑坡底面設3φ36砂漿錨桿束，根長9 m，間距3 m，梅花型布置，傾角20°;③636 m高程以下邊坡沿大溶隙面削坡減載，沿清挖后的坡面作掛網噴混凝土支護,掛網鋼筋φ6.5 mm @200 mm×200 mm，噴10 cm厚C20混凝土;④整個清挖坡面設φ50 mm排水孔，孔深3 m，間排距5 m，梅花形布置。支護設計見圖7。

大壩上游邊坡削坡減載后，留下了大溶隙以下的基巖，其下盤垂直厚度4～17 m位置發育NJ1泥化夾層，傾角約27°～29°，傾向河床方向。大溶隙與NJ1泥化夾層之間的巖塊有可能在中部沿水平方向剪出坡破壞。選擇636、621.5 m 2個高程作為典型斷面復核邊坡穩定，見圖8、9。

a) 假設剪出面為636 m高程，采用剛體極限平衡法，按單米寬計算，潛在滑動面為NJ1泥化夾層面。根據地質參數，S1滑塊的底滑面泥化夾層f′=0.22，C′=0.005 MPa，S2滑塊的底滑面為完整基巖面，f′=0.8，C′=0.6 MPa。按此參數計算，S1滑塊沿斜坡面的剩余下滑力F1=3 649 kN。將剩余下滑力F1加載到S2滑塊上，沿水平面剪斷面基巖滑出的安全系數K=5.6，抗滑穩定滿足要求。

b) 假設剪出面為621.5 m高程，邊坡穩定計算方法和參數同上，S3滑塊沿斜坡面的剩余下滑力F3=6 479 kN。將剩余下滑力F3加載到S4滑塊上，沿水平面剪斷面基巖滑出的安全系數K=3.78，抗滑穩定滿足要求。

1.3 右岸下游邊坡穩定分析及支護設計

下游邊坡受順向坡結構的巖層、沿巖層面發育的大溶隙、NJ1泥化夾層等不良地質條件影響，基坑開挖使大溶隙以上巖體形成切腳臨空面，因此最可能的潛在滑動面為大溶隙面，見圖10。

按單米寬度計算，潛在滑動面為大溶隙面，滑動模式為單滑面滑動。根據地質參數，大溶隙面606～630 m高程70%為空腔，f′=0.3，C′=0.05 MPa，630 m高程以上為全泥型，一般情況下f′=0.22，C′=0.005 MPa，連續大雨時f′=0.18，C′=0 MPa。采用剛體極限平衡法計算邊坡穩定，安全系數為0.59～0.67，不滿足穩定要求。因此考慮預應力錨索和抗滑樁加固邊坡。

根據平面位置，邊坡上部布置2排預應力錨索，間距4 m，下部布置3排抗滑樁，樁中心間距可取為8 m，每個剖面上3根樁，即每3根樁承擔8 m寬邊坡條帶下滑力，樁的斷面尺寸為2 m×3 m。增加錨索和抗滑樁后，邊坡剖面見圖11。

按上述參數，單滑面計算，每樁要求承擔的剩余下滑力水平分力為13 654 kN，見表3。

表3 大壩下游邊坡抗滑穩定安全系數(回填大溶后)

根據“懸臂樁的簡化法”[4]計算，樁最小錨固深度3.3 m，實際錨固深度12 m左右，滿足最小錨固要求。錨固段為弱風化灰巖，地基系數均勻，用K法計算，為剛性樁，樁側壁最大應力1.5 MPa，均滿足本工程要求。

根據文獻[7]的公式和方法計算樁身內力，上部巖體的荷載按均布荷載考慮，取K=8 000 kN/m3，m=0，則滑動面處的剪力為1 3654 kN，彎矩為47 789 kN·m，最大彎矩在滑動面以下2 m處，最大彎矩為63 189 kN·m，需配彎矩鋼筋63 434 mm2，抗滑樁迎滑面側配置2排11×3φ36@170鋼筋，實際配筋面積67 181 mm2。樁身斷面尺寸滿足彎矩鋼筋的布置要求。

取壩縱0+061.7、0+052 m等2個斷面復核抗滑樁以下的邊坡穩定，大溶隙上部的滑塊可能在抗滑樁下方形成拉脫面，沿大溶隙面向下滑動，按單米寬單滑面模式計算，計算簡圖見圖12、13。

大溶隙面地質參數f′=0.3，C′=0.05 MPa，按單滑面計算，上述兩個斷面的抗滑安全系數分別為1.74、1.90，均大于容許安全系數1.15，滿足抗滑穩定要求。

通過上述計算分析，下游邊坡設2排預應力錨索和3排抗滑樁，能保證邊坡穩定和安全，因此，最終擬定的具體處理措施如下。①648 m高程以上為壩基開挖后形成的邊坡，采用框格梁+預應力錨索支護。根據剩余下滑力計算，采用2排預應力錨索，共22根，錨索預應力1 000 kN，根長25 m，錨索與水平面夾角20°。為增加對巖塊的約束，用C30鋼筋混凝土框格梁連接成整體，梁斷面尺寸0.4 m×0.4 m。②在626～648 m高程布置3排共計12根抗滑樁，樁心間距8 m左右。樁身為C30鋼筋混凝土，樁斷面為矩形，尺寸為2×3 m，樁身錨入NJ1泥化夾層以下1～2 m，樁長22～31 m。③為排除大溶隙內部積水，在636 m高程布置1排排水孔，孔深15～25 m，孔距3 m，傾斜向下2°角。④開挖坡面用6 m長φ25 mm砂漿錨桿掛網噴錨支護。

2 右岸邊坡監測及運行情況

右岸邊坡屬高危邊坡，邊坡采用了削坡減載、表面排水、噴錨封閉、預應力錨索、抗滑樁、錨筋樁、坡面排水孔等多種措施聯合支護，為保證施工安全和長期掌握邊坡狀況，共設置了6個三向表面變形監測點、2套測斜管、6套錨索測力計，見表4。

表4 大壩右岸邊坡觀測儀器

該邊坡施工時段為2013—2015年，690 m高程邊坡共設了58根1 000 kN預應力錨索，施工過程中因巖體內部巖溶空腔較多，鉆孔過程經常出現卡鉆、塌孔等現象，使施工期超出預期約1個月，錨固灌漿吸漿量很大，80根錨索共計超灌水泥和水泥砂漿6 600 t，平均每根82.5 t。因為工程投資控制的原因，13、30、45號錨索只進行預緊未張拉，其余錨索進行了張拉，在6、13、30、45號等4根錨索上安裝了4臺錨索測力計。大壩下游邊坡648～672.8 m高程共設置了22根1 000 kN預應力錨索，并在66、71號等2根錨索上安裝了2臺錨索測力計，監測讀數見表5。

表5 上尖坡水電站工程大壩右岸邊坡觀測讀數

施工期間各測點變化平緩，最高測值均出現在大壩蓄水期間，由于蓄水導致應力重新調整，之后逐漸變得平緩 ，結合日常巡視檢查結果，未發現異常情況，至今已正常運行4 a，該邊坡呈穩定狀態。

右岸下游邊坡根據開挖情況，實施了1—9號抗滑樁，10—12號樁暫未實施。共安裝了2組測斜管在6、8號樁上；于2015年2月3日開始監測樁體變形，位移變化量較小，變化過程線基本重疊，其最大變化為3.1 mm，而計算所得的樁頂位移為16.9 cm，實測值遠小于計算值，該邊坡呈穩定狀態。

右岸上游邊坡690、680 m高程各布置3個表面變形觀測點，共6個，目前縱向X最大累計位移為5.6 mm，橫向Y最大累計位移5.3 mm，高程最大位移4.5 mm；從監測變化過程線可以看出，蓄水期間各測點變化呈微小增長趨勢，之后逐漸下降并平緩，結合巡視檢查結果，期間未出現過突變及異常情況，該邊坡呈穩定狀態。

3 結語

a) 上尖坡水電站右岸邊坡較為復雜，因巖溶發育導致邊坡邊界條件多樣化，因而采用了削坡減載、預應力錨索、抗滑樁、錨筋樁、框格梁、貼坡擋墻、表面噴錨支護等多種邊坡處理措施。工程于2013年底開始逐級支護邊坡，2017年5月投產發電，至2018年底已蓄水運行2個汛期，邊坡支護已完成4 a，邊坡、大壩等各建筑物均未發現異常。表明本工程支護設計措施較為可靠。

b) 巖溶較為發育的巖質邊坡實施預應力錨索，一是施工難度較大，鉆孔困難，塌孔、卡鉆頻繁，嚴重影響施工工效；二是成本較高，灌漿水泥和砂漿用量很大，投資超預期的可能性大。同時，預應力損失和失效是難以避免的，因此應謹慎使用預應力類支護措施。

c) 邊坡治理一般來說難度大，造價高，上尖坡水電站僅右岸邊坡處理就花費約2 100萬元，工期5個月。因此工程布置設計宜盡量規避復雜的高邊坡問題。

d) 抗滑樁變形的計算值和實測相差較大，說明抗滑樁有較大的安全裕度，目前的抗滑樁計算方法和參數還有進一步研究的價值。

e) 本文較為全面地闡述了上尖坡水電站大壩右岸邊坡的支護設計，供同行參考。