古瓦水電站壩區順層邊坡穩定計算與支護設計

楊 斌， 饒 家 林， 梁 勇， 周 濤， 肖 玉 會

(1.大唐鄉城水電開發有限公司，四川 成都 610072；2.四川省清源工程咨詢有限公司，四川 成都 610072)

1 壩區工程地質概況

古瓦水電站采用混合式開發，攔河大壩為鋼筋混凝土面板堆石壩。壩址區河谷為縱向谷，河谷斷面為較對稱的“V”型谷。兩岸山體雄厚，基巖大多裸露，臨河坡高大于300 m。左岸谷坡自然坡度一般為35°～40°，臨河為20～50 m高的基巖陡崖。右岸高程3 345～3 385 m以上，為順基巖層面形成的斜坡，坡度約42°，以下為高約20～40 m階坎狀基巖陡崖。壩區地層為三疊系上統拉納山組下段(T311)變質砂巖夾板巖，變質砂巖單層厚度一般0.5～2.0 m，板巖厚度一般1～5 cm。壩區為一短軸向斜，向斜核部大致沿河流展布，左岸巖層產狀主要為N20°～30°E/NW∠35°～42°，右岸巖層產狀主要為N30°～40°W/NE∠40°～45°，巖層走向與河流近于平行或小角度斜交。壩區主要發育3組節理，結構面以Ⅳ、Ⅴ級為主，少量Ⅲ級，主要為剛性結構面，深部發育少量巖塊巖屑型、巖屑夾泥型軟弱結構面。壩址區巖石風化微弱，兩岸巖體強卸荷水平深度一般10～15 m，弱卸荷水平深度一般30～40 m。

2 壩區邊坡概況

壩區水工建筑物主要有攔河大壩、左岸取水口、導流防空洞、泄洪洞和右岸溢洪洞。左岸導流洞和防空洞采用龍抬頭結合方式，導流洞、放空洞和泄洪洞三洞結合共用一個出口，左岸取水口緊鄰導流洞進口，左岸泄洪洞緊鄰左岸趾板，右岸溢洪洞緊鄰右岸趾板，因相鄰部位邊坡工程地質條件基本相同，故合并取水口和導流(放空)洞進口邊坡、左岸趾板和泄洪洞進口邊坡、右岸趾板和溢洪洞進口邊坡。

壩區兩岸均為層狀同向結構邊坡，特別是右岸趾板和溢洪洞進口邊坡、左岸取水口及上游側邊坡巖層層面與坡面一致。采用赤平投影法和邊坡巖體質量CSMR分類標準，對邊坡穩定性進行初判，邊坡易產生順層滑動，強卸荷帶邊坡穩定性差。本文以具典型地質特征的取水口邊坡為代表，采用剛體極限平衡法與有限元法，簡述邊坡穩定性計算。

3 取水口邊坡工程地質條件

取水口后坡在高程3 403.2 m為閘門豎井平臺，平臺長74 m，寬30～33 m。平臺內側開挖邊坡高約72 m，開挖坡比1∶0.3。平臺之下為覆蓋層清坡，清坡后邊坡高約98 m。

取水口位于基座階地上，階地臨河高15～20 m，寬70～80 m。階地覆蓋層厚一般30～40 m，為冰水堆積含漂(塊)卵礫石，地表為厚度8～10 m坡積含塊碎礫石土。清理覆蓋層后，后坡為順層巖質邊坡，高程約3 360 m以上自然坡度38～43°，以下坡度55～65°。后坡變質砂巖單層厚度一般0.5～1.5 m，巖層產狀：N10°～33°E/NW∠35°～44°。巖體中主要發育3組節理：①N60°～80°W/NE∠55°～80°，②N50°～70°E/SE∠55°～80°，③近SN～N25°W/NE∠50°～75°，節理延伸長一般5～10 m，多平直粗糙。

開挖揭示：后坡巖層間主要為硬性結構面，平直粗糙。邊坡巖體風化微弱，巖體較完整。強卸荷水平深度約8～12 m，弱卸荷水平深度約40～50 m。

4 邊坡穩定性計算

工程區兩岸邊坡類型為層狀同向結構邊坡，典型破壞模式為在兩組節理切割下，與層面組合的塊體發生順層面的平面滑動，破壞模式清晰。采用剛體極限平衡的平面滑動法和有限元法對邊坡穩定進行計算。

4.1 剛體極限平衡法

4.1.1 邊坡分級

邊坡安全系數允許值根據《水電水利工程邊坡設計規范》(DL/T5353-2006)中規定，根據邊坡與建筑物關系、邊坡工程規模、工程地質條件復雜程度以及邊坡穩定分析的不確定性等因素綜合分析確定。對于失穩風險大的邊坡，或穩定分析中不確定因素較多的邊坡，安全系數宜取上限值，反之可取下限值。古瓦電站壩區兩岸基巖邊坡邊界條件較為清晰，失穩模式為順層平面滑動，安全系數可取下限值。古瓦電站取水口邊坡分級及安全系數允許值見表1。

4.1.2 計算工況

表1 邊坡分級及安全系數表

邊坡設計工況主要有三種：持久工況、短暫工況、偶然工況，計算時按照邊坡在天然狀態、正常運行狀態、水位驟降、暴雨及地震等各種工況作用下的組合。

4.1.3 巖體物理力學參數

施工開挖揭示的壩區工程地質條件與可研報告基本一致，邊坡穩定計算所需巖體容重、泊松比、變形模量等物理力學參數見表2。

4.1.4 結構面參數確定

可研階段結構面參數根據工程類比取值。為準確了解壩區層間結構面抗剪強度參數，施工階段根據現場大剪試驗成果，結合反演計算、規范建議值、相似工程資料類比等綜合分析，確定不同類〗型結構面抗剪斷強度參數建議值。邊坡穩定性計算時，根據不同工程部位邊坡級別，結合實際工程地質條件，在建議值范圍內選取。飽水工況及庫區蓄水時，結構面抗剪強度參數在計算時予以折減。

表2 壩區巖體物理力學參數表

現場大剪試驗成果見表3，除少部分試件在剪切試驗中未沿結構面破壞，試驗成果偏大外，其余試件均沿預定結構面剪斷。

表3 現場大剪試驗成果表

據《水電水利工程邊坡設計規范》(DLT5353-2006)規定，對變形邊坡和已失穩邊坡可以反演確定其滑面力學參數，反演時邊坡抗滑穩定系數取值建議：變形邊坡取1.00～1.05，失穩邊坡取0.95～0.99。本次反演計算邊坡安全系數取值為：垮塌邊坡取0.97，殘留邊坡下部取1.02，上部取1.07。反演計算底滑面均為厚層狀變質砂巖層間無充填硬性結構面，層面傾角41.5°。反演計算垮塌體抗剪斷強度參數f′=0.675，c′=135 kPa；殘留邊坡下部抗剪斷強度參數f′=0.675，c′=128.5～135 kPa；上部抗剪斷強度參數f′=0.7(35°)，c′=169～175 kPa。

綜合現場試驗、反演計算、規范建議值、相似工程類比等，結構面抗剪斷強度參數建議值見表4。

4.1.5 邊界確定

底滑面：有軟弱結構面時，以軟弱結構面為底滑面，無軟弱結構面時，選取卸荷底界和在坡腳剪出的層面為底滑面。取水口邊坡有剪出條件深度范圍內均為硬性結構面，底滑面存在三種可能：(1)強卸荷底界(圖1中②、④)；(2)弱卸荷底界(圖1中①、③)；(3)坡腳剪出的層面(圖1中⑤)。

后緣拉裂縫：(1)后緣為張裂隙或者因地形和開挖形成的后緣切割；(2)后緣沒有張拉裂縫的長大順層邊坡，根據不同工程部位地質條件、邊坡開挖高度和滑面深度、開挖邊坡松動影響范圍等，滑動面長度按照切層厚度的4～10倍考慮，強卸荷帶內開挖松動影響范圍取大值，微新巖體中開挖松動影響范圍取小值。取水口后坡后緣拉裂縫分三種情況：(1)平臺之上后坡第③組節理在高程3 480 m附近密集發育，假設該組節理貫通發育形成后緣拉裂縫，兩種底滑面相應的切層厚度分別約為8倍和4倍；(2)平臺以下假設在豎井位置拉裂；(3)整體穩定計算時，后緣為山頂位置。

圖1 取水口邊坡地質剖面圖

側面：假設第①、②組裂隙順坡向節理貫通發育，在上、下游側形成有效切割構成側滑面。

4.1.6 計算成果

邊坡穩定計算底滑面均為無充填硬性結構面，結構面抗剪斷參數根據邊坡級別和工程地質條件，在表4建議范圍內值選取。

本次取水口邊坡共布置3條剖面進行穩定計算， 3條剖面綜合計算成果見表5。計算結果表明：豎井平臺之下強卸荷、弱卸荷帶和平臺之上強卸荷帶邊坡在各種工況下基本穩定，但安全系數不滿足規范要求；豎井平臺之上弱卸荷帶在坡腳剪出時，各種工況下安全系數均滿足規范要求。從邊坡整體穩定上分析，以在坡腳剪出的層面為底滑面時，各種工況下邊坡穩定，僅持久工況安全系數不滿足規范要求。

表4 結構面抗剪斷強度參數建議值表

表5 剛體極限平衡法邊坡穩定計算成果表

4.2 有限元法

4.2.1 計算方法

有限元強度折減法基于有限單元法，通過對邊坡巖體進行強度折減，直到邊坡失穩，此時的強度折減系數則被認為是邊坡的安全系數。強度折減系數法的基本原理是將巖體參數c、φ值同時除以一個折減系數Ftrial，得到一組新的、值，然后作為新的c′、φ′材料參數帶入有限元進行試算，當邊坡巖體符合給定的臨界破壞狀態判定條件時，對應的Ftrial即為邊坡的最小安全系數。

運用強度折減法進行邊坡穩定性計算，不需要事先假定滑裂面的形狀以及所在位置即可自動獲取邊坡的滑動面直接求出安全系數，可通過得到巖體物理力學參數每一次折減后的計算結果，看到巖體逐步破壞的過程，得到邊坡的應力場和變形場等信息。

取水口邊坡穩定計算所需巖體容重、泊松比及變模等物理力學參數見表2。結構面抗剪斷參數根據取水口邊坡級別和工程地質條件，在表4建議范圍值內選取。邊坡結構面抗剪強度參數取值見表6。

4.2.2 計算模型

表6 邊坡結構面抗剪強度表

有限元計算區域取剛體極限平衡法認為的最不利剖面(圖1)，橫河向(X向)411 m，垂直向(Y向)由底部高程3 206.0 m向上取352 m。天然狀態下有限元網格共劃分2 741個四邊形單元，豎井平臺開挖后有限元網格共劃分2728個四邊形單元，約束方向均為XY方向(圖2)。

(a)天然狀態網格劃分

(b)施工、蓄水及地震工況網格劃分圖2 取水口邊坡網格劃分圖

4.2.3 成果分析

有限元強度折減法擬對該斷面的自然狀態(持久)、施工開挖(短暫)、正常蓄水(持久)工況及地震(短暫)工況進行復核比較。邊坡邊界條件較為清晰，失穩模式為順層平面型滑動，安全系數計算成果見下表7。

計算結果表明：在天然工況下，呈現帶狀滑弧，塑性變形區位于邊坡表層以下約9 m的結構層面，塑性變形區長度約230 m，于邊坡下部臨空側剪出，安全系數1.088。

表7 取水口邊坡最小抗滑穩定安全系數計算成果表

豎井平臺開挖形成后，平臺上下邊坡均呈現變形量相當的塑性變形區。蓄水后因水壓的有利作用，安全系數略微增加。

取水口邊坡控制工況為地震工況，安全系數0.988。上部塑性變形區貫通至開挖平臺中下部，高程范圍約3 417.0～3 484.0 m之間，長度約90 m，厚度約3 m。下部塑性變形區從開挖平臺靠庫區側貫通至邊坡下部臨空面，高程范圍約3 403.80～3 332.00 m之間，長度約101 m，厚度約2.5 m。

(a)天然狀態工況 (b)施工期開挖工況

(c)正常蓄水工況 (d)地震工況圖3 最大剪應變(塑性變形區)圖

(a)天然狀態工況 (b)施工期開挖工況

(c)正常蓄水工況 (d)地震工況圖4 最大位移圖

計算結果表明：有限元法與剛體極限平衡法計算結果規律匹配性較好，有限元計算安全系數總體上略偏大，邊坡表現為沿淺表層面的滑動。取水口邊坡在各工況下安全余度均較小，安全系數不滿足規范要求，因此，需在淺表支護的基礎上增加深層支護，以保證邊坡安全。

4.3 邊坡支護

根據取水口邊坡工程地質條件和計算成果，支護形式以預應力錨索、錨筋樁或錨桿結合掛網噴混凝土為主。錨索預應力選用1 500 kN級，錨索深度以穿過弱卸荷巖體控制，長度分別30 m、40 m和50 m，間排距6 m，不同長度錨索交錯布置。錨筋樁采用3Φ32、L=12 m和18 m，間排距3m，錨桿為Φ25、L=4.5 m。

5 結 語

壩址區河谷為縱向谷，巖性為厚層～巨厚層狀變質砂巖夾板巖，為典型的層狀同向結構邊坡，邊坡穩定性差，在節理切割組合下易發生順層滑動。

邊坡穩定計算首先要確定邊坡破壞模式、滑體邊界條件和結構面強度參數。古瓦水電站邊坡破壞模式清晰，為典型的順層滑動?；w底滑面、側向和后緣邊界根據邊坡實際工程地質條件來確定。結構面抗剪斷強度參數根據現場大剪試驗成果、反演計算、規范建議值、相似工程資料類比等，針對不同工程部位邊坡級別，結合實際工程地質條件綜合分析確定。

有限元法與剛體極限平衡法計算結果表明，其規律匹配性較好，采用剛體極限平衡法所得的取水口邊坡穩定性分析成果有較高的可靠度，可以作為評判其邊坡穩定性的依據。