涔天河庫區霧江大型滑坡體治理及涌浪分析

鄭 洪，楊志明，詹雙橋

(湖南省水利水電勘測設計研究總院,湖南 長沙 410007)

1 霧江滑坡體概況

涔天河水庫擴建工程位于湖南永州市江華瑤族自治縣，為湘江支流瀟水第一個梯級，是具有灌溉、防洪、下游補水、發電并兼顧航運等綜合利用效益的大(一)型水利水電樞紐工程。水庫正常蓄水位313.0m，最大壩高114m，總庫容15.1億m3，灌溉面積111.46萬畝，電站裝機容量200MW。大壩右岸布置一條發電洞、兩條泄洪洞、一條灌溉洞，左岸布置一條灌溉洞。

霧江滑坡體是一個典型的古滑坡體，滑坡體距大壩、泄洪洞進口、發電洞進口等主要建筑物較近，其下游邊緣距大壩約590m，距發電洞、1#泄洪洞、放空洞、2#泄洪洞、導流洞、右岸灌溉取水洞各隧洞進口直線距離分別為350m、300m、230m、160m、140m、70m；左岸臨時交通洞洞口位于滑坡體正對岸。

滑坡體前緣順河向寬約570m，順坡縱向長710m，為順層滑坡，其底滑面為含角礫黏土或黏土，最大埋深達84m，探明滑坡體總體積為1327萬m3。

滑帶空間上呈簸箕型，前緣最低點低于河床，后緣拉裂呈階梯狀。按其地層性質可以分為：表部坡積層，為含碎塊石黏土，弱透水，厚1～10m；上部散體結構，為碎塊石、大塊石夾少量黏土，松散堆積，架空狀，中等—強透水，厚20～40m；中部剪切帶，為碎石質黏土，厚0.3～1.0m；下部為似層狀巖體，碎裂結構，中等—強透水，厚10～40m。滑坡體平面及主滑剖面如圖1、2所示。

2 滑坡體性態

霧江滑坡恰處兩種巖性不同、力學性質差異較大的地質不整合接觸部位，如圖3、4所示，上覆泥盆系砂巖、石英砂巖，巖性堅硬，抗風化能力強；下伏寒武系砂巖夾板巖，軟硬相間，易風化剝蝕。早更新世初，地殼抬升，瀟水河谷下切，沿層面產生下滑深入河床；晚更新世初—全新世，河流側向侵蝕前緣阻滑體，破壞滑體平衡，滑體沿原有拉裂帶再次產生剪切解體滑動；1970年涔天河老水庫建成蓄水初期，滑體前緣出現拉裂、局部崩塌變形。該滑坡屬基巖拉裂—順層滑移型古滑坡，通過了多次滑動演變，近代一直存在蠕動變形。

圖1 滑坡體平面圖

圖2 滑坡體主滑剖面圖

圖3

圖4

前期設計開展了大量的地勘與試驗工作，共布置鉆孔15個、平硐13條、物探2183點、坑探2653m2、室內外試驗186組。地勘成果表明：滑坡體淺表層黏性土結構隔水性強，且植被豐富；中下層松散、破碎巖體結構透水性強；底滑帶弱透水，且長期處于地下水位以下。地勘試驗獲得的滑帶力學參數普遍較低，據此計算滑坡穩定安全系數遠小于1.0，與滑坡數十年來一直處于緩慢蠕滑變形狀態不符，故地質專業根據試驗成果、滑坡現狀，經參數反算和工程類比，綜合確定滑帶天然狀態摩擦系數0.38、凝聚力24kPa，飽和狀態摩擦系數0.33、凝聚力20kPa。

1998年1月建立了觀測網，設地表位移觀測墩7個、地下水位觀測孔6個；2011年安裝了3個測斜深孔。從地表變形觀測結果分析，滑坡一直處于緩慢的蠕滑變形狀態，前緣至后緣各監測的位移具有由大變小的趨勢，整體年均變形量為9.2～10.2mm；測斜孔的觀測成果顯示，位移監測數據隨時間變化振蕩明顯，且隨孔深的增加而逐漸減少，以地表變形為主；從地下水位觀測成果看，地下水位相對較穩定，與降雨沒有明顯的相關關系。

該滑坡體與擴建工程建筑物距離近，邊坡穩定與建筑物安危直接相關，且當前處于緩慢的蠕滑變形狀態，工程擴建蓄水位提升近60m，尤其在庫水位驟降或暴(久)雨時，仍存在整體滑動的可能性，滑坡體一旦失穩，可能在水庫內形成較大涌浪與堆積，危及大壩安全和淤塞壩前的發電、泄洪和引水等隧洞進口。為確保工程安全，對滑坡體的穩定性及失穩影響開展了系統的研究分析。

3 滑移模式及穩定性分析

3.1 滑移特征

滑坡體外觀資料表明，從前緣至后緣各監測點位移具有由大變小的趨勢；測斜孔內部位移監測資料表明，淺表位移大于深部位移，不同高程孔的變形量值也存在明顯差異，低部孔位移大于高部孔，且最大位移出現的時間存在滯后現象，表現為滑坡體下部變形引起上部變形，具有典型的牽引式滑動特征。

武漢大學采用二維剛體極限平衡(Spencer)法，對老水庫蓄水位253.32m、施工期度汛水位275m和正常蓄水位313m三種工況進行了代表性主滑縱斷面不同滑移模式的邊坡穩定計算，成果見表1。

計算成果表明，隨著庫水位升高，沿滑帶抗滑穩定安全系數呈增大趨勢，整體具有牽引式滑坡的特點。

3.2 滑移模式

該滑坡體地表自上而下呈多級臺階狀分布，呈現出較明顯的3級分區；而地質勘查表明，除存在明顯的底滑帶外，在主滑區地層中還存在中部剪切軟弱帶。結合地形地質特征，開展了大量滑移模式(包括圓弧滑動、沿滑帶滑動)的搜索計算分析，發現除前緣河岸存在小范圍圓弧滑動崩岸可能外，主要有滑坡體整體、中下部滑體沿底滑面滑動、前緣下部滑體內圓弧滑動以及中部滑體沿中部剪切軟弱帶滑動等模式的滑動風險，且上述4種模式在不同庫水位工況下表現出不同的安全度。因此確定重點對上述4種模式進行穩定計算分析。

表1 主滑剖面不同滑移模式天然邊坡穩定計算成果

武漢大學采用core-FEM軟件進行三維有限元整體模擬，分析結果表明，縱2剖面在主滑方向上，穩定、變形規律與剛體極限平衡法的分析結果吻合。中國水科院、三峽大學也開展了類似的計算分析，結果基本一致。

通過三家科研院所進行的各庫水位工況、各滑移模式的海量計算分析，一致判定該滑坡體可能破壞的模式主要為整體滑移、中下部滑移及下部滑體內滑動。

3.3 參數反演

長期的監測成果及現場坡表勘察信息表明該滑坡體處于基本穩定—緩慢蠕滑變形狀態，因此三家科研院所獨立開展了滑體與滑帶力學參數的反演分析，分別進行了二維剛體極限平衡及三維有限元法的穩定與變形分析，長時間運行工況按穩定安全系數1.00～1.05考慮，短暫工況按0.95～1.00考慮，對老壩建成前天然河床水位230m、240m、老壩運行水位245m、254m、施工期經歷高洪水位267m及相應水位暴雨、驟降等工況進行了反演。各科研單位推薦的反演力學參數見表2。

表2 各科研單位反演力學參數成果

以試驗成果、滑坡現狀反算參數為基礎，結合工程類比綜合確定滑帶抗剪強度參數天然(水上)：f=0.4，c=25kPa；飽和(水下)f=0.38，c=21kPa。

3.4 天然邊坡穩定分析

采用反演確定的滑帶力學參數，按二維剛體極限平衡(Spencer)法復核天然邊坡主滑剖面的穩定安全系數，見表3。

三家科研單位的穩定復核結果一致表明：①施工期、運行期庫水位抬高后，邊坡穩定性有不同程度的提高，高水位驟降的穩定安全系數也大于經歷的低水位驟降工況，因此從相對安全理念分析，該滑坡體在水庫擴建蓄水后相對穩定。②施工期、運行期滑坡體穩定安全系數均難以達到相關規范對2級邊坡的要求。③下部、中下部滑坡體局部滑移模式的穩定安全系數低于整體滑移模式，尤其施工汛期水位在253～275m，安全系數低于1.05，存在安全風險。

因此，設計分析認為滑坡體前緣壓腳是必要的，經計算分析表明也是十分有效的，結合現場施工條件與計算分析成果，初擬前緣壓腳高程250m，底部延伸至對岸河床，對岸坡腳預留約40m寬的“V”形過流斷面，并對此進一步開展滑坡體失穩影響分析。

表3 主滑剖面反演參數天然邊坡穩定計算成果

4 失穩影響分析

4.1 滑坡涌浪

4.1.1滑速計算

4.1.1.1 計算公式

滑速計算采用潘家錚法，假定滑坡為平面問題，沿光滑緩變的曲面滑動，以縱2剖面為典型計算剖面，將滑體切分為多個垂直條塊，每一條塊按剛體處理，忽略條塊垂直界面的切向力，根據動力平衡方程求解滑體的水平加速度，再根據滑動歷時和滑距進而求解滑速。

滑坡體水平及豎直方向加速度αx、αy計算公式分別為：

(1)

(2)

式中，

滑體下滑速度計算公式為：

(3)

4.1.1.2 計算成果

以主滑剖面縱2為計算對象，對“壓腳至250m高程的邊坡”分別按整體沿滑帶和中下部沿滑帶滑動計算施工水位264.17m、運行水位313m以及施工期和運行期水位降落各工況的滑速。滑坡體滑動時滑面抗剪強度參數降為：正常水位工況c=0,f=f反演/1.2，施工期度汛工況及各水位驟降工況c=0,f=f反演/1.15。計算成果見表4。

表4 滑坡滑動滑速計算成果

4.1.2涌浪計算

4.1.2.1 計算公式

(1)潘家錚公式。

對岸的最高涌浪為：

(4)

壩前的涌浪高為：

(5)

式中,k—波的反射系數，對岸k=1，壩前k=0.9。

(2)水科院經驗公式。

對岸的最高涌浪為：

(6)

壩前涌浪高度為：

(7)

式中,k—綜合影響因素，取均值k=0.12；k1—與滑坡至壩址距離有關的系數，對岸k=1，壩前k=0.9；n—系數，n=1.3～1.5。

4.1.2.2 計算成果

考慮該滑坡體前緣已深入河床，且進行了20多米高的壓腳處理，以平均滑速計算所得涌浪高度更接近實際情況，故以計算的平均滑速進行涌浪計算。涌浪計算成果分別見表5。

4.1.2.3 基于FLOW- 3D軟件的滑坡涌浪計算

采用Flow- 3D軟件，建立霧江滑坡三維整體模型，分析滑坡體在正常蓄水位313m時，對應平均滑速3m/s、4m/s、5m/s，演算滑坡涌浪的時空分布，求得滑坡體對岸和壩前最大涌浪高見表6。

表5 滑坡涌浪計算成果

表6 FLOW- 3D涌浪計算成果

4.1.3涌浪影響

滑坡體穩定敏感性分析及滑速、涌浪計算表明：滑帶力學參數下降15%～20%時出現失穩最大涌浪發生在庫水位313m驟降工況下；各滑移模式條件下滑體呈緩慢滑動、逐漸向河床淤積，沒有出現局部高速滑移現象；河床壓腳處理不僅能增大滑坡體整體穩定性，還能明顯地減小邊坡下滑速度；潘家錚公式和水科院公式計算涌浪結果差異較大，但壩前涌浪量值不大，河床壓腳處理后，各滑移模式、各水位工況下最大涌浪4.5m。

涔天河水庫擴建大壩設計預留涌浪高度5m，各進水口結構設計均考慮了5m涌浪荷載及超高，因此，滑坡體失穩產生的涌浪不影響大壩及各隧洞進水口等主要建筑物的安全。

4.2 失穩形態及影響

通過非連續變形分析方法(DDA)對自然邊坡沿中下部滑動、沿整體滑動和壓腳至250m高程沿中下部滑動、整體滑動共4種不同滑移模式下的滑動過程進行模擬，計算得到滑坡后淤積范圍和入水方量。計算結果表明，各滑移模式條件下滑體整體為緩慢滑動，逐漸向河床淤積，沒有出現局部高速滑移現象；4種滑動模式均未完全堵塞河道，單寬入水滑體方量為2112～6102m3，占總滑體體積的11.87%～26.25%。具體計算成果見表7。

表7 滑坡失穩形態模擬成果

整體滑移模式失穩形態示意見圖5、6。

圖5 天然邊坡整體滑移形態

圖6 壓腳后邊坡整體滑移形態

通過滑坡滑動距離及滑坡后休止角估算滑坡可能影響范圍，最大淤積高度約47m，影響范圍不超過130m，故滑坡失穩后堆積形態對對岸的左岸臨時交通洞出口及距離最近的右岸灌溉洞進口都不會有明顯影響。

5 治理措施

前期設計確定霧江滑坡體為2級邊坡，根據SL 386—2007《水利水電工程邊坡設計規范》，各運用條件下穩定安全系數需達到1.05～1.25。滑坡現狀處于臨界穩定狀態，各工況下安全系數視為0.95～1.05，水庫擴建抬高水位盡管不會降低邊坡的穩定安全度，但因滑體體積大(1327萬m3)，要使其安全系數提高15%～20%，達到2級邊坡的安全系數指標，工程措施難度大、造價高，原設計削坡175萬方，壓腳265萬方(壓腳高程263m)，需破壞滑坡體12.8萬m2良好植被及相對隔水層并進行有效支護，尤其265萬方壓腳施工與主體工程施工交通干擾巨大，施工度汛難度大，工期安排極其困難。

通過系統全面的穩定性及失穩影響分析，基于該滑坡體在水庫擴建后相對安全和失穩影響不嚴重等認識，對降低邊坡安全等級與分步實施等方案進行了專題論證。重點對如下兩個治理方案進行了分析。

方案一：高壓腳+大削坡方案。在前期治理方案的基礎上，考慮反演力學參數的提高，適當減小壓腳工程量，按2級邊坡抗滑穩定安全系數標準控制。采用高壓腳(壓腳高程256.5m)、大削坡(175萬方)處理，輔以滑體外邊溝排水、坡面支護、安全監測等措施。

方案二：低壓腳+排水洞+大削坡方案。利用現有碴料進行低壓腳(壓腳高程250m，94萬方)，庫區交通改從滑帶下設交通洞穿過，交通洞設深排水孔加強滑帶排水；為了盡量避免滑坡體表面破壞，先適當降低2級邊坡抗滑穩定安全系數標準(不低于3級邊坡標準)實施“低壓腳+排水洞”，加強安全監測，蓄水運行如有變形加大跡象，再實施削坡減載(175萬方)及外邊溝排水、坡面支護等二期處理措施。

對兩個治理方案在施工期、運行期各蓄水位及水位驟降等工況進行穩定計算復核表明：方案一滿足規范對2級邊坡的穩定安全系數要求；方案二在實施“低壓腳+排水洞”后穩定安全系數略低于2級邊坡的要求，但滿足規范3級邊坡的穩定安全系數要求，完成二期削坡措施則滿足規范2級邊坡的穩定安全系數要求。

因此，為了盡量減小削坡壓腳施工難度，加快工程建設進度，最終采用治理方案二。如二期削坡不需實施，可節省投資1340萬元，避免破壞地表植被及相對隔水層，有效保護自然環境，對滑坡失穩唯一可能影響的X081公路采用交通隧洞從滑床底下通過后，滑坡體即使失穩，對周邊永久建筑物的影響甚微。如蓄水后變形加大，須啟動二期削坡(2120萬元)，僅增加投資780萬元，沒有施工干擾，不影響主體工程進度。

6 結論

涔天河霧江大型滑坡體治理工程難度大、造價高，設計人員及科研單位采用多種研究方法，通過系統分析，掌握了滑坡特征和主要滑移模式，合理確定了滑帶物理力學參數；通過仿真計算，模擬了滑坡體的各種失穩形態及滑后淤積形態，并進一步分析了失穩涌浪、淤塞等對工程主要建筑物的影響；在大量理論計算分析的基礎上，結合工程的實際情況，提出了合理可行的優化治理方案，工程按期實施“低壓腳+排水洞”的處理措施，并于2016年底按期下閘蓄水，至今在初期蓄水位282.0m下運行了近一年時間，經歷了汛期水位287m驟降至283m的工況，運行狀態良好，滑坡體上大量的觀測設備未發現變形加大的跡象。