白鶴灘壩肩邊坡施工期變形規律與控制因素分析

譚堯升，陳文夫，王克祥，羅貫軍，徐李達，榮 冠

（1.中國長江三峽集團有限公司，北京100038；2.中國三峽建工（集團）有限公司，成都610041；3.武漢大學水資源與水電工程科學國家重點實驗室，武漢430072）

0 引言

水利工程邊坡開挖支護施工和蓄水后的穩定歷來是工程設計和建設過程中高度重視的問題。在高邊坡穩定性分析中，有許多學者進行了深入研究和論述［1-3］。黃潤秋等［4］提出了復雜巖體中高陡斜坡穩定性研究的主體技術路線：力學環境條件的研究、變形破壞機制研究、穩定性計算分析評價、失穩破壞的空間預測及時間預報、整治處理的最優化政策。胡高社等［5］在分析影響排土場高邊坡穩定性的各主要因素中，認為坡體的幾何形態特征起主導作用，水起輔助作用。宋勝武等［6］結合西南地區巖石邊坡的工程實踐，整理邊坡工程科研成果，總結和分析了邊坡工程的主要技術特點和關鍵技術問題，并提出邊坡工程研究思路和研究內容。楊金旺等［7］提出降強法與傾斜抬升超載法相結合的地質力學模型綜合的試驗方法，得出白鶴灘左岸邊坡穩定安全的控制性結構面為層間錯動帶C3-1及其上盤巖體內的軟弱結構面，驗證了對層內錯動帶LS337加固措施的有效性。黃達等［8］在現場地質調查的基礎上，分析了錦屏一級水電站與壩區右岸高位邊坡危巖體的失穩破壞模式，進行了危巖體穩定狀態的分類，提出了相應的穩定性計算方法。

白鶴灘水電站壩址區地質構造條件復雜，巖體卸荷作用較強，且發育有斷層、錯動帶、深部裂縫等軟弱結構面［9-11］。在施工期，人為活動會破壞兩岸高陡邊坡的穩定性，影響大壩長期安全穩定運行。本文結合監測資料對白鶴灘水電站施工期邊坡的變形機理及其控制因素進行了分析，基于三維有限元模型采用FLAC3D軟件對邊坡開挖和支護以及筑壩全過程進行數值模擬，在以監測資料驗證計算成果合理性的基礎上，綜合分析了施工期各階段邊坡的變形規律。通過本文的研究，闡明了白鶴灘水電站施工期壩肩邊坡變形規律及其控制因素，以期為蓄水后的邊坡變形規律分析提供借鑒和參考。

1 工程地質概況

白鶴灘壩區谷坡左岸相對較緩，右岸陡峻，河谷呈不對稱的“V”字型。兩岸邊坡地層以二疊系上統峨眉山組玄武巖（P2β）及三疊系下統飛仙關組（T1f）砂、泥巖為主，地層呈現假整合接觸的模式，第四系松散堆積物基本上分布于河床坡地，堆積嚴密。且地層主要以上更新統（Q3pl）碎石混合土層和全新統（Q4）松散堆積層為主［12］。

壩址區主要斷層有F14、F16、F17、F18、F19、F20，左右岸斷層分布規律大體一致，其走向約為N50°～70°W。左岸邊坡主要包含有層間錯動帶C3、C3-1，右岸主要分布著C3、C3-1、C4、C5、C6、C7、C8、C9及C10等層間錯動帶。層內錯動帶主要包括左岸的LS331、LS3318、LS3319、LS342、LS423以及右岸的RS331、RS336、RS337等。該區域中原生裂隙主要發育在地層二疊系上統峨眉山組玄武巖（P2β）內；卸荷裂隙主要分布在左岸邊坡巖體中，右岸發育相對較少；壩址區域主要以構造裂隙為主［13-15］。

左岸巖體風化水平深度普遍大于右岸，左岸弱風化上帶下限水平深度和垂直深度分別為9～75 m、10～100 m；而右岸弱風化上帶下限水平和垂直深度則分別為6～56 m、9～88 m；左岸弱風化下帶下限水平與垂直深度分別為6～56 m、9～88 m；而右岸弱風化下帶下限水平和垂直深度則分別為27～115 m、31～129 m。左岸邊坡強卸荷帶下限水平深度一般0～109 m，弱卸荷帶下限水平深度27～150 m；右岸強卸荷帶下限水平深度一般0～70 m，弱卸荷帶下限水平深度一般20～111 m。兩岸的地應力水平主要為低～中等，兩岸應力量值基本相當，個別平硐局部存在片幫等弱巖爆現象。

2 邊坡施工期變形機理簡析

2.1 左岸壩肩邊坡變形機理簡析

拱肩槽上游側邊坡為斜逆向坡，巖體卸荷不強，邊坡穩定條件較好；下游側邊坡為順向坡，結構面對邊坡穩定影響大，且風化卸荷較深，邊坡穩定條件差［16］。左岸壩肩下游邊坡主要地質構造及表觀測點位移矢量圖見圖1，典型地質剖面圖（Ⅰ-Ⅰ斷面）見圖2，內觀儀器布置圖（局部）見圖3。由于測點垂直位移相對較小，故不再贅述。各表觀測點水平位移時間曲線圖見圖4。

圖1 左岸邊坡各表觀測點位移矢量分布圖Fig.1 Horizontal displacement of each measuring point on the left bank slope

圖2 Ⅰ-Ⅰ斷面地質剖面圖Fig.2 Ⅰ-Ⅰsection geological profile

圖3 內觀儀器布置圖（局部）Fig.3 Interior instruments layout（local）

圖4 左岸壩肩下游邊坡各表觀點水平位移過程曲線圖Fig.4 Horizontal displacement process curve of the downstream slope of the left bank abutment

2.1.1 800 m高程以上邊坡

該區段內主要發育有層內錯動帶LS423和NNW 向斷層f107、f108，可能的滑動破壞模式是以上述斷層為上緣切割面，以層內錯動帶LS423為底滑面所組成的楔形體滑動。該區域布置有3個外觀測點，由圖1 可見靠近拱肩槽區域斷層分布密集且受層內錯動帶LS423環切，加之該部位三面臨空，致使包含TPZBJ-1 測點在內的局部區域在施工期變形較大，遠離拱肩槽端受軟弱結構面切割影響逐漸減小，相應的TPZBJ-6 和TPZBJ-11 兩測點的位移量也逐漸減小。錨索測力計和錨桿應力計測值較安裝初始值變化不大，邊坡整體穩定。

2.1.2 800～720 m高程邊坡

該區段主要發育有層間錯動帶C3、C3-1和NWW 向的F14斷層。F14斷層遠離拱肩槽，其與f108斷層以及緩傾角的層間錯動帶構成的塊體體量大，抗滑穩定性相對可靠，由圖1也可看出該區段內邊坡表觀測點水平位移值較小。四點式變位計，以MZBJ-1和MZBJ-4為例（儀器分布位置見圖3，測值分布圖見圖5，2020年12月測值）表明淺層尤其在孔口端位移較大，深部位移相對較小。據此可判斷該區段邊坡變形主要是由于該區域地應力較高，巖土體在開挖后產生的卸荷變形。

圖5 左岸壩肩下游邊坡四點式變位計測值分布圖Fig.5 Four-point displacement meter distribution of the downstream slope of the left bank abutment

2.1.3 720 m以下高程邊坡

該區段主要發育有層內錯動帶LS3323、LS3319、LS3318、LS331，NNE 向的F17以及NWW 向的F14、F16斷層。上述錯動帶可單獨或組合形成底滑面，以F17為上緣切割面構成可能的滑動塊體。由于該區段地質構造復雜且在高程670 m以下出露P2β33層第一類柱狀節理玄武巖，加之施工干擾，對邊坡穩定十分不利。由圖1也可看出該區段內邊坡表觀測點水平位移值相對較大。以TPZBJ-5（EL.634 m）為例（見圖4），在測點安裝后，隨著開挖工作的快速進行，測點水平位移值大幅增長，且在開挖支護完成后依然有相當程度的增幅。該區域內錨索測力計均未出現加載。四點式變位計，以MZBJ-2 和MZBJ-3 為例（見圖5，2020年12月測值）測點在近孔口端位移較大，深部位移相對較小。總體表明該區段內受F17斷層割裂作用并不明顯，變形主要源于開挖支護后的卸荷反彈，由于該區域賦存P2β33層第一類柱狀節理玄武巖，其卸荷深度較深。

測斜孔CX09用于監測層內錯動帶LS3319和LS331的變形，其橫河向（A 向）深部位移隨深度變化曲線見圖6，深部位移受LS331層內錯動帶運動作用明顯，在該錯動帶以上4 m 范圍內橫向錯動近8 mm，以下2 m 范圍內橫向錯動近13 mm，測斜孔口以下37 m 范圍內橫向累積位移隨深度變化均勻無突變，表明下部巖體橫向變形穩定。

圖6 CX09測斜孔深部位移曲線圖Fig.6 Deep displacement curve of CX09 inclination hole

2.2 右岸壩肩邊坡變形機理簡析

右岸壩肩壩頂以上邊坡最大開挖邊坡高度約370 m，地層、錯動帶均緩傾坡內，邊坡為緩傾角的逆向坡。邊坡斷層主要發育有F16、F18、F19、F20，都為NW 向，基本為陡傾角。右岸壩肩邊坡外觀測點水平合位移如圖7所示。典型斷面（Ⅱ-Ⅱ斷面）地質剖面圖見圖8。

圖7 右岸邊坡各表觀測點水平合位移矢量分布圖Fig.7 Horizontal displacement of all table observation points on the right bank slope

圖8 Ⅱ-Ⅱ斷面地質剖面圖Fig.8 Ⅱ-Ⅱsection geological profile

2.2.1 980 m高程以上邊坡分析

980 m 高程以上邊坡分布有C8、C9、C10等層間錯動帶，加之F19、F20斷層近乎垂向切割，在邊坡臨空面區域形成了大小不一的潛在楔形滑移體。該區域外觀測點水平位移較大值位于1 070 m 高程馬道上，最值出現在TPbj3-2測點，水平位移值達64.4 mm。

2.2.2 980～834 m高程邊坡分析

980～834 m 高程邊坡區域主要分布有C6、C7層間錯動帶和RS621、RS612等層內錯動帶，834 m 高程平臺下部發育有C4、RS611等層間和層內錯動帶，地質構造較為復雜。該區域邊坡實景圖見圖9。

圖9 980～834 m高程邊坡實景圖Fig.9 Real view of slope at 980～834 m elevation

外觀測點水平位移觀測數據顯示，該區域邊坡整體表現為隨高程的降低水平合位移值越大。水平合位移較大值集中在834 m 平臺處，最大水平合位移為54.3 mm。該區域邊坡從布設監測設備以來垂直位移方向為鉛垂向上且有繼續增加的趨勢，垂直位移最大值為14.7 mm。表觀位移的變化規律表明原始邊坡開挖后的卸荷松弛較為明顯。該區域上部錨索測力計多表現為卸荷，而底部近834 m高程的錨索多表現為加載，結合該區域地層、錯動帶均緩傾坡內的特點可以判斷卸荷機理為緩傾角的層間錯動帶發生剪切錯動，坡內陡傾角的斷層或原生裂隙被拉開，從而地應力釋放。該區域內多點變位計的測值也驗證了這種卸荷變形機理。以Ⅱ-Ⅱ斷面865 m 高程的Mrbj4-2和Ⅲ-Ⅲ斷面864 m 高程的Mrbj1-2為例，多點變位計各測點位移量分別見圖10 和圖11。多點變位計均表明在靠近坡內斷層附近的測點橫河向位移值較大，而斷層兩側的位移值隨離斷層距離增大而減小，所以斷層處具有拉開的趨勢。

圖10 多點變位計Mrbj4-2測點位移圖Fig.10 Displacement diagram of Mrbj4-2 measuring point of multipoint displacement meter

圖11 多點變位計Mrbj1-2測點位移圖Fig.11 Displacement diagram of Mrbj1-2 measuring point of multipoint displacement meter

2.2.3 834 m高程以下邊坡

右岸壩肩834 m高程以下邊坡因拱間槽的開挖使得近槽區域呈穩定性較差的順向坡，潛在破壞機理與左岸壩肩下游側邊坡類似，該區域實景見圖12。外觀測點監測數據表明水平合位移較大的部位集中在拱間槽下游附近TPrbjp-1和TPrbjp3-1。錨索測力計顯示加載的部位主要集中在771.2～830.6 m高程區域，水平位移較大處附近的錨索測力計多為加載狀態。

圖12 右岸壩肩834 m高程以下邊坡實景圖Fig.12 The view of slope below 834 m elevation of right bank abutment

3 有限差分數值計算

3.1 三維數值模型

采用ANSYS建立壩區有限元數值模型，并導入有限差分程序Flac3D 中。模型X方向為橫河向，范圍為2 500 m；Y方向為順河流方向，范圍為2 300 m；Z方向以沿著高程豎直向上，底部高程為-100 m。模型里地層包括Ⅱ類、Ⅲ1類、Ⅲ2類、Ⅳ類巖體；斷層主要有F14、F16、F17、F18、F19、F20等，錯動帶包括層間錯動帶（C2、C3、C3-1、C4、C5、C6，C7、C8、C9、C10）及層內錯動帶（LS331、LS337、LS3318、LS3319、RS331、RS336）。模型包含195 992 個節點，1 073 444個單元，模型示意圖見圖13。

圖13 計算模型示意圖Fig.13 Geometric model schematic diagram

3.2 邊界條件與地應力場

在Flac3D 程序設置邊界約束條件時，由于所選范圍四周均位于山體中橫河向（X向）、順河向（Y向）施加法向約束。模型的上邊界為自由無約束邊界，在底部Z=-100 m 處采用全約束。采用彈性本構模型，忽略材料本身的塑性變形，將體積模量和剪切模量設置為最大值，然后在僅考慮自重的條件下進行求解生成初始地應力。

3.3 本構模型與計算參數

本構模型為各向同性彈塑性模型，采用Mohr-Coulomb 準則。巖體及結構面相關參數取值如表1所示。

表1 白鶴灘水電站各材料參數取值一覽表Tab.1 List of material parameters of Baihetan Hydropower Station

3.4 數值模擬過程

右岸共分為12 個開挖步，左岸分為9 個開挖步。本次支護模擬主要進行了壩軸線上游約200 m、下游約400 m范圍內的支護，在所選范圍內總計采用了93 603 根錨桿，6 448 根錨索，模擬時按照“開挖一步，支護上一步”的原則進行支護布置。由于開挖支護步相對較多，故分別選取右岸開挖至920 m、左岸開挖至914 m 高程（階段1）；右岸開挖至834 m 高程、左岸開挖至774 m 高程（階段2）；左右岸全部開挖完成（階段3）這3 個施工關鍵階段步驟進行分析。

4 數值模擬成果分析

4.1 數值計算結果驗證

左岸邊坡表觀測點表明左岸邊坡累計水平合位移為0.83～81.76 mm，累計垂直位移為-1.81～21.14 mm。數值模擬位移云圖顯示左岸水平位移在5～20 mm，豎向位移在5～30 mm。右側邊坡表觀測點表明累計水平合位移為8.70～77.90 mm，累計垂直位移為-14.00～66.60 mm。數值模擬位移云圖顯示右岸邊坡水平位移值在0～30 mm，豎向位移在-20～20 mm。各階段數值模擬云圖整體位移分布和典型剖面的位移變化規律與實測數據反映的規律是吻合的。

為進一步驗證數值模擬計算結果的可靠性，取特征監測點TPzbj-1、TPzbj-5、TPzbj-6、TPzbj-8 等4 個測點進行數值模擬計算復核分析，并且對模擬開挖支護過程的計算值和實測位移進行對比。分析比對情況見圖14。模擬開挖支護過程的計算值和實測位移相比，絕大部分測點的差值均小于5 mm，數值模擬結果與監測數據所反映的位移時序過程線相似度較高，表明數值模擬結果是可靠的。

圖14 數值模擬與監測資料橫向位移對比分析圖Fig.14 Comparison analysis diagram of lateral displacement between numerical simulation and monitoring data

誤差來源主要有3個方面，其一是在進行支護加固時，簡化了錨固方式，忽略了坡面噴錨支護及掛網噴C25混凝土的效能，其二是測點和內觀儀器的布設是在開挖支護后才完成的，監測存在一定的滯后性，不能完整記錄開始開挖卸荷和支護過程中的邊坡變形，所以監測數據不能完全反映位移及應力應變的變化規律，表現為計算值普遍大于監測值。最后，在三維模型的構建和地質結構材料參數取定等方面所作的簡化。

4.2 施工期開挖支護過程邊坡變形分析

4.2.1 階段1位移分析

該階段左岸開挖程度較低，故僅分析右岸位移變化規律，右岸邊坡總位移云圖見圖15。云圖顯示位移較大的區域位于920 m 馬道附近，總位移約為27 mm，位移變化與層內錯動帶C6、C7的出露關系密切，在軟弱地質結構出露部位，位移變化明顯。在右岸開挖至920 m高程時，隨著C6層內錯動帶的出露，該馬道轉角處上部的卸重最大，卸荷反彈程度也最大。

圖15 階段1右岸邊坡總位移云圖Fig.15 Total displacement cloud map of right bank slope

4.2.2 階段2位移分析

為直觀了解表觀、淺部和深部位移的分布規律，給出了該階段的總位移云圖和典型斷面Ⅰ-Ⅰ的垂直位移云圖，分別見圖16 和圖17。總位移較大區域主要出現在左岸，最大值約為44 mm。左岸為順層邊坡，層間和層內錯動帶等軟弱地質構造對變形的影響較大，云圖顯示在層間錯動帶分布區域位移變化明顯，尤其在坡面出露的部位附近，對邊坡的位移影響更為顯著。右岸的垂向（向上）反彈位移明顯大于左岸，最大垂向位移約為41 mm。右岸邊坡相對陡峭，垂向反彈位移在水平方向漸變趨勢明顯。

圖16 階段2總位移云圖Fig.16 Total displacement cloud map of stage 2

圖17 Ⅰ-Ⅰ斷面垂向位移云圖Fig.17 Ⅰ-Ⅰsection vertical displacement cloud map

4.2.3 階段3位移分析

完全開挖后的橫河向位移云圖見圖18，仿真結果表明開挖后的拱肩槽底部附近的位移值較大，左岸最大位移大約為40 mm，右岸最大位移大約為26 mm，方向均指向河內。左岸橫河向位移分布規律與上文提到的左岸F17斷層，LS331、LS3319等層內錯動帶等出露有關，右岸橫河向位移變化與拱間槽區域開挖成順層邊坡相印證。Ⅰ-Ⅰ斷面橫河向云圖見圖19，左岸邊坡在F17斷層下部的位移較大，這與其以F17斷層為后緣切割面沿層間、層內錯動帶滑移的變形機理相契合。上部位移與錯動帶分布的位置關系密切，與監測資料反映的規律吻合。

圖18 完全開挖后橫河向位移云圖Fig.18 Horizontal displacement after complete excavation

圖19 完全開挖后Ⅰ-Ⅰ斷面橫河向位移云圖Fig.19 Ⅰ-Ⅰhorizontal displacement after complete excavation

右岸邊坡云圖顯示斷層和錯動帶的分布對于位移變化影響較大，F19和F20斷層分布區域位移變化幅度大，表明斷層部位被拉開，C8、C6、C5層間錯動帶出露區域，橫河向位移變化顯著，均與多點變位計、表觀測點等儀器的監測數據反映的規律一致。

在完全開挖并支護后，兩岸臨空面區域大多在應力調整中出現過受拉態，斷層、錯動帶等軟弱結構多表現為受剪，這也表明軟弱結構面在開挖和支護過程中對邊坡變形起到了一定的控制作用。完全開挖后邊坡塑性區分布圖見圖20。

圖20 完全開挖后邊坡塑性區分布圖Fig.20 Plastic distribution of slope after excavation

4.3 施工期筑壩過程邊坡變形分析

筑壩過程數值模擬將拱壩的澆筑過程概化為8 個施工步：大壩澆筑至580、610、640、680、720、760、800、834 m。下面介紹筑壩至610、720 m 和筑壩完成3 個階段的位移變化規律，幾個階段的位移云圖見圖21。

圖21 筑壩各階段大壩及周圍邊坡總位移云圖Fig.21 The total displacement of the dam and its surrounding slope at each stage of damming

大壩澆筑至610 m高程時，在壩基、大壩上游河谷及下游水墊塘二道壩附近的位移值較大，最大位移不超過18 mm；大壩澆筑至720 m 高程時，位移變化依然在河床中心區域最大而向周邊輻射，位移最大值出現在壩基處，大約為21 mm；在大壩澆筑完成后，位移較大區域集中在壩基河床段，最大值約為25 mm，大部分區域位移值均在10 mm以內。

5 結論

本文通過數值模擬和現場監測資料對比分析，對白鶴灘水電站壩區施工期邊坡變形規律進行了研究，主要結論如下。

（1）左岸拱肩槽下游側720 m 高程以上區域邊坡變形主要受C3、C3-1等層間錯動帶控制，橫河向位移主要來源于巖土體的卸荷變形，且多表現為淺表層位移量大深部位移小。720 m 高程以下區域的邊坡變形主要受F17斷層和LS331、LS3323、LS3318、LS3319等層內錯動帶聯合控制，尤其在670 m 高程以下賦存P2β33層第一類柱狀節理玄武巖，受施工影響大，卸荷深度較深，上文分析表明施工和支護過程并未出現明顯的以F17斷層為后緣切割面和以層內錯動帶為底滑面的滑動破壞，邊坡位移主要來源于卸荷變形。

（2）右岸980 m 高程以上邊坡變形較大的部位位于1 070 m高程馬道附近，潛在滑移體易沿著C8、C9等錯動帶發生失穩破壞。980～834 m 高程邊坡變形較大的部位位于834 m 高程馬道附近，變形機理為下部緩傾角的C4、RS612等錯動帶發生剪切錯動，坡內陡傾角的斷層或原生裂隙被拉開。834 m 高程以下邊坡變形較大的部位集中在被開挖成順向坡的拱肩槽附近，潛在破壞機理與左岸壩肩下游側邊坡類似。

（3）數值模擬結果顯示，邊坡初始開挖，邊坡坡面以卸荷回彈為主，呈現以開挖坡面位移最大值為中心，向周邊巖體以輻射狀擴散，距離中心越遠，回彈位移越小。筑壩過程中，變形較大區域主要集中在壩基河床段，隨著筑壩高程的增加河床附近區域位移逐漸增大并且呈現向外輻射的分布規律，左右兩岸邊坡變形基本表現為對稱分布。

（4）邊坡開挖卸荷以后，斷層和裂隙切割以及層間和層內錯動帶的發育對于邊坡穩定性有較大影響，在局部區域錯動帶的出露為變形的主要控制因素。就測值和數值模擬成果而言，施工期及開挖完成后邊坡整體穩定，其開挖和支護設計是合理的。

本文僅就施工期邊坡穩定性給出了監測資料分析、模擬計算的成果和穩定性評價，對于蓄水后的邊坡長期穩定性有待后期作進一步的跟進研究。□