引水隧洞進口上部危巖體穩定性研究

陳佳亮

(廣東水電二局股份有限公司，廣東 廣州 511340)

1 引水隧洞工程地質條件

引水隧洞位于河源市源城區西南部，從新豐江水庫右岸通過隧洞引水出水庫，然后通過輸水管線送至源城區自來水廠。引水隧洞地層主要由第四系洪沖積層 (Qpal)、坡積層(Qdl)及燕山三期黑云母花崗巖(Y52(3))、侏羅系下統藍塘群粉砂巖(J1lnb)組成。引水隧洞沿線巖體由上而下可劃分為全風化帶(Ⅴ)、強風化帶(Ⅳ)、弱風化帶(Ⅲ) 、微風化帶(Ⅱ)。

進洞口處坡度較緩，約20°～30°，附近見基巖出露。進洞口正上方約22.0～40.0 m高程處發育一危巖體，為弱風化花崗巖，裂隙較發育，前緣底部結構面張開錯動，存在變形崩塌危險。

各巖土層、引水隧洞洞室圍巖力學參數值見表1、表2。

表1 洞室圍巖力學參數值

表2 圍巖主要物理力學參數

2 危巖體結構面特征

巖體結構面以層巖結構面和次生構造結構面為主，其中危巖體底面為控制巖體穩定的主要結構面，延伸長，受自身重力和風化應力的作用，結構面張開，有不同程度的泥、砂質充填，并有植物根系分布，張開最寬處大于10 cm，平均寬度6 cm，層面較粗糙，貫通性較好，為危巖體變形破壞的主要潛在面。

在邊坡巖體上共有45條結構面，結構面多為層面和次生結構面。結構面多為閉合-微張，少數結構面上部為張開。根據結構面產狀，繪制傾向玫瑰花圖及主要結構面、滑裂面與自然坡面的赤平投影圖[1]，見圖1、圖2。

圖1 傾向玫瑰花

圖2 赤平投影

從圖中可知邊坡巖體主要揭露5組結構面，其中心產狀及分布位置見表3。

表3 危巖體結構面特征

由邊坡主要結構面和開挖、自然坡面的赤平投影圖可知，結構面相互之間交切的交點多處于邊坡面投影弧的另外一側，表明各結構面的組合交線傾向坡里。但由于危巖體下緣已存在一張開的滑裂面，呈張開狀，貫通性很好，且危巖體自然坡面上的灌木根系已沿結構面組3和滑裂面生長，基本可斷定危巖體中部以下部分已與下部基巖部分脫離。滑裂面傾向與自然坡向一致，傾角略大于坡角。因此，結構面與滑裂面在邊坡巖體中的組合可能對邊坡巖體的穩定性造成不利影響[2-4]。

危巖體兩側前緣風化較為嚴重，強度較低，且結構面較為發育，削弱了巖體的整體強度。其中危巖體前緣偏向上游部位由結構面組1、2與滑裂面交切形成，已存在小規模巖塊滑落現象，由于后期引水隧洞爆破施工的振動荷載會對該部位巖體穩定產生不利影響，故應對該部位巖體進行支護處理，以免對引水隧洞的施工安全和整個危巖體的穩定產生不利影響。

危巖體前緣中部發育一條輝綠巖脈，產狀65°/90°，寬7 cm，由于滑裂面的存在產生錯動，錯距約10 cm，判定危巖體歷史上已經產生下滑位移，且滑動方向偏向上游[5]。

3 危巖體穩定性計算

由于危巖體整體規模較小，在整個邊坡中所占面積不大，因此采用剩余推力法計算其典型剖面的穩定性，該方法的原理為假定滑面取單位寬度計算，不計兩側摩擦力和滑體自身擠壓力；滑動面各破裂面分別按直線計算，整體呈折線滑動[6]。

在主滑剖面上取序號為i的一個條塊分析其受力情況，見圖3。其上作用有垂直荷載(Wi)和水平荷載(Qi)，前者主要為重力，后者為指向坡外的水平向地震力KcWi及水壓力PWi等。該條塊承受了上一分條的剩余下滑力Ei-1、傾角為αi-1，以及本條塊的剩余下滑力Ei的反力、傾角為αi，底部為垂直潛滑面的反力Ni，揚壓力Ui及切反力Ti。

圖3 第i條塊受力分析

通過Σxi=0,Σyi=0，進行聯立求解可得：

(1)基本荷載(僅考慮重力)時,穩定性系數如式(1)：

(1)

式中：ci為條塊黏聚力,kPa；φi為條塊內摩擦角，(°)；li為條塊長度，m。

(2)組合荷載(主要考慮重力、靜水壓力、動水壓力和地震力的作用)時，穩定性系數如式(2)～式(4)

(2)

Ti=[Wicosαi-KcWisinαi-(PWi-1-

PWi)cosαi-Ui+Ei-1sin(αi-1-αi)-

PDisinβi]tanφi+cili

(3)

Ni=Wisinαi-KcWicosαi+

(PWi-1-PWi)sinαi+Ei-1cos(αi-1-

αi)+PDicosβi

(4)

式中：βi為第i條塊所作用的動水壓力(PDi)與滑動面之間的夾角，(°)。

(3)計算剖面。計算剖面選取危巖體中部的典型剖面。地表變形跡象顯示，危巖體的潛在破壞模式為順層面滑動，因此，與危巖體下部裸露坡面相一致的順坡向層面為潛在滑面，滑面與水平面成38°坡角。

(4)計算參數。滑體容重26 kN/m3，滑面內摩擦角25.3°，由于危巖體僅前緣有一定的變形現象，但整體并未產生大的變形，判斷其處于臨界狀態，設其現狀穩定性系數為1.0，據此反演計算其滑面c值。經迭代計算，當c=44 kPa時，其穩定性系數1.0063，c值大于全風化帶的c值22 kPa，小于風化巖體的c值0.3～0.6 MPa，這也與危巖體未形成完全貫通破壞面的結論一致[7-9]。

由于危巖體位于待開挖的引水隧洞上部，引水隧洞開挖采用爆破施工，爆炸產生的沖擊力必然對該危巖體的穩定性產生不良影響，因此必須分析爆破振動對危巖體穩定性的影響。

分析爆破振動邊坡穩定性的方法主要基于極限平衡理論和應力變形分析，慣性失穩常采用統計分析法、結構動力分析法(擬靜力法、時程分析法)等方法，用擬靜力法模擬爆破荷載簡單實用，因此在地震和爆破邊坡穩定性分析中應用廣泛。因此本次分析也采用擬靜力法，參照地震力作用下的邊坡穩定性計算方法進行計算。

假設坡體為一剛體，最大的地震作用力按式(5)、式(6)計算：

Q=βH(T)KsG

(5)

Ks=a/g

(6)

式中：βH(T)為放大系數譜；T為振動周期；Ks為地震系數;G為坡體自重；a為坡體實際所受地震加速度。

分別按7度和8度地震烈度下的等效加速度進行邊坡穩定性計算，結果分別為0.898和0.750，穩定性系數分別下降了0.102和0.250，可見爆破振動對邊坡穩定性的影響非常大，而且計算未考慮振動對危巖體物理力學指標的影響，如考慮振動影響，穩定性系數將下降的更為嚴重。

由于振動對巖體物理力學性質的影響難以量化，因此將設計安全系數適當加大，設為1.3，爆破水平振動加速度定為2.5 m/s2，此時邊坡的計算推力為590 kN/m。

4 危巖體加固治理設計

根據工程地質評價和穩定性計算結論，在爆破振動情況下邊坡處于不穩定狀態，邊坡上受節理裂隙切割形成的巖石塊體有可能松動墜落，對引水隧洞施工人員及機械造成威脅。因此必須進行支護加固處理[10]。

對危巖體中部以下節理裂隙中生長出的植被進行人工清除，并盡量清除裂隙內的泥沙充填后，采用水泥灌漿或砂漿勾縫，防止降水入滲。

在危巖體坡腳以下部位設置混凝土抗滑護腳墻，每延米布設7排14根Φ28鋼筋，每延米所布置鋼筋抗剪能力達1078 kN，遠大于590 kN/m的設計推力，因此設置混凝土抗滑護腳墻后，危巖體的整體穩定性滿足規范要求。

邊坡護腳墻以上至第一條大裂隙上部，采用掛網噴射混凝土支護，并采用4排6 mΦ28 HRB335鋼筋錨桿，全黏結灌漿，縱橫間距均為3 m。

5 結 語

在地質勘察資料的基礎上，結合傾向玫瑰花圖及主要結構面、滑裂面與自然坡面的赤平投影圖研究危巖體結構面特征，再采用擬靜力法計算危巖體在爆破振動情況下的穩定系數。最后根據穩定性分析結果提出危巖體加固治理措施，加固措施以設置混凝土抗滑護腳墻、掛網噴射混凝土、清除裂隙內植被泥沙為主。研究分析引水隧洞危巖體穩定性，通過不同加固措施的組合，有利于預防施工安全事故，確保危巖體在施工期和運行期的安全，可對類似工程危巖體的治理設計提供支撐和參考。