滇中引水石鼓水源工程強風化巖質邊坡穩定分析與治理

陳紅如,李 堅,李冬冬,劉詠弟,孫海清

(1.水利部水利工程建設質量與安全監督總站,北京 100080; 2.云南省滇中引水工程有限公司,云南 昆明 650205; 3.長江勘測規劃設計研究有限責任公司,湖北 武漢 430010)

0 引 言

邊坡工程穩定性對工程安全至關重要[1-3]。巖質風化程度影響邊坡巖體的物理力學特性。對于強風化巖質邊坡,巖石顆粒的連接遭到破壞,巖體被風化裂隙反復切割,變得十分破碎,形成碎裂結構巖體甚至松散土,具有強度和彈性模量降低、遇水易軟化、透水性增強、泊松比變大、變形量增加等特點,易在暴雨季節發生滑坡、泥石流等地質災害[4-5]。因此,強風化巖質邊坡的穩定性特征區別于一般巖質邊坡或土質邊坡,通常采用安全系數來評價邊坡穩定狀態,其物理意義明確、原理簡單,至今仍是邊坡穩定性分析中的重要概念和關鍵指標[6-7]。

隨著計算機模擬技術的快速發展,數值分析方法被廣泛應用到邊坡穩定性分析之中[8-11],包括有限元法、有限差分法(FLAC)、離散元法、邊界元法、無界元法、無網絡法、塊體理論等。其中,FLAC3D軟件基于連續介質理論和顯式有限差分法[12-15],可以準確模擬材料的塑性變形與破壞特性,適用于巖土體的大變形行為、非線性材料問題及失穩破壞發展過程與機理研究[16],在邊坡大變形與安全穩定評估方面具備很大優勢。但是,上述理論應用與數值分析方法在工程實踐中的應用相對滯后[17],有必要將適用的數值分析方法應用于實際工程,為不同工況下強風化巖質邊坡的安全性提供判別標準,為工程建設的正向設計提供技術依據[18]。

本文針對滇中引水石鼓水源工程地下泵站進水塔強風化巖質邊坡的穩定性問題,通過FLAC3D軟件對該邊坡4種不同工況下的受力與變形穩定性、破壞區分布等進行分析,并分別采用強度折減法和Morgenstern-Price法計算邊坡安全系數,綜合評價該進水塔邊坡自然狀態、開挖過程及運行期間的穩定性;再經過邊坡監測數據分析驗證支護措施的有效性以及數值分析結果的正確性,可為類似強風化巖質邊坡的開挖支護方案設計與穩定性判別提供參考。

1 工程地質條件

石鼓水源工程是滇中引水工程的重要組成部分,采用提水泵站取金沙江水。取水工程主要由引水渠、泵站、地面開關站等組成。引水渠布置于石鼓鎮大同村下游金沙江右岸灘地,全長1 266 m,由引水口門、沉沙池段和連接段3個部分組成。泵站地下廠房近東西向分布于沖江河右岸山體中,按一級地下泵站布置。泵站建筑物主要由進水塔、進水流道、主變洞、主泵房及安裝場、出水隧洞、出水池、地面開關站、交通洞、通風洞、電纜洞及廠外排水系統等組成。水源地下泵站建筑物采用六機一洞、兩個水力單元布置,與2條進水隧洞對應。進水塔前沿寬度為60 m,分2段布置,單塔寬為30 m,順水流向長18.5 m。綜合考慮淹沒深度要求、底板及隧洞進口巖體條件等因素,確定進水塔建基面高程1 800 m。

進水塔地面高程一般為1 825～1 828 m。地表第四系地層主要為沖洪積砂礫卵石、土夾卵礫石及洪坡積塊碎石土。據鉆孔揭露:塔基部位覆蓋層厚度約6.3～30.7 m,表層主要為土夾卵礫石,結構呈稍密狀,下部主要為砂礫卵石及碎礫石土夾塊石,結構總體中密-密實;基巖主要為冉家灣組第四段上層(D1r4-2)灰-灰綠色絹云石英片巖、絹云微晶片巖及灰巖等,片巖類巖體中裂隙較發育。區內主要發育f7、f8、f9等3條小規模斷層,對工程影響小,巖層產狀一般為285°～302°∠28°～44°,巖體強、弱風化帶厚度一般為14.7～27.4 m、38～53 m,地下水位埋深一般1.67～2.20 m,建基面位于地下水位以下23～24 m。

進水塔所在部位北側邊坡主要為強風化巖質邊坡,巖性為絹云石英片巖夾絹云微晶片巖及片理化灰巖,巖質軟-較堅硬,巖體完整性差-破碎,邊坡雖屬逆向坡結構,自然邊坡整體穩定,但表層強風化巖體裂隙總體較發育,受裂隙、開挖臨空面等組合切割,邊坡局部穩定問題突出。

2 邊坡穩定系數計算方法

強度折減法定義邊坡安全系數為巖體的實際抗剪強度與折減后臨界破壞時的剪切強度之比[19]。在FLAC3D中求解安全系數時,以數值計算的收斂性作為失穩判據。假定數值計算模型采用摩爾-庫倫本構模型,首先給黏聚力設定一個大值來改變內部應力,獲得體系達到力平衡的典型時步Nr;然后基于給定的安全系數,通過式(1)～(2)來調整巖體的強度指標黏聚力(c)和內摩擦角(φ):

cF=c/Ftrial

(1)

φF=tan-1(tanφ/Ftrial)

(2)

式中:cF為折減后的黏聚力;φF為折減后的內摩擦角;Ftrial為折減系數。

執行Nr時步,如果體系不平衡力與典型內力比率R<1×10-3,則認為體系達到了力平衡;否則再執行Nr時步,直至R<1×10-3后退出當前計算,開始新一輪的折減計算。通過不斷增大折減系數,反復分析計算邊坡穩定性,直至其達到臨界破壞,此時得到的折減系數即為安全系數Fs。

摩根斯坦-普萊斯法(Morgenstern-Price法)是可計算任意形狀滑動面安全系數的條分法。該方法假定各土條的切向條間力X與法向條間力E的比值用條間力函數f(x)與一個待定比例系數λ的乘積表示,即

X=λf(x)E

(3)

3 邊坡穩定分析計算條件

3.1 計算參數

進水塔邊坡涉及的巖層主要為灰巖、綠泥石英片巖,夾雜部分綠泥絹云片巖。開挖主要在強風化巖體內進行。具體巖體物理力學參數見表1。計算模型中,各巖土體均采用以Mohr-Coulomb準則為屈服函數的理想彈塑性模型。

根據地應力測試結果,考慮了構造應力的影響。進水塔邊坡設計地震動峰值加速度代表值概率水準取基準期50 a超越概率10%,相應水平地震動峰值加速度為0.251g。

3.2 計算工況

進水塔邊坡分級開挖,邊坡開挖最高高程1 897 m,底部高程1 800 m。高程1 845 m以上按1∶0.8開挖,高程1 817.0～1 845.0 m按1∶0.7開挖,高程1 817.0～1 800.0 m為直立邊坡。馬道寬3.0～9.6 m。針對進水塔邊坡開挖穩定性和運行期蓄水、降雨、地震荷載對邊坡變形及應力狀態的影響,共進行了多種工況組合計算,方案如表2所示。

表2 邊坡計算工況

3.3 數值分析模型

選取典型進水塔邊坡剖面為研究對象,邊坡坡頂高程為1 966 m,開挖最高高程1 897 m,底部高程1 800 m,開挖坡高約97 m。基于邊坡剖面(圖1),建立了準三維數值分析模型(圖2):剖面所在面為XY平面,Y軸正向為高程方向,模型底部高程為1 700 m;X方向指向山內側方向為正,Z軸垂直XY平面,遵從右手法則;邊坡模型三維尺寸為315 m×266 m×9 m(X×Y×Z)。邊坡模型中,單元數為8 626,節點數為17 580。

圖1 工程地質剖面及開挖示意Fig.1 Diagram of engineering geological section and excavation

圖2 進水塔邊坡計算模型Fig.2 Calculation model of intake tower slope

4 邊坡穩定性分析結果

4.1 天然狀態

圖3給出了天然狀態下邊坡的最大主應力(σ1)和最小主應力(σ3)等色區圖。坡體內的應力分布總體上符合自重作用下自然邊坡應力場分布的一般規律,即在坡表附近,應力矢量方面發生偏轉,最大主應力方向基本平行于坡面,最小主應力趨近于零。自然邊坡整體上處于壓應力狀態,最大主壓應力超過5 MPa。自然邊坡的塑性區分布如圖4所示,塑性區主要分布在邊坡綠泥(絹云)片巖以及坡腳強風化巖體內,以剪切破壞為主。

圖3 天然狀態下邊坡應力場Fig.3 Slope stress field in natural state

圖4 天然狀態下邊坡塑性區Fig.4 Slope plastic zone map in natural state

4.2 開挖工況

圖5為開挖引起的增量位移等色區圖和矢量圖。邊坡開挖引起的卸荷回彈變形基本為斜向上朝向坡外,開挖邊坡整體位移一般在5～20 mm之間,變形主要集中在高程1 862 m以下開挖坡面,且隨著高程的減小而呈增大的趨勢。

圖5 開挖工況下邊坡增量位移分布Fig.5 Incremental displacement distribution of slope under excavation condition

邊坡最大增量位移為57.0 mm,出現在高程1 832 m平臺綠泥(絹云)片巖出露處;高程1 817 m以下直立邊坡處朝向坡外的水平位移較大,最大值為25.9 mm。

圖6為開挖支護后邊坡的最大主應力和最小主應力云圖,開挖坡腳附近存在局部的應力集中,開挖邊坡總體上處于壓應力狀態,開挖坡面拉應力區主要分布在邊坡高程1 832 m以下的開挖坡面附近巖體內,最大拉應力值不超過0.1 MPa。

圖6 開挖工況下邊坡應力場分布Fig.6 Stress field distribution of slope under excavation condition

開挖邊坡塑性區分布如圖7所示。開挖過程中邊坡強風化帶內部分塑性區得到清除,開挖后邊坡塑性區主要在開挖坡面附近強風化帶以及坡腳部位分布,以剪切破壞為主,開挖坡面塑性區深度一般為3～7 m,坡腳局部深度為9 m。開挖完成后,預應力錨索受力在1 468～1 492 kN之間。

圖7 開挖工況下邊坡塑性區分布Fig.7 Distribution of plastic zone of slope under excavation condition

4.3 運行工況

圖8為進水口水位上升至正常運行水位1 825 m時邊坡的增量位移(相對于開挖工況)分布圖。進水口水位上升引起的增量變形以斜向上的浮托變形為主。正常運行水位工況下,邊坡增量位移一般在3～10 mm之間,位移主要集中在直立邊坡附近。

圖8 正常運行水位工況下開挖邊坡的增量位移分布Fig.8 Incremental displacement distribution of excavation slope under normal operating water level

進水口水位上升對邊坡的應力場和塑性區分布影響不大。正常運行水位工況下,邊坡應力場的分布規律與開挖工況基本相同;除坡腳附近塑性區分布范圍有所增加,其他部位塑性區無明顯變化。圖9為塑性區分布。

圖9 正常運行水位工況下開挖邊坡的塑性區分布Fig.9 Distribution of plastic zone of excavated slope under normal operating water level

4.4 地震工況

對于地震作用,考慮50 a超越概率10%的地震動作用,地震水平加速度為0.251g,采用擬靜力法模擬地震荷載,地震力的方向為水平且指向邊坡臨空方向。

圖10為開挖邊坡在地震作用下的增量變形。在水平向荷載的作用下,邊坡整體變形以朝向河谷方向的水平位移為主。邊坡變形較大區域在邊坡中上部,最大位移出現在坡頂處,量值為24 mm。應力場的分布與開挖邊坡相比較,無大的變化,基本上沒有拉應力區。塑性區的分布與開挖邊坡相比較,無明顯變化,基本上沒有新增塑性區。

圖10 地震工況下開挖邊坡的增量位移分布Fig.10 Incremental displacement distribution of excavation slope under seismic condition

4.5 降雨工況

分析邊坡開挖完成后強降雨作用對邊坡的影響,以考慮坡表暫態飽和區的孔隙水壓力及強度參數降低來模擬降雨的作用。圖11為降雨工況下開挖邊坡增量位移分布,圖12為邊坡塑性區分布。降雨對邊坡變形的影響主要集中在邊坡上部強風化帶及坡腳直立邊坡附近巖體內,最大位移值為10 mm,出現在坡腳直立邊坡處;邊坡上部強風化帶巖體呈現出整體朝向坡外的變形趨勢,位移一般在5～8 mm之間;其他部位位移值一般在5 mm以內。

圖11 降雨工況下開挖邊坡的增量位移分布Fig.11 Incremental displacement distribution of excavation slope under rainfall condition

圖12 降雨工況下開挖邊坡的塑性區分布Fig.12 Distribution of plastic zone of excavated slope under rainfall condition

坡腳及邊坡上部強風化帶軟巖及中硬巖內塑性區范圍及深度有所擴大。降雨入滲的影響區域主要集中在坡面淺層巖土體內,因此對整個邊坡的應力分布影響不大。

4.6 邊坡安全系數

采用強度折減法分析了各計算工況下進水塔邊坡剖面邊坡進入臨界狀態下的失穩路徑和安全系數。圖13展示了搜索得到的邊坡潛在最危險滑移路徑,圖14展示了運用邊坡極限平衡法分析得到的失穩區域。

圖13 開挖邊坡臨界失穩狀態變形特性Fig.13 Deformation characteristics of excavation slope in critical unstable state

圖14 開挖后邊坡失穩最危險滑動面及滑體條分示意Fig.14 Most dangerous slide surface and slide mass of slope instability after excavation

采用Morgenstern-Price方法對邊坡的穩定性進行極限平衡分析。計算得到的邊坡失穩模式:失穩區域主要集中在邊坡上部強卸荷帶巖體內,在高程1 963 m處形成后緣拉裂面,大致沿強弱風化界面滑動,前緣剪出口大致位于高程1 868 m部位,邊坡在各種工況下的穩定性安全系數為1.15～1.48。采用極限平衡法得到邊坡在各種工況下的安全系數為1.17～1.52,安全系數與失穩區域均與強度折減法得到的結果基本一致,如表3所示。

表3 進水塔邊坡剖面邊坡各工況安全系數

兩種方法得到的安全系數均滿足規范要求。除降雨工況外,其他工況邊坡有一定的安全裕度。進水塔邊坡在降雨工況下安全系數只能達到規范最低要求,安全裕度有限。為加強邊坡降雨工況下的安全性,根據邊坡失穩區域分布情況,需對高程1 862 m以上開挖坡面的預應力錨索進行加密布置。

進水塔邊坡下部分布有綠泥(絹云)片巖,易對邊坡局部變形造成不利影響,應對該部分軟巖進行置換。高程1 817 m以下直立邊坡(開挖高度18 m)在開挖過程中產生了較大的水平朝向坡外變形,易對邊坡的穩定性造成不利影響,應加強該部位支護強度。施工過程中需減小對這些部位的開挖擾動,及時進行噴錨支護,強化截排水措施,并加強變形監測。

5 支護措施與監測數據分析

根據邊坡穩定性數值分析結果,結合邊坡實際情況,確定該進水塔邊坡主要支護形式為系統錨桿+掛鋼筋網+噴混凝土+混凝土面板+排水孔+錨索,如圖15所示。系統錨桿直徑為25 mm,長度L為600 cm,間排距為150 cm×150 cm;錨索采用設計噸位T=2 000 kN、長度L=50 m,T=2 000 kN、L=40 m,T=2 000 kN、L=30 m,T=1 500 kN、L=40 m共4種類型。針對不同深度的強風化巖層設計不同的錨索深度,保證錨索內錨段布置在完整性較好的基巖里面,錨索外錨段設置在混凝土面板上,確保錨索整體受力。

圖15 進水塔邊坡典型支護斷面形式(尺寸單位:cm)Fig.15 Typical support section form of intake tower slope

依據監測布置,進水塔邊坡布置4個監測斷面,共計4個測斜孔、5套多點位移計(四點式)、20支錨桿應力計、14臺錨索測力計(其中1 500 kN量級6臺,2 000 kN量級8臺)以及3個水位孔對邊坡變形、支護(錨固)應力及地下水位進行監測。地下泵站進水塔邊坡安全監測儀器布置見圖16。

圖16 進水塔邊坡安全監測儀器布置Fig.16 Layout of safety monitoring instruments for intake tower slope

截至2023年5月,進水塔邊坡測斜孔孔口最大累計合位移為22.57 mm,位移變化漸趨于平穩;孔內無明顯滑動位移;多點位移計實測內部變形在26.2 mm以內(圖17);實測錨桿支護應力介于-91.1～135.2 MPa之間(圖18);錨索測力計鎖定后,荷載損失小,錨索荷載趨于平穩(圖19);目前進水塔邊坡各監測物理量變化量較小,各項監測成果趨于平穩,邊坡整體處于變形與受力安全穩定狀態。

注:35,20,10 m均為點位與孔口的距離。圖17 多點位移計典型位移-時間變化過程線Fig.17 Typical displacement-time variation hydrograph of multipoint displacement meter

圖18 錨桿應力計典型應力-時間過程曲線Fig.18 Typical stress-strain process curve of anchor stress meter

圖19 進水塔邊坡錨索測力計累計荷載損失過程線Fig.19 Accumulated load loss hydrograph of anchor cable dynamometer for intake tower slope

6 結 論

本文采用三維顯式有限差分法,對滇中引水石鼓水源工程地下泵站進水塔強風化巖質邊坡在各種工況下的穩定性進行了計算分析,獲得了邊坡的變形場、應力場、塑性區分布以及安全系數,取得以下主要研究結論。

(1) 進水塔邊坡開挖引起的卸荷回彈變形為斜向上朝向坡外,變形主要集中在高程1 862 m以下開挖坡面,開挖邊坡整體位移一般在5～20 mm。開挖坡腳附近存在局部應力集中,邊坡總體上處于壓應力狀態,拉應力區主要分布在高程1 832 m以下開挖坡面附近巖體內;塑性區主要分布在開挖坡面附近強風化帶以及坡腳部位,以剪切破壞為主,深度一般為3～9 m,以壓剪破壞為主。

(2) 邊坡潛在失穩區域主要集中在邊坡上部強卸荷帶巖體內,高程1 963 m處形成后緣拉裂面,大致沿強弱風化界面滑動,前緣剪出口大致位于高程1 868 m。強度折減法得到的各工況安全系數為1.15～1.48,極限平衡法得到的各工況安全系數為1.17～1.52。兩種方法得到的安全系數與失穩區域范圍結果基本一致。邊坡安全系數滿足規范要求,除降雨工況外,其他工況邊坡有一定的安全裕度。

(3) 進水塔邊坡在降雨工況下安全裕度有限,根據邊坡失穩區域分布情況,對高程1 862 m以上開挖坡面的預應力錨索進行加密布置。邊坡下部分布有綠泥(絹云)片巖,易對邊坡局部變形造成不利影響,因此對該部分軟巖進行置換。高程1 817 m以下直立邊坡(開挖高度18 m)在開挖過程中產生了水平朝向坡外的較大變形,因此加強該部位支護強度。同時在施工過程中,減小對這些部位的開挖擾動,及時進行噴錨支護,強化截排水措施,并加強變形監測。

(4) 進水塔邊坡的監測數據分析結果表明,該邊坡受力與變形均處于安全穩定狀態,驗證了強風化巖質邊坡針對性支護措施的有效性以及數值分析結果的正確性。研究成果可為類似強風化巖質邊坡的開挖支護方案設計與穩定性判別提供參考。