土石围堰分期拆除过程中的边坡稳定性分析

汪 洋，吴新霞，尹健民，吴从清，周黎明，艾 凯

(长江科学院水利部岩土力学与工程重点实验室，武汉 430010)

水利工程建设中，为建造永久性水利设施，通常要修建围堰这种临时性围护结构，围堰在水工建筑物及引水隧洞施工完成后一般要采用爆破方式进行拆除［1］。围堰爆破拆除时，为了确保爆区附近已建成的各种水工建筑物的安全以及降低爆破难度和工作量，围堰爆破拆除通常采用分期分区的方式进行［2］。与此同时，围堰爆破后大多数情况下不具备挖渣条件，需要依靠水流冲渣［3］，为了利于围堰拆除后的爆渣能被水流冲走，常常在围堰背水面边坡进行削薄处理等预拆除。本文通过采用三维有限差分方法结合强度折减法和拟静力法，分别对赞比亚卡里巴北岸水电站扩机项目进水口围堰在削薄后造孔损伤前、削薄过程中受爆破荷载作用、造孔损伤后3种情形下的稳定性进行综合分析，以确保围堰分期拆除过程中的安全性。

1 工程概况

1.1 卡里巴水电站简介

赞比亚卡里巴水电站位于赞比亚和津巴布韦交界的赞比西河上的卡里巴峡谷段，位于赞比西河和喀辅埃河交汇处上游40 km，距卢萨卡192 km的地方。卡里巴的水资源由赞比亚和津巴布韦平共享，多年净入库径流量400亿～420亿m3。赞比亚通过ZESCO运营北岸电站，装机容量600 MW，1976年投入运行，津巴布韦通过ZESA运营南岸电站，装机容量750 MW，1960年投入运行。

卡里巴北岸水电站由128 m高砼双曲拱坝、进水口、引水隧洞、地下厂房、尾水隧洞、地面主变和开关站等组成。正常蓄水位485.0 m，死水位475.5 m，正常蓄水位以下库容为647.98亿 m3(赞比亚、津巴布韦共享)，电站原装机容量4×150 MW。目前正在进行机组增容改造，全部增容改造工程完成后，电站总装机容量将达到720 MW。扩机工程(2×180 MW方案)的主体建筑物包括进水口、引水隧洞、地下厂房及尾水隧洞。

1.2 围堰分期拆除方案

卡里巴水电站北岸扩机工程进水口围堰为全断面全年断流的土石围堰加高压喷射灌浆防渗心墙式，堰顶高程486.5 m，堰高 18 m，轴向长62.3 m，顶宽8.5 m，最大底宽55.3 m。围堰拆除分3期进行，一期主要开挖高喷墙下游463 m高程以上部分的“岩埂”(包括覆盖层和基岩)，其中上部覆盖层土方开挖0.5万 m3，下部石方开挖0.7万 m3;二期主要开挖高喷墙上游覆盖层部分约1.5万m3;三期主要开挖高喷墙上下游覆盖层部分共计1.3万m3，岩石部分共计0.5 m3，围堰拆除分期布置见图1。

图1 围堰拆除分期布置剖面图Fig.1 Section view of the phased-layout of cofferdam demolition

2 围堰背水面边坡稳定性模拟分析

2.1 计算模型与材料参数

2.1.1 模型范围

计算模型由围堰及其周边部分岩体组成，围堰取实际尺寸，岩体取围堰周边各延伸约50 m范围。模型规定x轴为围堰轴向，x正向指向右岸;y轴为顺河向，指向下游为正向;z轴铅直向上为正，底部高程453.5 m。计算模型采用三维四边形单元，共划分96 188个单元、148 652个节点，计算域四周采用法向约束，底面三向约束。计算模型如图2所示。初始应力场为自重应力场。

图2 计算模型及网格划分Fig.2 Calculation model and mesh generation

2.1.2 模型材料

整个计算模型包括:混凝土心墙、Q4风化层、强风化岩体、弱风化岩体、Q4风化层爆破造孔损伤岩体、强风化层爆破造孔损伤岩体和弱风化层爆破造孔损伤岩体。爆破造孔损伤岩体分布于围堰心墙下游与基岩的接触面，厚0.2 m，其岩石力学参数按爆破孔所处岩体0.9倍折减。岩土体本构模型采用Mohr－Coulomb模型，各类材料的物理力学参数采用值见表1。

表1 岩土体的物理力学参数Table 1 Physico-mechanical parameters of rock-soil mass

2.2 计算工况

根据围堰上下游水位以及爆破施工的工艺要求，计算可分为以下3种工况:

(1)在上游水位485.5 m，下游水位457.5 m作用下，削薄后造孔损伤前围堰的安全稳定性;

(2)在上游水位485.5 m，下游水位457.5 m作用下，削薄过程中爆破荷载作用下的围堰的安全稳定性;

(3)在上游水位485.5 m，下游水位457.5 m作用下，造孔损伤后围堰的安全稳定性。

在上述3种工况条件作用下，进行围堰的三维稳定分析及安全评价。

2.3 爆破荷载计算

爆破震动会产生一种瞬时冲击作用，从而使爆破岩体中产生了由质点震动加速度的传播而引起的动荷载，这样边坡岩体中的剪应力增加;而后爆破震动产生的压缩波传到坡面后，又引导了拉伸波的产生，使岩体产生拉应力，由于岩体为低抗拉材料，这样原有不连续面会进一步扩张或产生新的不连续面。因此，爆破震动作用改变了岩体中的应力状态，也会影响地下水的赋存和运动状态，直接或间接地影响边坡的稳定性［4－11］。

为了简化分析过程，在本研究中作如下假设:

(1)采用静力等效荷载施加方法，即在同排炮孔连心线所在竖直平面，施以等效时程荷载。

(2)假设爆破荷载为三角形。爆炸压力主要由爆炸产生的气体膨胀压力产生，荷载峰值σm由式(1)、式(2)确定［12］:

式中:Pw为药包中心处爆轰波产生的平均初始压力(Pa);¯r为比例半径，¯r=R/Rw(R 为离药包轴线的距离(m)，这里R=2 m;Rw为药包横切面半径(m)，这里Rw=0.065 m);α为与岩石及炸药种类有关的常数，对于大多数岩石，α≈1.5;ρw为装药密度，本工程使用的炸药为二号岩石乳化炸药，根据各次实验的装药量确定，按设计资料取单孔装药量为3 kg;D为炸药的爆轰速度，3 200 m/s;K为等熵指数，与装药密度相关，根据相关文献［13］，当 ρw＜1.2 g/cm3时，K=2.1，ρw＞1.2 g/cm3时，K=3。

(3)爆破荷载曲线，从加载到峰值应力的升压时间设为2 ms，下降时间为5 ms，爆压总作用时间设为7 ms，如图3所示。图中，横轴为时间(s);纵轴为爆炸应力波作用于岩体的最大压力(Pa)。

图3 爆破荷载曲线Fig.3 History of blasting load

根据上述假设和式(1)，计算得到在缓冲爆破条件下，爆破等效荷载峰值应力为0.45 MPa。

2.4 边坡稳定性标准

卡里巴水电站北岸扩机工程进水口围堰工程等级为Ⅲ级，根据《水利水电工程边坡设计规范》(DL/T 5353—2006)的规定［14］，A 类枢纽工程区Ⅲ级边坡在持久状况下边坡的抗滑稳定安全系数应保持在1.15～1.05之间;在短暂(主要指施工期、降水期)状况下边坡的抗滑稳定安全系数应保持在1.10～1.05之间;在偶然状况下(主要指遇地震)时边坡的抗滑稳定安全系数不小于1.00。《水利水电工程围堰设计导则》(DL/T 5087—1999)中规定［15］，Ⅲ级土石围堰的抗滑稳定安全系数应大于等于1.2。

3 计算结果分析

根据以上计算模型、岩土体物理力学参数、水位等计算条件，分别计算削薄后造孔损伤前、削薄过程中爆破荷载作用下、造孔损伤后3种工况条件下围堰体边坡的抗滑安全系数如表2所示。

表2 围堰稳定性分析成果Table 2 Results of stability analysis of cofferdam

下面分别对3种工况条件下围堰的安全稳定性进行逐一分析，位移的正负号与坐标轴方向一致，单位为m。计算结果中的位移量均为相对围堰削薄前的位移变化量。

3.1 削薄后造孔损伤前围堰的安全稳定性

在围堰上下游边界施加水位边界条件进行渗流场模拟分析，根据设计资料取上游水位485.5 m，下游水位457.5 m，计算围堰削薄后造孔损伤前围堰背水面边坡的安全稳定性。

图4和图5为堰体y向水平位移及z向铅直位移等色区图(取堰体右侧)。从图中可以看出，下游围堰削薄后，围堰以向下变形的铅直向位移为主，量值为0.60 ～1.20 mm，最大位移量1.20 mm，位移较大的区域主要集中在围堰中部477.5～485.5 m平台附近浅层岩体内。围堰的水平向位移朝向下游方向，量值为0.40～0.68 mm，位移较大的区域主要集中在围堰中部468.5～477.5 m平台附近浅层岩体内。

图4 堰体水平y向位移等色区图(工况一)Fig.4 Nephogram of y-displacement of cofferdam(caseⅠ)

图5 堰体铅直z向位移等色区图(工况一)Fig.5 Nephogram of z-displacement of cofferdam(caseⅠ)

在有限差分方法FLAC中，判断边坡或滑坡的潜在滑动面，可依据其最大剪应变率或剪应变增量来判断，剪应变率局部集中带可视为边坡的潜在滑动区，变形破坏多沿此处发生。

图6给出了围堰处于极限状态时的剪应变率分布及位移矢量分布图(中心纵剖面)，从图中可见，围堰最大剪应变率集中在468.5 m以上的高程471.5，474.5，477.5 m平台附近，围堰沿基覆交界面产生明显朝下游方向的位移。计算结果表明，围堰的潜在失稳区位于围堰中下部的浅层岩体内，破坏模式为弧面型滑移。该工况下围堰的的稳定性主要受浅层围堰体的力学特性控制，通过强度折减法得到的围堰最大剪应变率(潜在失稳区)主要集中在该层围堰体内，安全系数为1.43。

图6 围堰中心纵剖面剪应变率分布及位移矢量图(工况一)Fig.6 Shear strain rate distribution and displacement vectors of longitudinal profile of the cofferdam center(caseⅠ)

3.2 削薄过程中爆破荷载作用下围堰的安全稳定性

施加爆破等效荷载后的模型局部如图7所示。

图7 施加爆破等效荷载后局部模型图Fig.7 Partial model of the cofferdam after applying blasting equivalent load

图8和图9为堰体y向水平位移及z向铅直位移等色区图(取堰体右侧)。从图中可以看出，在爆破荷载作用下，围堰仍以向下变形的铅直向位移为主，量值为0.70 ～1.40 mm，最大位移量1.44 mm，位移较大的区域主要集中在围堰高程477.5～485.5 m平台附近浅层岩体内;围堰的水平向位移朝向下游方向，量值为0.50 ～0.80 mm，最大位移量0.82 mm，位移较大的区域主要集中在围堰中部高程471.5～474.5 m平台附近浅层岩体内。

图8 堰体水平y向位移等色区图(工况二)Fig.8 Nephogram of y-displacement of the cofferdam(caseⅡ)

图9 堰体铅直z向位移等色区图(工况二)Fig.9 Nephogram of z-displacement of the cofferdam(caseⅡ)

图10给出了围堰处于极限状态时的剪应变率分布及位移矢量分布图(中心纵剖面)，从图中可见，围堰最大剪应变率集中在高程468.5～474.5 m平台附近岩体内，向上延伸至高程477.5 m平台，围堰沿基覆交界面产生明显朝下游方向的位移。计算结果表明，围堰的潜在失稳区位于围堰下部，破坏模式为弧面型滑移。该工况下围堰的的稳定性受爆破荷载作用影响较小，通过强度折减法得到的围堰最大剪应变率(潜在失稳区)主要集中在爆破荷载作用区域的围堰体内，安全系数为1.39。

图10 围堰中心纵剖面剪应变率分布及位移矢量图(工况二)Fig.10 Shear strain rate distribution and displacement vectors of the longitudinal profile of the cofferdam center(caseⅡ)

3.3 造孔损伤后围堰的安全稳定性

首先模拟地下水渗流场，在围堰上下游边界施加水位边界条件进行渗流场分析，根据设计资料取上游水位485.5 m，下游水位457.5 m，计算造孔损伤后围堰的安全稳定性。在计算中，考虑了围岩造孔损伤使岩体参数降低的因素(变形模量及f，C，σt值均降低至原来的90%)。

图11和图12为堰体y向水平位移及铅直向位移等色区图(取堰体右侧)。从图中可以看出，在造孔损伤后，围堰的水平y向位移和铅直向位移较造孔损伤前都有明显增加，水平y向位移朝向下游方向，量值为1.50 ～2.50 mm，最大位移量为2.57 mm，位移较大的区域主要集中在围堰中部高程471.5～474.5 m平台附近;围堰的铅直向位移量值为1.25～2.20 mm，最大位移为2.23 mm，位移较大的区域主要集中在围堰斜坡中部高程477.5～485.5 m平台靠左岸的区域。

图11 堰体水平y向位移等色区图(工况三)Fig.11 Nephogram of y－displacement of the cofferdam(caseⅢ)

图12 堰体铅直z向位移等色区图(工况三)Fig.12 Nephogram of z－displacement of the cofferdam(caseⅢ)

图13 围堰中心纵剖面剪应变率分布及位移矢量图(工况三)Fig.13 Shear strain rate distribution and displacement vectors of longitudinal profile of the cofferdam center(caseⅢ)

图13给出了围堰处于极限状态时的剪应变率分布及位移矢量分布图(中心纵剖面)。从图中可见，围堰最大剪应变率集中在高程471.5～477.5 m平台附近岩体内，向下延伸至468.5 m平台，围堰沿基覆交界面产生明显朝下游方向的位移。计算结果表明，围堰的潜在失稳区位于围堰中下部的浅层围堰体内，破坏模式为弧面型滑移。该工况下由于造孔给围堰岩体带来的损伤导致强度参数降低，从而使得围堰的的稳定性相比造孔损伤前有所降低，通过强度折减法得到的围堰最大剪应变率(潜在失稳区)主要集中在围堰中部区域高程468.5～477.5 m平台附近岩体内，安全系数为1.32。

4 结论

本文以赞比亚卡里巴北岸水电站扩机工程进水口围堰分期拆除为背景，通过采用三维有限差分方法结合强度折减法和拟静力法，分别对进水口围堰在削薄后造孔损伤前、削薄过程中受爆破荷载作用、造孔损伤后3种情形下的稳定性进行了综合分析。

由数值模拟的结果可以看出，围堰的潜在失稳区均位于围堰中下部的浅层围堰体内，破坏模式为弧面型滑移，沿围堰底部滑出。围堰在削薄后造孔损伤前的位移量值在0.60～1.20 mm之间，最大位移量1.20 mm，位移较大的区域主要集中在围堰中部高程477.5～485.5 m平台附近浅层岩体内;围堰边坡的安全系数为1.43，边坡稳定满足规范要求。削薄过程中受爆破荷载作用下时围堰位移量值在0.70 ～1.40 mm之间，最大位移量1.44 mm，位移较大的区域主要集中在围堰左侧高程477.5～485.5 m平台附近浅层岩体内，围堰边坡的安全系数为1.39，边坡稳定满足规范要求。造孔损伤后围堰的位移量值在1.50 ～2.50 mm之间，最大位移为2.57 mm，位移较大的区域主要集中在围堰中部高程471.5～474.5 m平台附近，围堰边坡的安全系数为1.32，边坡稳定满足规范要求。

之所以削薄过程对围堰边坡的影响较小，经分析主要有以下几点原因:①围堰在削薄处理过程中采用手风钻进行钻孔，对围堰岩体的损伤较小;②爆破作业中严格控制单响药量并采用梯段爆破，最大程度地避免了爆破振动对围堰体的影响;③围堰拆除方案设计中采用了台阶式设计，且每层台阶高度仅为3 m(底层台阶高度为3.5 m)，这些措施都有效地降低了围堰削薄过程对整个围堰边坡稳定性的影响。

数值结果表明围堰背水面边坡削薄处理过程对围堰和背水面边坡的影响是局部的，对围堰背水面边坡的整体稳定没有产生较大的影响，分期拆除方案是安全、合理的。

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