倾倒变形岸坡在蓄水作用下变形破坏研究

2019-06-15许泽舟李雨坤

中国煤炭地质 2019年5期

许泽舟，李雨坤

(河海大学地球科学与工程学院，南京 211100)

0 前言

近年来，在中国西南高山峡谷的大型水利水电工程中，遇到倾倒变形体的情况越来越频繁，严重影响水利水电建设中库区边坡的稳定性。澜沧江上的苗尾水电站便是典型案例，其倾倒变形经历了漫长的地质历史时期，两岸倾倒变形后缘已扩展至分水岭。特别是在工程蓄水后，水位变化会使得岩体内的有效应力下降，导致边坡稳定性的降低和改变，对倾倒变形体的影响尤为明显。在蓄水过程中，一些近坝库岸的倾倒变形体变形加剧，从而导致边坡表层产生崩塌，一些弯曲—倾倒变形严重的边坡甚至可能导致大型或巨型的深层滑坡，危及坝体，因此对倾倒变形体在蓄水作用下的变形破坏模式研究具有十分重要的意义[1-2]。

倾倒变形体的稳定性研究一直是国内外学者们研究的热点。对倾倒变形岩体的破坏形式，演变过程等取得了较多研究成果：Goodman和 Bray[3]最先提出了G-B法，通过运用极限平衡理论将倾倒变形体按照垂直方向离散为许多倾斜条块，求其稳定性；陈祖煜[4]在前人的研究基础上引入了安全系数这一重要概念；汪小刚和贾志欣[5]将岩体结构面的分布特征及连通率考虑在内进一步改进了G-B法。除此之外，韩贝传，王思敬[6]认为，反倾结构面的存在对于边坡的倾倒变形具有决定性的控制作用；陈红旗和黄润秋[7]提出了岩质倾倒边坡弯曲折断的判断依据，此依据是通过对板梁模型弯曲折断进行应力分析，可以比对其他任何一种岩层的倾倒折线深度。目前，倾倒变形岩体的成因机制，变形破坏模式等研究成果已经较为成熟，但是对蓄水条件下倾倒变形体稳定性研究相对较少。本文结合苗尾水电站库区的工程地质背景，运用离散单元法分析边坡在蓄水工况下应力应变，对其稳定性进行了评价，并且通过二维极限平衡法的计算结果作参考，证明该方法是真实有效的。该成果丰富了倾倒变形岩体边坡在水岩作用下的变形破坏模式，具有一定的理论和现实意义。

1 倾倒变形体概况

1.1 研究区工程地质概况

澜沧江苗尾水电站位于云南省云龙县境内，为典型的高山峡谷地貌，河谷深切，库区地质构造活动明显，岩层陡立。库区内主要分布地层为：侏罗纪中统花开左组(J2h)，深灰色、灰绿色板岩、泥岩；侏罗纪上统坝注路组(J3b)，紫红色泥岩、板岩；白垩系下统景星组(K1j)，灰绿色石英砂岩与灰绿、紫红色板岩、石英砂岩、泥岩不等厚互层。岸坡岩体倾倒变形现象严重，倾倒变形体对于水库蓄水后的工程安全性产生明显影响。

苗尾水电站库区岸坡发育有大量倾倒变形岩体。经过实地勘察，统计出的倾倒体主要分布在水库阿塔登村—三科石河河段，距大坝1.0～54.6 km，左岸由兔峨乡至三颗石河，右岸由阿塔登村至水井村。本文以QD9倾倒变形体为例进行研究，其岸坡全貌见图1。QD9倾倒体位于水库右岸支流冷水场河与早阳河之间库段，距大坝约20.7 km，倾倒体分布于低高程斜坡上。该库段澜沧江形态略弯折，呈SE25°—SN流向，右岸坡脚高程约1 340 m，坡顶高程约2 200 m，地形坡度上部稍缓坡度为30 °～40 °，中下部较陡坡度为50 °～60 °，发育多条小纹沟。坡面大多基岩出露，1 520 m高程以下倾倒变形发育强烈。

图1 QD9倾倒体岸段全貌Figure 1 Overall perspective of QD9 toppled mass bank sector

库岸基岩岩性为侏罗系花开左组(J2h2)紫红、灰绿色板岩夹粉砂岩、细砂岩，倾倒变形发育强烈，呈强—弱风化，极破碎，岩层产状N30 °～45 °E ，NW∠10 °～45 °；发育1组陡倾坡外节理，产状N15 °～20 °E，SE∠70 °～75 °，间距20 ～40 cm。公路以下坡面多为人工堆积碎块石，局部坡脚分布少量浅薄崩塌堆积碎石土。区内未见地下水出露点。岸坡工程地质剖面图如图2。

图2 QD9岸坡工程地质剖面Figure 2 Engineering geological section of QD9 bank slope

1.2 库区岸坡结构特征

库区岸坡结构特征主要包括两个方面：一个方面是岸坡形态，包括坡高与坡角，苗尾库区总长约为60 km，坡高均在100 m以上，除了松散体岸坡外，坡角均在30 °以上，部分岸坡可达40 °～ 60 °；第二个方面是组成岸坡的岩石结构类型、岩层产状与斜坡的关系等，苗尾库区发育倾倒变形体的岸坡主要为反向层状岩体岸坡和斜交层状岩体岸坡，顺向层状岩体岸坡极少数发育倾倒变形体。

苗尾库区反向岸坡的岩层倾角为70 °～85°，接近直立，岩层中发育一组与层面近垂直的节理面。在岩层发生倾倒变形后，随着岩层倾角变小，部分岩层接近水平，未倾倒前与层面近垂直的节理面变为倾向坡外的优势结构面。这组结构面的倾角往往接近坡角，甚至大于坡角，这组结构面成为倾倒变形体二次破坏的控制因素。在水库蓄水后，一方面结构面饱水，其法向刚度和切向刚度会大大降低，另一方面由于塌岸导致坡脚缺失，坡脚上部岩体失去支挡，由两组结构面与层面切割形成的块体更容易发生滑动或崩塌。

1.3 水库蓄水影响特征

苗尾水库于2016年11月开始蓄水，起始库水位为1 314 m。至2016年12月，水库蓄至水位1 364 m，2016年11月至2017年5月，水库水位维持在1 364 m附近。水库水位在2017年第三季度蓄至1 398 m，计划在下一期蓄水至1 408 m，为水库正常蓄水位，水位变化见图3。

按照《工程岩体分级标准》(GB/T 50218-2014)，库区岩性中千枚岩、板岩、泥岩为软岩，变质砂岩、砂岩为硬岩，不同的倾倒体岩性分别为不同的岩性组合。根据室内试验的结果，软岩在浸水28d后强度软化率可达到52.81%，硬岩在浸水28d后强度软化率为25.51%。因此主要由软岩组成的倾倒体岸坡蓄水后的稳定性更需要研究。

水库从蓄水开始至1 364 m，库区岸坡多处发生塌岸，多为浅表层滑塌，且发生塌岸的岸段多为反向坡。水库蓄水至1 364 m期间，坡脚倾倒变形岩体经库水冲刷、淘蚀，软化后丧失承载力，上部岩体轻微变形沉降，路面形成裂缝，表层极破碎岩体下滑形成小塌岸。坡体地下水位随库水位抬升，经历库水位大幅波动后，内部岩体结构进一步恶化。随着库水位进一步的增加，局部岩体饱和，抗剪强度降低，在重力荷载作用下，坡体极易变形产生塌滑。

图3 水位变化过程Figure 3 Water level changing process

2 模型建立

2.1 计算模型及边界条件

离散单元法是一种更适合于研究分析非连续岩体边坡稳定性问题的数值计算方法，已经广泛应用于矿山、公路、地震、爆破、高边坡等问题的研究[9-11]。本文采用Itasca公司开发的通用离散元程序 UDEC(Universal Distinct Element Code)，来分析苗尾水电站库区倾倒变形体岸坡的稳定性问题。

本次计算选取位于水库右岸支流冷水场河与早阳河之间库段的倾倒体边坡作为数值模拟的对象。几何模型参照工程地质剖面图，剖面走向N5 °W，边坡模型坡脚高程为1 310 m，坡顶高程为1 550 m，边坡沿剖面长度约290 m。基岩产状为275 °∠70 °～80 ° ，倾倒后产状为275 °∠24 °～33 °，倾倒深度25～40 m，节理产状为270 °∠60 °。QD9模型共1 095个块体，划分2 644个网格。

岩石块体选择Mohr-Coulomb模型，结构面选择接触—库伦滑移模型，边界条件为：两侧边界约束水平位移，底边界约束竖向位移，坡面未约束位移，为自由边界。起初设定模型在自重作用下至初始平衡状态，初始水库水位在约1 335 m处，在模型平衡后将水位提升至1 408 m，与未蓄水进行对比，以预测模型在水位1 408 m时的变形趋势。

2.2 物理力学参数

本次数值模拟参照苗尾水电站工程报告和《水利水电工程地质勘察规范(GB50487-2008)》对岩体及结构面参数进行综合取值。蓄水工况时，由于结构面的连通及岩体软化的影响，应将岩体和结构面参数折减后作为计算参数使用。数值模拟所采用的岩体及结构面物理力学参数见表1、表2。

表1 岩体物理力学参数

表2 不同结构面力学参数

3 库区岸坡数值模拟分析

根据水库的蓄水特征，选取蓄水前和蓄水后(1 408 m水位)两种工况进行研究分析。根据室内软化试验，通过调整地下水位线以下的岩体物理力学参数，模拟边坡地下水位线以下板岩因库水浸泡软化对边坡稳定性的影响，其分析结果如下。

3.1 边坡位移变化特征

1)QD9蓄水前位移变化特征见图4、图5、图6。蓄水前，坡体内部水平方向和竖直方向的位移分布差异较大，这是由于边坡在自然历史形成过程中产生了不均匀的变形。在高程1 360～1 410 m处，水平深度20 m范围内，由于边坡局部坡角较大，水平方向位移达到最大值，为0.015 m。水平方向位移由边坡浅表部向内部逐渐减小，水平深度达到50～100 m时，水平方向不发生明显位移。高程1 400 m以下，坡体竖直方向不发生明显位移，高程1 400 m以上，边坡竖直方向位移由上至下逐渐减小，在坡顶处竖直方向位移达到最大值，为0.04 m。沿江公路以下岩体的位移矢量均指向坡外，表明公路以下岩体有向坡外运动的趋势，边坡的潜在破坏模式为滑动破坏。

图4 蓄水前水平方向位移云图Figure 4 Horizontal displacement cloud map before impoundment

图5 蓄水前竖直方向位移云图Figure 5 Vertical displacement cloud map before impoundment

图6 蓄水前位移矢量图Figure 6 Displacement vector map before impoundment

图7 蓄水后水平方向位移云图Figure 7 Horizontal displacement cloud map after impoundment

2)QD9蓄水后位移变化特征见图7、图8、图9。蓄水至1 408 m后，沿江公路以下30 m内的边坡发生明显位移，水平方向位移最大可达25～30 cm，厚度5～10 m；竖直方向最大位移为30～35 cm，厚度5～15 m。沿江公路内侧边坡也发生一定的位移，为15～20 cm。沿江公路以下边坡发生位移的区域主要在浅表部，以倾向坡外的结构面为分界线，后缘边界由结构面和层面组成，产状陡立。

蓄水后边坡位移矢量发生了很大的变化，沿江公路以下的岩体不再有向坡外运动的趋势，转而成为沿坡面向下运动的趋势，这说明蓄水后的边坡发生破坏的模式主要是崩塌，而不是滑动破坏。

图8 蓄水后竖直方向位移云图Figure 8 Vertical displacement cloud map after impoundment

图9 蓄水后位移矢量图Figure 9 Displacement vector map after impoundment

3.2 边坡应力变化特征

边坡蓄水前后的应力分布规律变化不大，应力由边坡浅表部向内部逐渐增加，基本呈层状分布，符合西南地区地应力的分布特征。边坡表部20 m厚度内的最大主应力为0.5 MPa，蓄水后没有变化；边坡表部的最小主应力值蓄水前后也无变化，但最小主应力值为0.4 MPa的块体数量有所增加。蓄水前后边坡并未出现明显的应力集中，应力分布无明显变化，说明边坡整体的稳定性较好(图10～图13)。

图10 蓄水前边坡最大主应力云图Figure 10 Slope maximum principal stress cloudmap before impoundment

图11 蓄水前边坡最小主应力云图Figure 11 Slope minimum principal stress cloudmap before impoundment

图12 蓄水后边坡最大主应力云图Figure 12 Slope maximum principal stress cloudmap after impoundment

图13 蓄水后边坡最小主应力云图Figure 13 Slope minimum principal stress cloudmap after impoundment

4 结果分析

4.1 UDEC计算结果分析

通过分析边坡位移场的变化，得出QD9倾倒体边坡在蓄水至1 408 m后，沿江公路附近岸坡发生明显位移，最大位移达到30～35 cm。边坡可能沿陡倾向坡外的结构面发生破坏，破坏厚度10～15 m，且有向公路内侧边坡发展的趋势。破坏模式由蓄水前的滑动破坏变为崩塌破坏。由于沿江公路距1 408 m蓄水位较近，边坡的崩塌破坏会影响沿江公路，可能造成公路的垮塌。

通过分析边坡应力场的变化，得出在蓄水后，边坡的应力场变化不大，边坡的整体稳定较好，但不能排除1 408 m蓄水位附近的局部崩塌。

4.2 二维极限平衡计算分析复核

刚体极限平衡法是边坡稳定分析中最常用的方法，本次计算采用Geostudio软件。使用毕肖普法和摩根斯坦-普赖斯法对蓄水后QD9的稳定性进行计算(图14)。在计算时使用自动搜索滑面方法，土岩参数的选取在水位线以下采用土岩的饱和抗剪断强度。

图14 蓄水后边坡二维计算模型Figure 14 Slope 2D computation model after impoundment

计算结果显示QD9岸坡在1 408 m蓄水位天然工况下的稳定系数：通过毕肖普法求得稳定系数为1.15，通过摩根斯坦-普赖斯法所得为1.12。边坡整体稳定性较好，发生整体滑移的可能性不大。综合搜索滑动面所得最小稳定系数滑动面前缘高程为1 375 m，后缘高程为1 443 m，推测公路会受塌岸影响发生路面沉降，威胁过往车辆，需重点关注。该计算结果与有限元计算结果较吻合。