涔天河库区雾江大型滑坡体治理及涌浪分析

郑 洪，杨志明，詹双桥

(湖南省水利水电勘测设计研究总院,湖南 长沙 410007)

1 雾江滑坡体概况

涔天河水库扩建工程位于湖南永州市江华瑶族自治县，为湘江支流潇水第一个梯级，是具有灌溉、防洪、下游补水、发电并兼顾航运等综合利用效益的大(一)型水利水电枢纽工程。水库正常蓄水位313.0m，最大坝高114m，总库容15.1亿m3，灌溉面积111.46万亩，电站装机容量200MW。大坝右岸布置一条发电洞、两条泄洪洞、一条灌溉洞，左岸布置一条灌溉洞。

雾江滑坡体是一个典型的古滑坡体，滑坡体距大坝、泄洪洞进口、发电洞进口等主要建筑物较近，其下游边缘距大坝约590m，距发电洞、1#泄洪洞、放空洞、2#泄洪洞、导流洞、右岸灌溉取水洞各隧洞进口直线距离分别为350m、300m、230m、160m、140m、70m；左岸临时交通洞洞口位于滑坡体正对岸。

滑坡体前缘顺河向宽约570m，顺坡纵向长710m，为顺层滑坡，其底滑面为含角砾黏土或黏土，最大埋深达84m，探明滑坡体总体积为1327万m3。

滑带空间上呈簸箕型，前缘最低点低于河床，后缘拉裂呈阶梯状。按其地层性质可以分为：表部坡积层，为含碎块石黏土，弱透水，厚1～10m；上部散体结构，为碎块石、大块石夹少量黏土，松散堆积，架空状，中等—强透水，厚20～40m；中部剪切带，为碎石质黏土，厚0.3～1.0m；下部为似层状岩体，碎裂结构，中等—强透水，厚10～40m。滑坡体平面及主滑剖面如图1、2所示。

2 滑坡体性态

雾江滑坡恰处两种岩性不同、力学性质差异较大的地质不整合接触部位，如图3、4所示，上覆泥盆系砂岩、石英砂岩，岩性坚硬，抗风化能力强；下伏寒武系砂岩夹板岩，软硬相间，易风化剥蚀。早更新世初，地壳抬升，潇水河谷下切，沿层面产生下滑深入河床；晚更新世初—全新世，河流侧向侵蚀前缘阻滑体，破坏滑体平衡，滑体沿原有拉裂带再次产生剪切解体滑动；1970年涔天河老水库建成蓄水初期，滑体前缘出现拉裂、局部崩塌变形。该滑坡属基岩拉裂—顺层滑移型古滑坡，通过了多次滑动演变，近代一直存在蠕动变形。

图1 滑坡体平面图

图2 滑坡体主滑剖面图

图3

图4

前期设计开展了大量的地勘与试验工作，共布置钻孔15个、平硐13条、物探2183点、坑探2653m2、室内外试验186组。地勘成果表明：滑坡体浅表层黏性土结构隔水性强，且植被丰富；中下层松散、破碎岩体结构透水性强；底滑带弱透水，且长期处于地下水位以下。地勘试验获得的滑带力学参数普遍较低，据此计算滑坡稳定安全系数远小于1.0，与滑坡数十年来一直处于缓慢蠕滑变形状态不符，故地质专业根据试验成果、滑坡现状，经参数反算和工程类比，综合确定滑带天然状态摩擦系数0.38、凝聚力24kPa，饱和状态摩擦系数0.33、凝聚力20kPa。

1998年1月建立了观测网，设地表位移观测墩7个、地下水位观测孔6个；2011年安装了3个测斜深孔。从地表变形观测结果分析，滑坡一直处于缓慢的蠕滑变形状态，前缘至后缘各监测的位移具有由大变小的趋势，整体年均变形量为9.2～10.2mm；测斜孔的观测成果显示，位移监测数据随时间变化振荡明显，且随孔深的增加而逐渐减少，以地表变形为主；从地下水位观测成果看，地下水位相对较稳定，与降雨没有明显的相关关系。

该滑坡体与扩建工程建筑物距离近，边坡稳定与建筑物安危直接相关，且当前处于缓慢的蠕滑变形状态，工程扩建蓄水位提升近60m，尤其在库水位骤降或暴(久)雨时，仍存在整体滑动的可能性，滑坡体一旦失稳，可能在水库内形成较大涌浪与堆积，危及大坝安全和淤塞坝前的发电、泄洪和引水等隧洞进口。为确保工程安全，对滑坡体的稳定性及失稳影响开展了系统的研究分析。

3 滑移模式及稳定性分析

3.1 滑移特征

滑坡体外观资料表明，从前缘至后缘各监测点位移具有由大变小的趋势；测斜孔内部位移监测资料表明，浅表位移大于深部位移，不同高程孔的变形量值也存在明显差异，低部孔位移大于高部孔，且最大位移出现的时间存在滞后现象，表现为滑坡体下部变形引起上部变形，具有典型的牵引式滑动特征。

武汉大学采用二维刚体极限平衡(Spencer)法，对老水库蓄水位253.32m、施工期度汛水位275m和正常蓄水位313m三种工况进行了代表性主滑纵断面不同滑移模式的边坡稳定计算，成果见表1。

计算成果表明，随着库水位升高，沿滑带抗滑稳定安全系数呈增大趋势，整体具有牵引式滑坡的特点。

3.2 滑移模式

该滑坡体地表自上而下呈多级台阶状分布，呈现出较明显的3级分区；而地质勘查表明，除存在明显的底滑带外，在主滑区地层中还存在中部剪切软弱带。结合地形地质特征，开展了大量滑移模式(包括圆弧滑动、沿滑带滑动)的搜索计算分析，发现除前缘河岸存在小范围圆弧滑动崩岸可能外，主要有滑坡体整体、中下部滑体沿底滑面滑动、前缘下部滑体内圆弧滑动以及中部滑体沿中部剪切软弱带滑动等模式的滑动风险，且上述4种模式在不同库水位工况下表现出不同的安全度。因此确定重点对上述4种模式进行稳定计算分析。

表1 主滑剖面不同滑移模式天然边坡稳定计算成果

武汉大学采用core-FEM软件进行三维有限元整体模拟，分析结果表明，纵2剖面在主滑方向上，稳定、变形规律与刚体极限平衡法的分析结果吻合。中国水科院、三峡大学也开展了类似的计算分析，结果基本一致。

通过三家科研院所进行的各库水位工况、各滑移模式的海量计算分析，一致判定该滑坡体可能破坏的模式主要为整体滑移、中下部滑移及下部滑体内滑动。

3.3 参数反演

长期的监测成果及现场坡表勘察信息表明该滑坡体处于基本稳定—缓慢蠕滑变形状态，因此三家科研院所独立开展了滑体与滑带力学参数的反演分析，分别进行了二维刚体极限平衡及三维有限元法的稳定与变形分析，长时间运行工况按稳定安全系数1.00～1.05考虑，短暂工况按0.95～1.00考虑，对老坝建成前天然河床水位230m、240m、老坝运行水位245m、254m、施工期经历高洪水位267m及相应水位暴雨、骤降等工况进行了反演。各科研单位推荐的反演力学参数见表2。

表2 各科研单位反演力学参数成果

以试验成果、滑坡现状反算参数为基础，结合工程类比综合确定滑带抗剪强度参数天然(水上)：f=0.4，c=25kPa；饱和(水下)f=0.38，c=21kPa。

3.4 天然边坡稳定分析

采用反演确定的滑带力学参数，按二维刚体极限平衡(Spencer)法复核天然边坡主滑剖面的稳定安全系数，见表3。

三家科研单位的稳定复核结果一致表明：①施工期、运行期库水位抬高后，边坡稳定性有不同程度的提高，高水位骤降的稳定安全系数也大于经历的低水位骤降工况，因此从相对安全理念分析，该滑坡体在水库扩建蓄水后相对稳定。②施工期、运行期滑坡体稳定安全系数均难以达到相关规范对2级边坡的要求。③下部、中下部滑坡体局部滑移模式的稳定安全系数低于整体滑移模式，尤其施工汛期水位在253～275m，安全系数低于1.05，存在安全风险。

因此，设计分析认为滑坡体前缘压脚是必要的，经计算分析表明也是十分有效的，结合现场施工条件与计算分析成果，初拟前缘压脚高程250m，底部延伸至对岸河床，对岸坡脚预留约40m宽的“V”形过流断面，并对此进一步开展滑坡体失稳影响分析。

表3 主滑剖面反演参数天然边坡稳定计算成果

4 失稳影响分析

4.1 滑坡涌浪

4.1.1滑速计算

4.1.1.1 计算公式

滑速计算采用潘家铮法，假定滑坡为平面问题，沿光滑缓变的曲面滑动，以纵2剖面为典型计算剖面，将滑体切分为多个垂直条块，每一条块按刚体处理，忽略条块垂直界面的切向力，根据动力平衡方程求解滑体的水平加速度，再根据滑动历时和滑距进而求解滑速。

滑坡体水平及竖直方向加速度αx、αy计算公式分别为：

(1)

(2)

式中，

滑体下滑速度计算公式为：

(3)

4.1.1.2 计算成果

以主滑剖面纵2为计算对象，对“压脚至250m高程的边坡”分别按整体沿滑带和中下部沿滑带滑动计算施工水位264.17m、运行水位313m以及施工期和运行期水位降落各工况的滑速。滑坡体滑动时滑面抗剪强度参数降为：正常水位工况c=0,f=f反演/1.2，施工期度汛工况及各水位骤降工况c=0,f=f反演/1.15。计算成果见表4。

表4 滑坡滑动滑速计算成果

4.1.2涌浪计算

4.1.2.1 计算公式

(1)潘家铮公式。

对岸的最高涌浪为：

(4)

坝前的涌浪高为：

(5)

式中,k—波的反射系数，对岸k=1，坝前k=0.9。

(2)水科院经验公式。

对岸的最高涌浪为：

(6)

坝前涌浪高度为：

(7)

式中,k—综合影响因素，取均值k=0.12；k1—与滑坡至坝址距离有关的系数，对岸k=1，坝前k=0.9；n—系数，n=1.3～1.5。

4.1.2.2 计算成果

考虑该滑坡体前缘已深入河床，且进行了20多米高的压脚处理，以平均滑速计算所得涌浪高度更接近实际情况，故以计算的平均滑速进行涌浪计算。涌浪计算成果分别见表5。

4.1.2.3 基于FLOW- 3D软件的滑坡涌浪计算

采用Flow- 3D软件，建立雾江滑坡三维整体模型，分析滑坡体在正常蓄水位313m时，对应平均滑速3m/s、4m/s、5m/s，演算滑坡涌浪的时空分布，求得滑坡体对岸和坝前最大涌浪高见表6。

表5 滑坡涌浪计算成果

表6 FLOW- 3D涌浪计算成果

4.1.3涌浪影响

滑坡体稳定敏感性分析及滑速、涌浪计算表明：滑带力学参数下降15%～20%时出现失稳最大涌浪发生在库水位313m骤降工况下；各滑移模式条件下滑体呈缓慢滑动、逐渐向河床淤积，没有出现局部高速滑移现象；河床压脚处理不仅能增大滑坡体整体稳定性，还能明显地减小边坡下滑速度；潘家铮公式和水科院公式计算涌浪结果差异较大，但坝前涌浪量值不大，河床压脚处理后，各滑移模式、各水位工况下最大涌浪4.5m。

涔天河水库扩建大坝设计预留涌浪高度5m，各进水口结构设计均考虑了5m涌浪荷载及超高，因此，滑坡体失稳产生的涌浪不影响大坝及各隧洞进水口等主要建筑物的安全。

4.2 失稳形态及影响

通过非连续变形分析方法(DDA)对自然边坡沿中下部滑动、沿整体滑动和压脚至250m高程沿中下部滑动、整体滑动共4种不同滑移模式下的滑动过程进行模拟，计算得到滑坡后淤积范围和入水方量。计算结果表明，各滑移模式条件下滑体整体为缓慢滑动，逐渐向河床淤积，没有出现局部高速滑移现象；4种滑动模式均未完全堵塞河道，单宽入水滑体方量为2112～6102m3，占总滑体体积的11.87%～26.25%。具体计算成果见表7。

表7 滑坡失稳形态模拟成果

整体滑移模式失稳形态示意见图5、6。

图5 天然边坡整体滑移形态

图6 压脚后边坡整体滑移形态

通过滑坡滑动距离及滑坡后休止角估算滑坡可能影响范围，最大淤积高度约47m，影响范围不超过130m，故滑坡失稳后堆积形态对对岸的左岸临时交通洞出口及距离最近的右岸灌溉洞进口都不会有明显影响。

5 治理措施

前期设计确定雾江滑坡体为2级边坡，根据SL 386—2007《水利水电工程边坡设计规范》，各运用条件下稳定安全系数需达到1.05～1.25。滑坡现状处于临界稳定状态，各工况下安全系数视为0.95～1.05，水库扩建抬高水位尽管不会降低边坡的稳定安全度，但因滑体体积大(1327万m3)，要使其安全系数提高15%～20%，达到2级边坡的安全系数指标，工程措施难度大、造价高，原设计削坡175万方，压脚265万方(压脚高程263m)，需破坏滑坡体12.8万m2良好植被及相对隔水层并进行有效支护，尤其265万方压脚施工与主体工程施工交通干扰巨大，施工度汛难度大，工期安排极其困难。

通过系统全面的稳定性及失稳影响分析，基于该滑坡体在水库扩建后相对安全和失稳影响不严重等认识，对降低边坡安全等级与分步实施等方案进行了专题论证。重点对如下两个治理方案进行了分析。

方案一：高压脚+大削坡方案。在前期治理方案的基础上，考虑反演力学参数的提高，适当减小压脚工程量，按2级边坡抗滑稳定安全系数标准控制。采用高压脚(压脚高程256.5m)、大削坡(175万方)处理，辅以滑体外边沟排水、坡面支护、安全监测等措施。

方案二：低压脚+排水洞+大削坡方案。利用现有碴料进行低压脚(压脚高程250m，94万方)，库区交通改从滑带下设交通洞穿过，交通洞设深排水孔加强滑带排水；为了尽量避免滑坡体表面破坏，先适当降低2级边坡抗滑稳定安全系数标准(不低于3级边坡标准)实施“低压脚+排水洞”，加强安全监测，蓄水运行如有变形加大迹象，再实施削坡减载(175万方)及外边沟排水、坡面支护等二期处理措施。

对两个治理方案在施工期、运行期各蓄水位及水位骤降等工况进行稳定计算复核表明：方案一满足规范对2级边坡的稳定安全系数要求；方案二在实施“低压脚+排水洞”后稳定安全系数略低于2级边坡的要求，但满足规范3级边坡的稳定安全系数要求，完成二期削坡措施则满足规范2级边坡的稳定安全系数要求。

因此，为了尽量减小削坡压脚施工难度，加快工程建设进度，最终采用治理方案二。如二期削坡不需实施，可节省投资1340万元，避免破坏地表植被及相对隔水层，有效保护自然环境，对滑坡失稳唯一可能影响的X081公路采用交通隧洞从滑床底下通过后，滑坡体即使失稳，对周边永久建筑物的影响甚微。如蓄水后变形加大，须启动二期削坡(2120万元)，仅增加投资780万元，没有施工干扰，不影响主体工程进度。

6 结论

涔天河雾江大型滑坡体治理工程难度大、造价高，设计人员及科研单位采用多种研究方法，通过系统分析，掌握了滑坡特征和主要滑移模式，合理确定了滑带物理力学参数；通过仿真计算，模拟了滑坡体的各种失稳形态及滑后淤积形态，并进一步分析了失稳涌浪、淤塞等对工程主要建筑物的影响；在大量理论计算分析的基础上，结合工程的实际情况，提出了合理可行的优化治理方案，工程按期实施“低压脚+排水洞”的处理措施，并于2016年底按期下闸蓄水，至今在初期蓄水位282.0m下运行了近一年时间，经历了汛期水位287m骤降至283m的工况，运行状态良好，滑坡体上大量的观测设备未发现变形加大的迹象。