金沙水電站山梁子變形體邊坡開挖支護措施分析

李想

摘要：金沙水電站大壩右岸征地紅線外的山梁子變形體處于導流明渠上方，為避免變形體滑塌威脅電站施工及運行安全，有必要開展該變形體搶險工程的邊坡開挖卸荷排險分析，制定安全經濟的開挖方案。通過比選不同開挖支護方案和分析不同運行工況下的邊坡穩定性，確定了有效施工措施，及時排除險情，消除了電站安全隱患。研究成果可供類似工程參考。

關鍵詞：山梁子變形體; 開挖支護; 邊坡治理; 開挖卸荷; 搶險工程; 金沙水電站

中圖法分類號：TV551.4 文獻標志碼：A DOI：10.15974/j.cnki.slsdkb.2022.03.009

文章編號：1006 - 0081（2022）03 - 0037 - 09

0 引 言

邊坡開挖支護作為水利水電施工的重要組成部分，必須依照設計藍圖，安全規范地開展施工;同時，必須嚴把質量關，保證邊坡開挖支護的施工質量，確保水電站安全施工、運行。喬介平、楊建國等對水電站邊坡開挖支護施工進行了相關分析討論[1-2]，為水電站建設和投產運營打下了堅實的基礎。本文結合金沙水電站山梁子變形體，開展了水利水電施工中的邊坡開挖支護施工方法研究，以供類似工程參考。

1 工程概況

1.1 基本情況

金沙水電站導流明渠進口正上方右岸山坡坡頂的山梁子變形體發生垮塌。經現場勘察可知：變形范圍內地表拉裂縫眾多，前緣有小規?？逅?，后緣已向金沙江方向下挫滑動2～3 m，山坡表面物質松散，穩定性差。變形體位于金沙水電站導流明渠進口及導流明渠右岸邊坡2號道路正上方，落差達300 m，處于征地紅線外165 m。明渠右岸邊坡于2016年12月已完成全部開挖支護，邊坡一直穩定。目前變形體山脊上游側不斷發生小規?？逅?，導致：① 部分塊石已滾落至2號路的路面及金沙江內，直接威脅下方2號路的通行安全;② 垮塌物質已將下方山梁子沖溝填滿，山梁子沖溝匯水面積較大，一旦遇到降雨，易爆發泥石流災害。山梁子變形體位置如圖1所示。

該變形體位于導流明渠進口正上方右岸山梁子山脊緩坡中部至坡頂，分布高程1 280～1 410 m，距江面高差300 m;上游邊界為山坳，下游邊界為山梁子沖溝，前緣位于山脊緩坡中部高程1 280 m處，后緣位于山頂。變形體順坡方向長150 m，斜坡方向寬130 m，平面面積約22 000 m2，具體見圖2。

從變形體分布區的地形、地質構造、變形特征等進行分析，變形體的主要破壞模式是崩塌、滑動。變形體產生的主要原因是該位置山體內部煤礦采空塌陷。采空區位于地形凸出的陡坡下部，直抵坡面，其上部巖體軟硬相間、風化強烈，采空區塌陷后，上部巖體失去支撐，致使其在重力作用下發生下挫、拉裂、崩塌，并不斷牽引坡上巖體產生強烈的變形破壞，直至坡頂產生裂縫。變形模式為牽引式。通過現場變形監測數據可知，裂縫處變形量仍在持續增大，且變形速率有隨時間推移而增大的趨勢。為防止產生大規模失穩，主要對該變形體采取卸掉表面荷載并進行相應的支護加固控制措施。

1.2 變形體巖土物理力學性質

變形體主要由中粗粒巖屑砂巖、含炭質粉砂質泥巖、泥質粉砂巖3種巖石構成。在勘察金沙水電站壩址區時，對這3種巖石進行了物理力學性質試驗，試驗成果見表1～2。

由試驗成果可見，中粗粒巖屑砂巖飽和單軸抗壓強度均值在130 MPa左右，屬堅硬巖;含炭質粉砂質泥巖與泥質粉砂巖飽和單軸抗壓強度在22～30 MPa，屬較軟巖。

1.3 變形體巖土物理力學參數建議

根據勘察時的現場試驗，參照金沙水電站壩址區現有試驗成果，結合類似工程的實踐經驗，綜合分析并提出本變形體內及外圍各類巖土體的物理力學參數建議值，如表3～6所示。

1.4 穩定性分析與評價

1.4.1 變形體穩定性

變形體下覆基巖以泥質粉砂巖、中粗粒巖屑砂巖為主，夾數層可采煤層或煤線，巖體完整性較好，巖層傾向170°～200°，傾角20°，為逆向坡。46-中煤層從變形體前緣穿過，沿該煤層采掘煤礦后，在變形體前緣形成采空區。

變形體內地表裂縫發育密集，縱橫交錯，以橫向裂縫居多;裂縫規模普遍較大，張開寬度一般在0.3～1.0 m;下挫0.5～1.5 m，張開寬1.5～2.5 m;下挫陡坎分別高1.5～2.5 m， 3.0～7.0 m。變形體已嚴重解體、松弛，坡表總體塌陷2～7 m。變形體山脊上游側有3處隆起，隆起高度0.1～1.5 m。前緣形成類似滑坡舌的舌狀土垅，高0.2～1.0 m，向金沙江方向滑動距離0.5～1.0 m。變形體山脊下游側不斷發生小規模崩塌，每次方量從數方到數十方不等;崩塌落石已將下方山梁子沖溝填滿，并有部分越過2號路直接滾落金沙江。46-中煤層正上方已露出圈椅狀塌陷坑。變形體前緣臨空，表部土體更加松散，地表植被破壞嚴重，樹木傾倒、枯死，利于雨水入滲。變形監測結果表明，裂縫處變形量仍在持續增大，且變形速率有隨時間推移而增大的趨勢。

綜上所述，變形體變形嚴重，穩定性差，表現為以山脊下游側前緣小規模崩塌失穩，中前部地形變陡，且在不斷惡化中，隨時有產生大規?；瑒邮Х€的可能，如遇降雨、地震等不利條件，失穩的可能性更大。尤其是山脊上游側，一旦發生大規?；瑒?，可能會擾動或推動前緣下方山脊及3號撓曲，進而產生更大規模的失穩。

1.4.2 變形體下方撓曲山坡穩定性

花石崖3號撓曲從變形體下方橫向通過，上、下山坡較陡，多數基巖裸露，為逆向坡。撓曲部位山坡為緩坡，覆蓋層厚度較小，為基巖順向坡，傾角20°～30°，巖性為薄至中厚層的巖屑砂巖。據調查，未發現性狀較差的層間剪切帶或緩傾坡外的斷層，后部也未發現不利于山坡穩定的其它切割面，在金沙水電站勘察的12 a間未發現變形跡象，植被良好，山坡穩定性較好。然而，由于該部位正處于金沙水電站壩址附近上游右岸，位置較為敏感，且右岸采煤情況不明，為防止邊坡出現不利情況，建議對此部位進行變形監測。

2 處理方案

2.1 方案比選

2.1.1 方案一：清除變形體

開挖底高程1 303.0 m，開挖邊坡坡比1∶1.25，和現有山體邊坡基本一致，每間隔15 m設一級馬道，馬道寬3.0 m，邊坡最大高度約110.0 m，在開挖范圍內可基本挖除全部變形體[3]，如圖3所示。

2.1.2 方案二：清除覆蓋層+錨索方案

開挖底高程1 318.0 m，高程1 363.0 m以下位置開挖邊坡的坡比為1∶1.0，高程1 378.0 m以上位置開挖邊坡坡比1∶1.5，每間隔15 m 設一級馬道，馬道寬3.0 m，主要以挖除覆蓋層為主。變形體采用貼坡混凝土板護面、預應力錨索加固，在高程1 348.0～1 393.0 m布置1 000 kN預應力錨索，間排距6 m×6 m，錨索長度分25 m和30 m兩種，間隔布置，如圖4所示。

2.1.3 方案三：清除覆蓋層+抗滑樁方案

開挖底高程1 318.0 m，高程1 378.0 m以下開挖坡比1∶1.0，高程1 378.0 m以上開挖坡比1∶1.5，每間隔15 m 設一級馬道，馬道寬3.0 m，主要以挖除覆蓋層為主。變形體采用抗滑樁進行加固，分別在高程1 333.0， 1 363.0 m和1 388.0 m各布置一排抗滑樁，抗滑樁間距分別為6， 8 m 和10 m，樁長15～25 m，樁徑1.5 m，如圖5所示?；炷恋燃塁30，環向配34根直徑32 mm縱向受力鋼筋。

2.2 方案穩定分析

2.2.1 方案一

（1） 持久（正常運行）工況。圖6是正常運行期間，邊坡開挖至1 303 m高程時采用強度折減法計算得到的邊坡臨界狀態下的失穩路徑。當折減系數為1.41時，剪應變增量區貫通，剪切帶上部巖體有整體滑移失穩的趨勢，因此取邊坡安全系數為1.40。

（2） 暴雨工況。圖7是在暴雨條件下，邊坡開挖至1 303.0 m高程時采用強度折減法計算得到的邊坡臨界狀態下的失穩路徑。當折減系數為1.22時，剪應變增量區貫通，剪切帶上部巖體有整體滑移失穩的趨勢，因此邊坡安全系數取為1.21。

（3） 地震工況。地震水平加速度為0.15 g。采用擬靜力法進行分析，地震力的方向為朝向邊坡臨空方向。圖8是在地震工況條件下邊坡開挖至1 303.0 m 高程時，采用強度折減法計算得到的邊坡臨界狀態失穩路徑。當折減系數為1.13 時，剪應變增量區貫通，剪切帶上部巖體有整體滑移失穩的趨勢，因此邊坡安全系數取為 1.12。

（4） 方案一邊坡穩定性計算結果如表7所示。方案一的邊坡穩定滿足規范要求。

2.2.2 方案二

（1） 持久工況。圖9是持久工況下采用強度折減法計算得到的邊坡臨界狀態失穩路徑。當折減系數為1.23 時，剪應變增量區貫通，剪切帶上部巖體有整體滑移失穩的趨勢，因此邊坡安全系數取1.22。

（2） 暴雨工況。在無支護條件的暴雨工況下，邊坡最大位移為60 mm。當折減系數為1.05 時，剪應變增量區貫通，剪切帶上部巖體有整體滑移失穩的趨勢，因此邊坡安全系數取1.04，如圖10所示。

在淺層支護條件下（設6 m長、間排距3 m×3 m的系統錨桿）[4]，邊坡最大位移為60 mm，當折減系數為1.09 時，剪應變增量區貫通，剪切帶上部巖體有整體滑移失穩的趨勢，因此邊坡安全系數取為1.08，如圖11所示。

在深層支護條件下（1 500 kN級錨索），邊坡最大位移為30 mm，當折減系數為1.19 時，剪應變增量區貫通，剪切帶上部巖體有整體滑移失穩的趨勢，因此邊坡安全系數取為1.18，如圖12所示，即如果只開挖變形體的覆蓋層，需增設1 000 kN 級的錨索，才能滿足邊坡穩定要求。

（3） 地震工況。地震工況水平加速度為 0.15 g，采用擬靜力法進行分析，地震力的方向為指向邊坡臨空方向。地震工況無支護條件下，邊坡最大位移為 1.2 m，此時為邊坡失穩狀態，如圖13所示。淺層支護條件下，邊坡最大位移為1 m，此時為邊坡失穩狀態，如圖14所示。深層支護條件下，邊坡最大位移為 70 mm，當折減系數為 0.98時，剪應變增量區貫通，剪切帶上部巖體有整體滑移失穩的趨勢，因此邊坡安全系數取為0.97，如圖15所示。

2.2.3 方案三

邊坡運行期考慮持久、暴雨和地震3種工況。邊坡采用抗滑樁支護后在持久、暴雨和地震工況下的安全系數分別為1.44， 1.18， 1.13，如圖16所示。

在邊坡穩定安全系數滿足規范要求的前提下，對抗滑樁結構采用剩余推力法計算，所得各段滑坡最大剩余推力及抗滑樁結構計算結果見表9。

2.3 小 結

3種方案的邊坡穩定計算結果見表10，主要工程量對比見表11。

由表10，11可知：

（1） 3種方案均可以保證變形體的穩定。

（2） 方案二邊坡變形較大，同時由于變形體較松散，難以進行錨索的預應力張拉施工。

（3） 方案三抗滑樁深15～25 m，直徑達到1.5 m，由于其位于變形體的外側，施工過程中容易垮塌，施工安全難以保障，同時施工工期長，施工難度大。

綜上所述，雖然方案一的開挖工程量較大、造價較高，但施工相對簡單，施工措施有保障，施工難度相對較小[5]。同時，由于變形體地質條件較為復雜，計算模型中未考慮巖石的破碎程度，即變形體存在從抗滑樁（間距6～10 m）之間下滑的可能，因此，采用方案一進行山梁子變形體應急搶險。

3 結 語

通過對山梁子變形體應急搶險工程邊坡開挖支護方案的比選分析，最終確定采用方案一。該方案施工較簡單，施工措施保障性較好。此方案在變形體實際施工過程中得到了運用，保障了邊坡以及金沙水電站施工運行期的安全。

參考文獻：

[1] 喬介平，殷本林. 錦屏一級水電站大壩左岸高邊坡安全開挖技術[J]. 四川水力發電， 2013， 32（1）： 29-35.

[2] 楊建國，楊從宏，李君祥. 騰龍橋一級水電站大壩邊坡施工技術探討[J]. 水電站設計，2019， 35（1）： 38-40， 45.

[3] 吳鳳林. 有關水利施工工程中開挖支護技術的分析[J]. 黑龍江科技信息，2017（6）： 226.

[4] 杜志飛. 邊坡噴錨防護施工應用技術探析[J]. 云南科技管理， 2017， 30（6）： 104-106.

[5] 廖雋. 邊坡防護工程方案及經濟比選分析[J]. 山東交通科技， 2017（6）： 110-113.

（編輯：高小雲）

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