張馨文 田 斌 盧曉春 熊勃勃 陳博夫

(1.三峽大學 水利與環(huán)境學院，湖北 宜昌 443002; 2.河海大學 水利水電學院，南京 210098)

我國西南部水力資源豐富，水電開發(fā)較為集中，在大型水利水電樞紐工程建設過程中，不可避免遇到復雜地質構造的建設場地．在地殼運動、巖體卸荷以及自然侵蝕等影響因素下，可能引起危巖體卸荷變形、應力復雜等不利擾動效應，嚴重影響其整體性和穩(wěn)定性，極易誘發(fā)滑坡災害．在復雜地址構造體中，撓曲體作為一種復雜地質構造運動的地質結構體，其高破碎程度、力學各向異性及巖層局部脫空等特征使得所形成的地表邊坡極具不穩(wěn)定．在自然及人為因素長期作用下，巖體強度下降，滲透性增大，嚴重時可導致邊坡失穩(wěn)破壞．然而，目前國內外學者較多集中對緩傾角層狀邊坡、多順層邊坡及含有復雜結構面危巖邊坡的研究[1-3]，針對多層破碎帶折彎變形的復雜結構體成因機制、變形特點及穩(wěn)定影響因素的討論并不多見．因此，開展復雜空間撓曲體邊坡的穩(wěn)定性及影響因素研究十分必要．

本文以四川省金沙江金沙水電站右岸壩肩撓曲體邊坡為研究對象，分析其成因機制與破壞模式，應用Hoek-Brown準則對該邊坡巖體力學參數合理取值進行了深入研究，分析其穩(wěn)定性及影響因素，提出加固措施，為金沙水電站工程建設及運行安全提供依據，為類似工程邊坡穩(wěn)定性評價及其治理提供參考．

1 工程概況

本文以金沙水電站右岸壩肩花石崖?lián)锨w邊坡為研究對象，該撓曲體從壩址右岸山坡高程1 150～1 200 m穿過，走向NE30°，撓曲體內巖層傾向SW即傾坡外，傾角43～56°，與邊坡走向交角25～35°．撓曲體上、下正常巖層走向85～95°、傾向SE、傾角28～37°，發(fā)育少量傾坡外的緩傾角裂隙性斷層，沿線表部巖體曾發(fā)生順層塌滑現象，具體如圖1所示．

圖1 花石崖?lián)锨w圖

花石崖?lián)锨w內部層間結構面以層面錯動結構面為主，層間剪切帶總體不發(fā)育．由于強烈的擠壓-彎滑作用，巖層錯動跡象顯著．裂隙總體較發(fā)育，野外見31組78條，占所有結構面總數的80.4%，根據結構面的相關特征、類型和力學性質篩選了撓曲體相應的優(yōu)勢結構面，見表1．

表1 節(jié)理裂隙統(tǒng)計表

2 撓曲體成因機制與破壞模式

2.1 撓曲體的形成環(huán)境

撓曲體的形成方式與其應力狀態(tài)、巖層能干性及變形環(huán)境密切相關．撓曲形成的區(qū)域應力條件與區(qū)域的構造特征密切相關．花石崖2號撓曲位于納拉箐斷裂與倮果斷裂之間，構造應力以北西向水平擠壓作用為主，主要發(fā)育于上三疊統(tǒng)中段(T3dq2)，以中厚至厚層狀紫紅色粉砂巖夾細砂巖為主，夾少量泥質粉砂巖、微晶灰?guī)r，局部夾泥頁巖，下部分布3層厚2～6 m的粗礫巖，巖層能干性差較大．撓曲內部巖層由于受到外側拉伸和內層壓扁作用的影響，變形以脆性破裂為主，同時由于層厚和韌性的差異，而呈現出較大的變異性．

2.2 撓曲體成因機制

撓曲體形成過程中地質條件較為復雜，巖層受到平行或稍微斜交層面的壓應力作用，發(fā)生層間滑動，但又受圍巖限制，使滑動面發(fā)生急劇轉折，繞膝折面形成尖棱褶皺．膝折中的滑動褶皺作用發(fā)生在不對稱膝折的短翼部分，形成剪切帶，具體過程如圖2所示．

圖2 撓曲體形成中的膝折作用

其次，據Ramsay的褶皺接觸應變帶理論，由于大喬地組中段厚層砂巖與薄層泥頁巖能干性差距較大，這時，既要保持總體褶皺的協(xié)調性，又要保持強硬層厚度不變，強硬層以發(fā)育規(guī)則的尖棱褶皺為主要特點，應變集中于轉折端，而兩翼較為平直．由于強烈的擠壓，軟弱層發(fā)生塑性流動，逐漸向轉折端運動，從而使轉折端加厚，使其具有頂厚褶皺(相似褶皺)的特點，如圖3所示．

圖3 花石崖2號褶皺發(fā)育模式

花石崖2號撓曲孕育于三疊系上統(tǒng)大喬地組中段的砂巖、灰?guī)r及泥頁巖之中，在受到北西向水平擠壓作用下，發(fā)生縱彎褶皺作用，強硬層受到中和褶皺面作用的影響，內側壓扁，外側拉伸，形成內側“X”型共軛剪切節(jié)理，呈現外側橫向張裂與扇狀張裂的變形特征，同時既存在層面擦痕、層間破碎帶、“S”形從屬褶皺和虛脫現象等典型的彎滑褶皺作用的變形特征，又存在由于層內物質流動而形成的流劈理與構造透鏡體等彎流褶皺作用的特征．總體來看，由于花石崖2號撓曲發(fā)育巖層能干性比大，多層巖層在定向水平壓力的作用下，逐漸向尖棱褶皺～膝折褶皺形態(tài)演化，從而形成花石崖2號撓曲．

2.3 撓曲邊坡失穩(wěn)模式

研究撓曲邊坡的失穩(wěn)模式是分析其穩(wěn)定性的前提，撓曲邊坡內部節(jié)理裂隙發(fā)育，不同節(jié)理裂隙組合可能形成不同的邊坡失穩(wěn)模式，因此，需對邊坡可能的失穩(wěn)模式進行初步分析判斷．

在現場地質調查的基礎上，應用赤平投影法統(tǒng)計分析邊坡結構面的幾何特性，結合極點分析法分析可能發(fā)生的破壞模式，并繪制赤平投影圖如圖4所示．

圖4 撓曲邊坡失穩(wěn)模式判別圖

由圖4可知：1)無結構面的極點投影落在傾倒區(qū)，撓曲邊坡不會發(fā)生傾倒破壞；2)結構面2的極點投影落在滑動區(qū)，可能發(fā)生沿第2組結構面的平面滑動；3)結構面2與結構面3、結構面2與結構面6、結構面3與結構面6組合交線的極點投影均落入滑動區(qū)，撓曲邊坡可能發(fā)生楔形體破壞；結構面2和結構面5交線的極點投影靠近滑動區(qū)，需分析該部位楔形體的穩(wěn)定性；結構面3和結構面5組合交線與斜坡走向、傾向大致相同，其極點投影并沒有落在滑動區(qū)，但在降雨等因素影響下，可能產生楔形體滑動．

綜上可知，撓曲邊坡的穩(wěn)定性較差，可能發(fā)生平面滑動破壞和楔形體滑動破壞(具體的破壞模式見表2)，因此需要對該撓曲邊坡進行更加深入的穩(wěn)定分析．

表2 撓曲邊坡破壞模式一覽表

注：表中“2+3”即為表1中節(jié)理裂隙2與節(jié)理裂隙3的組合．

3 撓曲巖體力學特征及力學參數

花石崖?lián)锨吰戮哂衅露?、構造發(fā)育、巖石破碎、巖層軟硬相間、結構面組成復雜、前緣臨空等地質特性，其力學特性在空間上的隨機變異性很大，為充分考慮這些因素對巖體參數的影響，研究基于巖體力學特征，應用Hoek-Brown強度準則研究巖體的力學參數．

Hoek-Brown強度準則[4-6]的關系表達式為：

(1)

Woodruff顧客價值層次模型認為顧客感知價值具有3個不同層次，即基于產品屬性的價值感知，基于使用結果的價值感知與基于使用目的的價值感知，3種價值感知之間存在層次影響關系，且具有“自上而下”與“自下而上”兩種影響關系，“自下而上”主要應用于對產品屬性的完善以達到消費者使用結果，從而強化消費者的需求[18]853。本文主要對“自下而上”即“屬性-結果-目的”層次關系進行實證研究，并且基于游客感知視角，依據感知價值層次模型的關聯(lián)程度提供完善鄉(xiāng)村旅游地游客中心的功能的對策。

(2)

式中：

(3)

由Hoek-Brown強度準則計算的巖體力學參數需進行弱化處理，綜合考慮經濟及安全原則，取弱化系數為0.8，即達到一定計算精度，同時也考慮實際工程的安全裕度，分析所得巖體材料參數見表3，主要結構面抗剪強度見表4．

表3 巖體材料力學參數建議值

表4 主要結構面抗剪強度參數建議值

4 撓曲邊坡穩(wěn)定性及影響因素分析

4.1 穩(wěn)定性計算

由勘探資料可知，撓曲體所在位置較高，地下水埋藏較深，故只考慮天然邊坡狀態(tài)下巖體自重荷載，依據規(guī)范取允許最小安全系數為1.25．具體計算方法如下：

1)在平面滑動穩(wěn)定性分析中，安全系數計算公式如下[7]：

(4)

式中，γ為巖體的重度；c為粘聚力；φ為內摩擦角；A為結構面面積；V為巖體體積；θ為結構面傾角．

2)進行楔形體穩(wěn)定性分析時，計算簡圖如圖5所示．

圖5 傳統(tǒng)楔形體受力圖

安全系數計算公式為[8]：

(5)

由上述方法計算所得撓曲邊坡安全系數見表5，在天然狀態(tài)下，不考慮降雨與巖體局部脫空時，撓曲邊坡整體穩(wěn)定性較好，各種破壞模式下均滿足規(guī)范要求，發(fā)生滑動失穩(wěn)破壞的可能性較小．其中，楔形體滑動模式②、④、⑤安全系數相對較小．

表5 天然狀態(tài)下?lián)锨吰路€(wěn)定安全系數

注：表中楔形體滑動①即為表2中節(jié)理裂隙組合①．

4.2 影響因素敏感性分析

1)降雨

在邊坡工程中，雨水入滲引起巖體容重、飽和度增加，加大了下滑力，弱化了抗剪強度，從而降低邊坡穩(wěn)定性．花石崖?lián)锨吰滤幬恢糜晁渑妫虼?，必須考慮降雨因素的影響．根據研究，在水的作用下巖體強度降低取決于巖石成分，巖體100%飽和時，堅硬結晶巖軟化系數達0.9以上，低強度泥質巖軟化系數在0.7以下，有的甚至達到0.4～0.5[9]．結合相關文獻，將飽和度分別為100%、90%、75%、60%、40%、20%的巖體進行強度參數折減，計算所得安全系數如圖6所示．

圖6 安全系數隨降雨變化曲線

由圖6可知，考慮降雨因素后，各破壞模式下?lián)锨吰路€(wěn)定性隨巖體飽和度增大不斷降低；當飽和度達到60%時，安全系數顯著下降，當達到90%時，安全系數降低速率趨于穩(wěn)定；當飽和度達到85%時，楔形體②、楔形體④和楔形體⑤穩(wěn)定性不滿足規(guī)范要求．這幾處巖體結構面較淺，巖體風化嚴重，且結構面強度本身不高，降雨使得巖體、裂隙及結構面軟化，對強度影響相對較大，達到特定飽和度后，邊坡將發(fā)生破壞，因此，撓曲邊坡這幾處位置需特別注意降雨時的安全性．

2)巖層局部脫空

撓曲體的形成必然伴隨著巖體層間滑脫，導致巖體層面不連續(xù)，形成局部空腔，局部空腔會降低巖體強度．因此，有必要研究非貫通斷續(xù)結構面的連通率對撓曲邊坡穩(wěn)定性的影響．在非貫通斷續(xù)結構面剪切過程中，裂隙面和非貫通的巖橋均起剪切作用，結構面的內摩擦角和粘聚力計算公式[10]為：

(6)

式中，cb，φb為非貫通結構面的粘聚力和內摩擦角；cj，φj為裂隙面的粘聚力和內摩擦角；c，φ為巖體粘聚力和內摩擦角；K為結構面連通率．本文考慮連通率為95%、90%、85%、80%、70%、60%、50%情況下，撓曲邊坡穩(wěn)定性變化規(guī)律，計算所得安全系數如圖7所示．

圖7 安全系數隨連通率變化曲線

由圖7可知，考慮巖層局部脫空后，各破壞模式下?lián)锨吰路€(wěn)定性隨巖體連通率增大逐漸降低；連通率達到70%時，安全系數顯著下降，說明連通率小于70%時，對巖體穩(wěn)定性影響較小，反之亦然；當連通率達到85%時，楔形體②、楔形體④和楔形體⑤處于失穩(wěn)狀態(tài)．由于這幾處部位在撓曲前緣，當連通率增大時，層間抗滑力減小，所以連通率對這幾處穩(wěn)定性影響較大．

5 結 語

本文針對金沙水電站壩肩復雜撓曲邊坡穩(wěn)定性及其影響因素進行研究，主要結論如下：

1)花石崖?lián)锨w形成的主要原因為巖層能干性相差較大，受近似平行層面的擠壓作用，發(fā)生彎曲褶皺；利用Hoek-Brown強度準則進行巖體參數取值具有一定合理性．

2)天然狀態(tài)下，花石崖?lián)锨吰抡w穩(wěn)定性較好，不會發(fā)生大型失穩(wěn)破壞，但降雨和巖層局部脫空現象對邊坡穩(wěn)定性影響較大，可導致?lián)锨w邊坡前緣發(fā)生破壞．

針對上述結論，建議對撓曲體采取適當注漿措施，填充層間脫空區(qū)并封閉巖體裂隙；在坡體表面設置截水排水系統(tǒng)以收集降雨形成的地表徑流，并排往坡體區(qū)域以外，做好排水措施；施加錨桿支護以增加撓曲體整體性，同時，要加強對2號撓曲體邊坡的長期監(jiān)測，確保金沙水電站右岸壩肩撓曲邊坡的安全性．