李 其 虎

(雅礱江流域水電開發(fā)有限公司，四川 成都 610051)

0 引 言

高壩大庫水電站工程庫岸邊坡的穩(wěn)定性受水位漲落影響大[1]，嚴重者會引起滑坡和塌岸，危及穿越該區(qū)域基礎(chǔ)設(shè)施的安全穩(wěn)定運行。因此，水庫蓄水前針對重要基礎(chǔ)設(shè)施及敏感對象區(qū)域開展專項工程地質(zhì)勘察與庫岸邊坡穩(wěn)定性復核十分必要，二灘、錦屏一級[2]、三峽[3]、小灣[4]、溪洛渡[5]、瀑布溝、大崗山等一批高壩大庫蓄水后的實際運行情況也印證了這一點。為了避免水庫蓄水后庫岸再造對庫區(qū)重要基礎(chǔ)設(shè)施及敏感對象安全穩(wěn)定運行造成影響，兩河口水電站在工程蓄水前4 a 就啟動了庫岸穩(wěn)定性排查分析工作，通過無人機等地表初步勘察，查明不良地質(zhì)體滑坡、傾倒變形體、堆積體等發(fā)育部位80余處，并針對可能危及庫區(qū)重要基礎(chǔ)設(shè)施安全及敏感區(qū)域安全的17處開展了專項鉆探、硐探、物探勘探、試驗與分析研究工作。在查明潛在不穩(wěn)定庫岸成因、變形破壞趨勢的基礎(chǔ)上，預先采取了具有針對性的工程措施處理，并取得了良好的效果。本文主要介紹了蓄水前庫區(qū)哈格達溝特大橋工程現(xiàn)場查勘、補充勘探相關(guān)經(jīng)驗，結(jié)合所查明的哈格達溝特大橋工程工程地質(zhì)條件，分析了可能出現(xiàn)的岸坡破壞模式，在充分考慮庫岸巖體參數(shù)蓄水弱化及水位消落反向滲流作用的基礎(chǔ)上，通過模型計算復核了邊坡穩(wěn)定性，提出了具有針對性的加固處理方案。

1 工程概況

兩河口水電站為Ⅰ等大(1)型工程，正常蓄水位2 865.00 m，死水位2 785.00 m，最大壩高295 m。電站正常蓄水庫岸線總長464 km，庫水位消落高差達80 m。庫區(qū)屬高山區(qū)，谷坡陡峻，具有典型的高山峽谷地貌特征。庫內(nèi)出露基巖為三疊系淺變質(zhì)砂板巖，包括兩河口組和雅江組，其次為侏倭組、如年各組、雜谷腦組與雜尕山組。庫區(qū)交通工程主要包括庫區(qū)復建縣道X037線(全長107.5 km)及省道S217線(全長5.9 km)、鮮水河庫區(qū)的復建縣道XV02線(全長114.5 km)。本文涉及的哈格達溝特大橋工程位于縣道XV02線，距離兩河口水電站壩址約63 km。

哈格達溝特大橋為2×10 m連續(xù)板+(110+200+110)m連續(xù)剛構(gòu)+2×30 m T梁橋，全長507.52 m；橋面寬度為凈-8.0 m(行車道)+2×0.5 m(防撞欄桿)；主跨下部為矩形雙柱墩，嵌巖樁基承臺；左右岸引橋下部為圓形雙柱式樁柱墩，嵌巖樁基；橋梁位于公路直線段，橋面設(shè)計標高2 891.03～2 896.10 m，橋面縱坡1.0%，設(shè)計洪水頻率1/100，設(shè)計荷載為公路Ⅰ級。哈格達溝特大橋位于鮮水河支流哈格達溝口跨越哈格達溝，橋址區(qū)河谷深切，地勢陡峭，兩岸斜坡局部覆蓋薄層殘坡積碎石土，大部基巖岀露，巖體風化卸荷較強烈，表層巖體較破碎，無淺埋的全新活動斷裂及發(fā)震斷裂通過，無自失穩(wěn)條件，無影響工程穩(wěn)定性的控制性不良地質(zhì)現(xiàn)象。

2 地質(zhì)條件排查

哈格達溝特大橋橋位右岸基本為基巖岸坡，局部表層覆蓋坡積含碎石粉土，出露基巖巖性為薄層-中厚層狀絹云母板巖，巖層產(chǎn)狀為240°～250°∠30°～35°(傾南西)，巖層走向與哈格達溝大角度相交，岸坡相對哈格達溝總體屬斜向坡，巖層順傾向鮮水河下游及哈格達溝側(cè)。受構(gòu)造影響兩岸巖層有明顯揉皺現(xiàn)象，巖層產(chǎn)狀存在一定變化。岸坡受卸荷裂隙及順層結(jié)構(gòu)面影響，表層存在蠕滑變形跡象，鉆孔巖芯揭示局部巖體破碎，在高程2 837 m鉆孔破碎帶分布范圍較長，深度較深，破碎帶主要為巖塊巖屑型，局部夾泥。

2.1 橋基地質(zhì)條件

橋梁右岸墩臺均采用樁基礎(chǔ)，樁基為嵌巖樁，基礎(chǔ)持力層為中風化板巖，屬較硬巖，橋基承載力滿足設(shè)計要求。3號主墩樁長為44 m，為9根直徑2.2 m群樁基礎(chǔ)，主墩樁基開挖表層巖體較破碎，下部中風化-微風化巖體較完整，層間結(jié)合較好。鉆孔未揭示有層間破碎帶及卸荷張開裂隙。4號交界墩樁長30 m，為4根直徑1.8 m群樁基礎(chǔ)，4號交界墩開挖至26～29 m時(典型照片見圖1)，4根樁基均揭示有卸荷張開裂隙，裂隙1產(chǎn)狀：180°∠65°，跡長1～3 m，張開5～10 cm；裂隙2產(chǎn)狀：220°∠70°，跡長2～4 m，張開10～15 cm，裂隙局部充填巖屑夾泥。

圖1 4-4號樁基巖體(26～29m)Fig.1 The bedrock of No.4-4 pile at 26 ～ 29 m depth

2.2 橋基地質(zhì)復核

從哈格達溝特大橋右岸開挖坡面揭露圍巖情況看，橋位位于三面臨空的山脊部位(見圖2)，巖層產(chǎn)狀N10°～30°W/SW∠20°～30°，傾向與山脊方向基本一致，橋臺臨空部位可見沿層面向哈格達溝蠕變跡象，巖體后緣見斷續(xù)拉裂縫。電站蓄水前，為進一步查明該部位蠕變深度及范圍，共布置了6個鉆孔(見圖3)并進行了孔內(nèi)電視成像及聲波檢測等相關(guān)物探檢測[6-7]?？辈旖沂镜闹饕涣嫉貙忧闆r如下：SZK01鉆孔在17.4～19.6，36.6～38.8，48.3～49.5 m范圍存在軟弱結(jié)構(gòu)面；SZK02鉆孔在15.0～16.0，25.3～25.6 m范圍存在軟弱結(jié)構(gòu)面；SZK03鉆孔在13.4～17.3，21.2～21.5，24～24.4，33～37 m范圍內(nèi)存在軟弱結(jié)構(gòu)面；SZK04鉆孔在8.6～10.1，20.0～20.4 m范圍內(nèi)存在軟弱結(jié)構(gòu)面；SZK05鉆孔在5.0～6.4，30～32.2，40.0～41.0，48.8～52.8 m存在軟弱結(jié)構(gòu)面(見圖4)；SZK06鉆孔在11.2～12.6，26.6～27.2 m范圍內(nèi)存在軟弱結(jié)構(gòu)面。軟弱結(jié)構(gòu)面以巖塊巖屑型為主，局部夾泥、銹染較嚴重。

圖2 橋頭部位蠕變Fig.2 Creep at bridge head

圖3 大橋右岸邊坡鉆孔布置Fig.3 Drilling boreholes at right bank slope of bridge

圖4 SZK05鉆孔48.8～52.8 m破碎帶Fig.4 The broken zone of boreholes SZK05 at the depth of 48.8～52.8 m

結(jié)合復核鉆孔勘察成果對地質(zhì)剖面進行了復核。橋梁3號主墩和4號交界墩樁基終孔高程進入中風化-弱風化巖體均大于20 m，當前基礎(chǔ)處于穩(wěn)定狀態(tài)。主墩樁基僅在樁深10 m和20 m存在弱結(jié)構(gòu)面，終孔高程以下無控制性軟弱結(jié)構(gòu)面，在庫水位漲落過程中樁基可能承受沿結(jié)構(gòu)面的剪切作用。4號交界墩樁基終孔高度以下仍存在3層軟弱結(jié)構(gòu)面，在庫水位漲落過程中存在沿深部滑面整體失穩(wěn)風險。

3 穩(wěn)定性復核分析

3.1 定性分析

結(jié)合現(xiàn)場地表調(diào)查及鉆孔揭示巖體地質(zhì)條件，初步分析認為哈格達溝特大橋右岸淺表部巖體沿軟弱破碎層面往鮮水河臨空方向存在蠕變現(xiàn)象(見圖5)。蓄水后，淺表部破碎巖體在庫水反復升降浸泡軟化及消落作用下，巖體力學性能降低，存在變形失穩(wěn)的可能。從鉆孔揭露的地質(zhì)情況看，可選擇兩個典型剖面進行岸坡穩(wěn)定性分析評價，層間底滑面按破碎帶貫通考慮，其中A-A′剖面為沿層面順傾向鮮水河剖面，主要有以下3種滑動模式(見圖6)：模式1為底滑面分別穿過SZK05鉆孔5.0～6.4 m破碎帶、SZK01鉆孔17.4～19.6 m破碎帶、SZK02鉆孔15.0～16.0 m破碎帶，底滑面傾角按巖層面傾角30°考慮，前緣剪出口按巖體抗剪段強度搜索得到最不利位置。模式2為底滑面分別穿過SZK06鉆孔26.6～27.2 m破碎帶、SZK02鉆孔25.3～25.6 m破碎帶，底滑面傾角按巖層面傾角30°考慮，前緣剪出口按巖體抗剪段強度搜索得到最不利位置。模式3為底滑面穿過SZK01鉆孔36.6～38.8 m破碎帶，底滑面傾角按巖層面傾角30°考慮，前緣剪出口按巖體抗剪斷強度搜索得到最不利位置。A-A′剖面顯示深部軟弱結(jié)構(gòu)面沿巖層面深入河床，在坡腳剪斷巖體形成剪出口條件的可能性較小。

圖5 蠕滑變形范圍Fig.5 Creep deformation range

圖6 A-A′剖面滑動模式Fig.6 Sliding mode of A-A′ section

B-B′剖面為垂直等高線傾向哈格達溝剖面，主要有以下4種滑動模式(見圖7)：模式1為底滑面分別穿過SZK05鉆孔5.0～6.4 m破碎帶、SZK03鉆孔10.4～17.3 m破碎帶，滑面前緣為高程2 795 m處。模式2為底滑面分別穿過SZK05鉆孔30～32.2 m破碎帶、SZK03鉆孔24～24.4 m破碎帶，底滑面傾角按層面視傾角22.5° 考慮，后緣為高程2 910 m處，后緣破裂角按卸荷裂隙傾角65°考慮。模式3為底滑面分別穿過SZK05鉆孔40.0～41.0 m破碎帶、SZK03鉆孔33～37 m破碎帶，底滑面傾角按層面視傾角22.5°考慮，后緣為高程2 910 m處，后緣破裂角按卸荷裂隙傾角65°考慮。模式4為底滑面分別穿過SZK05鉆孔48.8～52.8 m破碎帶、SZK04鉆孔20.0～20.4 m破碎帶，底滑面傾角按層面視傾角22.5°考慮，后緣為高程2 910 m處，后緣破裂角按卸荷裂隙傾角65°考慮。B-B′剖面顯示淺表部巖體破碎，風化卸荷較強烈，往哈格達溝臨空方向存在卸荷松動變形跡象。

圖7 B-B′剖面滑動模式Fig.7 Sliding mode of B-B′ section

3.2 定量分析

水庫建成后庫岸地下水位抬升會顯著改變巖土體內(nèi)部水文地質(zhì)條件，同時庫水位漲落帶來的巖體參數(shù)弱化、反向滲流作用也惡化了庫岸邊坡穩(wěn)定條件。基于現(xiàn)行規(guī)范中尚缺乏針對水庫中建設(shè)橋梁受庫水影響的具體要求的情況，本文在研究比選DL/T5353 2006《水電水利工程邊坡設(shè)計規(guī)范》、JTG D30-2015《公路路基設(shè)計規(guī)范》、JTG/T 3334 2018《公路滑坡防治設(shè)計規(guī)范》及JTG B02-2013《公路工程抗震規(guī)范》等相關(guān)規(guī)范的基礎(chǔ)上，綜合考慮哈橋達溝特大橋失穩(wěn)后影響對象及后果，并結(jié)合水庫運行調(diào)度情況，確定了庫區(qū)橋梁邊坡穩(wěn)定計算工況及相應(yīng)的安全系數(shù)如表1所列。

表1 庫區(qū)橋梁邊坡穩(wěn)定性計算工況及安全系數(shù)Tab.1 Calculation condition and safety factor of reservoir bridge slope stability

采用剛體極限平衡法中的摩根斯坦—普萊斯法進行A-A′剖面、B-B′剖面穩(wěn)定計算。根據(jù)該電站大壩工程中巖體邊坡巖層結(jié)構(gòu)面特征，結(jié)合程度等進行工程類比，參考相關(guān)規(guī)范及類似試驗成果，按蓄水后黏聚力折減系取0.80、內(nèi)摩擦角減小2°考慮巖體參數(shù)弱化效應(yīng)，穩(wěn)定計算采用的參數(shù)見表2，水平地震動加速度按GB18306-2015《中國地震動參數(shù)區(qū)劃圖》取0.20g。

表2 巖土體物理力學計算參數(shù)取值Tab.2 Calculation parameters of physical mechanics of rock and soil

計算結(jié)果表明：水庫蓄水前后A-A′剖面滑動模式1計算結(jié)果均不滿足要求，蓄水后在持久工況及短暫工況下處于基本穩(wěn)定狀態(tài)，偶然工況下處于不穩(wěn)定狀態(tài)；蓄水后滑動模式2在持久工況、偶然工況下的計算結(jié)果不滿足要求，其余計算結(jié)果均滿足要求。水庫蓄水前后B-B′剖面滑動模式1計算結(jié)果均不滿足要求，蓄水后在持久工況及短暫工況下處于基本穩(wěn)定狀態(tài)，偶然工況下處于不穩(wěn)定狀態(tài)，蓄水后滑動模式2，3，4計算結(jié)果均滿足要求(見表3)。

表3 穩(wěn)定系數(shù)計算成果Tab.3 Calculation results of stability coefficient

4 治理措施

4.1 治理原則

根據(jù)定性分析與定量計算成果，右岸岸坡蓄水后橋位區(qū)淺層卸荷松動巖體可能產(chǎn)生變形失穩(wěn)，為了預防其對橋梁墩臺的影響，需要對橋位區(qū)岸坡進行預加固處理，處理原則如下：

(1) 以“安全可靠，施工可行，經(jīng)濟合理，工期不影響蓄水”為基本原則，預加固處理在庫水位蓄至2 785.00 m 前完成。

(2) 基于目前所分析的滑移變形模式，結(jié)合庫區(qū)蓄水后順層巖質(zhì)岸坡的變形破壞特征，原則上重點保護橋梁樁基穩(wěn)定性，兼顧坡面大變形牽引導致樁基大面積變形破壞，擬采用抗滑樁、框格梁、錨索、注漿加固等工程措施對岸坡進行綜合治理，并結(jié)合破壞趨勢進行必要延伸加固處理。

(3) 結(jié)合專家咨詢意見，為預防蓄水岸坡變形對位于蠕變區(qū)范圍內(nèi)4號交界墩的影響，重點對4號交界墩區(qū)域進行加固處理，同時考慮到坡體變形破壞可能對3號主墩造成影響，對變形區(qū)前緣進行了加固以保護3號主墩。

4.2 治理措施

(1) 在3號主墩上方坡體(高程2 829 m)設(shè)置單排6根抗滑樁對岸坡前緣進行加固，加固范圍為橋軸線兩側(cè)各10 m，樁長35 m，樁徑2 m，樁中心間距4 m，在樁頂設(shè)置冠梁(H=1.5 m)連接形成整體，在樁頂設(shè)置單根1 500 kN錨索(L=60 m)。

(2) 在4號交界墩外側(cè)(高程2 860 m)設(shè)置單排17根抗滑樁對進行加固，樁長55 m，樁徑2 m，樁中心間距5 m，在樁頂設(shè)置冠梁(H=1.5 m)連接形成整體，在樁頂設(shè)置單根1 500 kN錨索(L=60 m)。其中，為A-A′剖面?zhèn)确€(wěn)定，在4號交界墩側(cè)增加兩根抗滑樁，并對坡面進行延伸加固處理(見圖8)。

圖8 加固處理平面Fig.8 Plane map of reinforcement treatment

(3) 對4號交界墩外側(cè)布置兩排注漿孔進行固結(jié)灌漿，注漿孔間距2.5 m，排距1.5 m，交錯布置，長度L=60 m，注漿高程范圍為高程2 805～2 840 m，注漿寬度為4號墩基礎(chǔ)范圍20 m×20 m，結(jié)合注漿孔在孔內(nèi)插入3φ28錨筋束(L=36 m)。

(4) 在4號墩內(nèi)邊坡設(shè)置3排7列錨索框格梁，錨索設(shè)計張拉力為1 500 kN，錨索長度L=60 m，間排距為5 m×5 m，呈矩形布置，支護范圍為橋軸線兩側(cè)各15 m(見圖9)。

圖9 加固方案剖面Fig.9 Sectional drawing of reinforcement solution

(5) 分別在3號、4號、9號、14號、19號抗滑樁樁頂錨索錨頭部位安裝測力計，4號墩內(nèi)邊坡錨索框格梁支護中選2根錨索安裝測力計。

4.3 治理效果

針對水庫蓄水后持久、短暫、偶然3種工況，就哈格達溝特大橋右岸岸坡經(jīng)上述加固處理措施加固處理后的穩(wěn)定性進行了復核。結(jié)果表明，邊坡經(jīng)加固處理后處于穩(wěn)定狀態(tài)(見表4)。

表4 加固處理后的穩(wěn)定系數(shù)計算成果Tab.4 Calculation results of stability coefficient after reinforcement

在治理過程中哈格達溝大橋庫岸邊坡埋設(shè)了表面位移監(jiān)測點8個(5個位于治理保護區(qū)域外、3個位于治理保護區(qū)域內(nèi))、在3號主墩上方坡體(高程2 829 m)平臺抗滑樁頂端錨索設(shè)置錨索測力計2支，目前觀測頻次為1次/周。兩河口水電站二期蓄水以來，庫區(qū)水位最高至2 791.09 m，對應(yīng)橋位水位抬升了96 m，監(jiān)測數(shù)據(jù)顯示治理保護區(qū)域內(nèi)各監(jiān)測點三向位移值均在2倍位移量中誤差以內(nèi)，變形不明顯；錨索測力計測得錨固力損失均為4.4%，治理區(qū)域邊坡無明顯變形。

5 結(jié) 語

大型水電工程庫岸穩(wěn)定受庫水位變化影響大、不確定性高，現(xiàn)行有關(guān)規(guī)范中對庫區(qū)內(nèi)道路橋梁邊坡穩(wěn)定計算工況、計算參數(shù)和安全系數(shù)的選取針對性尚不成熟，庫岸再造及庫區(qū)重要交通設(shè)施穩(wěn)定安全仍是水電站蓄水期、運行期長久研究的課題。本文結(jié)合兩河口庫區(qū)哈格達溝特大橋邊坡穩(wěn)定性復核與加固處理，探索提出了一套蓄水前“超前專項地質(zhì)勘察復核”“綜合水電與交通規(guī)范要求對庫區(qū)橋梁邊坡開展穩(wěn)定計算”以及“抗滑樁支護、灌漿加強與監(jiān)測反饋相相結(jié)合”的庫區(qū)重要設(shè)施邊坡勘察、設(shè)計與施工處理體系。經(jīng)過處理后的哈格達溝特大橋已經(jīng)受住了近100 m庫水位抬升考驗，各項監(jiān)測數(shù)據(jù)均滿足設(shè)計要求，邊坡無明顯變形，保障了復建道路在蓄水期、水庫運行期安全穩(wěn)定運行。本文庫區(qū)特大橋梁岸坡處理案例可為同類工程處理提供借鑒。