土石圍堰分期拆除過程中的邊坡穩定性分析

汪 洋，吳新霞，尹健民，吳從清，周黎明，艾 凱

(長江科學院水利部巖土力學與工程重點實驗室，武漢 430010)

水利工程建設中，為建造永久性水利設施，通常要修建圍堰這種臨時性圍護結構，圍堰在水工建筑物及引水隧洞施工完成后一般要采用爆破方式進行拆除［1］。圍堰爆破拆除時，為了確保爆區附近已建成的各種水工建筑物的安全以及降低爆破難度和工作量，圍堰爆破拆除通常采用分期分區的方式進行［2］。與此同時，圍堰爆破后大多數情況下不具備挖渣條件，需要依靠水流沖渣［3］，為了利于圍堰拆除后的爆渣能被水流沖走，常常在圍堰背水面邊坡進行削薄處理等預拆除。本文通過采用三維有限差分方法結合強度折減法和擬靜力法，分別對贊比亞卡里巴北岸水電站擴機項目進水口圍堰在削薄后造孔損傷前、削薄過程中受爆破荷載作用、造孔損傷后3種情形下的穩定性進行綜合分析，以確保圍堰分期拆除過程中的安全性。

1 工程概況

1.1 卡里巴水電站簡介

贊比亞卡里巴水電站位于贊比亞和津巴布韋交界的贊比西河上的卡里巴峽谷段，位于贊比西河和喀輔埃河交匯處上游40 km，距盧薩卡192 km的地方。卡里巴的水資源由贊比亞和津巴布韋平共享，多年凈入庫徑流量400億～420億m3。贊比亞通過ZESCO運營北岸電站，裝機容量600 MW，1976年投入運行，津巴布韋通過ZESA運營南岸電站，裝機容量750 MW，1960年投入運行。

卡里巴北岸水電站由128 m高砼雙曲拱壩、進水口、引水隧洞、地下廠房、尾水隧洞、地面主變和開關站等組成。正常蓄水位485.0 m，死水位475.5 m，正常蓄水位以下庫容為647.98億 m3(贊比亞、津巴布韋共享)，電站原裝機容量4×150 MW。目前正在進行機組增容改造，全部增容改造工程完成后，電站總裝機容量將達到720 MW。擴機工程(2×180 MW方案)的主體建筑物包括進水口、引水隧洞、地下廠房及尾水隧洞。

1.2 圍堰分期拆除方案

卡里巴水電站北岸擴機工程進水口圍堰為全斷面全年斷流的土石圍堰加高壓噴射灌漿防滲心墻式，堰頂高程486.5 m，堰高 18 m，軸向長62.3 m，頂寬8.5 m，最大底寬55.3 m。圍堰拆除分3期進行，一期主要開挖高噴墻下游463 m高程以上部分的“巖埂”(包括覆蓋層和基巖)，其中上部覆蓋層土方開挖0.5萬 m3，下部石方開挖0.7萬 m3;二期主要開挖高噴墻上游覆蓋層部分約1.5萬m3;三期主要開挖高噴墻上下游覆蓋層部分共計1.3萬m3，巖石部分共計0.5 m3，圍堰拆除分期布置見圖1。

圖1 圍堰拆除分期布置剖面圖Fig.1 Section view of the phased-layout of cofferdam demolition

2 圍堰背水面邊坡穩定性模擬分析

2.1 計算模型與材料參數

2.1.1 模型范圍

計算模型由圍堰及其周邊部分巖體組成，圍堰取實際尺寸，巖體取圍堰周邊各延伸約50 m范圍。模型規定x軸為圍堰軸向，x正向指向右岸;y軸為順河向，指向下游為正向;z軸鉛直向上為正，底部高程453.5 m。計算模型采用三維四邊形單元，共劃分96 188個單元、148 652個節點，計算域四周采用法向約束，底面三向約束。計算模型如圖2所示。初始應力場為自重應力場。

圖2 計算模型及網格劃分Fig.2 Calculation model and mesh generation

2.1.2 模型材料

整個計算模型包括:混凝土心墻、Q4風化層、強風化巖體、弱風化巖體、Q4風化層爆破造孔損傷巖體、強風化層爆破造孔損傷巖體和弱風化層爆破造孔損傷巖體。爆破造孔損傷巖體分布于圍堰心墻下游與基巖的接觸面，厚0.2 m，其巖石力學參數按爆破孔所處巖體0.9倍折減。巖土體本構模型采用Mohr－Coulomb模型，各類材料的物理力學參數采用值見表1。

表1 巖土體的物理力學參數Table 1 Physico-mechanical parameters of rock-soil mass

2.2 計算工況

根據圍堰上下游水位以及爆破施工的工藝要求，計算可分為以下3種工況:

(1)在上游水位485.5 m，下游水位457.5 m作用下，削薄后造孔損傷前圍堰的安全穩定性;

(2)在上游水位485.5 m，下游水位457.5 m作用下，削薄過程中爆破荷載作用下的圍堰的安全穩定性;

(3)在上游水位485.5 m，下游水位457.5 m作用下，造孔損傷后圍堰的安全穩定性。

在上述3種工況條件作用下，進行圍堰的三維穩定分析及安全評價。

2.3 爆破荷載計算

爆破震動會產生一種瞬時沖擊作用，從而使爆破巖體中產生了由質點震動加速度的傳播而引起的動荷載，這樣邊坡巖體中的剪應力增加;而后爆破震動產生的壓縮波傳到坡面后，又引導了拉伸波的產生，使巖體產生拉應力，由于巖體為低抗拉材料，這樣原有不連續面會進一步擴張或產生新的不連續面。因此，爆破震動作用改變了巖體中的應力狀態，也會影響地下水的賦存和運動狀態，直接或間接地影響邊坡的穩定性［4－11］。

為了簡化分析過程，在本研究中作如下假設:

(1)采用靜力等效荷載施加方法，即在同排炮孔連心線所在豎直平面，施以等效時程荷載。

(2)假設爆破荷載為三角形。爆炸壓力主要由爆炸產生的氣體膨脹壓力產生，荷載峰值σm由式(1)、式(2)確定［12］:

式中:Pw為藥包中心處爆轟波產生的平均初始壓力(Pa);ˉr為比例半徑，ˉr=R/Rw(R 為離藥包軸線的距離(m)，這里R=2 m;Rw為藥包橫切面半徑(m)，這里Rw=0.065 m);α為與巖石及炸藥種類有關的常數，對于大多數巖石，α≈1.5;ρw為裝藥密度，本工程使用的炸藥為二號巖石乳化炸藥，根據各次實驗的裝藥量確定，按設計資料取單孔裝藥量為3 kg;D為炸藥的爆轟速度，3 200 m/s;K為等熵指數，與裝藥密度相關，根據相關文獻［13］，當 ρw＜1.2 g/cm3時，K=2.1，ρw＞1.2 g/cm3時，K=3。

(3)爆破荷載曲線，從加載到峰值應力的升壓時間設為2 ms，下降時間為5 ms，爆壓總作用時間設為7 ms，如圖3所示。圖中，橫軸為時間(s);縱軸為爆炸應力波作用于巖體的最大壓力(Pa)。

圖3 爆破荷載曲線Fig.3 History of blasting load

根據上述假設和式(1)，計算得到在緩沖爆破條件下，爆破等效荷載峰值應力為0.45 MPa。

2.4 邊坡穩定性標準

卡里巴水電站北岸擴機工程進水口圍堰工程等級為Ⅲ級，根據《水利水電工程邊坡設計規范》(DL/T 5353—2006)的規定［14］，A 類樞紐工程區Ⅲ級邊坡在持久狀況下邊坡的抗滑穩定安全系數應保持在1.15～1.05之間;在短暫(主要指施工期、降水期)狀況下邊坡的抗滑穩定安全系數應保持在1.10～1.05之間;在偶然狀況下(主要指遇地震)時邊坡的抗滑穩定安全系數不小于1.00。《水利水電工程圍堰設計導則》(DL/T 5087—1999)中規定［15］，Ⅲ級土石圍堰的抗滑穩定安全系數應大于等于1.2。

3 計算結果分析

根據以上計算模型、巖土體物理力學參數、水位等計算條件，分別計算削薄后造孔損傷前、削薄過程中爆破荷載作用下、造孔損傷后3種工況條件下圍堰體邊坡的抗滑安全系數如表2所示。

表2 圍堰穩定性分析成果Table 2 Results of stability analysis of cofferdam

下面分別對3種工況條件下圍堰的安全穩定性進行逐一分析，位移的正負號與坐標軸方向一致，單位為m。計算結果中的位移量均為相對圍堰削薄前的位移變化量。

3.1 削薄后造孔損傷前圍堰的安全穩定性

在圍堰上下游邊界施加水位邊界條件進行滲流場模擬分析，根據設計資料取上游水位485.5 m，下游水位457.5 m，計算圍堰削薄后造孔損傷前圍堰背水面邊坡的安全穩定性。

圖4和圖5為堰體y向水平位移及z向鉛直位移等色區圖(取堰體右側)。從圖中可以看出，下游圍堰削薄后，圍堰以向下變形的鉛直向位移為主，量值為0.60 ～1.20 mm，最大位移量1.20 mm，位移較大的區域主要集中在圍堰中部477.5～485.5 m平臺附近淺層巖體內。圍堰的水平向位移朝向下游方向，量值為0.40～0.68 mm，位移較大的區域主要集中在圍堰中部468.5～477.5 m平臺附近淺層巖體內。

圖4 堰體水平y向位移等色區圖(工況一)Fig.4 Nephogram of y-displacement of cofferdam(caseⅠ)

圖5 堰體鉛直z向位移等色區圖(工況一)Fig.5 Nephogram of z-displacement of cofferdam(caseⅠ)

在有限差分方法FLAC中，判斷邊坡或滑坡的潛在滑動面，可依據其最大剪應變率或剪應變增量來判斷，剪應變率局部集中帶可視為邊坡的潛在滑動區，變形破壞多沿此處發生。

圖6給出了圍堰處于極限狀態時的剪應變率分布及位移矢量分布圖(中心縱剖面)，從圖中可見，圍堰最大剪應變率集中在468.5 m以上的高程471.5，474.5，477.5 m平臺附近，圍堰沿基覆交界面產生明顯朝下游方向的位移。計算結果表明，圍堰的潛在失穩區位于圍堰中下部的淺層巖體內，破壞模式為弧面型滑移。該工況下圍堰的的穩定性主要受淺層圍堰體的力學特性控制，通過強度折減法得到的圍堰最大剪應變率(潛在失穩區)主要集中在該層圍堰體內，安全系數為1.43。

圖6 圍堰中心縱剖面剪應變率分布及位移矢量圖(工況一)Fig.6 Shear strain rate distribution and displacement vectors of longitudinal profile of the cofferdam center(caseⅠ)

3.2 削薄過程中爆破荷載作用下圍堰的安全穩定性

施加爆破等效荷載后的模型局部如圖7所示。

圖7 施加爆破等效荷載后局部模型圖Fig.7 Partial model of the cofferdam after applying blasting equivalent load

圖8和圖9為堰體y向水平位移及z向鉛直位移等色區圖(取堰體右側)。從圖中可以看出，在爆破荷載作用下，圍堰仍以向下變形的鉛直向位移為主，量值為0.70 ～1.40 mm，最大位移量1.44 mm，位移較大的區域主要集中在圍堰高程477.5～485.5 m平臺附近淺層巖體內;圍堰的水平向位移朝向下游方向，量值為0.50 ～0.80 mm，最大位移量0.82 mm，位移較大的區域主要集中在圍堰中部高程471.5～474.5 m平臺附近淺層巖體內。

圖8 堰體水平y向位移等色區圖(工況二)Fig.8 Nephogram of y-displacement of the cofferdam(caseⅡ)

圖9 堰體鉛直z向位移等色區圖(工況二)Fig.9 Nephogram of z-displacement of the cofferdam(caseⅡ)

圖10給出了圍堰處于極限狀態時的剪應變率分布及位移矢量分布圖(中心縱剖面)，從圖中可見，圍堰最大剪應變率集中在高程468.5～474.5 m平臺附近巖體內，向上延伸至高程477.5 m平臺，圍堰沿基覆交界面產生明顯朝下游方向的位移。計算結果表明，圍堰的潛在失穩區位于圍堰下部，破壞模式為弧面型滑移。該工況下圍堰的的穩定性受爆破荷載作用影響較小，通過強度折減法得到的圍堰最大剪應變率(潛在失穩區)主要集中在爆破荷載作用區域的圍堰體內，安全系數為1.39。

圖10 圍堰中心縱剖面剪應變率分布及位移矢量圖(工況二)Fig.10 Shear strain rate distribution and displacement vectors of the longitudinal profile of the cofferdam center(caseⅡ)

3.3 造孔損傷后圍堰的安全穩定性

首先模擬地下水滲流場，在圍堰上下游邊界施加水位邊界條件進行滲流場分析，根據設計資料取上游水位485.5 m，下游水位457.5 m，計算造孔損傷后圍堰的安全穩定性。在計算中，考慮了圍巖造孔損傷使巖體參數降低的因素(變形模量及f，C，σt值均降低至原來的90%)。

圖11和圖12為堰體y向水平位移及鉛直向位移等色區圖(取堰體右側)。從圖中可以看出，在造孔損傷后，圍堰的水平y向位移和鉛直向位移較造孔損傷前都有明顯增加，水平y向位移朝向下游方向，量值為1.50 ～2.50 mm，最大位移量為2.57 mm，位移較大的區域主要集中在圍堰中部高程471.5～474.5 m平臺附近;圍堰的鉛直向位移量值為1.25～2.20 mm，最大位移為2.23 mm，位移較大的區域主要集中在圍堰斜坡中部高程477.5～485.5 m平臺靠左岸的區域。

圖11 堰體水平y向位移等色區圖(工況三)Fig.11 Nephogram of y－displacement of the cofferdam(caseⅢ)

圖12 堰體鉛直z向位移等色區圖(工況三)Fig.12 Nephogram of z－displacement of the cofferdam(caseⅢ)

圖13 圍堰中心縱剖面剪應變率分布及位移矢量圖(工況三)Fig.13 Shear strain rate distribution and displacement vectors of longitudinal profile of the cofferdam center(caseⅢ)

圖13給出了圍堰處于極限狀態時的剪應變率分布及位移矢量分布圖(中心縱剖面)。從圖中可見，圍堰最大剪應變率集中在高程471.5～477.5 m平臺附近巖體內，向下延伸至468.5 m平臺，圍堰沿基覆交界面產生明顯朝下游方向的位移。計算結果表明，圍堰的潛在失穩區位于圍堰中下部的淺層圍堰體內，破壞模式為弧面型滑移。該工況下由于造孔給圍堰巖體帶來的損傷導致強度參數降低，從而使得圍堰的的穩定性相比造孔損傷前有所降低，通過強度折減法得到的圍堰最大剪應變率(潛在失穩區)主要集中在圍堰中部區域高程468.5～477.5 m平臺附近巖體內，安全系數為1.32。

4 結論

本文以贊比亞卡里巴北岸水電站擴機工程進水口圍堰分期拆除為背景，通過采用三維有限差分方法結合強度折減法和擬靜力法，分別對進水口圍堰在削薄后造孔損傷前、削薄過程中受爆破荷載作用、造孔損傷后3種情形下的穩定性進行了綜合分析。

由數值模擬的結果可以看出，圍堰的潛在失穩區均位于圍堰中下部的淺層圍堰體內，破壞模式為弧面型滑移，沿圍堰底部滑出。圍堰在削薄后造孔損傷前的位移量值在0.60～1.20 mm之間，最大位移量1.20 mm，位移較大的區域主要集中在圍堰中部高程477.5～485.5 m平臺附近淺層巖體內;圍堰邊坡的安全系數為1.43，邊坡穩定滿足規范要求。削薄過程中受爆破荷載作用下時圍堰位移量值在0.70 ～1.40 mm之間，最大位移量1.44 mm，位移較大的區域主要集中在圍堰左側高程477.5～485.5 m平臺附近淺層巖體內，圍堰邊坡的安全系數為1.39，邊坡穩定滿足規范要求。造孔損傷后圍堰的位移量值在1.50 ～2.50 mm之間，最大位移為2.57 mm，位移較大的區域主要集中在圍堰中部高程471.5～474.5 m平臺附近，圍堰邊坡的安全系數為1.32，邊坡穩定滿足規范要求。

之所以削薄過程對圍堰邊坡的影響較小，經分析主要有以下幾點原因:①圍堰在削薄處理過程中采用手風鉆進行鉆孔，對圍堰巖體的損傷較小;②爆破作業中嚴格控制單響藥量并采用梯段爆破，最大程度地避免了爆破振動對圍堰體的影響;③圍堰拆除方案設計中采用了臺階式設計，且每層臺階高度僅為3 m(底層臺階高度為3.5 m)，這些措施都有效地降低了圍堰削薄過程對整個圍堰邊坡穩定性的影響。

數值結果表明圍堰背水面邊坡削薄處理過程對圍堰和背水面邊坡的影響是局部的，對圍堰背水面邊坡的整體穩定沒有產生較大的影響，分期拆除方案是安全、合理的。

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