溪洛渡水電站蓄水期干海子滑坡穩定性評價

劉　源

(中國電建集團成都勘測設計研究院有限公司，四川 成都　610072)

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溪洛渡水電站蓄水期干海子滑坡穩定性評價

劉源

(中國電建集團成都勘測設計研究院有限公司，四川 成都610072)

干海子滑坡規模巨大，為近壩庫段重點滑坡，滑坡穩定性對電站的安全和正常運營至關重要。通過地質宏觀評價、變形監測、極限平衡計算等多種方法對其蓄水期間穩定性進行了復核。結果表明:目前滑坡整體基本穩定，但滑坡前緣部位處于臨界滑動階段，不穩定，存在隨時滑塌的可能性，失穩形式應為蠕滑～拉裂解體。

滑坡；蓄水；監測；穩定性

0　前　　言

干海子滑坡位于金沙江右岸的云南省永善縣務基鎮白勝村，是溪洛渡水庫近壩庫段的重點滑坡。滑坡體順江展布長約900 m，一般厚55.66～166.04 m，總體積約4 760萬m3；后緣為干海子平臺，高程640～650 m，長約600 m，寬200～300 m，總體以3°～5°傾角向坡內反傾；平臺后部為一負地形，即所謂的“干海子”。唐家灣座滑體位于干海子滑坡的后部，后緣高程900～920 m，前緣物質堆積至干海子平臺后緣，高程為640～650 m。該滑坡穩定性對電站的安全和正常運營至關重要，因此有必要對其在蓄水階段的穩定性進行評價。

1　滑坡地質背景

干海子滑坡區所處的金沙江段，江水總體流向由N55°E轉為N25°E。地貌上滑坡體所在的岸坡向右岸凹進，谷坡陡緩相間。出露的基巖有寒武系上統二道水組(∈3e)，奧陶系紅石崖組(O1h)、巧家組(O1-2q)，志留系龍馬溪組(O3-S1l)、石門坎組(S2s)，二疊系下統梁山組(P1l)、陽新灰巖(P1y)及二迭系上統峨眉山玄武巖(P2β)。滑坡區位于雷波～永盛寬緩向斜的南東翼，總體構造不發育，無大的斷層通過，該地段構造形跡主要表現為一些褶皺和節理裂隙。根據國家地震局全國地震烈度區劃資料和水庫地震地質背景分析，滑坡區地震基本烈度為Ⅷ度，地震峰值加速度0.15g。

2　滑坡變形特征

干海子滑坡體經過高速滑動后，位能較低，并經歷了歷史上堵江洪水的考驗；滑體地形完整，上游側沖溝深切，地表水排泄通暢；滑坡物質為塊碎石層，較松散，透水性好；滑面平緩，約5°～8°，且水平段距離很長，約650 m；蓄水前地表調查未見明顯的變形跡象。僅前緣斜坡“垮堵灣”部位發生表層的牽引變形。

溪洛渡水庫蓄水至600 m過程中，由于受庫水位浸泡等影響，干海子滑坡體前緣垮堵灣部位發生變形、塌岸，出現兩條沿金沙江流向展布的拉裂縫，拉裂縫距坡體前緣最大距離約50 m；坡體其余范圍則未見明顯的宏觀變形跡象。

3　蓄水期監測成果及分析

水庫蓄水前，在干海子滑坡體的重點部位布置了10個外觀變形觀測墩，水庫580 m蓄水期間，為加強對滑坡體前緣變形情況的監測，增加了3個外觀變形觀測墩。監測方法主要為地表變形監測(外觀點)。

3.1水平位移方向

根據監測數據，對各測點水平位移矢量方向進行了計算，結果表明矢量方向總體為N52°～79°W，說明滑坡體主要是向金沙江河谷方向變形(見圖1)。

3.2累計位移

干海子滑坡地表變形監測點2013年5月6日取得首期測值，TP11～TP13于2014年6月8日取得首期測值 ；截至2014年11月6日，各測點各向累計位移值見表1：

圖1　干海子滑坡監測點布置及矢量方向示意

測點編號埋設高程/m累計位移量/mmXYXYHTP1811.620652.85236.90288.29165.15TP2767.163643.35212.05244.28180.60TP3675.3591106.00196.90233.3799.90TP4663.1846173.70251.30315.15135.90TP5637.2042513.60766.75870.31613.50TP6759.618879.45267.40292.40232.40TP7707.456786.95252.60289.02189.40TP8655.7456104.90216.50253.60128.20TP9657.0637336.75436.80557.00319.75TP10635.7645486.55796.95940.42592.75TP11655.8612126.25192.20234.12221.95TP12638.107988.05255.50277.09333.95TP13648.302592.90179.80205.76151.50

由表1可知：三個分量變形以向河谷方向最大，沉降次之，向下游最小。對X方向位移而言，均為正值，說明整體向下游方向變位；Y方向位移均為正值，說明坡體向臨江河谷方向變位，除前緣測點外其它部位變形量與臨江距離相關性不大；H方向變位為正值，表現為沉降，其規律性與Y方向變形規律接近。

通過對不同蓄水時段監測數據的整理分析，水平位移累計量和沉降量的變化規律主要有：

⑴位于滑坡體前緣“垮堵灣”附近測點(TP5、TP10)的累計位移量明顯大于滑坡體主體部位測點(TP3、TP4、TP8)和后緣測點(TP1、TP2、TP6、TP7)的累計位移量。

⑵各測點累計位移量均隨時間增長而逐漸增加；前緣測點位移量在庫水位變化(上升或下降)期間的增量較其余時段大，位移量變化與水位變化相關性較明顯；中后部測點位移量變化與水位變化之間的相關性不明顯。

3.3位移速率

通過對不同蓄水時段監測數據的整理分析，向河谷水平方向位移，前緣已發生裂縫的部位平均變形速率約0.69～3.25 mm/d，最大可達7.2 mm/d；而干海子滑坡主體及后緣平均變形速率0.38～0.92 mm/d，最大可達1.49 mm/d。各測點沉降變形，滑坡前緣平均0.87～1.68 mm/d，最大可達2.12 mm/d；其余測點平均沉降速率一般0.2～0.4 mm/d。水平位移速率和沉降速率的變化規律主要有：

(1)各測點水平位移速率和沉降速率最大值基本上都出現在水庫蓄水初期。

(2)庫水位相同時段對于同一剖面上的不同測點，其各向位移速率變化趨勢基本具有同步性，總體上表現為前緣測點位移速率普遍大于后緣測點。

(3)庫水位變化期間，坡體(尤其是坡體前緣)的變形速率一般較大。

4　滑坡穩定性復核計算

4.1計算方法

本文選用兩種嚴格條分法Morgenstern-Price法和Spencer法，一種非嚴格條分法——羅厄法(考慮到干海子滑坡的局部滑帶傾角變化較大可能影響結果精度，未選用工程界常用的傳遞系數法)；在局部搜索滑面分析時，采用了簡化畢肖普法。計算程序選用水電行業的邊坡穩定分析通用軟件STAB。

4.2計算模型

為全面評價各種工況下滑坡體的整體穩定性、局部(前緣垮堵灣)穩定性，以及前緣垮堵灣裂縫以外部位垮塌后干海子滑坡體的整體、局部穩定性，建立滑坡穩定性極限平衡計算模型5個(見圖2～6)。其中模型Ⅰ為干海子與唐家灣整體；模型Ⅱ為前緣垮堵灣的較大范圍；模型Ⅲ為前緣垮堵灣的較小范圍；模型Ⅳ為前緣裂縫以外坡體滑移后，剩余滑坡的整體；模型Ⅴ為前緣裂縫以外坡體滑移后，剩余滑坡的局部。

4.3計算工況

根據實際蓄水過程，選取4個計算水位，分別為高程540 m、560 m、580 m和600 m；在各水位條件下，分別計算蓄水、蓄水+暴雨、蓄水+地震3種工況。其中暴雨按3 m水頭考慮，地震按烈度按Ⅷ度考慮。

圖2模型Ⅰ圖3模型Ⅱ

圖4模型Ⅲ圖5模型Ⅳ

圖6　模型Ⅴ

4.4計算參數選取

綜合試驗資料、宏觀地質判斷、試算反算和工程類比等，提出蓄水期穩性計算建議參數(見表3) 。

4.5計算成果及分析

(1)模型1。通過指定滑面計算水庫蓄水各階段干海子滑坡的整體穩定性，選定滑面為地勘揭示的原滑坡滑帶，計算成果見表4。

計算結果表明：蓄水和暴雨工況下，不同水位時整體穩定性系數都高于1.05，邊坡整體處于基本穩定狀態；地震工況下穩定性系數降低的較多，穩定性系數0.92～1.01，干海子滑坡處于欠穩定～不穩定狀態；隨著水位的升高，穩定性系數逐漸降低；蓄水工況下，水位每上升20m，穩定性系數依次降低約0.02。

表3　復核計算參數

表4　模型1穩定性計算結果

注：方法1是Spencer法；方法2是Morgenstern-Price法；方法3是羅厄法。

(2)模型2。分析垮堵灣前緣變形體較大范圍的穩定性，選定滑面后緣邊界以裂縫為界，前緣剪出口高程為490m，計算成果見表5。

表5　模型2穩定性計算結果

計算結果表明：蓄水和暴雨工況下，不同水位時穩定性系數都高于1.05，處于基本穩定狀態；地震工況下穩定性系數降低的較多，540 m、560 m和580 m水位時穩定性系數略低于1.0，處于欠穩定或不穩定狀態。

(3)模型3。分析垮堵灣前緣變形體較小范圍內的穩定性，選定滑面后緣邊界以裂縫為界，前緣剪出口高程為550 m，計算成果見表6。

表6　模型3穩定性計算結果

計算結果表明：蓄水和暴雨工況下，560 m水位時穩定性系數高于1.05，處于基本穩定狀態，580 m水位時穩定性系數1.0～1.05，處于欠穩定狀態，600 m水位時穩定性系數都低于1.0，處于不穩定狀態；地震工況下穩定性系數降低的較多，560 m水位時穩定性系數介于1.0～1.05，處于欠穩定狀態，580 m和600 m水位時穩定性系數都低于1.0，處于不穩定狀態；隨著水位的升高，穩定性系數逐漸降低；可以看出，當水位由560 m上升至580 m時，穩定性系數降低0.07左右，當水位由580 m上升至600 m時，穩定性系數降低0.03左右。

(4)模型4。分析垮堵灣前緣裂縫以外滑移后，剩余的干海子(含唐家灣坐滑體)整體的穩定性，選定滑面為地勘揭示的原滑坡滑帶，計算成果見表7。

表7　模型4穩定性計算結果

計算結果表明：蓄水和暴雨工況下，不同水位時穩定性系數都高于1.05，邊坡處于基本穩定狀態；地震工況下穩定性系數降低的較多，都低于1.0，處于不穩定狀態；隨著水位的升高，穩定性系數逐漸降低；可以看出，當水位由540 m上升至560 m、由560 m上升至580 m時，穩定性系數降低大概0.24左右，當水位由580 m上升至600 m時，穩定性系數降低大概0.15左右。

(5)模型5。以假設前緣垮堵灣變形部位以550 m高程的剪出口發生破壞后，縱向剖面3-3為對象構建，搜索計算干海子滑坡的前緣局部穩定性，計算成果見表8。

表8　模型5穩定性計算結果

注：計算滑面為圓弧形，穩定性計算方法均采用簡化畢肖普法。

計算結果表明：蓄水工況的穩定系數高于暴雨工況和地震工況；不同水位時，蓄水工況下穩定性系數接近1.05的搜索范圍不同；通過STAB程序中的整體單形法搜索穩定性系數最低的臨界滑面形狀大致相同，且穩定性系數低于1.0，臨界滑面范圍以內的坡體處于不穩定狀態；隨著水位的升高，臨界滑面的穩定性系數降低。

在水位540 m、560 m、580 m和600 m時，穩定性系數最低的臨界滑面范圍內坡體規模較小，且臨界滑面形狀接近，坡度較陡；說明當垮堵灣前緣局部發生沿高程550 m剪出口破壞后，垮堵灣岸坡主要是以小規模塌岸的方式發生破壞。

5　評價結論

通過地質宏觀評價、變形監測、極限平衡計算等多種方法對干海子滑坡體開展研究，得到的主要評價結論如下：

(1)水庫蓄水后，干海子滑坡體的宏觀變形主要發生在坡體前緣約50 m范圍內，滑坡主體及后部位地表無明顯變形跡象。在庫水位上升與下降的過程中，滑坡前緣部位的土體受水庫水位的升降影響大。

(2)通過表觀監測，干海子滑坡體在水庫蓄水至600 m后均發生了不同程度的變形調整，但尚未發生整體式變形破壞。目前滑坡體前緣變形速率接近或大于3 mm/d，主體部位及后緣唐家灣變形速率較小，均小于1.0 mm/d。分析認為滑坡前緣部位處于臨界滑動階段。

(3)穩定性計算結果表明,各種水位時期，蓄水和暴雨工況下滑坡整體穩定性系數基本大于1.05；600 m水位時滑坡前緣部位穩定性系數為0.99。分析認為干海子滑坡整體目前處于基本穩定狀態；坡體前緣不穩定，存在隨時滑塌的可能性，特別是在水位升降過程中。

(4)干海子滑坡大部分位于庫水位以下，勢能已經減少，不具備整體高速下滑的條件，綜合地質宏觀評價、變形監測、極限平衡計算等多種方法分析認為失穩形式應為蠕滑～拉裂解體，以前緣緩慢垮塌為主，發生一次性劇沖式破壞的可能性較小。

[1]鄭穎人,陳祖煜. 邊坡與滑坡工程治理(第二版)[M].人民交通出版社，2010.

[2]鄒國慶,張紹成.溪洛渡水電站干海子滑坡穩定性分析[J].四川地質學報，2011(3).

2015-04-09

劉源(1982-)，男，四川閬中人，高級工程師，從事水電工程地質相關工作。

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