黃金峽水利樞紐左岸邊坡施工期變形及加固研究

摘要：黃金峽水利樞紐左岸邊坡開挖后出現局部開裂、錨墩破裂等變形現象，影響邊坡穩定，為此，對左岸邊坡的地質條件進行了梳理，結合監測數據和三維計算，分析了左岸邊坡變形機理，對其滑動破壞模式，采取相應的加固處理措施，并根據反演參數對邊坡穩定進行了復核。結果表明：左岸邊坡現狀條件下塊體KT24穩定性較差，已接近臨界狀態，抗剪洞、錨索組合的加固設計方案使KT24安全系數提高到1.51，具備一定的安全裕度。工程運行情況顯示邊坡整體穩定、加固措施有效，研究成果可為類似工程提供參考。

關鍵詞：高邊坡； 變形機制； 加固處理； 黃金峽水利樞紐

中圖法分類號：TV223

文獻標志碼：A

DOI：10.15974/j.cnki.slsdkb.2024.12.014

文章編號：1006-0081（2024）12-0072-08

0 引 言

大型水利水電工程大多位于高山峽谷區，谷坡陡峻，河床部位地應力高，地質構造復雜，滑坡等地質災害多發。工程高邊坡開挖規模大，需要在一定的時間內進行多次開挖爆破，開挖卸荷機理復雜，可能會加劇或觸發新的滑坡災害［1-3］。典型實例如天生橋二級水電站，在閘道邊坡開挖時發生滑坡［4］；漫灣水電站左岸邊坡開挖時發生10.6萬m3的滑坡［5］；隔河巖水電站由于左岸洞挖導致邊坡失穩，近20萬m3巖體發生解體［6］；錦屏一級大奔流溝料場順層陡傾特高邊坡發生變形破壞［7-8］；龍灘水電站左岸進水口反傾向層狀巖質高邊坡發生傾倒變形［9］。一些學者分析了導致滑坡發生的關鍵因素，研究了滑坡控制的主要方法和加固措施［10-15］。

總體而言，巖石高邊坡開挖卸荷過程研究仍以定性和半定量為基礎，主要集中在邊坡穩定性分析、方案優化和防治效果等方面，而邊坡卸荷巖體致災機理、演化過程的分階段控制、基于實時監測信息的控制方法仍需進一步研究。黃金峽水利樞紐工程左岸壩肩邊坡在開挖過程中揭示出f8、fz15、fz43等不利結構面。2019年4月起，1號公路以下部分開挖時上部開始發生變形，出現局部開裂等變形現象，多點位移計M16ZPR測值持續增長，且變形大多位于邊坡深部，截至2019年底已經超過了35 mm。本文詳細介紹邊坡施工期地質特征和開挖變形過程，結合實時安全監測成果分析邊坡的變形開裂機制。此外，采用三維數值計算程序模擬邊坡的開挖卸荷全過程，再現邊坡的力學狀態，并對后續加固方案進行了評估。

1 工程邊坡基本特征

1.1 工程概況

引漢濟渭工程（圖1）是首個地跨黃河、長江兩大流域，橫穿秦嶺屏障的調水工程，又稱陜西省南水北調工程。該工程將漢江水引入渭河，主要由黃金峽水利樞紐、三河口水利樞紐和秦嶺輸水隧洞等三大部分組成。黃金峽水利樞紐位于漢江干流上游峽谷段，為引漢濟渭工程的主要水源之一，該樞紐由擋水建筑物、泄水建筑物、泵站電站建筑物、通航建筑物等組成。擋水建筑物采用混凝土重力壩，壩頂高程455.0 m，最大壩高63.0 m。泵站、電站布置在左側河床，采用河床式泵站與壩后電站順流向前后布置的方式。

1.2 邊坡開挖支護設計

黃金峽水利樞紐的左岸壩肩邊坡如圖2所示，范圍為壩軸線上游16.8 m至下游尾水渠段。根據SL 386-2007《水利水電工程邊坡設計規范》，邊坡為1級邊坡。邊坡設計的基本原則是盡可能挖除已揭示的控制性斷層、保證強卸荷巖體的穩定。具體設計方案見圖3。

（1） 坡頂高程約694 m，底部最低高程393.5 m，最大坡高約300 m。

（2） 中部高程455 m（壩頂高程）處為1號公路，公路以上坡高239 m，分15級開挖，單級坡高一般15～17 m，開挖坡比1∶0.7～1∶1.2。

（3） 1號公路以下坡高61.5 m，分3級開挖，設計開挖坡比1∶0.3～1∶0.7。

（4） 邊坡主要為強風化巖體，局部為弱風化巖體，支護措施主要采用系統噴錨中、淺部支護，輔以深層支護。

（5） 邊坡后緣設置截水溝，坡面布置排水孔，邊坡內設置3層排水洞。

1.3 邊坡施工期地質特征

1.3.1 風化特征

左岸自然邊坡地形坡度37°～45°，壩肩上、下游兩側發育較大規模的柳樹溝和戴母雞溝，邊坡巖體由元古代青白口期閃長巖構成，并發育有YM818-2、YM531-1、YM531-3等長大巖脈。壩頂高程455 m以上邊坡，除頂部兩級外，強風化巖體已基本被挖除，剩余強風化巖體主要位于F1、f8等斷層上盤影響帶，以及485 m高程以下的下游側邊坡，厚度一般為5～10 m。

1.3.2 地質構造

左岸壩肩邊坡巖體發育多組結構面，以走向NNW、NEE組為主。邊坡開挖共揭示了80余條斷層，除F1、f8、fz15斷層規模相對較大外，其他斷層均為規模較小的裂隙性斷層，見圖4。

（1） 斷層F1，分布于530～600 m高程，長度大于100 m，寬0.1～0.3 m，產狀184°～219°∠42°～53°，斷層起伏狀，主要由角礫巖與碎裂巖等組成，斷面附泥，清晰，有向下擦痕。

（2） 斷層F2，分布于高程575～525 m，長度大于50 m，一般寬0.1～0.2 m，產狀170°～180°∠53°～67°，主要為碎裂巖，風化強烈，局部呈巖屑夾泥狀，斷面清晰，附泥。

（3） 斷層F3，分布于高程597～568 m，長度大于50 m，寬0.1～0.2 m，產狀240°～257°∠45°～69°，斷層帶為構造角礫巖與碎裂巖，斷層面附泥。

（4） 斷層f8，在高程536 m左右終止于F1斷層，高程536 m以下發育延伸至河床部位，延伸長度大于150 m。高程455 m以上產狀165°～175°∠37°～46°，斷層帶寬0.3～0.8 m，主要為原巖碎裂巖，底部連續分布有寬2～5 cm的斷層泥，主斷面位于下盤；高程435～455 m段，斷層帶寬度急劇變小，主斷帶寬度約0.1～0.3 m。

（5） 斷層f8-1，為高程435 m以下f8斷層發育的分支斷層，延伸長度大于20 m，斷層面產狀150°～160°∠67°～74°，斷層帶寬0.1～0.2 m，構造巖為碎裂巖，底斷層面上附有泥。

（6） 斷層fz15，高程455 m以上斷層產狀278°∠40°，斷層帶寬0.1～0.2 m，主要為碎裂巖，附泥質；高程455 m以下產狀279°～288°∠39°～40°，斷層破碎帶寬0.3～0.5 m，主要由碎裂巖、糜棱巖組成；斷層已延伸至河床部位，最低已至高程400 m左右，在坡面延伸長度大于100 m。

（7） 斷層fz26，分布于高程519～502 m，斷層產狀150°∠24°，斷層帶寬0.2～0.4 m，長度大于70 m，長英巖脈充填，較破碎。

（8） 斷層fz43，分布于左岸1號公路上、下邊坡樁號0+135～0+145段，向上在高程460 m左右逐漸尖滅，向下延伸至尾水渠邊坡底部。斷層帶寬度0.05～0.30 m，上窄下寬，主要為閃長巖碎裂巖，呈碎屑夾泥狀。構造巖有明顯地下水侵蝕、淋濾跡象，局部架空，斷層附泥質。高程440 m以下發育分支斷層fz43-1。

（9） 巖脈YM531-1為長英質巖脈，分布于高程495～470 m，延伸長度約100 m，寬度0.1～0.4 m，產狀21°∠69°，整體呈弱風化；YM531-3巖脈分布于高程500～470 m，長度約150 m，寬0.08～0.40 m，產狀182°～200°∠18°～34°。

1.3.3 水文地質

左岸壩肩邊坡開挖過程中，坡面整體干燥，局部沿F1、f8、fz15等斷層有滲水現象，斷層附近坡面潮濕。隨著左岸邊坡開挖以及坡面封閉，邊坡地下水補、排條件有所改變。施工期邊坡地下水位較前期勘察揭示的地下水位下降10～20 m，主要賦存于弱風化巖體裂隙中。受斷層相對隔水作用影響，f8、fz15斷層之間為相對獨立的水文地質單元，470 m高程以下地下水淺埋于坡面或出露，為地下水引排重點區域。

2 邊坡施工期變形特征及機制分析

2.1 邊坡表面變形特征

截至2019年初，左岸邊坡1號公路以上已開挖到位，1號公路以下大面已到高程429 m，開挖坡面未發現明顯的變形跡象。隨著電站尾水渠邊坡1號公路以下開挖，坡面開始出現變形裂縫，見圖5。

（1） 2019年4月，1號公路以下邊坡沿f8、fz15斷層上盤巖體因開挖切腳發生局部松弛變形（圖5）。

（2） 2019年5月底以來，1號公路至470 m段邊坡沿fz15斷層發現噴混凝土裂縫。

（3） 2019年6月初，在Ⅳ區戴母雞溝一側高程485 m馬道上也發育一條垂直于馬道的裂縫，向下延伸到485～470 m邊坡上約2 m。

（4） 2019年7月以來，高程485～502 m邊坡壩下0+130～0+170段也發現了斜向上發育的裂縫，裂縫走向與巖脈YM531-1在坡面的跡線基本一致；在左岸Ⅳ區519 m高程附近下游側拐角坡面發育有水平向裂縫，馬道出現斜裂縫。

（5） 沿fz15斷層的裂縫自發現至今，已基本貫通；2019年9月上旬持續暴雨后，原變形裂縫有增大趨勢。

2.2 邊坡監測資料分析

截至2019年底，左岸邊坡先后安裝了多點位移計17套，組成4個主要監測斷面，見圖6。分析監測數據，得到如下結論。

（1） 高程553 m以上邊坡6套多點位移計實測最大深部位移為7.22 mm，總體位移量較小，且2019年以來變形量已經趨于收斂。

（2） 1號公路至高程553 m邊坡11套多點位移計中，除M16ZPR測得深部位移較大（33.4 mm）外，其他多點位移計實測最大位移均小于5 mm，總體位移量較小，見圖7。根據M16ZPR實際埋設位置及斷層fz15在邊坡出露的產狀推測，M16ZPR在孔深20～30 m區段斜穿fz15（圖8），而M16ZPR實測主變形區恰在20～30 m區段，基本能夠印證M16ZPR深部變形由斷層fz15引起。

（3） 邊坡各錨桿應力計實測應力均在100 MPa以內，遠小于邊坡錨桿允許拉力值，且大部分測值隨季節呈周期性變化，符合錨桿受力測值一般變化規律，表明邊坡淺層支護受力基本穩定。

2.3 邊坡變形機制分析

邊坡變形以及局部監測點異常主要發生在尾水邊坡1號公路以下開挖后，變形開始時間均在2019年4～5月份，主要位于尾水邊坡519 m高程附近至1號公路區域。1號公路以下邊坡開挖后，上部強風化巖體進一步卸荷調整，以fz15斷層為主要控制面的KT24塊體下部逐漸切腳，fz15斷層上盤巖體松弛變形，局部滑塌，沿fz15斷層自下而上發育裂縫，沿塊體后緣邊界一線出現斜裂縫（485～502 m高程段坡面）。除坡面沿fz15發生裂縫外，M16ZPR多點位移計成果顯示在坡體內沿fz15也存在變形，該多點位移計在2～30 m測點位移達35 mm。

KT24塊體為左岸邊坡開挖發現最大的一個塊體。KT24由斷層fz15構成塊體下游側滑面，由斷層fz43以及fz43-1構成塊體上游側滑面，由巖脈Ym531-1構成塊體后緣邊界。根據赤平投影（圖9）分析，fz15與fz43的交線傾向250°，傾向坡外，傾角36°；fz15與fz43-1的交線傾向213°，傾向坡外，傾角18°，交線傾角均小于邊坡坡角，為潛在不穩定塊體。KT24塊體后緣分布高程485～495 m，在開挖邊坡坡面出露高程約為415 m，塊體總體積約為4.73萬m3，見圖10。

3 基于監測成果的位移反演分析

3.1 位移反演分析思路與方法

位移反演分析是巖石邊坡工程應用中的關鍵技術，旨在通過監測數據來確定巖土體的物理力學參數。該技術結合了神經網絡與遺傳算法的優勢，以實現對邊坡參數的精確反演［16-17］。本文詳細介紹了一種基于神經網絡和遺傳算法的位移反演分析方法，其過程可分為正向計算與反演分析兩個主要階段，步驟如下。

（1） 參數取值范圍的確定。基于現場地質調查、室內巖體力學試驗結果以及工程實踐經驗，確定待反演參數的可能取值范圍。這一步驟是反演分析的基礎，確保后續分析的準確性與可靠性。

（2） 試驗組合設計。利用均勻設計理論，對多參數進行不同水平的組合設計，形成多組正分析樣本。這一步驟旨在通過系統化的方法，探索參數變化對邊坡穩定性的影響。

（3） 神經網絡訓練。將設計的正分析樣本輸入經過遺傳算法優化的神經網絡模型中，進行網絡訓練。通過這一過程，建立待反演參數與監測部位響應量之間的非線性映射關系。遺傳算法在此階段用于優化網絡結構，提高模型的泛化能力。

（4） 反演參數的求解。將實際監測得到的數據輸入到訓練完成的神經網絡模型中，以此求解反演的力學參數。這一步驟是反演分析的核心，直接關系到反演結果的準確性。

（5） 正向預測與結果評價。使用反演得到的力學參數進行正向分析，預測監測部位的力學響應量。隨后，采用統計檢驗方法對反演結果進行驗證和評價，確保所得參數的科學性和實用性。

3.2 計算模型

依據施工期揭露的地質條件建立左岸邊坡的三維數值計算模型，見圖11。模型涉及的巖層主要為閃長巖，從上至下依次為強風化帶、弱風化上帶、弱風化下帶及微新巖體。模型中考慮了斷層F1，F2，F3，f8，f8-1，fz15，fz26，fz43，fz43-1以及巖脈YM531-1，YM531-3等主要結構面，見圖11（b）；計算中，按照左岸邊坡實際開挖支護過程并結合后續加固處理方案進行邊坡開挖加固模擬。

3.3 參數反演的監測特征數據

通過對左岸邊坡開挖至現狀的監測位移增量反演來獲得最新的力學參數。以2019年底的監測數據作為反演目標，針對性地選取能體現左岸邊坡變形特征的監測點，具體見表1。

3.4 待反演參數取值

根據邊坡變形機制分析，左岸邊坡開挖卸荷變形主要受控于強風化巖體和KT24塊體。選取強風化巖體變形模量E與fz15斷層強度參數黏聚力c，摩擦系數f進行敏感性分析，獲得了邊坡不同部位增量位移對于相關參數的敏感性程度SE，Sc，Sf，見表2。從敏感性分析結果來看，邊坡位移與上述參數都具有不同程度的敏感性，可以作為參數反演目標。

計算中，巖體和結構面采用以帶拉伸截止限的Mohr-Coulomb準則為屈服函數的理想彈塑性模型，計算參數取值見表3，待反演參數擬通過邊坡開挖過程中的增量位移來反演獲得。

采用均勻設計的試驗方法，將待反演的參數根據參數取值范圍分別設置成6個水平，見表4所示。然后，根據均勻設計原則，構造了40組神經網絡的學習樣本和8組測試樣本。

3.5 參數反演結果

采用基于“均勻設計-遺傳-神經網絡”集成理論的巖體力學參數反演分析方法，在所選取的位移監測特征數據基礎上，對左岸邊坡巖體力學參數進行反演分析，反演得到強風化巖體變形模量E=0.5 GPa，斷層fz15的強度參數c=0.25 kPa，f=0.25。把反演得到的參數輸入邊坡三維數值模型進行正分析預測計算，得到左岸邊坡從初始開挖狀態至現狀時的增量位移分布特征（圖12），提取邊坡巖體特征點的相對位移值，得到邊坡巖體特征點的相對位移值，與實測位移值的比較結果見圖13。可以看出，反演參數計算結果基本反映了邊坡的變形特征和趨勢，反演參數是合理的。

4 邊坡加固方案與效果研究

4.1 加固方案設計

監測數據表明左岸邊坡變形及開裂主要與斷層fz15有關，因此邊坡加固處理設計主要針對由斷層fz15、fz43、fz43-1及巖脈構成的潛在不穩定塊體KT24，具體方案為抗剪洞、錨索組合，見圖14。

（1） 開挖支護設計。邊坡主要采用中淺層系統錨噴支護。為增強邊坡整體穩定性和安全性，在邊坡中部高程布置6排預應力錨索，并采用混凝土板進行加強支護。

（2） 邊坡抗剪洞設計。在高程500 m和455 m沿斷層f8布置2條混凝土抗剪洞，在高程417.6 m沿fz15布置1條抗剪洞，抗剪洞斷面尺寸均為3.0 m×3.5 m；抗剪洞長分別為140，130，70 m。

4.2 加固效果研究

使用反演獲得的力學參數模擬左岸邊坡開挖至現狀時的“開挖–錨固”過程，以此為基礎，按加固設計方案模擬后續邊坡“錨固–開挖–錨固”全過程。進一步，采用強度折減法計算邊坡的潛在最危險破壞模式和穩定性安全系數，評價邊坡的加固效果。邊坡產生滑動破壞的本質是因巖土體或結構面抗剪強度不足而引起的失穩破壞，由模擬結果（圖15～16）可以得到如下結論。

（1） 邊坡潛在破壞模式為以巖脈YM531-1為后緣切割面，斷層fz15、fz43以及fz43-1作為底滑面的塊體滑動模式，如圖15所示。

（2） 施工期現狀條件下穩定系數為1.14，考慮暴雨后降低至1.04，已接近臨界失穩狀態；施加錨索支護后穩定系數提高到1.51，考慮暴雨后穩定系數降低了0.09，為1.42。

（3） 運行期正常蓄水位工況下穩定系數為1.50，考慮暴雨后降至1.40；校核洪水位工況下穩定系數為1.45；水位驟降工況下邊坡穩定系數1.42，滿足規范要求。

綜上，左岸邊坡現狀條件下塊體KT24穩定性較差，考慮暴雨后安全系數為1.04，已接近臨界狀態，需針對性地加強支護，以防局部變形失穩影響整體穩定性；針對性的加固設計方案使KT24安全系數提高到1.51，可見支護后穩定性較好，有一定的安全裕度，邊坡穩定安全有保證。

5 結 語

本文對黃金峽水利樞紐工程進行了監測及計算分析，結果表明黃金峽左岸邊坡較大變形點位于塊體范圍內；對影響邊坡穩定的控制性結構面參數進行了反演分析，并對邊坡穩定及加固處理效果進行了復核，計算結果表明邊坡加固后安全系數滿足規范要求。水庫蓄水以來，邊坡各類監測設施測值無明顯異常，加固效果安全可靠。本文有助于進一步加深對結構面控制型邊坡卸荷過程中力學特性的理解，可以為類似工程的設計和施工提供參考。

參考文獻：

［1］ 黃潤秋.巖石高邊坡發育的動力過程及其穩定性控制［J］.巖石力學與工程學報，2008（8）：1525-1544.

［2］ 宋勝武，馮學敏，向柏宇，等.西南水電高陡巖石邊坡工程關鍵技術研究［J］.巖石力學與工程學報，2011，30（1）：1-22.

［3］ 陸高明，王哲鑫，劉伯全，等.高陡順層邊坡開挖動態響應及預警研究［J］.水利水電快報，2024，45（4）：73-77.

［4］ 趙玉杰.天生橋二級水電站高邊坡的加固與治理［J］.鐵道建筑技術，2008（增1）：237-239.

［5］ 汪小剛，夏萬仁，郭映龍，等.水電工程高邊坡穩定問題研究現狀和發展方向［J］.水力發電，1994（5）：15-18，67.

［6］ 劉大顯.隔河巖水電站引水洞出口高邊坡的巖體變形機制分析［J］.人民長江，1994（11）：10-14，62.

［7］ 董志宏，丁秀麗，李勤軍，等.大奔流溝料場施工期高邊坡穩定性數值模擬［J］.人民長江，2013，44（14）：13-17.

［8］ 孫云志，蘇傳洋.500m級順層陡傾特高人工邊坡破壞模式分析與開挖支護設計［J］.水利水電快報，2022，43（2）：17-20，27.

［9］ 周英.龍灘水電站左岸倒傾蠕變巖體邊坡穩定與治理［J］.紅水河，2015，34（1）：16-21.

［10］ ERSMANN T H.Mechanics of large landslides［J］.Rock Mechanics，1979，12：15-46.

［11］ PETLEYD N，ALLISON R J.The mechanics of deep-seated landslides［J］.Earth Surface Processes and Landforms，1997，22（8）：747-758.

［12］ 黃潤秋.20世紀以來中國的大型滑坡及其發生機制［J］.巖石力學與工程學報，2007（3）：433-454.

［13］ 張友良，馮夏庭，范建海，等.抗滑樁與滑坡體相互作用的研究［J］.巖石力學與工程學報，2002（6）：839-842.

［14］ 李術才，朱維申.加錨節理巖體斷裂損傷模型及其應用［J］.水利學報，1998（8）：53-57.

［15］ 顧金才，沈俊，陳安敏，等.錨索預應力在巖體內引起的應變狀態模型試驗研究［J］.巖石力學與工程學報，2000（增1）：917-921.

［16］ 鄧建輝，李焯芬，葛修潤.BP網絡和遺傳算法在巖石邊坡位移反分析中的應用［J］.巖石力學與工程學報，2001（1）：1-5.

［17］ 閔江濤，楊杰，馬晨原.基于改進GA-BP網絡算法的邊坡力學參數反演分析［J］.水電能源科學，2019，37（11）：152-155.

Study on deformation characteristics and reinforcement of left slope during Huangjinxia Hydropower Project construction

Abstract：

Localized cracking and anchor block failure that occurred after the excavation of the left bank slope of Huangjinxia Hydropower Project，which adversely affected the slope stability.In order to addresses the above issues，a comprehensive assessment of the geological conditions of the left bank slope was conducted，integrating monitoring data and 3D numerical simulations to analyze the deformation mechanisms.Appropriate reinforcement measures were implemented in response to the identified sliding failure modes.Re-evaluation of slope stability based on inverse parameters indicated that under current conditions，the stability of block KT24 was insufficient and approached a critical state.The reinforcement design that combining shearing-resistance tunnel and anchor cable raising the safety factor of KT24 to 1.51，thereby ensuring a satisfactory safety margin.Operational assessments demonstrated overall slope stability and the effectiveness of reinforcement measures.The research resultscan provide a reference for similar engineering projects.

Key words：

high slope； deformation mechanism； reinforcement treatment； Huangjinxia Hydropower Project