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[分享]:排水可研报告

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发表于 2008-11-8 17:20:02 | 显示全部楼层 |阅读模式

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排水工可研究报告
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发表于 2008-12-3 08:25:04 | 显示全部楼层
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发表于 2008-12-5 23:10:31 | 显示全部楼层
楼主是自己写的么?
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发表于 2008-12-22 13:42:57 | 显示全部楼层
学习一下
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发表于 2008-12-26 21:48:29 | 显示全部楼层
谢谢楼主,学习一下
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发表于 2009-1-6 17:53:13 | 显示全部楼层
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发表于 2009-1-19 11:20:39 | 显示全部楼层
[黄润秋]中国岩石高边坡工程及其研究


中国岩石高边坡工程及其研究

                黄润秋
1 概述
       岩石高边坡稳定性问题是我国20世纪70年代以后出现的最具特色的工程地质问题之一。这一问题的出现并呈现为强烈的中国特色,完全是由我国独特的地形地质条件和作为一个发展中国家所面临的大规模工程建设所决定的。尤其是20世纪80年代以来,我国经济的高速增长,极大地刺激了资源﹑能源的开发,交通体系的完善和城镇的都市化进程,大型工程活动数量之多、规模之大、速度之快、波及面之广,举世瞩目;毫无疑问,随之在不同领域也带来了众多的高边坡工程问题(表1)。以西南地区为例,地处青藏高原的东侧,受青藏高原近百万年来持续隆升的影响,在青藏高原与云贵高原和四川盆地之间形成了总体呈南北走向的巨大的大陆地形坡降带,构成我国大陆地形从西向东急剧骤降的特点;在此过程中,发育于青藏高原的长江(金沙江)及其主要支流(雅聋江、大渡河、岷江)以及雅鲁藏布江、澜沧江、怒江、大渡河等深切成谷,从而在这个巨大的大陆地形坡降带上形成高山峡谷的地貌特征,不仅蕴藏了丰富的水能资源,同时,也构成高陡边坡的基本地貌景观。而这个地区修建或拟建的巨型﹑大型水利水电工程,边坡高度小则百余米,大则达300~1000米, 加之现代构造活动强烈,自然动力地质作用发育, 因此,岩石高边坡通常处于复杂的地质环境并具有复杂的地质结构,构成我国大型水电工程建设中的一个关键工程技术难题无疑对工程修建的可行性决策起到重要的控制作用, 并在很大程度上影响着工程建设的投资及运营效益。因此,20世纪80年代以来,人们清醒的认识到必须加强复杂岩体中高陡边坡稳定性的理论研究,必须加强重大工程边坡稳定性的应用研究。可以说,这一问题的复杂程度和其所具有的挑战性在全世界范围内也是少见的。
        在大规模工程建设中,岩石高边坡一方面作为工程建(构)筑物的基本环境,工程建设会在很大程度上打破原有自然边坡的平衡状态,使边坡偏离甚至远离平衡状态,控制与管理不当会带来边坡变形与失稳,形成边坡地质灾害;另一方面,它又构成工程设施的承载体,工程的荷载效应可能会影响和改变它的承载条件和承载环境,从而反过来影响岩石边坡的稳定性。因此,岩石高边坡的稳定问题不仅涉及到工程本身的安全,同时也涉及到整体环境的安全;岩石高边坡的失稳破坏不仅会直接摧毁工程建设本身,而且也会通过环境灾难对工程和人居环境带来间接的影响和灾害。因此,对岩石高边坡稳定性的研究一直是我国20世纪工程地质学领域的热点和难点科学与工程技术问题。
                          表1  不同部门岩石工程高边坡类型及特点

        建议高边坡定义        一般高边坡
高度范围        
边坡及边坡工程特点
水电系统        
>100m        人工:100-700m
自然:100-1000m        边坡高度大,地质结构及环境条件复杂,工程对边坡质量要求高,常需要保证永久稳定。
矿山系统        
>100m        
   100-500m        边坡高度大,地质结构较复杂,工程对边坡质量有一定要求, 但通常考虑极限设计.
铁道系统        >50        人工:50-150m
自然:100-300m        边坡高度一般较大,地质结构及环境条件复杂,对边坡质量要求高,但通常要求线路快速通过。
公路系统        >30m        人工:30-80m
自然:30-150m        边坡高度一般较小,地质结构及环境条件相对简单,对边坡质量要求较高。
城建系统        >15m        人工:15-50m
自然:15-100        边坡高度小,地质结构及环境条件相对简单,对边坡质量要求高。
                        
2 认识与回顾
20世纪,我国岩石高边坡理论与实践主要是伴随60-70年代以来西南地区水电开发、铁路建设和金川、抚顺等大型露天矿山开采的需求而发展起来的。其中尤以水电开发所遇到的高边坡问题最为突出、最为典型,对这一时期我国岩石高边坡理论和实践发展的推动作用也最大。表2列出了20世纪我国大型水电工程勘测设计与施工中所遇到的典型高边坡实例。表3 则简单回顾总结了20世纪60年代以来我国岩石高边坡工程理论与实践发展的总体历程。
表2 中国水电站建设高边坡
工程名称        边坡位置        坡高(米)        岩  性        存在的主问题
龙羊峡        泄水消能区        >200        变质砂岩及花岗岩        贯穿拉裂缝和缓倾角裂隙、虎丘山稳定、虎山坡雾化等
天生桥二级        厂房后高边坡        180-300        砂页岩夹泥岩        层状和裂隙岩体高边坡
天生桥一级        溢洪道        120        灰岩        顺向、逆向构造坡
向家坝        左岸马步坎        600        砂、泥岩互层        坡顶和深部拉裂带
溪洛渡        左、右岸        300        玄武岩        层间、层内错动带
锦屏        左岸        350-600        大理岩、砂板岩        深部拉裂
漫湾        左岸坝肩        180        微风化流纹岩        滑面加固后继续下挖
大柳树        左、右岸        200        砂板岩        松动岩体、深部拉裂
隔河岩        厂房        190        页岩        上层页岩硬,下层软
苗家坝        左、右岸        220                楔体变形、深部拉裂
五强溪        大坝左岸        170        砂岩、石英岩        层状结构,蠕变及顺岩层滑移
李家峡        左,右岸坝肩厂房及泄水建筑        220        片岩、变质岩混合        层间挤压断层、NE的裂隙发育
小浪底        引水系统进出口        120        砂岩泥岩互层        岩体软弱、断裂发育
三峡        左岸船闸        170        闪云斜长花岗岩        边坡高陡,断层和节理裂隙发育
小湾        左、右岸        700        片麻岩,少量片岩        强卸荷,倾倒,楔形体,蠕滑
龙滩        左岸进水口        260        页岩,砂岩,板岩        蠕变体中的开挖边坡
拉西瓦        坝区左岸        700        花岗岩        深部拉裂和缓倾角裂隙

60~70年代,伴随我国西南地区水能资源开发序幕的揭开,在一些水电工程的前期勘探过程中,开始遇到岩石高边坡的问题,如四川的龚嘴、二滩、贵州乌江渡、。。。。。除了与一般边坡类似的特征和问题外,最为引起工程地质学家注意的是这些边坡所表现出的复杂变形破坏现象,它们都难以用通常静力学观点去认识,尤其是如何解释滑动面的形成过程,这些现象从某种程度上蕴涵了边坡的变形破坏机理及其演化过程,而阐明这一过程是认识复杂高边坡稳定性现状并预测其未来变化的重要基础与前提。这个时期,岩石力学的发展为这个问题的解决提供了理论的源泉,它帮助工程地质学家认识到了边坡岩体的“可变形性”、 变形的“时效性”和岩体结构对这种变形乃至最终破坏可能起到的控制作用,从而开始了对地质灾害的形成演变进行“地质过程机制分析”的时代[1][2]。70年代中后期的金川露天矿、抚顺西露天采的开采引发的高边坡变形与失稳问题更加引起了人们对这一问题的关注[3][4][5]。这一阶段主要的研究的是在大量实际工程研究的基础上,对边坡变形破坏机理进行系统深入的机理分析和模式总结。最为突出的理论贡献是地应力对边坡变形破坏的引入和变形破坏基本地质力学模式的提出。但受这一时期理论和研究手段的限制,人们还无从对这一复杂过程进行力学量化的描述,更多的还是建立在“概念模型”基础上的定性分析。
80年代,工程地质学的发展进入了定性向定量发展的新阶段,工程地质学及边坡科学研
表3  岩石高边坡工程实践与研究发展历程
时期        工程实践        主导学术
思想        理论基础
及基本观点        分析
技术        典型高边坡工程
及灾害滑坡事件
1965





1980





1990





1995




2000           西南﹑西北地区水电工程建设﹑三线铁路建设,露天矿的开发揭示了一系列具有典型时效过程的大型滑坡。        地质过程机制
分析方法,

工程地质力学        工程地质学+弹塑性力学+流变学概念(可变形性﹑结构控制非连续﹑流变介质)        

解析分析方法为主        
瓦依昂滑坡(1963)
龚嘴电站边坡
大渡河李子坪滑坡
雅砻江霸王山滑坡
雅砻江金龙山滑坡
乌江黄崖边坡变形
金川露天矿边坡
           三峡工程库区库岸稳定性评价﹑黄河上游一系列大型水电工程(龙羊峡﹑拉西瓦﹑李家峡等)坝区库区高边坡稳定性评价        
地质过程机制分析—定量评价
        
工程地质学+
岩石力学+
现代数理统计和数值模拟理论
(确定性的分析方法为主)        

数值+物理模拟        盐池河岩崩(1980.6.3)
鸡趴子滑坡(1982.7.17)
撒勒山滑坡(1983.3.7)
新滩滑坡(1985.6.12)
中阳村滑坡(1988.1.10)
溪口滑坡(1989.7.10)
漫湾坝肩滑坡(1989.1.8)
龙羊峡近坝库岸高边坡
拉西瓦坝区高边坡
李家峡库坝区高边坡

          金沙江向家坝﹑溪洛渡,雅砻江锦屏﹑官地,澜沧江小湾,白龙江苗家坝等大型水电工程高边坡.        系统工程地质学

工程地质系统集成法        现代工程地质学+系统科学
(强调系统性﹑强调过程的模拟再现)        

过程模拟        
天生桥二级水电站高边坡
链子崖危岩体治理
黄蜡石滑坡治理
黄土坡滑坡(1995.6.10)
鸡冠岭滑坡(1994.4.30)
甘肃黄茨滑坡(1995.3)
         三峡工程船闸高边坡,链子崖危岩体治理,小湾、锦屏高边坡。        系统工程地质或工程地质系统集成法,基于变形理论的设计        系统工程地质学(含非线性科学)变形过程控制理论(强调系统的非线性过程演化及过程控制)        过程模拟与过程控制         三峡船闸高边坡
链子崖危岩体治理,
李家峡水电站高边坡
小湾高边坡
锦屏水电站高边坡
究进入了蓬勃发展的新时期。一方面,随着计算机技术的迅速发展和现代力学、现代数值分析理论的进步,模拟技术开始广泛地应用于地质灾害分析,尤其是机制分析;针对介质的特点,先后出现了线弹性模拟、弹塑性模拟和考虑时间效应的粘-弹-塑性模拟[6],后期还出现了准大变形和运动过程的离散单元模拟,乃至全过程模拟等。基于相似理论的物理模拟技术也得到了相应的发展。借助于方法的更新和手段的进步,人们对地质灾害的认识不再仅仅停留于“概念模型”阶段,而是通过模拟,把“概念模型”上升为“理论模型”,进一步从内部作用过程(机制)上揭示边坡地质灾害的发育及滑动面的形成过程,以及这一过程所反映的边坡稳定性状况和蕴涵的今后的变化信息,从而为复杂边坡的稳定性评价及预测提供了重要的理论方法和工具。这一阶段的发展促使“地质过程机制分析”的学术思想体系上升到了 “地质过程机制分析-定量评价”的新阶段[7]。
另一方面,学科之间的相互渗透使许多与现代科学有关的一系列理论方法,如系统论方法、信息论方法、模糊数学、灰色理论、数量化理论及现代概率统计等被引入边坡科学研究,从而大大促进了理论的更新和应用研究及决策水平的提高。但所有这些方法,在描述方法上仍未脱离传统的线性领域范畴。
90年代,尤其是三峡工程建设和西部开发的实施,工程建设的需求极大地推动了我国20世纪岩石高边坡工程理论与实践的发展。这一阶段有以下三个方面标志性的成就。一是从80年代末期开始,系统科学的思想被引入复杂地质过程和高边坡稳定性研究,人们从系统与系统之间、系统内部各子系统之间的信息传递上认识到了复杂高边坡地质体的稳定性及其控制机制和可能的控制途径,从而开始了从认识地质体向适应乃至改造地质体、从认识边坡变形破坏行为向控制灾害发生的过渡,诞生了“系统工程地质学”和“工程地质系统集成”和“互馈作用”等学术思想[8][9][10]。另一标志是90年代初,非线性科学被引入到了边坡灾害的研究。人们不仅通过一般系统科学认识到了复杂灾害系统的物理构成,而且借助于非线性科学,认识到了系统形成与演变的非线形特性,从而跨越了从线性系统到非线形系统的历史性转变。它认为地质灾害是由一系列非平衡不稳定事件产生空间、时间、功能和结构上的自组织行为,从而导致开放系统远离平衡态的结果,籍此相继建立了一些初步描述边坡行为的动力学方程,提出了一些基于突变理论、分形理论及非线性动力学理论的预测模型[11~12]。
与此同时,伴随长江三峡工程船闸高边坡、链子崖岩体高边坡等相继进入治理施工阶段,从而在很大程度上推动了我国岩石高边坡的稳定性控制和监测技术的方法和技术进步,其标志性成果是大吨位岩石锚固工程的开展[13,14],我国先后在天生桥水电站二级厂房后高边坡、黄河小浪底进水口高边坡、长江三峡船闸高边坡、链子崖危岩体高边坡等应用大吨位岩石锚固对边坡实施了成功的加固处理。
3 岩石高边坡变破坏机理研究
   岩石高边坡变形破坏机理,是岩石高边坡稳定性评价的重要理论基础,同时,也是高边坡变形与稳定性控制的重要依据。因此,变形破坏机理研究在岩石高边坡工程中一开始就受到高度重视。20世纪60~70年代以来,通过西南地区水电建设的前期勘测工作和诸如金川露天矿等大型露天矿工程实践,这一方面最为重要的理论贡献就是岩石边坡变形破坏基本地质力学模型的建立和以此为依据的边坡机制分类体系的建立[1][2][3][9][15]。除了以上文献所描述的这方面的成果外,还有以下一些特殊的岩石高边坡变形破坏机理被揭露。
(1)        滑移-拉裂-剪断三段式机理
所谓边坡变形-破坏的滑移-拉裂-剪断三段式模式是指边坡的变形破坏具有分三段发育
的特征,即下部沿近水平或缓倾坡外(内)结构面蠕滑、后缘拉裂、中部锁段剪断。这种模式最早揭露于黄河龙峡水电站近坝库岸河段,以其中的查纳、龙西等大型滑坡为代表[16],后来,在黄河拉西瓦水电站、湖北盐池河磷矿等地又有发现[9,17],是一种受坡脚近水平结构面控制边坡的经典变形-破坏模式,也是我国大型高速滑坡发生的一类主要机理模式。
    可能产生这类变形破坏模式的边坡往往具有以下的地质结构:(1)坡体主体由相对均质的脆性岩体或半成岩体构成,但坡脚发育近水平或缓倾坡外的结构面;(2)以坚硬岩体为主体,但夹有相对较薄的软弱夹层构成的互层状边坡。
这类边坡的变形破坏机制主要表现在以下的阶段性过程:(1)边坡形成过程中,由于坡体整体的卸荷回弹变形,从而驱动边坡沿坡脚的缓倾结构面发生回弹错动性质的表生改造,并在坡顶形成拉张应力区,出现后缘拉裂(图1,处于高地应力区的这类边坡更具发生此种变形的条件)。(2)表生改造完成后,坡体在自重应力的长期持续作用和驱动下,沿缓倾角结构面发生持续的蠕滑变形,并导致坡体后缘拉裂的向下扩展,从而形成前缘的蠕滑段和后缘的拉裂段。显然,随着蠕滑段和拉裂段的发展,它们之间的完整岩体就构成了边坡变形的“锁固段”,坡体的稳定性将主要由锁固段来维系,锁固段的应力也将随着蠕滑段和拉裂段的发展而逐渐的积累。(3)当后缘拉裂加深到某一深度时,“锁固段”的应力积累将使这部分岩体进入累进性破坏阶段,并最终剪断锁固段岩体,发生突发的脆性破坏。由于这种突发的脆性破坏伴有很大的峰、残强度差,因此,边坡岩体的位能将得以突发的释放,从而形成高速滑坡。
文献[[16]提出根据后缘拉裂的发育深度对该类边坡的失稳破坏进行预报,并在现场调查统计资料基础上建立了边坡失稳的临界拉裂深度判据:
       Hcr=0.5763H – 27.0992
(2) 阶梯状蠕滑-拉裂机理
阶梯状蠕滑-拉裂通常见于受平行边坡陡、缓两组结构面控制的高边坡中,是一种与平面滑动相近的变形破坏模式。在这种情形下,缓裂通常构成蠕滑段,陡裂构成拉裂段,蠕滑面整体呈陡-缓相接的阶梯形或台阶状。工程实践表明,这种变形破坏模式通常出现在坚硬块状岩体或厚层岩体构成的边坡中,其变形的发生往往具有从上至下的特点(也可见到从下至上的),沿倾向坡外的中-缓倾角结构面蠕滑,并通过陡裂逐级向下传递变形,形成阶梯状蠕滑-拉裂形式,当阶梯状蠕滑面的平均倾角与结构面的残余摩擦角接近时,特别有利于这种变形的发生。
这种变形破坏模式在澜沧江小湾水电站、岷江紫坪铺水电站和黄河拉西瓦水电站等高边坡中均可见到[9,15],其中以澜沧江小湾水电站左岸Ⅳ#山梁高边坡最为典型。该高边坡蠕滑-拉裂变形体沿山梁呈近EW向展布,其前缘高程1010m,后缘高程约1280m,相对高差约270m,总体积约9.2×105 m3(图2)。

图2 小湾水电站阶梯状蠕滑-拉裂变形模式
勘探所揭示的典型变形破裂现象如图2所示:边坡蠕滑面是多级台阶式的,根据各平硐揭露的情况,确定边坡蠕滑面为一由多条中-缓倾角结构面通过陡倾角结构面连通的折线状面(平均倾角约为35°),其中,缓倾角结构面为蠕滑段,陡倾角结构面为拉张段。总体上,蠕滑面的下段较为平直,局部出现波折,但拉裂坎高度较小。蠕滑面的上段由三段缓倾角蠕滑面和两段拉裂坎构成,第一道拉裂坎即PD66号平硐上游支硐所揭露的拉裂带,其高度较小,约为5.0m;第二道拉裂坎位于4,5槽线之间,由PD82号平硐所揭露,该拉裂坎高度较大,约20.0m。变形体的后缘边界是PD82号平硐的张裂缝,该裂缝与地表的张裂带(约10m宽)对应。
边坡变形破坏机理可概括为:沿缓倾角结构面的剪切蠕滑变形通过陡倾段的拉张变形逐级向下传递,从而形成一具有阶梯状蠕滑面形态的高边坡蠕滑-拉裂变形体。?
(3)倾倒变形
倾倒变形(toppling)通常是指走向与坡面近于平行的陡倾层状岩体发生的向坡外的弯曲变形(也称弯曲-拉裂、弯曲-倾倒等)[1,3,4,5],文献[9,17]等曾给出了这种变形机理的演化模式和发生条件。而这里的压缩-倾倒则主要指的是:具有下伏软弱基座的高陡边坡,下部软层在上覆岩体的长期压缩作用下,产生非均匀的压缩变形(坡面最大,向坡内逐渐减小),从而致使坡体遭受倾覆力矩的作用,导致坡体整体向外倾倒,并在坡体后缘形成具有很大贯穿深度的后缘拉裂或沿坡体内倾向坡外的结构面发生剪胀错动-拉裂。这种变形现象最早揭露于乌江渡的黄崖(张倬元等称之为塑流-拉裂,1981),后来在岷江紫坪铺、澜沧江小湾、乌江索风营、金沙江虎跳峡以及西南地区具有此类地质结构条件的边坡工程中都有发现和揭露。
进一步,这种变形模式根据边坡内部结构的不同,相应的变形表现形式不同可分为两种类型,即压缩-倾倒-拉裂型和压缩-倾倒-剪胀错动型。
(1)        压缩-倾倒-拉裂型
这种变形模式以乌江渡水电站黄崖高边坡、乌江索风营水电站右岸2号危岩体为代表(图3)。其典型的特征是边坡岩体整体性较好,压缩-倾倒变形发生后,边坡整体倾倒,从而在后缘沿平行边坡的结构面拉裂,形成统一的后缘深部拉裂缝。当软层缓倾向坡外时,后缘拉裂与软层之间可能形成“锁固段”,这时边坡变形破坏的进一步发展可能转为前述的三段式模式,其破坏的结果形成高速滑坡;当软弱基座近水平或倾向坡内时,后缘拉裂的扩展可能直达软层,形成高边坡危岩体,边坡具有整体倾倒破坏的可能。
(2)        压缩-倾倒-错动剪胀型
这种变形模式以岷江紫坪铺、澜沧江小湾、金沙江虎跳峡等水电站工程的高边坡为代表。其典型的特征是反倾坡内的层状岩体边坡发育有一组走向与坡面平行、倾向坡外的结构面,压缩-倾倒变形发生后,边坡整体倾倒的同时,带动坡体内的这组结构面产生剪胀变形,表现为向坡外的拉张和顺结构面的错动,形成一种特殊的变形结构。由于这组结构面在边坡内通常表现为有限长度或被层间的软层所夹持或限制,因此,这种变形结构在边坡内通常不形成贯通的面或显著的后缘拉裂面,而是表现为分散的“卸荷裂隙”形式,其发育深度取决于边坡的倾倒变形程度。
一般情况下,边坡的开挖会诱导这种变形的继续发展,但通常具有继承性,即沿原有的“卸荷裂隙”产生进一步的错动变形调整(图4)。在边坡开挖过程中,这种变形机理反映在边坡的表观位移或内观位移上一般都有一个随时间(开挖)的持续增长过程,变形量和速率都可能较大(地表最大变形可达10余厘米);但由于这组变形结构的非贯通性,因此,通常在开挖结束后,变形也就随之很快减缓或停止了,岷江紫坪铺、澜沧江小湾都是这种情形。除非坡体内具有较为显著的、连通率较高的倾向坡外结构面,否则,这种变围,向坡内逐渐减小;从范围上看,一般在20-30m的范围之内。
(4)高应力-强卸荷深部破裂机理
近十年来,在西南地区大型水电工程高边坡的地质勘探过程中,常常揭露边坡具有深部卸荷,并伴随深部张裂的现象,即除了边坡浅表部发育的正常卸荷带(一般0~60m)外,在坡体的深部(一般水平距岸坡120-200m深度)还发育有深部的卸荷带,表现为典型的深部张裂。这种现象最早在雅砻江锦屏水电站普斯罗沟坝址和金沙江向家坝水电站马布坎高边坡被揭露)[15,18,19],并引起重视和研究。类似的深部张裂现象后来在白龙江苗家坝水电站、澜沧江小湾水电站、糯扎渡水电站等又有揭露。
大量的勘探实践和研究资料表明,深部张裂带的发育具有多种复杂的机理,包括本文中所提到的几种模式中实际上也包含了深部张裂带的成分。但作为强裂卸荷原因而引发的这种深部卸荷及其所伴随的深部张裂现象有以下三个强烈的背景:一是高地应力(现实边坡内部的水平或近水平应力通常在15Mpa以上,河谷下切释放前应该更高),这种高地应力是驱动边坡发生强烈回弹变形的内在动力;二是边坡深部存在有利于应力释放的结构面(平行或与边坡小角度斜交的近直立或倾坡外的断层或长大裂隙), 这是深部卸荷和张裂带形成的边坡结构基础;三是河流的快速下切,这是导致边坡内在应力快速释放的外部条件[20]。
典型的高应力-强卸荷深部张裂以雅砻江锦屏水电站普斯罗沟坝址左岸反倾边坡最为典型。主要表现为除浅表部的正常卸荷裂隙外,还发育有一系列深部裂缝,这些深部裂缝的分布特征、成因机制对高边坡和坝肩岩体稳定性有重大影响. 近十年的研究表明:锦屏水电站普斯罗沟左岸高边坡所发育的一套深部裂缝体系,实际上是在坝区特定高地应力环境条件下,伴随河谷快速下切过程中,坡体应力强烈释放,而沿坡体内原有的构造结构面(小断层和长大裂隙)卸荷拉裂的产物。
4 高边坡稳定性评价
在高边坡稳定性评价方面,比较一般的边坡稳稳定性而言,首先是在认识上所取得的进步:
(1)首先,人们认识到了高边坡作为一类特殊的地质体,正确认识其变形破坏机理对稳定性评价的重要意义。岩石高边坡的稳定性不是静止的,而是一个动态演化的地质历史过程,这个过程就是伴随时效变形的发生,边坡潜在滑动面不断的孕育、发展演化,最终进入累进性破坏而贯穿的过程。查明这一过程和所发生的内部作用机理,是岩石高边坡稳定性和适宜性评价的基础[21]。
(2)岩石高边坡稳定性受复杂岩体结构的控制,基于均匀介质的传统土力学稳定性评价方法用于这类边坡的稳定性评价与控制分析是不妥当的。因此,在高边坡稳定性研究过程中,要特别重视对岩体结构特征的研究,重视岩体结构对变形破坏机理模型的控制,重视岩体结构与潜在滑动面关系的分析。
(3)岩石高边坡稳定性的评价不仅是一个强度稳定性问题,也是一个变形稳定性问题,不同的发展演化发展阶段,对应了岩石高边坡所处的不同稳定性状态。在岩石高边坡的稳定性评价中要贯彻变形稳定性评价的思想。
    对于特定的边坡地质体,其总存在一个临界破坏的最大变形量,这个变形量代表了边坡最大的承担变形的能力,因此,也是高边坡的安全控制与预警标准制定的基础。随着二维和三维数值模拟技术的发展,人们可以在边坡监测数据的帮助下,通过较为准确的模拟建立边坡变形的数值模型,从而对这个最大变形量做出估计。而监测技术的发展已经可以对边坡的表面和内部变形做出全方位的监测,从而给出不同阶段边坡变形安全度。
(4)岩石高边坡稳定性的控制,关键在于控制变形。从变形破坏演化的历史分析,边坡是通过变形的发展逐渐累计内部的“损伤”,并向潜在滑动面转移,随着“损伤”在潜在滑动面的积累,潜在滑动面逐渐孕育、发展并最终形成边坡的控制性破坏面。因此,在特定阶段,边坡的变形控制住了,不具备进一步发展的条件了,潜在滑动面的演化就会在“孕育”或者“发展”阶段结束,而进入不了最终的累进性破坏阶段。
在具体分析评价方法方面,主要有以下及方面突出的成果:
(1)数值模拟技术在高边坡稳定性评价中得到了广泛深入的应用[21,22,23]。一方面数值模拟技术本身的发展为高边坡变形与强度稳定性分析提供了强有力的工具,三维数值模拟技术得到了广泛的应用。随着计算机技术的发展,以有限单元法为基础的数值模拟技术在90年代中期突破了计算机内存和算法上的限制,使得开展适用于高边坡稳定性分析的大规模科学计算成为可能。到上个世纪末,在高档微机上已经可以解决十万个节点以内的大型数值计算和数值模拟问题。目前,随着并行计算技术的发展,正在向数十~百万个节点的计算问题迈进。
另一方面,各种更适合于岩体计算的数值模拟方法自20世纪80年代以来得到极大的发展[24],首先是刚性离散单元法(DEM, Distinct Element Method)的提出使得节理岩体模拟这种更接近于块体运动的过程模拟成为可能,实现了岩体数值模拟技术一次质的飞跃。紧接着, DDA(Discontinous deformation Analysis,石根华,Goodman,1989),NMM (Numerical  Manifold Method, 石根华, 1995年)相继提出,它适用于不连续介质的大变形问题分析,从而实现了岩石块体的移动、转动、张开、闭合等全过程的模拟,据此可判断出岩体的破坏程度、破坏范围,从而对岩体的整体和局部的稳定性做出正确的评价。在数值模拟技术方面另一标志性成就是FLAC(Fast Lagrangion Analysis of Continue,P.A.Cundal1,1996)方法的提出。这种方法可以考虑材料的非线性和几何学上的非线性,采用混和离散化法使塑性破坏和塑性流动得到体现;并采用显式时间差分解析法,大大提高了运算速度;适用于求解非线性大变形,但节点的位移连续,本质上仍属于求解连续介质范畴的方法[25]。
对应用数值模拟技术的另一方面的促进是人们在认识岩体变形破坏本质和本构关系描述方面取得了长足的进展。自70~80年代弹塑性、断裂、流变问题提出以来,90年年代关于损伤分析、流变~损伤耦合分析、渗流~损伤耦合分析得到了岩石力学和工程地质学家的重视[26,27,28],并开始应用于诸如三峡船闸高边坡等工程的分析。总之,人们对地质体力学行为的描述与刻画正越来越接近于客观实际,尽管这方面还有很长的路要走。
(2)边坡系统非线性动力学分析。20世纪90年代,随着非线性科学的兴起,这一研究复杂系统的理论在许多领域迅速得到应用,这也促使人们思考边坡系统的非线性行为,并开始了这一新理论在工程地质学领域的应用。这一期间,许多作者在这一方面做了很好的开创性工作[11,12,29,30,31],建立了诸多从描述边坡变形、滑动面发展直到突变失稳的非线性模型。典型的成果包括岩石边坡滑动面累进性破坏过程的自组织临界过程描述,从而从理论上很好的刻画了岩石边坡滑动面的形成和破坏机理,也依此建立了基于自组织临界的滑动面扩展损伤判据和失稳前兆识别判据。依据非线性科学的协同理论、突变理论,建立了边坡失稳预报的协同预测模型和针对不同类型边坡的多种突变理论预报模型。但总的来看,虽然我们在应用非线性科学理论理解边坡的失稳过程和建立预报判据方面取得了显著的进展,但由于客观地质体的复杂性和理论模型的局限性,非线性理论的应用还是一个值得进一步探索的领域。
(3)岩石高边坡的动力响应分析。高边坡的动力响应是高地震烈度区一个必须引起重视的问题。关于这方面最早的研究见于文献[32],他们的后续成果建立了边坡块体运动的动力微分方程,讨论了动力稳定的评价原则[33,34]。文献[35]通过动力有限元发现岩石边坡的地震动力系数并不随坡高增高而单调增大,当坡高约100m时,坡顶动力放大系数达到最大值;坡高超过100m动力系数反而有所降低。1991年长江科学院采用有限单元法研究了三峡船闸高边坡的地震动力稳定性。但总的说来,20世纪国内对边坡,特别是复杂的岩石高边坡动力响应问题的分析理论和方法上仍显不足,是今后有待发展的重点领域。
(4)边坡安全可靠度分析。从20世纪90年代开始,针对边坡稳定性评价中诸多不确定性因素的问题,许多作者开展了边坡安全可靠度分析的研究[36,37],并取得了显著的进展,建立了特定条件下的影响因素的概率模型和边坡可靠度分析模型。但由于地质条件的复杂性,目前边坡可靠度分析还仅局限于针对一些条件相对简单的边坡的分析和应用。
5 边坡安全监测
国外最早的安全监测工作始于20世纪20年代的坝工建设,我国的安全监测工作始于50年代,但开始也主要研究大坝的安全。国外的岩土工程监测开展较早,我国从80年代初开始引起和研制了部分仪器,在露天矿边坡和水电开挖高边坡开展了系统的安全监测研究,在国家“六.五”、“七.五”攻关计划的支持下,监测仪器、监测方法和监测设计、施工及监测成果应用等方面的技术不断得到改进,监测技术在高边坡安全研究中的应用越来越引起重视,并取得了一些明显的成效。90年代伴随二滩、三峡、小浪底等大型水利水电工程的设计和施工,边坡监测技术水平无论从仪器质量、监测设计与施工、观测与资料整理分析等多个方面都取得了长足的进步,监测技术已从研究阶段转入了生产实用阶段。目前,监测工作已成为了边坡工程施工的重要环节,几乎所有重要的边坡工程都设计有监测。监测工作对正确评估边坡的安全状态、指导施工、反馈和修改设计、改进边坡设计方法等多方面具有非常重要的意义,监测技术的引入使边坡工程的设计和施工在安全稳定和经济合理的协调统一中起到了不可或缺的桥梁作用[38,39,40,41]。
边坡监测方法大体上可分为两大类:外观法和内观法,两类监测方法各有其适用范围和优缺点。从方法选择上的技术进步表现在:①从以前的单纯依靠外观法搞边坡监测发展为内、外观结合与优势互补;②为及时发现坡体的稳定性异常迹象,在施工初期更多地采用了内观法;③坡体位移较大、稳定性异常时,以外观法作为了监控与临滑预报的主要手段。
外观法以坡体表面位移为观测对象,其中精密大地测量技术最为成熟、精度最高,是目前广泛使用的最有效的外观方法。大地测量法的技术进步表现在工作效率和观测精度的提高:①仪器与测量技术方面从早期采用经纬仪、水准仪和测距仪发展到使用电子经纬仪、全站式速测仪,目前更进一步采用了具有目标自动识别功能 (Automatic Target Recognition)的测量机器人,使依靠人眼的光学测量转变为计算机控制的自动测量,不仅减小了工作强度,也大大地降低了观测误差;②仪器的进步、计算技术的发展及平差理论的深入,不仅使坡体变形观测的误差满足了工程需要(毫米级),同时数据处理时间大大缩短;③自动化测量与快速数据处理的实现,使边坡变形的实时动态观测成为可能,为滑坡险情的预测预报提供了强有力的技术支持。另外,在外观法中新技术的发展如GPS测量技术、近景摄影测量和INSAR干涉雷达测量等,在近年也取得了明显的进步,其中GPS测量技术由于观测精度的不断提高,目前逐步进入实用阶段,有较乐观的发展前景。
内观法是将仪器埋入坡体内部,监测坡体在工程实施过程中的各种物理量的变化的方法。内观法仍以最直观的物理量―坡体变形作为主要的观测对象,但内观法可探测坡体内部的变形分布,观测精度较高(可达0.01~0.1mm),资料规律性较好,易于实现自动化,故内观法发展较快,目前成为边坡监测中的主要手段。
内观法在我国从80年代开始,其主要的技术成就表现在:①仪器从引进、解剖、消化、试制到完善,已发展为系列产品,填补了技术空白;②仪器观测精度不断提高,从80年代的科研试用已转化为生产实用;③监测方法与手段的多样性,便于监测成果的相互印证与综合分析,如变形观测常用的仪器有:多点位移计、倾斜仪、测缝计、沉降仪、收敛计等,另可对影响坡体变形的相关因子和环境因素进行观测,如水位、渗压、应力变化、降雨、地温、地声、振动等,便于分析坡体变形的原因;④研制了监控支护结构运行状态的仪器,如锚索应力计、锚杆测力计、土压力盒等,可与设计计算对比分析;⑤自动化监测系统的研制与应用。
另外,在监测成果的整编方面,从手工计算发展到了监测信息处理系统,目前监测信息都可全部由计算机管理,监测图表可由计算机生成。在监测成果分析方面,在常规比较法、图表法、回归法、特征值法和影响因素法的基础上,强调了与地质的紧密结合,并充分利用其它技术手段如数学物理模型、GMD模型、反分析方法等,对监测资料进行综合分析。在信息反馈方面,由于在资料整编上的进步和分析方法上的突破,监测信息反馈目前能基本做到及时、准确,可利用在修改设计、调整施工、降低工程造价,及避免工程失事或减小工程损失等多方面。
从80年代开始,边坡监测工作在水电工程和大型露天矿中得到了逐步的重视,90年代初进入工程实用。在水利水电系统的很多工程都非常重视边坡监测,如隔河岩、小浪底、五强溪、二滩、三峡、东风、李家峡、天生桥等,都根据工程情况对开挖边坡和滑坡开展了安全监测。一般对工程边坡主要采用内观法进行监测,布置多点位移计、倾斜仪等;对滑坡则采用内外观结合的方式布置监测。监测工程的实践不仅积累了完整的观测资料,也确实起到了明显的经济和社会效益,如二滩水电站2号尾水渠边坡,坡高150m,总体坡度达63度,边坡在下挖过程中变形明显(监测位移超过100mm,后缘裂缝宽250mm),根据监测资料的分析研究,基本上掌握了边坡变形的机理、变形范围与深度及发展变化趋势,及时并有效地采取了加固处理措施(100根3000kN锚索),避免了工程事故的发生;在这个过程中监测确实起到了动态评价边坡稳定性、指导施工、修改设计的作用。二滩库区金龙山滑坡的监测,全过程监控了坡体在蓄水过程中的稳定性动态,为蓄水过程及水库调度提供了决策依据。总之,监测工程实践不仅使监测技术本身在理论、方法等方面不断提高和完善,也使业主和施工单位切实感受了信息化设计和施工的强大生命力,共同促进了监测技术在边坡工程中的应用与发展。
6 岩石高边坡锚固技术
预应力锚固是应用于岩土体中的预应力水泥灌浆腱体用来阻止或控制诸如墙、斜坡岩土体等结构单元的位移。1934年,阿尔及利亚Cheurfas大坝所采用的垂直锚标志着现代预应力地锚时代的到来。此后,这一技术在德国、法国、英国、美国及    等国家得到广泛应用;1989年,澳大利亚施工了长120 m、工作荷载12000 kN的超高荷载大坝锚(long ultra high capacity dam anchors)。1964年,我国在安徽梅山水库建设中首次使用预应力锚索加固坝肩滑动岩体并取得成功[14,42]。上世纪80年代以后,随着我国大规模基础设施建设高潮的到来,预应力锚固技术在高边坡加固中得到了广泛应用,在结构设计、施工工艺、后期监测及加固机理研究等方面取得了若干重要成果。目前,预应力锚固技术已经成为我国边坡,尤其是岩石高边坡,加固的首选方案。
水电工程方面,天生桥一级水电站厂房边坡加固采用了121根1000 kN的预应力锚索(1992);天生桥二级水电站房西坡加固也采用了392根锚索,其中1200kN的就有240根(1992);漫湾水电站左岸边坡加固处理共采用锚索2227根,其中1000 kN的1310根、1600 kN级20根、3000 kN级的876根、6000 kN级的21根[43](1995)。黄河小浪底水电站高边坡加固工程中累计施工预应力锚索近1500根,仅172 m高的进水口高边坡加固就采用了长18~40 m、预应力为400 kN、600 kN、800 Kn、1200 kN和1500 kN的5种锚索747根,加固工程于1996年完工[44,45]。黄河上游李家峡水电站边坡加固中采用了以预应力锚索为主的综合整治措施,施加的预应力量级为600kN、1000kN和3000kN,采用的锚索总量达1872×105kN•m[46](1997)。最大高度170 m的三峡船闸高边坡及隔离墩加固共施工预应力锚索4376根,其中对穿锚索1986根;锚索长度30~57 m,最大长度69.4 m;施加的张拉应力为1000 kN和3000 kN[14,47~50](2002)。此外,清江隔河及二滩等大型水利水电工程的高边坡加固也都广泛采用了预应力锚固技术[53~55]。
水运工程方面利用预应力锚索加固高边坡的典型实例当属长江链子崖危岩体整治工程[13,56,57]。长江链子崖危岩体位于湖北姊归新滩镇的长江南岸,是三峡库区稳定性最差的大型崩塌滑坡体,对长江航运和三峡大坝施工构成了严重威胁;经多方案对比,整治工程采用了预应力锚固技术。加固过程中,共施工锚索173根,其中1000 kN的73根、2000 kN的50根、3000 kN的50根,锚索平均长度35 m、最长的62 m;加固工程于1995年开始,1997年结束,经多年的变形观测,表明处置效果良好[56]。
目前,在我国的高速公路及国道主干线改造工程中,预应力锚索已成为路基高边坡加固的最常用手段[59]。大保高速公路某路基边坡开挖高度达到200m,加固过程中施工了近200根长25~30 m的预应力锚索,施加的预应力量级为1000 kN,锚固段长度大于10 m[60]。云南元磨高速公路元江段某168m的路基高边坡加固采用了289根4束预应力锚索,平均长度27 m,锚固段长度10 m,施加的预应力为600 kN[61]。铜川~黄陵高速公路某滑坡高50 m,方量近50 ×104m3,加固过程中,采用了228根9束预应力锚索,施加预应力1000 kN。京珠高速公路某路基边坡的加固采用了20~58 m长的预应力锚索,锚固段长度10 m,施加预应力600kN和900 kN[62]。
预应力锚固在我国铁路路基边坡加固中也得到了广泛应用[63~66],其中比较典型的实例是南昆铁路八渡滑坡整治工程。该滑坡位于贵州省册亭县乃言乡,滑坡主滑体长约310~340 m,宽400~540 m,厚20~40 m,体积约290万m3;次级滑坡长约200 m,宽约380 m,厚10~20 m,体积约130万m3。滑坡加固过程中施工了132根、总长6400 m的6束预应力锚索,锚索平均长度50 m、最长的75 m、锚固段长度10 m,施加的预应力为800 kN[67]。
露天开采矿坑边坡加固方面也已开始采用预应力锚固技术。文献[68]在四川某露采边坡加固中施工了长35~38 m的预应力锚索297根,施加的预应力为1000 kN。文献[31]为进一步验证锚索在露采边坡加固中的可行性,以某露天矿边坡变形体为依托,进行了预应力锚固效果的试验研究;试验采用的是6束、900 kN的锚索(每束150 kN),锚索平均长度27 m、锚固段长8 m;理论计算表明,锚索加固对可显著提高边坡稳定性。
7 典型岩石高边坡工程
(1) 长江三峡工程永久船闸高边坡
三峡永久船闸位于长江左岸制高点坛子岭北侧约200m的山体中,为双线5级连续梯级船闸,包括上、下游引航道和闸室段,全长6442m,其中,闸室段轴线方向111°,长1607米。闸室有效尺寸为280m(长)× 34m(宽)×5m(槛上最小水深)。整个船闸系在山体中开挖后修建,两侧形成长达4200多米的人工开挖岩质边坡,其中,有近800m长的坡段,边坡高度大于120m,最大开挖深度达170m(见图5)。
同国内外其它长大高陡开挖边坡相比,三峡永久船闸高边坡具有开挖时间短(约5年时间)、开挖方量大(约2345万m3)、开挖边坡高陡、对坡体变形和稳定要求高(闸首部位直立墙边坡的时效变形量5年内不能大于5mm)、运行工况复杂等特点。由此决定了三峡船闸高边坡的变形与稳定性问题是整个枢纽的重大工程地质问题之一,对工程的修建及将来的运营产生重大影响,并直接影响着三峡工程的航运效益。
自80年代以来,这一问题在国内外工程地质及岩石力学界等引起广泛关注及高度重视,长江水利委员会作了大量的勘察试验工作,为船闸高边坡的研究积累了丰富的资料。先后有十数家单位参加了与船闸高边坡稳定性有关的研究工作,其中包括长江水利委员会、中国水利水电科学研究院、清华大学、同济大学、河海大学、武汉大学、中科院武汉岩土力学研究所、中科院地质研究所、成都理工大学、瑞典国家电力局、法国国立巴黎高等矿山学校等国内外研究机构和高等院校。所取得的丰硕研究成果[对船闸高边坡的设计、施工起到了重要的指导作用[5]。
各个不同阶段的主要工作成果和结论认识如下:
①“八五”时期。确定了最终的边坡开挖轮廓(如图5),垂直船闸轴线方向的最终开挖轮廓近似为“W”型。闸槽直立墙顶以上边坡的开挖坡比为:全风化层为1∶1~1∶1.5,强风化岩体为1∶1,弱风化岩体为1∶0.5,微新岩体为1∶0.3。其边坡马道宽5m或10米,梯段高度15m。闸槽边墙为直立墙。中隔墩宽44~57m,高47~68m,闸室底宽37~58m。
    船闸高边坡的稳定性分析包括:整体稳定分析、局部稳定分析(定位块体、半定位块体和随机块体分析)和塑性受损区的岩体稳定分析。结论为边坡整体稳定性好,不具备产生大规模整体破坏的条件,边坡破坏模式主要为受结构面控制的局部楔形体失稳破坏,但其数量少,规模小。
    船闸边坡的变形分析包括二维有限元(线弹性、弹塑性、弹脆塑性分析,粘弹性分析)和三维有限元分析。主要结论为:闸墙顶的位移量以弹脆塑性分析结果最大,多数计算结果的位移量级在厘米级,但也有计算成果认为位移量可能达到1m以上;流变计算结果为直立坡顶50年水平位移量不超过5mm,其中大部分变形是在运行的前10年完成。
②“九五”期间。研究工作主要是依托国家自然科学基金委员会和中国长江三峡工程开发总公司联合资助的重大项目“三峡水利枢纽工程几个关键问题的应用基础研究”的第三子课题“三峡船闸高边坡若干基础理论”开展的,课题下设5个专题。主要成果及结论如下:在船闸高边坡开挖和运行过程中,边坡可能的失稳模式有两种:一是整个边坡或边坡的某一部分沿弧形滑面失稳;二是由片麻花岗岩的几组节理组成不稳定块体下滑,船闸高边坡整体稳定性满足要求。
变形计算采用了包括:常规有限元(二维和三维)、自适应有限元方法(二维)、离散元方法(二维和三维)、DDA方法(Discontinous Deformation  Analysis)、FLAC(Fast Lagrangian Analysis of  Continue)方法、数值流形方法(NMM)、无单元法、界面元方法和人工神经网络方法等,进行了包括小变形、有限变形和大变形分析的分析计算。并专门研究了爆破对边坡稳定的影响,边坡锚固作用机理和开挖卸荷机理等。由于计算模型的差异,各种方法计算结果不同,即使使用同一软件,不同单位的计算结果也不相同,但变形计算结果都在50mm以内(闸室直立墙顶)。流变计算结果:不同单位计算结果不一,但总流变位移不超过5mm,流变稳定时间:清华大学认为需要1年多时间,同济大学认为需要33天,长江科学院认为7~8天变形基本停止。
③施工期间:伴随船闸开挖施工,船闸边坡的地质条件被进一步揭露,变形监测也全方位的展开,具备了对船闸高边坡进行进一步地质模型概化和在此基础上的稳定性实时跟踪评价工作。1997年底开始,长江水利委员会(以下简称长委)长江勘测技术研究所与成都理工学院等单位合作,开展了“三峡工程永久船闸高边坡地质概化模型及变形分析研究”的科研课题,目的在于充分利用现有的丰富资料进行永久船闸高边坡变形与稳定性的系统工程地质研究,尤其是对船闸高边坡的变形稳定性做出一个明确的回答,以指导施工的进行和长期运行的安全设计。这一研究的特点是由于开挖的不断揭露,地质模型的建立更趋向于确定化,相对准确的地质模型和不断反馈的监测参数,是计算模型能够得到不断的优化和反馈修正,从而获得了更为符合实际的评价成果。
三维计算结果表明:边坡直立墙的变形以顶部为最大,北坡二闸室28mm、三闸室32mm,南坡二闸室25mm、三闸室29mm,北坡略大于南坡,向闸室底板变形量逐渐减小;闸室底板以垂直向上的变形为主,量级约6-7mm;中隔墩主要表现为垂直向上的变形,在顶面处最大,约为12-15mm(最大出现在三闸首部位),两侧的水平变形量很小。值得注意的是:边坡的破坏区主要分布于直立墙顶部斜坡坡脚处、直立墙中、下部,在边坡中、上部破坏区范围减小,在闸首凹形开挖面的拐角处破坏区范围增大。边坡破坏区的深度在直立墙顶部斜坡坡脚处一般为5~7m,在直立墙下段边坡破坏区的深度一般也为5~7m,在断层F215出露部位坡坏区的深度显著增大。中隔墩的破坏区主要分布于顶部靠中间的部位,两侧直立墙,在中隔墩直立墙的中下部破坏区范围增大并且影响深度也增大,中隔墩直立墙下端破坏区深度一般为5m左右,在断层F5及F215出露部位破坏区范围及深度都显著增大。在三闸首凹形开挖面的拐角部位破坏区的范围及深度也明显增大。锚固断层F5后,中隔墩顶部尤其是三闸首位置破坏区范围及深度显著减小。
监测结果表明,目前三线船闸高边坡各项指标均在原设计的范围内,总体效果良好。
(2) 金川露天矿高边坡
金川露天采场位于河西走廊与潮水盆地之间龙首山的北岭边缘,北面紧临第四系冲积扇,地形开宽平缓。采场三面环山,地形起伏。根据开采时间和空间分为西部采场(老采场)和东部采场。西部采场上部长1030m,宽600m,上境界从17行到37行;底部长500m,宽40~100m,下境界从22行到32行,山坡露天部分最高标高1760。于1965年基建剥离,1966年9月投产,1982年10月采矿工程下降到1518.5m,按设计顺利闭坑。该采场边坡最大比高为310m。东部采场为西部采场的扩帮工程,采场上部长250m,宽670m,上境界从12行到17行;底部长236m,宽70~90m,下境界从17行到22行,山坡露天部分最高标高1790m。1982年投产,于1990年闭坑,采矿工程下降到1532m水平,从最高平台至采场底部垂深264m,与西部采场连在一起。
露天采场主要出露岩体包括前震旦亚界变质岩系、侵入岩体和第四系松散岩。区内岩性组合、强度低,具有显著的流变性,并且原岩应力高 (地表3Mpa,地下300~500m深度范围内可达20~30Mpa),边坡高陡,边坡变形破坏明显。金川露天西部采场在投产三年后,发现边坡变形破坏,破坏最严重的地区是工程地质分区I-1区,即采场上盘区西段,此处为露天采坑壁高最大的地段,边坡比高达到310m。该区自1964年边坡顶部产生裂缝以来,经历了由局部滑移到大面积倾倒,并导致坍塌、滚石。露天东部采场1987年开始变形。1988年设计境界线以外出现裂缝,并不断扩展,边坡上部岩体倾倒,中部出现坍塌。总体上讲,金川露天矿边坡在生产服务期(1966年~1990年)曾发生一系列的变形破坏。变形破坏的地表面积达5万平方米、体积113万立方米。阶段边坡严重破坏,许多地段一、二百米边坡一滑到底,松石滚落,严重威胁生产建设的安全。
为此,金川有色金属公司委托中国科学院地质研究所、中南工业大学、北京钢铁学院、武汉岩土力学研究所等国内众多科研院所对多金川镍矿露天开采边坡相关的岩石力学和工程地质问题进行了深入系统地研究,取得多方面重要的研究成果。
研究结果表明,金川矿区边坡变形破坏的类型为“倾倒—滑移”型,倾倒体最显著的特征是叠瓦式反倾向的陡坎,陡坎下盘岩体上翘,到一定高度就发生倾倒。陡坎上盘则形成沟槽。上下盘岩体变形组合而成的外貌形态,即是在边坡上形成一系列平行排列的深沟和反坡向陡坎。沟槽的深度与陡坡高度一致,宽度随倾倒发展而加大。倾倒地区的另一重要变形特征是边坡阶段平台倾斜,方向倾向采坑,倾角最大可达30 º ~40º。倾倒体在进一步变形中逐渐破裂、解体,沿走向和坡向上,都显著地向采坑方向膨胀。在走向上,呈现由倾倒区边缘向中心膨胀幅度增加。在坡向上,呈现此起彼伏的锯齿状形态。每一单元倾倒体的发生、发展都有其一定的规律:最初沿反倾结构面产生裂纹,然后发展为裂缝,变形继续发展是岩体沿张开裂缝产生相对升降运动,下盘上翘岩体渐向坡外倾斜、坍塌。每一单元从开始倾倒到坍塌破坏,大约需经历二年时间。
倾倒岩体的位移规律很具有以下典型特征:(1)水平位移大于沉降;(2)岩体位移有显著的差异性;(3)具有蠕变的变形特点。
金川矿区岩体的滑移变形与一般的深层基岩滑坡一样,其特征是有正向的滑坡陡壁和呈弧形展布的裂缝发育,滑移岩体向坡下座落。滑移段的岩体水平位移矢量显著地小于倾倒段。从成因来讲,金川矿山边坡变形主要受岩体结构和开挖引起的地应力释放控制,同时爆破、施工、维护和管理等人为因素对边坡的变形破坏也有一定的影响。
(3) 抚顺西露天矿高边坡
    抚顺西露天矿位于抚顺市市区西部,南倚千台山北麓,北临浑河,矿坑北部境界与抚顺石油一厂、抚顺发电厂、水泥厂等企业和市商业中心、居民区相临,矿坑面积10.4km2,三个排土场面积2.2km2,约占抚顺市市区面积的27%。抚顺西露天矿是一座历史悠久、规模宏大的大型深凹露天煤矿,从1914年开采,已有80多年历史,已采出煤炭2.6亿t,油母页岩4.8亿t,剥离16亿m3。目前,采场规模已达东西长6.6km,南北宽2.2km,采深约400m,号称“天下第一坑”。按总体设计,该矿将于2007年闭坑,闭坑时最终边坡角28°-31°,中部最深达标高-368m。
抚顺西露天矿是我国最为典型的大型露天矿之一,历史上曾进行过五次大的技术改造,几乎采用过国内外所有的主要露天开采技术,最终形成了“分区开采、联合运输、内部排土”新开采工艺系统,实现了各开采工艺环节设备的现代化,为我国露天开采界提供了宝贵的实践经验。
露天矿为新生代老第三系内陆沼泽相沉积地层,邻浑河深大断裂,该断裂是郯庐断裂北延部分的一个分支。边坡岩性复杂,软硬相间,由玄武岩、油母页岩、煤层、凝灰岩等构成,后者含粘土矿物较多(最高达14%),易风化、遇水成软泥状。露天矿田为一向斜盆地,其轴大致呈东西走向,向斜核部位为耿家街组褐色页岩和西露天组绿色页岩。向斜轴面倾向NW,枢纽仰起方向NE,仰起角100~220,向斜南翼较缓,倾角200~300,北翼较陡400~550,西北帮处形成直立倒转。矿区断裂构造发育,对边坡有较大影响的构造有:F1A断层,区域压扭断层,产状:N80°E/NW70°~80°,破碎带宽度由西部的70m向东到EW0附近30m左右,采场西北帮出露。F1断层,为区域性压扭性断层,产状:近EW/NW/47°~52°。断层破碎带宽度大约20~30m,在采场内出露。F2断层,为张性断层,在采场W1500~EW0发育,与F1等近平行,倾角800;由于断层的影响,使得断层以北的岩层倾角普遍变陡,由20°提高到33°。F6断层,位于矿坑东端,是西露天矿与原东露天矿的分界线。倾向NW85°,倾角35°。采场内节理非常发育,主要为近东西和近南北两组陡倾角节理。由于断裂构造作用,原岩产状已破坏,多呈碎裂状。
抚顺西露天矿的边坡失稳从1927年就开始出现,截止1992年,共发生规模不等、类型多样的滑坡66次,给矿区生产带来重大损失,并严重危险生命和环境安全。比较典型的滑坡有1954年5月,西北帮滑坡;1960年9月~1961年2月,南帮东、西大巷间连续发生四次崩岩滑坡,总滑落量188万m3;1964年8月发生南机电厂滑坡,长420m体积达105万m3;977年8月~1978年12月,先后发生的4次较大规模的滑坡,滑落量为217.5万 m3;1987年初,西北帮,由于岩层直立倒转和受井工开采影响发生沉陷和滑落;同年3月,北帮地表下沉、平移,北帮E800附近切层滑落,发生局部滑坡。
露天开采除了直接引起边坡失稳问题外,也对矿区周边地质环境、企业和建筑物等带来严重影响,形成一系列环境灾害,其中最为突出的是地面变形和沉陷,如北帮E1000沉陷滑移变形,使兴平路沉陷断裂和矿务局电铁客货运输中断停运、变形面积达12.88万m2;北帮W200—W800倾倒滑移变形造成抚顺石油一厂部分工业设施和建 筑物严重破坏,影响地面距离达500—700m。
矿区高边坡变形破坏类型多,受地质条件和开采的影响,机理复杂。除了通常的圆弧滑坡(主要发生在第四纪粘土层或基岩风化带中)、平面顺层滑坡、楔形体滑坡外。倾倒变形破坏是一类主要形式。
边坡的加固处理在抚顺西露天矿的生产历史上一直受到高度重视。主要采取的工程和技术措施有以下几类:
①水的综合治理。采取了截、导、疏、排的综合治理措施。修筑地面沿帮固定水沟,把地面水尽最大可能拦截在上部,不让地面水流入采场,做到浅水浅排。在有充分补给水源的地段,对地下水采取综合治理措施。如采场北帮W1800——E1300为拦截第四纪冲积层的水平向采石场补给,选用了单行式疏干井的方式,在地面施工疏干井46眼,在采场工作平盘上E800——W400,+40水平施工岩层疏干井22眼。西端帮为截流原老八道盘水池积水和古城子河渗流,在W1700,N270——N325之间施工旋喷帷幕防渗墙,布孔45个。
②抗滑桩工程。在探明滑坡周界,确定了滑面之后,对滑坡进行反分析,求得内摩擦角φ值,按计算出的每根桩所能承受的滑坡推力再进行剩余下滑力计算,求出需要钢轨抗滑桩支撑的滑坡推力,确定出稳定滑坡体所需的桩根数。抚顺西露天矿曾在北帮E800滑坡施工钢轨抗滑桩501根。在南帮选煤厂出矸石线施工277根抗滑桩。在西端帮施工128根抗滑桩。
③锚杆加固。采用锚杆加固,增加岩层迭层总厚度,从而达到增加复合的抗变刚度,减少边坡因倾倒而引起的位移。抚顺西露天矿曾在北帮-5~-44水平施工491根锚杆。
④技术措施。包括控制合理的工作帮坡角、合理调整采区、设置合理厚度的安全煤壁、减震煤破及统筹安排采区等。
近过历年的综合整治,边坡防治收到了较好的效果,使得露天矿边坡整体保持稳定,局部边坡稳定性也得到了改善,采掘场内边坡变形逐渐减缓,实现了安全生产。
(4) 链子崖“五万方”加固工程
链子崖危岩体位于湖北省秭归县新滩镇长江南岸,兵书宝剑峡的出口处,与新滩滑坡隔江对峙,距三峡大坝仅27Km。其峡口段河谷深切、岸壁陡峭、水深流急,为川江航道的咽喉地段。它与黄崖老崩滑体、新滩滑坡及其隐患区共同构成长江西陵峡崩塌隐患区。该区历史上曾发生崩塌滑坡14次,1985年的新滩大滑坡将新滩古镇推入江中,停航12天。
链子崖危岩体北端危岩高耸百米以上,俯视长江,T8—T12缝段200余万立方米危岩(图6),一旦在地震、暴雨、久雨等因素作用下,产生崩塌滑坡,将会造成碍航,甚至堵江断航的严重后果,为此,20世纪90年代中期国家决定对其进行加固处理。
链子崖危岩体防治工程的目的是改善危岩体的稳定状况,防止崩滑体入江造成危害。而其中水马门“五万方”危岩体的治理是T8—T12危岩体工程的重点。“五万方”危岩体为T11、T12及R203软层所切割的三角块体。岩性以坚硬的厚层块状灰岩为主,前缘临空,位于长江南岸,形成高约60~80m的陡壁。设计采用地表截排水、地下(煤层采空区)设承重阻滑键、临空面锚固的综合加固方案。锚固方案选用3000KN、2000KN、1000KN三种锚索规格(见图6)。3000KN分布于高程150m以下,共50根,承担总锚固力的1/2。2000KN分布于高程160m之下,共48根,约承担总锚固力的1/3。1000KN锚索65根,承担剩余的锚固力。

图6  链子崖危岩体锚固工程布置图
5 结语
由于我国独特而复杂的地形地质条件和社会发展需求,岩石高边坡问题在20世纪中后期成为一个非常具有中国特色的重大工程地质问题。20世纪,我们在岩石高边坡变形破坏机理、稳定性分析评价方法、监测预警和灾害防治等诸多方面均取得了举世瞩目的成就,完成了一系列具有世界影响的岩石高边坡工程,奠定了这一领域我国在国际上的水平和地位。但我们也必须清醒的认识到,随着我国大规模工程建设的持续开展,岩石高边坡问题将在我国长期存在,并以其复杂性和重要性对我国工程科学和工程地质工作者带来持续的挑战。继续加强复杂岩体中高边坡稳定性的理论研究,加强重大工程边坡稳定性的应用研究是我国工程地质界今后一项持续而又重要的任务。
岩石高边坡工程是一个实践性很强的学科领域,同时,也是一个各学科知识高度汇集与交融科学领域。理论与实际相结合才是解决复杂岩石高边坡工程问题的根本所在。从我国岩石工程高边坡的复杂性及学科的发展角度出发,应倡导地质过程机制分析; 强调地质与工程的结合、定性分析与定量评价的结合、系统思维与不确定思维的结合。只有这样,才能不断提高我国岩石工程高边坡的理论与实践水平。
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发表于 2009-2-1 16:58:23 | 显示全部楼层
专项的报告比较少,多谢了。
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发表于 2009-2-4 13:26:49 | 显示全部楼层
以后要多炮炮网!否者下东西都下不了了.
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发表于 2009-2-11 08:54:37 | 显示全部楼层
好东西,谢谢
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发表于 2009-2-28 13:03:52 | 显示全部楼层
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发表于 2009-3-7 19:57:00 | 显示全部楼层
恩,很不错
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发表于 2009-8-28 08:40:23 | 显示全部楼层
bu cuo ,wo xia lai kan xia
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