CN110362955A - 岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法及应用 - Google Patents

Abstract

本发明属于边坡稳定性测定技术领域，公开了一种岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法及应用，通过基于升温降强和抬升超载地质力学模型试验方法来评价岩质高边坡的稳定性，公开的方法包括试验的整个过程，即模型设计‑模型材料试验‑模型的制作‑量测系统安装‑模型试验的过程。本发明可得到边坡变形分布特征、破坏过程和破坏机理，获得边坡整体稳定安全系数，从而来评价高边坡的整体稳定性。最后将该方法应用于白鹤滩水电站左岸坝肩高边坡的稳定性研究中，获得该高边坡的初裂安全系数K_初裂＝1.030～1.058；极限安全系数K_极限＝1.417～1.579，对边坡的整体稳定性做出了评价。

Description

岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法及应用

技术领域

本发明属于边坡稳定性测定技术领域，尤其涉及一种岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法及应用。

背景技术

目前，最接近的现有技术：然而，由于西部地区特殊的地理环境，在这一地区开展的水电工程、公路工程、铁路工程、矿山工程等建设活动中，往往需要大量开挖岩土体，形成高陡人工边坡。以水电工程为例，据不完全统计，目前我国己建、在建和待建的近150m以上的大坝约有30多座，其涉及的天然边坡最高达1000m以上，而开挖形成的工程边坡很多都高达200m以上，且多为岩质边坡。如澜沧江小湾水电站左岸泄洪建筑物边坡高达250m，而两岸坝肩及缆机基础开挖形成近700m的高边坡；金沙江溪洛渡水电站的拱肩槽边坡高达250m；雅砻江锦屏一级水电站左岸边坡高度达到300m。这些工程岩质高边坡往往具有规模大、地质条件复杂、地震烈度高、人类工程活动干扰大等特点，边坡的稳定问题十分突出，其直接影响到工程的安全性，因此需要深入开展岩质高边坡的稳定性研究，地质力学模型试验是解决岩质边坡稳定问题的一种重要方法。边坡地质力学模型试验是根据一定的相似原理对边坡的地形地貌与地质结构特征进行缩尺研究的一种破坏试验方法。试验的主要目的是研究边坡的整体稳定性，了解边坡变形失稳过程、破坏机理和破坏形态，揭示其影响边坡稳定的主要结构面或者薄弱部位，其试验结果能给人以直观的感受。目前，在边坡地质力学模型试验中，主要通过离心机、钢架的抬升、千斤顶加载等方式实现边坡容重的增加或改变边坡岩体的下滑力和阻滑力，模拟边坡出现超载的情况，揭示工程荷载作用引起工程边坡破坏的机制和发展过程，获得边坡在超载失稳机制下的稳定安全系数，评价边坡的稳定性。然而，在实际工程中，边坡的破坏失稳除了受到边坡岩体容重增加、下滑力增加等超载的因素外，边坡还受到降雨、泄洪雾化、水库水位升降等因素的影响，在此情况下，边坡岩体中软弱结构面力学参数的降低也是导致边坡失稳的重要因素。因此，在边坡稳定模型试验中应同时考虑超载的影响和软弱结构面参数降低的影响。本文提出了地质力学模型综合试验方法研究岩质高边坡的稳定性，该方法的核心是在同一边坡物理模型中，即考虑边坡岩体容重增加出现的超载情况，同时又模拟岩体软弱结构面力学参数弱化的力学行为这两个影响边坡破坏失稳的主要因素，揭示多因素条件下边坡的破坏失稳机理，评价边坡的稳定性。但要在同一边坡模型中实现地质力学模型综合法试验，还需要解决以下几方面的关键问题：一是边坡地质力学模型综合法试验的理论依据和稳定性评价方法；二是实现综合法模型试验的重要技术条件，如研制能实现降强的结构面模型材料，研发能进行超载法(抬升法)和降强法相结合的综合法试验边坡承载平台，以及如何形成一套周期短、模拟精度高、施工干扰小的模型综合法试验加工工艺。只有解决了这些关键性问题才能实现边坡地质力学模型综合法试验。边坡地质力学模型试验中，现行的主要试验理论有两种，即超载法试验理论和强度折减法试验理论。超载法试验理论是指考虑边坡坡体的上部容重增加或边坡岩体下滑力和阻滑力发生变化情况下边坡的失稳破坏研究，在试验中通常采用离心机、倾斜钢架、千斤顶加载等方式模拟边坡出现超载的情况，揭示降雨、水库水位上升、工程荷载及其耦合作用引起工程边坡破坏的机制和发展过程，获得边坡在超载失稳机制下的稳定安全系数，评价边坡的稳定性；强度折减法试验理论是指在试验中通过材料强度的多组配制、水对岩质边坡模型材料的侵蚀、模型材料开挖或抽取来实现模型局部力学参数的降低，来研究模型可能产生的破坏形态等。但在实际的边坡工程中，其失稳破坏是受制于多因素的影响下综合影响所致，而现行的模型试验理论却都只考虑单因素的影响。

综上所述，现有技术存在的问题是：在实际的边坡工程中，其失稳破坏是受制于多因素的影响下综合影响所致，而现行的模型试验理论却都只考虑单因素的影响。

发明内容

针对现有技术存在的问题，本发明提供了一种岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法及应用。

本发明是这样实现的，一种岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法，所述岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法通过基于升温降强和抬升超载地质力学模型试验方法评价岩质高边坡的稳定性，包括试模型设计-模型材料试验-模型的制作-量测系统安装-模型试验的过程；

首先对影响边坡稳定的主要结构面进行升温降强，升温过程需进行分级，每升高0.5℃～1.0℃进行一次读数，直到主要结构面抗剪断强度降低到设计的数值；

然后在保持降低后的强度参数条件下，再进行抬升阶段试验，通过边坡承载平台的大吨位千斤顶进行加载，以活动铰为旋转支点，抬升砌筑平台从而实现边坡模型岩体的自重应力场的改变，抬升以0.5°为步长直至边坡出现整体失稳的趋势为止。

进一步，所述岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法具体包括：

第一步，结合具体的边坡工程，通过地质分析，确定影响边坡稳定的主要软弱结构面，以及可能失稳的关键滑移块体，形成关键滑移块体的软弱结构面是重点关注和模拟研究的对象；

第二步，进行边坡地质力学模型试验的设计，选定模型几何比尺CL及确定模拟范围，根据具体工程高边坡的工程特点及试验任务要求，结合试验场地规模及试验精度要求，综合确定模型几何比，CL为100～300；模型模拟范围根据边坡的地形特点、坝基与坝肩的主要地质构造特性、大坝下游水垫塘枢纽布置特点及试验任务要求等因素综合分析；最后确定模型模拟范围的基本要求为：横河向以满足试验过程中不致因边界约束影响边坡岩体滑动破坏失真为限，顺河向边界应将边坡内断层、层间层内错动带、卸荷裂隙控制边坡稳定的主要岩体结构面包括在内；

第三步，通过模型相似理论，确定其他的主要相似关系式，确定变模相似系数CE、容重相似系数Cγ、荷载相似系数CF、摩擦系数相似系数Cf、凝聚力相似系数Cc、泊松比相似系数Cμ、应变相似系数Cε主要相似系数；

第四步，根据各类岩体的物理力学参数，同时根据确定的相似关系式，计算模型材料的相应的物理力学参数；

第五步，进行模型材料的研制，根据各类岩体材料的物理力学参数研制相应的模型材料；

第六步，研制主要结构面的模型降强材料，根据相似关系式，以抗剪断强度为主要的模拟参数，通过常温下的剪切试验，配制以重晶石粉+石蜡 +机油+聚四氟乙烯薄膜、聚乙烯薄膜或蜡纸的方式的模型降强材料；

第七步，进行各结构面模型降强材料的升温降强剪切试验，获得抗剪断强度与温度的关系曲线；

第八步，进行模型的概化，确定模拟的岩体、地质构造，确定形成关键滑移块体的软弱结构面的初始角度θ；

第九步，进行模型的砌筑；

第十步，按照模型监测系统。边坡地质力学模型试验属于非线性破坏试验，它所使用的模型材料为高容重、低变模及低强度的材料，因此模型量测主要进行变位量测，即边坡岩体表面变位的量测；边坡地质力学模型试验主要有三大量测系统，即边坡岩体表面变位量测、结构面内部相对变位量测、升温降强监控系统；

第十一步，采用地质力学模型综合法试验开展该研究边坡的降强法和超载法相结合的破坏试验；

第十二步，根据试验获得的关键块体的在不同试验阶段的变形，绘制变形测点的变形与各试验步的关系曲线，以试验步为纵坐标，变形值为横坐标；

第十三步，根据绘制的大量测点变形曲线的波动、拐点、增长幅度、转向等特征，根据变形过程控制理论在以边坡在超载和降强时，边坡变形初始损伤特征点和边坡滑动面贯穿特征点作为边坡综合法模型试验的两个控制性特征点，并作为计算综合法安全系数的基础依据，获得相应的试验步，获得该试验步所对应的降强系数和抬升角度

第十四步，根据抬升失稳破坏原理得到超载或抬升法安全系数K_sp的表达式，K_sp与边坡初始角度θ和抬升角度有关；根据具体试验中获得的各主要结构面的初始角度θ和抬升角度计算得到每个结构面的安全系数K_sp；

第十五步，根据边坡结构面的力学参数的弱化原理得到边坡强度储备系数Kss的表达式，Kss与结构面力学参数弱化程度有关，根据具体试验中每个软弱结构面弱化的程度，得到每个结构面的强度储备系数Kss；得到综合法试验安全系数表达式Ksc＝Ksp×Kss，将上面获得的值代入该式，得到每个结构面对应的综合法试验安全系数；

第十六步，根据每个结构面的综合法试验安全系数，同时根据边坡变形分布特征、破坏过程和破坏机理，综合评价整个边坡工程的稳定安全性。

进一步，所述第九步的进行模型的砌筑具体包括：

(1)模型钢架的制作；

(2)在模型砌筑前，先在钢架左右侧及后端挡板上确定出各岩层的控制线；

(3)边坡模型的砌筑，采用地质平切图、地质横剖面、地质纵剖面进行三维立体交叉控制进行砌筑，岩体主要模拟其各类岩体的物理力学参数，同时采用10cm×10cm×(5～10cm)和5cm×5cm×5cm的小块体模拟岩体内的主要节理裂隙，岩体地质构造主要模拟岩流层和优势裂隙的产状和岩体的连通率，岩体结构面地质构造模拟考虑结构面走向和彼此的空间位置关系。

进一步，所述第十一步具体试验程序为：对影响边坡稳定的主要结构面进行升温降强，升温过程需进行分级，每升高0.5℃～1.0℃进行一次读数，直到主要结构面抗剪断强度降低到设计的数值；在保持降低后的强度参数条件下，再进行抬升阶段试验，通过边坡承载平台的大吨位千斤顶进行加载，以活动铰为旋转支点，抬升砌筑平台从而实现边坡模型岩体的自重应力场的改变，抬升以0.5°为步长直至边坡出现整体失稳的趋势为止。

进一步，所述岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法依次抬升角度的次序为：0.5°、1.0°、1.5°、2.0°、2.5°、3.0°、3.5°、4.0°、 4.5°、5.0°、5.5°、6.0°、6.5°、7.0°、7.5°、8.0°。

进一步，所述岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法的边坡模型试验采用的相似系数为：几何相似系数：C_L＝200、变模相似系数：C_E＝200、容重相似系数：C_γ＝1、荷载相似系数：C_F＝200、摩擦系数相似系数：C_f＝1、凝聚力相似系数：、泊松比相似系数：C_μ＝1、应变相似系数：C_ε＝1。

进一步，所述岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法的岩体地质构造模拟首先根据石膏垫层的厚度和倾角来计算单位断面的尺寸，确保在石膏在后期修砌的过程中不存在欠挖和超挖的现象；其中倾角以石膏垫层的修砌角度来控制，后缘斜边长度主要由砌筑块体厚度决定，拟定出单位断面的最小斜边长度(以白鹤滩模型为例为16.18cm)；其次按照岩流层的倾向，确定为基准角(以白鹤滩模型为例为45°)，以最小斜边长度作为控制长度，在钢架上进行放线，记录各单位断面在钢架上的相对坐标值；

所述采岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法的软弱结构面地质构造模拟，岩体结构面地质构造模拟主要考虑结构面走向和彼此的空间位置关系；在岩体结构面制作过程中，首先按照平切图确定出模型底部高程(以白鹤滩边坡为例为▽550.00m)，确定各结构面的主要地质构造的分布范围及产状，然后结合制模要求拟定出模型砌筑的先后顺序，在地质构造较为复杂的部位，有一定模型施工的工序组织图；同时，在结构面安装内部位移监测点和温度监控仪器时，要充分考虑与制模步序的交叉作业，对于导线的引出要预留开挖沟槽；根据加固措施设计，在结构面进行制模时需要在其结构面上进行置换洞的安装和模拟，走向和位置节点由三维立体坐标进行综合控制；

所述岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法由岩质高边坡稳定地质力学模型综合法试验安全系数表达式，得到综合法安全系数表达式然后获得降强系数K_s，边坡初始角度θ和边坡钢架抬升角度计算边坡综合稳定安全系数Ksc；

计算白鹤滩水电站左岸高边坡综合法安全系数K_sc为：

初裂安全系数：

极限安全系数：

本发明的另一目的在于提供一种应用所述岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法的公路工程边坡稳定性测定系统。

本发明的另一目的在于提供一种应用所述岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法的铁路工程边坡稳定性测定系统。

本发明的另一目的在于提供一种应用所述岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法的水电工程边坡稳定性测定系统。

综上所述，本发明的优点及积极效果为：本发明公开了一种岩质高边坡稳定性分析模型试验新方法，基于升温降强和抬升超载地质力学模型试验方法来评价岩质高边坡的稳定性，公开的方法包括模型设计-模型材料试验-模型的制作-量测系统安装-模型试验的整个过程过程，并通过开展了白鹤滩水电站左岸高边坡地质力学模型综合法破坏试验，获得了各破坏阶段的表面位移过程曲线、结构面内部相对变位曲线和模型破坏形态，通过对上述试验成果的整理，进行边坡的整体稳定以及潜在滑移块体的稳定性开展分析与评价工作，得到了边坡变形分布特征、破坏过程和破坏机理，获得边坡整体稳定安全系数：初裂安全系数K_初裂＝1.030～1.058；极限安全系数K_极限＝1.417～1.579，对边坡的整体稳定性做出了评价。

附图说明

图1是本发明实施例提供的岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法流程图。

图2是本发明实施例提供的边坡典型横剖面地质图。

图3是本发明实施例提供的LS₃₃₇加固方案布置图。

图4是本发明实施例提供的边坡地质剖面模拟概化图。

图5是本发明实施例提供的LS₃₃₇结构面1区(J₁₁₀～f₁₁₄外围外)τ～T关系曲线示意图。

图6是本发明实施例提供的LS₃₃₇结构面2区(J₁₁₀～f₁₁₄范围内)τ～T关系曲线示意图。

图7是本发明实施例提供的C_3-1结构面τ～T关系曲线示意图。

图8是本发明实施例提供的C_3-1出露处横河向变位曲线示意图。

图9是本发明实施例提供的F₃₃出露处横河向变位曲线示意图。

图10是本发明实施例提供的C_3-1出露处横河向变位曲线示意图。

图11是本发明实施例提供的F₃₃出露处横河向变位曲线示意图。

图12是本发明实施例提供的J₁₁₀出露处横河向变位曲线示意图。

图13是本发明实施例提供的J₁₀₁出露处横河向变位曲线示意图。

图14是本发明实施例提供的J₁₀₁出露处竖向变位曲线示意图。

图15是本发明实施例提供的J₁₁₀出露处竖向变位曲线示意图。

图16是本发明实施例提供的LS₃₃₇相对变位曲线示意图。

图17是本发明实施例提供的C_3-1相对变位曲线示意图。

图18是本发明实施例提供的F₃₃相对变位曲线示意图。

图19是本发明实施例提供的f₃₂₀相对变位曲线示意图。

图20是本发明实施例提供的f₁₁₄相对变位曲线示意图。

图21是本发明实施例提供的f₁₀₁相对变位曲线示意图。

图22是本发明实施例提供的边坡表面典型变位δ过程曲线示意图。

图23是本发明实施例提供的边坡结构面典型相对变位△δ过程曲线示意图。

图24是本发明实施例提供的1#块体结构示意图。

图25是本发明实施例提供的1#块体缓倾角结构面附近测点变位曲线图；

图中：(_a)顺河向变位；(b)横河向变位。

图26是本发明实施例提供的1#块体后缘面附近测点变位曲线图；

图中：(a)顺河向变位。(b)横河向变位；(c)竖直向变位。

图27是本发明实施例提供的1#块体内部相对变位曲线图。

图28是本发明实施例提供的1#块体底滑面横河向相对变位示意图。

图29是本发明实施例提供的1#块体上游侧滑面横河向相对表位示意图。

图30是本发明实施例提供的1#块体后缘结构面相对表面表位示意图；

图中：(a)C_3-1上部；(b)C_3-1下部。

图31是本发明实施例提供的2#块体结构示意图。

图32是本发明实施例提供的2#块体顺河向变位曲线图；

图中：(a)J₁₀₁与J₁₁₀外侧；(b)J₁₀₁与J₁₁₀内侧。

图33是本发明实施例提供的2#块体横河向变位曲线图；

图中：(a)J₁₀₁与J₁₁₀外侧；(b)J₁₀₁与J₁₁₀内侧。

图34是本发明实施例提供的2#块体竖直向变位曲线图。

图35是本发明实施例提供的2#块体内部相对变位曲线图。

图36是本发明实施例提供的2#块体缓倾结构面横河向相对表面变位示意图。

图37是本发明实施例提供的2#块体后缘顺河向表面相对变位示意图。

图38是本发明实施例提供的2#块体前缘竖直向表面相对变位示意图。

图39是本发明实施例提供的3#块体结构示意图。

图40是本发明实施例提供的3#块体顺河向变位曲线示意图。

图41是本发明实施例提供的3#块体横河向变位曲线图。

图42是本发明实施例提供的3#块体内部相对变位曲线图。

图43是本发明实施例提供的3#块体缓倾结构面横河向相对表面变位示意图。

图44是本发明实施例提供的3#块体后缘结构面顺河向相对表面变位示意图。

图45是本发明实施例提供的4#块体结构示意图。

图46是本发明实施例提供的4#块体底滑面附近测点变位曲线图；

图中：(a)顺河向变位；(b)横河向变位。

图47是本发明实施例提供的4#块体后缘面附近测点变位曲线图；

图中：(a)顺河向变位；(b)横河向变位；(c)竖直向变位。

图48是本发明实施例提供的4#块体内部相对变位曲线图。

图49是本发明实施例提供的4#块体缓倾结构面横河向相对表面变位图。

图50是本发明实施例提供的4#块体上游侧滑面相对表面变位示意图。

图51是本发明实施例提供的4#块体后缘结构面相对表面变位示意图。

具体实施方式

为了使本发明的目的、技术方案及优点更加清楚明白，以下结合实施例，对本发明进行进一步详细说明。应当理解，此处所描述的具体实施例仅仅用以解释本发明，并不用于限定本发明。

针对现有技术存在的问题，本发明提供了一种采用三维地质力学模型的水电站高边坡稳定性测定方法，下面结合附图对本发明作详细的描述。

本发明实施例提供的岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法，通过基于升温降强和抬升超载地质力学模型试验方法评价岩质高边坡的稳定性，公开的方法包括试验的整个过程，即模型设计-模型材料试验-模型的制作-量测系统安装-模型试验的过程等等。

如图1所示，本发明实施例提供的岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法包括以下步骤：

S101：对影响边坡稳定的主要结构面进行升温降强，升温过程需进行分级，一般每升高0.5℃～1.0℃进行一次读数，直到主要结构面抗剪断强度降低到设计的数值；

S102：在保持降低后的强度参数条件下，再进行抬升阶段试验，通过边坡承载平台的大吨位千斤顶进行加载，以活动铰为旋转支点，抬升砌筑平台从而实现边坡模型岩体的自重应力场的改变，抬升以0.5°(0.1°～1.0°较合理)为步长直至边坡出现整体失稳的趋势为止。

本发明实施例提供的岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法具体包括以下步骤：

第一步，结合具体的边坡工程，通过地质分析，确定影响边坡稳定的主要软弱结构面，以及可能失稳的关键滑移块体，形成这些关键滑移块体的软弱结构面是重点关注和模拟研究的对象；

第二步，进行边坡地质力学模型试验的设计，选定模型几何比尺C_L及确定模拟范围，根据具体工程高边坡的工程特点及试验任务要求，结合试验场地规模及试验精度要求，综合确定模型几何比，C_L一般为100～300。模型模拟范围主要根据边坡的地形特点、坝基与坝肩的主要地质构造特性、大坝下游水垫塘枢纽布置特点及试验任务要求等因素综合分析，最后确定模型模拟范围的基本要求为：横河向以满足试验过程中不致因边界约束影响边坡岩体滑动破坏失真为限，顺河向边界主要考虑应将边坡内断层、层间层内错动带、卸荷裂隙等控制边坡稳定的主要岩体结构面包括在内；

第三步，通过模型相似理论，确定其他的主要相似关系式，如确定变模相似系数C_E、容重相似系数C_γ、荷载相似系数C_F、摩擦系数相似系数C_f、凝聚力相似系数C_c、泊松比相似系数C_μ、应变相似系数C_ε等主要相似系数；

第四步，根据各类岩体的物理力学参数，同时根据上一步确定的相似关系式，计算模型材料的相应的物理力学参数；

第五步，进行模型材料的研制，根据各类岩体材料的物理力学参数研制相应的模型材料，见已授权专利(发明专利——用于模拟软弱岩体的地质力学模型相似材料及其制备方法，专利号ZL201110225644.7、用于模拟岩体的地质力学模型相似材料及其制备方法，专利号ZL201110225723.8)；

第六步，研制主要结构面的模型降强材料，根据相似关系式，以抗剪断强度为主要的模拟参数，通过常温下的剪切试验，配制以重晶石粉(粒径≤200目)+石蜡(半精炼石蜡：熔点54-60℃)+机油(32号液压机油)+聚四氟乙烯薄膜、聚乙烯薄膜或蜡纸的方式的模型降强材料；

第七步，进行各结构面模型降强材料的升温降强剪切试验，获得抗剪断强度与温度的关系曲线；

第八步，进行模型的概化，确定主要模拟的岩体、地质构造等，确定形成关键滑移块体的软弱结构面的初始角度θ；

第九步，进行模型的砌筑，(1)模型钢架的制作，参见专利(发明专利——用于测试岩质边坡稳定地质力学模型试验装置，专利号 ZL201410797860.2)；(2)在模型砌筑前，先在钢架左右侧及后端挡板上确定出各岩层的控制线；(3)边坡模型的砌筑，采用地质平切图、地质横剖面、地质纵剖面进行三维立体交叉控制进行砌筑，岩体主要模拟其各类岩体的物理力学参数，同时采用10cm×10cm×(5～10cm)和5cm×5cm×5cm的小块体模拟岩体内的主要节理裂隙，岩体地质构造主要模拟岩流层和优势裂隙的产状和岩体的连通率，岩体结构面地质构造模拟主要考虑结构面走向和彼此的空间位置关系。结合制模要求拟定出模型砌筑的先后顺序，特别是在地质构造较为复杂的部位，需要有一定模型施工的工序组织图，确保避免砌筑过程中不必要的垮塌和重复工序。同时，在结构面安装内部位移监测点和温度监控仪器时，要充分考虑与制模步序的交叉作业，对于导线的引出要预留开挖沟槽，避免出现短路现象；

第十步，按照模型监测系统。边坡地质力学模型试验属于非线性破坏试验，它所使用的模型材料为高容重、低变模及低强度的材料，因此模型量测主要进行变位量测，即边坡岩体表面变位的量测。边坡地质力学模型试验主要有三大量测系统，即边坡岩体表面变位量测、结构面内部相对变位量测、升温降强监控系统；

第十一步，采用地质力学模型综合法试验开展该研究边坡的降强法和超载法(抬升法)相结合的破坏试验，具体试验程序为：首先对影响边坡稳定的主要结构面进行升温降强，升温过程需进行分级，一般每升高0.5℃～1.0℃进行一次读数，直到主要结构面抗剪断强度降低到设计的数值。在保持降低后的强度参数条件下，再进行抬升阶段试验，通过边坡承载平台的大吨位千斤顶进行加载，以活动铰为旋转支点，抬升砌筑平台从而实现边坡模型岩体的自重应力场的改变，抬升以0.5°为步长直至边坡出现整体失稳的趋势为止；

第十二步，根据试验获得的关键块体的在不同试验阶段(降强阶段和超载抬升阶段)的变形，绘制变形测点的变形与各试验步的关系曲线(以试验步为纵坐标，变形值为横坐标)；

第十三步，根据绘制的大量测点变形曲线的波动、拐点、增长幅度、转向等特征，也即(根据变形过程控制理论在以边坡在超载和降强时，边坡变形初始损伤特征点和边坡滑动面贯穿特征点作为边坡综合法模型试验的两个控制性特征点，并作为计算综合法安全系数的基础依据)，获得相应的试验步，从而获得该试验步所对应的降强系数和抬升角度

第十四步，根据抬升失稳破坏原理得到超载或抬升法安全系数K_sp的表达式，K_sp与边坡初始角度θ和抬升角度有关。根据具体试验中获得的各主要结构面的初始角度θ和抬升角度计算得到每个结构面的安全系数K_sp；

第十五步，根据边坡结构面的力学参数的弱化原理得到边坡强度储备系数K_ss的表达式，K_ss与结构面力学参数弱化程度有关，根据具体试验中每个软弱结构面弱化的程度，得到每个结构面的强度储备系数K_ss；得到综合法试验安全系数表达式K_sc＝K_sp×K_ss，将上面获得的值代入该式，从而得到每个结构面对应的综合法试验安全系数；

第十六步，根据每个结构面的综合法试验安全系数，同时根据边坡变形分布特征、破坏过程和破坏机理，综合评价整个边坡工程的稳定安全性。

下面结合附图对本发明的技术方案作进一步的描述。

1白鹤滩水电站左岸高边坡工程特征

1.1工程概况

白鹤滩水电站左岸雾化区为斜顺向岩质高边坡，边坡高度达到300～500m。边坡主体由玄武岩构成，但含有2层软岩(凝灰岩)，厚度0.3～1.75m 不等，呈层状分布，因而表现出岩体强度和抗变形能力的不均一性；再者，边坡坡体中地质构造复杂，发育有断层、裂隙、层间层内错动带和卸荷裂隙等不良地质构造；同时边坡坡体中地下水埋深较浅，水力坡度较缓，极易导致缓倾角结构面的软化，降低其强度，对左岸边坡稳定极为不利。因此，左岸边坡的稳定与否直接影响到该水电站工程的安全建设和运行。

1.2边坡地质条件

1.2.1地形地貌

坝址区属中山峡谷地貌，地势北高南低，向东侧倾斜。金沙江总体由南向北流，河段较顺直，至勘Ⅱ线向下游逐渐转向NW，至神树沟下游呈 N40°W方向流出。枯水期水面宽70～110m不等，水流湍急，常年浑浊。正常蓄水位825m高程处河谷宽一般490～590m，两岸均为高陡边坡，河谷呈不对称的“V”字型。坝址区左岸边坡高程由上游至下游逐渐增高，勘Ⅸ₁线处边坡高程760m，到勘Ⅱ线处高程1000m。边坡总体上表现为斜顺向坡地形，同时被NW向陡崖切割成3块相对独立的边坡。其中，1号边坡位于勘Ⅸ₁附近至断层F₁₇，地形较缓；2号边坡位于断层F₁₇至断层F₁₃之间，是左岸边坡的主要构成块体，该斜坡地形较陡，斜坡沿缓倾角结构面发育，倾向SE，倾角15°左右，地形表面主要发育有6条冲沟，基本为坡体内缓倾角结构面、断层和卸荷裂隙的地表出露处，走向基本与斜坡倾向相同，沿江长度大约为1300m。3号边坡位于2号斜坡下游至勘Ⅱ线，边坡岩体结构发育较为完整。坝址区典型横剖面地质结构如图2所示。

1.2.2地层岩性

坝址区主要出露地层为二叠系上统峨眉山组玄武岩，下伏二叠系下统茅口组灰岩，上覆三叠系下统飞仙关组砂页岩，三叠系上统须家河组砂岩、泥岩、白云岩。各地层之间呈假整合接触。第四系松散堆积物主要分布于河床，阶地及缓坡台地上。

坝址区左岸的峨眉山组玄武岩，具有多个喷发旋回，表现为中心式喷发及裂隙性、间歇性喷发等两种形式。根据喷发间断共划分为11个岩流层，每一个岩流层自下而上一般为熔岩、角砾熔岩，顶部为凝灰岩，熔岩主要为斜斑玄武岩、隐晶质玄武岩、少量微晶玄武岩、杏仁状玄武岩，隐晶玄武岩中发育柱状节理的称之为柱状节理玄武岩。特别是在P₂β₃ ²、P₂β₃ ³两个亚层内，柱状节理发育，且分布较广，隐晶质玄武岩、柱状节理玄武岩、杏仁状玄武岩、角砾熔岩相间，且柱状节理玄武岩柱体大小不均，层间层内错动带发育程度不一。

茅口组灰岩主要含生物碎屑灰岩，微晶结构。总厚度约30～60m，与下伏泥盆系泥质白云岩呈假整合接触，主要分布于白鹤滩村下游。与上覆的峨眉山组玄武岩呈假整合接触。而下三叠统飞仙关组主要由一套河、湖相砂岩、砾岩所组成。特征的是其底部以一套砾岩与峨眉山玄武岩分界，总厚度在200米以上。与下伏峨眉山玄武岩成平行不整合接触。

1.2.3影响边坡稳定的主要地质构造

白鹤滩水电站坝址区位于联合乡背斜东翼，大跨山向斜西翼。坝区岩层为顺斜向构造，褶皱轴向为NE(E)～SW(W)方向，岩层产状为N30 ～50°E，SW∠15～25°，这种构造位置基本奠定了坝址区的构造轮廓。因此，在坝址区出现层间层内错动带、断层和卸荷裂隙等影响边坡稳定的不利地质构造。

(1)层间层内错动带

在研究区域内对边坡稳定有影响的层间层内错动带有C_3-1、LS₃₃₇两条，其主要的结构特性如下所述：

C_3-1产状为N44°～55°E，SE∠13°～17°，厚度为10～40cm。位于第三岩流层上部，C₃下面，并于C₃相交于勘Ⅰ₁线附近。凝灰岩厚度0.1～0.7m，不稳定，破碎带厚度变化大，局部达70cm，主要由角砾化构造岩组成，部分地段有厚1～5cm的断层泥，多分布于破碎带的上界面。

LS₃₃₇产状为N35°～45°E，SE∠20°～30°，厚度为20～50cm。结构面较平直，有小分支，带内以角砾化构造岩为主，上接触面见有1～5mm厚的次生泥，下接触面断续石英脉宽2～5cm，底部一般见2～5mm泥夹岩屑，带内角砾呈全～强风化，局部弱风化。

(2)断层

左岸边坡内发育有数条影响边坡稳定的断层，按其规模，可以将这些断层划分为对边坡稳定具有一定控制作用的断层(F)和一般性断层(f)。控制性断层以F₃₃规模最大，断层破碎宽度达到了0.2～0.6m；其余断层，如f₁₁₄、f₃₂₀、f₁₀₁等规模相对较小，走向以NW向为主，倾角近于直立(75～90°)。各断层主要结构特性如下所述：

F₃₃产状为N15°～20°W，SW∠85°～90°，延伸长度810m，宽度为0.2～0.6m。左行，带内充填碎裂岩、断层角砾岩、断层泥2～5cm。

f₁₁₄产状为N70°W，NE∠85°，延伸长度176m，宽度为0.1～0.3m。带内为碎裂岩、角砾岩、断层泥，上盘逆冲擦痕，错距40cm。

f₁₀₁产状为N20°～25°W，NE∠85°～90°，延伸长度243m，宽度为0.05～0.3m。劈理化构造岩，次生泥，渗水，后期卸荷张开。

f₃₂₀产状为N55°～60°W，NE∠80°～85°，宽5～30cm。角砾、岩屑夹泥，左行擦痕，渗水。

(3)卸荷裂隙

白鹤滩水电站左岸岩质高边坡特有的地质现象就是卸荷裂隙，对边坡的稳定极为不利。研究表明，边坡岩体中的卸荷裂隙将直接导致浅表层岩体松弛、原有结构面的拉裂缝继续增大以及产生更多的次生裂缝，并造成岩体中裂隙增多，岩体完整性变差、结构变坏，从而使岩体的导水能力增强，弱化了结构面力学参数。而研究区域内规模较大的卸荷裂隙有J₁₁₀、J₁₃₉、J₁₀₁三条，其主要结构特性如下所述：

J₁₁₀卸荷裂隙，N10°W～N5°E。带宽10～30cm，形成空缝或充填架空岩块，岩屑、次生泥。

J₁₃₉卸荷裂隙，N35°E，SE∠85°～90°，卸荷张开10cm，充填岩块、岩屑。

J₁₀₁卸荷裂隙，N30°E，SE∠85°，裂隙张开2～4cm，充填岩块。

1.3岩体与结构面物理力学性质

岩体是在漫长地质演变过程中经受各种地壳运动的变形破坏，形成由一定岩体成分组成、具有多种岩流组合、并赋存于一定的地质环境中的地质体，其组成包括：结构面及其切割而成的结构体。岩体结构就是岩体内发育的各种结构面及其组合形式。

在边坡稳定性研究领域中，岩体结构是边坡岩体中最薄弱的环节，控制着岩体的力学性质、变形、破坏机理及其力学响应；当岩体上层工程类型及工程荷载不同时，相对的岩体承载能力和稳定状态也随之发生改变，说明岩体结构的力学效应与岩体上层的工程类型及荷载大小有密切的联系。因此，岩体与岩体结构相互作用，共同决定了边坡岩体的稳定。对于白鹤滩水电站左岸边坡，由于其经历了漫长的地质演变过程，边坡岩体中结构特征复杂，形成了大量不同规模、不同性状和不同力学性质的结构面，并将岩体相互切割，形成了具有众多潜在滑移块体的坡体，影响和控制着左岸边坡的稳定性。

1.3.1岩体工程地质分类

白鹤滩水电站左岸边坡岩体工程地质分类以岩性为基础，同时考虑岩体的完整程度、岩体结构类型、紧密程度、风化程度和卸荷程度等。而在本次岩体分类中用主要岩体结构类型来表征岩体的完整程度。在岩体质量分类中还选择了岩体完整性系数(Kv)、声波波速(Vp)、岩体块度大于10cm 占百分比(D)和岩体透水率作为岩体类别划分的辅助性量化指标。玄武岩划分为Ⅱ₁、Ⅱ₂、Ⅲ₁、Ⅲ₂、Ⅳ₁、Ⅳ₂共三级六个亚级。

1.3.2结构面工程地质分类

左岸边坡内发育有大量不利于边坡稳定的结构面，如层间层内错动带C_3-1、LS₃₃₇，断层F₃₃、f₃₂₀、f₁₁₄、f₁₀₁，以及卸荷裂隙J₁₁₀、J₁₃₉、J₁₀₁等。

1.3.3岩体和结构面力学参数

根据坝区大量试验成果，经综合分析，确定出各级岩体、各类结构面的物理力学参数地质建议值，岩体力学参数值见表1，结构面力学参数值见表2。

表1左岸边坡岩体力学参数值

表2左岸边坡岩体结构面力学参数值

1.4边坡加固处理方案

1.4.1重点加固处理对象

在工程设计中，考虑边坡重点加固处理对象为层内错动带LS₃₃₇，层内错动带LS₃₃₇是指发育在各岩流层内部的缓倾角结构面，带内以角砾化构造岩为主，呈全～强风化。上、下接触面有1～5mm的次生泥或泥夹岩屑，错动带透水性较强，在地下水的作用下其力学参数易弱化，从而降低结构面的强度，发生局部错动，在各岩流层之内形成缓倾角、贯穿性结构面。结构面力学参数在地下水作用下易弱化，出现相对滑动。因此，层内错动带LS₃₃₇是本次加固处理的重点对象。

1.4.2加固处理设计及措施

针对左岸边坡地质构造情况，提出了以削坡减载、LS₃₃₇混凝土置换洞及排水洞等主要加固方案对边坡坡体进行大量而复杂的工程处理。具体加固措施如下：

(1)削坡减载

削坡减载自上而下台阶式开挖，高程760m以上陡崖及坡顶范围开挖结合施工道路布置，道路间开挖坡比1:1.0。高程760m以下至水垫塘边坡之间边坡开挖坡比1:0.5～1:1.0。开挖坡高20m设一级马道，顶部陡崖开挖马道宽5.0m，下部马道为3.0m。左岸边坡削坡减载区自760m高程以上至834m高程布置连续的“之”字形施工公路与上下游交通系统衔接。

(2)LS₃₃₇置换洞

考虑边坡处理实施分期的必要性，层内错动带LS₃₃₇上的置换洞分为3.0m×3.0m的小尺寸置换洞和8m×6m、6m×6m的大尺寸置换洞。抗剪置换洞沿LS₃₃₇走向布置，共布置9条，其中3.0m×3.0m小尺寸置换洞5条，总洞长580m、6m×6m置换洞2条，总洞长160m、8m×6m置换洞2条，总洞长200m。结构面LS₃₃₇加固方案如图3所示。

2模型设计与制作工艺

2.1模型主要相似系数

本次边坡模型试验采用的主要相似系数为：几何相似系数：C_L＝200、变模相似系数：C_E＝200、容重相似系数：C_γ＝1、荷载相似系数：C_F＝200、摩擦系数相似系数：C_f＝1、凝聚力相似系数：、泊松比相似系数：C_μ＝1、应变相似系数：C_ε＝1。

2.2模型几何比尺C_L及模拟范围确定

根据白鹤滩左岸高边坡的工程特点及试验任务要求，结合试验场地规模及试验精度要求，确定模型几何比C_L＝200。模型模拟范围主要根据左岸边坡的地形特点、坝基与坝肩的主要地质构造特性、拱坝下游水垫塘枢纽布置特点及试验任务要求等因素综合分析，最后确定模型模拟范围的基本要求为：横河向以满足试验过程中不致因边界约束影响边坡岩体滑动破坏失真为限，因此横向边界以纵1线以外100m至纵10线；顺河向边界主要考虑应将两岸断层、层间层内错动带、卸荷裂隙等控制边坡稳定的主要岩体结构面包括在内，由此定出顺河向边界：从上游的F₁₄断层一直延伸到下游的F₁₃断层为止；竖向(高程)边界主要考虑的是应将左岸边坡的整体山体包括在内，其起止高程为▽550.00m～▽1000.00m。由此定出三维边坡地质力学模型的边界为：横向边界为纵1线以外100m至纵10线、顺河向边界为上游F₁₄断层至下游的F₁₃断层、竖向边界为▽550.00m～▽1000.00m。综上定出模型尺寸为2.7m×2.65m×2.25m(顺河向×横河向×竖向)，相当于原型工程540m×530m×450m的范围，典型剖面概化见图4。

2.3模型材料的研制

模型材料的研制是地质力学模型试验的关键技术，只有原型材料与模型材料的物理力学指标满足相似要求，即C_γ＝1，C_μ＝1，C_f＝1， C_C＝C_L，C_E＝C_L等，地质力学模型试验才能较真实地反映工程实际。因此，模型相似材料的研制需根据原型材料的物理力学参数，按相似关系换算得到模型材料的物理力学参数，并从力学相似的角度开展大量的材料试验，从而研制出与原型材料相似的模型材料。

2.3.1模型岩体材料的研制

各类边坡岩体均以重晶石粉为加重料，水泥、机油、石蜡和水为掺合料，根据岩类的不同，按照不同的配合比制成混合料，再用BY-100半自动压模机及Y32-50型四柱式压力机压制成不同尺寸块体备用。在正式制块备用前按各类材料力学指标要求，作好材料试验研究，按设计指标选择好各类岩体材料配比，供压模制块使用。模型岩体材料的不同尺寸块体和备料，根据相似关系换算得到相应的模型材料力学参数详见表3。

表3模型岩体力学参数表

2.3.2模型结构面材料的研制

边坡岩体中的断层、层间层内错动带、卸荷裂隙等岩体结构面是影响左岸边坡整体稳定的主要控制性因素，其模型材料主要依据结构面的抗剪断强度的相似关系进行制备。通过大量的材料试验研究，以薄膜材料和以高分子材料为主的软料，按所要求的力学指标配置出相应的结构面相似材料，来实现对结构面抗剪断强度的相似模拟。根据相似关系换算得到相应的模型结构面力学参数详见表4。

表4模型岩体结构面力学参数表

2.3.3结构面降强材料的研制

本次边坡地质力学模型试验采用抬升法和降强法相结合的综合法试验，因而需要针对边坡的工程地质条件研制出符合边坡模型试验要求的结构面弱化材料。在模型试验中，主要针对其缓倾角结构面LS₃₃₇和C_3-1进行结构面力学参数的弱化，同时结合其具体的试验要求和技术特征，对边坡结构面的弱化主要开展以下研究工作：首先，针对同一结构面的不同力学参数，进行结构面的分区模拟，则要求弱化材料必须和各区域的力学参数相匹配，同时采用各自独立的配套设施以便满足其试验要求；其次，对于本次模型试验的全断面降强，通过对升温时间和温度步长的调整，使其在最大电压可控的范围内实现了弱化材料对温度的需求。通过以上两方面的工作研究，最终研制出了符合边坡结构面力学参数的弱化材料，结构面弱化材料的τ～T关系曲线见图5～图7。

2.4岩体及结构面地质构造模拟

在边坡地质力学模型中，能较为真实的模拟山体中的各种主要地质构造及其力学变形特征，对于模型试验的成功具有重要的意义。如岩体的非均匀性、各向异性及对裂隙体的岩石力学特征；岩体结构面的几何特征、走向和彼此的空间位置分布关系等。同时，在保证充分反映工程实际的前提下，力求抓住对边坡整体稳定起控制性作用的地质构造因素，忽略一些次要因素，这对取得较为符合工程实际的研究成果十分重要。针对白鹤滩水电站左岸高边坡的岩体及岩体结构面的地质构造特点，在模型模拟过程中，岩体按4类岩级(II、III₁、III₂、IV)采用不同的模型材料进行模拟，岩流层产状按照N45°E，SE∠18°进行模拟，岩块按最发育的一组优势裂隙产状(N20°～60°W，SW∠60°～90°)和25％的连通率进行砌筑。对于岩体结构面的模拟需要从其几何特征和彼此的空间位置分布入手进行模拟，本次试验中重点模拟了层间层内错动带LS₃₃₇、C_3-1，断层F₃₃、f₁₁₄、f₃₂₀、f₁₀₁，卸荷裂隙J₁₁₀、J₁₀₁、J₁₃₉共9条岩体结构面。

2.4.1岩体地质构造模拟

岩体地质构造主要模拟岩流层和优势裂隙的产状和岩体的连通率。岩流层的产状通过在模型底部砌筑符合岩流产状的石膏垫层来实现，以石膏垫层的放置方向模拟倾向，以石膏垫层的修砌角度来控制其倾角。首先根据石膏垫层的厚度和倾角来计算单位断面的尺寸，确保在石膏在后期修砌的过程中不存在欠挖和超挖的现象；其中倾角以石膏垫层的修砌角度来控制，后缘斜边长度主要由砌筑块体厚度决定，由此拟定出单位断面的最小斜边长度为16.18cm；其次按照岩流层的倾向，以45°为基准角，以16.18cm作为控制长度，在钢架上进行放线，记录各单位断面在钢架上的相对坐标值，确保后期石膏修砌的准确。

优势裂隙的产状以模型块体的摆放来模拟，连通率则通过砌筑块体的前后左右各自25％的错缝来实现。例如：首先在砌筑一个岩流平面时，保证每个相接触块体之间左右错缝1/4L，这样在同一平面岩层就可以实现每四块岩体出现一个通缝，在平面上先满足25％的连通率；同时在竖直方向，保证上下两层相邻块体前后错缝25％，这样从立面来看，每四块岩体的叠加就会出现一个通缝，从而在立面上满足了25％的连通率。模型岩体的砌筑采用横河向、顺河向及沿高程方向三维立体交叉控制。由于白鹤滩水电站左岸边坡地质构造复杂，地层变化较大，砌筑块体尺寸一般采用 10cm×10cm×5～7cm(厚度)进行砌筑，局部破碎带和卸荷裂隙发育处采用5cm×5cm×5cm的小块体进行模拟。在模型砌筑前，先在钢架左右侧及后端挡板上确定出各岩层的控制线，即在钢架左右及后端挡板上确定出勘线I、勘线X、勘线III等共15个横剖面控制线；同时采用▽550.00m～▽1000.00 的共19个高程平切图控制岩体的立面走向；利用纵1～纵5的共5个纵线图来实现岩体顺河向的相对坐标值的控制。除上述三个方向的控制之外，还补充有各岩体结构面在起止高程处的控制节点图，以便在岩体砌筑时为结构面的砌筑预留空间。

2.4.2软弱结构面地质构造模拟，岩体结构面地质构造模拟主要考虑结构面走向和彼此的空间位置关系。在岩体结构面制作过程中，首先按照平切图确定出模型底部高程▽550.00m基面上确定各结构面的主要地质构造的分布范围及产状，然后结合制模要求拟定出模型砌筑的先后顺序，特别是在地质构造较为复杂的部位，需要有一定模型施工的工序组织图，确保避免砌筑过程中不必要的垮塌和重复工序。同时，在结构面安装内部位移监测点和温度监控仪器时，要充分考虑与制模步序的交叉作业，对于导线的引出要预留开挖沟槽，避免出现短路现象。根据加固措施设计，在结构面LS₃₃₇上布置有置换洞等加固措施，在结构面LS₃₃₇进行制模时需要在其结构面上进行置换洞的安装和模拟，其走向和位置节点由三维立体坐标进行综合控制。

2.4.3降强材料配套系统的安装工艺

在本次边坡模型试验中，需要对结构面LS₃₃₇和C_3-1进行结构面力学参数的弱化，因此在结构面制模时还需要安装电阻丝和温度巡检仪等配套设施。其结构面的制模与加工采用不同薄膜材料的软弱结构面相似材料进行模拟，在砌筑至附近块体时，结合相应的地质剖面图确定软弱结构面的产状，再按照结构面的产状走向及倾斜角度进行砌筑，同时根据结构面上不同区域的力学参数进行结构面、变温相似材料、电阻丝、温度巡检仪的敷填与安装。

在模型岩体结构面进行砌筑时，针对缓倾角结构面LS₃₃₇的不同力学参数，在1区(J₁₁₀～f₁₁₄外围)τ(f',c')为τ(0.4,0.1)、在2区(J₁₁₀～f₁₁₄范围内)τ(f',c')为τ(0.38,0.05)，需要对电阻丝的布置、引出线的走向、调压器的分类控制进行改进和提升。首先，对于不同的力学参数区域需要进行分组电阻丝的走线布置，在1区由于所需加热面积较大，电阻丝单根长度(10m)不足以满足其布置走线需要，因此需要进行串联搭接的形式进行布置。下面进行结构面弱化材料热导效应分析，当结构面材料抗剪断强度弱化20％时，缓倾角结构面LS₃₃₇在1区的温度值为32°，拟定进行模型试验时当天稳定为5°，则根据热传导公式：

Q＝cmΔt (1)

式中：Q—表示热量，单位J(焦耳)；c—表示比热容，单位J/kg·℃(焦每千克摄氏度)；m—质量，单位kg(千克)；Δt—温度变化值，单位℃(摄氏度)。

在本次计算中拟定重晶石粉比热容c为480.33J/kg·℃、质量m为0.8kg、Δt变化值为20°，则根据公式(1)可知，在结构面力学参数弱化 20％时所需要的热量Q＝7685.28焦耳(不考虑热量损耗)。

同时，由电阻丝发热量计算公式(2)～公式(3)可知，电阻丝发热量与电压、电阻、电阻丝截面积、电阻丝长度和加热时间有关。

在缓倾角结构面LS₃₃₇的1区内共需要串联近6根电阻丝，长度近60m。电阻率为0.017Ω·mm²/m，截面面积取0.01mm2，则1区范围内的电阻为102Ω。试验中，拟定升温为20°，按照每个温度步升2°，间隔时间为20min计算，所需时间t为200min，则计算在不考虑热量损耗情况下的所需电压U为62.6V。

由上述热导效应分析可知，在边坡地质力学模型试验中，针对缓倾角结构面1区的大面积加热弱化需求，电阻丝需要进行搭接布置走线才能覆盖整个模拟区域，这样就对调压器的电压需求、温度调节的步长幅度、升温时间提出了具体要求，由分析结果可知，在边坡地质力学模型大面积升温弱化结构面力学参数的试验过程中，缓倾角结构面LS₃₃₇的1区采用U_max＝63V，t为200min，Δt＝20min，ΔT＝2°时能有效的满足结构面弱化的需要。

同理，缓倾角结构面LS₃₃₇的2区的U_max＝22V，t为200min，Δt＝20min，ΔT＝2°时能有效的满足结构面弱化的需要。

缓倾角结构面C_3-1的U_max＝60V，t为200min，Δt＝20min，ΔT＝2°时能有效的满足结构面弱化的需要。

2.5模型量测系统

边坡地质力学模型试验属于非线性破坏试验，它所使用的模型材料为高容重、低变模及低强度的材料，因此模型量测主要进行变位量测，即边坡岩体表面变位的量测。针对白鹤滩水电站左岸高边坡的复杂地质构造特征，以及其内部发育的断层、层间层内错动带、卸荷裂隙等影响边坡稳定的主要控制因素。因此，还应重点监测这些结构面的相对变位。此外，对于综合法地质力学模型试验还需要在升温降强的结构面中布置升温降强的监控系统。

综上所述，本次边坡地质力学模型试验主要有三大量测系统，即边坡岩体表面变位量测、结构面内部相对变位量测、升温降强监控系统。

2.5.1边坡岩体表面变位量测

在边坡岩体表面的变位测点主要布置在勘线I₃～勘线II之间的10个控制性横断面，以及在▽550.00m～▽1000.00m之间的7个典型高程控制点布置表面位移测点。每个测点为双向/三向量测，获得各测点的顺河向、横河向以及竖直向的变位情况。同时，在结构面的出露处附近布置变位测点，以获得断层、层间层内错动带、卸荷裂隙在出露处的表面变位情况。在边坡模型表面共布置了46个测点，安装了104支外部位移计，采用SP-10A 型位移数显仪测试。

2.5.2结构面内部相对变位量测

在影响边坡整体稳定的主要结构面上，如断层F₃₃、f₁₁₄、f₁₀₁、f₃₂₀，层间层内错动带LS₃₃₇、C_3-1等，在结构面上布置内部相对变位测点，以监测其沿结构面的相对错动，共埋设了35个内部相对位移计。结构面内部的相对变位△δ量测采用UCAM-70A型万能数字测试装置带电阻应变式相对位移计进行监测。

内部相对位移计在断层、裂隙等陡倾角的结构面上按走向单向布置，以监测沿结构面的相对错动；在倾角较小的层间层内错动带上双向布置，即近横河向和近顺河向，以监测沿结构面向河谷方向的相对错动。

2.5.3升温降强监控系统

升温降强监控系统包括电升温调控及温度数值监测两部分，前者采用调压器调节电压高低以控制升温速度及高低，后者采用XJ—100型巡回检测仪带热电偶监控温度值及变化情况。本次试验在需要降强的主要结构面上共布置了10支热电偶分别监测各区域的温度值，并采用3台调压器来控制升温降强的幅度。

通过以上的模型设计及制作工艺，完成了白鹤滩水电站左岸高边坡三维地质力学模型的砌筑工作，并依据模型试验要求进行了量测系统的设计工作。

3三维地质力学模型综合法试验成果分析

根据试验要求，本次试验采用降强与抬升相结合的边坡综合法试验方法进行白鹤滩水电站左岸高边坡的稳定性分析。模型试验的程序是：首先对影响边坡稳定的主要结构面LS₃₃₇和C_3-1进行升温降强，升温过程为18级，由T₀升至T₁₈，结构面抗剪断强度降低约20％。在保持降低后的强度参数条件下，再进行抬升阶段试验，通过边坡承载平台的大吨位千斤顶进行加载，以活动铰为旋转支点，抬升砌筑平台从而实现边坡模型岩体的自重应力场的改变，抬升以0.5°为步长直至边坡出现整体失稳的趋势为止。依次抬升角度的次序为：0.5°、1.0°、1.5°、2.0°、2.5°、3.0°、3.5°、4.0°、 4.5°、5.0°、5.5°、6.0°、6.5°、7.0°、7.5°、8.0°，每一级荷载步下进行位移测试记录、温度监控，并观测各级降强和抬升阶段边坡岩体的变形和破坏现象，试验流程如表5所示。

表5边坡模型试验流程表

通过模型破坏试验获得以下主要成果：

(1)边坡表面位移测点的变位分布δ及发展过程图，即δ—P关系曲线；

(2)边坡各软弱结构面内部测点相对位移△δ分布及变化发展过程图，即△δ—P关系曲线，详见图27～图32；

(3)模型破坏形态。

根据上述三个方面的试验结果，尤其是通过分析各种关系曲线的特征，如曲线的波动、拐点、增长幅度、转向等特征，可以综合分析出各阶段的破坏过程及安全系数。

3.1边坡表面变位分布特征

在边坡岩体表面以七个典型高程和十个控制性勘线为基准，分8层布置了46个双向或三向变位测点，分别测试径向、切向及竖向变位，共安装了104支表面位移计，测点布置附图5～6。通过试验获得了各测点的位移值δ与试验步P的关系曲线，如附图所示，以监测边坡表面岩体的变位发展过程，为分析稳定安全度提供了依据。边坡岩体各部位的变位分布总体规律如下：

3.1.1边坡岩体变位总体分布特征

边坡岩体变位总体特征以横河向变位为主，竖向变位次之，顺河向变位略微较弱，其中岩体变位较大的区域主要集中在结构面出露处附近，而位于结构面LS₃₃₇出露处下盘岩体的变位则相对较小。在降强阶段，随着对主要结构面力学参数的弱化，边坡岩体逐渐表现出各自的变位特征，缓倾角结构面LS₃₃₇、C_3-1和陡倾角结构面f₁₁₄出露处的岩体由于受到结构面力学参数弱化的影响，其上下盘(内外侧)岩体的横向变位表现出了一定的差异性，其上盘(外侧)岩体的变位大于下盘岩体的变位，其中以结构面C_3-1的上下盘岩体变位差异值最大，如图8所示，在试验步18(降强1.20) 时，最大差值达到了90mm(原型值，下同)左右；而位于断层F₃₃和f₃₂₀出露处的岩体变位，无论从横向变位还是顺河向变位来看，其变位值相对于其它区域的岩体略微较大，如图9所示，但在同一试验步的衡量标准之下，各测点的位移值相对较为分散，而且随着试验的继续各位移测点的位移值增长幅度也不尽相同，说明该区域的岩体变位具有不连续的特点；相对于以上两区域的岩体变位，其余的岩体变位则具有均一性的特点，特别是在卸荷裂隙J₁₁₀和J₁₀₁出露处附近的岩体变位，在试验步18(降强1.20)时，其横河向和顺河向变位平均值大约为60mm和35mm左右。

在抬升阶段，随着边坡岩体自重应力场的改变，岩体变位也逐步放量增大，各区域岩体的变位特征也更加明显。结构面C_3-1出露处岩体的横河向变位差异性的特点也随着试验的深入也表现的更加明显，如图10所示，结构面C_3-1上盘岩体的变位则表现出了明显的向河谷变位的趋势；断层 F₃₃和f₃₂₀出露处岩体的顺河向变位变位不大，但横河向变位则明显增大，如图11所示，F₃₃出露处岩体的横河向变位随着角度的抬升，逐渐也表现出了变位的不均一性，局部测点的横河向位移值增幅明显增大，表明该部位的岩体具有了垮塌的趋势；与之相比，其它部位的岩体变位在抬升阶段略微小于断层F₃₃和f₃₂₀出露处的岩体变位，保持了降强阶段同步性和均一性的特点，但总体变位值也随着角度的抬升而有所增大。

3.1.2边坡岩体横河向变位特征

边坡岩体横河向变位总体变现出以向河谷变位的趋势，测点的最大横向变位在断层F₃₃和f₃₂₀的交汇处，在试验步34(降强1.2，抬升8°)时的变位值为695mm。在试验过程中，边坡岩体的横向变位总体呈向河谷的变位趋势，少部分测点有向山体变位情况，其位移值以断层F₃₃和f₃₂₀交汇处和结构面C_3-1和卸荷裂隙J₁₁₀、J₁₀₁相切割区域的岩体变位较大，而其它部位的岩体变位则相对较小。如位于F₃₃和f₃₂₀交汇处的64#、74#测点其位移值相对较大，而结构面C_3-1和卸荷裂隙J₁₁₀、J₁₀₁相切割区域的变位则以出露处的8#、38#、46#、54#测点相对较大，边坡表面的其余测点则相对较小。

因此，综合分析边坡岩体横河向变位的分布情况为：断层F₃₃和f₃₂₀交汇处的岩体表面变位相对较大，其余出露处的变位则相对较小；结构面C₃-1 和LS₃₃₇的出露处附近岩体，除LS₃₃₇下盘岩体变位较小以外，其余部位均有较大的变位特征，其中以C_3-1出露处上盘与卸荷裂隙J₁₁₀、J₁₀₁相切割的岩体变位最为显著，如图12；卸荷裂隙J₁₁₀、J₁₀₁以及其余结构面在其出露处附近的岩体也表现出了向河谷滑动的变位特征，但与上述两区域相比，其变位值略微偏小，如图13。

3.1.3边坡岩体竖向变位特征

边坡岩体竖向变位值比横河向变位相对较小，总体上呈现向下沉降的变位趋势，以现有布置的竖向测点来看，最大变位值是位于卸荷裂隙J₁₁₀、 J₁₀₁和J₁₃₉交汇处的47#、50#和55#测点，在试验步34(降强1.20，角度抬升8°)时的变位值均达到了300mm以上。从三者的变位特征来看，J₁₁₀、 J₁₀₁的出露处岩体竖向变位略微大于J₁₃₉的变位，卸荷裂隙J₁₀₁出露处附近共布置的4个竖向位移测点，各测点的位移值均随着试验的逐步深入均有一定的放量增长，其中47#、50#测点处的位移值大于37#、40#处的位移值，从其布置的位置来看，47#、50#测点处的岩体被4条结构面(C_3-1、J₁₀₁、 F₃₃、J₁₁₀)交纵切割，显得较为破碎，在试验过程中易受到各结构面和岩体的变位影响因素较多，从而在变位数值上比37#、40#处的变位值略微偏大，如图14所示；卸荷裂隙J₁₁₀出露处附近的岩体竖向变位则表现出了中间大，两头小的特征，如位于卸荷裂隙中部的55#和58#测点的变位值相对较大，而两端的9#、12#、79#、88#测点则相对较小，分析其原因主要有两个方面，首先55#和58#测点处的岩体受到了C_3-1、J₁₁₀、J₁₃₉和F₃₃的切割影响，该部位的岩体较为破碎，易受到周边岩体和结构面的影响。其次位于两端的9#、12#、79#、88#测点处的岩体附近有断层f₁₁₄和f₃₂₀的阻隔，在变位上则相对较小，如图15所示；而J₁₃₉出露处的岩体相对于J₁₁₀、J₁₀₁较为完整，其变位值相对于其它测点较小。

3.1.4边坡岩体顺河向变位特征

边坡岩体顺河向变位总体上呈现向上游变位的趋势，在降强阶段其位移数值与横河向位移数值相差不大，但在抬升阶段受到了岩体自重应力场的改变，大多数测点的位移值变化不大。在降强阶段，边坡表面岩体除个别测点以外，如3#、19#、23#、71#、77#等，其余测点均表现出向上游位移的趋势，尤其是在结构面LS₃₃₇以上，卸荷裂隙J₁₁₀以下部位的岩体其顺河向位移均以向上游为主，且位移数值大体相当，在降强1.20时大约为 30～50mm左右，而其余部位测点的数值则相对较小；在抬升阶段，由于受到了岩体自重应力场的改变，岩体的顺河向位移均变现出了向上游的趋势，但其位移数值与降强1.20时的位移数值相比，其增量不大，到角度抬升8°时位移数值大约均在70～100mm左右。

3.2边坡主要结构面相对变位分布特征

根据白鹤滩左岸高边坡的地质构造及断层、层间层内错动带、卸荷裂隙等结构面的分布情况，本次边坡地质力学模型模拟了C_3-1、LS₃₃₇、F₃₃、 f₁₁₄、f₃₂₀、f₁₀₁、J₁₁₀、J₁₀₁、J₁₃₉等结构面，对主要影响边坡稳定的层间层内错动带C_3-1、LS₃₃₇进行升温降强，并在主要结构面C_3-1、LS₃₃₇、F₃₃、f₁₁₄、f₃₂₀、f₁₀₁上埋设了35个内部位移计，每个测点沿岩层走向单向布置。

3.2.1缓倾角结构面相对变位分布特征

在边坡岩体中主要发育的缓倾角结构面为层间层内错动带LS₃₃₇和C_3-1，由于其产状发育较缓，将左岸边坡岩体近似水平切割开来，削弱了左岸边坡的完整性。在模型砌筑过程中，分别在LS₃₃₇和C_3-1上埋设了5个和6个内部位移计，以便监测结构面相对变位。

在降强阶段，大部分测点发生波动，结构面的反应较为敏感。对于结构面LS₃₃₇而言，位于置换洞以外的12#和16#测点的相对变位值最大，分别表现出了向山里和向河谷相对变位的趋势，而位于置换洞控制范围内的测点，如13#、14#等则相对变位值略小，但曲线波动也较为明显；C_3-1的相对变位除25#测点偏大以外，其余测点与LS₃₃₇的13#、14#测点处的相对变位数值相差不多，通过综合分析表明，25#测点刚好位于C_3-1中部陡升段，且该部位的岩体受断层和卸荷裂隙的切割较为破碎，缓倾角结构面受到的剪应力较大，所以该部位表现出了较为明显的相对变位特征。LS₃₃₇和 C_3-1的相对变位曲线如图16和图17所示。

3.2.2陡倾角结构面相对变位分布特征

在边坡岩体中主要发育的陡倾角结构面为断层F₃₃、f₃₂₀、f₁₁₄、f₁₀₁，以及卸荷裂隙J₁₁₀、J₁₀₁、J₁₃₉等，这些陡倾角结构面与缓倾角结构面相互切割，将左岸边坡岩体切割为若干潜在的边坡滑移块体，严重削弱了边坡的完整性。在模型砌筑过程中，分别在F₃₃、f₁₁₄、f₃₂₀、f₁₀₁上布置了23个内部位移计，以便监测结构面相对变位。

由监测所得的相对变位曲线可知，陡倾角结构面的大部分位移测点波动较为敏感，但表现出了一定的规律性。如断层F₃₃的结构面相对变位就以缓倾角结构面为界，分上、中、下三层体现出了不同的变位规律，位于结构面LS₃₃₇以下的测点，如1#、2#、4#测点，该三个测点的相对变位曲线波动较为敏感，但是相对位移数值却较小，在试验过程中不超过100mm，同时位于C_3-1上部的测点，如32#、33#、34#、35#测点，由于C_3-1上部的岩体形成了以C_3-1为底滑面、F₃₃为侧滑面的潜在滑移地质构造，其上部的测点在试验过程中相对变位较大，到抬升8°时的相对位移值为800mm左右，而位于C_3-1和LS₃₃₇之间的位移测点则变位最大，相对位移值达到了1200mm左右，分析其原因表明，该部位的测点受到了其上下两层结构面C_3-1和LS₃₃₇的结构面力学参数弱化的双因素变量的影响，因此17#、18#测点的相对变位最大。与F₃₃相邻的断层f₃₂₀与其具有一样的相对变位规律，也是中部测点变位较大，上部次之，下部测点相对位移数值不大。F₃₃和f₃₂₀的相对变位曲线如图18和图19所示。

而另外两个陡倾角结构面f₁₁₄、f₁₀₁的相对变位则受到了其监测范围附近的岩体完整程度的影响。如结构面f₁₁₄的相对变位最大值出现在紧邻结构面f₁₀₁和卸荷裂隙J₁₀₁的28#测点，其附近岩体受到了C_3-1、f₁₀₁和J₁₀₁的相互切割较为破碎，所以其相对变位值较大；结构面f₁₀₁的相对位移则以靠近C_3-1的测点29#较为偏大，远离C_3-1的30#测点则相对较小。f₁₁₄和f₁₀₁的相对变位曲线如图20和图21所示。

3.3变位过程曲线主要特征

通过对曲线特征点的分析，如曲线的波动、拐点、增长幅度、转向等特征，可对边坡稳定的安全系数的判定提供依据。

3.3.1边坡表面变位过程曲线特征

根据试验获得的表面变位过程关系曲线，即δ—P关系曲线，其主要变形特征为：在试验步5(降强1.06)之前，边坡表面变位均较小，曲线位移值逐步增长，无曲线特征点的出现；试验步5～7(降强1.06～1.08)之间，部分曲线开始陆续出现转折现象，其单位步长增幅增加，个别测点则出现微小波动；试验步7～11(降强1.08～1.13)之间，曲线位移值逐步放量增长，部分曲线波动幅度加大，进入了屈服阶段；试验步11～16(降强1.13～1.18) 之间，大部分曲线出现了转折，且单位幅度的增量加大，曲线斜率减小，尤其是位于C_3-1和F₃₃出露处的变位曲线增幅十分明显；在进入抬升阶段之后，受到边坡岩体自重应力场的改变边坡表面表位增长幅度显著增大，在保持降强1.20的基础之上，试验步21(角度抬升1.5°)之后部分边坡表面变位曲线斜率进一步减小，增长幅度显著增加，曲线进入了发散状态，变位值随着角度的抬升一直增加，直到抬升至试验步25～30(角度抬升3.5°～6°) 后曲线，全部曲线的增幅进一步加大，边坡出现了失稳的趋势。

3.3.2结构面相对变位过程曲线特征

根据试验获得的结构面相对变位过程关系曲线，即△δ—P关系曲线，其主要变形特征为：在降强阶段，相对变位曲线波动较为敏感，测点位于 LS₃₃₇置换洞外部、C_3-1陡升段的相对变位曲线在试验步5(降强1.06)时均出现了转折点，并随着降强系数的增加，其相对位移值也稳步增长，而其它曲线则主要以波动为主；在试验步3～7(降强1.03～1.08)之间，陡倾角结构面F₃₃、f₁₁₄中部的相对变位曲线出现了转折点，f₃₂₀的中上部相对变位曲线也逐步出现了转折，其位移值也逐渐增大；试验步7～16(降强1.08～1.18)之间，局部曲线出现了大的波动点，如12#、18#、28#、33#等曲线，其它曲线则是波动幅度越来越大，如6#、8#、13#、14#等曲线，表明其监测附近的结构面出现了相对变位的趋势，且越发明显；进入抬升阶段之后，相对变位曲线稳步增长，在试验步19～22(角度抬升0.5°～2°)之时，部分曲线出现了转折或者拐点，然后随着角度的抬升其相对变位值也随之增长，增长幅度明显加大，此时的边坡岩体结构面相互贯通，边坡出现了失稳的趋势；在试验步25～30(角度抬升3.5°～6°)之时，全部曲线出现了大转折点和大幅度的波动特征，表明此时的边坡出现了整体失稳的趋势。

3.4模型破坏过程及破坏形态

3.4.1模型破坏过程

边坡的破坏发展过程主要根据试验现场监测资料及观测记录、边坡表面变位δ与结构面相对变位Δδ等资料综合得出。边坡模型的破坏过程具体可分为以下几个发展阶段：

第1～2试验步(降强1.02)，边坡岩体表面变位曲线和结构面相对变位曲线细微，表明边坡整体工作正常，无异常现象。经现场观察记录，未见裂缝产生。

第3～5试验步(降强1.03～1.06)，边坡岩体表面变位曲线有微小波动，结构面内部相对变位曲线波动稍明显、有个别测点出现拐点。结构面C_3-1在勘X₁附近与J₁₀₁、J₁₁₀交汇处及在勘I附近与f₁₁₄交汇处发生初裂，裂缝分别长约25cm、15cm(模型值，下同)；LS₃₃₇在前缘勘I₃附近出现一条短小裂缝，裂缝长约10cm；在勘II₃附近F₃₃与f₃₂₀交汇处，F₃₃沿结构面起裂，裂缝长约25cm。

第6～9试验步(降强1.07～1.11)，f₃₂₀在坡顶与F₃₃交汇处起裂，裂缝长约15cm；f₁₁₄在勘I附近与C_3-1交汇处起裂，裂缝沿结构面向C_3-1上盘岩体开裂长约10cm；LS₃₃₇在勘II₁附近与f₃₂₀和J₁₁₀交汇区域沿结构面发生开裂，裂缝长约10cm。

第10～12试验步(降强1.12～1.14)，J₁₁₀、J₁₀₁、J₁₃₉相继在与C_3-1交汇处开始起裂，同时J₁₁₀、f₁₀₁在与f₁₁₄交汇处起裂，f₃₂₀在与LS₃₃₇交汇处发生开裂，坡顶内侧岩体在勘II₃附近被拉裂与试验钢架发生分离。至此，边坡研究区域内的所有层间层内错动带、断层及裂隙均发生开裂，大部分变位曲线发生转折、出现拐点，岩体变位增长幅度明显加大。

第13～15试验步(降强1.15～1.17)，随着主要结构面强度参数的降低，裂缝沿结构面不断扩展延伸，其中F₃₃、f₃₂₀、C_3-1和J₁₁₀的裂缝扩展较快、破坏范围较大，缓倾角底滑面C_3-1的裂缝已在f₁₁₄与f₃₂₀区间开裂贯通，而LS₃₃₇由于布置有加固塞，其裂缝开裂扩展相对较缓，仅在前缘勘I₃～勘I₄及后缘勘X₂～勘II₁区间未布置加固塞区域发生开裂。此外，伴随结构面的开裂，结构面出露处附近岩体表面陆续出现一些短小裂缝。

第16～18试验步(降强1.18～1.20)，至降强试验最后阶段，受结构面强度参数降低的影响，未加固处理的缓倾底滑面及陡倾结构面在开裂后进行扩展、贯通，其中C_3-1、F₃₃、f₃₂₀和J₁₁₀的裂缝延伸扩展接近贯通，各关键滑移块体的破坏形态已初现雏形。其中，C_3-1裂缝已扩展至上游边界， J₁₁₀在C_3-1与f₁₁₄之间区域开裂贯通，这时C_3-1、f₁₁₄和J₁₁₀在岩体表面交汇贯通。第19～20试验步(降强1.20，抬升0.5°～1°)，结束降强试验开始抬升倾斜试验平台，随着结构面裂缝的延伸扩展，岩体表面裂缝不断开裂生成，其中F₃₃、f₃₂₀、C_3-1、J₁₃₉的裂缝扩展较快，沿结构面已完全开裂贯通，在边坡表面上已形成了潜在滑移块体的边界裂缝。

第21～24试验步(降强1.20，抬升1.5°～3°)，f₁₀₁裂缝沿结构面贯通；LS₃₃₇前缘裂缝扩展至勘I₄附近，后缘裂缝已延伸至下游边界钢架处，在坡表上形成了边界裂缝。此时，边坡后缘岩体及坡顶岩体变位增长较快，卸荷裂隙附近区域的岩体表面裂缝较多。

第25～27试验步(降强1.20，抬升3.5°～4.5°)，f₁₁₄、J₁₀₁、J₁₁₀裂缝沿结构面开裂贯通，岩体表面裂缝开始明显增多，坡顶岩体与试验钢架之间的拉裂缝从下游边界至上游边界完全贯通。

第28～30试验步(降强1.20，抬升5°～6°)，LS₃₃₇裂缝沿结构面完全贯通，同时与结构面裂缝交汇贯通。至此，所有结构面均发生开裂并相互贯通，边坡后缘及顶部区域开裂明显，岩体表面裂缝较多，测点变位曲线整体发生转折、出现拐点。

第31～34试验步(降强1.20，抬升6.5°～8°)，边坡开裂破坏严重、裂缝相互交汇，坡面裂缝密布，各滑移块体均已形成，且变形较大，部分岩体已沿底滑面向河谷滑出。其中，f₃₂₀下游侧岩体裂缝开裂较严重，f₃₂₀与LS₃₃₇交汇、f₃₂₀与F₃₃交汇处附近的岩体有局部崩塌的趋势。此时，部分变位测点变位出现不稳定状态(如62#、64#、66#、68#、72#、74#、76#、80#、82#等测点)，边坡呈现出整体失稳的趋势。

3.4.2最终破坏形态及特征

边坡模型在降强约1.2倍之后进行倾斜超载，最终进行到第34试验步时，各部位岩体变形较大，结构面发生贯通性开裂，裂缝开裂明显，并相互交汇组合形成了多组潜在的滑移块体，且局部岩体存在崩塌破坏的趋势，边坡出现整体失稳趋势。

边坡最终破坏失稳时，所有结构面均开裂贯通，岩体表面裂缝密集，滑移块体变形较大、裂缝开裂较多，有明显的滑移失稳趋势。其中，LS₃₃₇、 C_3-1及f₁₁₄、f₃₂₀、f₁₀₁主要发生剪切破坏，J₁₀₁、J₁₁₀、J₁₃₉发生拉裂破坏，F₃₃发生拉裂伴随剪切的破坏。岩体破坏主要发生在J₁₁₀下游侧及顶部区域，而布置有混凝土置换洞塞的结构面LS₃₃₇出露处上部岩体表面开裂破坏程度相对较轻。

3.5边坡稳定安全系数评价

3.5.1综合法试验安全系数K_sc的评价

通过模型试验所获得的三方面资料综合：①边坡表面位移测点的变位δ的发展过程曲线；②边坡各软弱结构面内部测点相对位移△δ的发展过程曲线；③试验现场的破坏形态观测记录来共同分析出边坡变形失稳过程中的两个特征点。边坡变位δ的典型发展过程曲线如图22和图23所示。

同时，由岩质高边坡稳定地质力学模型综合法试验安全系数表达式，得到综合法安全系数表达式然后根据上述三方面资料获得的降强系数K_s，边坡初始角度θ和边坡钢架抬升角度计算边坡综合稳定安全系数K_sc。

3.5.2边坡综合法安全系数K_sc的计算

根据试验获得的上述四个方面的资料及成果，可反映出整个边坡模型在不同试验阶段所呈现的典型特征：

(1)在降强阶段，共分18个试验步逐级降低结构面LS₃₃₇、C_3-1的抗剪断强度，强度降低约1.2倍(即降强系数K_s＝1.2)，在降强过程中，边坡表面变位测试数据稳步增长。

(2)在第3～5试验步时，底滑面C_3-1、LS₃₃₇和断层F₃₃出露处测点表面变位曲线出现轻微波动，其中C_3-1和F₃₃附近测点变位曲线波动较明显，根据试验现场的破坏形态观测记录，此时底滑面C_3-1、LS₃₃₇和断层F₃₃在坡面出露处发生开裂，模型发生初裂。(此时边坡模型处于降强阶段，降强系数K_s＝1.030～1.058)

(3)在第8～12试验步时，边坡变位值开始明显增大，变位曲线出现波动和拐点，研究区域内所有结构面在坡表相继发生开裂，其中C_3-1、F₃₃和f₃₂₀的裂缝开裂扩展的范围较大。

(4)在第16～18试验步时(降强阶段结束)，各结构面出露处裂缝持续发展并逐步扩展，C_3-1、F₃₃、f₃₂₀和J₁₁₀的裂缝延伸扩展接近贯通，各关键滑移块体的破坏形态已初现雏形，其中4-1#块体前缘子块体(由C_3-1、f₁₁₄和J₁₁₀切割而成)已经形成。

(5)在第25～30试验步时，表面变位、结构面相对变位曲线整体发生转折、出现明显拐点，变位增幅显著加大，裂缝开裂明显增多，陡倾结构面J₁₁₀、J₁₃₉、J₁₀₁、f₁₀₁、F₃₃和f₃₂₀与底滑面LS₃₃₇、C_3-1的裂缝开裂贯通，相互交汇组合形成多个滑移块体，块体沿底滑面向河谷滑出，边坡达到稳定极限状态。(此时边坡模型处于抬升阶段，降强系数K_s＝1.20，抬升3.5°～6.0°)

(6)在第31～34试验步时，岩体表面变位与结构面相对变位显著加大，测试数据出现不稳定，结构面及岩体开裂破坏严重，边坡岩体表面裂缝密布、相互交汇贯通，局部岩体有发生崩塌破坏的趋势。

综上分析，本次模型试验在第3～5试验步时，即降强系数K_s＝1.030～1.058，边坡发生初裂；在第25～30试验步时，即降强系数K_s＝1.20，角度抬升3.5°～6.0°，边坡滑动面贯穿，出现大变形，变位曲线产生拐点，表明边坡达到稳定极限状态、出现整体失稳趋势。所以根据所建立的综合法试验安全系数表达式和变形失稳评价依据，计算白鹤滩水电站左岸高边坡综合法安全系数K_sc为：

初裂安全系数：极限安全系数：

3.6边坡块体稳定性分析与评价

从边坡地质力学模型的测试成果、模型破坏过程及破坏形态可知，边坡的稳定问题主要受到了以缓倾角结构面LS₃₃₇、C_3-1为底滑面，陡倾角结构面F₃₃、f₃₂₀、f₁₁₄、J₁₁₀、J₁₃₉等为侧裂面和后缘拉裂面的潜在滑移块体影响，因此需要对潜在边坡滑移块体的稳定性开展研究工作，力求找出影响边坡稳定的关键性块体，为后续的施工加固提供依据。

3.6.1块体边界确定

白鹤滩水电站左岸边坡岩体被结构面和临空面相互切割，形成了形状各异的潜在块体，而对于其中可动块体的边界确定，就是通过块体运动学分析，结合边坡模型的破坏过程和破坏形态，找出受结构面力学参数的影响，会产生失稳的、影响边坡稳定的潜在滑移块体。因此，结合相关理论和测试成果，拟定4个影响白鹤滩左岸边坡稳定的潜在滑移块体并分别予以编号，其具体的组合形式如下所示。

3.6.2块体稳定性分析

(1)1#块体—LS₃₃₇、J₁₁₀、J₁₃₉与f₁₁₄组合形成的块体

1#块体是以LS₃₃₇为底滑面，J₁₁₀为后缘面，f₁₁₄为上游侧滑面的块体，其前缘子块体1-1#块体是以LS₃₃₇为底滑面，J₁₁₀为后缘拉裂面、J₁₃₉为下游拉裂面，f₁₁₄为侧滑面的块体，块体结构示意图见图24。在1#块体的LS₃₃₇层面上布置有一期混凝土置换洞1-1#～1-5#，及二期混凝土置换洞 2-1#～2-2#，共7条混凝土置换洞。1#块体的量测包括布置在坡表上的表面变位测点以及在LS₃₃₇、C_3-1和f₁₁₄结构面上布置的内部相对变位测点，其中表面变位共布置了8个双向变位测点、5个三向变位测点，共计31支表面位移计，表面变位位移曲线见图25～图30，内部相对变位位移曲线见图 27。

从表面变位曲线来看，在降强阶段初期，1#块体上各测点表面变位值较小；在第9～12试验步(降强1.10～1.14)，变位曲线出现拐点，变位值开始明显增大，其中竖直向变位和横河向变位增长较快，逐渐大于顺河向变位，同时J₁₃₉、C_3-1出露处附近的测点变位增幅相对较大。

从结构面内部相对变位曲线来看，随着C_3-1、LS₃₃₇、f₁₁₄结构面强度的降低，各测点变位发生波动，以LS₃₃₇前缘未加固区域的12#测点、f₁₁₄面上位于C_3-1上盘的27#测点以及C_3-1层面上的22#测点变位增长较明显。进入超载阶段之后，LS₃₃₇前缘12#测点变位增幅减缓，而22#、27#测点变位得到进一步增大。

从1#块体的破坏过程和破坏形态来看，在降强阶段第3～5试验步(降强1.03～1.06)，LS₃₃₇在未加固前缘区域、C_3-1分别在与f₁₁₄和J₁₁₀交汇处开始起裂，随后f₁₁₄、J₁₁₀、J₁₃₉等结构面相继发生开裂，裂缝由上下游两端向中部、从上部向底部逐渐扩展；第16～18试验步(降强1.18～1.20)降强阶段结束时的，C_3-1、f₁₁₄、J₁₁₀在顶部开裂贯通；在超载阶段的第28～30试验步，边界结构面LS₃₃₇、f₁₁₄、C_3-1、J₁₁₀、J₁₃₉开裂贯通，形成1#及1-1# 块体。最终破坏时，1#块体除边界结构面发生开裂之外，岩体表面裂缝相对其他块体的破坏区域明显减少，岩体裂缝主要发生在后缘下游侧区域(J₁₃₉、 J₁₁₀、f₃₂₀、LS₃₃₇交汇区)，1-1#块体内的岩体主要是伴随LS₃₃₇、C_3-1结构面的开裂而在其附近岩体表面发生局部开裂，表明底滑面LS₃₃₇上布置的混凝土置换洞能起到良好的加固效果。

由块体边界结构面两侧测点变位差值曲线(图28～图30)可见，1#块体的岩体沿底滑面LS₃₃₇和侧滑面f₁₁₄向河谷滑出，其中下游侧的岩体滑动变位大于上游侧变位。位于C_3-1下部的陡倾裂隙J₁₁₀、J₁₃₉被拉裂破坏后，由于底滑面置换洞的加固作用，岩体沿底滑面的滑动变形受阻，致使下游侧岩体(J₁₁₀、J₁₃₉、LS₃₃₇交汇处)受挤压破坏较严重；位于C_3-1上部的裂隙J₁₁₀，其后缘岩体的变位相对较大，则推动前缘岩体向坡外滑动。

综合分析试验测试数据、块体破坏过程与破坏特征，1-1#块体的稳定安全系数为：K_1-1#＝1.2×(1.261～1.316)＝1.514～1.579

(2)2#块体—LS₃₃₇、f₃₂₀、F₃₃、和J₁₃₉组合形成的块体

2#块体是以LS₃₃₇为底滑面、F₃₃为后缘拉裂面、f₃₂₀为下游拉裂面、J₁₁₀和J₁₃₉为前缘临空面的块体，块体结构示意图见图31。在2#块体中部LS₃₃₇层面上布置有2条二期混凝土置换洞2-3#～2-4#。2#块体的量测包括坡表的表面变位测点以及在LS₃₃₇、F₃₃、f₃₂₀结构面上的内部相对变位测点，其中表面变位共布置了4个双向变位测点、6个三向变位测点，共计26支表面位移计，表面变位位移曲线见图32～图34，内部相对变位位移曲线见图35。

从变位分布特征可以看出，2#块体的表面变位及内部相对变位均较大，其中块体后缘区域(J₁₀₁、J₁₁₀内侧)的变位明显大于前缘区域(J₁₀₁、 J₁₁₀外侧)的变位，C_3-1上盘岩体变位大于其下盘岩体变位，横河向变位和竖直向变位大于顺河向变位。

从表面变位曲线来看，在降强阶段初期，随着C_3-1、LS₃₃₇强度的降低，各测点变位稳步增大，变位值增幅不大，且竖直向、横河向与顺河向变位值大小相近；在第8～10试验步(降强1.10～1.12)结构面相继发生起裂之后，变位曲线开始出现拐点、测点变位增幅加大，竖直向变位和横河向变位逐渐大于顺河向变位，其中J₁₀₁、J₁₁₀、C_3-1附近测点(45#、48#、54#、75#)以及块体下游侧f₃₂₀附近测点(63#、64#、72#)的变位增长较大，以及位于C_3-1上盘J₁₀₁、J₁₁₀附近的竖直向测点变位(47#、50#、55#)增长较为明显。

从结构面内部相对变位曲线来看，块体主要沿F₃₃、f₃₂₀、C_3-1发生相对变位，其中F₃₃和f₃₂₀在后缘交汇处附近的内部测点18#、20#以及C₃-1 层面上的内部测点25#的相对变位增长较明显，底滑面LS₃₃₇由于布置有混凝土置换洞，其变位总体不大，只是布置在混凝土置换洞后侧的15#测点变形略大。

从2#块体的破坏过程和破坏形态来看，在降强阶段第3～5试验步(降强1.03～1.05)，F₃₃、C_3-1分别在块体后缘和前缘首先起裂，随后f₃₂₀、 LS₃₃₇、J₁₁₀、J₁₀₁、J₁₃₉等结构面相继发生开裂，随着试验步的推进，后缘裂缝由下游侧逐渐向上游侧扩展，前缘裂缝由中部向两侧扩展。在进入超载试验阶段的第19～20试验步时(降强1.20，角度抬升0.5°～1.0°)，2#块体边界结构面的裂缝相互贯通、交汇。随着抬升角度的增大，块体变形进一步增大，岩体表面裂缝不断增多。由于底滑面LS₃₃₇混凝土置换塞的加固作用和前缘结构面J₁₁₀、J₁₃₉未临空的影响，2#块体前缘区域(J₁₀₁、J₁₁₀、J₁₃₉、 C_3-1交汇区域)的岩体受挤压，最终岩体表面开裂较严重、裂缝密集。

由块体边界结构面两侧测点变位差值曲线，如图36～图38所示，2#块体的岩体沿缓倾结构面LS₃₃₇、C_3-1向河谷滑出；后缘岩体沿F₃₃向上游发生滑动，其在F₃₃与f₃₂₀交汇处的变位差值较大；块体前缘岩体沿陡倾裂隙J₁₀₁、J₁₁₀和J₁₃₉发生沉降，且上部岩体的沉降量大于下部岩体。

综合分析试验测试数据、块体破坏过程与破坏特征，2#块体的稳定安全系数为：

K_2#＝1.2×(1.025～1.051)＝1.231～1.261。

(3)3#块体—LS₃₃₇、F₃₃与f₃₂₀组合形成的块体

3#块体是以LS₃₃₇为底滑面，f₃₂₀为上游侧滑面，F₃₃为后缘拉裂面的块体，块体结构示意图见图39。在3#块体坡表上布置有6个双向变位测点，共计12支表面位移计，以及在f₃₂₀、LS₃₃₇结构面上布置内部相对变位测点，表面变位位移曲线见图40～图41，内部相对变位位移曲线见图42。

从变位分布特征可以看出，3#块体的表面变位较大，变位值仅次于2#块体的变位。块体内横河向变位大于顺河向变位，岩体沿侧滑面f₃₂₀的表面变位(65#、73#、81#、66#、74#、80#)和内部相对变位(19#、20#、31#)较大。

从表面变位曲线来看，在降强阶段初期，3#块体内各测点表面变位值较小；在第10～12试验步(降强1.12～1.14)f₃₂₀、F₃₃、LS₃₃₇发生开裂之后，变位曲线出现拐点、增幅加大，横河向变位逐渐大于顺河向变位，其中f₃₂₀出露处附近的测点变位增幅略大。

从结构面内部相对变位曲线来看，岩体主要沿f₃₂₀发生变位，其中位于块体后缘、F₃₃和f₃₂₀交汇处附近的20#测点在降强阶段增长较明显，进入超载阶段之后，LS₃₃₇、f₃₂₀的浅层测点变位(16#、19#、31#)增幅明显加大。

从3#块体的破坏过程和破坏形态来看，在降强阶段第3～5试验步(降强1.03～1.06)，后缘面F₃₃首先起裂，第6～9试验步(降强1.07～1.11)， f₃₂₀、LS₃₃₇发生开裂；第13～15试验步(降强1.15～1.17)，C_3-1裂缝自上游向下游延伸至3#块体区域；在进入超载阶段后的第19～20试验步(降强 1.20)，F₃₃、f₃₂₀、C_3-1的裂缝沿结构面贯通；在第21～24试验步时(降强1.20，抬升1.5°～3.0°)，LS₃₃₇的裂缝延伸至下游边界，至此3#块体边界结构面的裂缝开裂贯通。最终破坏时，3#块体的前缘岩体受挤压开裂较严重，在f₃₂₀与LS₃₃₇之间生成大量裂缝，同时顶部岩体沿F₃₃、f₃₂₀被拉裂张开，并在下游区域从F₃₃至LS₃₃₇之间产生了多条贯通性竖向裂缝，该部位岩体有明显崩塌破坏趋势。

由块体边界结构面两侧测点变位差值曲线，如图43～图44所示，3#块体的岩体沿缓倾结构面LS₃₃₇、C_3-1及上游陡倾结构面f₃₂₀向河谷滑出，块体前缘和后缘顶部岩体的相对错动变位较大。

综合分析试验测试数据、块体破坏过程与破坏特征，3#块体的稳定安全系数为：

K_3#＝1.2×(1.076～1.154)＝1.292～1.386。

(4)4块体—C_3-1、f₁₀₁、J₁₀₁、F₁₄与f₁₁₄组合形成的块体

4块体是以C_3-1为底滑面，f₁₁₄为上游侧滑面，f₁₀₁为后缘拉裂面，J₁₀₁为下游拉裂面的块体，块体结构示意图见图45。在4#块体坡表上布置有3个双向变位测点、6个三向变位测点，共计24支表面位移计，以及在C_3-1、f₁₁₄、f₁₀₁结构面上布置内部相对变位测点，表面变位位移曲线见图 46～图47，内部相对变位位移曲线见图48。

从变位分布特征可以看出，4#块体的变位小于2#、3#块体的变位，大于1#块体的变位。块体后缘岩体变位大于前缘岩体，后缘陡倾结构面附近的测点变位大于缓倾底滑面附近的测点变位，横河向变位和竖直向变位大于顺河向变位。

从表面变位曲线来看，在降强阶段初期，4#块体上各测点表面变位值较小；在第8～11试验步(降强1.10～1.13)，变位曲线出现拐点，变位值开始明显增大，其中横河向变位增长较快，逐渐大于顺河向变位，同时J₁₀₁、J₁₁₀出露处附近的测点变位增幅相对较大。

从结构面内部相对变位曲线来看，各测点变位在降强阶段变化较明显，进入超载阶段之后，沿结构面的相对变位增长明显，其中f₁₀₁、f₁₁₄的变位值相对较大。

从4#块体的破坏过程和破坏形态来看，在降强阶段第3～5试验步(降强1.03～1.06)，底滑面C_3-1在块体前缘和后缘处首先起裂，随后f₁₁₄、 f₁₀₁、J₁₀₁、J₁₁₀相继发生开裂；第16～18试验步(降强1.18～1.20)降强阶段结束时的，C_3-1、f₁₁₄、J₁₁₀在块体前缘开裂交汇；在超载阶段的第25～27 试验步(降强1.20，抬升3.5°～4.5°)，C_3-1、f₁₁₄、f₁₀₁、J₁₀₁、J₁₁₀等结构面开裂贯通，4-1#块体的边界裂缝形成。最终破坏时，4-1#块体的后缘下游侧岩体开裂相对较严重，J₁₁₀、J₁₀₁区间岩体表面有多条相互交汇的裂缝开裂，下游侧岩体伴随C_3-1结构面发生局部开裂。

由块体边界结构面两侧测点变位差值曲线，如图49～图51所示，陡倾裂隙J₁₀₁被拉裂后，后缘岩体向外滑动并推动前缘岩体，使块体沿底滑面C_3-1和侧滑面f₁₁₄向河谷滑出，其中后缘下游侧的岩体滑动变位大于上游侧变位。

综合分析试验测试数据、块体破坏过程与破坏特征，4#块体的稳定安全系数为：

K_4#＝1.2×(1.181～1.234)＝1.417～1.482。

表6块体稳定安全系数汇总表

通过块体稳定性分析表明，具有失稳破坏趋势的边坡潜在滑移块体主要集中在结构面切割较为破碎的区域，如安全系数较低的2#和3#块体。而以结构面LS₃₃₇为底滑面的各块体发生大变形的时间较晚，岩体破坏程度较轻，整体安全系数较高，说明以混凝土网格置换洞塞为主的加固方案对边坡的整体稳定起到了良好的加固效果。

以上所述仅为本发明的较佳实施例而已，并不用以限制本发明，凡在本发明的精神和原则之内所作的任何修改、等同替换和改进等，均应包含在本发明的保护范围之内。

Claims (10)

1.一种岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法，其特征在于，所述岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法通过基于升温降强和抬升超载地质力学模型试验方法评价岩质高边坡的稳定性，包括试模型设计-模型材料试验-模型的制作-量测系统安装-模型试验的过程；

首先对影响边坡稳定的主要结构面进行升温降强，升温过程需进行分级，每升高0.5℃～1.0℃进行一次读数，直到主要结构面抗剪断强度降低到设计的数值；

然后在保持降低后的强度参数条件下，再进行抬升阶段试验，通过边坡承载平台的大吨位千斤顶进行加载，以活动铰为旋转支点，抬升砌筑平台从而实现边坡模型岩体的自重应力场的改变，抬升以0.5°为步长直至边坡出现整体失稳的趋势为止。

2.如权利要求1所述的岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法，其特征在于，所述岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法具体包括：

第一步，结合具体的边坡工程，通过地质分析，确定影响边坡稳定的主要软弱结构面，以及可能失稳的关键滑移块体，形成关键滑移块体的软弱结构面是重点关注和模拟研究的对象；

第二步，进行边坡地质力学模型试验的设计，选定模型几何比尺C_L及确定模拟范围，根据具体工程高边坡的工程特点及试验任务要求，结合试验场地规模及试验精度要求，综合确定模型几何比，C_L为100～300；模型模拟范围根据边坡的地形特点、坝基与坝肩的主要地质构造特性、大坝下游水垫塘枢纽布置特点及试验任务要求等因素综合分析；最后确定模型模拟范围的基本要求为：横河向以满足试验过程中不致因边界约束影响边坡岩体滑动破坏失真为限，顺河向边界应将边坡内断层、层间层内错动带、卸荷裂隙控制边坡稳定的主要岩体结构面包括在内；

第三步，通过模型相似理论，确定其他的主要相似关系式，确定变模相似系数C_E、容重相似系数C_γ、荷载相似系数C_F、摩擦系数相似系数C_f、凝聚力相似系数C_c、泊松比相似系数C_μ、应变相似系数C_ε主要相似系数；

第四步，根据各类岩体的物理力学参数，同时根据确定的相似关系式，计算模型材料的相应的物理力学参数；

第五步，进行模型材料的研制，根据各类岩体材料的物理力学参数研制相应的模型材料；

第六步，研制主要结构面的模型降强材料，根据相似关系式，以抗剪断强度为主要的模拟参数，通过常温下的剪切试验，配制以重晶石粉+石蜡+机油+聚四氟乙烯薄膜、聚乙烯薄膜或蜡纸的方式的模型降强材料；

第七步，进行各结构面模型降强材料的升温降强剪切试验，获得抗剪断强度与温度的关系曲线；

第八步，进行模型的概化，确定模拟的岩体、地质构造，确定形成关键滑移块体的软弱结构面的初始角度θ；

第九步，进行模型的砌筑；

第十步，按照模型监测系统，边坡地质力学模型试验属于非线性破坏试验，它所使用的模型材料为高容重、低变模及低强度的材料，因此模型量测主要进行变位量测，即边坡岩体表面变位的量测；边坡地质力学模型试验主要有三大量测系统，即边坡岩体表面变位量测、结构面内部相对变位量测、升温降强监控系统；

第十一步，采用地质力学模型综合法试验开展该研究边坡的降强法和超载法抬升相结合的破坏试验；

第十二步，根据试验获得的关键块体的在不同试验阶段的变形，绘制变形测点的变形与各试验步的关系曲线，以试验步为纵坐标，变形值为横坐标；

第十三步，根据绘制的大量测点变形曲线的波动、拐点、增长幅度、转向等特征，根据变形过程控制理论在以边坡在超载和降强时，边坡变形初始损伤特征点和边坡滑动面贯穿特征点作为边坡综合法模型试验的两个控制性特征点，并作为计算综合法安全系数的基础依据，获得相应的试验步，获得该试验步所对应的降强系数和抬升角度

第十四步，根据抬升失稳破坏原理得到超载或抬升法安全系数K_sp的表达式，K_sp与边坡结构面初始角度θ和抬升角度有关；根据具体试验中获得的各主要结构面的初始角度θ和抬升角度计算得到每个结构面的安全系数K_sp；

第十五步，根据边坡结构面的力学参数的弱化原理得到边坡强度储备系数K_ss的表达式，K_ss与结构面力学参数弱化程度有关，根据具体试验中每个软弱结构面弱化的程度，得到每个结构面的强度储备系数K_ss；得到综合法试验安全系数表达式K_sc＝K_sp×K_ss，将上面获得的值代入该式，得到每个结构面对应的综合法试验安全系数；

第十六步，根据每个结构面的综合法试验安全系数，同时根据边坡变形分布特征、破坏过程和破坏机理，综合评价整个边坡工程的稳定安全性。

3.如权利要求2所述的岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法，其特征在于，所述第九步的进行模型的砌筑具体包括：

(1)模型钢架的制作；

(2)在模型砌筑前，先在钢架左右侧及后端挡板上确定出各岩层的控制线；

(3)边坡模型的砌筑，采用地质平切图、地质横剖面、地质纵剖面进行三维立体交叉控制进行砌筑，岩体主要模拟其各类岩体的物理力学参数，同时采用10cm×10cm×(5～10cm)和5cm×5cm×5cm的小块体模拟岩体内的主要节理裂隙，岩体地质构造主要模拟岩流层和优势裂隙的产状和岩体的连通率，岩体结构面地质构造模拟考虑结构面走向和彼此的空间位置关系。

4.如权利要求2所述的岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法，其特征在于，所述第十一步具体试验程序为：对影响边坡稳定的主要结构面进行升温降强，升温过程需进行分级，每升高0.5℃～1.0℃进行一次读数，直到主要结构面抗剪断强度降低到设计的数值；在保持降低后的强度参数条件下，再进行抬升阶段试验，通过边坡承载平台的大吨位千斤顶进行加载，以活动铰为旋转支点，抬升砌筑平台从而实现边坡模型岩体的自重应力场的改变，抬升以0.5°为步长直至边坡出现整体失稳的趋势为止。

5.如权利要求2所述的岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法，其特征在于，所述岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法依次抬升角度的次序为：0.5°、1.0°、1.5°、2.0°、2.5°、3.0°、3.5°、4.0°、4.5°、5.0°、5.5°、6.0°、6.5°、7.0°、7.5°、8.0°。

6.如权利要求2所述的岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法，其特征在于，所述岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法的边坡模型试验采用的相似系数为：几何相似系数：C_L＝200、变模相似系数：C_E＝200、容重相似系数：C_γ＝1、荷载相似系数：C_F＝200、摩擦系数相似系数：C_f＝1、凝聚力相似系数：、泊松比相似系数：C_μ＝1、应变相似系数：C_ε＝1。

7.如权利要求1所述的岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法，其特征在于，所述岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法的岩体地质构造模拟首先根据石膏垫层的厚度和倾角来计算单位断面的尺寸，确保在石膏在后期修砌的过程中不存在欠挖和超挖的现象；其中倾角以石膏垫层的修砌角度来控制，后缘斜边长度主要由砌筑块体厚度决定，拟定出单位断面的最小斜边长度；其次按照岩流层的倾向作为基准角，以最小斜边长度作为控制长度，在钢架上进行放线，记录各单位断面在钢架上的相对坐标值；

所述采岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法的软弱结构面地质构造模拟，岩体结构面地质构造模拟主要考虑结构面走向和彼此的空间位置关系；在岩体结构面制作过程中，首先按照平切图确定出模型底部高程确定各结构面的主要地质构造的分布范围及产状，然后结合制模要求拟定出模型砌筑的先后顺序，在地质构造较为复杂的部位，有一定模型施工的工序组织图；同时，在结构面安装内部位移监测点和温度监控仪器时，要充分考虑与制模步序的交叉作业，对于导线的引出要预留开挖沟槽；根据具体工程加固措施设计，在结构面上布置有置换洞，在结构面进行制模时需要在其结构面上进行置换洞的安装和模拟，走向和位置节点由三维立体坐标进行综合控制；

所述岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法由岩质高边坡稳定地质力学模型综合法试验安全系数表达式，得到综合法安全系数表达式然后获得降强系数K_s，边坡初始角度θ和边坡钢架抬升角度计算边坡综合稳定安全系数K_sc；

计算白鹤滩水电站左岸高边坡综合法安全系数K_sc为：

初裂安全系数：

极限安全系数：

8.一种应用权利要求1～7任意一项所述岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法的公路工程边坡稳定性测定系统。

9.一种应用权利要求1～7任意一项所述岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法的铁路工程边坡稳定性测定系统。

10.一种应用权利要求1～7任意一项所述岩质高边坡稳定性分析三维地质力学模型试验方法的水电工程边坡稳定性测定系统。