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狮子崖水库大坝滑坡分析

李 公 捷
一九八一年四月再稿

目 录

一、 概 况
二、 事故发生过程
三、 原因分析
四、 原内坡稳定性的验算
五、 大坝复修方案简述
六、 结 语

提 要

本文原名“狮子崖水库大坝滑坡原因及复修处理”，曾被选入地区水利科技情报站编“水利科技消息”第一辑中。本次重写时，对原文一些地方作了适当修改，并增添了一些必要的内容及插图。文中从定性和定量两个方面分析了大坝滑坡的主要原因，并且提出了可行的复修方案付诸施工。
限于篇幅文中不可能将数十次试算过程全部罗列，而仅写出最终结果。
作为水库大坝坝坡大规模滑动的工程实例，在我省尚不多见。文中指出的教训和在此种情况下处理方法，可供有关技术人员参考。

李公捷 1981年4月狮子崖水库大坝滑坡的分析

一、 概 况
狮子崖水库为谷城县的一座中型水库，大坝拦截汉江中游南岸小支流磨石河。流域位于鄂西北石灰岩质低山区。坝址上游承雨面积38平方公里。设计总库容1395万方。
水库枢纽主要由大坝、溢洪道、输水隧洞和渠首小水电站等组成，水库设计灌溉面积为1.5万亩，另外还有水产和发电等效益。
大坝原设计为粘土心墙代料坝，最大坝高45.0米，坝顶长350米，坝顶设有高1米的防浪墙。坝顶高程为海拨212.0米，溢洪道堰顶高程（即正常水位）207.5米，死水位180.0米，河床高程为167.0米。
大坝于1974年冬开始兴建，至1976年6月基本建成。以后又陆续进行了渠道配套和根据防洪复核的要求扩宽溢洪道的工程。1979年四月渠道水电站建成投产。

二、 事故发生过程
水库建成后，正当初步发挥效益的时候，由于施工过程中质量注意不够的问题越来越明显的暴露出来。首先是坝坡漏水，发现于77年4月，然后于79年8月又因水电站发电致使输水洞内压力增高，产生输水洞漏水现象。当时为了处理隧水洞的漏水问题决定停止发电并放空水库，进行灌浆。恰恰是在放水过程中，又发现了大坝的变形，产生裂缝和直至大范围的滑动，以致不得不进行彻底的复修处理。
为了能够清楚地看出滑坡产出、发展的过程，我们按时间顺序将当时情况列出：
1979年9月14日，水库开始放水，当时库水位为204.4米。
9月24日，由于降雨库水位回升至205.15米，达建库后的最高水位。
11月26日，库水位187.6米，坝顶发现防浪墙稍有向库内倾斜的现象，并在中段坝顶发现一条长15米，宽0.5厘米的纵向裂缝。
11月30日，库水位降至181.2米，坝顶裂缝增长到30米，宽度1.5厘米。
12月1日晨7时，内坡开始滑动，从201.0平台处滑动部份向下错开0.3米，滑弧纵向长54米，近水面的低处护坡面石块由于错动而被挤出翘起，可听到块石相互挤动的“咕咕”声。
12月2日，水位180.7米，滑壁错距0.58米（高差），外坡也出现三条纵向裂缝。
12月3日，滑壁错距0.7米高，外坡上部裂缝增至五条，内坡上部靠近坝顶处也有一条缝，滑坡体左边影响带动范围扩展到30米。
12月4日，滑壁错距达1.0米高，外坡裂缝增至7条，滑坡体右边也产生38米宽的影响范围直达山坡结合部。
12月8日，滑壁错距已达1.5米高。
12月12日，滑深1.6米，外坡上部的裂缝共达8条，分布在高程206.37~212.0米，范围间，裂缝纵向长115米，缝宽在1-4公分不等，滑动体在平面上呈典型的马蹄形，沿坝长方向宽70米，上部在210平台处裂开，下部在178米处滑出，总滑动区面积约5000平方米，体积约5万方左右。防浪墙顶偏离位置0.2米。
此后滑动渐趋稳定，12月13日就开如了大坝的复修工作。
(注：这里所描述的情况尚未包括滑体周围被影响的范围，此范围不甚明显，但估计其范围纵横各在150米左右，一年以后，即1980年底发现输水隧洞的砼闸门井也被牵动拉裂，这时当时未被发现的。)
由上述过程可以看出以下三点：
1、 滑坡发生在坝体中段，也就是最大坝高处。
2、 滑坡体的高程范围（178-201）与库水位降落范围（181-205）未基本一致，且略微偏低。
3、 滑坡开始发生时，其滑行速度和向周围的扩展牵动发展均较快，每日下滑可达0.3米，以后逐渐减慢并达到新的稳定状态。

三、 原 因 分 析
根据滑坡现象我们认为大坝滑动主要是由于三个因素所造成的：
1、 大坝内外坡所填筑的土料不符合设计要求。代料组合坝成了均匀土质坝。众所周知，亚粘土的抗剪强度远低于代料，所以应在施工时根据土料情况放缓坝坡，但实际上仍按代料坝的坝坡比进行填筑，就使得坝坡的不稳定性明显增加。
2、 大坝施工质量不良，从复修时大坝挖开后的情况来看，坝体回填时的分块过多，铺层过厚，碾压不实，土料的干容重和含水量均未达到规范要求，由心墙的54个取样来看，平均干容重1.527，平均含水量23.77%，其中个别土样系淤泥腐殖土，其干容重仅1.2，而含水量41.26%。内坡部分原施工过程根本未作干容重试验，从本次开挖过程所作的15个试样来看，平均干容重1.510，含水量24.4%，其中最劣值干容重为1.285，含水量33.6%，同时坝面发现草根、树皮等杂质，心墙内有石渣土。
3、 输水隧洞原设计作灌溉放水用于无压条件下，洞口兴建小水电站后，隧洞又未经灌浆防渗处理，因而有压状态下运用时发生漏水。为了检修隧洞而放空水库。但坝体土上的渗透系数很小，一经饱和后，很难脱水，而水位降落过程相对较快，致使坝体内增加了渗透压力和孔隙水压力，进一步降低了坝坡的稳定性。
由于上述各种因素的不利组合，一经滑动力克服了土体抗剪强度后，就必然产生滑坡。

四、 原内坡稳定性的验算
1、 计算方法及土壤物理力学指标：
原设计中根据中小土坝规范拟定了坝坡比后，受条件限制，无法取得土料抗剪强度指标，故未作进一步的稳定计算。现在，为了进行验算，我们同样面临着这一问题，我们只能根据仅有的几组干容重和含水量数值采用工程类比的方法，用间接推算的办法定出土让的抗剪指标。对于孔隙压力的影响我们用降低土壤抗剪强度的方法加以考虑。
同时采用“改变容重法”来计入渗透压力的影响，对于浸润线以上土料采用自然湿容重，对于计算水位之下的土体始终采用浮容重。而介于二者之间的土体则在计算滑动力时采用饱和容重，而计算抗滑力时采用浮容重。
其它各次要因素如毛细水压力和土壤盐类的溶滤作用则可不予考虑。
关于滑动面的形状，一般认为对于粘性土让，多为园弧状，在本例中对滑裂面形状的观测，也不例外，而且滑动所在的范围仅涉及内坡，滑弧的上、下两点位置也可明显定出，采用园弧法验算时，其最不利园弧的园心必定位于这两点的垂直平分线上，这就大大减小了试算的工作量。
在内坡开挖过程中，在180~197米高程范围内共取315个土样，测定出它的平均干容重为1.51吨/米3，平均含水量24.4%，平均自然湿容重为1875吨/米3，由此可推算得其孔隙率为0.79，饱和容重为1.95吨/米3，浮容重为0.95吨/米3，并查得经验表值抗剪指标为：内磨擦角φ=17°，粘结力1.9吨/米2。
当计入孔隙应力影响时应降低抗剪指标采用为磨擦角φ=15°，粘结力1.9吨/米2。
2、 库水位下降的浸润线计算
水库水位的下降增加了坝内的孔隙应力和渗透压力，是滑动的直接起动原因，由前述实际过程可知，水位由最高的205.15米，降至死水位中间历时66天，并且在最后几天的下降速度相当大，当水位降至187.6米时，大坝产生了裂缝，防浪墙变形，说明坝体内部已经蕴藏了足够的滑动力。当水位更进一步下降至181.2时，滑动突然发生，这两种水位究竟以那一种属于最危险？我们为了回答这一问题，对二者都作了计算。
首先要计算出两种情况下坝内浸润线的位置。实际上，库水位下降时，坝内渗流变化过程属于不稳定渗流，须用偏微分方程求解，这里我们采用“土坝设计”中所介绍的曲线图计算，查图所必要的数据计算如下表：

计算降终水位
降水历时(日)
平均降速
(米/日)
排水系数
μ=αn
土让渗透系数k(米/日)
k/μυ
计算坝高H(米)
假定坝基面高程▽(米)
起始水位的坝内坡厚B(米)
假定坝基不透水厚T(米)
187.6
63
0.2786
0.10
0.0432
1.5506
19.5
185.65
17.65=0.905H
14.6=
0.749H
181.2
66
0.3629
1.1904
26.61
178.54
10.54=0.396H
14.6=
0.549H
经查图得出浸润线上A、B、C、D四点的位置如下表：
降终水位
hi/H (%)
浸润高度(米)
高 程(米)
点号
187.6
181.2
187.6
181.2
187.6
181.2
A
76.3
82.5
14.879
21.954
200.529
200.493
B
69.5
77.0
13.553
20.490
199.203
199.029
C
62.5
71.1
12.188
18.920
197.838
197.459
D
51.8
60.7
10.101
16.153
195.751
194.692
将以上点据绘入大坝断面图中，即可分区进行计算。
3、 坝坡的稳定验算
对于上述两种降终水位我们进行了十二种不同园心位置和弧心半径的试算，最后得到以园弧半径为R=50米时的坝坡安全系数为最小，仅为0.822，远小于1.0，说明坝坡的滑动并非偶然。
下面我们仅列出滑弧半径为50米时的计算情况，并且绘入断面图中，对于其它各种情况的计算过程不再列出，仅将得到的安全系数的点绘在同心轨迹上，这样可清楚看出安全系数曲线的下凹点，刚好位于R=50米处。
具体计算时，将园弧按R/10的等宽分条编号，计算出每条上的土重，该重量在滑弧底面上分解为法向力和切向力，其切向力即为产生滑动的力，而法向力产生抗拒滑动的摩阻力，还有沿弧长的土让间凝聚力，将各土条的这些力分别相加求和，其比值即为稳定安全系数，用公式表式即为

式中Gi为计算抗滑力时的土条重 Gi=S1rm+S2ν’+S3ν’
Pi为计算滑动力时的土条重 Pi=S1rm+S2ν’+S3νs
S1、S2、S3为各土条在三个容重区内的面积
从表中计算结果可看出，稳定安全系数Kc仅有0822。
在大坝复修开挖过程中，寻找到的滑弧痕迹位置与本次验算成果颇为吻合，滑缝宽度在6-8公分左右，有稀泥填充其中。
通过对坝坡稳定的验算，对这一事故原因的认识就从定性判断上升到了定量分析的高度，而计算水位为181.2时的安全系数为最小，所以也最危险。这就回答了最初的问题。

五、 大坝复修方案简述
滑坡事故发生后，为尽快使大坝脱离险情，需要提出复修方案，为此，曾先后提出了减缓坝坡方案和筑压重台方案，并分别以各种不同坡比和不同的压重台高程进行稳定计算。比较的结果，采用压重台，可以大大提高坝坡的稳定，而减缓坝坡直至1：7，得到的安全系数仍略大于1.0，不能满足要求，所以决定采用压重台方案。
具体作法，是在原坝上一挖一填：
挖，是指将死水位180.00米高程以上的滑动体部分，包括被滑坡所牵动的裂缝区土体全部挖除弃掉，并在开挖过程中留够必要的坡度，不致因开挖过陡引起新的滑坡。同时为了兼顾处理坝身中段的漏水问题而将心墙部位挖至193高程，再抽一槽于 191.0米高程。坝体开挖总方量为18万方。坝顶开口长达176米占全坝长的二分之一。
死水位180.0米以下仍留有部份滑弧未挖掉。
填：即按设计断面将内坡重新回填。但原来挖除的弃土已不能再用，需重新开采石碴代料。回填的断面见图中所示：压重台顶部高程191.0米，台长70米，宽60米。正面坡度1：3。右侧为山坡相连，左侧坡度1：2，并利用弃土在两侧部位回填至185.0米高程。191.0米以以上高程按原坝坡度回填，同时在左端与山坡连接处为了防渗，加修了一段贴坡斜墙，该部份坝面向外加宽了4.0米。
回填的总工程量（包括心墙的粘土）共计260万方。
复修方案的稳定计算不再列出，其方法和步骤与滑弧验算相似。只是因为180以下的滑弧未予挖除，所以计算中只计这部份引起的滑动力而不计它的抗滑力，即认为该部位ф=0和C=0，丧失了抗剪能力，同时选择滑裂面位置也与此吻合，即R=50米。
计算中，未挖除的部份容重仍按原数据，而新填部份代料按自然湿重γ’=1.103吨/米，由于代料渗透系数很大浸润线完全可以跟上库水位的升降，所以代料内不存在“改变容重区”。其抗剪指标也仅用内磨擦角即可代替。我们参阅有关资料，认为可以采用φ=38°，计算水位仍采用181.20米。
计算结果表明，此种方案的稳定安全系数Kc=1.702，较规范要求的1.25为高。因此这一复修断面是安全的。

六、 结 语
通过这一工程实例告诉我们，内外坡的土料力学性质对坝坡的稳定起着至关重要的影响，所谓“代料”一词决不能采用粘性土来“代”替。在此，我们对容易引起混淆的“代料”这一名词提出质疑，不如直接称为“石渣”或“山皮土”等来得确切。
其次，对于均质土坝的设计，本例也有可借鉴之处，它应当考虑到水库水位急速（相对于渗透性很小的土料而言）下降时所引起的后果。
最后，当滑坡事故发生时，采用坡脚加压重台的方案进行处理也许是最有效的。
在本堤复修过程中，除了严格掌握代料石渣的纯度以保证设计的力学指标外，在粘土心墙的填筑过程中，铺土和碾压质量也比原来提高。根据心墙从191.0米到21.0米之间所作的421个干容重试样资料来看，其平均干容重为1.64，占96.5%以上的试样均高于1.60，仅在高于209.0米以上才出现有几个低于1.6 的试样。
复修工程共历时9上月，于1980年8月按计划完成。耗费工程经费100万元。
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