紫檀沖水庫劈裂灌漿時主壩塌陷分析

龍起華 石自堂 王 磊

（武漢大學水資源與水電工程科學國家重點實驗室 湖北 武漢 430072）

1 工程概況

紫檀沖水庫主壩為粘土心墻壩，壩頂高程173.6m，最大壩高46.2 m，壩頂寬5.33m、壩頂長200m。上游壩坡采用塊石護坡，無墊層料，坡比自上至下為1∶2.11、1∶2.36。下游壩坡采用草皮護坡，坡比自上至下 1∶1.71、1∶2.03、1∶2.23、1∶1.74。壩頂防浪墻高0.4m。心墻坡比1∶0.15，心墻頂寬度1.4m。由于粘土來源不足，原設計心墻核心部分，用粘土回填，其他部分用重壤土回填；由于粘土質量差，人工碾壓不密實，防滲效果不好，壩基多處滲水，由ZK02、ZK03鉆孔揭示主壩心墻墻頂距壩頂地表4.9m，心墻墻頂高程為168.61m，比設計洪水位170.92m低2.31m，比校核洪水位171.90m低3.29m，比正常蓄水位169.30m低0.69m，并且心墻未與防浪墻墻底部連接，不滿足大壩防滲要求。

2 主壩塌陷事故描述

針對《紫檀沖水庫工程地質勘察報告》所揭示主壩存在的缺陷，采用劈裂灌漿對主壩進行加固，沿壩軸線方向設置灌漿孔，對壩體進行劈裂灌漿[1]。

在對主壩進行劈裂灌漿施工過程中，2010年7月4日發現樁號為0+094～0+102段壩頂壩面發生塌陷，但并未起足夠關注。2010年9月1日進行復灌，在復灌過程中9月16日下午發現主壩樁號0+080～0+152段出現雙排裂紋，同時樁號0+088～0+118壩面出現塌陷，坍塌部分寬0.5～0.6m，深度0.4m至0.5m不等，局部樁號處塌陷深度達到0.6m，由于塌陷范圍較大，立即停止灌漿施工并同時對大壩整體完整性、大壩沉降、位移進行觀測。經觀測，壩頂塌陷處均位于心墻上方，大壩除壩頂壩面出現較明顯裂縫、壩面坍塌外，其余壩坡等部位均未出現裂縫、坍塌現象，主壩壩體軸線及橫向均未出現較明顯位移，豎直方向上，除塌陷處有較明顯的豎直位移。大壩壩頂其他部位均未出現明顯豎直方向位移，同時，個別灌漿孔出現析漿現象，下游壩坡局部地區也出現析漿、冒漿現象。

3 塌陷成因分析及處理措施

3.1 塌陷成因分析

大壩壩頂出現較大部位塌陷后，立即對塌陷部位進行調查，調查后認為除險加固前，主壩缺陷已經存在，甚至可能在主壩下方已經長時間存在一條沿著壩軸線的空洞。

根據塌陷部位寬度的測量，塌陷部位寬度為0.5m～0.6m，假設主壩裂縫及塌陷是由于在加固過程中劈裂灌漿設計不合理造成的。根據此假設，劈裂灌漿施工中，灌漿壓力過大，大壩被泥漿劈裂成上下兩部分，大壩軸線處形成較寬的裂隙，從而造成塌陷，則由此大壩壩體沿橫向x方向勢必形成較大的相對位移，知道此相對位移不會比塌陷部位寬度小很多。但實際測量結果卻與之有較大差別，根據后期測量結果，大壩壩頂上下游各個觀測點間相對位移較小，大都分布在5mm～7mm的范圍內，局個別相應點間相對位移達到9mm。這說明，裂縫是由于劈裂灌漿設計不合理造成的是不可靠的。且根據灌漿帷幕原理，灌漿壓力設計中包括起始劈裂壓力、單孔最大壓力、屈服壓力設計。在壩體灌漿施工記錄中，明確記錄灌漿起始劈裂壓力為0.6MPa，正常灌漿工作壓力為0.3MPa，符合灌漿設計要求，不存在灌漿壓力過大導致大壩塌陷問題[2]。

在灌漿開始前，大壩壩體已經存在缺陷，主壩下方可能長時間存在一條沿壩軸線方向的空洞，當開始向灌漿孔灌漿時，由于壩體應力的突然變化，加之泥漿對壩體的濕陷作用，空洞下方土體沉降，而空洞上方土體應力急劇減少，最終坍塌。針對這種意見，必須弄清楚兩個問題：①大壩壩頂下方沿軸線方向空洞的形成原因。②大壩壩頂會在劈裂灌漿的時候發生集中坍塌現象的原因。

壩頂發生坍塌后，重新對坍塌部位進行實地勘察，坍塌部位均處于壩軸線上，坍塌部位下方正好是大壩心墻所處位置，坍塌部位并不連續，局部未坍塌部位下方存在連貫空洞，這一點印證了造成坍塌的第二種意見是比較符合事實的。基于空洞的形狀及所處的位置，比較合理的觀點的是大壩心墻逐年沉降的結果。

關于心墻沉降量的計算，可以根據土石壩沉降的非線性變彈性理論計算[3]。該理論通過土體三軸壓縮試驗并在試驗基礎上，建立鄧肯—張模型（Duncan J.M，Chang C.Y.）的土體結構關系模型，該模型把應力應變關系近似地用雙曲線表示，如圖1所示。根據摩爾—庫倫破壞準則和壓縮試驗公式得到土的切線變形模量的表達式：

式中：σ1、σ3為填土第一、第三主應力；c、φ′為填土有效凝聚力和內摩擦角；k、n為試驗常數，在試驗的應力應變曲線上求得；Pa為大氣壓力，可取近似值為100kPa。

計算心墻沉降采用無側限條件下的沉降計算公式計算，壓縮量的計算公式為：

式中，S為土體的豎向壓縮量；△P為壓力增量；Et為壓縮模量，反映單向壓縮時土體對變形的抵抗能力；H為土層的高度。

再根據變形模量與壓縮模量的關系[3]，最終得到壩體在自重應力下沉降的計算公式：

式中，λ為考慮土體側向應變和拱效應的應力修正系數，k0為靜止土壓力系數。

在計算心墻沉降時，采用分層計算的方法，根據現場取土試驗，心墻密度取1920kg/m3，Rf取 0.9，λ 取 0.6，k=275，n=0.37，=15°，c=21kPa。計算結果如表1所示。

根據計算結果，自該土壩建成以來，心墻沉降量達到0.387m，考慮到壩體填筑時，壩殼填筑材料為粗粒砂土，填筑代料大于0.075mm的砂、礫石含量達61.2%，可以認為壩殼填筑時，即已完成排水固結，因此建成后壩殼沉降量很小或者沒有，而心墻主要由粘土和壤土組成，排水固結較慢，土壩建成后，心墻沉降一直持續，自建成至今，沉降量已達0.387m，這就很好地回答了大壩壩頂下方存在沿軸線方向空洞的問題。

既然大壩壩頂下方空洞已經長時間存在，為什么在大壩運行的足夠長時間里面并沒有發生坍塌，而偏偏在對大壩進行劈裂灌漿時造成了坍塌呢？要解決這個問題，有必要對壩體建成后在自重作用下壩體的應力、應變、沉降進行模擬，分析壩體受力變形情況。大壩剛建成時，大壩壩體與心墻是完全接觸、相互擠壓的，心墻與壩體接觸面上存在的應力是壓應力，方向垂直接觸面，如圖2所示，在隨后的時間中，隨著大壩心墻的沉降，心墻頂部與大壩壩頂間的壓應力越來越小直至為0，隨后變為拉應力，該拉應力由壩體填土的凝聚力提供，隨著時間推移，沉降增加，最終凝聚力不足以支撐心墻與壩頂上方填土間的拉應力從而導致心墻與壩頂的分離。在心墻與壩頂分離的這一過程中還同時進行了壩頂土體應力的重新分配，壩頂心墻上方的填土在大壩剛建成時是靠下方的心墻提供向上的力支撐的，而隨著心墻的沉降，心墻不再為上方的填土提供支撐力，該支撐力正好由心墻頂部兩邊的填土提供，并最終形成一個拱，這就是“土拱效應”[4][5]，如圖3所示。當沒有外力干擾或土拱上方的力不足與破壞土拱時，該土拱是穩定的，這就是大壩壩頂下方存在空洞而在長時間內并沒有坍塌的原因。但是，當對主壩進行劈裂灌漿時，起始劈裂壓力大于土拱頂部土體的壓應力，使填土間應力由壓應力變為拉應力并最終在拉應力大于填土間凝聚力的時導致壩頂終塌陷。

表1 心墻總沉降量計算表

3.2 處理措施

針對該土石壩的滲漏情況，由于上面已經排除了劈裂灌漿對土石壩壩體危害的影響，因此仍然可以對土石壩進行劈裂灌漿，但應該提高劈裂灌漿的質量，更好的控制灌漿壓力，并推薦增加復灌次數，復灌時間間隔也要嚴格把握，推薦復灌時間間隔不小于5天。

針對土石壩壩頂的塌陷情況，推薦壩頂開挖重新填筑，開挖深度最好超過心墻頂部高程，而后用粘土及壩殼代料重新回填壓實，最終回填到設計壩頂高程。

4 結語

（1）大壩壩頂坍塌主要是由于心墻沉降及劈裂灌漿時劈裂壓力、泥漿濕陷作用造成的。劈裂灌漿并沒有造成壩體整體結構受到破壞，相反，劈裂灌漿可以促使壩體應力重新分配，補充壩體小應力不足，對大壩的穩定是有利的。

（2）由于進行了劈裂灌漿，壩體心墻在泥漿的濕陷、擠壓作用下，裂縫及孔隙已經被泥漿充填，且心墻更加密實。劈裂灌漿已經充分補充壩體心墻的應力不足，提高了壩體心墻的穩定性，且心墻已經經過了三十多年的沉降，沉降已經基本完成，因此不必擔心在對土壩進行除險加固后，會繼續產生裂隙甚至空洞。

（3）始建于同一時期、在同等生產力條件下的建成的心墻土壩，大都存在心墻與壩殼的不均勻沉降問題，該論文探討了在對該類土壩進行劈裂灌漿時出現的問題及解決措施，為這一類土壩進行除險加固提供了理論基礎。陜西水利

[1]孫曉杰，任傳英，馬兆會，鄭緒剛.淺談劈裂灌漿在土壩堤防防滲處理中的設計與應用 [J].China science and Technology Review,2009,36:319-320

[2]白永年.中國堤壩防滲加固新技術[M].北京：中國水利水電出版社，2001.9

[3]王春寧，劉智杰，周瓊.土壩沉降的非線性變彈性計算[J].湖南水利水電，2002,5:7-15

[4]宮必寧，童蕾，牛志國.土石壩工程的拱效應分析 [J].東北水利水電，2004，（12）:14-15

[5]張家松，李欣，牛志國，林清安.土石壩粘土心墻拱效應分析 [J].水利科技與經濟，2007，（2）:84-86