1.3 高坝典型事故
1.3.1 溃坝事故[9-12]
我国目前已建成水库98000余座，这些水库在防洪、发电、灌溉、供水、航运和渔业等方面发挥了极其重要的作用，为国民经济发展和保障人民群众的生命财产安全作出了重要贡献。然而，由于受到人为因素和自然因素的影响，水库溃坝事故时有发生。水坝溃决给下游带来的损失，比其他任何工程的失事都严重得多。由于水坝的高度与数量、库容的大小以及下游人口的密集程度都今非昔比，现代水坝失事的后果将更加严重。因此，近年来，水坝失事与安全问题更加引起许多国家的普遍关注。
我国是世界建坝数量最多的国家，积累了许多水坝建设与运行的经验，但与建坝技术较先进的国家相比，还存在有许多水坝不安全的因素，出现过各种水坝失事。特别是1975年8月河南大水之后，水坝的失事与安全问题更加引起了国家与社会的关注。统计分析表明[9]，从1954—2003年的50年中，我国各类水库发生溃坝失事共计3481座，平均年溃坝率大大高于世界平均水平。统计分析结果分别见图1.13和表1.1[9]。
图1.13 1954—2003年中国 （除香港、澳门、台湾）溃坝数量
表1.1 中国与世界部分国家的溃坝率比较
20世纪80年代以后，尽管我国政府加强了大坝安全管理工作，溃坝率明显下降，但仍有造成重大人员伤亡的垮坝灾难发生。例如，1993年8月，青海沟后小 （1）型水库垮坝，近300人丧生，1000多人受伤；2001年10月，四川大路沟小 （1）型水库垮坝，伤亡人员近40人；2005年7月21日，云南省昭通市彝良县七仙湖小 （2）型水库垮坝，造成16人死亡。
长期以来，坝工界和坝工专家为探讨水坝失事的原因，曾进行过大量的统计与分析工作。由于水坝失事与坝高、坝型、坝龄以及坝址所在地理位置等因素有关，因此对不同时期、不同地区范围、不同型式的水坝所做的分析就不尽相同。大坝溃坝的原因是多种多样的，不同大坝的溃坝模式也不同。根据最新的溃坝资料分析，我国已溃坝的主要模式可概括为洪水漫顶、各种质量原因引起的溃坝、管理不当及其他原因引起的溃坝。其中，由于防洪标准不足而引起的漫顶是最主要的溃坝模式，共有1737座，所占比例为50.2%，近年有所增加，已占63%；其次是大坝质量的破坏 （如坝基的渗流、滑坡、溢洪道、坝下埋管等），共有1205座，占34.8%；此外还包括因管理不善、地震和其他形式引起的溃坝。我国大坝主要溃坝模式及其原因的统计结果见表1.2[10]。
表1.2 我国大坝主要溃坝模式及其原因统计表
续表
青海沟后水库混凝土面板砂砾石坝溃坝事故介绍如下[11，12]。
沟后水库位于青海省海南藏族自治州共和县境内，在黄河支流恰卜恰河上游，坝址距共和县城13km。大坝为钢筋混凝土面板砂砾石坝典型横剖面如图1.14所示[12]。
图1.14 沟后坝典型剖面图
1—防浪墙；2—钢筋混凝土面板；3—干砌石护坡；4—任意料；5—黏土防渗；6—河床砂砾石；7—花岗闪长岩；A1、A2、B、C、D—堆石分区
沟后水库混凝土面板砂砾石坝最大坝高71m，坝顶长265m，坝顶宽7m。设计、校核洪水位和正常蓄水位均为3278m，汛限水位为3276.72m，水库总库容为330万m3，为Ⅳ等小（1）型工程，大坝提高至按3级建筑物设计。上下游坝坡分别为1∶1.6和1∶1.5，坝顶设有防浪墙，墙高5m。沟后水库自1989年8月建成蓄水运行3年以来，发挥了很好的效益。
坝址河床为洪积、冲积砂砾石覆盖层，最大厚度约13m。原设计将坝基上游1/3范围内的覆盖层挖至基岩，再填筑坝体。在施工中，进行覆盖层探坑试验，认为覆盖层具有充分的透水性和密实性，级配良好，决定仅将趾板与垫层区的覆盖层挖除，坝基范围内其余部分不再挖除。趾板基岩进行固结和帷幕灌浆。初步设计中定为开采爆破石料填筑，但开工后，鉴于开采、运输等困难，改用天然砂砾石料 （距坝址3.5km的下游右岸阶地上）。但并未为此在坝内设置专门排水设施，而依靠自身砂砾石排水。
1993年8月，库水位在较长的时间内处在高水位运行。8月27日23时左右，在水位达到3277.25m （低于正蓄水位0.75m）时，大坝溃决。当时库内蓄水近300万m3，冲开坝体60多m，库水从40多m高处跌落，扫荡了恰卜恰河滩地区，冲毁大片农田、房舍、铺面，死亡300余人，尚有多人下落不明。
溃坝时的标志：先发出巨大的似闷雷响声，接着看到坝坡上部火光、滚石声 （护坡块石沿坝坡高速滚落、碰撞），然后看到坝上喷出水雾 （库水从决口处沿1∶1.5的陡坡大量涌出）。大坝溃决轮廓如图1.15所示[12]，溃坝9d后实测坝体浸润线位置及溃口左侧坝体形成的管涌洞如图1.16所示[12]，沟后水库坝顶水平止水结构设计如图1.17所示[12]，防浪墙上游水平趾板与面板之间水平缝内PVC施工连接现状如图1.18所示[12]。
图1.15 大坝溃决轮廓示意图 （单位：m）
（a）溃坝平面；（b）溃坝坝轴线断面
图1.16 溃坝9d后实测坝体浸润线位置及溃口左侧坝体形成的管涌洞
图1.17 沟后水库坝顶水平止水结构设计 （单位：cm）
1—防浪墙止水带；2—水平缝橡胶止水带；3—防浪墙；4—混凝土面板；5—垫层；6—沥青松木条填塞
图1.18 防浪墙上游水平趾板与面板之间水平缝内PVC施工连接现状
1—水平缝内PVC止水部分施工现状；2—防浪墙上游水平趾板；3—面板；4—松木沥青条填塞
失事后，水利部组织专家对沟后水库溃坝原因进行了专门的调查分析。调查分析后得出的基本结论是[11]：沟后水库溃坝主要是由于钢筋混凝土面板漏水和坝体排水不畅造成的。具体原因如下[11]：
（1）面板漏水的原因。包括：①混凝土面板有贯穿性的蜂窝；②面板分缝之间有的止水与混凝土连接不好，有的甚至已脱落，有的紫铜片止水的周围有明显的蜂窝混凝土；③防浪墙上游水平防渗板与面板之间的水平缝只设一道橡胶止水片，而且有的部位只按搭接敷设，有的部位并未嵌入混凝土中；④防浪墙上游水平防渗板在施工后就发生裂缝，仅采用简单抹砂浆的表面处理方法，未达到堵漏效果。
（2）坝体排水不畅的原因。从坝体设计断面上看，虽然设有四个分区，但从溃口两侧坝体检查情况可见，分区不明显，未设排水设施，大坝实际为 “均质”砂砾石面板坝。从坝料级配情况可以看出，其填筑体的渗透性不够好。
水库经过45d高水位运行，从面板渗过来的水越来越多，而坝体中又没有设置排水，渗水排不出去，使坝体逐步饱和及浸润线不断抬高。在现场见到，溃坝十几天以后，溃口两侧残留的坝体中仍有渗水不断溢出，可见溃坝浸润线是很高的。由于这些原因，降低了坝体的强度和稳定性。据初步计算，在坝体稳定性最差的部位 （坝的上部），其稳定安全系数已小于1，坝体是不稳定的。因此，在这里首先产生滑坡，随着溃口水流冲刷，其范围迅速扩大，从而使混凝土面板因失去支撑而断裂，水流随即涌出将大坝冲决。现场调查中还发现，目前残留的那部分坝体虽然还没有产生滑动破坏，但有些部位已有移动的痕迹，这是坝体稳定性不足的又一个佐证。
沟后水库溃坝的主要经验教训如下[12]：
（1）面板止水结构及面板混凝土的设计与施工质量必须同时保证，它们是面板坝防渗的安全防线。
（2）如防浪墙要设计成永久挡水结构，则必须对其与面板顶部的分缝止水结构以及坝体竣工后的其变形适应性，进行精心设计，并确保施工质量。
（3）砂砾石面板坝在垫层后必须设置可靠的细砾石排水层，并将其作为保证大坝稳定的一道安全防线。
1.3.2 库岸滑坡[4，13]
水库内外岸坡岩体的稳定，取决于岩体是否存在不利的构造断裂，以及岩体断裂的产状等。水库蓄水后，水位的变化和地表水的渗入也会引起岩体抗滑能力下降，促使岩层由蠕动而滑崩。最为典型的事例是意大利的瓦依昂双曲拱坝，因水库左岸发生巨大岩体滑坡，水库瞬时被填满，造成巨大的人员和财产损失，成为人类建坝以来最悲惨的一次库岸滑坡事件。
意大利瓦依昂双曲拱坝，最大坝高261.6m，厚高比为0.086，坝址处河谷宽高比为0.725。大坝下游立视及横剖面如图1.19所示[13]。坝基基岩为石灰岩，分布有薄层泥灰岩和夹泥层，岩石节理裂隙发育，岸边岩层倾向河床。该坝建成3年后，库岸发生大规模的滑坡事故。1957年施工时发现紧靠拱坝左肩岸坡不稳定。1960年2月水库开始蓄水，10月初，库水位到高程635m时，左岸地面出现长达1.80～2.0km的裂缝，形状如 “M”形，包围面积有2km2，并有局部崩塌，崩塌量为70万m3。当时采取措施是限制水库蓄水位，并于1961年在右岸开挖1条放水洞，洞径为4.5km，长2km，进口设在大范围蠕动区的上游。放水洞施工期控制库水位在高程585～600m之间。经过3年时间岩体缓慢蠕变，到1963年4月，由2号测点测得的总位移量达到338cm，9月25日前后14d的日位移量平均为1.5cm，9月28日—10月9日水库上游连续大雨，库水位雍高并引起两岸地下水水位升高。10月7日由2号测点测得总位移为429cm，最后的12d位移达到了58cm，平均位移速度达到4.8cm/d。1963年10月9日，岸坡下滑速度增加到25cm/d，当晚22时41分左岸坡突然发生整体滑落，范围长2.0km，宽1.6km，在 “M”形裂缝圈定的滑坡体总方量为2.7亿m3，这样将坝前1.8km长的库段在30～45s时间内全部淤满，淤积体高出库水面150m，在发生滑坡时涌浪高达250m，下泄洪水流速达280km/h，约有1.15亿m3的库水被掀起，在离坝址1.4km的瓦依昂峡谷出口处波浪立高还达到70m。滑动体内质点下滑运动速度为15～30m/s，造成对岸朗格罗尼镇和附近5个村庄全部冲毁，死亡2600余人。滑坡引起涌浪时对拱坝形成约为4000万kN的动荷载，据称相当于8倍的设计荷载。但由于坝体安全性设计富有较大的余度，在两岸坝肩进行过锚固和灌浆处理，大坝施工质量也较好，因此遭遇如此巨大的荷载冲击，基本上未发生重大破坏，仅在左坝肩坝顶上有一段长约9m、高约1.5m的范围有损坏。滑坡事故使大坝工程全部报废。瓦依昂坝水库左岸滑坡前后的地形地貌如图1.20所示[4]。
图1.19 瓦依昂坝下游立视及横剖面图 （单位：m）
（a）下游立视图；（b）横剖面图
1—坝顶溢洪道；2—水平缝；3—横缝；4—周边缝；5—坝后桥；6—白云质石灰岩；7—灌浆廊道
根据各方面专家分析，瓦依昂坝左岸滑坡的主要原因如下[4，13]：
（1）由于两岸岩层分布的卸荷裂隙与层面裂隙和构造断裂的互相交错切割，构成了滑动面。如图1.21所示[13]。
（2）长期多次岩溶活动使库岸地下孔洞和表面落水洞发育，地下水循环作用加强，引起泥灰岩和夹泥层的软化，特别是在水库蓄水后，改变了原有的水文地质环境，这种软化作用可在较短时间内发生，使其强度急剧降低。
（3）在滑坡前一段时间内降雨集中，增大库岸的浮托效应，减小岩体的抗滑阻力。
（4）滑坡区内上部岩层倾向河床，倾角为33°，下部又受河水多年冲刷致使失去了稳定的支撑，当滑动面抗力受损减小后，库岸岩体巨大位能迅速转为动能，使缓慢的蠕变转化成瞬时高速滑落，如图1.22所示[13]。
该坝水库库岸滑坡事故说明，地质勘探、地质调查、库岸边坡稳定处理设计及运行期监测和预警系统设计等都是十分重要的。
1.3.3 坝体严重裂缝[13]
柯恩布莱因拱坝位于奥地利南部马尔塔河上，于1977年建成，是欧洲目前在运行中的最高的一座双曲薄拱坝。坝高200m，坝顶长度626m，坝顶厚7.6m，坝底厚36m，厚高比0.18，两岸坝座处最大厚度42m，坝体混凝土量为160万m3。水库有效库容2.0亿m3 ，正常蓄水位1902.0m，最低运行水位1750.0m。拱坝坐落在东阿尔卑斯山中部的花岗片麻岩上。河谷呈 U形，谷底宽约150m，两岸岸坡平整；右岸坝座坡度约40°，与河床部位一起由大块片麻岩构成，山顶高出坝顶数百米；左岸坝座坡度约38°，由层状片麻岩组成，在坝顶高程处有个平坦阶地。坝基地质及坝体布置如图1.23所示[13]。
图1.20 瓦依昂坝水库左岸滑坡前后地形地貌图
（a）滑坡前；（b）滑坡后
1—瓦依昂河；2—大坝；3—凯索村；4—托克山坡；5—冲沟；6—残存水库；7—1960年滑坡区；8—大滑坡南缘；9—上冲线；10—“M”形裂缝；11—1963年边界裂隙；12—滑坡前陡壁；13—滑坡后陡壁 （箭头为滑动方向）
1978年，当水库水位达到1860m以上时，出现以下不正常现象[13]：
（1）在大坝的中部，最高坝块 （13～19坝段）下的扬压力接近库内全水头水位，其作用范围扩大到坝基约1/3宽。
（2）由于扬压力增高促使下游坝趾的垂直变位改变方向，监测显示：在初始下沉后有上抬的趋势。
图1.21 瓦依昂河谷两组卸荷节理
1—老卸荷节理；2—新卸荷节理；3—古冰川河谷；4—左滑坡和成层构造断裂
图1.22 缪勒提供的滑坡西区示意图
1—岩层产状；2—推力为主的椅背区；3—阻力为主的椅座区；4—可能滑动面；5—逐渐破坏区；6—受压区；7—受拉区；8—波扎平地；S1～S3—1961年钻孔
（3）排水孔中渗流增加，当蓄水到最高水位以下10m （1892m）时，渗漏量达200L/s。
根据仪器的记录和观察结果分析，得出的结论是[13]：在上游坝踵附近有一受拉区在发展，灌浆帷幕已遭到破坏。随后 （1979年春）放空水库检查，发现上游坝踵先后出现深度为8～9m的垂直裂缝和贯穿到基础的斜裂缝，裂缝从基础中部开始，逐步发展到上游面，上游坝基以上18m处的裂缝长度达100m。坝基扬压力上升至全水头，大坝失去原有的承载能力。裂缝分布情况如图1.24所示[13]。
针对这一现象，1979—1981年采取的补救措施为灌浆和冰冻防渗处理，由于该处理措施使右岸坝体裂缝又有增宽趋势，故而在1981—1983年在坝踵上游库底又设置了防渗护坦。1983年春再次放空水库检查，发现右侧坝段的坝踵附近有一条长17m的裂缝，中央进水口坝段上也有裂缝。同年秋季，水库再次蓄水达到最高水位1902m不久，漏水量又急剧增大，遥测仪器显示中央坝段产生新的裂缝，导致水库与廊道直接连通。此后，奥地利政府为了安全，限制蓄水位在最高水位以下22m（1880m高程），以此促使大坝业主进一步查找原因并提出根治方案。
图1.23 坝基地质及坝体布置图 （高程：m）
01～30—坝段编号
图1.24 柯恩布莱因坝裂缝分布示意图 （高程：m）
1985年，大坝业主聘请瑞士专家龙巴迪研究该坝的裂缝处理问题。
经研究，龙巴迪将坝体开裂的原因归结于以下几方面[13]：
（1）柯恩布莱因拱坝是一座很高又很薄的结构物，其形状和几何尺寸，代表一个前所未有的不利条件的组合。坝的柔度系数C=17.5，是已建高坝中系数最大的拱坝。而作用在坝上的总水荷载达54GN，无疑是世界上承受最高荷载的拱坝之一。
（2）坝基剪应力过大。由于坝址河谷开阔，底部平坦，坝体下部几乎不可能发挥拱的作用。结果在高水位时河床部位悬臂梁上承受的水平剪力极大，已接近混凝土的极限抗剪强度。
（3）坝的垂直断面过多倒向上游，以致仅在自重作用下就会在下游面产生拉应力，导致开裂，而坝的横缝灌浆 （曾多次进行，压力很高）又会增加坝体向上游的变形，增加拉应力使裂缝向坝内延伸。
在上述三个因素的共同作用下，使下游坝面底部形成水平裂缝并深入到坝体内部，导致坝该处的有效断面削弱，并随着水库水位的升高，发生荷载的重新分布：河床段坝体的垂直力不断减小，底部水平剪力不断增加，也即水平剪力和轴向力的比率不断恶化。最终导致河床坝段底部未开裂的坝体经受不住水位不断升高而产生的巨大剪力，在剪应力和正应力的组合下，形成斜向主拉应力，导致上游坝踵产生斜向裂缝。裂缝与下游水平裂缝的结合，使河床坝段的整个底部被剪断，裂缝上部的坝体被推向下游，产生几毫米的不可逆位移。
根据事故原因的解释，龙巴迪认为加固措施必须从以下两方面着手：①要增加坝体的轴向力或者减小河床段坝体的水平剪力，使水平剪力和轴向力的比值保持在安全限度内；②要控制空库和满库条件之间的固端弯矩的大小，使合力不超出基础部位各横断面的核心范围，不致引起拉应力。据此，他提出了如下四种加固方案 （图1.25）[13]：
方案A：在坝上游侧增建一个高约50m的上游挡水体，目的在于分担大坝底部在这个挡水体范围的水荷载，减少坝内水平剪力。
方案B：加厚坝底部的上游侧，目的在于增加坝的自重和作用在加厚部分上的水重，以增大轴向力，降低基础面上的固端弯矩。
方案C：加厚坝底部的下游侧，目的在于增加自重和扩大底部断面的厚度，从而降低基础面的应力。
方案D：在坝的下游建造一个支撑体以支承坝体，目的在于卸去坝下部因开裂而削弱部位所承受的水荷载，减少坝内水平剪力，并限制坝的变形。
为了审查上述加固方案，奥地利政府最高水利部门任命10位专家进行了全面的综合评审，在衡量各方案的优缺点后，最后选定在下游修建一座支撑体的方案D。
图1.25 龙巴迪提出的加固方案 （高程：m）
根据选定方案作出的加固设计包括以下三个主要部分：在大坝下游修建一座大体积拱形重力支撑体 （重力拱坝，坝高70m，混凝土方量为原拱坝的1/3，分担原拱坝总水平剪力的约20%）；在大坝和支撑体之间设置特殊的传力系统；在坝和地基内进行广泛的环氧树脂和水泥灌浆。加固设计断面如图1.26所示[13]。
图1.26 加固设计断面示意图 （高程：m）
柯恩布莱因拱坝的开裂事故和处理，从1978年发现到1994年结束，历时长达15年，成为欧洲20世纪80年代引人注目的高拱坝安全事件。
1.3.4 施工围堰漫水冲毁[4]
苏联罗贡斜心墙土石坝，设计最大坝高335m，为世界上设计最高的土石坝，于1975年正式开工兴建。两条导流隧洞导流。该坝基本情况见1.1节。
该坝上游围堰设计高度为40m，在围堰未完成前，一条导流隧洞经多年过流排砂后发生2万m3岩石塌落并堵塞。1993年5月，在这条导流隧洞尚未修复以前，下游又遭遇暴雨和泥石流，泥石流总量达110万m3 ，迫使下游水位上升13.5m，造成另一条导流隧洞泄量急剧下降。到同年5月8日，洪水流量增加到3800m3/s时，上游围堰漫水冲毁，冲毁堰体土石方达300万m3，堆积在基坑内，经半小时后洪峰流量达到7700m3/s时，又冲毁施工桥2座，地下厂房和施工开挖机械全部被洪水淹没。
由于上述原因，再加之苏联解体、阿富汗战争等因素影响，该坝至今未建成。
1.3.5 防渗帷幕设计不足[4]
胡佛混凝土重力拱坝，位于美国内华达州与亚利桑那州交界处的黑峡峡谷之中，以美国当届总统胡佛的名字命名。坝高221.4m，1931年开工，1936年建成，至今仍为世界上最高的混凝土重力拱坝，而且是世界上最早建造的高度超过200m的大坝。坝体设计采用了当时美国刚提出的试载法，并在混凝土坝施工机械和施工工艺等方面 （如柱状浇筑、预埋冷却水管等）积累了成功的经验。
该坝基础防渗帷幕深度设计不足 （45.7m深），运行后发现地基渗漏排水量远超设计值。为此，不得不导致重新设置深度更大的帷幕 （146.3m深）及新的排水系统。设计不足的原因主要是对坝基的水文地质和工程地质未作详细勘探。
1.3.6 消力池冲刷破坏[4]
印度巴克拉混凝土重力坝，坝高226m，1963年建成。
该坝采用坝顶溢流底流消能方式，经过78d、最大泄量达2830m3/s的泄流运行后，发生消力池底板严重冲蚀破坏现象，某些部位冲深达70cm。后采用环氧树脂混凝土回填及灌浆与锚筋加固。
巴克拉坝消力池底板冲刷破坏实测结果如图1.27所示[4]。
图1.27 巴克拉坝消力池底板冲刷破坏实测结果示意图
1—导水墙面；2—冲刷破坏深度150mm以上；3—冲刷破坏深度225mm以上；4—冲刷破坏深度300mm以上