试谈覆盖层上水工建筑物的安全评价

刘世煌（水利部水利水电规划设计总院，北京，100011）

试谈覆盖层上水工建筑物的安全评价

刘世煌
（水利部水利水电规划设计总院，北京，100011）

根据覆盖层上水工建筑物实际运行状况及近年覆盖层上水工建筑物安全评价的实践，总结深覆盖层上水工建筑物坝址选择、坝轴线选择、枢纽布置、覆盖层复合地基的承载能力、各种型式防渗措施的防渗效果、防冲蚀、防地震液化处理措施及覆盖层应力、变形、渗流等特点。探讨覆盖层上水工建筑物的特点及存在的风险，并针对这些风险提出覆盖层上水工建筑物安全评价的关注点，以期在现有已取得巨大成就的基础上，进一步提高覆盖层上水工建筑物的设计、建设与安全评价水平。

安全评价；覆盖层；承载能力；徐变；渗流破坏

1　我国覆盖层特点及其覆盖层上筑坝的风险

我国幅员辽阔，不同地区、不同河流、不同河段都有着不同厚度和不同特性的覆盖层。随着水电事业的发展，除了在基岩筑坝之外，一些工程不得不面对深覆盖层上筑坝问题。

覆盖层是因水的搬迁作用在河谷中形成的堆积物，由于形成时代的不同，受年代、气候、冰川及河谷演变等影响，有冰川和冰水沉积、冲洪沉积、湖相沉积、现代河床冲积、坡洪积及崩坡积等不同成因。覆盖层可由花岗岩、石英岩等硬岩及千枚岩、泥岩、页岩等不同岩性的沉积物组成，按粒径分漂石、卵石、砾石、碎石、粗砂、中砂、细砂、粉质土类等，并由此组成不同的级配，再加上层状、透镜状等不同结构差异，以及球状、针片状等不同颗粒形状，不同的密实度、不同胶结程度、架空程度的差异等，不同地区、不同河流、不同河段的覆盖层具有不同的物理力学特性。

我国拥有在土基及覆盖层上修建土石坝和水闸等水工建筑物的悠久历史和丰富经验。1961年在38 m深覆盖层上建成33.2 m高的下马岭混凝土重力坝，1970年在30 m厚覆盖层上建成39.5 m高窄巷口的拱上拱双曲拱坝，开创了在砂砾石覆盖层地基上建设混凝土重力坝、拱坝及水电站工程的新局面。之后在75 m厚覆盖层上建成186 m高的瀑布沟砾石土直心墙坝、在80 m厚覆盖层上建成160 m高的小浪底壤土斜心墙坝、在65 m厚覆盖层上建成136.5 m高的九甸峡混凝土面板堆石坝、在400 m厚覆盖层上建成125.5 m高的冶勒沥青混凝土心墙堆石坝，并在深覆盖层上建成众多中小水头混凝土闸坝工程，我国深覆盖层上水电站建设技术得到极大提高。

由于深厚覆盖层本身组成、结构的不同，以及由此在应力、变形、渗流等方面的复杂性，特别是至今尚无一本深覆盖层上混凝土闸坝设计规范，在取得丰硕成绩的同时，覆盖层上的黄壁庄副坝曾发生严重的塌陷、小浪底和瀑布沟心墙坝坝顶曾出现较长的纵向裂缝、金康混凝土闸坝出现较大的徐变、金沙峡坝基曾发生较严重的渗流破坏……

面对复杂的深厚覆盖层及其坝工建设的风险，对覆盖层有以下两种处理方式。

1.1全部或部分挖除覆盖层筑坝及其风险

当覆盖层厚度不大，全部或部分挖除覆盖层后不会带来较难解决的技术问题，不会过多增加工程量及投资时，可以将覆盖层全部或部分挖除，按常规基岩上筑坝技术进行处理。

（1）西安黑河水库，坝址基岩为云母石英片岩，坝基河床卵石层厚度5.1～16.8 m，修筑心墙砂砾石坝时，挖除心墙底部砂砾石，使心墙底部直接置于弱风化基岩上，浇筑1 m厚混凝土底板后，建成127.5 m高心墙砂砾石堆石坝。

（2）小浪底河床覆盖层最深80 m，1984～1985年中美联合设计时，美方根据小浪底覆盖层组成及结构特点，考虑覆盖层对坝体变形和坝基渗流的影响，吸取加拿大下诺奇心墙坝（坝高130 m）挖除82 m深覆盖层的经验，建议挖除小浪底斜心墙底部的覆盖层，把斜心墙直接建筑于基岩上。我方考虑到开挖深槽后可能带来的施工交通、施工抽水、围堰安全、大幅增加工程量及投资等原因，根据我国深覆盖层上筑坝经验，决定采用防渗墙防渗方案，深覆盖层上筑坝。

（3）大渡河上双江口水电站，河床覆盖层深48～57 m（局部67.8 m）。根据小浪底蓄水后所表现出的覆盖层徐变、坝体变形较大、坝顶开裂、坝基渗漏等问题，经方案比选，综合考虑施工组织及防渗墙工作条件，为减小坝体不均匀变形、增加大坝抗震安全性，决定把心墙底部的覆盖层全部挖除，把心墙直接建在花岗岩上，建设高314 m的砾石土直心墙堆石坝。

（4）乌东德水电站河床覆盖层厚52.4～72.8 m，将覆盖层全部挖除后，在灰岩上建设双曲薄拱坝，最大坝高265 m。全部挖除覆盖层除增加坝体工程量、弃碴堆放场地外，还可能增加基坑排水困难，并带来120 m高围堰（含基坑）安全度汛等问题。

（5）甘肃九甸峡面板坝高136.5 m，是我国当今覆盖层上最高的面板坝。河床覆盖层厚40～50 m，最大厚度65 m。经过挖除覆盖层、高趾墙、防渗墙三方案的比选，考虑上游坡脚处混凝土防渗墙复杂应力状态等诸多因素，决定挖除上部30 m覆盖层，河床段平趾板下保留28 m覆盖层，强夯后，在其上部分别填筑2 m厚垫层料和过渡料，再建筑深30 m、厚1.2 m、C25混凝土防渗墙，并在防渗墙下游侧用两块各长约5 m混凝土连接板与面板坝的趾板相接，共同组成坝基防渗体系。由于覆盖层为强透水层，施工期间基坑排水量很大，9个排水孔涌水水柱达一人多高，除增加排水困难外，还对底部连接板和混凝土面板的安全带来一定影响，为此在面板下方增设了反向排水阀，以防面板在反向渗压作用下破坏。

1.2覆盖层上筑坝风险及其勘探试验

当决定保留覆盖层直接在覆盖层上筑坝时，由于覆盖层允许承载能力、变形模量、抗冲刷能力较低、与混凝土间摩擦系数不大、渗透系数较大等原因，当深覆盖层上的坝址、坝轴线、坝型、单宽流量的选择及枢纽布置等不适应覆盖层特点时，除了坝基渗流和渗流稳定问题外，还会带来相应的水工建筑物结构失稳、地基承载力不足、塑性区发展、地基剪切破坏、结构不均匀变形及断裂、覆盖层徐变、坝基渗流破坏、下游消能区冲蚀破坏等风险，同时，也会给建筑物安全带来相应的风险，因此在勘探阶段应查明覆盖层厚度、结构、组成、级配及其力学特性等。龙开口电站及柳洪电站坝基开挖后发现覆盖层深槽，由此带来较复杂的坝基处理，应该吸取其教训。

为确保深厚覆盖层水工建筑物的安全，近年来我国开展了安全鉴定、安全评价和定期检查工作。通过这些工作，全面分析了深覆盖层的力学、变形、渗流和冲蚀等特性，正确认识了深覆盖层上筑坝的主要技术问题及其风险，认真总结了深覆盖层上筑坝的经验教训，摸索到了一些防范措施，完善了相应的安全评价工作，促进了我国深覆盖层上筑坝技术的进一步发展，这不仅对进一步提升覆盖层上水工建筑物的建设水平十分必要，也对进一步发挥深覆盖层上水工建筑物安全评价的作用十分必要。下面通过工程实例，共同探讨上述问题。

2　覆盖层上筑坝对坝址、坝轴线和坝型选择及枢纽布置的要求

坝址、坝轴线、坝型选择和枢纽布置是做好水工建筑物设计的前提。通常坝址、坝轴线、坝型选择和枢纽布置是根据工程任务、规模、综合地形、地质、水文、气象、建筑材料、施工条件及建筑物组成及建筑物特点等，经多方案比选后确定的。由于不同地区、不同河流、不同河段覆盖层深度、组成、结构、力学特性等差异，受地基承载能力及变形特性等制约，覆盖层上已很少再建设较为高大的混凝土重力坝及拱坝，而是建造适应能力较强的土石坝和混凝土闸坝，同时坝址多选择在覆盖层结构较为稳定、承载能力较强的河段上，坝轴线尽量避开古堰塞湖、古滑坡体、可液化地层及覆盖层厚度差异较大的河段，取水口多布置于主河槽基岩一侧，尽量减小地基不均匀变形影响，防止坝基渗流破坏，并避免由此而带来的麻烦。

2.1金康电站坝轴线选择

金康水电站位于四川大渡河支流金汤河上，是闸坝引水式电站。工程由首部引水枢纽、16.3 km长的发电引水系统、地面厂房三部分组成，装机150 MW，最大水头600 m。首部枢纽由右岸重力坝、2孔泄洪闸、1孔排砂闸、1孔排漂闸、左岸重力坝及侧向进水口组成，最大坝高20 m，库容69.7万m3。坝轴线位于金汤河弯段后方，两山脊的下游侧，由于坝轴线下游1 km处滑坡堵江曾形成堰塞湖，在62 m厚的fglQ3第Ⅰ层冰水堆积漂（块）卵（碎）砾石夹砂土层上，连续分布厚度为11.53～23.30 m的lQ4第Ⅱ层河湖相堆积层（粉质壤土和粉细砂层）及厚度为4.15～15.35 m的（alQ4）第Ⅲ层现代冲积堆积灰黄色含卵砾石砂土层，覆盖层总厚度为60～80 m，局部大于92 m。其中第Ⅲ层现代冲积堆积灰黄色含卵砾石砂土，承载能力可达300 kPa，是相对较好的持力层，而第Ⅱ层河湖相堆积层粉质壤土和粉细砂层终判为可液化土。由于第Ⅱ-②层河湖相堆积层中的粉细砂层正好位于闸室下方，也是闸室持力层，为确保闸室在8度地震工况下结构安全，在闸室前防渗护坦至海漫长90 m、宽94 m范围内，梅花型布置1 164根振冲碎石桩，桩径1.2 m，深15～20 m。但仔细分析可液化土的分布范围可见：坝轴线已位于原堰塞湖的尾部，若再将坝轴线上移至左右岸山脊处，适当调整上部结构，不仅可缩短坝轴线长度，还可能避开可液化粉细砂地层，也可能减少部分投资，并避免由此而带来的麻烦。

2.2金沙峡首部枢纽布置

金沙峡水电站位于青海省大通河上，坝址位于扎龙口至羊脖子湾弯曲河道上，坝址处河谷宽约90 m，覆盖层厚20～23 m。闸址左侧为主河槽，右岸为二级阶地。金沙峡电站为闸坝引水式电站，工程由首部枢纽、发电引水系统及发电厂房三部分组成，最大坝高29.2 m，库容260万m3，6.4 km引水系统，集中水头72.5 m，装机70 MW。首部枢纽由左岸重力坝段、1孔溢流堰、3孔溢流表孔坝段、1孔泄洪冲砂闸及布置于二级阶地上的右岸侧向引水进水闸及土坝组成，坝轴线全长254.92 m，其中上游坝坡为土工膜防渗的砂砾石坝，高7.5m、长143.92m，占坝轴线总长的56%。

由于该工程未经过可行性研究阶段，坝址、坝轴线、枢纽布置比选工作不够深入，相应勘探、试验、研究工作深度不够。在右岸（凸岸）二级阶地上布置进水口及引水涵洞，并增加了143 m长反弧形土坝；再加上没有认真对23 m深的覆盖层进行水平铺盖防渗与垂直防渗的比选工作，在0+000～0+ 065土坝前及混凝土闸坝前设置水平土工膜壤土铺盖。蓄水后，因二级阶地覆盖层的层间渗流破坏及接触渗流破坏，导致土坝坝基严重渗流破坏。

3　覆盖层上挡水建筑物抗滑稳定性

挡水建筑物的抗滑稳定是设计中的基本要求之一，由于覆盖层与闸坝混凝土间摩擦系数较小（f=0.5左右），抗滑稳定性有时成为制约覆盖层上建设水工建筑物的因素之一。

3.1金沙峡溢流坝的体形调整

金沙峡水电站混凝土溢流坝坝高与泄洪冲砂闸的坝高均为29.2 m，但其底宽分别为21 m和40 m。为确保溢流坝抗滑稳定性，调整上游坝坡为1∶（-0.33），调整下游坝坡为1∶1.1，使溢流坝底宽由21 m增加为36.998 m，并在坝前增设5 m长阻滑板，充分利用水重，确保了溢流坝整体稳定。

3.2下马岭重力坝抗滑加固

下马岭电站为低坝引水式电站，引水隧洞全长7.633 km，设计水头95 m，装机6.5万kW。该电站的重力坝最大坝高33.2 m，由建于灰岩地基上的左右非溢流坝段和建于38 m厚覆盖层上的5孔溢流坝段组成，是我国第一座建筑于覆盖层上的混凝土重力坝。坝基防渗由混凝土水平铺盖和坝底三排防渗帷幕组成。1960年蓄水，由于施工质量及覆盖层的不均匀变形，大坝产生大量裂缝，同时还发现坝轴线附近混凝土铺盖的强度及配筋不满足设计要求，存在拉裂并有导致重力坝失稳的可能，于是在5个溢流坝段的廊道内增打11根700 kN级预应力锚索，保证了覆盖层上溢流坝段的抗滑稳定性。

4　覆盖层允许承载能力及地基处理

4.1覆盖层允许承载能力

为把受力后覆盖层的塑性区控制在合理范围内，不发生剪切破坏而失稳，所有覆盖层上建筑物均应复核地基允许承载能力，要求覆盖层上基础的平均应力不得大于地基允许承载能力，见表1。

表1　覆盖层容许承载能力（单位：t/m2）Table1　The bearing capacity of the overburden layer

天然地基承载能力的标准值往往可通过近地表承压板加载试验求得。当建筑物基础形状和砌置深度变化较大且受力复杂时，往往需要根据受荷状态、基础形状、基础砌置深度等寻求建基面附近覆盖层允许承载能力。鉴于当前地基允许承载能力计算公式的计算假定及计算条件不一样，不同公式的计算结果差异甚大，地基允许承载能力是一个复杂问题，需慎重对待。

汉江兴隆水电站由56孔泄水闸、包含4台10 MW贯流发电机组的发电厂房、船闸及鱼道等建筑物组成。工程区地震基本烈度为6度。本工程发电厂房位于汉江右岸主河床上，顺水流方向长112 m，宽74 m，基础挖深22 m，基础计算平均应力为455 kPa。鉴于持力层为全新统下段alQ41粉细砂层，厚约6 m，中等密实，天然容重18～19.8 kN/m2，标贯N=9～17，天然地基承载力标准值为160～180 kPa。考虑到地基实际挖深及宽度，对建基面覆盖层承载能力进行修正：设计院分别用水闸规范推荐的汉森公式、泵站设计规范推荐公式、建筑规范推荐公式、竖向对称荷载考虑限制塑性开展区深度公式、既有竖向荷载又有水平荷载的计算公式等五个公式计算，其结果相差3倍。其中按建筑规范计算地基承载力仅为445kPa，略小于地基计算平均应力455kPa，而按汉森公式及考虑竖向荷载又有水平荷载计算公式，计算结果均达1 200～1 300 kPa。为安全计，确定以建筑规范计算结果控制，按置换率58%～68%构筑复合地基，即在厂房地基中共打18 444根φ=1.2 m水泥搅拌桩，桩深6.6～10.5 m，并在厂房基础及搅拌桩间设置厚2 m褥垫层，以保证搅拌桩和桩间土的共同承力，减少基础底面应力集中。鉴于上述各公式计算结果差距甚大，决定进行大规模现场承压试验，试图通过现场试验合理确定地基承载力，优化地基处理设计。

4.2复合地基承载能力

当建基面覆盖层承载能力小于基础平均应力并决定采用复合地基时，应合理确定持力层及置换地基及桩间土的承载能力，控制置换率，考虑桩基顶部土体松弛影响，采取相应处理措施。

4.2.1金康电站复合地基承载能力

金康电站第Ⅱ层粉细砂地基天然密度1.26g/cm3，相对密度0.34，平均承载力fK=0.14～0.2 MPa，终判为可液化土，决定在闸室防渗护坦至海漫长90 m、宽94 m范围内的覆盖层中梅花型布置振冲碎石桩，桩径1.2 m，深15～20 m，1 164根，试图通过振冲碎石桩改善地基土级配、提升地基密实度和承载能力，防止地基液化。

现场单桩、桩间土的静载试验得2 m×2 m间距下，碎石桩桩体承载能力为600 kPa，第Ⅱ层粉细砂桩间土承载能力为175 kPa，相应第Ⅱ层粉细砂复合地基承载能力为270 kPa（见表2）。

冲砂闸及排漂闸完建工况下，地基最大计算压应力388.17 kPa，最小293.33 kPa，平均340.75 kPa，完建工况下的平均应力及最小应力均大于Ⅱ层粉质细砂复合地基允许承载能力270 kPa。说明经过振冲碎石桩处理后，虽可满足抗液化和抗滑稳定要求，但由于碎石桩置换比率较小，复合地基承载能力仍不能满足规范要求。

4.2.2济南市区输水暗涵水泥搅拌桩的实际检测状况

南水北调东线济南市区23.276 km暗涵段地基中有7.92 km为淤泥质粘土，其孔隙比1.05～1.28，天然含水量37%～46.5%，标贯击数3击，强度低、具有高压缩性，是本段工程的主要工程地质问题。

经审查批准，对其中2.23 km长厚度小于1 m的淤泥质粘土换基1∶10水泥土；对其中5.69 km长厚度大于1 m的淤泥质粘土，浇筑D=50 cm、深4.5～6.0 m水泥搅拌桩（17.87万m3）。水泥搅拌桩间距1.0 m，置换率0.21，要求单桩承载力大于130 kN，复合地基承载力大于100 kPa。

2009年5月4日～6月4日，济南市区11+618～11+693段6～10号节暗涵水泥搅拌桩基础的轻型动力触探试验成果表明，该段搅拌桩质量不均匀，复合地基承载力虽满足100 kPa要求，但单桩承载力不满足130 kN要求。为此在桩间土中打3个地质钻孔，在搅拌桩中打一个取芯孔，其结果表明：本段淤泥质粘土地层厚度7.0 m左右；水泥土搅拌桩上部1/3桩长（2 m）范围内的复搅段可取出10 cm长的柱芯数段，下部2/3桩长的单搅桩体不能形成柱体，呈软塑状态，摊于地面，且取芯孔内有涌水现象（见图1）。当时分析认为：系淤泥质粘土深度加深，桩周阻力减小所致（实为质量事故）。决定在该段补打84个9 m深搅拌桩，与原桩共同承力。

鉴于水泥搅拌桩属隐蔽工程，存在着机理不甚明确、理论研究尚不满足工程实践需要及长期耐久性等问题，特别是实践中容易出现一些严重质量事故，上海市建委和天津市建委曾分别下达文件，不允许在其管辖范围内的永久性建筑物地基处理中使用水泥搅拌桩。水利界对此十分重视，《水闸设计规范》规定，在未经充分论证和没有可靠质量保证的情况下，一般不轻易用水泥搅拌桩作为大型永久性水利建筑物基础。因此对于不满足承载能力要求的地基，应慎重选择处理方法，宜优选机理明确、长久耐用、质量可靠的处理方法。

图1　济南11+618～11+693暗涵搅拌桩芯样照片Fig.1　The core samples of the mixed pile of the section 11+ 618～11+693

5　覆盖层和上部建筑物变形

5.1覆盖层及坝体实际变形

荷载作用下，覆盖层将发生相应的水平和垂直变形，由于覆盖层的压缩模量随自身密实度及埋深而增加，近地表覆盖层的压缩模量仅有40～50 MPa，低于一般薄层振动碾压的坝体压缩模量，覆盖层的垂直沉降和水平变位往往大于坝体相应变形，覆盖层沉降与其层厚之比往往大于坝体垂直沉降与坝高之比，坝体连同覆盖层的垂直沉降与其总高度之比常超过1%，并由此引起一些异常现象。

5.1.1珊溪覆盖层沉降

浙江省珊溪混凝土面板堆石坝坝高132.5 m，坝址河床覆盖层最厚28.05 m，施工中趾板挖至基岩面，坝体下清除表层松散覆盖层1～2 m，实际保留了24 m厚覆盖层。2000年蓄水，2001年竣工，实测坝体最大沉降110 cm，其中坝体沉降66 cm，为坝高的0.5%，覆盖层沉降44 cm，为覆盖层厚度的1.8%。

表2　金康振冲碎石桩效果Table2　The effect of the gravel pile at Jinkang hydropower station

5.1.2小浪底坝体变形

小浪底斜心墙堆石坝坝高160m，坝长1667.15m，水库正常高水位275 m。河谷中覆盖层最大厚度80 m。

小浪底建管单位曾先后委托清华大学、河海大学、黄委科学院及黄委设计院等单位多次进行坝体与坝基应力应变计算，还委托水科院做过离心机模型试验，结果：

（1）几乎所有有限元计算成果均表明，竣工时坝体最大沉降量为3.0～3.5 m左右。

（2）离心机模型试验测得沉降变形明显大于有限元计算结果，210 m高程心墙的最大沉降为5.5 m，其中覆盖层沉降1.8 m。

（3）设计院多次按规范规定的分层总和法计算坝体沉降，计算中未考虑覆盖层中砾石与细砂层压缩特性的差异，统一按砂砾石层计算，其结果大于离心机试验测值，更大于有限元计算值。施工期曾在现场取37组心墙土样，利用其三轴剪切试验成果修正压缩特性曲线，按分层总和法计算得出心墙最厚处竣工后坝体最大沉降量9.31 m，为坝高的5.82%，其中施工期沉降8.64 m，坝基沉降2.36 m，蓄水后坝顶沉降0.665 m（2005年坝顶实测沉降为1.23 m，为计算值的1.84倍）。

由于坝体和坝基发生了较大沉降，坝体沉降变形的内部监测设备100%失效，失去了对上述各成果进行对比分析及评判的依据。

2000年6月26日，大坝填筑到坝顶设计高程，11月完成坝顶混凝土防浪墙工程后，施工单位按设计尺寸进行验收，并设立外部观测点。2001年12月（当时库水位235 m左右）对大坝进行横断面复测，得知上下游坝坡及坝顶均较已验收的断面下沉并向下游位移。其中上游坝坡最大下沉265 cm，且向下游水平位移10.9cm，下游坝坡最大下沉188cm，且向下游水平位移34.9 cm，坝顶沉降90 cm，为此在0+000～0+800上下游坝坡共用7.5万m3块石补坡。

2002年上下游坝坡整修后，下游坝坡又发现凹陷鼓肚现象，其中“小浪底”三个大字变形，又进行了局部修整，同时下游坡混凝土台阶发生断裂错抬、坝顶路面混凝土砖明显凹陷、坝体向河床中部挤压、河床中部防浪墙及墙下路面挤压破坏、左右坝肩防浪墙伸缩缝张开等情况。

从上述两个例子可见：覆盖层上坝体变位不同于基岩上坝体变位，比较复杂，目前规范推荐的分层总和法计算成果与有限元计算成果及离心机测试成果存在较大差距。

5.2覆盖层和坝体徐变

荷载作用下，由于覆盖层软弱物质和扁平针状颗粒压碎及冲填，覆盖层除产生较大变形外，还表现出明显的徐变。覆盖层的徐变与库水位变化关系不密切，与时间关系密切，是一种缓慢发展逐渐收敛的变形，一般可持续10～20年方才稳定。

5.2.1金康覆盖层徐变

金康电站闸坝最大高度20 m，覆盖层厚60～80 m，局部最大厚度92 m，水库于2006年蓄水。为监测大坝变位，在坝顶上游侧布置一条引张线，共10个测点，监测成果表明：

（1）所有水平变位测值曲线连续，无明显突变现象，从监测成果看，监测数据正常。

（2）10个测点测值与水位关系不密切，与时间关系密切，均表现出明显流变特性，且至2012年尚未收敛，其中3号重力坝段左侧EX6点，从2006年4 月1日～2011年4月1日，向下游变位42.73 mm，年变化速率8.54 mm/a。其水平变位量值和变化速率远大于耿达、映秀湾及其他覆盖层上的闸坝，在我国均属较大，见图2。

图2　金康EX6测点从2006年4月1日～2011年4月1日水平变形监测成果Fig.2　The monitored horizontal deformation by monitoring point EX6 from April 1st，2006 to April 1st，2011

（3）由于右岸基岩与覆盖层的不均匀变形，右岸重力坝段发生斜向贯穿裂缝，该裂缝从上游贯穿至下游，从坝顶贯穿至坝基，使该坝段解体。

（4）由于覆盖层的徐变和受水压力作用方向不同，与闸坝斜交的进水闸与闸坝间的工作缝最大张开5 cm。

5.2.2小浪底覆盖层与坝体徐变及坝顶开裂

5.2.2.1河床覆盖层室内压缩试验

1981年9月，黄委会科研所进行的小浪底河床砂砾石变形及相对密度试验表明：

在有侧限的条件下，当砂砾料含沙率30%、相对密度2.2 t/m3、孔隙比0.189、设计压力35.4 kg/cm2时（覆盖层计算应力），在重复试验中细颗粒（＜5 mm）有压碎变细现象，其级配曲线也有所变化。

5.2.2.2小浪底坝顶两条视准线的测值

为监测坝体变位，平行大坝轴线共设8条视准线，其中坝顶上游侧和下游侧各设一条视准线。从监测结果可知：坝体总体向下游方向变位，坝顶283 m高程下游视准线水平变位和垂直变位均明显大于上游视准线测值。最大变形差发生在大坝高度最大的河床断面上，见表3和图3。

从相关图表可知：

（1）两视准线水平和垂直位移差与库水位不相关，不论库水位上升或下降，坝顶两视准线的水平和垂直位移差均呈增加趋势，无收敛迹象，时效分量为变位的主要分量。

（2）坝顶上下游视准线水平和垂直位移差的增量有减小趋势。

（3）某些变形量已接近警戒值。

一般土石坝竣工后，坝顶沉降量占坝高的比例多为0.2%～0.5%，小浪底竣工后坝顶沉降量1.23 m，占坝高比例已超过0.5%的警戒值。

图3　小浪底B-B剖面坝顶283 m高程上下游视准线水平位移差值图Fig.3　Difference of horizontal displacements between the upstream and downstream collimating line of the B-B section on the elevation 283 m

表3　B-B剖面（D0+387.5断面）坝顶283 m高程上下游侧视准线水平和垂直位移差Table3　Difference of horizontal and vertical displacements between the upstream and downstream collimating line of the B-B section（D0+387.5）on the elevation 283 m

一般土石坝沿坝轴线方向垂直变形率达1%时，大坝可能产生危害性较大的横向裂缝。2008年小浪底左岸（陡坎附近）0+97.5～0+157.5 m两点间垂直位移差与水平距离比达0.92%，已接近1%，接近警戒值。

5.2.2.3坝顶裂缝

（1）2000年6月26日坝体填筑至坝顶，2001年11月完成坝顶混凝土防浪墙工程，2001年7月24日库水位192.0 m时，在坝顶下游侧距路缘石40～60 cm处发现长约100 m最大开口10 mm的裂缝，2002年5月铺设坝顶路面混凝土六棱预制砖。这说明坝顶裂缝的发生是在大坝填筑到坝顶一年后，水库水位较低（仅192.0 m）时即已发生。

（2）2003年10月18日，在坝顶下游侧距路缘石80～120 cm处，混凝土六棱砖路面上发现长约160 m最大开口4 mm的裂缝。2004年8月挖开，发现在路面料和3区料中有一条平行坝轴线方向裂缝，长627 m，深3.9 m，最大缝宽15 cm（见图4）。

（3）2005年1月在坝顶下游侧挖4个检查坑，并埋设8只土体位移计，测得裂缝未收敛，且随水位升降均有所增加，特别是2006年调水调沙后增幅为7.49 mm。

图4　小浪底5号坑距坝顶50 cm深处裂缝Fig.4　A crack of Xiaolangdi dam

（4）2006年夏，翻开坝面六棱砖，未见裂缝向左右两侧延伸。同时又在坝顶裂缝补充开挖3个坑，并于裂缝上下层位分别埋设土体位移计，以监测裂缝向深度发展趋势。

从坝顶裂缝土体位移计测值过程线可知：

①坝顶裂缝与283 m高程坝顶视准线变化规律一致，截至2008年8月底，裂缝并无收敛迹象，仍在继续发展。

②2005年6月23日～2006年2月，库水位上升期（上升约20 m），裂缝开度增加约7 mm。

③2006年10月19日～2007年2月12日，库水位为245～250 m缓慢上升期，裂缝开度增加6 mm，平均上升1.5 mm/月。

④2006年6月22日调水调沙期间，库水位骤降，裂缝开度明显增加，增值约7.5 mm。

⑤同一探坑内上下两个位移计测值随时间均有所增大，说明裂缝有向深部扩展趋势。

5.2.2.4坝顶裂缝原因分析——覆盖层徐变影响

小浪底坝顶裂缝的产生可能与坝顶分区过多、未加水碾压、坝顶部位坝体施工速度较快、下游坝坡较陡、调水调沙、“华西”秋雨期间库水位变化等因素有关。具体分析小浪底大坝施工质量、水库水位变化及坝顶裂缝变化规律，对比我国面板坝坡状况，认为该裂缝的产生可能还与小浪底覆盖层特性、斜心墙堆石坝覆盖层应力状况及覆盖层徐变有关系。

相对于其他工程，小浪底的覆盖层有下述特点：（1）不同年代的砂砾石层与20 m厚贯通的砂层存在分层；（2）无稳定骨架；（3）颗粒偏细；（4）存在架空现象；（5）有泥岩孤石层；（6）泥岩孤石和粉细砂在一定压力作用下可能压碎填空。

小浪底原始状态下覆盖层中应力仅约0.4～0.5 MPa，建筑160 m高斜心墙堆石坝后，在自重和水荷载作用下，覆盖层中应力明显增加，且严重不对称。计算结果表明：斜心墙上游侧覆盖层中最大压应力为1.5 MPa，而斜心墙下游侧覆盖层中最大压应力为3.5 MPa，下游侧坝体和坝基变形明显大于上游侧，坝体和坝基产生倾向下游的不均匀沉降和水平变位，见图5。

图5　小浪底坝体与覆盖层计算应力（单位：MPa）Fig.5　Calculated stress of the dam body and overburden layer of Xiaolangdi dam

小浪底河床砂砾石变形及相对密度试验表明：细颗粒（＜5 mm）有压碎变细现象，考虑到小浪底覆盖层中巨大泥岩孤石、软弱针片状块石及细小颗粒等在较大应力下逐步压碎、充填、调整，因而小浪底覆盖层具有一定的徐变特性，再加上斜心墙特定的应力状态，坝体整体向下游微量倾斜变形，坝顶出现拉应力，由此导致坝顶裂缝的产生。由于覆盖层的徐变对库水位变化不敏感，与时间相关，因此不论是库水位上升或调水调沙的库水位降低期，坝顶裂缝均在不断增长。

基于对小浪底坝顶裂缝产生机理与覆盖层徐变关系的认识，综合该裂缝产状、发展状况等，认为小浪底坝顶裂缝属因覆盖层徐变等原因共同作用而产生的浅层裂缝，只要在坝顶做好防渗排水，不让雨水渗进裂缝，该裂缝开度变化逐渐会收敛，小浪底大坝仍可正常运行。事实证明，十多年来小浪底坝顶裂缝变化逐步收敛，上述认识是正确的。

5.3覆盖层的不均匀变形

由于覆盖层组成、结构、厚度等不同，在荷载作用下，往往会产生明显的不均匀变形，并导致上部结构的断裂和破坏。这种不均匀变形常常集中于陡峻岸坡附近覆盖厚度急剧变化区，也常发生于一些特殊结构及荷载变化较大的区域。

5.3.1瀑布沟岸坡附近检查廊道断裂

瀑布沟砾石土直心墙坝坝高186 m，坝长540.5 m，左岸为花岗岩，右岸为浅变质玄武岩，河谷狭窄，两岸山高（400～500 m）、陡峻（大于45°），河床覆盖层由Q32漂卵石层、Q41-1卵石层、Q41-2含漂卵石夹砂透镜体和Q42漂卵石层组成，一般厚40～60 m，最厚75.36 m，覆盖层存在局部架空现象，为强透水层。

根据硗碛砾石土心墙坝（坝高125.5 m）坝基廊道左岸结构缝错位8.5 cm及止水破坏渗水的教训，决定：覆盖层中设厚1.2 m的两道混凝土防渗墙，两道防渗墙间距14 m，上游防渗墙采用插入式与心墙连接，插入深度10 m，下游防渗墙采用空腔式与心墙连接，防渗墙最深81.5 m。为了提升坝基防渗效果，在防渗墙下部基岩中还设两道防渗帷幕，最深33 m。

为了缓解下游防渗墙受力，下游防渗墙顶部设基础廊道，长177.17 m。廊道为钢筋混凝土结构，底高程670 m，底板厚3 m，侧壁厚1.5～2.0 m，内净空3.5 m×4.0 m，，廊道与第二道防渗墙刚性连接。

有限元计算成果表明：瀑布沟大坝填筑完成后，基础廊道最大沉降19.8 cm，向下游最大水平位移8.6 cm。为减小基础廊道变形，①对心墙下部河床覆盖层进行铺盖式固结灌浆，孔排距3 m，孔深8～10 m；②在两道混凝土防渗墙之间的覆盖层中固结灌浆，孔距3 m、排距4 m；③对心墙基础范围内的岩石进行固结灌浆，孔排距3 m，深5 m。

为了防止防渗墙与心墙连接部位的渗流破坏，①防渗墙顶设高15 m、宽24.32 m高塑性土；②为延长渗径，在坝底96 m宽砾石土心墙范围内，铺筑50 cm厚垫层混凝土，并在上面铺一层复合土工膜；③在廊道下游10 m范围内设两层水平反滤料，上又铺一层复合土工膜适应覆盖层变形；④为了适应基础变形，基础廊道设4道结构缝，其中左右岸与岸坡基岩接头部位各设1道结构缝，并在距廊道外壁50 cm和30 cm处设环向橡胶止水和止水铜片。

蓄水后，基础廊道最大沉降增大到21.2 cm，向下游最大水平位移31.1 cm，同时河床基础廊道在两岸接头部位发生扭曲变形，出现明显错位。2008年2月当大坝填筑到742 m高程时（对应填筑高度71 m），基础灌浆廊道与左右岸坡接头处的环向结构缝开裂，出现渗水现象（50 L/min和13 L/min）。其中左侧防渗墙与防渗帷幕接头部位0+354 m断面处的测缝计错位较大，其中X（向下游）方向最大位错为30.225mm；Y（张开）方向最大位错为29.46mm；Z（沉降）方向的位移最大为-13.79mm。揭开处理后发现，铜止水已经撕裂。该变位至2012年尚未收敛，且该部位廊道顶潮湿，缝间仍有渗水，见图6。

图6　2013年1月24日瀑布沟0+354结构缝错位、漏水及附近廊道渗水Fig.6　The dislocation，seepage and the leakage in the nearby gallery of Pubugou dam on January 24th，2013

综合硗碛及瀑布沟基础廊道断裂渗水现象，说明在陡峻河谷两岸边，由于覆盖层厚度的变化，覆盖层与基岩变形不协调，纵使采取了较多的处理措施，刚性的基础廊道也很难适应这种差异性变形，很难避免错位或断裂现象。鉴于该部位是心墙坝的薄弱部位，宜根据插入式与空腔式实际运行效果，深入开展防渗墙与心墙连接型式研究，在进行地基固结灌浆的同时，合理确定分缝距离，改善止水结构，找寻一种既能适应差异变形，又能确保渗流稳定的结构型式。

5.3.2麻栗坝防渗墙顶部的泄洪涵管布置

麻栗坝位于云南省德宏县南宛河上游，为均质土坝，坝高35 m，库容1.07亿m3，河床砂砾石覆盖层500多m。坝基设20 m深悬挂式混凝土防渗墙。该工程1970年开工，后下马，已修筑部分防渗墙及直径分别为3 m和4 m的高位导流涵管和低位导流涵管。1997年复工，计划在原坝址利用原有防渗墙，改原有高低位导流涵管为高低位泄洪涵洞，即在土坝底下、防渗墙顶修复高低位两座泄洪涵洞。计算表明，在土坝自重及水荷载作用下，因覆盖层与防渗墙垂直变位不同，低位泄洪涵管在混凝土防渗墙顶部与其附近管段的垂直变位差高达50 cm，混凝土涵管将在防渗墙顶附近断裂，于是决定将低位泄洪涵洞移至坝头，并在高位泄洪涵管与防渗墙顶及高位泄洪涵管与坝体接头部位做柔性支垫，以缓解防渗墙顶部及附近覆盖层不均匀变形对高位泄洪涵洞的影响。

6　覆盖层渗流稳定

6.1覆盖层渗流破坏

覆盖层是可冲蚀材料，在渗透水流作用下，往往容易产生管涌、流土等渗流破坏。如黄羊河水库，壤土心墙砂砾石坝坝高52 m，坝长126 m，坝基河床覆盖层厚2～14 m。原计划挖除心墙下部覆盖层，在基岩上浇筑混凝土齿槽后填筑心墙及坝体，但施工中，坝体中部及右岸长约61 m河床中，覆盖层并未挖除，有平均厚约10 m厚含孤石的砂砾石覆盖层，同时右岸坡岸坡陡立，未予清坡，直接把坝体填筑于风化岩体和覆盖层上。蓄水后，下游坡脚出现浑水，最大渗水量达150 L/s，渗水掏刷坝基，使下游坝坡出现深约20 m、直经约2 m塌陷漏斗，危及大坝安全，为此沿坝轴线从坝顶嵌入基岩修筑72 m长、0.8 m厚的混凝土防渗墙，最大墙深64 m。

6.2水平铺盖防渗

为防止覆盖层渗流破坏，延长渗径，控制渗流坡降，考虑到壤土铺盖可就地取材，造价低廉，曾大量使用壤土水平铺盖层。

6.2.1黄壁庄副坝坝基覆盖层层间渗流破坏及坝体塌陷

黄壁庄水库位于河北滹沱河上，库容12.1亿m3，是我国早期建成的大型水利工程。主坝为水中倒土均质坝，坝高30.7 m，坝长1 843 m，副坝长5 064 m，最大坝高19.2 m，大部分为碾压土坝，部分为水中倒土坝。副坝地质条件复杂，坝基岩体为白云岩，埋深不一，岩溶发育，岩体上部为第四系覆盖层，最厚25.5 m，从上至下为壤土、砂层、砂砾石，其中壤土为可塑-硬塑状态，砂砾石粒径1～4 cm，级配不连续，部分地段砂层直接接触卵石层，平均粒径相差较大，存在着层间渗流破坏的可能。

为防止坝基渗流破坏，副坝坝基采用壤土铺盖水平防渗，壤土铺盖最大长约400 m，厚1～3 m，最厚5 m。

蓄水后，水中倒土筑坝虽经40年固结，但坝顶6 m以下的坝体长期处于软塑状态，坝体出现9 917 m长、最大宽4 cm的裂缝，同时由于水平铺盖的水力坡降达1.53～3.36，分别超过水平及垂直允许坡降0.12和0.43，铺盖陆续出现塌陷及裂缝，塌坑196个，直径最大2 m，最深0.7 m，铺盖裂缝最多时长6 355 m，最大缝宽1 m，其中延伸入坝基的裂缝32条，最深延伸12 m，在坝体内渐灭。

由于铺盖及坝基的渗流破坏，副坝下游688个减压井井内翻砂、井管断裂、井壁坍塌，排水沟淤堵、地下水涌出、单个泉眼最大流量约100 L/s。下游河滩沼泽化，最大水深1.7 m，水流出口翻砂、局部发生流土破坏，副坝下游坝坡局部滑塌，虽经多次抢险加固，但多对铺盖进行局部修补，效果不佳，渗流破坏仍然威胁着黄壁庄副坝的安全。

后决定采用垂直防渗墙对副坝进行加固，计划在0+120～5+700总长5 443 m坝段浇筑混凝土防渗墙，在6+550～6+750坝段对砂砾石透镜体进行旋喷灌浆。加固工程1999年开工，在1999年12月～2002年11月副坝防渗墙施工中，由于击穿白云岩岩溶顶盖等原因，坝体在4+026.7～4+360坝段间连续发生6次塌陷，坝体在2+848～2+861间发生1次塌陷，即坝体在300多m长坝段连续发生7次塌陷，坝体总塌方8 000 m3。最后采用在外围深度围封方式，历时3年半，共打桩1 281个，桩长37 994 m，回填坝体258 319 m3，方才处理完毕。

6.2.2金沙峡土工膜水平防渗铺盖的渗流破坏

金沙峡水电站河床覆盖层厚22～23 m，为含漂石砂卵石层，粒径最大约80～100 cm，一般粒径约15～20 cm，分选性较差，结构松散，渗透性及富水性较好，渗透系数为20～25 m/d，允许渗透坡降为0.125。河床右侧二级阶地堆积物分三层，最上部为崩坡和块石堆积物，第二层为碎石土，厚0.5～4 m，第三层为漂卵石层，厚29～42 m，卵石粒径一般为5～12 cm，最大180 cm，局部架空。

金沙峡首部枢纽由土坝和混凝土闸坝组成，从右到左沿坝轴线依次布置有土坝（土工膜加浆砌石斜墙防渗砂砾石坝）、一孔进水闸、一孔泄洪冲砂闸、三孔表孔溢流坝、一段溢流堰和一段混凝土重力坝。土坝上游侧平行土坝12 m处布置引水涵洞，引水入发电引水隧洞。引水涵洞直径6.8 m，外包1 m厚混凝土，10 m一节，两节间预留沉陷缝，宽2 cm，布置铜止水及橡胶止水带各一条，内填塑料泡沫板。

土坝坐落于右岸二级阶地上，土坝的坝体防渗层布置在上游坝坡，采用1 000 g/m2复合土工膜防渗，土工膜上下铺设厚25 cm的细砂砾层，坝坡表面护M10浆砌石，厚30 cm。下游坝坡干砌石护坡，厚30 cm，坝脚处设反滤层、排水棱体和排水沟。

土坝0+000～0+065坝上游侧布设70 m长水平铺盖，壤土铺盖厚1.0 m，下铺1 000 g/m2复合土工膜一层，再下铺细沙垫层，厚0.3 m。水平铺盖的土工膜与电站引水涵管侧壁连接，并接土坝上游侧土工膜；土坝0+065～0+146坝前未设任何防渗措施，仅靠土坝前引水涵管及与此相连接的土坝上游土工膜防渗；土坝右侧接岗青公路，相应土坝也无任何防渗处理；土坝与进水闸室简单平接，土坝的土工膜粘贴于进水闸混凝土挡墙后背上。

结合施工导流的需要，泄洪冲砂闸采用以水平防渗为主、齿墙垂直防渗为辅的防渗形式。泄洪冲砂闸前设70 m长、厚120 cm的C20现浇混凝土铺盖。

表孔溢流坝坝前设5 m长、厚0.8 m混凝土阻滑板，上接65 m水平防渗铺盖，铺盖上铺壤土，厚1.0 m，加复合土工膜一层，细沙垫层厚0.3 m。该水平防渗铺盖左侧接基岩，右测接泄洪冲砂闸前混凝土铺盖。闸坝下游消力池底板后部下设排水孔，并铺反滤层，相应垂直允许水力坡降从0.4提高为0.52。

渗流计算表明：闸坝下覆盖层中水平渗流坡降大于允许水力坡降。由于0+065～0+146土坝上游未铺防渗铺盖，渗径较短，且覆盖层各层间存在层间渗流破坏可能，渗流坡降可能更大。

2006年12月，电站蓄水就发现渗流破坏现象，其中：①泄洪排砂闸消力池右墙末端浆砌石挡墙部位渗水20～30 L/s，且为浑水，仅略比洪水较清。为此留有3个排水孔，以便通道排水孔将渗漏水直接排入泄洪冲砂闸的消力池内。②土坝上游有9处不同程度的漏斗状渗水点，土工膜撕裂（见图7和8）。③由于岗青公路基为坡积块石，渗漏性较强，渗水后岗青公路塌陷并多处开裂，后检查在8号点发现路基因渗水已有20 m3大洞。后除修补已撕坏的土工膜外，还在0+065～0+146土坝上游侧自引水涵管轴线至上游56 m处全部铺筑2 m厚度的壤土，目前渗水约2～4 L/s，水质已清。

图7　金沙峡水平铺盖上的渗水漏斗Fig.7　The leaking hopper at the horizontal impervious blanket of Jinshaxia dam

图8　金沙峡水平铺盖土工膜被撕毁状况Fig.8　Picture of torn geomembrane of the horizontal impervious blanket of Jinshaxia dam

6.3覆盖层中垂直防渗

总结在深覆盖层上利用天然淤积及人工水平铺盖的防渗效果，在充分肯定水平铺盖就地取材、经济等优点的同时，自20世纪70年代起，兴建了一大批利用垂直防渗的工程。

覆盖层上垂直防渗型式有水泥灌浆帷幕、混凝土防渗墙、塑性混凝土防渗墙等几种型式。

6.3.1阿斯旺坝基覆盖层水泥灌浆帷幕

阿斯旺水库位于埃及尼罗河上游，距首都开罗700 km，库容1 689亿m3，库长500 km，水面宽12 km。该工程由心墙堆石坝、溢洪道、电站三大部分组成，总装机2 100 MW。其中心墙堆石坝坝高111 m，坝顶长3 830 m，坝顶宽40 m，坝底宽980 m，左右岸坝基基岩出露，河床中部覆盖层最厚225 m，上部细砂层厚20 m，以下粗砂与砂砾石相间。大坝采取水平铺盖加10排水泥灌浆帷幕防渗，防渗帷幕最深170 m，上部厚40 m，下部厚20 m，总进尺10.9万m，该工程1960年动工，1971年竣工。

阿斯旺大坝是世界著名大坝，充分发挥了防洪、灌溉、发电等效益，对埃及国民经济做出了重大贡献。然而由于覆盖层中采用水平铺盖加帷幕灌浆防渗，防渗效果不佳，工程出现了下述问题：

（1）下游农田盐碱化。坝基防渗效果不理想，每年水平渗漏量10亿m3，垂直渗漏60亿m3，合计70亿m3，占总库容4.1%，渗漏流量222 m3/s。由于渗漏量大，下游排水措施未能及时跟上，地下水位抬高，农田受盐碱化威胁，蓄水初期盐碱地面积以10%速率增加。

（2）水库水面巨大，年蒸发量每年100亿m3，受季风影响及坝基渗漏，每年损失水量约200亿m3，约为库容11%。再加上水库拦截了大量淤泥，尼罗河下游农田每年失去几亿吨淤泥，受旱灾影响，农田贫瘠化、盐碱化，大幅减产，棉花由原先1.8亿t减少到500万t，50%粮食需要进口。

（3）由于尼罗河下游输沙量减少，地中海海水倒灌，河口每年后退29～31 m，威胁到河口港口、工厂、军事设施的安全。

（4）库区水流流速减缓，吸血虫泛滥。

（5）水库拦截了有机质，下游沙丁鱼每年减少1.8万t。

由于上述原因，阿斯旺大坝成为国际上颇有争议的大坝，一些极端环保主义者提出要炸毁阿斯旺大坝，这固然是一种看法，但水利工作者应根据具体工程水文地质条件，认真总结阿斯旺大坝在深厚覆盖层上采用水平铺盖+帷幕灌浆防渗的经验教训，做好深厚覆盖层坝基防渗工作。

6.3.2混凝土防渗墙的质量缺陷与西斋堂大坝混凝土防渗墙事故

混凝土防渗墙是当今广泛使用的一种垂直防渗形式，防渗效果总体很好。小浪底斜心墙下设C35混凝土防渗墙，通过防渗墙前及墙后渗压计测值的对比分析，防渗墙削减水头90%以上，混凝土防渗墙防渗效果良好。

诸多实践证明混凝土防渗墙的薄弱环节是各槽位墙体接头部位及防渗墙与水泥灌浆帷幕的接头部位。金康水电站防渗墙最大墙深28 m，厚0.8 m。C20W6F50混凝土，共分14个槽位施工，合计2 851 m，在槽位接头部位钻取3个检查孔，压水试验最大透水率达5 Lu，后返工补灌。

北京西斋堂水库，粘土斜墙砂砾石坝，坝高58.5 m，坝长380 m，坝顶高程470.5 m，安山岩坝基上河床覆盖层厚48 m，其中20 m以上多为漂石，结构松散，20 m以下砂砾石夹泥，结构较为紧密。1974年8月蓄水，1978年最高蓄水位457.6 m，最大水头45 m，持续140 d。水位降低后，发现桩号0+ 234大坝上游430 m高程平台处的1号塌坑，坑口呈橢圆形，顺坝轴线方向长9.5 m，垂直坝轴线方向长7.0 m，中心坑深3 m，容积60多m3；另外在桩号0+ 165处大坝上游430 m高程平台处发现2号塌坑，呈圆形，直径2.5 m、深0.3 m。挖坑检查发现相应混凝土防渗墙两槽位接头处有直径4～6 cm的水平洞，且墙体接缝处夹泥皮最厚4 cm，有些夹泥已被水冲走，形成渗流通道。

6.3.3小浪底混凝土防渗墙的复杂应力状态

随着防渗墙深度的加大，由于墙体上部坝体的垂直荷载、水荷载，加上墙体两侧覆盖层沉降对墙体的拖曵力，防渗墙的应力颇为复杂，导致加拿大马立克第3梯级大坝防渗墙（坝高108 m，墙深130 m）及夸彿辛克·拉·维里塔坝防渗墙下部墙体压碎破坏。

斜心墙坝和面板堆石坝的防渗墙布置于上游侧，施工期防渗墙上部可能产生较大拉应力，蓄水后防渗墙底部可能产生较大的压应力。如小浪底C35混凝土防渗墙长477 m、深82 m、厚1.2 m，计算表明：施工期防渗墙计算拉应力5.32 MPa，最大压应力56.43 MPa，蓄水后最大计算压应力46.08 MPa（见图9）；离心机试验成果表明，混凝土防渗墙最大压应力发生在上游墙面80 m高程处，为59 MPa，最大拉应力发生在下游墙面100 m高程处，为8.5 MPa，虽然最大拉压应力的位置与有限元计算结果不甚一致，但应力量级相当，最大压应力大于防渗墙混凝土设计强度，防渗墙下部存在压碎、上部存在拉裂的可能。

由于小浪底覆盖层和坝体的大变位，坝体深部监测设备大多失效，目前防渗墙仅有一个监测资料，即防渗墙上部128 m高程S11应力资料，实测应力16 MPa，与计算应力14 MPa接近，且略大计算值，虽不能反映防渗墙真正运行性态，但对其复杂应力状态仍不能掉以轻心。6.3.4兴隆围堰塑性混凝土防渗墙的变形模量

图9　小浪底防渗墙计算应力及变位Fig.9　Calculated stress and deformation of the cutoff wall of Xiaolangdi dam

为了解决防渗墙复杂应力状态，减小墙体上部受拉下部受压破坏的可能，把混凝土防渗墙的混凝土强度等级由C20提高到C35，墙体厚度由0.8 m增加至1.2 m，设双道防渗墙，墙顶设高塑性土或廊道，防渗墙体上部加钢筋笼，甚至像诸如九甸峡那样挖除部分覆盖层，有的也采用塑性混凝土建造防渗墙，试图通过降低墙体弹模提升防渗墙适应周围覆盖层的变形能力。

塑性混凝土的关键是合理控制其弹性模量。弹性模量反映了所受应力与应变之间的关系，直接影响其适应基础变形的能力。若塑性混凝土防渗墙弹性模量比周围土体的变形模量高出太多，墙体应力和变形将会远高出设计值，有可能出现裂缝。

兴隆水利枢纽施工围堰采用塑性混凝土防渗墙，设计要求防渗墙的塑性混凝土强度设计指标 4 MPa，相应28 d弹性模量控制指标为750～1 500 MPa。2010年已成墙的5个分部工程项目中，承建单位与监理中心对弹性模量进行平行抽检试验，试验测得弹模测值存在较大差异，且大部分超出设计指标：

（1）中水基础局试样的检测结果为：弹模测值在1 380～2 150 MPa之间，芯样检测在1 950～3 900 MPa之间。

（2）葛洲坝基础局试样检测结果在1 154～2 103 MPa之间，芯样检测在1 783～2 517 MPa之间。

（3）监理平行抽样试样检测在2500～12500MPa之间，芯样检测在3 400～10 600 MPa之间。

这除了说明塑性混凝土弹性模量的离散性外，也说明兴隆电站围堰的塑性混凝土防渗墙尚不能达到低弹模的要求，长期运行存在一定风险。

6.3.5沙湾塑性混凝土防渗墙防渗效果

沙湾水电站位于四川省乐山市，是大渡河干流下游河段梯级开发的第一级水电站，工程开发任务以发电为主，兼顾灌溉和航运。水库正常蓄水位432.0m，水库总库容4867万m3。装机总容量480MW，电站采用一级混合式开发，建坝壅水高15.5 m，与上游铜街子水电站尾水相衔接，河床式厂房，厂房后接9 015 m的长尾水渠，尾水渠利用落差14.5 m，合计水头30 m。枢纽由位于覆盖层上的左岸混凝土面板砂砾石坝、储门槽坝段、6～10号泄洪冲沙闸、位于回填砂砾石地基上的1～5号泄洪冲砂闸、位于角砾岩和泥质白云岩上的发电厂房、右岸接头坝、尾水渠等建筑物组成。坝轴线全长699.82 m，其中右岸河床厂房坝段最大高度86.9m，长204m；左岸混凝土面板砂砾石坝最大坝高22.5 m，长233.66 m；10孔泄洪冲砂闸坝段最大坝高30.5 m，长204.1 m。

坝址区河床覆盖层深厚，且存在2个深切河槽，厚度变化较大，最大厚度达68.85 m。主要由第四系中更新统冰水（Q2fgl）堆积层、上更新统冲、洪积（Q3al+pl）堆积层以及河床第四系全新统冲积（Q4al）堆积层组成。细砂透镜体及砂夹卵砾石承载能力150 kPa，压缩模量30～50 MPa，卵砾石承载能力500～600 kPa，压缩模量100 MPa。覆盖层允许渗透坡降为0.15～0.20。施工揭露细砂透镜体最大厚度6 m，孤块石直径0.5～2.0 m，个别直径超过2 m，局部存在架空现象。覆盖层地基存在渗漏、渗流破坏、不均匀变形及徐变等问题。

为减小坝基渗漏，防止渗流破坏，右岸基岩帷幕灌浆，左岸混凝土面板坝和泄洪冲砂闸坝脚前15 m（0-015）布置塑性混凝土防渗墙，防渗墙长589.2 m、厚1.0 m，最深65.1 m，嵌入基岩1～2 m，墙体与闸坝底板间由15 m长、厚2 m混凝土连接板相接，连接板与闸室间设厚4 m三角形C15混凝土垫层，墙体与连接板及连接板与闸底板间均设一道铜止水和橡胶止水，形成封闭防渗体。该塑性混凝土防渗墙为我国永久性闸坝建筑物下最深的一道塑性混凝土防渗墙。塑性混凝土防渗墙的配合比见表4，实测成果见表5。

自2009年4月下闸蓄水以来，闸坝顶部顺水流向水平变位较小，最大水平变位发生于5号闸室（7.10 mm），但垂直沉降较大，最大沉降发生于人工回填砂砾石地基上的1号闸室顶部，其中上游测点LS37沉降111 mm，下游测点LS38沉降174.2 mm，整个闸室略向下游微倾。蓄水三年来，沉降变形尚未收敛，2012年最大月变化速率为0.6 mm/月。由于岩基上厂房沉降变形较小，位于覆盖层上的1号闸室右边墙与位于基岩上的4号厂房左边墙间产生较大沉降差，其中上游侧沉降差105 mm，下游侧沉降差130 mm，即闸室总沉降量及不均匀变形量均超过规范规定，同时闸坝扬压力异常。

坝0+437.8剖面，塑性混凝土防渗墙及第一道止水的防渗效果为76%，而第二道止水后防渗效果降低为33%。坝0+437.82连接板与闸室间（0+000）处布置J4-1测缝计，从2008年4月起测，不到一个月仪器失效，证明坝0+437.82连接板与闸室间止水撕裂，止水失效。由此闸基扬压力折减系数达0.66，大于有防渗无排水状况下规范规定的扬压力折减系数0.45～0.6，也大于设计计算值0.6。

施工期，整个塑性混凝土墙呈受压状态，向上游最大水平变位22 mm，蓄水后，在上游水位432 m时，塑性混凝土防渗墙向下游最大水平变位15 mm，整体墙体总体受拉，最大拉应变500 με，拉应力为500 kPa，大于塑性混凝土允许拉应力200～300 kPa，墙体存在拉裂可能。

混凝土防渗墙防渗效果包括墙体、止水及连接板的防渗效果。由于连接板与闸室间铺筑4 m厚三角形C15混凝土垫层，降低了连接板适应闸室变形的能力，当闸室发生较大沉降后，该三角形混凝土垫层加大了连接板与闸室间止水的沉降差，从而造成止水拉断，防渗墙整体防渗效果降低。

鉴于沙湾基岩中存在SO42-含量大于1 000 mg/L的承压水和掺40%水泥用量的膨润土，其耐久性、抗渗性能、抗腐蚀性能都未得到验证，目前的防渗效果已有所降低，闸基扬压力已超过设计及规范允许值。考虑到塑性混凝土防渗墙整体防渗效果的降低是不可逆事件，随着塑性混凝土防渗墙防渗效果的进一步降低，闸基扬压力将进一步提高，再加上覆盖层徐变的进一步发展，人们对此仍应足够重视。

7　覆盖层与冲蚀破坏

覆盖层是一种可冲蚀材料，一般细砂的抗冲流速小于1 m/s，砂砾石抗冲流速不大于3.5 m/s。为了防止覆盖层冲蚀破坏，常控制覆盖层上闸坝的设计单宽流量小于50 m3/s·m，同时还要求较完备的消能防冲设施，或在建筑物尾部设防冲齿墙，以防止下游河床冲刷或河道演变影响建筑物本身及下游堤岸的安全，见表6。

在一些纵坡较陡、输砂量较大、冲刷较严重的河流上，也可提高过流部位混凝土强度等级及抗冲蚀能力，不设消力池，加大护坦长度，并设较深的抗冲齿槽。

实践证明纵使采取上述措施，下游防护段及下游河道的覆盖层及堤防仍会发生不同程度的冲刷破坏。如万家寨水电站设计泄量16 500 m3/s，采用长护坦挑流消能，1998年下闸蓄水，1999年2月为配合内蒙防冰凌需要下泄2 400 m3/s，挑流鼻坎后83 m处冲坑深13.5 m，导致下游渗水经岩层层面及节理裂隙向护坦末端基础廊道排水孔涌出，涌水量达430 L/min。为防冲刷坑向上游溯源淘刷，在护坦末端增设防冲齿墙、增加下游防渗帷幕、加厚部分防冲护坦厚度，护坦下基岩固结灌浆。虽然该工程并不是建筑于深厚覆盖层上，但该案例说明了防止坝基发生淘刷的普遍性和重要性。

表4　沙湾塑性混凝土防渗墙的配合比（单位：kg/m3）Table4　The mix proportion of the plastic concrete for the cutoff wall of Shawan dam

金沙峡设计泄量1 670 m3/s，2012年最大下泄流量1 164 m3/s。冲砂闸消力池底板局部钢筋出露26.4 m2，最深5 cm。表孔溢流坝15块底板中有6块冲刷严重，共387 m2，冲坑最深36 cm。溢流堰4块板中均有不同冲蚀破坏，面积约125 m2，冲坑最深60 cm，且下游堆积约10 m3块石。

上述现象说明：下游河道及下游消能防冲设施的冲蚀破坏是一种常见现象，宜通过水工模型试验，调整枢纽布置及消能防冲设施的布置，合理调度，使下游河段流速小于允许抗冲流速，在多砂河流的流道下部宜适当提高混凝土强度等级及抗冲能力，在泄流前应清除消力池及护坦上施工残碴。

8　覆盖层的地震效应

8.1覆盖层的地震特性

覆盖层是由不同年代不同成因的漂石、卵石、碎石、砂等经水流搬迁所组成的层状堆积物，由于地震波在覆盖层中吸收、反射，及地震过程中孔隙水压力的提高，有效应力的减少，覆盖层的模量和阻尼具有明显非线性特点，因而覆盖层上的结构抗震问题颇为复杂。目前利用现场测试剪切波速，室内利用动三轴仪模拟地震过程，测定覆盖层的最大剪切模量与平均有效主应力的关系、动剪切模量比与动剪应变幅的关系、阻尼比与动剪应变幅的关系，概化后，代入特定的非线性程序进行计算，模拟出地震中覆盖层上水工建筑物破坏过程。然而由于现场试验存在诸多困难，室内重塑样的代表性、试验成果概化后的误差以及计算中许多假定，不少计算结果与实际有一定差距。鉴于此，在进行必要的覆盖层上结构稳定及结构强度抗震计算同时，更应积累覆盖层上结构抗震经验，加强结构抗震构造措施。

8.2覆盖层的地震反应

地震过程中，覆盖层常出现较大的垂直变位和水平变位，并导致扬压力变化、砂土地震液化，甚至建筑物破坏。

8.2.1映秀湾电站闸首覆盖层地震反应

映秀湾水电站为闸坝引水式电站，闸坝最大高度21.4 m，河床覆盖层共分7层，总厚45 m，持力层为第三层漂卵砾石层，漂石直径5～20cm，最大1～2m，其中大于20 cm的卵石占总重量的39.91%～93.98%，局部存在架空现象。采用混凝土水平铺盖和悬挂式混凝土防渗墙防渗，防渗墙布置于闸室上游0～020，对闸室无多大顶托作用。

映秀湾首部枢纽原地震设防烈度为Ⅶ度，2008 年5日12日汶川地震，首部枢纽区地震响应Ⅺ度，地震反应如下：

（1）场区河床右岸挡水坝段上游侧砂土出现喷水冒砂现象。

（2）右岸挡水坝段上游侧人工填土沉降20～50cm。

（3）闸室相对厂房整体水平下移72.5 cm，1号泄洪闸向上游倾斜12 mm，向左倾斜7.4 mm。但各闸室间沉陷缝张开不明显，整个闸室基本完好。

表6　覆盖层上闸坝单宽流量Table6　Unit discharge of the gate dam built on overburden layer

（4）漂木道前弧形挡墙有两道近乎垂直的贯穿性裂缝，一条宽2～5 cm，长7～8 m，另一条延伸较长，与底板裂缝相接，深约30 cm。弧形挡墙背水面沿新老混凝土结合部出现较大水平裂缝。

（5）闸坝扬压力有所增大，但较快恢复。

（6）5号泄洪闸的上游右边墙倾斜、下游右边墙两处倒塌。

（7）防渗墙中布置3个检查孔，墙体结构基本完整，仅发现0.5～10 mm裂缝3条，缝面渗水，左孔深1.2～2.4 m处漏水，深7.03～8.43 m处发现冒沙。

（8）安全监测设备震损严重。

（9）闸首上部值班房墙面有横向、斜向、竖向裂缝，整体倾斜，启闭机房及排架支柱开裂。

映秀湾经受Ⅺ度地震考验，闸首周围及闸室上部结构、闸坝轴线拐弯处等震损严重，但闸室震损不重，扬压力虽有所增高但迅速恢复，防渗墙局部损坏。

8.2.2耿达电站闸首覆盖层地震中反应

耿达水电站为闸坝引水式电站，闸坝最大高度31.5 m，河床覆盖层共分5层，坝轴线处覆盖层最厚55.70 m，持力层为第五层含砂漂卵石层。采用垂直防渗墙防渗，防渗墙厚0.8 m，防渗墙最大墙深57.6 m，深入基岩内1.9 m。防渗墙布置于闸室底板0+002处，对闸室垂直变形有一定顶托作用。场地原地震设防烈度Ⅶ度，2008年5月12日汶川地震场地响应Ⅸ度。

耿达水电站1988年蓄水，由于覆盖层徐变及防渗墙顶托作用，闸坝变形以持续向下游水平变位为主，且向下游方向略有倾斜。2005年实测，覆盖层上的3号泄洪闸前排测点累计向下游变位28.4 mm，年变化速率1.7 mm/a，累计沉降4.1 mm；而相邻基岩上的1号非溢流坝持续向上游累计变位-6.9 mm，累计沉降-0.6 mm。从而1号非溢流坝和3号泄洪闸水平位移差35 mm，垂直位移差4.7 mm，由此造成门机相邻轨道错位，见图10。

2008年5月12日汶川地震后，右岸坝肩岩体崩塌严重，淹埋窑洞式发电厂房。闸室基本完好，各闸室前排测点均向下游增加80～90 mm变位，累计向下游水平变位98.8～126.5 mm，垂直沉降增加2.5～8 mm，累计沉降4.2～10.2 mm。由于地震中1号非溢流坝向上游仍有-10.2 mm的变位，且沉降4.8 mm，1号非溢流坝与3号泄洪闸间水平错位增加为136.7 mm，垂直错位仅2.3 mm（见图11）。震后闸基扬压力测值变化显著，且紊乱。

图10　震前门机轨道断开，水平变位大但垂直变位较小Fig.10　The dislocated rail of the portal crane before earthquake，with large horizontal but small vertical displacements

图11　汶川地震后耿达1号非溢流坝段与3号泄洪闸间门机轨道水平错位Fig.11　The horizontal dislocation of the rail between 1#nonoverflow dam section and 3#sluice of Gengda dam after earthquake

8.3近坝基覆盖层中防砂土液化措施

覆盖层地震反应中最突出的问题是近坝基砂土及低密度砂砾石的地震液化。为防止近坝基覆盖层中砂土液化，人们采用压重、排水固结、置换、振冲碎石桩、围封及混凝土灌注桩等措施，应该说这些方法都是有效的，但实践证明：①对于建筑物的持力层，不仅要对天然状态的土体进行液化判断，也要根据建筑物建成或处理后覆盖层的实际颗分曲线、实际标准贯入度和实际密实度进行复判。②宜搞清各种抗液化措施的机理和条件，在无法实现外排水和有效控制孔隙水压力及防止砂土流动的条件下，靠围封和碎石桩来防止砂土液化，可能是困难的。③任何一种措施往往都会有多种作用，不论是静态或动态，既有正面的作用，也可能有负面作用，应扬其利、减其弊。

新疆布哈拉水闸，为防细砂地基液化，采取围封措施，地震后围封范围的消力池翼墙倾斜。河北蓟运河防潮闸，为防地基液化，采用混凝土灌注桩抗震。1976年唐山地震时，虽灌注桩发挥了承力作用，闸室无太大破坏，但桩间土沉降，闸室底面脱空，形成渗流通道。金康振冲碎石桩虽提高了第Ⅱ层壤土及粉细砂土的承载能力及抗液化能力，但振冲碎石桩现场试验中实测影响半径7～8 m，塌陷漏斗直径5.8 m，闸室底板附近的桩间土可能不密实。同时由于施工困难，调整了原碎石桩20～80 mm碎石级配，加大50～80 mm粒径碎石比例，与覆盖层之间尚难满足反滤要求，桩顶与闸底板间未设置褥垫层，蓄水后扬压力测试出现波动现象，因此可能需要根据地基处理实际状态，预测地震反应，评价结构抗震安全。

9　覆盖层的安全监测

坝体和坝基渗漏量是反映坝体和坝基运行性态较直观的数据，应尽可能实施监测。当深覆盖层上渗漏量监测比较困难时，当前覆盖层上水工建筑物安全监测项目主要为：上部建筑物水平变位和垂直变位监测、建基面扬压力监测、防渗墙变位和应力及防渗效果监测等。

覆盖层变位较大，水工建筑物下部监测设备往往因超量程或电缆拉断而失效，从而使许多关键部位丢失了监测资料，无法对覆盖层及其上部建筑物的运行状态进行科学评价。如小浪底坝高160 m，覆盖层厚80 m，共埋设3 134套监测设备，蓄水后坝体发生较大变形，监测仪器（特别是大坝心墙底部的内部监测设备）大量失效，不仅不能正确对心墙工作性态做出评价，甚至连大坝最大沉降变形也无法得知，见表7。

表7　小浪底监测设备失效率Table7　Failure rate of the monitoring instruments at Xiaolangdi dam

为了解决这一问题，需要对覆盖层及上部结构的最终变位有所了解，合理确定监测设备量程及选型，优化电缆布置方式，提升适应覆盖层及上部结构大变形的能力。

10　结语

深覆盖层上筑坝是当今水利水电工程重大技术问题之一，深覆盖层上水工建筑物安全评价是刚开展的一项新工作。

安全评价不是设计审查，也不是工程建设的后评估。安全评价的对象是业已投入运行并暴露出这样或那样问题的建筑物。安全评价的灵魂是风险辨识和风险监控。规程规范是安全评价的尺度，安全评价的依据是工程运行现状和监测资料。根据风险发生的可能性及其危害，有针对性科学地进行风险分析，既不掩盖风险也不夸大风险，提出操作性较强的建议，是安全评价生命力的表现。

根据上述案例，总结深覆盖层筑坝技术上已取得的重大成就及所出现问题，为了更好地提高深覆盖层筑坝技术，做好深覆盖层上水工建筑物安全评价工作，提出下述几点看法：

（1）加强覆盖层勘探及试验，深入了解覆盖层的成因、形成年代、分层状况、各层厚度、矿物组成、颗粒大小及形状、密实程度、架空状态、胶结状态、承载能力、变形模量、渗透系数、允许水力坡降、抗冲流速等物理力学特性及其受力后的应力、变形、渗流、冲蚀及其主要工程问题，是搞好覆盖层上水工建筑物设计的基础，也是有针对性地进行覆盖层上水工建筑安全评价的必要条件。

（2）覆盖层上水工建筑的安全评价，原则上不涉及坝址、坝轴线和坝型选择及枢纽布置，仅对已竣工的水工建筑物安全性进行评价，但是若坝址、坝轴线和坝型选择及枢纽布置等没有充分考虑覆盖层的分布及结构特点，未能避开可液化地层及承载能力较低或蓄水后可能发生较大不均匀变形的地层，未采取相应措施，或结构形式和分块尺寸与覆盖层应力变形不相适应时，评价人员宜关注上述缺陷对工程安全的影响。

（3）通过方案比较，可对覆盖层采取全挖、部分挖除、原覆盖层上筑坝等不同处理方式。安全评价应清楚既定的处理方式所可能带来的利与弊，对其可能风险及运行中可能暴露出的问题应予以关注。

（4）在关注覆盖层上水工建筑物整体稳定问题的同时，也应关注深置基础的地基允许承载能力。水工建筑物基础并非条形基础，往往是同时承受垂直荷载和水平荷载的大面积深置基础。地基允许承载力计算公式颇多，计算结果差异较大，安全评价时宜根据建筑物受力特点、基础形状尺寸及埋深、持力层特性、特别是现场试验成果进行评价，同时注意到一些异常变形，这往往是地基承载力不足的表现。

复合地基除能提高地基允许承载能力外，往往还有其他影响，安全评价时要重视复合地基现场检查成果，重视运行期复合地基的表现，对其不利影响保持高度警觉，对复合地基的质量和作用做出全面和正确的评价。

（5）覆盖层的变形和徐变是客观事实，往往是造成上部建筑物大变形、甚至是闸坝开裂和破坏的主要原因之一。由于以砂砾卵石为主的覆盖层与软土地基力学特性的差异，软土地基上部结构的总沉降量及不均匀沉降量的控制标准可能不完全适合以砂砾卵石为主的覆盖层的上部结构，应予关注。小浪底坝体及覆盖层沉降采用分层总和法及有限元法的计算成果与离心机试验成果差距较大，与坝体实际变形也有一定差距，应予研究。近岸坝段，因岩基和覆盖层的变形差异，往往造成坝体和基础廊道的断裂，威胁着建筑物安全。安全评价时要关注建筑物变位与库水位及荷载关系，关注变位与时间关系，关注变位发展趋势与发展速率，严格区分骤变与徐变、严格区分结构失稳与覆盖层徐变的差异，并做出相应评价。

（6）覆盖层的渗流和渗流破坏是上部水工建筑物安全的主要威胁之一。必须严格控制覆盖层水平渗流段和垂直逸出段渗流比降，既关注逸出点的管涌和流土，也要关注覆盖层的层间渗流破坏。混凝土防渗墙是当今技术比较成熟、效果较好的防渗措施，但需注意各槽位间及与防渗帷幕接头、防渗墙与坝体防渗体系连接部位的施工质量及运行性状、关注防渗墙实测变位和应力及墙后渗压监测成果，合理评价防渗墙防渗效果。

土工膜是临时工程的防渗材料，也可用于覆盖层上的3级及3级以下永久性水工建筑物，但需关注土工膜间焊接质量、土工膜与建筑物连接方式、土工膜上下保护层的可靠性，关注地基变形造成的土工膜刺穿和拉裂的可能。

塑性混凝土质量较难控制，由于其强度较低，往往布置于闸坝上游，并用连接板与止水和水工建筑物相接，共同组成防渗体。当覆盖层发生较大变形时，既要关注塑性混凝土防渗墙工作性态，也要关注止水撕裂、接缝张开、防渗体系失效的可能。

（7）覆盖层为可冲蚀材料，抗冲流速较低，水工建筑物下游常出现不同程度的冲刷破坏，但不应危及水工建筑物安全和下游河势的稳定。控制溢流前缘的单宽流量、精心做好消能防冲设计、控制水工建筑物下游河道流速是一种常用的办法，在推移质较多的河流上，可不设消力池，但需设置防冲齿墙，提高流道材料的抗冲流速，勤于检查，勤于处理。

（8）覆盖层上的结构抗震是一个复杂问题，由于当前地震预测预报工作与工程建设需要尚存在一定差距，再加上地震动输入及强震下材料抗力以及多次地震后的累进破坏效应等，强震区既要重视结构抗震计算，也应重视加强结构抗震的构造措施。覆盖层中粉细砂土及低密度砂砾石地震液化是一个必须认真对待的问题，除了对自然状态的上述材料进行液化判断外，还宜对受力或处理后的液化可能性进行复判，宜选择那些抗液化机理明确的方法进行处理，并关注处理后可能带来的不利影响。

（9）在监测设备量程选择、设备选型及电缆布置中，宜充分考虑受力后覆盖层可能产生的较大变形及其影响，努力提升监测设备成功率。

［1］汪易森，庞进武，刘世煌.水利水电工程若干问题的调研与探讨［M］.北京:中国水利电力出版社，2006.

［2］王民浩，杨志刚，刘世煌.水电水利工程风险辨识与典型案例分析［M］.北京:中国电力出版社，2010.

［3］中国水力发电工程学会水工及水电站建筑物专业委员会.利用覆盖层建坝的实践与发展［M］.北京:中国水利水电出版社，2009.

Title:Safety assessment of hydraulic structures built on overburden layer//by LIU Shi-huang//China Renewable Energy Engineering Institute

Based on the operation condition of hydraulic structures built on the overburden layer and the experience in its safety assessment，the points of dam site selection，dam axis selection，layout of structures，the bear capacity of overburden composite foundation，the seepage prevention effect of anti-seepage measures，erosion resistance，seismic liquefaction prevention measures and the characteristics of the stress，deformation and seepage of overburden layer are summarized.Further，the characteristics of the hydraulic structures built on overburden layer and the risks are discussed.Aiming at the risks，the key items in safety assessment are advanced，for reference.

safety assessment；overburden layer；bearing capacity；creep；seepage failure

TV698.1

A

1671-1092（2015）01-0046-18

2015-01-20

刘世煌（1941-），男，江苏南京人，教授级高级工程师，长年从事水利水电工程勘测、设计、科研、审查、咨询及安全评价工作。

作者邮箱：liushihuang3320@sina.com