水库蓄水安全鉴定报告

蓄水安全鉴定报告附件*

洪潮江水库除险加固工程 蓄水安全鉴定设计自检报告

单位：广西水利电力勘测设计研究院

日期：2011.3.31

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1 工程及设计工作简况

1.1 工程概况

洪潮江水库位于南流江支流——洪潮江上，坝址控制流域面积402km2。洪潮江水库现为一座以灌溉为主，兼顾供水、防洪、发电、旅游综合利用的大（2）型水库，原建库设计标准为百年一遇设计，千年一遇校核，1963年扩大初步设计调整为百年一遇设计，五百年一遇校核，1967年、1974年、1976年加固设计又恢复为百年一遇设计，千年一遇校核。1976年加固设计的正常水位28.0m，设计洪水位29.13m，校核洪水位30.02m，总库容7.03亿m3，有效库容为5.47亿m3。原设计灌溉面积25万亩，2000年对灌区重新规划后，设计灌溉面积为30.4万亩。原设计发电装机容量3500kW，年发电量1200万kW·h，现装机1150kW，年发电400万kW·h，设计供水1m3/s，现实际供水0.5m3/s。

洪潮江水库枢纽由主坝、6座副坝、2座闸控溢洪道、2座灌溉渠首组成。工程施工由洪潮江水库工程指挥部组织民工施工，自1958年底开始上马动工，但因同期施工合浦水库劳力不足而停工，1960年1月开始复工，同年7月1日主坝填至30.0m高程。

洪朝江水库除险加固工程因工程为大跃进时代兴建，性质为民建公助，加上工程是边勘测、边设计、边施工而建，并已运行40多年，工程建设标准低，施工质量差，年久失修。在2005年水库除险加固之前存在的主要问题如下：

（1）主坝：砼防渗心墙高度不足，坝顶挡墙破裂失稳，大坝无安全监测设施，坝顶路面损坏，下游坝坡反滤层沉陷，下游坝坡排水沟及护坡损坏，上游坝坡局部护坡损坏和护坡厚度不，右坝肩排污管损坏，两侧坝肩及下游坝脚蚁害、鼠害严重。

（2）第一溢洪道：闸室底板开裂、闸基抗渗不足；陡坡底板开裂和冲刷损坏严重，陡坡反弧段边墙和尾坎开裂下沉；下游挡墙位移破坏；启闭排架机房不满足运行要求；两侧边墙排水失效；尾水渠堤及护岸被冲毁；交通桥不满足交通要求、中墩检修闸门槽开裂。

（3）第二溢洪道：中墩和堰体开裂严重，边墩两侧填土渗透变形破坏；上下游行洪不畅，上游引渠两侧护坡损坏；启闭楼损坏且不满足使用要求。

（4）副坝：坝顶高程不足，上游护坡石风化破碎，坝顶坑洼不平。

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（5）总干渠首：控制闸启闭排架、工作桥、交通桥、启闭机房因原建设标准偏低，部分钢筋保护层过薄致使钢筋外露，严重锈蚀，已达报废程度；闸后为低标号钢筋砼箱涵，洞内气蚀破坏严重，洞顶砼脱块、钢筋整体外露锈蚀，两侧墩墙砼也类似顶部破坏；渠首上游引水渠渠底开挖未达设计要求，引渠两侧26.0m高程以上砂浆护坡结构厚度仅4cm左右，已大部分损坏，26.0m高程以下未按原设计开挖，高低不平，无护坡；涵顶填土路面坑洼不平。

（6）防汛公路：左岸公路从主坝右岸至北干渠放水渠首，长1.37km，公路为环山开挖而成，路基宽在6～6.5m左右，靠山一侧原挖有小排水沟，但由于原开挖边坡较陡，大部分在1:0.3～1:0.5之间，加上无环山排水沟，故塌坡较严重，水沟已基本被填堵，路面为沙土路面，常被山洪冲刷，损坏严重，严重影响防汛交通。右岸防汛公路因两侧排水不良，无坚硬路面，雨洪期间，常被冲刷破坏，影响防汛交通。

此外，水库的大坝安全监测系统、水情自动测报系统和闸门遥测监控系统不完善，也给水库安全运行造成了不利影响。

1.2 设计工作简况

2002年9月，广西大学对洪朝江水库进行了安全鉴定，安全鉴定经自治区水利厅组织专家审查并上报水利部大坝安全管理中心批复。 2003年3月，水利部大坝安全鉴定中心以“坝函[2003]345号”文批复，核查意见为：“该水库主坝混凝土防渗墙顶高程低于设计、校核洪水位，部分副坝坝顶高程也不满足规范要求；主坝防浪墙底部未与坝体防渗体连接，存在严重的渗流安全隐患，3号副坝右坝肩渗漏；第二溢洪道进口开挖不足，基础渗漏并造成出口翼墙基础局部淘空，闸墩也存在裂缝；两座溢洪道及两座放水涵的闸门及启闭设备老化；大坝安全监测设施不完善，防汛道路标准低等。同意三类坝鉴定结论意见。建议加固设计中，应由有资质的单位，严格按现行规范，做好加固设计”。

据此，2003年6月我院受建设单位委托，开始对洪朝江水库除险加固工程进行了加固设计。2003年12月，我院编制了《洪潮江水库除险加固工程初步设计报告》（以下简称《初步设计》）并上报自治区水利厅。

2004年9月，广西壮族自治区水利厅以“桂水技〔2004〕51号”文《关于报送广西北海市洪潮江水库除险加固工程初步设计报告初审意见的函》将《洪潮江水库除险

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加固工程初步设计报告》报送水利部珠江水利委员会（以下简称珠江委）。2004年12月17～18日，珠江委会同广西壮族自治区发展和改革委员会、水利厅，北海市人民政府、发改委、水利局、洪潮江水库工程管理局，广西水利电力勘测设计研究院的领导、专家和代表在北海市主持召开了《洪潮江水库除险加固工程初步设计报告》审查会。与会代表查勘了工程现场，听取了设计单位的汇报，进行了认真的讨论，并提出了初步审查意见。

我院根据初步审查意见，先后于2005年5月及8月重新编制完成了《洪潮江水库除险加固工程初步设计报告（修改本）》（以下简称《报告》）和《补充材料》。洪朝江水库除险加固工程主要建设内容有：（1）主坝加固；（2）第一、二溢洪道加固；（3）3#、4#、5#和6#副坝加固；（4）总干渠首加固；（5）左、右岸防汛抢险交通公路；（6）码头工程；（7）房屋建筑工程；（8）大坝安全监测系统；（9）水情自动测报系统和闸门监控系统；（10）其他。

2005年9月，广西壮族自治区水利厅以“桂水技〔2005〕92号”文《关于报送广西北海市洪潮江水库除险加固工程初步设计修改补充报告的函》将《报告》及补充材料报送珠江委。同年9月24日珠江委在广州市主持召开了复审会议。珠江委经过认真审查，基本同意《报告》及补充材料，并对工程投资概算进行最终审定，具体如下：（1）根据核定的管理人员编制，核定生产、办公用房的面积355m2，对原有房屋进行维修，生活文化福利用房按有关政策的规定计算，取消管理用房，增设防汛物资仓库200 m2；（2）调整部分项目单价；（3）调整白蚁防治费；（4）取消主副坝M10砂浆勾凸缝项目，取消码头工程；（5）取消生产准备费；（6）核减建设单位管理人员数量，核定人员14人，调整勘察设计费费率。

珠江委经过对工程最终审定，提出了“《洪朝江水库除险加固工程初步设计报告》审查意见”并发送广西壮族自治区发展和改革委员会。区发改委于2005年10月以“桂发改农经[2005]455号”文《广西壮族自治区发展和改革委员会关于洪朝江水库除险加固工程初步设计的批复》。批复总投资为2913.68万元，其中除险加固工程部分投资2813.33万元，水土保持工程投资56.84万元，环境保护工程投资43.51万元。

2007年，根据工程的计划投资安排，受业主的委托，我院对项目进行了技施设计。技施设计基本按初步设计批复的内容和标准进行。

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2 设计洪水复核及防洪标准评价

2.1 洪水复核设计工作简况

洪潮江水库除险加固设计时，暴雨频率计算是根据原广西水文总站1984年编制《广西暴雨径流查算图表》中的各时段暴雨参数等值线图和2001年11月广西水文水资源局编制的广西暴雨统计参数等值线图集，查得洪潮江水库坝址以上流域各时段年最大点暴雨量均值和变差系数Cv值，经综合分析，最后确定各时段点暴雨量的统计参数和频率计算成果。再根据不同频率的设计暴雨值，采用原广西水文总站编制的《广西暴雨径流查算图表》中介绍的产汇流计算方法，应用纳什瞬时单位线法推求设计洪水。

本次洪水复核虽然增加了2003~2010年的降雨资料，但采用《广西暴雨径流查算图表》进行洪水复核时，结果与水库除险加固设计时的水文计算一致，因此本洪水复核直接采用了水库除险加固时的成果。

2.1.1 流域概况

洪潮江水库位于广西北海市合浦县西北部的星岛湖乡，坝址距离合浦县城23km，座落在南流江下游的一条主要支流洪潮江上，东经109°09′，北纬21°48′，洪潮江在坝址下游14km处汇入南流江。

洪潮江发源于钦州县那思镇鹤龙岭，流域处于广西六万大山余脉山丘地区：流域总面积485.4km2，河流总长度45.25km，河道平均比降1.04‰，流域平均高程27.0m，流域地质为砂页岩，植被较好；水库坝址以上的流域面积402km2，河流长度41.25km，分水岭高程一般在20～50m之间，平均高程在40.0m以上。洪潮江属丘陵—平原性河流，地势由东北向西南倾斜，上中游地区多为丘陵侵蚀的低丘地形地貌，相对高度为30~50m，下游为大片的冲积平原，地域平坦广阔，高程在16~24m之间，滨海地区较低，一般在2~7m左右。

2.1.2 水文气象

洪潮江流域地处低纬度地区，距北部湾约35km，受南太平洋亚热带季风气候影

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3 度汛方案、水库初期运用方案

3.1 水库初期运用方案

水库除险加固完成经验收合格后可进行下闸蓄水。由于洪潮江水库已运行多年，岸坡稳定，可采用逐步蓄水方案。起始水位可从死水位22.0m起或水库加固完成后的当前水位开始，蓄水速率视来水情况，可为1～2m/d。在汛期蓄水至27.50m的汛限水位，非汛期可蓄水至28.00m正常水位。

3.2 度汛方案

为了保证防洪调度有条不紊地进行，水库成立了防汛指挥机构。汛期，严格按照核定的27.5m高程水位控制运行；加强值班观测和管理；保证通讯联络畅通；主汛期内在水位达到27.3m，并根据当地气象部门当日预报仍有强降雨过程影响时，必须要提前预泄；超过27.5m水位开启第一溢洪道闸门泄流，超过27.8m水位开启第二溢洪道闸门泄流；库水位达到警戒水位28.0m时，各级指挥部成员必须上岗到位，加强水库水工、水文观测和检查，与当地气象部门、南流江流域的水文站紧密联系，及时了解当地的雨情及南流江流域的水情，在确保水库安全度汛的情况下，使水库的泄洪与南流江洪峰错开，减轻水库下游保护区的洪水受灾程度，并做好抢险准备工作，由区、市防汛指挥部统一指挥；库水位达到危险水位28.5m时，危险工程地段要有专人看守，立即通知抢险队伍到达危险地段，准备抢险，由市及区防汛指挥部统一指挥；库水位达到保坝水位29.5m时，要立即通知下游有关部门、镇（乡）做好人员安全转移、执行原定的破开第四、第五副坝泄流的保主坝措施。

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4 地震动峰值参数及抗震复核和评价

根据《中国地震烈度区划图（1990）》（GB 18306－2001），洪潮江水库所处区域地震基本烈度为Ⅵ度，工程场地地震动峰值加速度为0.05g，反应谱特征周期0.35s。而洪潮江水库建筑物为2级，按《水工建筑物抗震设计规范》（SL203－97）规定，不予抗震安全复核。

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5 各水工建筑物设计

5.1 主坝加固设计

5.1.1 坝顶高程复核

（1）波浪要素计算

根据《碾压式土石坝设计规范》（SL274－2001）附录A，采用莆田公式计算波浪要素：

ghmgHm0.70.0018(gD/W2)0.45＝0.13th[0.7(2)]th{} 220.7WW0.13th[0.7(gHm/W)]0.5 （A.1.5－2） Tm＝4.438hm2gTm2?H （A.1.5－3） Lm＝th2?Lm （A.1.5－1）

式中：hm——平均波高，m；

Tm——平均波周期，s； Lm——平均波长，m； W ——计算风速，m/s； Hm——水域平均水深，m； H ——建筑物迎水面前水深，m； D ——风区长度，m； g ——重力加速度，9.81m/s2。

基本资料：风区长度：D＝1900m，多年平均年最大风速：Wmax＝18m/s， 设计工况：设计洪水位29.11m，W设＝1.75Wmax＝31.5m/s，Hm＝20m，H＝31.61m； 校核工况：校核洪水位30.12m，W校＝Wmax＝18m/s，Hm＝21.01m，H＝32.62m。 经计算得：hm设＝0.669m，Tm设＝3.631s，Lm设＝20.58m；

hm校＝0.364m，Tm校＝2.678s，Lm校＝11.20m。

主坝工程等级为2级，采用累积频率为1%的波高h1％： ∵hm/Hm＜0.1，查表A.1.8得h1％/ hm＝2.42，

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∴h1％设＝2.42hm设＝2.42×0.669＝1.62（m）， h1％校＝2.42hm校＝2.42×0.364＝0.88（m）。 （2）风壅水面高度计算 风壅水面高度按下式计算：

KW2De＝cos? （A.1.10）

2gHm式中：e ——计算点处的风壅水面高度，m；

K ——综合摩阻系数，取3.6×10-6；

β ——计算风向与坝轴线法线的夹角，β＝0； 其余符号同上。

3.6?10?6?31.52?1900e设＝＝0.02（m）

2?9.81?20.003.6?10?6?18.02?1900e校＝＝0.01（m）

2?9.81?21.01（3）波浪爬高计算

平均波浪爬高按式（A.1.12－1）计算：

Rm＝K?KW1＋m2hmLm （A.1.12－1）

式中：Rm ——平均波浪爬高，m；

m ——单坡的坡度系数；

KΔ ——斜坡的糙率渗透性系数，混凝土护坡KΔ＝0.90； Kw ——经验系数，按表A.1.12－2查得。

其余符号同上。

设计工况：因设计洪水位位于斜坡上，坡顶设有直立式挡墙，其波浪爬高计算应采用假想坡度法求爬高值。主坝坝坡按无平台折坡式的斜坡计算，由于坝前水深较大，波浪到达坝前水深尚未破碎，其破碎水深按下式确定：

Lm1＋m2db＝h1%(0.47＋0.023)(2)

h1%m

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式中：db ——破碎水深，m；

m ——已知下部斜坡坡度；

其余符号同上。

20.581＋2.421.619?(0.47＋0.023?)()＝1.45（m） ∴db＝21.6192.4采用假想坡度法求爬高值，假设爬高R＝1.86m，求得

(29.88－29.11＋1.45)?2.4m＝＝1.61

1.86＋1.45∴Rm＝K?KW1＋m2hmLm＝0.9?1.0551＋1.612 ?0.669?20.58＝1.859（m），假设与计算相符。

取Rm＝1.86m，∴R设＝1.86m。

校核工况：校核水位位于主坝防浪墙直线段，不考虑波浪爬高， ∴R校＝h1％校＝0.88（m）。 （4）坝顶高程

坝顶在静水位以上的超高按式（5.3.1）计算： y＝R＋e＋A （5.3.1） 式中：y ——坝顶超高，m；

R ——最大波浪在坝坡上的爬高，m； e ——最大风壅水面高度，m；

A ——安全加高，对于2级坝设计工况时取1.0m，校核工况取0.50m。

设计工况时坝顶高程为29.11＋1.86＋0.02＋1.0＝31.99m 校核工况时坝顶高程为30.12＋0.88＋0.01＋0.5＝31.51m

现主坝坝顶高程31.40m＞30.12m，防浪墙顶高程32.40m＞31.99m，故坝顶高程满足防洪要求。

5.1.2 主坝渗流稳定分析

根据地质报告，主坝在增设混凝土防渗心墙、加高加大下游反滤堆、加高培厚坝体等一系列措施后，主坝下游坝脚处的渗流量为0.5～1.82L/s，渗水水质清澈。防渗心墙的质量经过检测，其防渗指标、弹性模量等基本符合设计要求。

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0+205.5～0+243.72段为山坳，为基岩，坝基岩体压水试验范围值为1.56～4.35Lu，平均值为2.22Lu，透水率较小，属弱透水岩体，符合土石坝设计规范要求。不存在渗流稳定问题。

主坝渗漏原因初步分析有两个，一是心墙底一般深入坝基0.5m，施工时清基不彻底，导致局部产生渗漏；二是心墙槽孔之间的接触部位局部可能较差产生渗漏。现主坝下游坝坡干燥、无湿润现象，大坝浸润线埋藏较深，没有超出坝面现象。坝下游渗流量在0.5～1.82L/s，其中小坝段下游排水沟测得渗流量为1.0L/s，渗漏量小，水流为清水，渗漏水对主坝稳定影响不大，因而主坝可不作防渗处理。不存在渗流稳定问题。

5.1.3 坝坡稳定安全复核

根据《洪潮江水库大坝安全鉴定论证报告》，大坝稳定分析，采用瑞典圆弧法，按计算浸润线坐标和实测坝体土料物理力学参数核算，浸润线根据坝体结构分为不透水地基上有褥垫排水均质土坝和不透水地基上有棱体排水的均质土坝（即考虑褥垫失效）两种情况计算，然后与实测浸润线对比，根据计算结果，前种工况浸润线计算值比实测值低很多，后种工况计算值略高于实测值，说明褥垫已基本失效，故坝坡稳定采用不透水地基上有棱体排水和砼心墙防渗的均质土坝理论浸润线进行计算，砼心墙的防渗指标根据原设计和施工资料为B8，即k＝2.61×10-9cm/s，坝体填土浸润线以上采用天然固结快剪指标，ψ＝24°，C＝47kPa；浸润线以下采用饱和固结快剪指标，ψ＝22°，C＝44kPa。分别计算以下几种情况：正常蓄水情况（库水位28.0m，下游水位2.0m）水平排水正常工作时，下游坝坡抗滑稳定安全系数为1.58＞1.25，满足规范要求；水平排水失效时，安全系数为1.49＞1.25，满足规范要求；校核洪水位骤降至正常水位上游坝坡安全系数为2.68＞1.15，满足规范要求；校核洪水位骤降至死水位上游坝坡安全系数为2.64＞1.15，满足规范要求。其计算简图见图5－3－1～5－3－4。设计洪水和校核洪水持续时间短，难以形成稳定渗流，不需核算。洪潮江水库主坝坝坡抗滑稳定满足规范要求。

5.1.4 上游坝坡护坡厚度复核

上游护坡为150#砼护坡，厚10cm，垫层为30cm厚干砌石用砂卵石冲整调平。护

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坡厚度根据《碾压式土石坝设计规范》（SL274－2001）附录A公式计算。

2t＝0.07?hLm?wm?1p3b?c??wm （A.2.3） 式中：?—— 系数，对现浇整体大块板取1.0；

hp—— 累积频率为1％的波高，hp＝1.62m； Lm —— 平均波长，Lm＝20.58m； b ——沿坝坡向板长，b＝2.4m；

?3c——板的密度，取2.4t/m；

m—— 斜坡坡率，m＝2.4。

计算得t＝0.18m。原板厚0.10m，显然不足。

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O74.48mR＝y25.0018.501:3.012.009.50#7.006.000.50xO图5－3—1计算浸润线主坝下游坝坡稳定计算简图（正常蓄水位水平排水正常，计算浸润线）O66.44mR＝y25.0018.501:3.012.009.50#6.000.50xO图5－3—2计算浸润线主坝下游坝坡稳定计算简图（正常蓄水位水平排水失效棱体正常工作，计算浸润线）18

OR＝Oy60.75m25.0018.501:3.012.0001:3.#9.507.006.000.50x图5－3—3水位骤降主坝上游坝坡稳定计算简图（校核洪水位－正常蓄水位）OyR＝60.75m25.0018.501:3.012.0001:3.#9.507.006.000.50Ox图5－3—4水位骤降主坝上游坝坡稳定计算简图（校核洪水位－死水位）

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5.1.4 主坝加固设计

（1）主坝砼防渗墙加高

采用人工挖孔施工，孔桩平均直径1.0m，其中C15砼拱形支护每边厚度0.10m，并配少量钢筋，槽孔形成后最大净宽1.0m，最小净宽0.6m，心墙每10 m为一施工段。凿除原砼防渗心墙顶部不能满足防渗要求的0.5m泛渣区，然后用C10W4砼加高心墙，因心墙与防浪墙不在同一轴线上，为形成封闭防渗，在防浪墙下游侧心墙，加高至31.20m高程与路面砼相接；在防浪墙上游侧心墙，加高至30.00m高程，与面层防渗铺盖相接。

原大小坝心墙未封闭段（0+205.5～0+243.72）用C15砼心墙连接封闭，心墙嵌入基岩0.5m，方案同上，心墙顶部高程与两端平接。在防浪墙与上游防渗心墙之间形成一个未封闭三角体，设C15砼进行防渗铺盖，铺盖顶高程为30.00m，厚0.3m，设φ12＠20温度钢筋，铺盖分块分缝处设橡胶止水。防渗系统设计必须做好各部位间的止水，设置水平或垂直止水，以便防渗系统封闭。

（2）防浪墙改建

拆除原防浪墙及框格挡土墙后，在原基础上采用C15砼重新挡土墙。挡土墙采用衡重式，设计断面尺寸：基础宽1.0m，顶宽0.50m，前趾伸出0.20m，基础高程29.70m，前趾顶面高程30.80m，后踵顶面高程30.40m，墙顶高程31.80m。挡土墙每间隔10m设置一道伸缩缝，并采用沥青板止水。在挡土墙上加设C15砼防浪墙，墙宽0.3m，墙顶高程32.00m。墙顶设0.9m高钢筋砼通透栏杆。

（3）坝顶路面加固

利用原坝顶作路基，清除松土，铺20cm级配碎石作基层。路面采用现浇C30砼铺设，路面宽度为6m，厚0.2m，向下游单坡2%排水。每间隔4m设横缝一道，做成假缝型式，在路面板的上部5cm处设缝，缝宽0.8cm，缝内沥青填塞；在砼路面中心线设纵缝一道，也做成假缝型式并设置钢筋拉杆。

（4）下游坝坡加固

清除下游坝坡及两侧坝肩杂草、杂土、垃圾、树木，更换下游草皮护坡。下游反滤体的上部贴坡反滤拆除后重建，翻修按中粗砂50cm，卵石50cm，然后表层砌石保护；下部棱体采用局部翻修方案，即仅翻修1975年加固部分，翻修后，新增反滤层与上部贴坡反滤层相接，砂、卵石反滤层厚度也与上部贴坡相同，表面干砌石保护，仍

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P——底板上水重在垂直砼底板方向的分力； ΔP——底板上水流的脉动水压力； Pf——渗漏引起的扬压力； T——水流对底板的拖拽力； K——抗滑稳定安全系数；

f——砼板与地基的磨擦系数，泄槽底板为粉质砂页岩，f取0.50。 A）、设计情况下K值计算

取最不利的一块砼（0+080.00～0+093.75段）计算，计算块板厚δ＝0.9m，水平长L

水平

＝13.75m，斜长L

斜长

＝14.02m，宽度B＝10.7m，相应断面平均水深h＝1.21m，

相应断面平均流速V＝16.07m/s。

作用于该砼板的力有：分块砼板自重G、水重在垂直砼底板方向的分力P、水流的脉动压力ΔP、水流对底板的拖拽力T、渗透引起的扬压力Pf ，经计算得

K设＝1.16＞1.05（规范要求设计情况下K值大于1.05） 满足安全要求。 B）、校核情况下K值计算

取最不利的一块砼（0+080.00～0+093.75段）计算，计算块板厚δ＝0.9m，水平长 L

水平

＝13.75m，斜长L

斜长

＝14.02m，宽度B＝10.7m，相应断面平均水深h＝1.46m，

相应断面平均流速V＝16.56m/s。

作用于该砼板的力同样为：分块砼板自重G、水重在垂直砼底板方向的分力P、水流的脉动压力ΔP、水流对底板的拖拽力T、渗透引起的扬压力Pf ，经计算得

K校＝1.24＞1.00（规范要求校核情况下K值大于1.00） 满足安全要求。 ⑤ 陡坡尾坎基础置砌高程复核

计算基本资料：溢洪道闸底高程24.00m，溢洪道陡槽坡降为1:5，陡槽宽22.0m，挑流鼻坎顶高程9.55m，挑流鼻坎下游地面高程－2.27m，挑流鼻坎挑角θ＝21.5°，尾坎基础置砌高程－6.00m。

设计工况：上游水位29.11m，泄流量Q设＝367 m3/s，单宽流量q设＝16.68 m3/s·m，相应下游水位7.95m；

校核工况：上游水位29.90m，泄流量Q校＝453 m3/s，单宽流量q校＝20.59 m3/s·m，

26

相应下游水位8.00m。

A、设计情况

（a）冲坑水深T值计算

按《溢洪道设计规范》（SL253－2000）附录A式（A.4.2）计算：

T＝kq1/2Z1/4 （A.4.2）

式中T——自下游水面至坑底最大水垫深度，m；

q——鼻坎末端断面单宽流量，m3/s·m； Z——上、下游水位差，m；

k——综合冲刷系数，由表A.4.2查得，k＝1.50。

T设＝kq1/2Z1/4＝1.50×16.681/2×（29.11－7.95）1/4＝13.14（m） 则冲坑最深处高程为7.95－13.14＝－5.19m 冲坑深t设＝－2.27－（－5.19）＝2.92（m） （b）计算冲刷最深点到鼻坎齿墙的距离L值

冲刷最深点到鼻坎齿墙的距离L值按（A.4.1－1）计算：

L?1v12sin?cos?＋v1cos?v12sin2?＋2g(h1cos?＋h2) （A.4.1－1） g??式中L——自挑流鼻坎末端算起至冲刷坑最深点的距离，m；

θ——挑流水舌水面出射角，近似取用鼻坎挑角，θ＝21.5°； h1——挑流鼻坎末端法向水深，m； h2——鼻坎坎顶至冲坑最深点高程差，m；

v1——鼻坎坎顶水面流速，按鼻坎处平均流速v的1.1倍计，m/s。 鼻坎末端水深近似采用泄槽末端断面（0+101.56）水深，见表5－3－1。

h1设＝1.14cos?＝1.14?cos21.5?＝1.06（m）

h2设＝9.55－（－5.19）＝14.74（m）

q16.68v1设＝1.1＝1.1?＝16.09（m/s）

h1.141?[16.092?sin21.5??cos21.5?＋16.09?cos21.5?? ∴L设＝9.8116.092?sin221.5?＋2?9.81?(1.06?cos21.5?＋14.74)]

27

＝37.27（m）

（c）验算齿墙深度

根据规范要求，冲刷坑上游坡度根据地质情况确定，在1:3～1:6之间选用。 现冲刷坑上游坡度i＝t/L＝2.92/37.27＝0.078＜ic＝1/4（取安全冲刷上游坡值ic为1:4）

考虑齿墙埋深1.5m，

则齿墙底高程＝冲坑最深处高程＋i L－1.5

＝－5.19＋0.078×37.27－1.5＝－3.77m

而实际齿墙底高程为－6.00m低于－3.77m，故齿墙底埋深满足安全要求。 B、校核情况

（a）冲坑水深T值计算

T校＝kq1/2Z1/4＝1.50×20.591/2×（29.90－8.00）1/4＝14.72（m） 则冲坑最深处高程为8.00－14.72＝－6.72m 冲坑深t校＝－2.27－（－6.72）＝4.45（m） （b）计算冲刷最深点到鼻坎齿墙的距离L值

h1校＝1.37cos?＝1.37?cos21.5?＝1.27（m）

h2校＝9.55－（－6.72）＝16.27（m）

q20.59v1校＝1.1＝1.1?＝16.53（m/s）

h1.371?[16.532?sin21.5??cos21.5?＋16.53?cos21.5?? ∴L校＝9.8116.532?sin221.5?＋2?9.81?(1.27?cos21.5?＋16.27)]

＝40.02（m）

（c）验算齿墙深度

现冲刷坑上游坡度i＝t/L＝4.45/40.02＝0.111＜ic＝1/4（取安全冲刷上游坡值ic为1:4）

考虑齿墙埋深1.5m，

则齿墙底高程＝冲坑最深处高程＋i L－1.5

＝－6.72＋0.111×40.02－1.5＝－3.77m

28

而实际齿墙底高程为－6.00m低于－3.77m，故齿墙底埋深满足安全要求。 ⑤ 交通桥强度安全复核

第一溢洪道上游侧交通桥强度安全复核内容包括验算主梁和桥面板结构的安全。 计算采用规范及参考资料：

《公路桥涵设计通用规范(JTJ021-89)》（人民交通出版社1990年出版）

《公路钢筋砼及预应力砼桥涵设计规范(JTJ023-85)》（人民交通出版社1990年出版）

《梁桥(上册)》（人民交通出版社2000年出版）。 计算基本资料：

桥梁计算跨度L＝10.5m，桥宽5.0m，主梁为两根“T”形钢筋砼梁，砼为C15，梁高h＝120cm，梁宽40cm；汽车荷载为汽－10级、不带拖车，前轴重30kN，后轴重70kN。

ⅰ）、交通桥主梁结构安全复核 A、计算主梁跨中弯矩M中

主梁跨中弯矩M中＝1.2×（M中栏+ M中自）+1.4×（M中汽+ M中人） 经计算M中＝820.4 （kN·m） B、主梁受力筋复核计算

梁高h＝120cm，梁宽b＝40cm， 砼为C15（Ra＝8.5N/mm2），

钢筋为Ⅰ级钢（Rg ＝240N/mm2），主筋排三排，ag＝9cm。

根据《公路钢筋砼及预应力砼桥涵设计规范(JTJ023-85)》第4.1.6条规定：砼和钢筋的安全系数均为1.25。

计算主梁受拉钢筋Ag值，得Ag＝39.1cm2

而原主梁受力筋为15φ25（Ag＝73.6 cm2）满足要求。 （ⅱ）、交通桥桥面板结构安全复核

由于交通桥加宽后桥面挑板外边缘承受到汽车轮子的压力，故按汽车轮子压在桥面挑板外边缘上即为最危险情况。

29

A、计算桥面挑板固端支座上弯矩M支值 M支＝ 1.2×M支自+1.4×M支汽 经计算M支＝21 （kN·m） B、桥面挑板配筋复核计算 M支＝21 （kN·m）， h＝24cm，

b＝100cm，翼缘板厚度hi＝15cm， 砼为C15（Ra＝8.5N/mm2），

钢筋为Ⅰ级钢（Rg ＝240N/mm2）， ag＝3cm。

根据《公路钢筋砼及预应力砼桥涵设计规范(JTJ023-85)》第4.1.6条规定：砼和钢筋的安全系数均为1.25。

计算挑板受力筋Ag值，得Ag＝5.46cm2

原挑板受力筋为φ9@12cm，即1m板宽配筋Ag＝5.29 cm2＜5.46 cm2

5.46?5.29?100%?3.1%＜5%，故能满足安全要求。 但

5.46

（2）加固设计

闸室：在闸室两侧0+007.3处设厚50cm的 C15砼截水刺墙，底部和靠边墩侧与砼边墩连接，侧边刺入原开挖基岩0.5m，顶高程30.40m。边墩两侧和底板进行帷幕防渗，帷幕灌浆孔距1.60m，灌浆采用由上往下灌，分段应≤5m，在刺墙与基岩接触处应不大于2m，应先进行接触灌浆，再往下帷幕灌浆；帷幕深度下限至单位吸水率≤5Lu线以下3m；灌浆压力为0.3～0.6MPa。灌浆后要求吸水率≤0.05L/(min-m·m)，即5Lu。闸室底板拆除后重建，即拆除原素砼底板，重新浇筑C20钢筋砼底板厚80cm；闸室及闸后护坦所有分缝均增设橡胶止水。

陡槽：将底板原砼面充分凿毛，并在原陡槽底板上新浇筑一层30cm厚C30钢筋砼，φ16锚筋锚固，锚筋伸入原底板（60cm），锚筋双向间距1.0m；新增板面配温度钢筋φ14@20cm，分缝同原底板，板宽为10.70m、长13.75m，分缝处设橡胶止水，沥青分缝，缝宽2cm。对0+019～0+38.75段边墙采用C15砼加高处理。在边墙两侧设置M7.5浆砌石人行交通步级，步级外侧铺设草皮。

30

W ——计算风速，m/s； Hm——水域平均水深，m； H ——建筑物迎水面前水深，m； D ——风区长度，m； g ——重力加速度，9.81m/s2。

风壅水面高度按式（A.1.10）计算：

KW2De＝cos? （A.1.10）

2gHm式中：e ——计算点处的风壅水面高度，m；

K ——综合摩阻系数，取3.6×10-6； β ——计算风向与坝轴线法线的夹角； 其余符号同上。

平均波浪爬高按式（A.1.12－1）计算：

Rm＝K?KW1＋m2hmLm （A.1.12－1）

式中：Rm——平均波浪爬高，m；

m ——单坡的坡度系数；

KΔ——斜坡的糙率渗透性系数，砼护坡取KΔ＝0.90； Kw——经验系数。 其余符号同上。

坝顶在静水位以上的超高按式（5.3.1）下式计算： y＝R＋e＋A （5.3.1） 式中：y ——坝顶超高，m；

R ——最大波浪在坝坡上的爬高，对于2级坝取R＝R1％＝k1％kβRm； e ——最大风壅水面高度，m；

A ——安全加高，对于2级坝设计工况时取1.0m，校核工况取0.50m。

由此计算各副坝坝顶高程见表5—3—3。

现3#、4#、5#、6# 副坝的坝顶高程分别为31.00m、30.52m、31.20m、30.67m，由

41

下表知，现各副坝坝顶高程均不满足要求，需要加高坝顶或加设防浪墙，以满足防洪要求。

表5—3—3 副坝坝顶高程计算表 副坝 工况 W(m/s) D(m) Hm(m) H(m) β(度) m KΔ Kw hm(m) Tm(s) Lm(m) e(m) Rm(m) R1%(m) 坝顶高程

5.3.2 3#副坝上游护坡厚度计算

上游护坡采用现浇C15砼结构，根据《碾压式土石坝设计规范》（SL274－2001）附录A公式计算。

3号副坝 设计 31.5 550 15 12.11 20 3.0 0.90 1.207 0.387 2.760 11.890 0.006 0.737 1.578 31.69 校核 18.0 550 16 13.12 20 3.0 0.90 1.031 0.210 2.032 6.449 0.002 0.341 0.730 31.35 4号副坝 设计 31.5 137 10 3.61 0 2.5 0.90 1.30 0.208 2.024 6.383 0.003 0.501 1.117 31.23 校核 18.0 137 11 4.62 0 2.5 0.90 1.20 0.113 1.489 3.462 0.001 0.250 0.558 31.18 5号副坝 设计 31.5 350 10 3.61 0 2.5 0.90 1.30 0.315 2.491 9.524 0.006 0.753 1.679 31.80 校核 18.0 350 11 4.62 0 2.5 0.90 1.20 0.171 1.836 5.260 0.003 0.374 0.835 31.46 6号副坝 设计 31.5 125 10 3.61 0 2.0 0.90 1.30 0.200 1.982 6.126 0.002 0.579 1.290 31.40 校核 18.0 125 11 4.62 0 2.0 0.90 1.20 0.108 1.458 3.320 0.001 0.289 0.644 31.27 t＝0.07?hp3Lm?wb?c??wm2?1 （A.2.3） m式中：?—— 系数，对现浇整体大块板取1.0；

hp—— 累积频率为1％的波高，hp＝0.944m；

42

Lm —— 平均波长，Lm＝11.89m； b ——沿坝坡向板长，b＝2.75m；

?c——板的密度，取2.4t/m3；

m—— 斜坡坡率，m＝2.75。

计算得t＝0.082m。以上仅为抗浮最小厚度，考虑到本地区为台风频繁破坏地区，土坝上游坡主要为浪压为破坏，为确保工程安全，参照本地区同类工程，取t＝0.12m。

5.3.3 3#副坝

采用加设防浪墙的戴帽加高方案，即在上游面设C15砼挡墙，墙顶平坝顶高程，为31.33m，墙基础置于30.40m高程，底宽为0.8m，墙厚0.4m，为衡重式现浇砼结构。墙顶上设C15砼防浪墙，墙厚30cm，高0.32m，防浪墙顶高程为31.70m。为减少挡墙高度，将坝轴线适当往下游移，下游加设浆砌石挡墙。坝顶铺设20cm级配碎石作基层后，现浇18cm厚C30砼路面，单坡向下游排水。翻拆整平上游坡右坝段不平整护坡石面，然后用反滤料冲填平整；左坝段拆除部份原砌石护坡，修整坝坡后铺设20cm厚反滤料，上游坡浇12cm厚C15砼护坡，每1.0米高程分缝一道，纵向分缝距离为2.8m，横向分缝距离3.0m，缝宽1.5cm，内填沥青板，与两侧坝肩交界建M7.5浆砌石排水沟至24.0m高程，断面为0.35×0.35m，表面M10砂浆抹面。背坡更换草皮。坝脚反滤棱体下侧加设水平反滤压层，水平长度8米，垂向按中粗砂30cm、卵石30cm、干砌石40cm厚布置，坝脚反滤出口设浆砌石量水堰，将排水沟直接沿反滤平台两侧排入下游排水沟，为防积水，排水沟加长至50m，并用M10砂浆对反滤平台表面勾缝。坝中新增浆砌石交通步级，宽1.5m，马道用C15砼浇筑，厚10cm，马道内侧和坝肩设浆砌石排水沟，断面为0.35×0.4m。增设三排共10孔浸润线观测孔。

5.3.4 4＃、5＃、6＃副坝加固

4#副坝在上游面设C15砼挡墙，墙顶平坝顶高程，为30.9m，墙基础置于29.65m高程，墙高1.25m，底宽0.9m，墙厚0.4m，为衡重式现浇砼结构，墙顶上设C15砼防浪墙，墙厚0.3m，高0.4m，防浪墙顶高程为31.30m。下游侧坝肩设置同3#坝。坝顶平整后铺设20cm级配碎石作基层，再浇18cm厚C30砼路面，单坡向下游排水。上游坡拆除原部分砌石护坡，修整坝坡后铺设20cm厚砂砾石反滤料，浇12cm厚C15砼护

43

坡，每1.1米高程分缝一道，纵向分缝距离为2.8m，横缝距离3.0m，缝宽1.5cm，内填沥青板，与两侧坝肩交界建M7.5浆砌石排水沟至24.0m高程，断面为0.35×0.35m，表面M10砂浆抹面。背坡更换草皮，坝中新增浆砌石交通步级，宽1.5m，马道用C15砼浇筑，厚10cm，马道内侧和坝肩设浆砌石排水沟，断面为0.35×0.4m。

5#副坝在上游面设C15砼挡墙，墙基础置于30.3m高程，墙高1.28m，底宽0.9m，墙厚0.4m，为衡重式现浇砼结构，墙顶平坝顶高程，为30.9m，墙顶上设C15砼防浪墙，墙厚0.3m，高0.22m，防浪墙顶高程为31.80m。下游侧坝肩设置同3#坝。坝顶平整后铺设20cm泥结石作路基，再浇18cm厚C30砼路面，单坡向下游排水。上游坡拆除部分原砌石护坡，修整坝坡后铺设20cm厚砂砾石反滤料，浇10cm厚C15砼护坡，每1.1米高程分缝一道，纵向分缝距离为2.8m，横向缝距离3.0m，缝宽1.5cm，内填沥青板，与两侧坝肩交界建M7.5浆砌石排水沟至死水位高程，断面为0.35×0.35m，表面M10砂浆抹面。背坡更换草皮。马道用C15砼浇筑，厚10cm，马道内侧和坝肩设浆砌石排水沟，断面为0.35×0.4m。

6#副坝清除坝坡和坝顶内杂草、树木（挖除树根），然后重新填筑，根据有关规范要求，填土压实度为98%。坝顶宽按5 m，坝顶高程30.40m，坝上游设C15砼挡土墙，基础高程29.30m，墙高1.10m，底宽0.8m，其上设1.0m高C15砼防浪墙，墙厚0.3m，每15m分缝一道，沥青止水。上下游坡均按1:2.0，上游坡设20cm厚反滤料，12cm厚C15砼护坡。坝顶设20cm厚泥结石路面，下游单向排水，下游侧设35cm宽浆砌石坝肩石，背坡植草皮护坡，上下游坝肩和下游坝脚设浆砌石排水沟，断面为0.35×0.40m。

5.4 总干渠首

总干渠首位于大坝右岸约1.3km处，渠首工程由引水渠、进水闸、和尾水渠三部分组成。引水渠结合原山沟挖填而成，引渠长160m，底宽7.6m，底高程在22.50m左右，两侧边坡在26.0m和30.8m高程处设有小平台，左侧坡比从下至上为1:1.25、1:1.375、1:1.5，右侧坡比从下至上为1:1.25、1:1.375、1:1.0，两侧边坡在26.0m高程以上设有4cm厚砂浆抹面护坡。引渠右岸靠近渠首处为一深沟，沟底高程在13.0m左右，在该处修筑2#副坝。原设计进水闸由2孔3×2.0放水闸组成，设2扇3×2钢弧门，60kN启闭机启闭，后实施改为3孔2.5×2.5m放水涵，设3扇2.5×2.5m钢平板闸门，闸底高度22.0m，闸后为砼涵，出口设消力池。闸顶设钢筋砼支架和启闭塔楼，启闭平台安装

44

3台50kN卷扬机，启闭平台与左岸设简易钢筋砼交通桥。放水涵顶部填土形成土坝挡水，顶高程32.0m，顶宽6.3m，上游坡比1:1.5至28.20m闸顶高程，干砌石表面抹3cm砂浆面层护坡，上游坝顶设40cm高浆砌石防浪墙，墙顶高程32.40m，下游坡为草皮护坡，坡比1:1.5至28.2m高程，28.20m高程以下为涵洞出口，出口为14m长砼消力池，池深1m，两侧为砌石护坡，分为三级，从下至上坡比为1:0.8、1:1.8、1:0.6，顶高程为32.90m，在29.40m和25.20m设有小平台。

5.4.1 总干渠首稳定计算

（1）设计基本参数 ① 洪潮江水库

1）正常水位：28.00m，相应下游最低尾水位：22.00m； 2）设计洪水位（P＝1％）：29.11m，相应下游水位：26.80m； 3）校核洪水位（P＝0.1％）：29.90m，相应下游水位：26.80m； 4）死水位：22.00m，相应下游水位：22.00m； 5）闸坝基高程为：21.00m； 6）水库吹程：0.10km； ② 闸坝基岩体物理力学性质指标

闸坝基岩体物理力学性质指标见表5－4－1。 表5―4―1 闸坝基岩体物理力学参数表 岩性风化 程度 强风化 全风化 ③ 地震烈度

洪潮江水库所在地域地震烈度为Ⅵ度，按《水工建筑物抗震设计规范》（SL 203－97）规定，不需进行抗震设计。

④ 建筑材料容重及有关参数 1）砼：24kN/m3；

45

允许抗压 强度(MPa) 0.60 0.35 f′ 0.5 0.45 C20砼与基岩面抗剪(断)强度 c′(MPa) 0.2 0.05 f 0.45 0.40 c(MPa) 0.1 0.05 允许水力坡降 0.5

2）钢筋砼：25kN/m3；

3）回填土：自然容重18kN/m3，内摩擦角ψ＝26°；饱和容重20kN/m3，内摩擦角ψ＝24°；

⑤ 安全系数 1）抗滑安全系数

基本组合：1.30； 特殊组合：1.15 2）地基应力允许值

最大基底应力≤1.2×0.35＝0.42MPa

最大基底应力与最小基底应力之比：基本组合：2.5，特殊组合：3.0 （2）坝顶高程计算

根据《混凝土重力坝设计规范》（DL5108－1999）规定，采用（11.1.1）式计算坝顶至设计水位的高差：

?h＝h1%＋hz＋hc （11.1.1）

式中：Δh——坝顶至设计水位或校核水位的高差，m；

h1％——波高，m；

hz——波浪中心线至设计或校核水位的高差，m； hc——安全超高，m。

式中h1％、hz按照《水工建筑物荷载设计规范》（DL 5077－1997）规定的公式计算：

ghmV02＝0.13th[0.7(gHmV02)]th{0.7}

0.13th[0.7(gHm/V0)]20.70.0018(gD/V0)0.452 （附录G2）

0.5 （附录G3） Tm＝4.438hm2gTm2?H （附录G8） Lm＝th2?Lmh1%＝k1%hm

hz＝

?h12%Lmcth2?H （14.2.1－2） Lm46

式中：hm——平均波高，m；

Tm——平均波周期，s； Lm——平均波长，m； V0 ——计算风速，m/s； Hm——水域平均水深，m； H ——建筑物迎水面前水深，m； D ——风区长度，m； g ——重力加速度，9.81m/s2。

计算结果见下表： 工况 设计 校核 D V0 Hm H hm (m) (m/s) (m) (m) (m) Tm (s) Lm h1％ hz hc Δh 坝顶高程 (m) (m) (m) (m) (m) (m) 30.15 30.60 100 31.5 8.11 7.11 0.18 1.89 5.55 0.43 0.11 0.50 1.04 100 18.0 8.90 7.90 0.10 1.39 3.00 0.24 0.06 0.40 0.70 （3）过流能力计算

总干渠首控制闸放水流量按无水跃式淹没出流计算，共2孔闸孔，单孔尺寸3.75×3.00m（B×H），闸底高程22.00m，正常库水位28.00m。渠首控制闸下游约100m为渠首电站，由电站控制向下游总干渠放水，放水流量20.0m3/s，总干渠正常水深2.0m。

Q??be2g(T0?y下)

??0.65，b?2?3.75m，e——闸孔开度，按全开计算； y下——下游渠道水深，约2.5m；

总干渠渠首控制闸一般按闸门全开，放水流量20.0m3/s。 （4）闸室及两侧挡水边墙稳定及基底应力计算 A、闸室稳定及基底应力计算

采用《水闸设计规范》（SL265－2001）式（7.3.6－1）计算稳定。

K?f?G （7.3.6－1） ?H式中：K ——沿闸室基底面的抗滑稳定安全系数；

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f ——闸室基底面与地基之间的摩擦系数，为0.4； ∑W——作用于中墩上的全部荷载对计算滑动面的法向分量； ∑P ——作用于中墩上的全部荷载对计算滑动面的切向分量； 采用《水闸设计规范》（SL265－2001）式（7.3.4－1）计算闸室基底应力。

Pmax＝min?G?M? （7.3.4－1） AW式中：Pmax——闸室基底应力的最大值或最小值（kPa）； min

ΣG——作用在闸室上的全部竖向荷载（包括闸室基础底面上的扬压力在

内，kN）；

ΣM——作用在闸室上的全部竖向和水平向荷载对于基底面垂直水流方向

的形心轴的力矩（kN·m）；

A——闸室基底面的面积（m2）；

W——闸室基底面对于该底面垂直水流方向的形心轴截面矩（m3）。

分别计算施工完建期（上、下游无水）、正常运行期（上游水位28.0m，下游无水）、设计水位时（上游水位29.11m，下游无水）与校核水位（上游水位29.90m，下游无水）时的四种工况，计算结果见下表。

表5―4―2 闸室稳定与基底应力计算结果表

计算工况 施工完建期 正常运行期 设计水位工况 校核水位工况 抗滑稳定 安全系数K 2.25 1.68 1.34 Pmax 169 111 107 111 闸室基底应力(MPa) Pmin 103 101 99 89 Pmax /Pmin 1.64 1.10 1.08 1.25 闸室抗滑稳定和基底应力均满足要求。 B、挡水墙稳定及基底应力计算 采用公式K??G?Mf?G?和Pmax＝分别计算挡水墙稳定和墙底应力。

minAW?H计算工况分为四种：施工完建期（上、下游无水）、正常运行期（上游水位28.0m，下游无水）、设计水位时（上游水位29.11m，下游水位26.80m）与校核水位（上游水

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位29.90m，下游水位26.80m）时的四种工况。计算结果见表5―4―3。

表5―4―3 挡水墙稳定与基底应力计算结果表

计算工况 施工完建期 正常运行期 设计水位工况 校核水位工况 抗滑稳定 安全系数K 2.73 1.57 3.33 1.63 Pmax 214 141 137 161 闸室基底应力(MPa) Pmin 106 101 87 55 Pmax /Pmin 2.02 1.40 1.57 2.93 挡水墙抗滑稳定和基底应力均满足要求。

5.4.2 加固设计

（1）闸室改建

闸室布置改为2孔方案，仍为胸墙挡水与平板闸方案，闸室为整体式，闸孔总宽为7.5m，闸底高程为22.0m，孔口尺寸为3.75×3.0m，闸顶高程为30.60m，闸后直接为消力池，闸室长度为12m。交通桥移至上游侧，按汽－10级设计，与两侧挡水墙结合布置，改加宽墙顶作为交通桥面，墙顶宽1.5m，两侧各外挑1.5m，则桥面宽为4.5m，闸室段在闸墩处增设向上游的悬臂挑梁作支承，采用板式桥。改建桥头引道，直线段长度为12m，引道坡度为6％，宽度6m。闸室上游两侧设C15砼重力坝挡水，坝基埋置深度同闸室，上游设齿墙嵌至20.50m高程，两侧边坡嵌入基础1.0m，坝顶高程30.60m，即路面高程，背坡坡比1：0.4，坝背坡填土至26.80m，密实度要求按一般填土要求即可。闸室与重力坝之间设伸缩沉陷缝，分缝设橡胶止水。启闭间为砖混结构，面积为10.9×5.7m2。楼梯间建在左侧，与启闭房齐平，面积为3.2×5.7 m2。

（2）上游引水渠开挖及上、下游护坡加固

上游引水渠因原开挖未达设计要求，遇干旱年低水位时，阻水严重，上游引水渠清基至21.0m高程。

拆除原上游两侧边坡损坏砂浆后现浇12cm厚C15砼护坡，26.0m以下至21.0m则

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开挖修坡后新浇12cmC15砼护坡，护坡从桩号0－136.2至0+000，总长136.20m。右岸护坡坡比从30.80～26.00m高程为1:1.5，26.00～21.00m高程为1:1.25；左岸护坡坡比30.80m高程以上为1:1.5，30.80～26.00m高程为1:1.375，26.00～21.00m高程为1:1.25。

将下游尾水渠两岸破烂砼护坡拆除后，用12cm厚C15砼护坡，护坡从桩号0+001.5至0+029，总长27.5m。左右岸护坡坡比26.80m高程以下为1:0.78，26.80～29.40m高程为1:1.88，29.40m高程以上为1:1.57～1.18。

5.5 防汛交通公路

右岸防汛公路起点位于进库公路与办公区交叉路口处，经总干渠放水涵、3＃副坝、4＃副坝至5＃副坝的左坝肩，全长4.351km；左岸防汛公路起点位于主坝左坝肩，经第二溢洪道至北干渠放水涵，全长1.37km。防汛公路按四级公路设计，利用原旧路面作局部挖填整平，凹洼处采用石碴回填，现有防汛路纵坡均不大，个别路段纵坡控制最大坡度imax不大于8%，公路竖曲线半径R竖直≥600m，平曲线半径R水平≥30m，路面采用18cm厚C30砼路面。左岸防汛公路路基设计宽度6.0m，砼路面宽3.5m。右岸公路路基设计宽度5.0m，个别填方段为不阻断施工期交通，路基扩宽为6.5m，行车道宽度按3.5m设计。

防汛公路边坡开挖，岩石边坡为1:0.75，土基开挖边坡为1:1.0。防汛公路在挖方侧设路肩排水沟，采用M7.5浆砌石，M10砂浆勾缝，过水断面为梯形，底宽40cm，深50cm，纵坡i≥0.3%。在集雨面积较大或有滑坡体路段（主要为左岸公路0+490～0+860，右岸0+550～1+000、2+500～2+800）设环山截水沟，截水沟采用M10砂浆砌C20砼预制块，块厚6cm；填坡段则植草皮护坡。在坡高路陡段及视矩不良的急弯处（具体为左岸公路0+460～0+670、0+760～0+870、0+930～0+950、1+150～1+260和右岸公路0+100~0+350、0+840～1+100、1+560～1+840、2+500～2+689、2+840～3+300、3+600～3+820、4+200～4+300）设钢筋砼标志杆，每20m设一根。

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