水库蓄水安全鉴定报告

PAGE2PAGE1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

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。（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；增补北干渠存在的问题及初设处理措施（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。增补北干渠存在的问题及初设处理措施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200m2；（2）调整部分项目单价；增补珠委核除此项目的理由（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；（增补珠委核除此项目的理由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。

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.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16~2.1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响明显，高温多雨，雨水充沛：多年平均气温22.4℃，极端最高气温37.6℃，极端最低气温－0.8℃；多年平均降雨量为1596mm，降雨年内分配不均匀，多集中在5~9月，约占年降雨量的80%，多年平均蒸发量为1387mm。洪潮江流域多年平均年径流量4.154亿m3，其中坝址以上年径流量3.440亿2.1根据2002年12月出版的《广西中小河流年径流研究》中的桂南沿海诸河流年径流公式表，查得大风江流域的年径流计算公式，洪潮江水库坝址在洪潮江的下游，坝址控制集雨面积为402km2。大风江流域的坡朗坪水文站1959～2000年系列的年径流均值为18.65m3/s，Cv=0.30,Cs/Cv=2，集雨面积F坡=613km2，多年平均降雨量P坡=1834mm，洪潮江与大风江都同属南流江流域，并且两条河流相邻，水文气象特性相似，故可以采用水文比拟法经面积、降雨量修正，移植到洪潮江水库得其年径流，然后再移用大风江流域的年径流参数计算公式求出Cv值。经分析计算最后采用Q0=10.9m3/s，Cv=0.28，C表2-1-1洪潮江水库年平均流量频率计算成果表均值(m3/s)CvCs/CvP(%)51020508090959910.90.282.016.414.913.410.68.287.226.415.072.1由于洪潮江水库未设入库流量观测站，无法直接以实测洪水资料复核计算。洪潮江水库建成后自1960年2月至2002年，坝首站积累了42年雨量观测资料，流域内的那思和升平两雨量观测站，从1971年6月至2002年分别积累了32年雨量观测资料。坝首站的水位观测：1960～2002年间，水位每日只在8时观测一次，少数时间是每日的8时、20时观测两次，并以平均值作为该日的平均水位；1981年以后的洪水期间，其水位观测的次数有一定的增加。由于历年坝址洪水位观测的时段太长，所以很难利用水库的水位过程及时段用(泄)水量资料，通过水量平衡方程还原求得入库洪峰流量系列，因此只能采用暴雨资料推求洪潮江水库的设计洪水。应用所搜集到的暴雨资料进行暴雨频率计算，再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见表2-表2-1-2洪潮江水库各时段点暴雨频率计算成果暴雨时段均值(mm)CvP(%)0.010.050.10.20.51251010min22.00.3062.155.352.449.445.342.238.934.430.81h68.00.35222.0195.2183.4171.6155.6143.3130.7113.599.96h1350.50651.7553.7511.3468.8412.3369.4326.1268.4224.224h2000.551085913.0839.0764.8666.6592.3517.8419.0343.93d2600.5012551066984.7902.8794.1711.4628.1517.0431.7注:Cs取3.5Cv。由表2-1-2中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，分别应用推理公式法和纳什瞬时单位线法两种方法推求设计洪水，其设计暴雨的历时取为24h(或3d)，时段长△t取1h，产流期平均入渗率取8mm/h，稳定入渗率取3mm/h，Wm=100mm，W0=0.7Wm，初损I0=Wm－W0＝30mm，雨型采用流域所在分区的综合雨型。为了方便分析和比较，设计洪水过程和调洪演算过程一起进行计算，本次复核最后采用纳什瞬时单位线法历时3d暴雨的计算成果，且时段长△t=1h,起调水位Z0=28m表2-1-设计频率P(%)重现期N(a)设计暴雨历时洪峰流量Qm(m3/s)洪水总量W3d(亿m3)洪峰模数Cp下泄流量qm(m3/s)最高库水位Zm(m)相应库容Vm(亿m3)5023d6320.76211.5163228.005.48002053d11701.21821.4482728.105.544310103d15701.55328.7286728.285.66555203d20001.88336.7891828.525.82252503d25902.31347.5099428.856.057111003d30202.63155.44106029.116.24850.52003d34602.94463.42112029.376.44510.25003d40203.35373.88120029.686.71440.110003d44503.66381.75125029.906.92060.0520003d48903.96889.78131030.127.1355注：设计洪水和过程线采用纳什瞬时单位线法进行计算，取Δt=1h，起调水位Z0=28.0m将本次加固设计采用的成果与以往历次设计采用的成果列表如下表2-1-4，根据表2-1-4中调洪演算成果分析：洪潮江水库发生100年一遇洪水时，其水库洪峰水位为29.11m，距坝顶高程尚差2.19m，距防浪墙顶高程3.19m，相应最大泄洪流量为1060m3/s；发生2000年一遇校核洪水时，其水库洪峰水位为30.12m，距坝顶高程尚差1.18m，距防浪墙顶高程

表2-1-4设计阶段1960年建库设计1963年扩大初步设计1967年第二溢洪道初步设计1974年主坝加固设计1976年安全加固设计1995年水文复核成果2002年大坝安全鉴定2004年本次洪水复核设计标准（%）11111111校核标准（%）0.10.20.10.10.10.10.050.0524h暴雨(mm)设计488562510518538620592.3校核698─7037157721026.0913.03d暴雨(mm)设计─818617633663668.4698.4711.4校核──850873958939.11130.41066洪峰流量（m3/s）设计27103700315032403058308430593020校核3900517047305080502844965344489024h洪量（亿m3）设计1.351.392.02─1.761.602.163校核1.931.862.63─2.652.953.2443d洪量（亿m3）设计────1.982.56901.782.631校核────3.093.65343.263.968最高库水位（m）设计29.3629.1528.3129.1529.1329.1429.1729.11校核29.9629.9229.1829.9030.0230.0130.4130.12最大下泄流量设计第一溢洪道3191215──105510503743681060第二溢洪道─708─668662放水涵────02626校核第一溢洪道3751430──127012575154801310第二溢洪道─844─839801放水涵────02626总库容（亿m3）6.986.946.326.927.037.447.136死库容（亿m3）2.543.252.542.542.542.542.542.54注：最大下泄流量的单位为（m3/s），水位采用珠江基面高程。在相同标准的情况下，本次加固设计调洪成果与以往历次设计成果比较接近，其设计洪水成果比以往历次设计成果略偏小（但比1960年建库设计成果要大），以前各阶段的计算方法都是由邻近站点的暴雨资料计算设计暴雨，再由推理(或合理化)公式法推求设计洪水，本次复核时分析了水库40年的年最大24h和年最大3d暴雨系列，发现其均值偏小，各频率的设计暴雨也偏小。为此，另外采用原广西水文总站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，据此推求设计暴雨，然后再用推理公式法和纳什瞬时单位线法推求设计洪水，综合分析后采用纳什瞬时单位线法的计算成果进行调洪演算，成果合理、可靠。其有关参数也是根据本流域的下垫面情况选择的，雨型采用流域所在分区的综合雨型，洪水成果与邻近流域的洪水成果作了对比分析，成果比较可靠，所以本次洪潮江水库洪水复核选定本次推求的设计洪水成果。2.2防洪标准评价洪潮江水库主坝为均质土坝，坝高34.4m，根据本次水文复核结果，100年一遇设计洪水位29.11m，2000年一遇校核洪水位30.12m，总库容为7.14亿m3。根据《防洪标准》（GB50201－94）中的山区、丘陵区部分的设计标准，本工程属大（2）型水库，工程等别为Ⅱ等工程，主要水工建筑物的等级为2级。主坝、副坝为土石结构，设计洪水标准为100年一遇，校核洪水标准为2000年一遇；水库溢洪道、渠首为砼和浆砌石结构，采用100年一遇洪水设计，1000年一遇洪水校核。本工程的防洪标准依据《防洪标准》并根据水库保护的下游

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。

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）》（GB18306－2001），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。

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：（A.1.5－1）（A.1.5－2）（A.1.5－3）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：＝18m/s，设计工况：设计洪水位29.11m，W设＝1.75＝31.5m/s，Hm＝20m，H＝31.61m；校核工况：校核洪水位30.12m，W校＝＝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，∴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：（A.1.10）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。（m）（m）（3）波浪爬高计算平均波浪爬高按式（A.1.12－1）计算：（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：式中：db——破碎水深，m；m——已知下部斜坡坡度；其余符号同上。∴（m）采用假想坡度法求爬高值，假设爬高R＝1.86∴（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。补充主坝渗流稳定计算分析内容；补充主坝渗流稳定计算分析内容；未封闭段（0+205.5～0+243.72）加固前后渗流安全性对比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。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2.0m5.1.4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。护坡厚度根据《碾压式土石坝设计规范》（SL274－2001）附录A公式计算。（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；——板的密度，取2.4t/m3；m——斜坡坡率，m＝2.4。计算得t＝0.18m。原板厚0.10m，显然不足。

5.1.4（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10m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，仍按原坝面坡度修复。原坝坡排水沟拆除后采用M7.5浆砌石重砌坝肩、马道排水沟，断面为0.35×（0.25～0.5）m，沟底为0.1m厚C15砼，外露面用M10水泥砂浆抹面，排水沟每10m分缝一道，沥青砂浆填缝。阶梯破损部分采用M7.5浆砌石填筑，M10水泥砂浆抹面。（5）修复上游损坏护坡及原护坡加厚拆除上游坝中段和两侧坝面局部已损坏的砼护坡，冲填整平反滤垫层，确保新旧垫层厚不小于20cm，然后浇20cm厚C15砼护坡，护坡每1m高程设纵缝一道，横缝间距为2.5m，护坡分块尺寸为2.4×2.5m，缝宽1.5cm，沥青填缝，为使护坡垫层排水良好，在护坡坡脚处设排水孔，孔径φ75mm，间距2m。原有护坡因厚度不足，表面打毛后，新增一层10cm厚C15砼，分缝仍为每1m高程设一纵缝，横缝间距与原缝对应设置，缝宽1.5cm。部分（大小坝段结合部位）反滤层不符合要求且各板均出现较大裂缝的拆除后重建。（6）改建右坝肩排污管右坝肩排污管长220m，选用适应地基变形较大的DN315mm的UPVC排水管。排水管采用粘结连接，埋深一般为80cm，管底设10cm砂垫层，以适应地基沉陷变形。5.2溢洪道加固设计5.2.1第一溢洪道增补溢洪道结构布置、控制段整体应力稳定计算、泄流能力计算、水面线计算等内容。增补溢洪道结构布置、控制段整体应力稳定计算、泄流能力计算、水面线计算等内容。第一溢洪道位于主坝右岸约200m处，泄洪闸2孔孔口尺寸2-10×4.0m，设计最大泄洪流量为426m3/s，控制段堰型为宽顶堰，堰顶高程24.0m，中墩与底板为分离式。泄洪闸闸门采用钢筋砼弧形闸门，两台2溢洪道控制段后接一陡槽，陡槽末接设一挑流鼻坎，消能方式为挑流消能。陡槽段为等宽矩形，宽21.4m，长78m，坡比1:5。末端为反弧挑流鼻坎，反弧半径10.2m，鼻坎高程9.2m，挑射角25°，陡坡底板为60cm厚素砼，反弧段为钢筋砼，陡槽边墙为重力式砼结构，表面40cm为花岗岩条石护面，反弧段边墙为重力式砼结构。在泄洪闸控制段设有工作桥，工作桥排架为钢筋砼结构，工作桥桥面为预制预应力钢筋砼梁上现浇钢筋砼面板，工作桥上设简易启闭机房。在工作桥上游侧设有交通桥，桥宽5m，为现浇钢筋砼梁式桥。第一溢洪道施工由洪潮江水库工程指挥部组织，于1960年动工兴建，工程于1964年完成水下部份，1966年施工启闭工作桥，1967年完工。第一溢洪道由于原工作桥较窄，无启闭机房，1976年，在原工作桥支架上游增设砼预制砖砌支架，扩宽工作桥，增建启闭机房。上世纪80年代在陡坡反弧底板，因基础下沉开裂及水流冲刷损坏较严重，表层用5～8cm厚砼修补。（1）溢洪道稳定安全复核①泄流能力计算第一溢洪道泄流能力按宽顶堰流计算：，，——堰上总水头，H0＝库水位－闸底高程。经计算得，设计水位29.11m时，第一溢洪道泄洪流量Q设为368m3校核水位30.12m时，第一溢洪道泄洪流量Q校为480m3②水面线计算与陡坡导墙高程复核陡坡段水平长75.03m，桩号从0+026.53～0+101.56，陡坡断面为矩形，宽度B＝22m，坡度i＝0.2，洪潮江水库溢洪道为2级建筑物，砼结构，陡坡段加固按100年一遇洪水设计，1000年一遇洪水校核，设计洪水位29.11m，校核洪水位29.90m，设计泄洪流量Q设＝367m3/s，校核泄洪流量Q校＝4表5—2—1第一溢洪道陡坡导墙高程复核断面(km+m)陡坡底板高程(m)水深(m)安全超高(m)墙顶高程(m)加高(m)校核校核现状校核需要实际0+026.5324.003.780.527.6628.280.621.030+038.7521.562.190.524.9524.25不需00+052.5018.811.830.521.9021.14不需00+066.2516.061.630.518.8518.19不需00+080.0013.311.500.515.8015.31不需00+093.7510.561.410.512.7512.47不需00+101.568.991.370.511.0010.86不需0③中墩纵向稳定、侧向稳定及侧向强度安全复核A、中墩纵向抗滑稳定分析计算：计算工况为正常挡水运行工况：上游水位为28.00m，下游无水。荷载计算：作用于中墩的荷载有自重G、水压力P、水重G水、扬压力F、风压力P风、浪压力P浪。采用抗剪断强度公式：式中：K——抗滑稳定安全系数；f′——中墩混凝土与基岩接触面的抗剪断磨擦系数，为0.5；c′——中墩混凝土与基岩接触面的抗剪断凝聚力，为0.2MPa；∑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；A——中墩与基岩接触面的截面积，为19.0×3.0＝57.0m2（kN）（kN）安全。B、中墩侧向抗倾覆稳定分析计算：计算工况：分别计算了一孔工作闸门挡水，另一孔闸门检修和一侧工作闸门关闭，另一侧闸门全开启泄洪两种工况（上游水位为28.00m），以后一种工况为控制，以下为后一种工况计算成果。荷载计算：作用于中墩的荷载有自重G、闸门自重G闸门、水重G水、弧门支座传来的推力P侧和P竖、扬压力F、侧向水压力P。采用公式：，式中：K0——抗倾稳定安全系数；∑My——作用于中墩的荷载对墩趾产生的稳定力矩；∑M0——作用于中墩的荷载对墩趾产生的倾覆力矩。∑My＝18213（kN·m），∑M0＝5811（kN·m），K0＝18213÷5811＝3.13＞1.50故中墩的侧向抗倾覆满足要求。C、中墩侧向强度安全复核计算工况：分别计算了一孔工作闸门挡水，另一孔闸门检修和一侧工作闸门关闭，另一侧闸门全开启泄洪两种工况（上游水位为28.00m），以前一种工况为控制，以下为前一种工况计算成果。计算高程为24.00m处的中墩截面应力，由于现中墩门槽颈已产生裂缝，计算中取A＝11.5×2.0＝23.0m2，I＝×11.5×2.03＝7.667m4。此时作用于24.00m以上中墩的荷载有：自重G、弧门支座传来的推力R、侧向水压力P、检修门承受的水压力P1、中墩承受的顺水流向水压力P2、浪压力P浪。采用公式：计算正应力，由于不通过中墩形心点而产生的剪应力由下式计算：，，主拉应力由下式计算：经计算：7644（kN），1298（kN·m），2574（kN·m），1310（kN·m）。∴=140（kPa）=85（kPa）=157（kPa）＜（kPa）∴中墩侧向强度满足要求。D、中墩检修门槽颈部应力复核计算中墩检修门槽颈部的拉应力式中：σl——门槽颈部的拉应力，kPa；P——中墩所受的水平力，kN；A1——门槽颈部以前闸墩水平截面积，为11.938m2A——中墩的水平总截面积，为35.478m2b——门槽颈部的厚度，为1.09m；h——中墩的高度，为5.8m。中墩所受的水平力有水的水平推力与浪压力。＝538×11.938／35.478×1.09×5.8＝85（kPa）＜（kPa）∴中墩门槽颈部拉应力小于混凝土的许可拉应力，即按构造配筋即可。④陡坡底板稳定安全复核溢洪道底板破坏主要是受高速水流冲刷并有脉动压力作用，加上渗透压力作用所致，往往引起破坏或失稳，故本次着重对溢洪道泄槽底板的抗滑稳定安全进行复核计算。ⅰ）计算方法因陡坡厚度为等厚，故选流速大，相应水深小的为最不利脱离体计算块，在设计情况和校核情况下求出抗滑安全系数K值。ⅱ）基本资料a）、设计情况：P＝1%，Q设＝367m3/s，相应库水位29.11mb）、校核情况：P＝0.1%，Q设＝453m3/s，相应库水位29.90mⅲ）抗滑稳定分析计算采用公式：式中G——分块砼板自重；θ——陡坡与水平面之间夹角，为11.31°；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＝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＝1.46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＝367m3/s，单宽流量q设＝16.68m3校核工况：上游水位29.90m，泄流量Q校＝453m3/s，单宽流量q校＝20.59m3A、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：（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。＝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.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：（A.4.1－1）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。（m）h2设＝9.55－（－5.19）＝14.74（m）（m/s）∴＝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＋iL－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－3.77mB、校核情况（a）冲坑水深T值计算＝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＝－6.72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（m）h2校＝9.55－（－6.72）＝16.27（m）（m/s）∴＝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＋iL－1.5＝－6.72＋0.111×40.02－1.5＝－3.77m而实际齿墙底高程为－6.00m低于－3.77m⑤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－ⅰ）、交通桥主梁结构安全复核增补荷栽增补荷栽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＝73.6cm2）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。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＝5.29cm2＜5.46cm2但＜5%，故能满足安全要求。（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锚筋锚固增补锚筋间排距等参数，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增补分缝间距。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。增补锚筋间排距等参数增补分缝间距尾坎拆除重建：拆除后用C15砼重新浇筑尾坎，底部基坑采用满坑浇筑，尾坎增设2道伸缩缝。在2.0m高程以上外露部分，为C15砼重力式结构，下游面层设少量温度钢筋，内侧与开挖边坡形成的空间全部用C15素砼回填，回填高程为8.0m。在3.50m高程外设排水孔，埋φ5硬塑料管，孔距5m。尾坎顶部与陡坡一致，浇筑C30砼，尾坎高程为9.73m，挑射角仍为25°，两侧导墙拆除后重新用C20砼按原断面浇筑。修复两侧边墙排水：两侧边墙在刺墙上游段，采用钻孔排水，钻孔设两排，为梅花形布置，孔距3m，钻孔孔径为5cm，孔内安装φ5硬塑料管排水，管端扎土工布反滤。在刺墙下游两侧边墙排水则按原设计布置修复，改用φ20无砂砼盲管排水，30cm厚卵石和30cm厚中粗砂反滤。在陡坡段起点和尾部各设1φ70砖砌检查井。启闭排架及机房改建：拆除原启闭排架和机房，在墩顶新建C20钢筋砼排架，排架柱断面尺寸为50×50cm，横向顺水流向柱间距4.5m，垂直水流向间距11.3m，启闭平台高程为36.50m，主梁断面尺寸30×120cm，板厚12cm，安装2台QH-2×100卷扬启闭机，新建启闭机房尺寸为23.6×5.0×3.8m（长×宽×高），为框架结构，在左岸紧靠启闭机房建楼梯间。中墩加固：中墩在检修槽处开裂为温度裂缝，为保持闸墩的整体性，对裂缝进行环氧树脂灌浆粘结，孔距0.8m。尾水护堤及护岸加固：左侧拦河护堤顶高程为8.9m，顶宽为2.4m，长97m，在原土堤上培厚加高，堤顶设50cm高M7.5浆砌石防浪墙，上下游边坡均为1:1.5，靠近溢洪道侧边坡设20cm反滤垫层，40cm厚M7.5浆砌石护坡，1.2m宽的堆石护脚；在桩号0-045处土堤底部铺设一根φ100砼预制管，长18m，进出口用M7.5浆砌石砌八字墙；对岸加高原有护堤95m（桩号0+000～0+095），加高至8.9m高程，其中0+000～0+049.5段用40cm厚M7.5浆砌石护坡，底铺20cm厚反滤料，坡比由1:1过渡到1:2，0+049.5～0+095段采用护坡结构，坡比1:2.0，护坡底层为填土压实，再铺20cm反滤垫层，面层为40cm厚M7.5浆砌石；在原护堤下游加长护堤30m（桩号0+095～0+125），0+095～0+106段6.50m高程以下采用变坡比C15砼挡墙结构，坡比1:0.38～1:2.0，6.50m～8.90m高程采用护坡形式，结构形式同0+049.5～0+095段；0+106～0+125段采用M7.5浆砌石护坡，新增护坡坡脚高程4.70m，坡顶高程为8.9m。底层填土压实后铺20cm反滤垫层，再砌40cm厚M7.5浆砌石。填土密实度要求按一般填土要求即可。交通桥改建：按汽—10级标准设计，拆除原桥栏杆，在交通桥上游侧原墩面上设一T形梁结构，使桥面增宽1.5m。T形梁宽0.3m，高1.06m，板厚0.15～0.18m，外挑0.60m，砼为C30，原交通桥表面新增6cm厚C30钢筋砼；在T形梁的两端和跨中均设置横梁，横梁尺寸为20×60cm，横梁主钢筋应锚入原主梁内（原主梁宽40cm）。5.2.2第二溢洪道第二溢洪道位于左岸约1km的山坳处，尾水经过2km多的山沟再流入洪潮江主河道。溢洪道共设3孔泄水闸，孔口尺寸3～7×6.0m，溢流堰堰型为驼峰堰，出口面流消能，堰顶高程22.0m，净宽21.0m，中墩厚1.8m，泄水闸闸门采用钢筋砼弧形闸门，3台2×250kN卷扬机启闭。堰体、中墩、控制段边墩均为素砼，采用分离式，上下游导墙为50#浆砌石重力墙，表面浇50cm厚砼护衬。工程于1972年初由洪潮江水库工程指挥部组织施工，1976年5月竣工，工程加固前现状即为当时竣工面貌。（1）溢洪道稳定安全复核①泄流能力计算第二溢洪道泄流能力按驼峰堰堰流计算：，，，n＝3，b′＝7.0m，b＝nb′，H0＝库水位－闸底高程。经计算得，设计水位29.11m时，第二溢洪道泄洪流量Q设为662m校核水位30.12m时，第二溢洪道泄洪流量Q校为801m①堰体稳定及基础应力安全复核计算工况为正常运行工况：上游水位为28.00m，下游无水，分别考虑排水有效和排水失效两种情况，以排水失效时为控制工况。A、抗滑稳定分析计算（排水失效时）根据《溢洪道设计规范》（SL253－2000），采用抗剪断强度公式：（4.3.10）式中：K——抗滑稳定安全系数；f′——堰体混凝土与基岩接触面的抗剪断磨擦系数，为0.7；c′——堰体混凝土与基岩接触面的抗剪断凝聚力，为0.3MPa；∑W——作用于堰体上的全部荷载对计算滑动面的法向分量；∑P——作用于堰体上的全部荷载对计算滑动面的切向分量；A——堰体与基岩接触面的截面积，为16.68×6.00＝100.08m2。荷载计算：作用于堰体的荷载有堰体自重G自、水压力P、水重G水、扬压力F。∴＝5469＋2517－4479＝3507（kN）1017＋1071＝2088（kN）安全。B、堰体地基应力安全复核采用公式：（m4）取（m）排水失效时：3047（kN），7069（kN·m）＜800kPa；排水有效时：6705（kN），5304（kN·m）＜800kPa，∴堰体地基应力满足要求。缺堰体稳定安全系数缺堰体稳定安全系数C、堰体强度安全复核计算堰体最危险断面A－A剖面处的应力（如下图所示）。假设基底应力呈直线分布，分别考虑排水有效和排水失效时的工况，该部分堰体受自重G，扬压力F和基底应力R作用。计算A－A剖面处的弯矩：排水有效时：∑M＝1800（kN·m）＝－0.473（MPa）＞（MPa）排水失效时：∑M＝4184（kN·m）＝－1.10（MPa）＜（MPa）故当排水失效时，堰体强度不满足要求。在加固设计时需增设排水设施，保证排水有效。②中墩纵向稳定、侧向稳定及侧向强度安全复核A、中墩纵向抗滑稳定分析计算：计算工况为正常挡水运行工况：上游水位为28.00m，下游无水，排水失效时。荷载计算：作用于中墩的荷载有自重G、水压力P、水重G水、扬压力F、风压力P风、浪压力P浪。采用抗剪断强度公式：，式中各符号同前。（kN）（kN）安全。B、中墩侧向抗倾覆稳定分析计算：计算工况：分别计算了一孔闸门挡水，另一孔闸门检修和一侧工作闸门关闭，另一侧闸门全开启泄洪两种工况（上游水位为28.00m，下游水位22.00m），以后一种工况为控制，以下为后一种工况计算成果。荷载计算：作用于中墩的荷载有自重G、闸门自重G闸门、水重G水、弧门支座传来的推力P侧和P竖、扬压力F、侧向水压力P。a、抗倾覆稳定计算采用公式：，式中：K0——抗倾稳定安全系数；∑My——作用于中墩的荷载对墩趾产生的稳定力矩；∑M0——作用于中墩的荷载对墩趾产生的倾覆力矩。当排水有效时：∑My＝25444（kN·m），∑M0＝15807（kN·m），K0＝25444÷15807＝1.61＞1.50当排水失效时：∑My＝25444（kN·m），∑M0＝18195（kN·m），K0＝25444÷18195＝1.40＜1.50故当排水失效时，中墩的侧向抗倾覆不满足要求。在加固设计时需增设排水设施，保证排水有效。C、中墩侧向强度安全复核计算工况：考虑一孔工作闸门正常挡水，邻孔闸门全开泄洪时的工况，上游水位为正常水位28.00m，下游水位22.00m。计算高程为16.40m处的中墩截面应力，由于中墩材料的不均一性，计算中取A＝12.13×1.80＝21.834m2，I＝×12.13×1.803＝5.895m4。此时作用于16.40m以上中墩的荷载有：自重G、闸门重G闸，弧门支座传来的推力R、侧向水压力P、中墩承受的顺水流向水压力P2。采用公式：计算正应力，由于不通过中墩形心点而产生的剪应力由下式计算：，，主拉应力由下式计算：经计算：10119（kN），3586（kN·m），3450（kN·m），1962（kN·m）。∴=219（kPa）=135（kPa）=398（kPa）＜（kPa）∴中墩侧向强度满足要求。③中墩弧门支座附近闸墩局部受拉区裂缝控制和受拉区的扇形局部受拉钢筋面积复核A、基本资料根据机电专业提供的资料：计算工况考虑邻孔闸门检修，本孔闸门刚刚开启的瞬间工况（上游水位为28.00m，下游无水），此时作用于闸门传至中墩弧门支座的推力R1＝1026kN，R与水平面夹角32°，与水流方向夹角为9.183°。计算工况考虑邻孔本孔闸门正常挡水时工况（上游水位为28.00m，下游无水），此时作用于闸门传至中墩弧门支座的推力R2＝840kN，R与水平面夹角21°，与水流方向夹角为9.183°。B、中墩弧门支座附近闸墩局部受拉区裂缝控制复核根据《水工混凝土结构设计规范》（SL/T191－96），弧门支座附近闸墩的局部受拉区的裂缝控制应满足下列公式要求：（a）闸墩受两侧弧门支座推力作用时：（10.9.1－1）（b）闸墩受一侧弧门支座推力作用时：（10.9.1－2）上二式中：Fs——由荷载标准值按荷载效应短期组合计算的闸墩一侧弧门支座推力值；b——弧门支座宽度，为1.00m；B——闸墩厚度，为1.80m；e0——弧门支座推力对闸墩厚度中心线的偏心距，为1.30mfck——混凝土轴心抗拉强度标准值，中墩为150#砼，其fck＝0.85N/mm2。∵，，，，∴中墩弧门支座附近闸墩局部受拉区裂缝控制满足要求。C、中墩弧门支座附近闸墩局部受拉区的扇形局部受拉钢筋面积复核闸墩局部受拉区的扇形局部受拉钢筋截面面积应满足下列公式要求：闸墩受两侧弧门支座推力作用：（10.9.2－1）上式中：F——闸墩一侧弧门支座推力的设计值；——钢筋混凝土结构的结构系数，为1.20；——闸墩一侧局部受拉有效范围内的第i根局部受拉钢筋的截面面积；——局部受拉钢筋的强度设计值，对于Ⅱ级钢＝310N/mm2，对于Ⅰ级钢＝210N/mm2；——受拉边局部受拉钢筋中心至闸墩另一边的距离；——第i根局部受拉钢筋与弧门推力方向的夹角。∵，∴当闸墩受两侧弧门支座推力作用时，对于Ⅰ级钢（mm2）对于Ⅱ级钢（mm2）由于原中墩在弧门支座附近闸墩受拉区只配筋4φ25，θ＝16.33°，实配钢筋面积AgⅠ＝1963.5×cos（21°－16.33°）＝1957（mm2）＜4737mm2∴原所配扇形钢筋严重不足，在加固设计时增配钢筋6φ25与原扇形钢筋共同受力。④检修闸门启闭梁及牛腿强度复核A、荷载及内力计算根据设备安装要求，检修闸门的启闭机型号为MD1-2×50-10，其启门力为2×50kN，双吊点，吊点间距3.70m。则考虑作用于检修梁的集中荷载为2×50kN，作用于检修梁的均布恒载有梁、板、栏杆等的自重，为5.74kN/m，均布活载为1.02kN/m。按三跨连续梁计算检修梁跨中及支座处的最大弯矩和剪力，得M跨中max＝138.6kN·mM支座max＝－127.6kN·mQmax＝120.9kN牛腿属于长牛腿，按悬臂梁计算内力，Mmax＝120.9×1.46＝176.5kN·mB、配筋核算检修梁截面尺寸为20×50cm，原配筋底筋为2φ16＋1φ20，负筋为2φ25＋1φ20，箍筋跨中为φ6@20，支座附近为φ6@10。牛腿根部截面尺寸为30×95cm，原配筋受拉钢筋为3φ16。检修梁与牛腿原砼标号为200#。根据计算得出的内力与梁截面尺寸复核原配筋是否满足设计要求：Qmax＝120.9kN＜[V]＝0.25fcbh0＝145kN，故原截面尺寸符合要求。检修梁跨中需配筋Ag＝24.2cm2，实配2φ16＋1φ20（Ag＝7.16cm2），故原配筋不足。检修梁支座需配筋Ag＝21.4cm2，实配2φ25＋1φ20（Ag＝16.10cm2），故原配筋不足。牛腿需配筋Ag＝12.63cm2，实配3φ16（Ag＝6.03cm2），故原配筋不足。启闭机楼拆除重建，根据梁格布置与荷载情况重新进行配筋计算。（2）加固设计两侧坝肩防渗加固：采用人工挖孔浇砼防渗刺墙方案，平均孔宽1.0m，净宽0.60m；浇10cm厚C15砼拱形护壁，槽内浇C10W4砼防渗刺墙，防渗刺墙嵌入基岩0.5m。对左坝肩肩基础进行帷幕灌浆，单排孔距2.0m。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。中墩加固：对原裂缝先进行环氧树脂灌浆补强，孔距0.8m，然后凿除原砼保护层（厚8cm），将原受力及分布筋与现增加的受力筋、分布筋连成整体，每m2设1根φ25锚筋，与受力钢筋焊牢，锚筋伸入闸墩长度0.6m；中墩两侧新增加的构造钢筋采用凿槽埋设，槽宽5cm，深4cm，现浇C30丙乳砼，丙乳掺量占水泥掺量的10～15％。堰体加固：将堰面砼凿除30cm后，重新浇筑C30砼面层，配置限裂及内设温度筋，顺水流方向配φ18@20，垂直水流方向配φ14@20。每m2设1φ18锚筋，锚深0.6m进水渠开挖及两侧边坡衬砌：开挖桩号从0－131.32～0－029.32，其中0－029.32～0－094.32段渠底开挖至21.00m高程，渠底宽39.4～24.60m，开挖边坡为1:1.5；0－094.32～0－131.32段开挖至23.50m高程，开挖边坡为1:1.5。新开挖的边坡及上游段已损坏的原砂浆抹面护坡，拆除修整后，用C15砼护坡，厚12cm，沥青分缝，护坡脚高程21.00～23.50m，护至30.50m高程。尾水渠开挖：0+033.87～0+073.87段，底宽开挖至24.60m，渠底高程15.50m，开挖边坡为1:1；0+073.87～0+093.87段，渠底开挖高程15.50m，底宽从24.60m渐变缩窄到15.00m，开挖边坡为1:1；0+093.87～0+103.87段，渠底开挖高程15.50m，底宽为15.00m，开挖边坡为1:1。启闭机房改建：启闭楼拆除后重建，重建后启闭平台高程为36.4m，启闭楼宽5.7m，长26.9m。上游侧设1.5宽走廊，走廊梁底埋设工字钢作为电动葫芦走轨，用以启吊检修闸门。交通楼梯因原支承在启闭平台上也一并拆除，改建为独立楼梯间。5.3副坝加固5.3.1各副坝坝顶高程复核根据《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：（A.1.5－1）（A.1.5－2）（A.1.5－3）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。风壅水面高度按式（A.1.10）计算：（A.1.10）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：（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3号副坝4号副坝5号副坝6号副坝工况设计校核设计校核设计校核设计校核W(m/s)31.518.031.518.031.518.031.518.0D(m)550550137137350350125125Hm(m)1516101110111011H(m)12.1113.123.614.623.614.623.614.62β(度)2020000000m3.03.02.52.52.52.52.02.0KΔ0.900.900.900.900.900.900.900.90Kw1.2071.0311.301.201.301.201.301.20hm(m)0.3870.2100.2080.1130.3150.1710.2000.108Tm(s)2.7602.0322.0241.4892.4911.8361.9821.458Lm(m)11.8906.4496.3833.4629.5245.2606.1263.320e(m)0.0060.0020.0030.0010.0060.0030.0020.001Rm(m)0.7370.3410.5010.2500.7530.3740.5790.289R1%(m)1.5780.7301.1170.5581.6790.8351.2900.644坝顶高程31.6931.3531.2331.1831.8031.4631.4031.275.3.23#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。（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＝0.944m；Lm——平均波长，Lm＝11.89m；b——沿坝坡向板长，b＝2.75m；——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。5.3.33#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0.35×5.3.44＃、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%。