关于壶潭水库降等论证分析

章宏篇，胡长勇，杨长锋

（余姚市江河水利建筑设计有限公司，浙江 余姚 315400）

1 工程概况

壶潭水库位于奉化区溪口镇壶潭村上游，于1999 年12 月竣工，是一座以发电为主结合灌溉的小（2）型水库，水库大坝为砌石重力坝。建设期间对水库坝基进行过帷幕灌浆处理，效果良好，但缺少原始设计及施工资料。根据老资料分析，水库大坝为浆砌块石，外包钢筋砼面板，表面模版钢筋裸露（除溢流坝段下游坝坡外）。

水库2012 年进行过安全认定，综合评定该水库大坝为一类坝。运行几年水库状态良好，未发现明显安全问题。根据2012 年《奉化市溪口镇壶潭水库大坝安全技术认定综合评价报告》，水库大坝坝长为64.0 m，坝高18.0 m，总库容为10.82 万m3，坝址以上集雨面积13.0 km2。

壶潭水库下游壶潭电站发电装机1×400 kW，于1999 年12 月建成竣工后发电，一直处于正常运行，多年平均发电量为66 万kW·h，年收益约32 万元。水库原设计灌溉面积为500 亩，现状下游仍然存在田地，灌溉面积500 亩。

2 水库运行现状

2.1 现场检查情况

2022 年1月21日对壶潭水库进行了现场检查，检查的基本情况如下：

（1）大坝。水库大坝为砌石重力坝，最大坝高18.0 m，坝顶高程298.90 m（85 高程，下同），非溢流坝段坝顶宽3.3 m，坝底宽度8.9 m，坝长64.0 m，其中溢流段长38.3 m，背水坡293.80m高程以上为竖直，以下1∶0.70。

上游坝面为钢筋砼防渗面板，结构较好，但表面钢筋裸露明显；顶砼路面完整，未有开裂变形等情况，镀锌钢管栏杆完好；下游坝面为砼坝壳，结构完整，下游混凝土表面钢筋裸露明显（除溢流坝段下游坝坡外）。

图1 大坝坝顶近照

（2）溢洪道。溢洪道为坝顶自由泄流，净宽38.30 m，整个堰面为砼结构，堰型为克-奥型实用堰，堰顶高程294.98 m。堰后挑流，下游直接是溪道，溪道基岩出露良好。溢洪道挡墙及溢流面完好，未见明显开裂变形及漏水情况。

（3）输水设施。大坝输水设施为坝下直径1.0 m钢筋砼管，进口插门1.0 m，位于左坝肩，结构完好，目前未发现漏水现象。钢筋砼管长120.0 m，后接尺寸1.8 m×1.8 m的隧洞至下游壶潭电站，供其发电。

图3 钢筋砼管照片

2.2 水库历年出险情况

水库自1999年12 月建成运行以来，运行状态良好，未发现明显安全问题。

3 大坝安全复核

3.1 大坝防洪能力复核

2012年安全鉴定壶潭水库总库容10.82 万m3，规模为小（2）型水库，工程等别为V等，主要建筑物级别为5 级，防洪标准确定为设计洪水标准20 年一遇，校核洪水标准为100 年一遇。

本次复核采用设计洪水标准20年一遇，校核洪水标准为100年一遇。

本次复核后，壶潭水库100 年一遇校核洪水位相应总库容为9.37 万m3，其规模不足小（2）型水库，根据《浙江省山塘综合整治技术导则》（2017）确定，大坝高为18 m，大于15 m，山塘为高坝山塘，山塘工程等别为Ⅴ等，主要建筑物大坝级别为5 级，洪水标准按20 年一遇洪水设计，100 年一遇洪水校核。

3.1.1 设计洪水计算

（1）流域特征值

壶潭水库位于溪口镇壶潭村上游，距离壶潭村约1.2 km（直线距离）。坝址以上集雨面积13.4 km2，主流长度5.65 m，平均坡降68.2‰。

（2）设计暴雨

1）面雨量计算

壶潭水库流域内无雨量站，设计暴雨采用《浙江省短历时暴雨图集》（浙江省水文局2003 年版，以下简称图集）计算。

“图集法”计算设计暴雨。设计暴雨查《浙江省短历时暴雨》（浙江省水文局2003 年版，以下简称“图集”）点雨量及CV值推算设计暴雨。在指定区域内按图集规定查读10 min、1 h、6 h、24 h的点雨量及CV值，并计算点雨量均值和面雨量。面雨量计算，根据图集规定，流域面积小于10 km2的，点雨量可以代替面雨量，大于或等于10 km2的乘以点面系数，本水库集水面积13.4 km2，定点数目按规定取2 个；CS/CV根据图集规定为3.5，查询结果见表1。

表1 设计流域点面雨量参数表

设计雨量HP：

不同历时设计雨量计算成果见表2。

表2 设计流域暴雨量计算表

2）暴雨衰减指数

衰减指数n按下式计算：

当ti在10 min～1 h之间，n10，60= 1+1.285lg（H10/H60）；

当ti在1 h～6 h之间，n1.6= 1+1.285lg（H1/H6）；

当ti在6 h～24 h之间，n6.24= 1+1.661lg（H6/H24）。

表3 设计流域暴雨衰减指数计算表

3）设计雨型

设计暴雨时程雨型（24小时雨型）按图集规定，设τ为单位时段，将H24划分为24/τ个时段，老大项雨量末时刻排在第18～21小时之间，老二项雨量紧排在老大项的前一项，其余时段项雨量按从大到小次序，奇数项时段雨量排在前，偶数项时段排在后边。当后面排满24 小时后，余下各项时段雨量从大到小排在前面，最后得出24 小时设计雨量过程。

（3）设计洪水

设计洪水产流计算采用扣损法，初损扣除20 mm，后损每小时扣1 mm，汇流计算用推理公式法，推理公式的一般形式为：

式中：Qm为洪峰流量，m3/s；h 为在全面汇流时代表相应于τ时段的最大净雨，在部分汇流时代表单一洪峰的净雨，mm；F 为流域面积，13.4 km2；τ为流域汇流历时，h；m 为汇流参数，根据流域形状和下垫面情况，选为浙江省水电院的Ⅲ类线进行计算，m=0.460.154=0.689，=L/J1/3= 5.65/0.06821/3=13.83；L为沿主流从出口断面至分水岭最长距离，5.65 km；J为沿流程L的平均比降，0.0682。

（4）设计洪水成果

设计洪水成果见表4，20 年一遇与100 年一遇24 小时洪水过程见表5。

表4 壶潭水库不同频率设计洪水成果表

表5 壶潭水库P=5%、P=1%设计洪水过程表

3.1.2 调洪计算

1）水库水位库容关系曲线

考虑壶潭水库运行多年，库容会有所变化，对壶潭水库库容进行重新测量，成果见图4。

图4 壶潭水库水位-库容曲线

2）溢洪设施

水库溢洪道进口为开敞式溢流堰，判断出的堰型为克－奥型实用堰，堰顶高程295.00 m，过水堰长B为38.3 m。

按《水力计算手册（第二版）》（武汉大学水利水电学院水力学流体力学教研室）确定其流量系数m。流量系数m=0.504σAσH，得到m=0.488，即综合流量系数M=2.16。

溢洪道水位与下泄流量关系按水力学公式：

式中：σs为淹没系数，取1；σc为侧收缩系数，取0.95；M 为综合流量数；H0为包括行近流速水头的堰前水头。

计算成果见表6。

表6 溢洪道水位～流量关系表

3）调洪演算

调洪演算原则为溢洪道自由溢流，起调水位为295.00 m，坝下涵管不参加调洪。

水库调洪演算通过时段水量平衡原理，用试算法逐时段计算，用公式表示为：

式中：Δt为调洪时段，h；Q1、Q2为时段初、末入库流量，m3/s；q1、q2为时段初、末出库流量，m3/s；V1、V2为时段初、末水库库容，万m3。

按上述原则进行调洪演算成果见表7，其中N=20年、N=100年调洪过程见图5、图6。

图6 壶潭水库（N=100年）调洪过程线

表7 壶潭水库调洪演算成果表

图5 壶潭水库（N=20年）调洪过程线

3.1.3 坝顶高程复核

1）超高计算

根据《浆砌石坝设计规范》（SL 25-2006），坝顶超高计算公式为：

式中：Δh为坝顶在静水位以上的超高，m；hb为波浪高，m；hz为波浪中心线超出水库静水位的风壅高度，m；hc为安全超高，m。

①波浪高hb

式中：v0为计算风速，设计取21.65 m/s，校核取14.43 m/s；D为计算吹程，正常水位与校核水位均取86.0 m。

正常水位工况：hb=0.25 m；校核水位工况：hb=0.16 m。

②风壅高度hz

式中：Lm为平均波长，m；H1为坝前水深。

正常水位工况：hz=0.10 m；校核水位工况：hz=0.07 m。

③安全超高hc

正常水位工况：hc=0.4 m；校核水位工况：hc=0.3 m。

计算成果见表8。

表8 大坝超高计算成果表

④坝顶高程复核

坝顶高程复核见表9。

表9 水库坝顶复核成果表

从表9可见，现状坝顶（非溢流坝段）高程满足现行规范要求

2）防渗体顶超高复核

根据《导则》，防渗体顶高程应满足下列要求：

①正常运用情况，应高出正常运用的静水位0.3 m以上；

②非常运用情况，应不低于非常运用的静水位。

要求防渗体顶高程为297.80 m以上，现状坝顶（非溢流坝段）高程298.90 m，则防渗体顶（非溢流坝段）超高满足规范要求。

3.2 大坝渗流与结构稳定分析

3.2.1 渗流稳定分析

壶潭水库于1999 年12 月建成竣工运行至今水库状态良好，未发现明显沉降及变形情况，大坝坝体及坝脚均未发现明显渗漏情况。

根据《砌石坝设计规范》（SL 25-2006）规定：“砼防渗心墙的底部厚度宜为最大水头的1/30～1/60，顶部厚度不应小于0.3 m”，壶潭水库坝型为混凝土重力坝，上游最大工作水头（校核洪水位时）16.90 m，则其心墙底部要求厚度为0.56 m～0.28 m，根据原设计资料，该大坝心墙厚度在0.5 m～0.8 m之间，满足规范要求。

3.2.2 结构稳定分析

1）大坝结构现状

水库大坝坝顶宽3.3 m，坝底宽度8.9 m，坝长64.0 m，其中溢流段长38.3 m，背水坡293.80 m高程以上为竖直，以下坡度为1∶0.70。整个坝体上、下游混凝土表面钢筋裸露明显（除溢流坝段下游坝面外）。溢洪道为坝顶自由泄流，净宽38.30 m，整个堰面为砼结构，堰型为克-奥型实用堰，堰顶高程295.00 m。

从现场检查，坝体未发现明显沉降及变形状态，大坝整体质量较好，坝体与基岩结合处无渗漏现象。溢洪道堰后挑流，跌水后直接是下游溪道，溪道基岩出露良好。

2）坝体稳定、地基应力分析计算

本工程建基面为弱风化基岩面，大坝地基应力按材料力学方法计算，坝体抗滑稳定计算按下式计算，计算长度均取1 m。

式中：K'为按抗剪断强度计算的抗滑稳定安全系数；f'为滑裂面上的抗剪断摩擦系数；c'为滑裂面上的抗剪断凝聚力，kPa；A为滑裂面面积，m2；∑W为作用于计算截面以上坝体全部荷载（含扬压力）对滑动平面法向分值，kN；∑P为作用于计算截面以上坝体全部荷载（含扬压力）对滑动平面切向分值，kN；K为按抗剪强度计算的抗滑稳定安全系数；f为滑裂面上的抗剪摩擦系数。

计算工况如下，其荷载组合见表10。

表10 计算工况及其荷载组合

工况A：基本组合，运行期，坝上游正常水位295.00 m，下游水位281.00 m；

工况B：特殊组合，泄洪期（至坝顶），坝上游水位297.80 m，下游校核洪水283.50 m。

计算参数：重力坝级别5级，结构安全级别III级，结构重要性系数0.90，砌体材料容重23.0 kN/m3，基岩抗压强度标准值30 MPa。坝基面抗剪断摩擦系数、抗剪断凝聚力、抗剪摩擦系数，见表11。

表11 坝基面抗剪断摩擦系数和抗剪断凝聚力表

计算中，砌体的容重取23 kN/m3，坝基抗滑稳定安全系数、坝基砼应力成果见表12。

表12 大坝基底应力及抗滑稳定安全系数计算成果

从计算成果看，坝基面在各典型工况下，上游面未出现拉应力；当大坝建基在弱风化基岩上时，下游面最大压应力也在坝基承受的最大允许压应力30 MPa内；抗滑安全系数也在规范要求内。

3）溢洪设施复核

（1）结构布置

溢洪道为坝顶自由泄流，净宽38.30 m，整个堰面为砼结构（见图7），堰型为克-奥型实用堰，堰顶高程295.00 m。溢洪道堰后挑流，跌水后直接是下游溪道，溪道基岩出露良好。

图7 溢流坝段断面图

（2）泄流能力复核

泄流能力复核成果详见本章节调洪演算成果表，设计洪水位与校核洪水位下的泄流能力为242.41 m3/s和346.18 m3/s，水位分别为297.21 m、297.80 m，水库的泄流能力满足规范要求。

（3）消能设施复核

①计算工况及参数

消能计算采用设计洪水和校核洪水两种工况，见表13。

表13 消能计算工况组合表

③计算方法

壶潭水库泄水建筑物为大坝中间河床处的溢流段，采用开敞式溢流。溢洪道顶高程为295.00 m，溢洪道净宽38.3 m，最大单宽流量9.60 m3/（s·m）。

溢流段采用挑流消能，挑流设施结构不标准，计算时做适当优化，挑流鼻坎顶高程285.60 m，挑射角为0°。

挑距计算：

式中：L为挑距，m；V1为坎顶水面流速，m/s；为鼻坎挑角，（°） ；h1为坎顶铅直方向水深，m；h2为坎顶至河床面高差，m；g为重力加速度，m/s2；

冲坑深度计算：

式中：tk为水垫厚度，自水面算至坑底，m；q为单宽流量，m3/（s·m）；H为上下游水位差，m；k为冲刷系数，取1.25。

挑流计算成果见表14。

表14 挑流计算成果表

从上计算结果看，L/d＞3，满足规范要求，冲刷坑不会危及坝脚安全。

4 结语

4.1 结论

现状大坝下游面目前未发现渗水现象，坝基在建设期间帷幕灌浆防渗处理过；计算坝体稳定安全系数满足现行规范要求；经溢洪设施复核计算，消能设施满足规范要求。工程现状运行安全。

壶潭水库原设计灌溉面积500 亩，现状下游仍然存在田地，灌溉面积500 亩。

壶潭水库根据本次测量复核，水库总库容为9.37 万m3，达不到小（2）型水库标准，实际已为山塘规模。壶潭水库降等条件符合《水库降等与报废标准》（SL 605-2013）中水库降等适用条件“实际总库容不足10 万m3。降等理由充分，故对壶潭水库实施水库降等处理。

4.2 建议

由于水库现状大坝、溢洪道和放水设施运行状况良好，水库降等后山塘大坝、溢洪道、放水设施等工程规模维持原状不变。水库存在的主要问题为：大坝表面钢筋头未清除。

水库降等为山塘后，针对水库目前存在的主要问题采取工程措施予以解决。