關于壺潭水庫降等論證分析

章宏篇，胡長勇，楊長鋒

（余姚市江河水利建筑設計有限公司，浙江 余姚 315400）

1 工程概況

壺潭水庫位于奉化區溪口鎮壺潭村上游，于1999 年12 月竣工，是一座以發電為主結合灌溉的小（2）型水庫，水庫大壩為砌石重力壩。建設期間對水庫壩基進行過帷幕灌漿處理，效果良好，但缺少原始設計及施工資料。根據老資料分析，水庫大壩為漿砌塊石，外包鋼筋砼面板，表面模版鋼筋裸露（除溢流壩段下游壩坡外）。

水庫2012 年進行過安全認定，綜合評定該水庫大壩為一類壩。運行幾年水庫狀態良好，未發現明顯安全問題。根據2012 年《奉化市溪口鎮壺潭水庫大壩安全技術認定綜合評價報告》，水庫大壩壩長為64.0 m，壩高18.0 m，總庫容為10.82 萬m3，壩址以上集雨面積13.0 km2。

壺潭水庫下游壺潭電站發電裝機1×400 kW，于1999 年12 月建成竣工后發電，一直處于正常運行，多年平均發電量為66 萬kW·h，年收益約32 萬元。水庫原設計灌溉面積為500 畝，現狀下游仍然存在田地，灌溉面積500 畝。

2 水庫運行現狀

2.1 現場檢查情況

2022 年1月21日對壺潭水庫進行了現場檢查，檢查的基本情況如下：

（1）大壩。水庫大壩為砌石重力壩，最大壩高18.0 m，壩頂高程298.90 m（85 高程，下同），非溢流壩段壩頂寬3.3 m，壩底寬度8.9 m，壩長64.0 m，其中溢流段長38.3 m，背水坡293.80m高程以上為豎直，以下1∶0.70。

上游壩面為鋼筋砼防滲面板，結構較好，但表面鋼筋裸露明顯；頂砼路面完整，未有開裂變形等情況，鍍鋅鋼管欄桿完好；下游壩面為砼壩殼，結構完整，下游混凝土表面鋼筋裸露明顯（除溢流壩段下游壩坡外）。

圖1 大壩壩頂近照

（2）溢洪道。溢洪道為壩頂自由泄流，凈寬38.30 m，整個堰面為砼結構，堰型為克-奧型實用堰，堰頂高程294.98 m。堰后挑流，下游直接是溪道，溪道基巖出露良好。溢洪道擋墻及溢流面完好，未見明顯開裂變形及漏水情況。

（3）輸水設施。大壩輸水設施為壩下直徑1.0 m鋼筋砼管，進口插門1.0 m，位于左壩肩，結構完好，目前未發現漏水現象。鋼筋砼管長120.0 m，后接尺寸1.8 m×1.8 m的隧洞至下游壺潭電站，供其發電。

圖3 鋼筋砼管照片

2.2 水庫歷年出險情況

水庫自1999年12 月建成運行以來，運行狀態良好，未發現明顯安全問題。

3 大壩安全復核

3.1 大壩防洪能力復核

2012年安全鑒定壺潭水庫總庫容10.82 萬m3，規模為小（2）型水庫，工程等別為V等，主要建筑物級別為5 級，防洪標準確定為設計洪水標準20 年一遇，校核洪水標準為100 年一遇。

本次復核采用設計洪水標準20年一遇，校核洪水標準為100年一遇。

本次復核后，壺潭水庫100 年一遇校核洪水位相應總庫容為9.37 萬m3，其規模不足小（2）型水庫，根據《浙江省山塘綜合整治技術導則》（2017）確定，大壩高為18 m，大于15 m，山塘為高壩山塘，山塘工程等別為Ⅴ等，主要建筑物大壩級別為5 級，洪水標準按20 年一遇洪水設計，100 年一遇洪水校核。

3.1.1 設計洪水計算

（1）流域特征值

壺潭水庫位于溪口鎮壺潭村上游，距離壺潭村約1.2 km（直線距離）。壩址以上集雨面積13.4 km2，主流長度5.65 m，平均坡降68.2‰。

（2）設計暴雨

1）面雨量計算

壺潭水庫流域內無雨量站，設計暴雨采用《浙江省短歷時暴雨圖集》（浙江省水文局2003 年版，以下簡稱圖集）計算。

“圖集法”計算設計暴雨。設計暴雨查《浙江省短歷時暴雨》（浙江省水文局2003 年版，以下簡稱“圖集”）點雨量及CV值推算設計暴雨。在指定區域內按圖集規定查讀10 min、1 h、6 h、24 h的點雨量及CV值，并計算點雨量均值和面雨量。面雨量計算，根據圖集規定，流域面積小于10 km2的，點雨量可以代替面雨量，大于或等于10 km2的乘以點面系數，本水庫集水面積13.4 km2，定點數目按規定取2 個；CS/CV根據圖集規定為3.5，查詢結果見表1。

表1 設計流域點面雨量參數表

設計雨量HP：

不同歷時設計雨量計算成果見表2。

表2 設計流域暴雨量計算表

2）暴雨衰減指數

衰減指數n按下式計算：

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

當ti在1 h～6 h之間，n1.6= 1+1.285lg（H1/H6）；

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

表3 設計流域暴雨衰減指數計算表

3）設計雨型

設計暴雨時程雨型（24小時雨型）按圖集規定，設τ為單位時段，將H24劃分為24/τ個時段，老大項雨量末時刻排在第18～21小時之間，老二項雨量緊排在老大項的前一項，其余時段項雨量按從大到小次序，奇數項時段雨量排在前，偶數項時段排在后邊。當后面排滿24 小時后，余下各項時段雨量從大到小排在前面，最后得出24 小時設計雨量過程。

（3）設計洪水

設計洪水產流計算采用扣損法，初損扣除20 mm，后損每小時扣1 mm，匯流計算用推理公式法，推理公式的一般形式為：

式中：Qm為洪峰流量，m3/s；h 為在全面匯流時代表相應于τ時段的最大凈雨，在部分匯流時代表單一洪峰的凈雨，mm；F 為流域面積，13.4 km2；τ為流域匯流歷時，h；m 為匯流參數，根據流域形狀和下墊面情況，選為浙江省水電院的Ⅲ類線進行計算，m=0.460.154=0.689，=L/J1/3= 5.65/0.06821/3=13.83；L為沿主流從出口斷面至分水嶺最長距離，5.65 km；J為沿流程L的平均比降，0.0682。

（4）設計洪水成果

設計洪水成果見表4，20 年一遇與100 年一遇24 小時洪水過程見表5。

表4 壺潭水庫不同頻率設計洪水成果表

表5 壺潭水庫P=5%、P=1%設計洪水過程表

3.1.2 調洪計算

1）水庫水位庫容關系曲線

考慮壺潭水庫運行多年，庫容會有所變化，對壺潭水庫庫容進行重新測量，成果見圖4。

圖4 壺潭水庫水位-庫容曲線

2）溢洪設施

水庫溢洪道進口為開敞式溢流堰，判斷出的堰型為克－奧型實用堰，堰頂高程295.00 m，過水堰長B為38.3 m。

按《水力計算手冊（第二版）》（武漢大學水利水電學院水力學流體力學教研室）確定其流量系數m。流量系數m=0.504σAσH，得到m=0.488，即綜合流量系數M=2.16。

溢洪道水位與下泄流量關系按水力學公式：

式中：σs為淹沒系數，取1；σc為側收縮系數，取0.95；M 為綜合流量數；H0為包括行近流速水頭的堰前水頭。

計算成果見表6。

表6 溢洪道水位～流量關系表

3）調洪演算

調洪演算原則為溢洪道自由溢流，起調水位為295.00 m，壩下涵管不參加調洪。

水庫調洪演算通過時段水量平衡原理，用試算法逐時段計算，用公式表示為：

式中：Δt為調洪時段，h；Q1、Q2為時段初、末入庫流量，m3/s；q1、q2為時段初、末出庫流量，m3/s；V1、V2為時段初、末水庫庫容，萬m3。

按上述原則進行調洪演算成果見表7，其中N=20年、N=100年調洪過程見圖5、圖6。

圖6 壺潭水庫（N=100年）調洪過程線

表7 壺潭水庫調洪演算成果表

圖5 壺潭水庫（N=20年）調洪過程線

3.1.3 壩頂高程復核

1）超高計算

根據《漿砌石壩設計規范》（SL 25-2006），壩頂超高計算公式為：

式中：Δh為壩頂在靜水位以上的超高，m；hb為波浪高，m；hz為波浪中心線超出水庫靜水位的風壅高度，m；hc為安全超高，m。

①波浪高hb

式中：v0為計算風速，設計取21.65 m/s，校核取14.43 m/s；D為計算吹程，正常水位與校核水位均取86.0 m。

正常水位工況：hb=0.25 m；校核水位工況：hb=0.16 m。

②風壅高度hz

式中：Lm為平均波長，m；H1為壩前水深。

正常水位工況：hz=0.10 m；校核水位工況：hz=0.07 m。

③安全超高hc

正常水位工況：hc=0.4 m；校核水位工況：hc=0.3 m。

計算成果見表8。

表8 大壩超高計算成果表

④壩頂高程復核

壩頂高程復核見表9。

表9 水庫壩頂復核成果表

從表9可見，現狀壩頂（非溢流壩段）高程滿足現行規范要求

2）防滲體頂超高復核

根據《導則》，防滲體頂高程應滿足下列要求：

①正常運用情況，應高出正常運用的靜水位0.3 m以上；

②非常運用情況，應不低于非常運用的靜水位。

要求防滲體頂高程為297.80 m以上，現狀壩頂（非溢流壩段）高程298.90 m，則防滲體頂（非溢流壩段）超高滿足規范要求。

3.2 大壩滲流與結構穩定分析

3.2.1 滲流穩定分析

壺潭水庫于1999 年12 月建成竣工運行至今水庫狀態良好，未發現明顯沉降及變形情況，大壩壩體及壩腳均未發現明顯滲漏情況。

根據《砌石壩設計規范》（SL 25-2006）規定：“砼防滲心墻的底部厚度宜為最大水頭的1/30～1/60，頂部厚度不應小于0.3 m”，壺潭水庫壩型為混凝土重力壩，上游最大工作水頭（校核洪水位時）16.90 m，則其心墻底部要求厚度為0.56 m～0.28 m，根據原設計資料，該大壩心墻厚度在0.5 m～0.8 m之間，滿足規范要求。

3.2.2 結構穩定分析

1）大壩結構現狀

水庫大壩壩頂寬3.3 m，壩底寬度8.9 m，壩長64.0 m，其中溢流段長38.3 m，背水坡293.80 m高程以上為豎直，以下坡度為1∶0.70。整個壩體上、下游混凝土表面鋼筋裸露明顯（除溢流壩段下游壩面外）。溢洪道為壩頂自由泄流，凈寬38.30 m，整個堰面為砼結構，堰型為克-奧型實用堰，堰頂高程295.00 m。

從現場檢查，壩體未發現明顯沉降及變形狀態，大壩整體質量較好，壩體與基巖結合處無滲漏現象。溢洪道堰后挑流，跌水后直接是下游溪道，溪道基巖出露良好。

2）壩體穩定、地基應力分析計算

本工程建基面為弱風化基巖面，大壩地基應力按材料力學方法計算，壩體抗滑穩定計算按下式計算，計算長度均取1 m。

式中：K'為按抗剪斷強度計算的抗滑穩定安全系數；f'為滑裂面上的抗剪斷摩擦系數；c'為滑裂面上的抗剪斷凝聚力，kPa；A為滑裂面面積，m2；∑W為作用于計算截面以上壩體全部荷載（含揚壓力）對滑動平面法向分值，kN；∑P為作用于計算截面以上壩體全部荷載（含揚壓力）對滑動平面切向分值，kN；K為按抗剪強度計算的抗滑穩定安全系數；f為滑裂面上的抗剪摩擦系數。

計算工況如下，其荷載組合見表10。

表10 計算工況及其荷載組合

工況A：基本組合，運行期，壩上游正常水位295.00 m，下游水位281.00 m；

工況B：特殊組合，泄洪期（至壩頂），壩上游水位297.80 m，下游校核洪水283.50 m。

計算參數：重力壩級別5級，結構安全級別III級，結構重要性系數0.90，砌體材料容重23.0 kN/m3，基巖抗壓強度標準值30 MPa。壩基面抗剪斷摩擦系數、抗剪斷凝聚力、抗剪摩擦系數，見表11。

表11 壩基面抗剪斷摩擦系數和抗剪斷凝聚力表

計算中，砌體的容重取23 kN/m3，壩基抗滑穩定安全系數、壩基砼應力成果見表12。

表12 大壩基底應力及抗滑穩定安全系數計算成果

從計算成果看，壩基面在各典型工況下，上游面未出現拉應力；當大壩建基在弱風化基巖上時，下游面最大壓應力也在壩基承受的最大允許壓應力30 MPa內；抗滑安全系數也在規范要求內。

3）溢洪設施復核

（1）結構布置

溢洪道為壩頂自由泄流，凈寬38.30 m，整個堰面為砼結構（見圖7），堰型為克-奧型實用堰，堰頂高程295.00 m。溢洪道堰后挑流，跌水后直接是下游溪道，溪道基巖出露良好。

圖7 溢流壩段斷面圖

（2）泄流能力復核

泄流能力復核成果詳見本章節調洪演算成果表，設計洪水位與校核洪水位下的泄流能力為242.41 m3/s和346.18 m3/s，水位分別為297.21 m、297.80 m，水庫的泄流能力滿足規范要求。

（3）消能設施復核

①計算工況及參數

消能計算采用設計洪水和校核洪水兩種工況，見表13。

表13 消能計算工況組合表

③計算方法

壺潭水庫泄水建筑物為大壩中間河床處的溢流段，采用開敞式溢流。溢洪道頂高程為295.00 m，溢洪道凈寬38.3 m，最大單寬流量9.60 m3/（s·m）。

溢流段采用挑流消能，挑流設施結構不標準，計算時做適當優化，挑流鼻坎頂高程285.60 m，挑射角為0°。

挑距計算：

式中：L為挑距，m；V1為坎頂水面流速，m/s；為鼻坎挑角，（°） ；h1為坎頂鉛直方向水深，m；h2為坎頂至河床面高差，m；g為重力加速度，m/s2；

沖坑深度計算：

式中：tk為水墊厚度，自水面算至坑底，m；q為單寬流量，m3/（s·m）；H為上下游水位差，m；k為沖刷系數，取1.25。

挑流計算成果見表14。

表14 挑流計算成果表

從上計算結果看，L/d＞3，滿足規范要求，沖刷坑不會危及壩腳安全。

4 結語

4.1 結論

現狀大壩下游面目前未發現滲水現象，壩基在建設期間帷幕灌漿防滲處理過；計算壩體穩定安全系數滿足現行規范要求；經溢洪設施復核計算，消能設施滿足規范要求。工程現狀運行安全。

壺潭水庫原設計灌溉面積500 畝，現狀下游仍然存在田地，灌溉面積500 畝。

壺潭水庫根據本次測量復核，水庫總庫容為9.37 萬m3，達不到小（2）型水庫標準，實際已為山塘規模。壺潭水庫降等條件符合《水庫降等與報廢標準》（SL 605-2013）中水庫降等適用條件“實際總庫容不足10 萬m3。降等理由充分，故對壺潭水庫實施水庫降等處理。

4.2 建議

由于水庫現狀大壩、溢洪道和放水設施運行狀況良好，水庫降等后山塘大壩、溢洪道、放水設施等工程規模維持原狀不變。水庫存在的主要問題為：大壩表面鋼筋頭未清除。

水庫降等為山塘后，針對水庫目前存在的主要問題采取工程措施予以解決。