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第1篇

關鍵字：水庫；導流標準；導流方式；導流建筑物設計；導流建筑物施工

中圖分類號：TV文獻標識碼： A

1工程概況

承德大壩溝門水庫位于灤河干流上，距離承德市135km，距離隆化縣57km。大壩溝門水庫總庫容為4.157億m3，工程主要包括攔河壩和水電站等。壩型為碾壓混凝土重力壩，壩頂高程714.0m，壩頂寬度10.0m，最大壩高96.0m。壩頂長745m，分32壩段，電站為壩后式。主要工程量：碾壓混凝土191.51萬m3，變態混凝土38.24萬m3，常態混凝土17.22萬m3，土方開挖49.58萬m3，土石方回填67.95萬m3，石方開挖198.66萬m3，鋼筋制安9560t，基礎固結灌漿3.1萬m，基礎帷幕灌漿2.73萬m。

2施工導流標準與方式

大壩溝門水庫總庫容為4.157億m3，根據《水利水電工程等級劃分及洪水標準》（SL252-2000），屬大（2）型水庫，工程等別為Ⅱ等，其主要建筑物攔河壩、泄洪底孔和壩身引水建筑物等級別為2級，電站為3級建筑物，消能防沖等次要建筑物級別為3級。

根據水利部《水利水電工程施工組織設計規范》SL303-2004中表3.2.1及表3.2.6的規定確定：工程導流建筑物級別為IV級，導流建筑物洪水標準重現期為10年。

灤河枯水期9月～次年6月，汛期7～8月。結合本工程的情況，確定全年導流，分4期導流。一期施工導流設計流量381m3/s，采用“束窄河床、分期施工”的導流方式；二期導流設計流量381m3/s，利用圍堰擋水、底孔泄流的導流方式；三期施工導流采用大壩擋水，底孔泄流；四期施工導流，圍堰擋水。施工洪水成果見表1。

表1施工洪水成果表

3施工導流建筑物設計

3.1一期工程導流建筑物設計

一期工程施工1~16壩塊、永久底孔、二期縱向混凝土圍堰，施工至高程653m。

一期工程導流采用“束窄河床、分期導流”方式，土石圍堰擋水、利用右側河道泄流。一期導流設計流量381m3／s。

一期導流圍堰頂高程由河底高程、正常水深、雍水高度和安全加高值確定。

正常水深按明渠均勻流公式計算：

式中：Q―設計導流流量（m3／s）；

m―渠道邊坡系數，取為2.0；

b―渠道底寬(m)，取為110m；

n―糙率，取為0.025；

i―設計縱坡，取為2.0‰；

h0m―正常水深比，h0m＝h0/b。

經計算，明渠均勻流的正常水深h0為1.5m。

上游壅水高度Z按淹沒寬頂堰公式計算：

式中：Ve－進口斷面處流速；

-流速系數，取0.8；

V0-行進流速；

g-重力加速度；

經計算，上游壅高水深Z為0.42m，取0.5m。

一期圍堰頂高程為：河底高程+正常水深+雍高水深+堰頂安全加高值＝647+1.5+0.5+0.5＝649.5m。

一期圍堰為土石圍堰，圍堰斷面型式為梯形斷面，圍堰頂高程為649.5m，圍堰頂寬15m，邊坡1:2.0，圍堰高度2.5m，迎水面采用0.5m厚干砌石護坡，圍堰長700m。采用0.4m混凝土防滲墻防滲，防滲墻嵌入基巖1m。

3.2二期工程導流建筑物設計

二期工程施工17~32壩塊，二期工程施工至壩高程653m。

二期工程導流采用圍堰擋水、2孔永久底孔與4孔臨時導流底孔泄流的方式，二期導流設計流量381m3／s。上游橫向圍堰與上游混凝土縱向圍堰連接、下游橫向圍堰與永久底孔導流墻相接。臨時底孔位于11和12壩塊，每個壩塊設2孔3.0×3.0m底孔，底孔進口底板高程647m，底孔四周為2m厚常態混凝土,底孔出口設1.0m厚鉛絲石籠防沖。6孔泄流底孔調洪成果見表2。

表26孔泄流底孔導流調洪成果

上游圍堰堰頂高程確定：由底孔導流調洪成果可知，10年一遇381m3/s流量的最高洪水位為652.09m，圍堰堰頂安全加高值取0.5m，確定上游圍堰堰頂高程為652.59m。

上游縱向圍堰采用碾壓式混凝土圍堰。縱向上游碾壓混凝土圍堰與16壩塊相接，圍堰頂高程652.59m，圍堰頂寬5m，圍堰高30.6m，1:0.5邊坡，長60m，在圍堰底部進行固結灌漿，灌漿入巖深度15m，孔距1.5m。

上游橫向圍堰為土石圍堰，圍堰斷面型式為梯形斷面，圍堰頂高程為652.59m，圍堰頂寬15m，邊坡1:2，圍堰高度6.59m，迎水面采用0.5m厚干砌石護坡，圍堰長300m，采用0.4m厚混凝土防滲墻防滲，防滲墻嵌入基巖1m。

下游橫向圍堰堰頂高程確定：根據河道水位流量關系加堰頂安全加高值確定（水位流量關系見表1）。所以下游橫向圍堰堰頂高程為：10年一遇洪水位+堰頂安全加高值=644.28+0.5=644.78m。

下游橫向圍堰為土石圍堰，圍堰斷面型式為梯形斷面，圍堰頂高程為644.78m，圍堰頂寬15m，邊坡1:2，圍堰最大高度1m，迎水面采用0.5m厚干砌石護坡，圍堰長250m，采用0.4m混凝土防滲墻防滲，防滲墻嵌入基巖1m。

3.3三期工程導流建筑物設計

三期工程施工利用建好的大壩擋水，6孔底孔泄流，施工高程653m以上部分。

3.4四期工程導流建筑物設計

四期工程施工首先進行封堵臨時導流底孔，然后進行四期圍堰填筑，圍堰施工完畢后進行電站施工。

四期導流工程利用下游橫向圍堰擋水保護電站施工。電站施工時大壩具備蓄水功能，四期導流圍堰頂高程按照現狀水深、安全超高值計算。圍堰布置在大壩下游，一側接永久底孔導流墻、另一側接左岸坡地。擋水圍堰為土石圍堰，圍堰斷面型式為梯形斷面，圍堰頂高程為643.5m，圍堰頂寬6m，邊坡1:2，圍堰最大高度2.5m，迎水面采用0.5m厚草袋土護坡，圍堰長100m，土工膜防滲。

4結語

（1）壩址區河道較寬，采用分期束窄河床的方式導流，具有便利條件，比較合理。

（2）工程一期、二期導流采用全年導流，在冬季寒冷、時間長的不利施工條件下，能夠充分利用可施工時間，保證工程順利完成。

（3）工程采用永久底孔與臨時底孔結合泄流、二期下游縱向圍堰和四期圍堰利用永久底孔導流墻、三期導流利用大壩擋水，充分做到永臨結合，節省投資。

參考文獻：

[1] SL303-2004，水利水電工程施工組織設計規范.

[2] 水利電力部水利水電建設總局，水利水電工程施工組織設計手冊.

[3] 武漢大學水利水電學院，水力計算手冊.

第2篇

中圖分類號：U213.1+3 文獻標識碼：A

1 工程概況

金龍溝料場為原二灘電站人工骨料場開采剩余部分，位于二灘電站左岸壩肩上游金龍溝谷坡左側，距二灘大壩直線距離約700m，距桐子林電站19km。料場右側緊鄰金龍山滑坡。分布高程1330～1600m，料場區總面積約0.1km2，地質儲量約670萬m3。

料場邊坡巖體主要發育四組裂隙，使得邊坡產生了垮塌。邊坡垮塌前（2010年9月15日），當樁號約0＋00～0+35m段開挖至高程1562m，出露一沿④組隨機發育的緩傾坡外的泥化夾層，夾層長約30m，寬3～10cm，2010年9月29日邊坡巡視發現其上層已相對下層錯動約30mm，之后坡腳反壓，未能進一步觀察其錯動情況。垮塌后發現坡體后緣山脊附近沿①組裂隙分布有一裂隙密集帶，帶寬約1～1.5m，全強風化、卸荷作用強烈，帶內充填泥及巖塊、巖屑。未垮塌段邊坡根據先導孔k1、k2、k3、k4揭示情況表明，弱風化巖體中沿陡傾坡外①組裂隙發育全強風化夾層，微新巖體中偶發育有全強風化夾層。

垮塌段（樁號0-30m~0+90m）補充了先導孔K5，根據鉆孔及垮塌部位揭示的工程地質條件，本文進行了邊坡穩定性分析，給出了設計方案，同時，根據新的開采規劃，確定了支護處理方式。

2 邊坡穩定性計算方法及工況

邊坡上作用的荷載主要有：自重、外水壓力、地下水壓力、加固力、地震慣性力等。其中，地震慣性力按《水工建筑物抗震設計規范》DL 5073-1997的規定，并參照《碾壓式土石壩設計規范》SL274-2001的相關規定計算。料場區50年超越概率10%的烈度值為7.2度（相當于地震基本烈度Ⅶ度），基巖水平動峰值加速度為121cm/s2（0.123g）。

遵照《水電水利工程邊坡設計規范》DL/T 5353-2006的規定的兩類作用組合、三種設計工況，結合本工程邊坡的不同工作狀態，有天然狀態、天然狀態+暴雨（孔隙水壓力系數取0.1）、天然狀態+地震（水平地震加速度為0.123g，分布系數取0.25）三種工況。

根據原二灘電站金龍溝料場人工骨料試驗資料，地質提供的建議地質參數（C、f值）采用地質建議參數的高值進行邊坡穩定分析計算。

3邊坡穩定分析計算成果

使用Slide軟件進行邊坡穩定分析計算，采用Bishop法方法，同時，選用Morgenstern-Price法作為輔助方法。I-2區(垮塌區)的典型剖面（LP2-2剖面）的穩定分析成果如下：

模式1在天然工況、天然+暴雨、天然+地震三種工況下的穩定性系數分別為2.355、2.280和2.289。模式2在三種工況下的穩定性系數分別為1.135、1.079和1.091。

見I-1區(未垮塌區)的典型剖面（LP15-15剖面）的穩定分析成果如下：

模式1在天然工況、天然+暴雨、天然+地震三種工況下的穩定性系數分別為2.054、1.994和1.995。模式2在三種工況下的穩定性系數分別為1.037、1.025和1.000。模式3在三種工況下的穩定性系數分別為1.175、1.152和1.133。

已經施工的加固措施后（主要為錨索加固方案）邊坡的穩定情況如下：

模式1在天然工況、天然+暴雨、天然+地震三種工況下的穩定性系數分別為2.061、2.000和2.002。模式2在三種工況下的穩定性系數分別為1.076、1.063和1.034。模式3在三種工況下的穩定性系數分別為1.250、1.223和1.205。

以上計算成果表明：

（1）對于垮塌區典型剖面LP2-2，由于滑動模式一的安全系數較高，所以垮塌區邊坡整體失穩的可能性較低；但開口線一帶為巖體松弛，地質條件較差，滑動模式二在持久工況、短暫工況和偶然工況下的安全系數較低，存在局部失穩的可能，須采取必要的支護措施對垮塌區開口線附近的巖體進行支護。

（2）對于未垮塌區典型剖面LP15-15，未考慮已施工錨索對邊坡的加固作用時，由于滑動模式一的安全系數較高，所以未垮塌區邊坡整體失穩的可能較低；但開口線一帶地質條件較差，滑動模式二在持久工況、短暫工況和偶然工況下的安全系數較低，存在局部失穩的可能。

EL1594m-1636m的錨索施工完成后，相對于天然邊坡（未采取任何支護措施），支護后的邊坡的安全系數有一定的提高，但未垮塌區邊坡的滑動模式二在持久工況、短暫工況和偶然工況下的安全系數較高仍不能滿足規范要求。因此，須采取必要的支護措施對未垮塌區開口線附近的巖體進行支護，以保證施工期和運行期的安全。

4加固措施

通過對邊坡的穩定性分析成果來看，垮塌區和未垮塌區邊坡的整體穩定性較好，但由于開口線附近巖體松弛，地質條件交差，存在局部失穩的可能，需要加強EL1520m至料場規劃開口線區域的支護，隨機布置長度為45/60m的2000KN錨索和長度為30/40的1000KN錨索、下傾角10°。坡面上隨機布置錨桿（Ф32、L=9m），馬道內側布置排水溝（斷面65cm×45cm，C20砼，厚15cm）。對于EL1520m以下區域，根據具體地質條件考慮隨機錨桿及隨機錨索支護。坡面上布置2000kN錨索，間排距8×7m、錨索深度45/65m間隔布置、下傾角10°、矩形布置；坡面上布置系統錨桿（Ф25/28、L=4.5/6m、間排距2×2m、矩形布置）、掛網（φ6.5@15×15cm）、噴護（C20砼、厚度15cm）、排水孔（φ50、L=4m、仰角5°、間排距3×3m、矩形布置）；馬道內側布置排水溝（斷面65cm×45cm，C20砼，厚15cm）。

參考文獻

[1] 丁參軍，張林洪，于國榮，張永祥. 邊坡穩定性分析方法研究現狀與趨勢 [J] .水電能源科學，2011 ，29(8) : 112~114.

[2] 周靜修. 金龍溝滑坡整治工程 [J] .路基工程，1991 ，5 :26~31.

[3] 中國水利水電出版社編. SL274-2001碾壓式土石壩設計規范[S] . 北京：中國水利水電出版社，2002. SL274-2001

第3篇

關鍵詞：滑坡；水庫；塌岸；影響

1 工程概況

水洛河新藏水電站位于四川省涼山州木里縣境內，電站采用引水式發電，初擬裝機容量186MW。目前正處于勘測設計階段。擬設計大壩壅水高15m，正常蓄水位為2169m，水庫長2.2km，庫容約138.9萬m3。大壩上游發育一古滑坡（沾固滑坡），滑坡總體方量約50萬m?，位于庫區內，距離壩軸線約750m，正常蓄水位正好位于滑體的中下部。滑坡的穩定性關系到水庫的運行和大壩的安全，所以分析其穩定性是非常必要的。

2 滑坡特征

沾固滑坡位于大壩上游約750m。滑坡順河分布，前緣寬約200m，地形總體前陡后緩，呈明顯的圈椅狀，前緣坡度30～40?，后緣坡度20～30?。滑坡前緣抵達河床，后緣高程為2260m，滑體長約210m，推測平均厚約15～20m，總體方量約50萬m3。滑體成分以灰色、灰黃色碎礫石土為主，其中碎礫石含量約沾40～45%，粒徑一般2～5cm，母巖巖性為蝕變安山巖，多呈弱～微風化，棱角～次棱角狀，其余為粉土，結構松散～稍密。滑坡后緣岸坡以崩坡積堆積體為主，推測厚度3～5m。下覆為基巖，巖性為三疊系下統領麥溝組（T1l）灰綠色蝕變安山巖夾凝灰質板巖、少量薄層灰巖。據試驗資料表明，巖石飽和抗壓強度為49～77MPa，平均為60MPa，軟化系數0.68～0.83，屬堅硬巖，巖石抗風化能力較強。根據地質調查結果表明：滑體物質大部分進入到離河面高約50m的公路高程及其以下部位，滑坡前緣抵達河床，滑坡體中后緣零星可見基巖滑床出露；后期沿線公路修建挖除了部分公路高程的滑體物質，未見新增的滑坡拉裂縫，該滑坡現狀整體穩定性較好。

3 滑坡穩定性計算

3.1 整體穩定性計算

根據《水電水利工程邊坡設計規范》（DL/T5353-2006），該段邊坡可定義為可能發生滑坡危及2級建筑物安全的A類II級邊坡。按規范要求，邊坡安全系數要求分別為持久狀況1.25～1.15，短暫狀況1.15～1.05，偶然狀況1.05。

邊坡穩定計算時選取了1-1、2-2兩條前緣地形較陡，且覆蓋層較深并具有代表性的斷面作為計算剖面，計算荷載包括自重（浸潤線以下為飽和容重，以上為天然容重）、孔隙水壓力、地震慣性力等。各土層材料計算參數按土工試驗成果并類比其它工程采用，詳見表1。

各部位邊坡穩定安全計算分析工況分別按蓄水前正常工況、降雨工況（考慮巖體飽和）和地震工況及蓄水后正常蓄水工況、庫水降落工況、蓄水+降雨工況、蓄水+地震工況。計算程序采用水利水電科學研究院陳祖煜教授編制的《土質邊坡穩定分析系統Stab》，按剛體極限平衡分析方法進行計算，采用計分塊力平衡及分塊力矩平衡的摩根斯坦-普瑞斯法，對其蓄水前后庫岸不采取任何支護措施的前提下，在各種工況下的安全性作出評價。對于地震情況的核算，采用《水工建筑物抗震設計規范》DL5073-2000中規定，考慮加速度為多邊形分布的水平與豎向地震慣性力影響。計算剖面見圖1、圖2，計算結果見表2。

通過上述計算成果分析：

（1）滑坡在天然狀況（水庫蓄水前）、水庫正常蓄水位兩種工況時對應持久狀況，邊坡設計安全系數應該大于1.15。據此判定該邊坡在天然狀況滿足規范要求。

（2）天然狀況（水庫蓄水前）+遭遇暴雨、水庫正常蓄水+遭遇暴雨等工況時對應短暫狀況，邊坡設計安全系數應該大于1.05。兩個計算剖面滿足規范要求。

（3）天然狀況（水庫蓄水前）+地震、正常蓄水位+地震兩種工況對應偶然狀況，邊坡設計安全系數需要達到1.05，兩種工況計算滿足要求。

（4）由于水庫壅水不高，加上該段庫岸堆積體滲透系數較大，堆積體前緣土體厚度較小，排水條件好，庫水位的降落速度小于坡積體的滲透系數，庫水降落時邊坡內的水位可以自由排出，自坡內向坡外的滲透力作用較弱，庫水位下降對邊坡的安全系數影響不大。

綜合上述計算結果表明：滑坡在蓄水前在自然狀態下整體處于穩定狀態，水庫蓄水運行后假設庫岸不采取任何處理措施前提下，各種不利工況下穩定性系數大多大于規范允許值，綜合所有計算工況結合宏觀定性分析認為，水庫蓄水后，岸坡整體穩定。

3.2 淺表部塌岸分析

通過3.1計算結果顯示，水庫蓄水后前緣壅水高度約15m，對該滑坡整體穩定影響較小，但滑坡表層土體較松散，且植被不發育，庫水位變化及涌浪的影響，淺表部可能存在塌岸現象。下面對水庫運行對滑坡塌岸進行分析。

塌岸寬度預測是將松散堆積層岸坡視為均質岸坡，采用圖解法或E?Г?卡丘金于1949年提出的庫岸最終塌岸預測寬度計算公式，見式1，參數采用工程類比法。計算結果見表3。

St=N[（A+hB+hP）cotα+（ hs -hB） cotβ-（B+hP） cotγ] （式1）

式中：St―塌岸寬度（m）； N―與土顆粒大小有關的系數；

A― 庫岸水位變化（m）；B― 正常高水位與非結冰期間的低水位之差；

hB―浪擊高度或爬高m； hP―暴風時波浪的影響深度；

hs―保證率為10%～20%的最高水位以上的岸高； α― 岸坡水下穩定坡角（°）；

β―岸坡水上穩定坡角（°）； γ― 原始岸坡坡角（°）。

塌岸計算結果表明：預測塌岸總方量約8～10萬m3。由于水庫為日調節型水庫，枯水季節水庫調節時水位來回頻繁變動，塌岸速率較快，導致短期內塌岸入庫的方量可能較大，不僅侵沾有效庫容，而且塌岸造成邊坡后退，易引起岸坡下部及前緣出現牽引變形，影響岸坡整體穩定，對水庫正常運行有較大影響，因此水庫蓄水前應對塌岸預防采取適當處理措施。

4 結語

根據以上計算分析結果表明：

（1）滑坡在蓄水前、蓄水后及地震工況下安全系數均能滿足規范要求，因此水庫蓄水后滑坡整體穩定性較好，對水庫運行不構成影響。

（2）滑坡表層土體較松散，淺表部存在存在塌岸現象，預測塌岸總方量約8～10萬m3，對水庫正常運行有一定影響，因此建議在水庫蓄水前采取工程處理措施。

參考文獻：

[1]郭志華，周創兵.庫水位變化對邊坡穩定性的影響[J].巖土力學，2005（10）：29-32.

[2]何良德，朱筱嘉.水庫塌岸預測方法述評[J].華北水利水電學院學報，2007（04）：69-72.