分析主坝观测数据并评价其安全性

4.1.9.1　主坝表面变形

为监测上水库主坝坝体外部变形情况，在上水库主坝坝顶防浪墙、坝顶防护墙、高程768.00m观测房顶及平台、高程740.00m平台、高程725.00m马道共布置了29个位移测点，仪器编号为D1-34～D1-63。

1.坝体表面沉降

从沉降量来看，目前（2012年5月19日）大坝表面各测点的沉降量约在5.4～74.1mm之间；2011年再次蓄水后水位较高，上升较快，沉降速率较快，平均沉降速率约在-4.9～48.1mm/年之间，2012年5月19日沉降量与安鉴时（2011年9月）相比，沉降量最大增加量为12.2mm，平均速率1.5mm/月，多数测点沉降变幅在5mm以内，总体上2012年沉降速率与2011年相比有减小趋势。

历史最大沉降量为74.6mm，发生在2012年4月18日D1-59测点；历史最大上抬量为-1.7mm，发生在2008年7月16日D1-41测点，上抬量很小。

2.主坝表面顺河向水平位移

从位移量来看，2012年5月19日大坝表面各测点顺河向位移量约在-27.9～33.0mm之间，向上游位移最大量27.9mm发生在D1-46测点，观测日期2012年3月19日，向下游位移最大量33.0mm发生在D1-61测点，观测日期2012年2月1日，历史最大位移量均发生在近期，表明上库在目前蓄水期间，仍在向上、下游发生位移，2012年5月19日顺河向水平量与安鉴时（2011年9月）相比，最大变幅是-7.2mm，平均速率0.9mm/月，因2012年上库正常蓄水位在780m以下，从过程线上可以看出2012年顺河向位移速率与2011年相比有减小趋势。

2012年5月19日测值以坝顶、768m平台为界，坝顶防浪墙、坝顶防护墙和768m平台前排测点表现为向上游位移，其中防护墙位移量相对较大；768m平台下排、740m平台、725m马道上的测点绝大部分表现为向下游位移，其中以725m马道上测点向下游位移量值相对较大。分析主要为受堆石及块石堆渣沉降的侧膨胀效应影响所致，变形正常。

3.主坝表面坝轴向水平位移

从位移量来看，2012年5月19日大坝表面各测点坝轴向位移量约在-26.4～17.9mm之间，向左岸位移最大量17.9mm发生在D1-58测点，向右岸位移最大量27.2mm发生在D1-48测点。历史向左岸最大位移量为19.5mm，发生在2012年3月19日D1-44测点；历史向右岸最大位移量为27.2mm，发生在2012年5月5日D1-48测点，2012年5月19日位移量与安鉴时（2011年9月）相比最大变幅为-7.9mm，平均变化速率1mm/月，位移速率较小。

从目前测值可以看出，绝大部分测点位移表现为向中间位移，即右侧向左岸位移、左侧向右岸位移。安鉴后各测点位移量均很小。

4.1.9.2　主坝内部变形

主坝坝体内部沉降主要通过安装在坝体内的固定式水平测斜仪和振弦式沉降仪来监测。

1.主坝坝体内部沉降

由于主、次堆石区填筑材料的不同，导致主、次堆石区的沉降量相差较大，次堆石区沉降较大。

从坝体沉降量来看，2012年5月27日大坝堆石体内769.30m高程各测点的沉降量约在606～20mm之间，最大沉降615mm发生在B-B（桩号0+306.00）断面的CS1-2-04测点。初蓄期平均沉降速率约在145～4mm/a之间。2008年4月主坝坝顶施工结束后，沉降量发生最大部位是坝0+374.20断面，最大沉降为325mm，从2008年4月至2009年4月期间，坝0+306.00断面实测沉降量以35mm/月的速率增加，2009年5月以后沉降变化速率较小，并逐渐趋于稳定。2011年蓄水后，上库处于运行阶段，观测成果显示各断面在运行后沉降量有少量增加，总体上测点沉降速率在0～5mm/月，从整体上看大坝内部沉降变形逐渐趋于稳定。

坝体填筑速度及上覆堆石厚度对坝体沉降变化有较大的影响，两者相关性较好，在固定式水平测斜仪埋设初期，随着主坝填筑快速上升，坝体沉降值也增大较快，从测斜仪监测成果上看施工期最大沉降值为1074mm，发生在主坝0+245.86断面高程740m的13号测点。目前将上水库主坝坝后高程768m平台钢管标沉降纳入水平固定测斜仪计算，将水平固定测斜仪坝体内部相对沉降转换为绝对沉降，目前最大累计沉降量为1017.5mm，未超过历史最值。目前主坝0+305.40断面沉降量月变化速率在0.8～5.9mm/月，主坝0+247.01断面近期未出现沉降趋势，0+307.15断面沉降量与月变化速率在0.3～2.3mm之间。从累计观测资料中可以看出在2007年3月大坝填筑基本结束后，主坝坝体内部沉降变形虽然仍然发生，但是变形速率已经非常缓慢，符合堆石坝流变变形规律。从固定式水平测斜仪近期沉降过程线及分布图可以看出：各断面测点的实测沉降值变化较小，主坝坝体内部沉降基本趋于稳定。

2.主坝坝体内部水平位移

主坝坝体内部水平位移主要通过安装在坝体内的土体位移计来监测。

（1）从位移量来看，2012年5月27日坝体内部顺河向相对位移量约在161.92（SR1-4-19）～-11.76mm（SR1-3-10）之间；历史向下游最大位移量在175.03～0.98mm之间，历史向上游最大位移量在-34.15～0.74mm之间。最大年变幅为SR1-4-19测点在2006年的139.93mm。从2012年监测成果中可以看出，坝体端点位移量相对变化较大，但测值变化均在1.5mm/月以内，位移变化多为负值。

（2）从位移分布图看，同条测线大部分相邻测点间上下游位移变化较一致，个别测点SR1-3-09与SR1-3-10、SR1-5-09与SR1-5-10、SR1-6-06与SR1-6-07、SR1-4-18与SR1-4-19间位移变化差异性稍大。

SR1-2、SR1-4的测点越靠下游，向下游位移量值越大；越靠近上游，向下游位移相对减少，规律正常。SR1-1、SR1-3所有测点，越靠近下游，向上游位移量越大；SR1-5、SR1-6表现为中间部位的测点向下游位移量越大，规律异常，分析认为主要是仪器误差问题。

根据所述，坝体内部水平位移各测点均为相对于上游固定端的位移，实际上固定端是个动点，表现出分布规律异常，不合常规堆石坝一般规律，同时也可看出与内部沉降相似，上游主堆石区变形与下游次堆石区存在较大差别。

4.1.9.3　主坝坝基及坝体渗压

为监测坝基渗流情况，在主坝坝基安装埋设了27支坝基渗压计，在主坝坝体不同高程及沥青混凝土面板下埋设了共27支渗压计。

坝基除P1-127外，渗压计测得的历史坝基渗压水头测值最大值在0.01～0.96m（P1-106）之间，主要发生在各年度的2月份；最小值为0，表明无渗压。目前（2012年5月29日）坝基渗压水头测值基本为零。从量值上看，坝基的渗压总体较小。P1-127位于桩号坝0+306.00、坝下0+188.00、基础面以下0.4m，处在坝后最远坡脚、山坡坡底位置，目前（2012年5月29日）测值为零，历史最大渗压水头为3.80m（2006年7月15日），结合过程线看，P1-127的测值受山体来水或降雨影响较大，在少雨季节则无渗压，表明此处坝基渗压正常，坝基排水通畅。

除P1-98以外，目前（2012年5月29日）坝体渗压水头测值在0～0.46m（P1-151）之间。目前坝体个别测点有渗压水头，测点编号为P1-100、P1-151，在后续观测中继续注意其变化。

综合上述，上水库主坝建成后，各项观测资料表明主坝运行正常，观测值均在设计允许之内，坝体是安全的。但下一步还需加强观测，一旦出现异常现象，应及时进行分析，必要时采取暂停蓄水放空水库进行检查等措施。

4.1.10　副坝设计变更

副坝没有重大变更，均为一般变更，变更如下。

4.1.10.1　副坝砂浆砌石改细石混凝土砌筑

在我国早期砌石坝均是采用水泥砂浆作为胶结材料，包括宝泉水库砌石坝也是一样。因此可行性研究及招标设计阶段副坝砌体胶结材料按100号水泥砂浆设计。

近年来细石混凝土作为胶结材料在浆砌石坝建设中得到广泛应用，胶结材料由细石混凝土代替水泥砂浆，节省了水泥用量，混凝土采用机械振捣使砌体更为密实，并可加快施工进度。与水泥砂浆砌体相比，细石混凝土砌体强度较大，受力性能也较好。下水库坝体砌石方量为34万m3，且分散在不同的工作面上，高峰期月砌石强度达2万m3。为保证工期，提高砌筑质量，将胶结材料由100号水泥砂浆改为C15细石混凝土对大坝的施工非常有利，胶结材料的改变对大坝的稳定应力计算影响不大。

2004年5月17—22日在新乡市召开的、由业主主持的工程咨询会会议纪要确认下水库大坝砌体改用C15细石混凝土作为胶结材料。

副坝为浆砌石重力坝，根据下水库大坝砌石砂浆改为细石混凝土的情况，也将上水库副坝砂浆砌筑改为细石混凝土砌筑。

4.1.10.2　副坝基础深槽

副坝为浆砌石重力坝，坝高36.9m，坝长196.9m，基础开挖到基岩，在基础开挖过程中在河床坝段，发现一冲沟，冲沟深5～6.0m，局部6.0m多，沟宽15～20.0m，沟长已经贯通整个坝基，并且延伸至副坝东沟上游的消力池段。由于该处地层为1m4岩组：紫红色粉砂质页岩，岩层产状近水平，且薄层理发育，混凝土与基岩接触平坦。主要带来问题有两个：一是大坝加高，基础需要加宽，其次薄层岩层，大坝基础及基础层间稳定突出。经复核现有大坝处在不稳定状态，后经过分析验算研究，由于该处基础无加宽位置，利用坝后消力池并增加消力池基础厚度作为抗体解决抗滑稳定。

4.1.10.3　副坝细部优化

（1）坝体内部原设计为C15二级配混凝土砌600号块石，施工中根据施工进度要求部分调整为：773.00～779.00m高程之间为C15堆石混凝土，782.00m高程以上为C15混凝土。坝体背库侧785.00m高程以上原为C15二级配混凝土砌600号粗料石，施工中调整为C15素混凝土。

（2）副坝溢流坝交通桥原为预应力空心板调整为普通钢筋混凝土空心板结构。

4.1.10.4　拦渣坝坝肩接合部

1号、2号拦渣坝两个坝肩原招标设计应与两岸岩石连接，但在开挖中。1号拦渣坝两个坝肩覆盖层较厚，且上部覆盖层较高较陡，若坝肩全部挖到基岩，开挖量太大，同时会引起高边坡稳定问题，因此两坝肩未有挖到基岩。在1号拦渣坝两个坝肩上游靠边坡增设15m长的砌石裹头护坡，裹头外坡比1∶0.75，裹头护坡与坝肩连接。

2号右坝肩端部也为深覆盖层，设计右坝肩不再开挖到基岩，上游增加一段（10m长）砌石裹护坝肩，护坡坡比1∶1.0，下游末端设20m长护砌道路保护。

4.1.11　副坝布置及坝体结构布置

4.1.11.1　副坝平面布置

副坝布置在距主坝上游约760m处，为浆砌石重力坝，主要拦截库尾东沟上游固体径流并设置排水洞宣泄东沟洪水。副坝由非溢流坝段、溢流坝段组成。副坝坝址处右岸陡峻，岩石裸露，右岸坡缓，坡积物较厚。排水洞布置在右岸副坝上游距坝轴线约48m，布置上既要考虑开挖工程量较小，又要兼顾排水洞的布置及安全运行。综合以上各方面因素，溢流坝段布置在河床中部靠左岸，非溢流坝段布置在两岸。坝轴线为“一”字形，并与河流方向基本垂直。副坝坝轴线方位角NE54.43°，坝轴线控制坐标（独立坐标系）：

坝左E点：X=3928580.867，Y=453327.759；

坝右F点：X=3928365.650，Y=453026.792。

副坝最大坝高36.9m（施工期由于坝基覆盖层深槽向下挖6m，最大坝高修改为42.9m），坝顶高程791.90m，坝顶长度196.46m，坝顶宽度8.0m，临库侧770.0m以上为直坡，以下为1∶0.2的坡，背库侧坡比1∶0.7。副坝临库侧坝顶以下，背库侧771.5m以下均设有1.0厚的钢筋混凝土防渗面板，防渗面板溢流坝段分缝宽度11.0m，其他坝段分缝宽度12.0m。

副坝在中间设有5孔开敞式溢流坝段，溢流坝段长66.0m，单孔宽12.0m，溢流坝采用台阶消能，台阶高度0.5～0.8m，台阶宽度0.35～2.0m，堰顶为WES曲线，堰顶高程789.60m，溢流坝上部设有空心板交通桥，溢流坝侧墙厚1.0m，侧墙高3.0m。溢流坝主要向东沟上游方向排泄库盆多余剩水。

副坝靠东沟上游溢流坝下，靠近自流排水洞口处设有消力池，消力池和溢流坝同宽，消力池底板高程759.00m，靠左坝肩侧长20.0m，靠右坝肩侧长30.0m，平均长25.0m。消力池底部高程759.00m，底板厚0.8m。消力池两侧侧墙顶部高程768.50m，侧墙厚1.0m，侧墙上部边坡自然边坡进行规整削坡，并挂网喷锚支护。

4.1.11.2　坝顶高程确定

坝高复核按照《砌石坝设计规范》（SL 25—2006）、《混凝土重力坝设计规范》（DL 5108—1999）进行。

1.可研阶段坝顶高程计算

原可研补充阶段坝顶高程计算见表4.1-47，计算副坝坝顶高程791.74m，实际采用790.90m。

表4.1-47　可研补充坝顶高程计算表　单位：m

注 表中防浪墙高按1.2m计算。

2.本次坝顶高程复核

施工阶段坝顶高程复核结果为790.54m，高于原补充可研阶段计算坝高，但低于实际采用值。本次考虑与环库公路连接，仍取可研阶段实际采用的坝顶高程为791.90m。坝顶高程复核计算结果见表4.1-48，设计洪水位为控制工况，坝顶高程790.54m，防浪墙顶部高程791.74m。低于原补充可研设计坝顶高程791.90m（防浪墙顶高程792.10m），满足设计要求。本次考虑与环库公路连接，仍取坝顶高程为791.90m，考虑人行安全，临库侧坝顶做高0.8m，厚0.25m的混凝土防浪墙，墙顶高程792.80m。墙顶做0.3m高的钢管栏杆，坝顶宽度8m。

表4.1-48　坝顶高程计算表　单位：m

注 表中防浪墙高按1.2m计算。

4.1.12　筑坝材料分区

坝址区多年平均气温14℃，最冷月平均气温-0.9℃，最低气温-18.3℃，最高气温43.0℃，多年平均年降水量610.9mm，属温和地区。

大坝除在基础垫层、下游混凝土防渗板、溢流面、导墙和坝顶细部结构、廊道等采用常态混凝土外，其余部位均采用浆砌石。坝体混凝土除满足设计强度指标外，还应具有足够的抗渗、抗冻、抗冲刷等性能指标。因坝体各部位混凝土工作环境不同，故将坝体按其工作条件分为5个区，分别提出混凝土的各项性能指标，达到既满足强度要求又节省材料的目的。根据坝体各部位混凝土工作条件不同等情况，应分别满足相应的抗渗、抗冻等性能指标。坝体材料分区见表4.1-49。

表4.1-49　坝体材料分区表

4.1.13　坝体防渗结构设计

4.1.13.1　坝体防渗布置

副坝为浆砌石重力坝，为满足上水库库盆防渗要求，并和库岸沥青混凝土、库底黏土防渗铺盖组成上水库防渗体系，鉴于副坝临库侧坝坡基本为直坡。副坝临库侧整个坝面防渗采用钢筋混凝土防渗面板，背库侧根据东沟上游千年一遇来水时上游水位在771.50m以下采用钢筋混凝土防渗面板。

副坝临库侧防渗面板面积为4386m2，背库侧防渗面积为472m2。根据各坝段的布置共分成22块面板，其中临库侧17块；伸缩缝间距一般挡水坝段为12m，溢流坝段11m。防渗面板厚度为1.0m，防渗面板下设混凝土基础，基础宽3.0m，高2.0m。基础坐在基岩上并和副坝基础混凝土垫层连为整体，形成封闭。

防渗面板及基础采用C25混凝土，并掺加聚丙烯纤维防裂，抗渗等级按照规范要求采用临库侧W6，背水侧W4，抗冻等级采用F200。面板伸缩缝内埋设止水，临库侧设两道止水，背库侧设一道止水。

防渗面板内布设单层14@150钢筋网，基础设置14@150钢筋。面板与坝体间采用锚筋连接，锚筋直径22mm，间排距1m，单根长2.7m，伸入砌石坝体1.5m，并与面板表层钢筋网焊接连接。

4.1.13.2　廊道系统布置

根据副坝基础排水、坝体排水及坝体原型观测布置的需要，在坝体内部设置一层廊道，河床廊道底板高程757.00m，经斜坡上至785.00m高程，通过横向廊道与坝外交通连接。廊道下游面距坝面3.0m，断面形状为城门洞形，结构尺寸2.2m×3.0m。在廊道底板上、下游侧设20cm×20cm排水沟一道，排水沟和廊道集水井连接。

廊道经结构计算配置单层钢筋，受力筋22@200，分布筋16@200。

4.1.13.3　止水系统布置

副坝上、下游坝面采用混凝土面板防渗，临库侧面板分缝宽度溢流坝段为11.0m，其他为12.0m，采用两道止水，第一道采用1.4mm厚紫铜止水片，止水片距上游坝面30cm，止水片每一侧埋入混凝土内的长度为20cm，第二道采用651型橡胶止水带止水，距紫铜止水片40cm。背库侧防渗板分缝宽度一般12.0m，采用一道紫铜片止水。

挡水坝段临库侧止水片下部埋入上游坝基面以下止水槽内（槽深50cm），上部至坝（堰）顶或防浪墙顶，背库侧止水片上部至771.50m高程，下部埋入下游坝基面以下止水槽内（槽深50cm）。溢流坝段临库侧止水片下部埋入坝基以下止水槽内50cm，上部至溢流堰顶30cm，并沿溢流面向下埋入下游坝基面以下50cm形成封闭止水系统。

4.1.13.4　副坝坝体排水系统布置

根据上堵下排的原则，在坝上0+003.075设置一排坝体垂直排水孔，排水管下端通到排水廊道，上部非溢流坝段到坝顶（791.40m高程），溢流坝至堰顶混凝土下部（784.40m高程）。排水管采用无砂混凝土管，间距为3.0m，孔径200mm。坝内渗水通过廊道排水沟，进入集水井然后通过排水钢管排入库底排水廊道内。

4.1.13.5　溢流坝及交通桥布置

溢流坝布置在副坝东沟河床中部，采用无闸门控制，溢流坝段长66.0m，共设5孔，单孔宽12.0m，堰顶高程789.60m。溢流坝堰面为WES曲线，堰面曲线方程为Y=0.255806X1.85，堰顶上游采用三圆弧曲线与上游垂直坝面连接，溢流面下游采用台阶消能，台阶高度0.5～0.8m，台阶宽度0.35～2.0m，台阶最低高程761.00m。堰面与下游1∶0.70坝坡台阶相切，切点位于高程787.87m、坝下0+003.45处。溢流坝两侧侧墙厚1.0m，侧墙高3.0m。溢流坝上部设交通桥，桥墩宽度均为1.0m，交通桥宽度8m，交通桥采用钢筋混凝土空心板，跨度为13m。

溢流面堰面及消力台阶配置16@150钢筋网片。溢流坝侧墙及桥墩配置22@200受力筋，16@200分部筋。

溢流坝上部交通桥车辆荷载采用汽车—20级、挂100校核，经计算交通桥空心板每块配筋顶面为88，底面为1020，箍筋为6。

4.1.13.6　副坝坝后排水布置

根据设计为防止上水库库盆环库公路周边高边坡雨水进入库盆内，库盆高边坡雨水通过设置在环库公路上的截水沟、排水沟大部分汇集到副坝坝后，通过副坝东沟侧的自流排水洞排到主坝坝后东沟内。由于副坝至自流排水洞高差较大，坡度较陡，为有效的排泄环库公路以上高边坡来水，副坝在左坝肩坝后设置排水消力台阶，台阶高0.5m，宽0.9m，排水消力台阶和副坝东沟侧消力池连接，消力台阶为C25F150混凝土护面0.3m。副坝右岸坝下游坡排水利用坝后坡角自然形成沟底排向东沟侧消力池。

4.1.14　副坝稳定应力计算

副坝为为浆砌石重力坝，因此根据规范要求应以材料力学法的计算成果作为确定坝体断面的依据。

4.1.14.1　计算参数

（1）坝体容重：γ=23.0kN/m3。

（2）水容重：γw=10.0kN/m3。

（3）泥沙浮容重：γs=9.0kN/m3。

（4）内摩擦角：15°。

（5）砌石体容许压应力（单位：kN/m2），浆砌石材料见表4.1-50。

表4.1-50　浆砌石材料表

（6）扬压力折减系数见表4.1-51。

表4.1-51　大坝扬压力折减系数表

（7）基础及坝体抗剪断指标见表4.1-52。

表4.1-52　基础及坝体抗剪断指标表

4.1.14.2　荷载及其组合

1.基本荷载

（1）坝体自重。

（2）坝体上游面静水压力，选择正常蓄水位或设计洪水位进行计算，下游面静水压力取其相应的下游水位。

（3）相应于正常蓄水位或设计洪水位时的扬压力。

（4）泥沙压力。

（5）相应于正常蓄水位或设计洪水位时的浪压力。

（6）相应于设计洪水位时的动水压力。

2.特殊荷载

（1）校核洪水位时的静水压力。

（2）相应于校核洪水位时的扬压力。

（3）相应于校核洪水位时的浪压力。

（4）相应于校核洪水位时的动水压力。

（5）地震荷载。

3.荷载组合

设计荷载组合分为基本组合和特殊组合两类，基本组合由基本荷载组成，特殊组合由相应的基本荷载与一种或几种特殊荷载组成，荷载组合情况详见表4.1-53，副坝计算水位表详见表4.1-54。

表4.1-53　荷载组合表

表4.1-54　副坝计算水位表

4.1.14.3　计算成果控制标准

坝体抗滑稳定按抗剪断公式计算，抗滑稳定安全系数应满足表4.1-55的要求。

表4.1-55　抗滑稳定安全系数表

坝体应力在各种荷载组合作用下应符合下列要求：

（1）坝基面垂直正应力应小于砌体容许压应力，且最小垂直正应力应为压应力。

（2）施工期下游坝基面的垂直正应力允许有不大于0.1MPa的拉应力。

4.1.14.4　计算内容

坝体抗滑稳定计算考虑下列三种情况：沿垫层混凝土与基岩接触面滑动；沿砌石坝体与垫层混凝土接触面滑动；砌石坝体之间滑动；沿坝下基岩内部层间滑动。

坝体应力计算内容主要包括坝体内部各高程断面及坝基面的应力。

4.1.14.5　计算原理及公式

（1）坝体抗滑稳定按抗剪断强度公式计算。

（2）坝体应力按材料力学法公式计算。

4.1.14.6　计算依据和方法

利用《水利水电工程设计计算程序集》中“混凝土重力坝抗滑稳定及地基应力计算”程序计算各典型坝段剖面在各种荷载组合情况下坝体内部各高程断面及基础断面的稳定及应力。

4.1.14.7　副坝稳定应力计算结果

分别选取溢流坝段、河床挡水坝段、岸坡挡水坝段的典型断面，对不同高程的计算截面进行稳定应力计算，计算洪水标准仍采用可行性研究阶段成果，即200年一遇洪水设计，1000年一遇洪水校核。计算结果详见表4.1-56～表4.1-61。

其中溢流坝段施工期部分基础出现深槽，桩号0+082.45～0+107.25段，沟深5～6.0m，局部6.0m多，冲沟底部高程为749.00m，沟宽20.0m，沟长已经贯通整个坝基，并且延伸至副坝东沟上游的消力池段。由于该段坝基出现深槽，大坝断面高度增加，设计坝基宽度不够，利用消力池基础作为抗体来加固副坝，为此将坝基及消力池范围内冲沟覆盖层全部挖出，并回填C15素混凝土回填到原设计建基面，然后利用坝后消力池基础作为抗体进行计算坝基稳定。从计算结果分析，溢流坝段深槽段在设计洪水位情况下稳定及应力均不能满足要求，设计、校核及地震情况下应力不满足要求，出现拉应力且应力值超限，利用坝后消力池（利用消力池及深槽基础长度10.0m）后则能满足要求，其他各坝段稳定及应力均能满足规范要求。

（1）按《砌石坝设计规范》（SL 25—2006）进行了坝体稳定应力计算，成果汇总见表4.1-56～表4.1-60。

表4.1-56　溢流坝段稳定应力计算成果汇总表

表4.1-57　河床挡水坝段稳定应力计算成果汇总表

表4.1-58　岸坡挡水坝段（基底高程765.00m）稳定应力计算成果汇总表

续表

表4.1-59　岸坡挡水坝段（基底高程770.00m）稳定应力计算成果汇总表

表4.1-60　岸坡挡水坝段（基底高程785.00m）稳定应力计算成果汇总表

（2）按《混凝土重力坝设计规范》（DL 5018—1999）进行了坝体稳定计算。大坝抗滑稳定控制标准为：坝址抗压强度极限状体抗力函数大于作用效应函数，坝体选定截面下游端点的抗压强度承载能力极限状态抗力函数大于作用效应函数，坝体混凝土与基岩接触面的抗滑稳定极限状态抗力系数大于作用效应函数，坝体混凝土层面的抗滑稳定极限状态抗力函数大于作用效应函数。坝踵垂直应力不出现拉应力，坝体上游面的垂直应力不出现拉应力，短期组合下游坝面的垂直拉应力小于等于100kPa。

成果汇总见表4.1-61。

表4.1-61　坝基抗滑稳定计算成果汇总表

4.1.14.8　坝基深层抗滑稳定计算

1.计算参数

副坝溢流坝段坝基下存在1m3岩组和1m4岩层分界面，此分界面凝聚力偏低（c′=0.05MPa），副坝坝体有可能沿此面产生接触滑动。地勘揭示，溢流坝段基础下有两层软弱层面，两层面出露高程分别为750.40m和751.80m，倾向东沟上游，倾角约1.5°。为此，选取溢流坝段同一断面，岩层分界面高程分别为750.40m和751.80m的断面为典型断面，进行副坝深层抗滑稳定复核计算。对应所切剖面的层理面基岩特性指标见表4.1-62。

表4.1-62　坝基深层软弱面特性表

对于基础岩层分界面，计算参数选择为：f=0.65，c=0.05MPa；下游面抗滑体岩层f=0.65、c=0.6MPa。

2.荷载组合

设计荷载组合分为基本组合和特殊组合两类，基本组合由基本荷载组成，特殊组合由相应的基本荷载与一种或几种特殊荷载组成，荷载组合情况详见表4.1-63。

表4.1-63　荷载组合表

3.计算依据和方法

（1）采用《混凝土重力坝设计规范》（SL 319—2005）附录E中“坝基深层抗滑稳定计算”计算方法。

（2）采用《混凝土重力坝设计规范》（DL 5018—1999）中“8.结构计算基本规定”以及附录F中“坝基深层抗滑稳定计算”计算方法。

4.计算原理及公式

（1）《混凝土重力坝设计规范》（SL 319—2005）附录E采用双滑动面等安全系数法，采用抗剪断公式计算：

令==K′，求解Q、K′值。

（2）采用《混凝土重力坝设计规范》（DL 5018—1999）附录F，坝体极限状态设计公式：

上水库副坝为1级建筑物，结构安全级别为Ⅰ级，γ0取1.1；深层抗滑稳定中γd1取1.2。根据《混凝土重力坝设计规范》（DL 5018—1999）可知，各作用分项系数、材料性能分项系数见表4.1-64和表4.1-65。

表4.1-64　作用分项系数

表4.1-64　材料性能分项系数

5.深层抗滑稳定计算结果

计算洪水标准采用200年一遇洪水设计，1000年一遇洪水校核。

（1）《混凝土重力坝设计规范》（SL 319—2005）附录E。

计算结果详见表4.1-66。从计算结果分析，均能满足规范要求。

表4.1-66　0+102桩号基础岩层层里面抗滑稳定计算成果汇总表

（2）《混凝土重力坝设计规范》（DL 5018—1999）附录F。

计算结果详见表4.1-67。从计算结果分析，均能满足规范要求。

表4.1-67　深层抗滑稳定计算成果汇总表

4.1.15　副坝坝基处理设计

4.1.15.1　坝基开挖及处理

1.副坝坝基岩性特征(www.xing528.com)

副坝坝基坐落于1m3（馒头组）、1m4（馒头组）岩组上，两岸坝肩为1m5（馒头组）、1mz1和1mz2（毛庄组）岩组。坝顶以上两岸主要为1mz2和2 x页岩（徐庄组）岩组、局部地段为第四系。岩性组成特征如下：

（1）1m3厚约13m，岩性主要为灰黄色、灰绿色泥灰岩与灰黄色、黄绿色钙质页岩、泥岩互层，岩性较坚硬，不易风化，多形成陡坎。

（2）1m4岩组：紫红色粉砂质页岩，薄层理发育，夹有1～3层薄层灰岩，顶部2～3m为灰绿色页岩。厚度13m。

（3）1m5岩组：浅灰、灰紫色泥质条带灰岩，夹3～4层紫红色页岩，节理较发育。厚度8.0m。

（4）1mz1岩组：下部紫红色含白云母砂质页岩、粉砂岩，夹1～2层中厚层状泥灰岩；上部为紫红色含白云母粉砂岩与鲕状灰岩互层。平均厚度13m。

（5）1mz2岩组：为厚层状鲕状灰岩，上部为结晶灰岩、团块状灰岩，厚层状。厚25.0m，地形上已形成陡壁。

岩层面产状近水平，整体倾向350°，倾角1.5°～5°。断层：副坝坝基在河床及右岸分布一条走向40°近直立的小断层，断层带宽10～20cm，北西盘下降约1m左右，与坝基齿槽走向夹角约15°。对齿槽北侧边坡造成局部超挖。节理裂隙：坝基发育走向60°～70°与走向330°的两组高倾角裂隙，其中走向40°裂隙延伸较长，将坝基岩体切割成近正方形块体，或条状块体。

2.副坝坝基开挖要求

按照《混凝土重力坝设计规范》（DL 5108—1999）要求：“坝高小于50m时，可建在弱风化中部～上部基岩上。两岸地形较高部位的坝段，可适当放宽”。根据副坝地质条件，为了减少开挖工程量，副坝坝基建于弱风化层上部，深入弱风化层2m。坝基开挖要求为：①坝基强风化卸荷带全部挖除；②坝段的基础面上、下游高差不宜过大，若受地形地质条件的限制，需开挖成带钝角的大台阶状，其台阶高差不应超过3m；③两岸坝头坝顶高程以上陡坡部分的边坡开挖与环库公路边坡开挖相适应，对于坝区范围出现的危岩，应结合坝基开挖及施工布置，事先予以清除。

3.副坝开挖期施工特点

副坝基础开挖到深入弱风化层2m。临库侧面板基础在副坝基础以下3.0m，背库侧面板基础在副坝基础以下2.0m。

副坝基础开挖后基础设置1.5m（原设计2.0m）厚C15混凝土垫层。

施工期，在开挖副坝河床坝段（溢流坝段）时，在副坝桩号0+082.45～0+107.25段，出现一冲沟，沟深5～6.0m，局部6.0m多，冲沟底部高程为749.00m，沟宽20.0m，沟长已经贯通整个坝基，并且延伸至副坝东沟上游的消力池段。由于该段坝基出现深槽，大坝断面高度增加，设计坝基宽度不够，影响坝基稳定。经方案比较采用利用消力池基础作为抗体来加固副坝。为此将坝基及消力池范围内冲沟覆盖层全部挖出，并回填C15素混凝土回填到原设计建基面，然后利用坝后消力池基础作为抗体。为保证消力池基础和副坝连接成整体，充分利用消力池基础抗体。在溢流坝和消力池连接部位布置3.00m长连接插筋，连接插筋两端各深入溢流坝和消力池1.50m，连接插筋为Ⅰ级20钢筋，间排距1.00m，梅花形布置。

在副坝冲沟两侧边缘，坝基范围内基岩由于受冲沟影响，基础岩石裂隙较为发育，在冲沟两边缘增加固结灌浆处理，新增固结灌浆孔深8.0m，孔间排距3.0m，固结灌浆参数及技术要求同副坝坝基原固结灌浆设计要求。

4.1.15.2　坝肩开挖支护

根据边坡坡高、岩体结构、风化卸荷及结构面产状，为和库盆连接，两岸坝基开挖边坡为1∶1.7，坝顶以上岩石开挖边坡1mz2（毛庄二）地层为1∶0.2，1 x1（徐庄组）页岩为1∶0.6，第四系覆盖层开挖边坡1∶1.25，一般每15m留一马道。

边坡开挖后，对整个边坡采用挂网喷混凝土支护，支护参数岩石边坡为砂浆锚杆直径为22mm，间排距2.0m，锚杆长度一般3.5m，局部裂隙发育为5.0m，钢筋网片6@150×150，喷C20混凝土厚0.1m。土质边坡锚杆长度为4.0m和5.0m两种间隔布置。局部钻孔困难改为自进式中空锚杆。

4.1.15.3　坝基固结灌浆

为改善坝基岩石的力学性能，加强坝基岩体的整体性，提高其强度和变形模量，降低渗流量，使坝址处较大的应力均匀传到岩石中，故对基础开挖面进行全断面固结灌浆。大坝基础开挖到深入弱风化层2m，为改善坝基岩石的力学性能，加强坝基岩体的整体性，提高其强度和变形模量，控制变形；并为降低基础沿坝底的渗流量；使坝址处较大的应力均匀传到岩石中，故进行基础固结灌浆。临库侧坝踵处布置3排固结灌浆孔，孔排距3.0m，孔深6m，背库侧坝脚处布置4排固结灌浆孔，孔距3.0 m，孔深8m。

固结灌浆压力采用0.4～0.7MPa，以不抬动基础岩体为原则，灌浆孔排与排之间和同一排孔内孔与孔之间分为二序施工。坝基透水率按不大于3Lu控制。

副坝坝基0+082.45～0+107.25段（溢流坝段），原设计坝基高程（755.00m）以下为深6.0～7.0m的覆盖层深槽，不满足大坝建基要求，施工过程中全部进行了挖除。在满足大坝建基条件后，槽内用C15三级配混凝土回填至原坝基高程。该深槽两侧存在裂隙，为保证坝基工程质量，在槽两侧进行了固结灌浆，新增固结灌浆孔深8.0m，孔间排距3.0m，固结灌浆参数及技术要求同副坝坝基原固结灌浆设计要求不变。

由于副坝下游面与库盆防渗体连接，防渗体下部设有碎石排水体，上库水体难以渗透到副坝坝基；同时，副坝上游除雨季或耗能抽水外基本无水，在汛期洪水持续时间一般较短，在坝基也很难形成渗透水头，因此副坝不设帷幕灌浆。

4.1.15.4　坝基排水

坝基排水孔设在坝轴线下游5.0m坝体排水廊道内（断面尺寸2.2m×3.0m，布置在廊道下游），待固结灌浆完成后实施。坝基排水孔孔径110mm，倾向下游12°，间距3.0m，排水孔孔深12.0m，排水孔实际施工总进尺480.64m。

在副坝桩号0+096.73廊道处设有集水井，坝基排水管的渗水通过排水廊道汇集到该集水井内，集水井尺寸3.5m×3.0m×2.2m，集水井内布置了3根Dg250排水钢管通向库内的库底排水廊道。

4.1.16　副坝施工缺陷处理

4.1.16.1　缺陷情况

2007年上半年对上水库副坝钢筋混凝土面板进行检查，面板裂缝约84条，其中面板纵向裂缝49条（L1～L49），施工缝渗水22条（S1～S22），有渗水点的裂缝13条（D1～D13），裂缝长度一般为3～5m。纵向裂缝宽度一般为0.2～0.6mm，其中有三条裂缝最宽为1.8mm。

（1）第一条位于溢流坝段临库侧7号面板（板宽11.0m），桩号0+076.61，位于板边4.2m（不到板宽的一半5.5m），缝宽从0.5～1.8mm，缝长3.0m，高程757.10～760.10m。

（2）第二条位于溢流坝段临库侧8面板（板宽11.0m），桩号0+087.80，位于板边4.1m（不到板宽的一半5.5m），缝宽从0.5～1.8mm，缝长1.7m，高程757.00～758.70m，该裂缝处于混凝土面板低强段，设计混凝土强度C25，实际强度为C23.7MPa。

（3）第三条位于溢流坝段临库侧10面板（板宽11.0m），桩号0+112.10，位于板边6.4m（超过板边一半5.5m），缝宽0.5～1.8mm，缝长22，高程760.00～782.00m，但中间有2处不连续。

施工渗水缝均为水平缝，有5条长度在10m以上，最长为8m，发生在12号面板，桩号坝0+132.00～0+140.73，高程762.30m，为施工冷缝渗水。

具体裂缝情况见表4.1-68。其次混凝土表面缺陷主要为错台、漏浆、麻面、拉筋孔、表面破损等。

表4.1-68　上水库副坝面板裂缝统计表

续表

续表

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续表

续表

4.1.16.2　混凝土裂缝成因分析

1.面板分缝设计合理性分析论证

产生混凝土裂缝的原因很多，除结构体形外，施工期原材料的控制、配合比、施工工艺控制、养护条件、外部环境、基础条件等都有很大关系。针对面板结构体形来说主要反映在面板的分缝宽度合理性方面。因为混凝土面板分缝宽度的大小对面板产生裂缝有一定影响。一般分缝宽度较大时，产生裂缝的概率高一些，分缝宽度较小时，出现混凝土裂缝的概率会小一些。混凝土板块分缝过密一是施工不方便，二是影响施工进度，三是增加过多的止水材料，除了增加投资外，止水一旦做不好更容易产生渗漏的隐患。其次面板分缝宽度还与坝体上游表面应力有很大影响，由于浆砌石重力坝本身一般不设横缝，面板分缝不合适将直接影响坝体表面的应力。因此面板分缝要综合考虑，但并不代表面板分缝后完全可以避免一点不产生裂缝，因为施工期的控制影响很大。因此《浆砌石重力坝设计规范》（SL 25—2006）在总结了大量的资料，对浆砌石重力坝从防渗设计角度出发的混凝土面板分缝宽度取值一般宜在10～15m之间（见SL 25—91中第7.4条，规定为10～20m）。宝泉上水库副坝防渗面板溢流坝段分缝宽度为11.0m，挡水坝段为12.0m，符合规范要求，并且取规范要求的下限。

截至目前我国已建3级砌石坝467座，2级砌石坝34座，坝高50m及其以上的有217座，超过100m的砌石坝4座（含宝泉），坝体防渗部分砌石坝采用坝体砌石加坝体灌浆或上游砂浆护面做防渗，部分采用混凝土防渗面板防渗，根据统计32座采用混凝土面板防渗的砌石坝，其面板分缝一般在10～20m之间。

其实在进行下水库面板设计时，由于下水库大坝超过100m，面板板块又较长，板宽分缝设计时虽然按照规范要求及参考已建工程经验布置，但为防止因板块分的不合理而出现裂缝，或者对坝体表面应力影响较大。因此一是采取结构抗裂措施，在混凝土面板内参聚丙烯单丝纤维以增加混凝土抗裂的能力；对下水库由业主专门委托黄河水利技术学院进行了防渗面板分缝有限元专题研究，对面板分缝方案特别是温度变化进行了论证。分析结果为：“温度荷载是研究分缝方案的重要因素。分缝与否对面板的受力有一定影响，但不起控制作用，面板分缝方案设计合理。”

由于上水库副坝结构和下水库主坝结构一样，坝高较低（42.9m），坝高不到下水库大坝的一半，根据规范要求可不做三维有限元分析，因此上水库副坝防渗面板的分缝及抗裂措施均参照下水库大坝设计。分缝宽度相对下水库大坝还略小一些，面板内掺聚丙烯单丝纤维以增加抗裂。

2.面板裂缝原因分析

（1）主要原因。

1）混凝土面板裂缝与基础约束有很大关系，基础约束越强越容易产生裂缝。首先，副坝防渗面板基础为浆砌石结构，面板背后设置有连接插筋（间距1.0m），砌石坝本身未设伸缩缝，基础约束相对较强，当有约束时，混凝土热胀冷缩所产生的体积胀缩，因为受约束力的限制，在内部产生了温度应力，由于混凝土抗拉强度低，容易被温度引起的拉应力拉裂，从而产生温度裂缝。

其次，副坝为浆砌石结构，副坝砌筑后如果防渗面板能够及时浇筑，其砌石基础对面板的约束相对会小一些，例如副坝缝较宽的7号面板，2005年4月23日开始砌筑副坝砌石，至2005年12月5日砌筑至771.00m高程，但同高程的7号面板于2006年6月才开始浇筑，相差近半年时间。

副坝面板有一部分是在接近冬季施工，基础温度低，而浇筑混凝土温度高，形成较大温差，也易导致混凝土拉裂。混凝土在硬化的过程中，由于干缩引起的体积变形受到约束时产生的裂缝，这种裂缝的宽度有时会很大，甚至会贯穿整个构件。

2）由于各种原因，现场出现过混凝土面板浇筑后养护条件跟不上的现象。再加上副坝770.00m高程以下为1∶0.2的斜坡，770.00m高程以上为直坡，养护比较困难，混凝土浇筑后养护不及时或养护手段达不到，而养护不好则对混凝土整体质量影响特别显著，直接影响混凝土的抗裂能力，也是造成混凝土产生裂缝的原因之一。

3）混凝土浇筑过程中水化反应产生大量的水化热，使混凝土内部温升较快，而混凝土外部散热速度快于内部，从而形成较大的内外温差，引起较大的内部温度应力。产生的大量水化热得不到散发，导致混凝土内差较大，使混凝土的形变超过极限引起裂缝。特别是夏季，当温度应力超过混凝土的抗拉强度时，混凝土易产生裂缝。上水库有时风速很大，部分面板在夏季高温季节施工，在风速过大或烈日暴晒的情况下施工，混凝土的收缩值大，也易造成裂缝产生。

（2）次要原因。

1）混凝土拌制、运输和浇筑应按照规定的标准进行。但在实际施工过程中，很难做到，混凝土拌和的均匀性、拌和运输的时间长短、浇筑的顺序等都有可能改变混凝土的质量，引起浇筑后混凝土结构或构件的裂缝。现场振捣混凝土时，振捣或插入不当，漏振、过振或振捣抽撤过快，会影响混凝土的密实性和均匀性，诱导裂缝的发生。混凝土内部气泡不能完全排除时，钢筋表面的气泡则会降低混凝土与钢筋的黏结力。钢筋若受到过多振动，则水泥浆在钢筋周围密集，也将大大降低黏结力。上水库副坝面板大部分面板为高空作业施工，现场施工及振捣都有一定困难。

2）上水库所用金灯水泥曾有一度出现强度不稳定，造成所拌制的混凝土产生不均一性，会对混凝土的应力分布产生影响；其次由于水泥强度不稳定，抽检时有时富余强度不够，在浇筑副坝防渗板时增加水泥用量，增加水化热，从而易导致裂缝产生。

3）局部混凝土低强对混凝土裂缝的影响，其中产生最宽裂缝的8号面板裂缝位于混凝土低强部位，混凝土低强后抗拉强度降低，继而降低抗裂能力。8号面板设计强度为C25，实际面板抗压强度为23.7MPa，低于设计强度约5%左右，差值不是很大，估计影响不是很大。

综上所述，面板混凝土已产生的裂缝都是上水库蓄水前产生的，上水库蓄水后，进过两年的稳定和运行，基本没有新的裂缝产生，原已产生的裂缝没有新的发展。

3.面板裂缝宽度分析

上水库副坝面板竖向裂缝49条，几乎每块板都有裂缝，裂缝分部位置见表4.1-69。

表4.1-69　上水库副坝混凝土面板纵向裂缝情况表

续表

根据表4.1-69可以看出，裂缝位置个别距离板边比较近，最小的只有1.27m，个别在板块的中心位置（12板块的为6.0m，11.0m板块的5.5m），但大部分裂缝都偏板块一侧，一般在距板块最小距离3.5～5.5m之间，有一定的规律性。由于产生裂缝的原因很多，其次这些裂缝一般都是表层裂缝（根据现场无损检侧最大裂缝深度10.5cm），初步分析和前述的面板产生裂缝原因大致差不多。根据国内已建工程，宝泉下水库大坝面板分缝及有限元分析研究结果和施工经验，目前国内的浆砌石坝面板分缝一般都在10～20m时，如果严格控制好施工环节，虽然不能避免裂缝的产生，但可以尽量减少裂缝。

4.裂缝复查及处理评价

2007年7月至2008年2月，上水库副坝裂缝已按设计要求处理完毕，由业主委托有关检测单位采用无损检测手段对几条较大裂缝进行深度检测结果，最大裂缝深度10.5cm，其次在根据裂缝在处理前（化灌）进行开槽结果（开槽宽、深各5cm），开槽后大部分裂缝也基本歼灭。因此上水库这些现的这些裂缝，深度不是很大，一般在10cm以内。

根据对处理后裂缝再次复查结果，已处理裂缝未有发现扩展现象，其他也未有发现新的裂缝。因此上水库副坝裂缝处理满足设计要求，满足上水库蓄水安全运行要求。

通过对混凝土面板表观检查、坝体内廊道漏水量的观测和坝下游漏水情况的观察，截至目前，混凝土面板表面裂缝没有新的发展，坝体内部廊道漏水量很小，坝下游表面基本没有漏水，可以判断上水库副坝面板已处理的裂缝对工程竣工后运行安全没有影响。

4.1.16.3　混凝土裂缝处理技术要求

1.裂缝处理原则及要求

（1）混凝土建筑物的裂缝处理根据《混凝土养护修理规程》（SL 230—98）的规定执行。

（2）上述所有外露混凝土建筑物裂缝，当缝宽小于0.1mm时裂缝不做处理，当缝宽大于0.1mm及有渗水的裂缝均采用先凿槽封缝再化学灌浆法处理。

（3）裂缝处理的化灌浆材，采用LW型水溶性聚氨酯（专用厂家配置，低强高膨胀型）和HW型水溶性聚氨酯（专用厂家配置，高强低膨胀型）混合浆液，配合比为LW∶HW=7∶3。充填法的裂缝处理材料采用弹性环氧砂浆。

（4）裂缝处理的弹性环氧砂浆、环氧胶泥的强度不低于35MPa，环氧的黏度（25℃）一般为6～26Pa·s，弹性环氧砂浆、环氧胶泥的配比必须在满足设计强度的情况下通过试验确定，弹性环氧砂浆、环氧胶泥及环氧基液等修补材料中的主剂（环氧树脂）和其他材料也可采用其他型号，并根据试验调整，修补材料也可采用成品料进行配置，各种修补材料的品质和贮存应符合有关规定，砂应满足混凝土用砂的要求。

2.灌浆法施工主要技术要求

（1）仔细检查裂缝部位，清理缝面的浮尘和污物并冲洗干净，落实缝面的宽度、长度和深度。

（2）注浆前先对缝面凿U形槽，槽宽、深为5～6cm，槽凿好后，用水冲洗干净，在槽内涂刷基液，用弹性环氧砂浆（或环氧胶泥）埋设灌浆管（盒），并用弹性环氧砂浆进行灌浆前的封缝充填。

（3）灌浆嘴布设，沿裂缝部位打灌浆孔，对深层裂缝，可钻斜孔穿过缝面，灌浆孔间距一般为40cm，最大不超过50cm，缝细则小，缝宽则大，孔径12～14mm，孔深12～16cm。

（4）灌浆，待封缝材料有强度后进行化学灌浆，采用压力泵灌注聚氨酯材料，灌浆压力视裂缝开度、吸浆量、工程结构情况而定，一般为0.3～0.6MPa，初选按0.4MPa控制，最大不超过0.6MPa。灌浆顺序一般由下而上，由深到浅，由裂缝一端的钻孔向另一端的钻孔逐孔依次进行，灌浆压力由低向高逐渐上升，灌浆结束标准根据现场实际情况控制，有如下原则：一是单孔吸浆率小于0.05L/min，二是浆液的灌入量已达到了该孔理论灌入量的1.5倍以上时都可结束灌浆，三是当邻孔出现纯浆液后，暂停压浆并结扎管路；将灌浆管移至临孔继续灌浆。

（5）浆液固化后凿除灌浆管，用弹性环氧砂浆进行封闭整个缝面（U形槽），并压实抹光，保证与混凝土表面平整。

3.裂缝开槽充填法修补施工技术要求

（1）沿裂缝凿U形槽，槽宽、深5～6cm，清除槽内松动颗粒，并清洗干净。

（2）充填修补材料之前，槽面应涂刷树脂基液，涂刷树脂基液时使槽面处于干燥状态。

（3）向槽内充填修补材料（弹性环氧砂浆），并压实抹光，保证与原混凝土表面平整。

4.质量检查

（1）裂缝处理完毕14天后，钻检查孔进行压水试验，检查单孔透水率应小于0.3Lu，不合格必须补灌，压水检查的孔口压力为0.5MPa，抽样频率（条数）为10%。

（2）裂缝修补施工宜在5～25℃环境条件下进行，不应在雨雪或大风恶劣气候的露天环境进行，灌浆宜在裂缝开度大时进行。

（3）裂缝修补后干燥养护不小于7天。

4.1.16.4　混凝土表面缺陷处理

混凝土表面缺陷主要为错台、漏浆、麻面、拉筋孔、表面破损等。对于错台采用角磨机打磨成不陡于1∶10的斜坡；对漏浆采用扁铲剔除，对于麻面、表面破损部位凿至密实合格面后用高压水冲洗干净，然后用M30预缩砂浆修补，对于模板拉筋，采用角磨机平混凝土面切除，对于非过流面采用1∶2水泥砂浆封面，过流面采用环氧砂浆封面封面。

4.1.17　副坝溢流坝水力计算

4.1.17.1　泄流型式选择

根据河南省宝泉抽水蓄能电站《可行性研究补充报告》，溢流面采用WES堰面曲线，堰面曲线方程为Y=0.255806X1.85，堰顶上游采用三圆弧曲线与上游垂直坝面连接，曲线后接1∶0.7的直线段，再接半径R=20m的反弧段，后接5m的水平段，高程为770m。根据《混凝土重力坝设计规范》（DL 5108—1999）附录C，经水力学计算，过坝水流水舌抛距为29.67m，即水舌外缘在坝轴线上游约60m处，土石方开挖量大，且排水洞进口在水舌范围之内，距洞脸仅7m多，对排水洞的安全运行及水流条件产生不利影响。

近十年来，台阶式溢流坝在我国得到了较快的发展，台阶式溢流坝由于台阶的存在，使下泄水流在台阶之间形成了绕水平轴旋滚，并与坝面主流发生强烈的掺混作用，使水流紊动加剧，掺气增强，消耗了部分能量，大大减小了下泄水流的能量，改善了坝趾处的水力条件，使过坝水流的消能设施得以简化，从而节省工程投资。

为了增大泄流能力，减小溢流坝段的宽度，减小开挖工程量。溢流面下游采用台阶消能。

4.1.17.2　副坝泄流能力计算

根据《混凝土重力坝设计规范》（DL 5108—1999）附录C开敞式溢流堰公式：

计算水位流量关系见表4.1-70。

表4.1-70　水位流量关系表

由表4.1-69可知，在最高水位时，可以满足泄洪要求，并基本上可满足两台机组耗能抽水情况的泄流流量。

4.1.17.3　台阶消能防冲设计

根据上述，为了增大泄流能力，减小溢流坝段的宽度，减小开挖工程量。溢流面下游采用台阶消能。

副坝台阶消能采用的是环库公路以内库盆集水面积0.25km2的洪水，校核洪水频率0.1%，相应设计流量Q=62.5m3/s，见表4.1-71。台阶消能计算采用校核洪水频率0.1%，相应设计流量Q=62.5m3/s。

表4.1-71　东沟上水库特征水位复核表

根据《水电站设计》（2000年）第16卷第一期文献“台阶式溢流坝的消能试验与计算”，试验模型是以嘉陵江东西关水电站溢流坝型为原形设计，坝高19.5m，溢流坝剖面为标准的WES剖面，曲线后与1∶0.8的直线段相切，直线段部分完全由连续的直角台阶组成，台阶顶与直线重合。对三种不同比尺、光滑溢流面及三种不同台阶高度，在不同单宽流量情况下做了试验，溢流坝的消能率见表4.1-72。

表4.1-72　溢流坝的消能率%

从表4.1-71可以看出，①模型比尺对台阶溢流坝的消能率影响较小；②当台阶高度为定值时，消能率随着单宽流量的增加而减小；③相同流量的坝面消能率（除小流量外）随坝面台阶高度的增加而增加。

宝泉副坝在校核洪水位时的最大单宽流量为1.04m2/s，两台机组耗能抽水时的单宽流量为2.33m2/s，单宽流量介于0.89～3.57m2/s之间，从消能率来看，溢流坝标准段台阶高度选1.0m比较合适，台阶宽度为0.7m，台阶顶角的连线坡比为1∶0.7。台阶的始末端设有过渡段，始端5个台阶的高度依次为0.5m，0.6m，0.7m，0.8m，0.9m，各台阶的宽度为高度的0.7倍。末端设有宽度依次为1.5m，1.5m，2.0m，2.0m，2.0m，高度为0.8m，六个台阶。

由文献“台阶式溢流坝的消能试验与计算”得出的消能率η与糙率n的关系式为

台阶溢流坝的台阶突出高度为

上游坝面的糙率为

经计算n=0.038，副坝台阶式溢流坝的消能率η＞95%，当计算的消能率大于95%时取95%，以安全计，消能率取90%。

当副坝下泄设计流量时，上游水位790.43m，下游水位763.02m，总水头H=790.43-763.02=27.41m，经过台阶消能后，剩余能量为

经计算收缩水深hc=0.21m，跃后水深h=1.39m，坝下台阶消能长度Lj=8.18m。

由上述计算结果来看，经过台阶消能后过坝下泄水流流速已经较小，副坝上游岩石较完整，但为保护副坝与排水洞之间的岩面不被淘刷，保证坝基安全以及水流顺利进入排水洞，在坝下台阶消能段（消力池）采用混凝土板进行防护。

4.1.17.4　副坝消力池设计

1.消力池底板设计

副坝靠东沟侧溢流坝下设消力池，根据副坝溢流坝消能防冲计算结果，经溢流坝台阶消能后进入消力池的能量大部已经消耗，至消力池的流速为7.79m/s（校核工况），已经不是很大了。虽然消力池处基础为基岩，但主要是以紫红色粉砂质页岩为主，薄层理发育，夹有1～3层薄层灰岩，顶部2～3m为灰绿色页岩。岩石遇水软化易崩解。为保护消力池基础，对消力池基础采用钢筋混凝土板防护。

消力池底板厚度应满足抗浮稳定要求，由于底板四周边界的约束作用，一般没有滑动问题，因此仅需对其抗浮要求进行稳定计算。根据《混凝土重力坝设计规范》（SL 319—2005）要求，作用在底板上的上浮力包括渗透压力、脉动压力、底板上凸出体产生的上举力，以及下游消力池水深与水跃段内压力差。抗浮力包括底板的浮重和底板上的水重（不计入底板锚杆的抗浮力作用），其抗浮安全系数基本组合Kf＞1.1，特殊组合Kf＞1.05。

消力池底板厚取0.8m，根据计算消力池底板抗浮安全系数基本组合Kf=1.18＞1.1，特殊组合Kf=1.15＞1.05满足要求。

为保证消力池底板稳定和充分利用消力池基础作为副坝抗力，在消力池底板布设基础锚杆，锚杆入岩深度3.0m，入混凝土长度0.6m，锚杆直径16mm，梅花形布置，间排距1.5m。锚杆只是作为安全储备，不计入消力池底板稳定计算中的抗浮力。

消力池底板为C25W6F200钢筋混凝土，配双层钢筋，上下各为16@200×200钢筋网片。

2.消力池侧墙及边坡支护设计

消力池靠东沟测和1号拦渣坝连接，临库侧和副坝溢流坝段连接，两侧靠副坝左坝肩依山而建，靠右坝肩和自流排水洞进口及两侧山体而建。根据地质情况，消力池基础和两侧边墙地层和副坝基本一样，以1m4（馒头组）1m5（馒头组）、1mz1和1mz2（毛庄组）岩组为主，坝顶以上两岸主要为1mz2和2 x页岩（徐庄组）岩组、局部地段为第四系。消力池两侧边墙馒头组岩石为主，岩体自身稳定，但局部有裂隙和部分第四系覆盖层。消力池基础高程为758.20m，按设计断面开挖后，为保护边坡，在768.50m高程以下采用混凝土墙保护，768.50m高程以上采用喷锚支护。

护墙厚1.0m，为C25W6F200钢筋混凝土，内外侧配钢筋16@200×200，护墙和边坡采用锚杆连接，锚杆直径22mm，长5.0m，入岩4.2m，间排距2.0m，梅花形布置。局部塌孔地段改为直径25mm自进式中空锚杆。

消力池边墙768.5m高程以上整个开挖内边坡采用挂网喷混凝土支护，支护参数为砂浆锚杆（局部钻孔困难为自进式中空锚杆）直径为22mm，间排距2.0m，锚杆长度一般4.0m，钢筋网片6@100×100，喷C20混凝土厚0.1m。

3.消力池构造设计

（1）消力池底板分缝。消力池设永久伸缩纵缝一道，纵缝距消力池起端距离12.0m，每隔13.1m设横缝一道。消力池和副坝连接处为考虑利用消力池增加基础稳定，设置施工缝，并用预埋钢筋连接。消力池和1号拦渣坝之间为对接缝。消力池伸缩缝内填塞沥青杉板。

（2）消力池底板基础锚杆与链接钢筋。为保证消力池底板稳定和充分利用消力池基础作为副坝抗力，在消力池底板布设基础锚杆，锚杆入岩深度3.0m，入混凝土长度0.6m，锚杆直径16mm，梅花形布置，间排距1.5m。

同时在副坝溢流坝与消力池底板基础之间连接钢筋，连接钢筋为Ⅰ级20钢筋，长3.00m，连接钢筋两端各深入溢流坝和消力池混凝土1.50m，间排距1.00m，梅花形布置，距顶面、底面和侧面分别留0.20m厚保护层。

4.消力池基础开挖及处理

由于副坝在开挖河床坝段基础时，发现了一冲沟，冲沟深5～6.0m，局部6.0m多，冲沟底部高程为749.00m，沟宽20.0m，冲沟不仅贯通整个坝基，并且延伸至消力池基础。因副坝出现深槽后，给副坝稳定带来了问题，为保证副坝稳定，根据计算需要利用消力池底板基础作为抗力，为此将消力池范围内冲沟覆盖层全部挖出，并回填C15素混凝土回填到原消力池设计建基面，同时在副坝溢流坝和消力池底板基础之间设连接钢筋，使副坝和消力池连城整体。

5.消力池裂缝及处理

截至目前，副坝溢流坝消力池表面无裂缝。

4.1.18　拦渣坝设计

4.1.18.1　1号拦渣坝设计

1.断面布置设计

1号拦渣坝为浆砌石透水重力坝，位于副坝东沟侧距副坝约90m，1号拦渣坝设在消力池上游（靠东沟），坝高6m，坝顶高程772.00m，坝长54.8m，坝顶宽2.0m，靠东沟侧为1∶0.2，靠下游侧（消力池侧）为台阶型式，台阶高宽比1∶1.0，坝体设有φ200UPVC排水管，间距2.5m。1号拦渣坝为M10浆砌60号块石。

坝轴线坐标为：

坝左S点：X=3928569.545，Y=453205.420；

坝右T点：X=3928553.008，Y=453096.670。

2.稳定计算

（1）荷载及组合和副坝基本一样，不再详述。

（2）计算方法。1号拦渣坝计算水位详见表4.1-73。1号拦渣坝稳定计算方法同副坝稳定计算方法一样。

表4.1-73　1号拦渣坝计算水位表

（3）计算成果。1号拦渣坝（基底高程767.00m）稳定应力计算成果见表4.1-74。

表4.1-74　1号拦渣坝稳定应力计算成果汇总表

3.基础开挖及坝肩处理

1号拦渣坝基础地层和副坝及其消力池差不多，设计应全部挖到基岩，由于坝不是很高，基础可以坐落在强风化基础上。但在和副坝、消力池同位置处基础也出现部分冲沟，开挖时将覆盖层全部挖除，换填和拦渣坝一样的浆砌石结构。

1号拦渣坝两个坝肩设计应与两岸岩石连接，但在开挖中，两个端头覆盖层较厚，且上部覆盖层较高较陡，若坝肩全部挖到基岩，开挖量太大，同时会引起高边坡稳定问题。因此两坝肩未有挖到基岩。为防止上游渗水破坏两坝肩接头，在1号拦渣坝两个坝肩上游靠边坡增设15m长的砌石裹头护坡，裹头外坡比1∶0.75，裹头护坡与坝肩连接。

1号拦渣坝至消力池之间的边坡支护设计同消力池边墙以上支护设计。

4.1.18.2　2号拦渣坝设计

1.断面布置设计

2号拦渣坝为透水式浆砌石重力坝，距副坝上游约310m，主要拦截东沟上游推移质，防止进入副坝前面的消力池和自流排水洞进口，影响自流排水洞正常运行。2号拦渣坝坝高18.0，坝顶高程810.00m，坝长80.0m，坝顶宽度3.0m，上游坝坡1∶0.1，下游为台阶形式，台阶高1.0m，宽0.75m，坝体设有三排0.3m×0.3m排水孔，排水孔排距5.0m，间距2.5m。坝顶设1.0m×2.0m排水缺口，排水缺口间距2.5m，以利拦渣坝坝顶溢流。

坝体为M10浆砌60号块石。基础设有1.0m厚C15混凝土。

坝轴线坐标为：

坝左V点：X=3928797.000，Y=452996.600；

坝右U点：X=3928803.000，Y=453107.000。

2.稳定计算

（1）2号拦渣坝荷载及组合和1号拦渣坝一样，其计算水位见表4.1-75。

表4.1-75　2号拦渣坝计算水位表　单位：m

（2）计算方法。2号拦渣坝稳定计算方法同副坝稳定计算方法一样。

（3）计算成果。2号拦渣坝（基底高程792.00m）稳定应力计算成果见表4.1-76。

表4.1-76　2号拦渣坝稳定应力计算成果表

3.基础开挖及坝肩处理

2号拦渣坝基础地层位于毛庄组地层，设计全部挖到基岩，基岩相对较好为弱风化基岩。

2号拦渣坝两个坝肩设计应与两岸岩石连接，但在开挖中，右坝肩端部为深覆盖层，坡度较高，如果要挖到基岩上开挖量很大。设计右坝肩不再开挖到基岩，上游增加一段（10m长）砌石裹护坝肩，护坡坡比1∶1.0，下游末端设20m长护砌道路保护。

4.1.19　副坝观测资料分析及安全评价

根据蓄水至今的观测资料分析：

（1）副坝表面变形。副坝表面变形有表面沉降、顺河向水平位移、及轴线水平位移。根据观测资料分析。

沉降量：目前（2012年5月19日）副坝表面各测点的沉降量约在6.8～9.9mm之间，最大沉降量9.9mm发生在D1-22测点，与安鉴时（2011年9月）相比最大变幅4.6mm，平均沉降速率0.58mm/月。历史最大沉降量为10.8mm（D1-22）；历史最大上抬量为1.8mm（D1-21）。由于测值较小，测值受观测精度影响跳动较明显。

顺河向：从位移量来看，目前（2012年5月19日）副坝表面各测点顺河向位移量约在5.7～9.9mm之间，向下游位移最大量9.9mm发生在D1-20测点。历史向下游最大位移量为19.5mm，发生在2010年2月21日D1-21测点；历史向上游最大位移量为-3.2mm，发生在2008年9月22日D1-21测点。从2011年9月安全鉴定后至目前位移最大变幅为-1.9mm，变化量较小。

轴线水平位移：从位移量来看，目前（2012年5月19日）副坝表面各测点坝轴向位移量约在-0.9～-4.0mm之间，以向右岸位移为主，目前最大量-4.0mm发生在D1-21测点。历史向左岸最大位移量为6.3mm，发生在2009年1月19日D1-24测点；历史向右岸最大位移量为-8.4m，发生在2010年8月25日D1-21测点。从2011年9月安鉴后至目前位移最大变幅为-7.2mm，观测数据受精度影响存在波动现象。

（2）副坝坝基变形。副坝坝基区域共安装4套四点式多点位移计用于监测副坝坝基深部围岩变形情况。

从基础沉降量来看，目前（2012年5月27日）副坝基础各测点的沉降测值约在-5.91～3.31mm之间，最大沉降量-5.91mm发生在BX1-04的锚固点2，最大上抬量3.31mm发生在BX1-06的锚固点4。历史最大沉降量为-8.04mm，同样发生在BX1-04的锚固点2；历史最大上抬量为3.59mm，同样发生在BX1-06的锚固点4。

从数据及过程线来看，副坝A A剖面基础发生了一定量的压缩变形即沉陷，坝踵、坝趾整体沉降量相差不多，仅坝趾的锚固点2沉降量稍大，但已趋稳。而B B断面坝趾基础发生了一定量的上抬，上抬约4mm以内，分析认为可能是假定不动的锚固点1发生下沉导致，并非其余3个测点的真实变形，且趋势已趋于稳定，可适当关注其变化。

（3）副坝坝体及坝基渗压。在副坝坝体及坝基共埋设了17支渗压计用于监测坝体与坝基的渗透压力。

根据观测资料分析，除坝基P1-16损坏外，其余渗压计目前（2012年5月29日）渗压水头在0～5.35m（P1-15）之间。历史最大渗透水头测值在0～8.56m（P1-14）之间；历史最小渗透水头为0，表明无渗压。从量值上看，坝基渗压P1-07、P1-14、P1-15、P1-17较大，在以后的观测中继续关注。

综合上述，副坝变形、渗压情况正常，观测值均在设计允许之内，坝体是安全的。但下一步还需加强观测，一旦出现异常现象，应及时进行分析，必要时采取暂停蓄水进行检查等措施。