水工建筑物-课程设计

水工建筑物

课程设计

姓名： 班级： 学号：

目录

第一章 基本资料...........................................3

第二章 调洪计算...........................................4

第三章 枢纽布置...........................................4

第四章 水力计算...........................................5

第五章 稳定分析..........................................10

第六章 溢洪道设计........................................10

1 基本资料

（一）概况

南岗土坝枢纽位于南岗河上，距南柳村三公里，控制流域面积517平方公里，流域主要为土石山区，岩石大部分为砂岩页岩及一部分石灰岩，其上覆盖有薄层黄土，水土流失严重。枢纽以上河道长43千米，河道平均纵坡为2‰，枢纽以下流域主要为冲积平原，是重要的粮棉产区。修建该枢纽的主要目的是灌溉、防洪、兼顾养鱼及乡镇企业供水。 （二）基本资料 1. 地形资料

南岗河在坝址以上约3千米处进入一个葫芦形地带，至此河南岗河在该坝址以上河谷收缩，为一建坝的良好地形。

枢纽附近河谷宽约600米，河床最低高程94.0米，右岸坡度较缓，在高程105米处有一宽约60米的台地，左岸坡度较陡。

左岸有一天然冲沟，右岸有一山凹，此两处均可作为溢洪道的比较线路。 2. 地质资料

库区岩石均为砂页岩，左岸覆盖有厚层黄土，河底为细沙及砂卵石。

在枢纽附近，右岸为砂质砂岩，岩石质地坚硬，无断层裂隙，左岸高程102.5米以上为黄土，以下为砂岩。黄土可溶盐含量约0.043%，并含有18%的钙质结核。河库覆盖有细沙及砂卵石，细砂厚约一米，砂卵石最深处5米，下为砂岩。 坝基砂卵石浮容重10.5kN/m3，内摩擦角33.0°，粘结力为0，渗透系数1x10-2cm/s。左岸壤土干容重15.0kN/m3，孔隙比0.818，含水量17%，比重2.75，塑限16.6%，塑性指数13.6，湿容重17.6kN/m3, 饱和容重19.5kN/m3，渗透系数4.5x10-4cm/s，内摩擦角23.3°，粘结力为22kPa。 3. 建筑材料

（1）在坝址附近有足够的壤土可供开采，主要分布在左岸及上游小孤山处。 （2）壤土物理指标：干容重16.0kN/m3，饱和容重19.5kN/m3，比重2.72，塑限18.9%，塑性指数14.0，渗透系数9.76x10-5cm/s，内摩擦角20°，粘结力14kPa。

（3）枢纽附近分布有大量砂质砂岩，除表面风化部分外，内含新鲜基岩质地良好，湿容重26kN/m3，内摩擦角31°。 4 水文水利资料

（1）多年平均年径流量760万m3。

（2）正常蓄水位114.50m，相应下游水位96.0m;

（3）50年一遇设计洪峰流量215m3/s，设计洪水总量160万方。 （4）500年一遇校核洪峰流量320m3/s，校核洪水总量225万方。 （5）死水位107.0m；

（6）水位~库容关系曲线如下表所示。 水位～库容关系曲线表

水位（米） 98 100 102 104 106 108 110 112 114 116 118 120 库容（万m3） 8 28 56 94 140 192 252 320 396 488 596 718

5 气象资料

水库最大吹程2.8km；多年平均最大风速16m/s，多年平均最大冻土层深度0.64m。 6 其他资料

（1）设计灌溉面积4.0万亩，灌区在左岸； （2）坝顶无交通要求；

（3）灌溉引水涵管设计流量2.0m3/s，加大流量2.4m3/s. （4）坝轴线河床最低点高程94.0m.

2.调洪计算

由Δh=h1%+hz+hc确定堰顶高程H=h+Δh

h1确定

不同累计频率下的波高可参照SL 274-2001《碾压土石坝设计规范》有关表格求得，如按式h5%=0.0166 V05/4D1/3算出累计频率为5%的波高，则可根据h1%=1.24h5% h5%=0.0166V05/4D1/3=0.0166ⅹ165/4ⅹ2.81/3≈ 0.748

H23.14114.50ⅹ0.930.8=10.4h12%3.14hz0.确定932L=10.4h1%0.8=10.4h1%=1.24h5%=1.24ⅹ0.7482≈ 0.93m

9.89.8106LcthL=110108ⅹ0.94≈108 9.8mhz=cth≈ 0.277m

h设计=192140ⅹ（160-140）+106≈ 106.8mh校核=252192ⅹ（225-192）+108=109.1m由H=h+Δh及H={H设计，H校核}max 确定H

H设计=h设计+Δh设计=106.8+1.607=108.407m H校核=h校核+Δh校核=110.607m

则由H={H设计，H校核}max得H={108.407，110.607}max =110.607m 则V设计=450.23万m3 V校核=492.335万m3 得 Z设计=115.8m Z校核=116.2m

3 枢纽布置

3.1 工程标准

3.1.1 枢纽等级

根据水库总库容为330万立方米，灌溉农田面积为2万亩，查《水利水电枢纽工程划分及设计标准》知：该枢纽为小（1）型四等工程。

3.2 枢纽布置

3.2.1 总体布置

该坝位于沟后河的上游，坝址以上为高山峡谷区，以下为广阔的共和盆地，该河在坝址下游35公里处注入黄河。坝址处河床高程为3211 米，与两岸山项相对高差达560米。坝轴线位于沟后河峡谷口上游500米处，河谷狭窄，所在河段南北走向，平均河宽60米，坝项高程3280.8米，坝高为69.8米，修筑在河段较窄处，坝轴线短，工程量小。泄洪隧洞修筑在坝址左岸，进口高程充分照顾各方面的要求，确定为3237米，隧洞为圆形有压隧洞，按宣泄校核洪水时泄量设计，洞径为4.3米，自隧洞出口工作闸门前左侧墙上设一管道，管径50厘米，引用流量1立米/秒。其出口又分为灌溉引水管及人畜引水管，由闸门控制，具体布置见枢纽平面布置图。 3.2.3 枢纽组成

本枢纽由大坝和溢洪道组成。

3.3 坝型选择

坝型选择须根据地形、地质条件、筑坝材料、施工条件、气候条件及坝基处理等各种因素进行比较，选定技术上可行、经济上合理的坝型。虑以上三种，而采用碾压式土石坝中的分区坝。该坝区可建黏土心墙坝、均质坝或黏土斜墙坝，具体那一种进一步比较论：心墙坝的防渗体设置在坝体中央，即坝轴线处。这种坝适应变形的条件较好，特别是当两岸坝肩很陡时，是应优先选用的坝型。其特点是：心墙与坝壳比较具有明显的较高压缩性，因此沿着心墙边界接触面出现的剪应力会使心墙有效垂直应力大幅度下降，即产生所谓拱效应。均质坝坝体的绝大部分是由大体上均一的土料或相对均一的弱透水性材料组成，坝体的整个断面起防渗和稳定作用。这种坝由于土料的渗透系数小，因此施工期坝体内要产生孔隙压力，加上其抗剪强度较小，所以这种坝型大多数为中低坝。均质坝有以下优点：

3.4 剖面基本尺寸的拟定

土石坝剖面的基本尺寸包括：坝顶高程、坝顶宽度、上下游坝坡、防渗体与排水体的型式与尺寸等。设计时，一般根据坝高、坝型、坝基筑坝材料等情况，参考已建工程初步拟定，通过渗流和稳定分析进行检验，最终确定安全经济的剖面。

图2-1坝顶超高计算图

3.4.1正常情况下的坝顶超高（Y正常）

Y正常=R+e+A

KV2Decos

2gH

(1)R-----波浪爬高,m。按蒲田试验站统计分析公式计算,先计算平均爬高

R，平均爬高按按下式计算：

KK

R=WhL

m2

V2gD

h=0.00182

gV T

0.45

式中：K -----------与坝坡的糙率和渗透性有关的系数，本设计采用砌石护面，查教材《水工建筑物》表5—1得：K=0.75～0.80,取K=0.78;

H------沿水库吹程方向的平均水域深度，初拟时，可近似取坝前水深，m；H=3278.0-3211.0=67.0m；

KW----经验系数,由风速V=37.875m/s,坝前水深H=67.0m及及重力加速度g=9.81m/s2组成的无维量

KW=1.02

VgH

=1.477,查教材《水工建筑物》表5--2得

V-----风速，正常运用条件下的Ⅲ级坝采用V=1.5V多 =1.5×25.25=37.875m/s

K-----折减系数,取风向与坝轴线垂直的夹角为0，查教材《水工建筑物》表

5-4可知：K=1

m----坝坡系数，mctg,为坝坡倾角，初拟时取m=3.0; D-----水库吹程，m；由本设计资料查得D=820m；

37.87529.81820

h----平均坡高，h=0.0018×

9.8137.8752

0.45

0.5718

T-------波浪平均周期；T4.0h4.00.57183.025

L---平均波长,假设LgT1.562T21.5623.025214.293m，故为深水波；

2

R----平均爬高: R=

2

0.781.0213.0

2

0.571814.2930.7193m

波浪设计爬高R按建筑物的级别确定,对于Ⅰ、Ⅱ、Ⅲ土石坝取保证率P=1%的波浪爬高值R1%，该土石坝等级属于Ⅲ级，故P=1%。根据h=0.5718,H=67m得

h/H=0.5718/67=0.00853查教材《水工建筑物》表5-3得R/R=2.23

则:R=2.23×R=2.23×0.7193=1.604 (2)e------风壅水面超出库水位的高度,m；

KV2Decos

2gHK-----平均摩阻系数,K3.6106； β-----风向与坝轴垂线的夹角，（º）；

H----平均水深,坝前水深为67m,

3.610637.8752820

13.22103m e＝

29.8167

(3)A---安全加高,根据坝的等级和运用情况查教材《水工建筑物》表1-11则：A=0.5m，则正常运用情况下坝顶超高为: Y正常=R+e+A=1.604+3.22×103+0.5=2.107m

3.4.2非常运用条件下的坝顶超高（Y非常） (1)R――波浪爬高，按蒲田试验站公式计算： V=V多＝25.25m/s

25.2529.81820

h=0.0018×

9.8125.252

2

0.45

＝0.3661m

T4.0h2.42 L1.56T9.137 9 =

0.781.0213.0

2

.36619.1379=0.46

按P＝1%，

hR0.3661

＝＝0.0055，＝2.23 H67R

则：R＝2.23R＝2.23×0.46=1.0258m

（2）e------风壅水面超出库水位的高度,m; 3.610625.252820

1.432103m e＝

29.8167 （3）A――安全超高，查表得A＝0.5m

则：非常运用情况下坝顶超高为：

Y非常＝R+e+A＝1.0258+1.432103+0.5＝1.527m

3.4.3地震情况下坝顶超高（地震安全加高）Y：

Y＝地震涌浪加高（h）+地震附加沉陷值（s）+安全加高（A）（4-1-2） h――地震涌浪加高，一般为0.5～1.5m,取为1.0m

s――地震附加沉陷值，因本区属6度地震区,则取为坝高的1%，则为0.67m A――安全加高，查表取为0.5m 则：Y＝1.0+0.67+0.5＝2.17m 3.4.4坝顶高程的确定及坝高的确定

由于校核洪水位，设计洪水位与正常洪水位三者均相同，即为3278m，Y求得后，坝顶高程应分别按以下三种情况计算，并取最大值：

3278Y正常



坝顶高程＝max3278Y非常＝3280.307m

3278Y地震坝体施工沉陷超高，本设计取坝高的0.4％，即67×0.4％=0.268m

考虑到上游坝段设置1.2m高的防浪墙，用防浪墙顶部高程代替坝顶高程，则坝高为：3280.307+1.2-3211+0.268＝70.775m，考虑到防渗体与坝面间的厚度应大于最大冻土厚度，则取坝高为71m。则坝顶高程＝3211+71＝3282m

3.5坝顶宽度

《碾压式土石坝设计规范》SDJ218－84规定，如无特殊要求时，高坝最高

宽度为10～15m，中、低坝为5～10m，此坝属中坝且无特殊要求，则确定坝顶宽度为8m。

3. 6坝坡及平台（马道）

3.6.1坝坡

参考已建工程，初拟上游坝坡由下而下为：1∶3.0、1∶3.5、1∶4；下游坝坡由上而下为：1∶2.5、1∶3.0、1∶3.5。从下往上依次隔30m，27m变坡。在上游与下游变坡处设平台，宽2.0m，以拦截并排除雨水，防止严重冲刷坝面，并兼做交通、检修、观测之用，也有利于坝坡稳定，下游平台设集水沟。

图2-2坝坡

3.7防渗体

本设计防渗体初步确定采用土质防渗体，即黏土心墙防渗体。心墙顶高程应高出设计洪水位0.3～0.6m且不低于校核洪水位，此取心墙顶高程高于设计洪水位0.5。顶部不小于3.0,此取顶部=4.0m，心墙坡比取1：0.2，则底宽为31m，心墙顶部和上游设置砂砾保护层，其厚度（3282-3211-1.2-67.5）＝2.3m，大于多年平均最大冻土厚度1.33m。心墙上下游均设过滤层，过滤层为0.4m厚的粗砂。

图2-3 心墙示意图

3.8排水设备

本设计采用贴破排水，它是在下游坝脚附近的坝面上直接铺设一、二层碓石。排水体顶部应高出坝体浸润线逸出点，超出的高度必须使坝体浸润线在该地区冻结深度以下，且Ⅰ、Ⅱ级坝不小于2.0m，Ⅲ、Ⅳ、Ⅴ级坝不小于1.5m。排水体总厚度也应大于当地冰冻深度。排水体底脚处必须设置排水沟或排水体，其深度应满足结冰后，沟体下部仍有足够的过水断面。 如下图： 贴坡排水

3.9地基处理

图2-4贴坡排水示意图

此坝基为砂砾石地基，对砂砾石地基处理主要是保证地基渗流稳定，控制渗

流量。本设计初步采用黏土截水槽，与黏土心墙连成整体，其上部厚度与心墙底部厚度相同为31m,下部宽度取为11m槽底开挖齿墙，以加强截水槽与基岩的连接，截水槽开挖边坡为1∶1。

4、水力计算

4.1 渗流计算

渗流计算时，水库运行中出现的不利条件，即基本工况如下： (1)上游校核洪水位3278.0m，下游相应水位3214.85m (2)水位降落时的渗流计算。

本设计仅对第(1)种工况做渗流计算。

4.1.1上游校核洪水位3278.0m下游相应水位3214.85m的渗流计算

4.1.1.1 分段情况

根据坝轴线地质剖面图的地形，地质情况，沿坝轴线分三段进行计算，中间段为河床平均宽60m的范围，在其中选取1-1段面进行渗流计算；左段的地形，地质情况资料已给出，则在此选取断面2-2进行渗流计算，取左段长为100m；同法在右岸选取断面3-3，进行渗流计算，取右段长为70.4m。 3.1.1.2 1－1断面的渗流计算

1>计算简图如图所示：

图3-1 1-1截面带截水槽的心墙坝渗透计算

qK

12

(1)2(hT)2

2

HhKTqK2(L

L0.44TmH)

2

2

2

2

2

T

2

由

q

q

1

2

联立得：

1

2

2

h



2

1

2



1





K

Lm2H2

0(2



1

T

L0.44

)T

22



3

0

1



KH(H2T)

LmH

2

2

2KTH

L0.44T

T

2

经计算

=18m，L=216m，

1m23(2.533.5)3

11075.791026

118002160033852.8310 11075.791023

2(18002160.44)14003.7510

110767005.79102385225.791021400385

）3.2331800670021400216003385216000.441400

得h=3.77m 则单宽流量 q：

1

q10.2106m3 /(s·m) 4.1.1.3 2-2断面的渗流计算

1>计算简图如图所示。

图3-2 2-2截面的心墙坝渗透计算

上游水位3278.0m，下游无水，坝底高程3250.0m，无排水设备。



415.4

9.7m 2

L142.518324



2

90.15

q

1

110

9

282h2

25.7

h2

q25.7910290.15

4

由qq得

1

2

h=0.126m

代入得：q20.05106m3 /(s·m)

q0.051064

h0k(m20.5)5.79104(30.5)3.0210

y

2q2

xh00.02102x0.00106 L从0到90.15取值 x

表

根据以上数据描点画出浸润线。

4.1.1.4 3-3断面的渗流计算 1>计算简图如图所示

上游水位3278m，下游无水位，坝底高程位3270m，无排水设备。

图3-3 3-3截面心墙坝渗透计算



47.4

5.7m 2

L=122.54

9



2

=31.15

82h2

q111025.7

h2

q25.7910231.15

4

由qq得

1

2

h=0.025m

代入得：q0.006106m3 /(s·m)

3

q0.0061064(0.5)(2.50.5)0.3110 h0km24

5.7910

y

2q2

xh00.21104x0.01108 L从0到31.15取值 x表

根据以上数据描点画出浸润线。

4.2总渗流量计算

已知单宽流量分别为：q10.2106m3 /(s·m)、q20.05106m3 /(s·m)

q30.006106m3 /(s·m) L160m,L2100m,L370.4m 则渗流量为：

Q

1

q1L1q1q2L2q2q3L32

1

0.210660(0.20.05)106100(0.050.006)10670.4 2

20.39106m3/s



则一天的总渗流量为 ：20.391062436001.76m3

4.3校核

1>.渗漏量：大坝在校核洪水位的库容为470.76万m3。而每日渗漏量仅1.76m3，故满足防渗要求。

2>.渗透稳定：对于非粘性土，渗透破坏形式的判别可参考下式： η

允许坡降可参考采用下列数字：10

H

渗流逸出点的实际坡降为：Ｊ=

L已知：ΔH=h-H2=0.0505m，ΔL可近似取为计算长度L=160.08m 则：Ｊ=3.316×10-4 又：η=要求。

d6030

=37.5>20则为管涌。Ｊ=3.316×10-4

d100.8

5、大坝稳定分析

5.1稳定分析的目的

对土石坝进行稳定分析的目的，是通过计算坝体剖面的稳定安全度来确定坝的经济剖面。

5.2荷载

作用在土石坝上的荷载主要有以下几种： 5.2.1土体自重

坝体浸润线以上的部分按湿容重计，浸润线以下于坝体外水位之间的部分按饱和容重计，坝体水位以下部分按浮容重计。 5.2.2渗流力

可由流网法求得，本设计不计渗流力。 5.2.3孔隙压力

对于粘性坝坡，由于孔隙中的水或空气不易排出，当孔隙为水或气饷且受压时，上部传来的荷载将有孔隙水，气和土粒骨架共同承担，土粒骨架承担的应力万亩有效应力σ，孔隙水、气承担的应力称孔隙压力μ，二者之和为总应力σ，孔隙力是一种张力，各向相等，其数值与土料性质，填土含水量，受荷载与排水条件，运用工况有关，并随时间而变化，随荷载增加而变大，又随孔隙水的排出而流散，精确计算较复杂，目前多为近似计算，由于本设计坝壳材料多为砂砾料，

属于无粘性土，故不计孔隙压力。 5.2.4地震力

本工程所在地区基本烈度为6度，根据我国《水工建筑物抗震规范》(SDJ10-78)设计烈度在6度以下时，除对重要工程采取适当的抗震结构和工程措施外：可不作抗震设计。本水库为小(1)型四等工程，主要建筑物为三级则可忽略地震力。

5.3稳定分析方法

对于无粘性土坝坡的上下游坝壳及斜墙连同上游保护层一起滑动时的稳定计算，宜采用直线法或折线法。

本设计为无粘性土坝壳材料，故采用折线法对土石坝进行稳定分析计算。

5.4计算工况

(1)上游水位大约在坝底以上1/3坝高处的上游坝坡； (2)水库水位降落期的上游坝坡；

(3)上游水位为校核洪水位，下游为相应水位的下游坝坡。

5.5稳定计算

5.5.1上游水位大约在坝底以上1/3坝高处的上游坝坡

①上游水位为3278.0m，下游水位为3214.85m （折线法）

图4-1 无黏土土坝稳定计算图

ADE单宽重量，W1W2分别为BCDE、



1

2

分别为两快土料内摩擦角，分别取36

和34 已知

122

(1)假设



191

W

1

SBCDE1

1

W

2

SEFD1SAFD1

1

2

AG m

AG117.37

117.37EG33.53m

3.5

EDEGDG33.53258.53m CH=69.8-25=44.8m CI=44.8-8.53=36.27m

EK=36.27×m=36.27×3.5=126.9m EG

DH

CH

tanED



1

44.8

tan19

130.23m

DJ=EK

BC=JH=DH-DJ=130.23-126.9=3.33m

EN

tan24.8m

1

S

BCDE

SEDNSBCNE0.5ENED0.5(BCEN)CI

0.524.88.530.5(3.3324.8)36.27615.91

W

S

1

615.9111811086037

FD=AG-25m=117.37-25×3.5=29.87m

EDF

0.5FDED0.529.878.53127.4m

2

2

SAFD0.5FDDG0.529.8725373.38m

W

2

127.4118373.381(219.8)6475.06

由下列两式

11

psin(12)tg2kw2cos2k1

pw1sin1w1cos1tg0

1k

tgwsin

2

2

2

pcos(12)0

联立得：

k=2.398

(2)假设

01

18.7 同理得：W11139.92 W26475.06 K=2.423 (3)假设

1

18.50 同理得：W112563.2 W26475.06 K=2.481

②当水位为3235m时 同理可得：（1）

029 1

260

W116567.35 W220799.97 K=2.503 (2)

290

125.50

W

1

17423.53 W220799.97K=2.687

(3)



00

29 1

25 W

1

17913.96 W220799.97K=2.635

③当水位为3234.2m时

同理可得：（1）

210.60 1

20.50 W

1

15039.59 W210260.62K=2.40

(2)

210.60 1

20.80 W

1

14219.08 W210260.62K=2.387

(3)

2

10.60 0121 W

1

136780.2 W210260.62

K=2.295

经分析计算得：在此工况下，当

00

时，kmin2.295 2110.612

5.6综合分析

由上述计算成果知：该坝在正常条件下最小稳定安全系数为2.295,大于规定

的数值1.20；在非常动用条件下的最小稳定安全系数为2.12，大于规范规定的1.10，因此所拟定的土坝断面尺寸是合理的，满足稳定要求。

6、溢洪道设计

1、溢洪道平面布置图及纵剖面图

平面布置图

纵剖面图

2、进水渠

进水渠是将水流平顺引至溢流堰前。采用梯形断面，底坡为平坡，边坡采用1：1.5。为提高泄洪能力，渠内流速υ

进水渠断面拟定尺寸，具体计算见表1。 表1

进水渠与控制堰之间设20米渐变段，采用圆弧连接，半径R=20m，引渠长L=150米。

2、控制段

其作用是控制泄流能力。本工程是以灌溉为主的小型工程，采用无闸控制，溢洪道轴线处地形较好，岩石坚硬，堰型选用无坎宽顶堰，断面为矩形。顶部高程与正常蓄水位齐平，为360.52m。堰厚δ拟为30米（2.5H

23、泄槽

泄槽是渲泄过堰洪水的，槽底布置在基岩上，断面必须为挖方，且要工程量最小，坡度不宜太陡。为适应地形、地质条件，泄槽分收缩段、泄槽一段和泄槽二段布置。

据已建工程拟收缩段收缩角θ=12°，首端底宽与控制堰同宽，b1=65m,末端底宽b2拟为40m，断面取为矩形，则渐变段长L1为60m，底坡i

1

。 50

b1b2

58.81m，取整则L1

2tg

泄槽一段上接收缩段，下接泄槽二段，拟断面为矩形，宽b=40m，长L2为540m，底坡i

1

。 200

18

泄槽二段断面为宽40m的矩形，长L3为80m，底坡i。

4、出口消能

溢洪道出口段为冲沟，岩石比较坚硬，离大坝较远，采用挑流消能，水流冲刷不会危及大坝安全。

5、尾水渠

其作用是将消能后的水流，较平稳地泄入原河道。

为了防止小流量产生贴流，淘刷鼻坎，鼻坎下游设置长L=10m护坦。

1、溢流堰泄流能力校核：当引渠很长时，水头损失不容忽视。 （1）基本公式如下：

hj

2

2g

； hf

2

c2r



2n2l

4

R3

A11

； R； CR6。

xn

式中，hj——局部水头损失，米； hf——沿程水头损失，米； ——局部水头损失系数； ——引渠流速，m/s；

g——重力加速度（m/s2）; L——引渠长度，米；

——动能系数，一般为1.0； C——谢才系数；

R——水力半径，米； A——过水断面面积，米2； x——湿周，米； n——引渠糙率；

QSm'b2gH02； 2

H0H

2g

3

m——无坎宽顶坎的流量系数；

式中，S——淹没系数，取1.0；

b ——堰宽，m； H0——包括行近流速水头的坎

上水头，m；

Q——流量，m3/s。

①求堰前水深和堰前引水渠流速

采用试算法，联立公式hH0

22g,H0(

Q

Sm'b2g

)3可求得，具体计算见表1。

2

②求引渠总水头损失h。

hhjhf

， hj

2

2g

， hf

2n2L

4

；

R3

式中0.1(渠道匀缓进口，局部水头损失系数采用0.1）。 具体计算成果见表2。

③作出库水位~流量关系。 库水位=堰顶高程+堰上水头+水头损失，具体计算见表3。

2、溢洪道水面曲线计算 （1）基本公式如下：

hk3q2/g；q

1QgxA1

；ik2K；RKK；AKbhk；CKRK6

XKnCKBKb

式中 hk——临界水深，m； b——泄槽首端宽度，m；

Q——槽内泄量，m3/s； g——重力加速度，m/s2; q——单宽流量，m3/s.m;

ik——临界坡降； BK——相应临界水深的水面宽，

m；

AK,XK,RK,CK——临界水深时对应的过水断面积（m2）、湿周（m）、水

2

力半径（m）、谢才系数。

E1+iL=E2+hf; E1

2

1

2g

h1, E2

22

2g

h2；

式中 E1——1-1断面的比能，m；

E2——2-2断面的比能，m；

h1，h2——1-1及2-2断面水深，m；

1，2 ——1-1及2-2断面平均流速，m/s；

hf——沿程水头损失，m；

iL——1-1及2-2断面的底部高程差，m； L——断面间长度，m； n——泄槽糙率；

——两断面间平均流速，m/s；

R

——两断面间平均水力半径，m。

（2）渐变段水面线计算 ①临界水深hk及临界底坡ik

渐变段首端宽b1=65米，尾端宽b=40米，断面为矩形。具体计算见表4

渐变段i1ik，故属陡坡急流， 槽内形成bⅡ型降水曲线。属明渠非均匀

50

流计算。

②渐变段水面线计算

首端断面水深为临界水深hk，具体计算见表5。

设

校(3) 泄槽一段水面线计算

汇槽一段断面为矩形，宽40m，长540m，i①临界水深hk和临界坡降ik 具体计算见表6。 i

1 200

1

ik，故泄槽一段属急流，按陡槽计算。 200

②泄槽一段末端水深（正常水深h

0）——采用试算法。 具体计算见表7

经试算，设计水位时，h0=2.03米 ; 校核水位时，h0=2.6米。 ③泄槽一段水面线计算

采用分段求和法，按水深进行分段，具体计算见表8。 (4)泄槽二段水面线计算

泄槽二段断面为矩形，宽40m，长80m，底坡i1

8

水工建筑物

课程设计

姓名： 班级： 学号：

目录

第一章 基本资料...........................................3

第二章 调洪计算...........................................4

第三章 枢纽布置...........................................4

第四章 水力计算...........................................5

第五章 稳定分析..........................................10

第六章 溢洪道设计........................................10

1 基本资料

（一）概况

南岗土坝枢纽位于南岗河上，距南柳村三公里，控制流域面积517平方公里，流域主要为土石山区，岩石大部分为砂岩页岩及一部分石灰岩，其上覆盖有薄层黄土，水土流失严重。枢纽以上河道长43千米，河道平均纵坡为2‰，枢纽以下流域主要为冲积平原，是重要的粮棉产区。修建该枢纽的主要目的是灌溉、防洪、兼顾养鱼及乡镇企业供水。 （二）基本资料 1. 地形资料

南岗河在坝址以上约3千米处进入一个葫芦形地带，至此河南岗河在该坝址以上河谷收缩，为一建坝的良好地形。

枢纽附近河谷宽约600米，河床最低高程94.0米，右岸坡度较缓，在高程105米处有一宽约60米的台地，左岸坡度较陡。

左岸有一天然冲沟，右岸有一山凹，此两处均可作为溢洪道的比较线路。 2. 地质资料

库区岩石均为砂页岩，左岸覆盖有厚层黄土，河底为细沙及砂卵石。

在枢纽附近，右岸为砂质砂岩，岩石质地坚硬，无断层裂隙，左岸高程102.5米以上为黄土，以下为砂岩。黄土可溶盐含量约0.043%，并含有18%的钙质结核。河库覆盖有细沙及砂卵石，细砂厚约一米，砂卵石最深处5米，下为砂岩。 坝基砂卵石浮容重10.5kN/m3，内摩擦角33.0°，粘结力为0，渗透系数1x10-2cm/s。左岸壤土干容重15.0kN/m3，孔隙比0.818，含水量17%，比重2.75，塑限16.6%，塑性指数13.6，湿容重17.6kN/m3, 饱和容重19.5kN/m3，渗透系数4.5x10-4cm/s，内摩擦角23.3°，粘结力为22kPa。 3. 建筑材料

（1）在坝址附近有足够的壤土可供开采，主要分布在左岸及上游小孤山处。 （2）壤土物理指标：干容重16.0kN/m3，饱和容重19.5kN/m3，比重2.72，塑限18.9%，塑性指数14.0，渗透系数9.76x10-5cm/s，内摩擦角20°，粘结力14kPa。

（3）枢纽附近分布有大量砂质砂岩，除表面风化部分外，内含新鲜基岩质地良好，湿容重26kN/m3，内摩擦角31°。 4 水文水利资料

（1）多年平均年径流量760万m3。

（2）正常蓄水位114.50m，相应下游水位96.0m;

（3）50年一遇设计洪峰流量215m3/s，设计洪水总量160万方。 （4）500年一遇校核洪峰流量320m3/s，校核洪水总量225万方。 （5）死水位107.0m；

（6）水位~库容关系曲线如下表所示。 水位～库容关系曲线表

水位（米） 98 100 102 104 106 108 110 112 114 116 118 120 库容（万m3） 8 28 56 94 140 192 252 320 396 488 596 718

5 气象资料

水库最大吹程2.8km；多年平均最大风速16m/s，多年平均最大冻土层深度0.64m。 6 其他资料

（1）设计灌溉面积4.0万亩，灌区在左岸； （2）坝顶无交通要求；

（3）灌溉引水涵管设计流量2.0m3/s，加大流量2.4m3/s. （4）坝轴线河床最低点高程94.0m.

2.调洪计算

由Δh=h1%+hz+hc确定堰顶高程H=h+Δh

h1确定

不同累计频率下的波高可参照SL 274-2001《碾压土石坝设计规范》有关表格求得，如按式h5%=0.0166 V05/4D1/3算出累计频率为5%的波高，则可根据h1%=1.24h5% h5%=0.0166V05/4D1/3=0.0166ⅹ165/4ⅹ2.81/3≈ 0.748

H23.14114.50ⅹ0.930.8=10.4h12%3.14hz0.确定932L=10.4h1%0.8=10.4h1%=1.24h5%=1.24ⅹ0.7482≈ 0.93m

9.89.8106LcthL=110108ⅹ0.94≈108 9.8mhz=cth≈ 0.277m

h设计=192140ⅹ（160-140）+106≈ 106.8mh校核=252192ⅹ（225-192）+108=109.1m由H=h+Δh及H={H设计，H校核}max 确定H

H设计=h设计+Δh设计=106.8+1.607=108.407m H校核=h校核+Δh校核=110.607m

则由H={H设计，H校核}max得H={108.407，110.607}max =110.607m 则V设计=450.23万m3 V校核=492.335万m3 得 Z设计=115.8m Z校核=116.2m

3 枢纽布置

3.1 工程标准

3.1.1 枢纽等级

根据水库总库容为330万立方米，灌溉农田面积为2万亩，查《水利水电枢纽工程划分及设计标准》知：该枢纽为小（1）型四等工程。

3.2 枢纽布置

3.2.1 总体布置

该坝位于沟后河的上游，坝址以上为高山峡谷区，以下为广阔的共和盆地，该河在坝址下游35公里处注入黄河。坝址处河床高程为3211 米，与两岸山项相对高差达560米。坝轴线位于沟后河峡谷口上游500米处，河谷狭窄，所在河段南北走向，平均河宽60米，坝项高程3280.8米，坝高为69.8米，修筑在河段较窄处，坝轴线短，工程量小。泄洪隧洞修筑在坝址左岸，进口高程充分照顾各方面的要求，确定为3237米，隧洞为圆形有压隧洞，按宣泄校核洪水时泄量设计，洞径为4.3米，自隧洞出口工作闸门前左侧墙上设一管道，管径50厘米，引用流量1立米/秒。其出口又分为灌溉引水管及人畜引水管，由闸门控制，具体布置见枢纽平面布置图。 3.2.3 枢纽组成

本枢纽由大坝和溢洪道组成。

3.3 坝型选择

坝型选择须根据地形、地质条件、筑坝材料、施工条件、气候条件及坝基处理等各种因素进行比较，选定技术上可行、经济上合理的坝型。虑以上三种，而采用碾压式土石坝中的分区坝。该坝区可建黏土心墙坝、均质坝或黏土斜墙坝，具体那一种进一步比较论：心墙坝的防渗体设置在坝体中央，即坝轴线处。这种坝适应变形的条件较好，特别是当两岸坝肩很陡时，是应优先选用的坝型。其特点是：心墙与坝壳比较具有明显的较高压缩性，因此沿着心墙边界接触面出现的剪应力会使心墙有效垂直应力大幅度下降，即产生所谓拱效应。均质坝坝体的绝大部分是由大体上均一的土料或相对均一的弱透水性材料组成，坝体的整个断面起防渗和稳定作用。这种坝由于土料的渗透系数小，因此施工期坝体内要产生孔隙压力，加上其抗剪强度较小，所以这种坝型大多数为中低坝。均质坝有以下优点：

3.4 剖面基本尺寸的拟定

土石坝剖面的基本尺寸包括：坝顶高程、坝顶宽度、上下游坝坡、防渗体与排水体的型式与尺寸等。设计时，一般根据坝高、坝型、坝基筑坝材料等情况，参考已建工程初步拟定，通过渗流和稳定分析进行检验，最终确定安全经济的剖面。

图2-1坝顶超高计算图

3.4.1正常情况下的坝顶超高（Y正常）

Y正常=R+e+A

KV2Decos

2gH

(1)R-----波浪爬高,m。按蒲田试验站统计分析公式计算,先计算平均爬高

R，平均爬高按按下式计算：

KK

R=WhL

m2

V2gD

h=0.00182

gV T

0.45

式中：K -----------与坝坡的糙率和渗透性有关的系数，本设计采用砌石护面，查教材《水工建筑物》表5—1得：K=0.75～0.80,取K=0.78;

H------沿水库吹程方向的平均水域深度，初拟时，可近似取坝前水深，m；H=3278.0-3211.0=67.0m；

KW----经验系数,由风速V=37.875m/s,坝前水深H=67.0m及及重力加速度g=9.81m/s2组成的无维量

KW=1.02

VgH

=1.477,查教材《水工建筑物》表5--2得

V-----风速，正常运用条件下的Ⅲ级坝采用V=1.5V多 =1.5×25.25=37.875m/s

K-----折减系数,取风向与坝轴线垂直的夹角为0，查教材《水工建筑物》表

5-4可知：K=1

m----坝坡系数，mctg,为坝坡倾角，初拟时取m=3.0; D-----水库吹程，m；由本设计资料查得D=820m；

37.87529.81820

h----平均坡高，h=0.0018×

9.8137.8752

0.45

0.5718

T-------波浪平均周期；T4.0h4.00.57183.025

L---平均波长,假设LgT1.562T21.5623.025214.293m，故为深水波；

2

R----平均爬高: R=

2

0.781.0213.0

2

0.571814.2930.7193m

波浪设计爬高R按建筑物的级别确定,对于Ⅰ、Ⅱ、Ⅲ土石坝取保证率P=1%的波浪爬高值R1%，该土石坝等级属于Ⅲ级，故P=1%。根据h=0.5718,H=67m得

h/H=0.5718/67=0.00853查教材《水工建筑物》表5-3得R/R=2.23

则:R=2.23×R=2.23×0.7193=1.604 (2)e------风壅水面超出库水位的高度,m；

KV2Decos

2gHK-----平均摩阻系数,K3.6106； β-----风向与坝轴垂线的夹角，（º）；

H----平均水深,坝前水深为67m,

3.610637.8752820

13.22103m e＝

29.8167

(3)A---安全加高,根据坝的等级和运用情况查教材《水工建筑物》表1-11则：A=0.5m，则正常运用情况下坝顶超高为: Y正常=R+e+A=1.604+3.22×103+0.5=2.107m

3.4.2非常运用条件下的坝顶超高（Y非常） (1)R――波浪爬高，按蒲田试验站公式计算： V=V多＝25.25m/s

25.2529.81820

h=0.0018×

9.8125.252

2

0.45

＝0.3661m

T4.0h2.42 L1.56T9.137 9 =

0.781.0213.0

2

.36619.1379=0.46

按P＝1%，

hR0.3661

＝＝0.0055，＝2.23 H67R

则：R＝2.23R＝2.23×0.46=1.0258m

（2）e------风壅水面超出库水位的高度,m; 3.610625.252820

1.432103m e＝

29.8167 （3）A――安全超高，查表得A＝0.5m

则：非常运用情况下坝顶超高为：

Y非常＝R+e+A＝1.0258+1.432103+0.5＝1.527m

3.4.3地震情况下坝顶超高（地震安全加高）Y：

Y＝地震涌浪加高（h）+地震附加沉陷值（s）+安全加高（A）（4-1-2） h――地震涌浪加高，一般为0.5～1.5m,取为1.0m

s――地震附加沉陷值，因本区属6度地震区,则取为坝高的1%，则为0.67m A――安全加高，查表取为0.5m 则：Y＝1.0+0.67+0.5＝2.17m 3.4.4坝顶高程的确定及坝高的确定

由于校核洪水位，设计洪水位与正常洪水位三者均相同，即为3278m，Y求得后，坝顶高程应分别按以下三种情况计算，并取最大值：

3278Y正常



坝顶高程＝max3278Y非常＝3280.307m

3278Y地震坝体施工沉陷超高，本设计取坝高的0.4％，即67×0.4％=0.268m

考虑到上游坝段设置1.2m高的防浪墙，用防浪墙顶部高程代替坝顶高程，则坝高为：3280.307+1.2-3211+0.268＝70.775m，考虑到防渗体与坝面间的厚度应大于最大冻土厚度，则取坝高为71m。则坝顶高程＝3211+71＝3282m

3.5坝顶宽度

《碾压式土石坝设计规范》SDJ218－84规定，如无特殊要求时，高坝最高

宽度为10～15m，中、低坝为5～10m，此坝属中坝且无特殊要求，则确定坝顶宽度为8m。

3. 6坝坡及平台（马道）

3.6.1坝坡

参考已建工程，初拟上游坝坡由下而下为：1∶3.0、1∶3.5、1∶4；下游坝坡由上而下为：1∶2.5、1∶3.0、1∶3.5。从下往上依次隔30m，27m变坡。在上游与下游变坡处设平台，宽2.0m，以拦截并排除雨水，防止严重冲刷坝面，并兼做交通、检修、观测之用，也有利于坝坡稳定，下游平台设集水沟。

图2-2坝坡

3.7防渗体

本设计防渗体初步确定采用土质防渗体，即黏土心墙防渗体。心墙顶高程应高出设计洪水位0.3～0.6m且不低于校核洪水位，此取心墙顶高程高于设计洪水位0.5。顶部不小于3.0,此取顶部=4.0m，心墙坡比取1：0.2，则底宽为31m，心墙顶部和上游设置砂砾保护层，其厚度（3282-3211-1.2-67.5）＝2.3m，大于多年平均最大冻土厚度1.33m。心墙上下游均设过滤层，过滤层为0.4m厚的粗砂。

图2-3 心墙示意图

3.8排水设备

本设计采用贴破排水，它是在下游坝脚附近的坝面上直接铺设一、二层碓石。排水体顶部应高出坝体浸润线逸出点，超出的高度必须使坝体浸润线在该地区冻结深度以下，且Ⅰ、Ⅱ级坝不小于2.0m，Ⅲ、Ⅳ、Ⅴ级坝不小于1.5m。排水体总厚度也应大于当地冰冻深度。排水体底脚处必须设置排水沟或排水体，其深度应满足结冰后，沟体下部仍有足够的过水断面。 如下图： 贴坡排水

3.9地基处理

图2-4贴坡排水示意图

此坝基为砂砾石地基，对砂砾石地基处理主要是保证地基渗流稳定，控制渗

流量。本设计初步采用黏土截水槽，与黏土心墙连成整体，其上部厚度与心墙底部厚度相同为31m,下部宽度取为11m槽底开挖齿墙，以加强截水槽与基岩的连接，截水槽开挖边坡为1∶1。

4、水力计算

4.1 渗流计算

渗流计算时，水库运行中出现的不利条件，即基本工况如下： (1)上游校核洪水位3278.0m，下游相应水位3214.85m (2)水位降落时的渗流计算。

本设计仅对第(1)种工况做渗流计算。

4.1.1上游校核洪水位3278.0m下游相应水位3214.85m的渗流计算

4.1.1.1 分段情况

根据坝轴线地质剖面图的地形，地质情况，沿坝轴线分三段进行计算，中间段为河床平均宽60m的范围，在其中选取1-1段面进行渗流计算；左段的地形，地质情况资料已给出，则在此选取断面2-2进行渗流计算，取左段长为100m；同法在右岸选取断面3-3，进行渗流计算，取右段长为70.4m。 3.1.1.2 1－1断面的渗流计算

1>计算简图如图所示：

图3-1 1-1截面带截水槽的心墙坝渗透计算

qK

12

(1)2(hT)2

2

HhKTqK2(L

L0.44TmH)

2

2

2

2

2

T

2

由

q

q

1

2

联立得：

1

2

2

h



2

1

2



1





K

Lm2H2

0(2



1

T

L0.44

)T

22



3

0

1



KH(H2T)

LmH

2

2

2KTH

L0.44T

T

2

经计算

=18m，L=216m，

1m23(2.533.5)3

11075.791026

118002160033852.8310 11075.791023

2(18002160.44)14003.7510

110767005.79102385225.791021400385

）3.2331800670021400216003385216000.441400

得h=3.77m 则单宽流量 q：

1

q10.2106m3 /(s·m) 4.1.1.3 2-2断面的渗流计算

1>计算简图如图所示。

图3-2 2-2截面的心墙坝渗透计算

上游水位3278.0m，下游无水，坝底高程3250.0m，无排水设备。



415.4

9.7m 2

L142.518324



2

90.15

q

1

110

9

282h2

25.7

h2

q25.7910290.15

4

由qq得

1

2

h=0.126m

代入得：q20.05106m3 /(s·m)

q0.051064

h0k(m20.5)5.79104(30.5)3.0210

y

2q2

xh00.02102x0.00106 L从0到90.15取值 x

表

根据以上数据描点画出浸润线。

4.1.1.4 3-3断面的渗流计算 1>计算简图如图所示

上游水位3278m，下游无水位，坝底高程位3270m，无排水设备。

图3-3 3-3截面心墙坝渗透计算



47.4

5.7m 2

L=122.54

9



2

=31.15

82h2

q111025.7

h2

q25.7910231.15

4

由qq得

1

2

h=0.025m

代入得：q0.006106m3 /(s·m)

3

q0.0061064(0.5)(2.50.5)0.3110 h0km24

5.7910

y

2q2

xh00.21104x0.01108 L从0到31.15取值 x表

根据以上数据描点画出浸润线。

4.2总渗流量计算

已知单宽流量分别为：q10.2106m3 /(s·m)、q20.05106m3 /(s·m)

q30.006106m3 /(s·m) L160m,L2100m,L370.4m 则渗流量为：

Q

1

q1L1q1q2L2q2q3L32

1

0.210660(0.20.05)106100(0.050.006)10670.4 2

20.39106m3/s



则一天的总渗流量为 ：20.391062436001.76m3

4.3校核

1>.渗漏量：大坝在校核洪水位的库容为470.76万m3。而每日渗漏量仅1.76m3，故满足防渗要求。

2>.渗透稳定：对于非粘性土，渗透破坏形式的判别可参考下式： η

允许坡降可参考采用下列数字：10

H

渗流逸出点的实际坡降为：Ｊ=

L已知：ΔH=h-H2=0.0505m，ΔL可近似取为计算长度L=160.08m 则：Ｊ=3.316×10-4 又：η=要求。

d6030

=37.5>20则为管涌。Ｊ=3.316×10-4

d100.8

5、大坝稳定分析

5.1稳定分析的目的

对土石坝进行稳定分析的目的，是通过计算坝体剖面的稳定安全度来确定坝的经济剖面。

5.2荷载

作用在土石坝上的荷载主要有以下几种： 5.2.1土体自重

坝体浸润线以上的部分按湿容重计，浸润线以下于坝体外水位之间的部分按饱和容重计，坝体水位以下部分按浮容重计。 5.2.2渗流力

可由流网法求得，本设计不计渗流力。 5.2.3孔隙压力

对于粘性坝坡，由于孔隙中的水或空气不易排出，当孔隙为水或气饷且受压时，上部传来的荷载将有孔隙水，气和土粒骨架共同承担，土粒骨架承担的应力万亩有效应力σ，孔隙水、气承担的应力称孔隙压力μ，二者之和为总应力σ，孔隙力是一种张力，各向相等，其数值与土料性质，填土含水量，受荷载与排水条件，运用工况有关，并随时间而变化，随荷载增加而变大，又随孔隙水的排出而流散，精确计算较复杂，目前多为近似计算，由于本设计坝壳材料多为砂砾料，

属于无粘性土，故不计孔隙压力。 5.2.4地震力

本工程所在地区基本烈度为6度，根据我国《水工建筑物抗震规范》(SDJ10-78)设计烈度在6度以下时，除对重要工程采取适当的抗震结构和工程措施外：可不作抗震设计。本水库为小(1)型四等工程，主要建筑物为三级则可忽略地震力。

5.3稳定分析方法

对于无粘性土坝坡的上下游坝壳及斜墙连同上游保护层一起滑动时的稳定计算，宜采用直线法或折线法。

本设计为无粘性土坝壳材料，故采用折线法对土石坝进行稳定分析计算。

5.4计算工况

(1)上游水位大约在坝底以上1/3坝高处的上游坝坡； (2)水库水位降落期的上游坝坡；

(3)上游水位为校核洪水位，下游为相应水位的下游坝坡。

5.5稳定计算

5.5.1上游水位大约在坝底以上1/3坝高处的上游坝坡

①上游水位为3278.0m，下游水位为3214.85m （折线法）

图4-1 无黏土土坝稳定计算图

ADE单宽重量，W1W2分别为BCDE、



1

2

分别为两快土料内摩擦角，分别取36

和34 已知

122

(1)假设



191

W

1

SBCDE1

1

W

2

SEFD1SAFD1

1

2

AG m

AG117.37

117.37EG33.53m

3.5

EDEGDG33.53258.53m CH=69.8-25=44.8m CI=44.8-8.53=36.27m

EK=36.27×m=36.27×3.5=126.9m EG

DH

CH

tanED



1

44.8

tan19

130.23m

DJ=EK

BC=JH=DH-DJ=130.23-126.9=3.33m

EN

tan24.8m

1

S

BCDE

SEDNSBCNE0.5ENED0.5(BCEN)CI

0.524.88.530.5(3.3324.8)36.27615.91

W

S

1

615.9111811086037

FD=AG-25m=117.37-25×3.5=29.87m

EDF

0.5FDED0.529.878.53127.4m

2

2

SAFD0.5FDDG0.529.8725373.38m

W

2

127.4118373.381(219.8)6475.06

由下列两式

11

psin(12)tg2kw2cos2k1

pw1sin1w1cos1tg0

1k

tgwsin

2

2

2

pcos(12)0

联立得：

k=2.398

(2)假设

01

18.7 同理得：W11139.92 W26475.06 K=2.423 (3)假设

1

18.50 同理得：W112563.2 W26475.06 K=2.481

②当水位为3235m时 同理可得：（1）

029 1

260

W116567.35 W220799.97 K=2.503 (2)

290

125.50

W

1

17423.53 W220799.97K=2.687

(3)



00

29 1

25 W

1

17913.96 W220799.97K=2.635

③当水位为3234.2m时

同理可得：（1）

210.60 1

20.50 W

1

15039.59 W210260.62K=2.40

(2)

210.60 1

20.80 W

1

14219.08 W210260.62K=2.387

(3)

2

10.60 0121 W

1

136780.2 W210260.62

K=2.295

经分析计算得：在此工况下，当

00

时，kmin2.295 2110.612

5.6综合分析

由上述计算成果知：该坝在正常条件下最小稳定安全系数为2.295,大于规定

的数值1.20；在非常动用条件下的最小稳定安全系数为2.12，大于规范规定的1.10，因此所拟定的土坝断面尺寸是合理的，满足稳定要求。

6、溢洪道设计

1、溢洪道平面布置图及纵剖面图

平面布置图

纵剖面图

2、进水渠

进水渠是将水流平顺引至溢流堰前。采用梯形断面，底坡为平坡，边坡采用1：1.5。为提高泄洪能力，渠内流速υ

进水渠断面拟定尺寸，具体计算见表1。 表1

进水渠与控制堰之间设20米渐变段，采用圆弧连接，半径R=20m，引渠长L=150米。

2、控制段

其作用是控制泄流能力。本工程是以灌溉为主的小型工程，采用无闸控制，溢洪道轴线处地形较好，岩石坚硬，堰型选用无坎宽顶堰，断面为矩形。顶部高程与正常蓄水位齐平，为360.52m。堰厚δ拟为30米（2.5H

23、泄槽

泄槽是渲泄过堰洪水的，槽底布置在基岩上，断面必须为挖方，且要工程量最小，坡度不宜太陡。为适应地形、地质条件，泄槽分收缩段、泄槽一段和泄槽二段布置。

据已建工程拟收缩段收缩角θ=12°，首端底宽与控制堰同宽，b1=65m,末端底宽b2拟为40m，断面取为矩形，则渐变段长L1为60m，底坡i

1

。 50

b1b2

58.81m，取整则L1

2tg

泄槽一段上接收缩段，下接泄槽二段，拟断面为矩形，宽b=40m，长L2为540m，底坡i

1

。 200

18

泄槽二段断面为宽40m的矩形，长L3为80m，底坡i。

4、出口消能

溢洪道出口段为冲沟，岩石比较坚硬，离大坝较远，采用挑流消能，水流冲刷不会危及大坝安全。

5、尾水渠

其作用是将消能后的水流，较平稳地泄入原河道。

为了防止小流量产生贴流，淘刷鼻坎，鼻坎下游设置长L=10m护坦。

1、溢流堰泄流能力校核：当引渠很长时，水头损失不容忽视。 （1）基本公式如下：

hj

2

2g

； hf

2

c2r



2n2l

4

R3

A11

； R； CR6。

xn

式中，hj——局部水头损失，米； hf——沿程水头损失，米； ——局部水头损失系数； ——引渠流速，m/s；

g——重力加速度（m/s2）; L——引渠长度，米；

——动能系数，一般为1.0； C——谢才系数；

R——水力半径，米； A——过水断面面积，米2； x——湿周，米； n——引渠糙率；

QSm'b2gH02； 2

H0H

2g

3

m——无坎宽顶坎的流量系数；

式中，S——淹没系数，取1.0；

b ——堰宽，m； H0——包括行近流速水头的坎

上水头，m；

Q——流量，m3/s。

①求堰前水深和堰前引水渠流速

采用试算法，联立公式hH0

22g,H0(

Q

Sm'b2g

)3可求得，具体计算见表1。

2

②求引渠总水头损失h。

hhjhf

， hj

2

2g

， hf

2n2L

4

；

R3

式中0.1(渠道匀缓进口，局部水头损失系数采用0.1）。 具体计算成果见表2。

③作出库水位~流量关系。 库水位=堰顶高程+堰上水头+水头损失，具体计算见表3。

2、溢洪道水面曲线计算 （1）基本公式如下：

hk3q2/g；q

1QgxA1

；ik2K；RKK；AKbhk；CKRK6

XKnCKBKb

式中 hk——临界水深，m； b——泄槽首端宽度，m；

Q——槽内泄量，m3/s； g——重力加速度，m/s2; q——单宽流量，m3/s.m;

ik——临界坡降； BK——相应临界水深的水面宽，

m；

AK,XK,RK,CK——临界水深时对应的过水断面积（m2）、湿周（m）、水

2

力半径（m）、谢才系数。

E1+iL=E2+hf; E1

2

1

2g

h1, E2

22

2g

h2；

式中 E1——1-1断面的比能，m；

E2——2-2断面的比能，m；

h1，h2——1-1及2-2断面水深，m；

1，2 ——1-1及2-2断面平均流速，m/s；

hf——沿程水头损失，m；

iL——1-1及2-2断面的底部高程差，m； L——断面间长度，m； n——泄槽糙率；

——两断面间平均流速，m/s；

R

——两断面间平均水力半径，m。

（2）渐变段水面线计算 ①临界水深hk及临界底坡ik

渐变段首端宽b1=65米，尾端宽b=40米，断面为矩形。具体计算见表4

渐变段i1ik，故属陡坡急流， 槽内形成bⅡ型降水曲线。属明渠非均匀

50

流计算。

②渐变段水面线计算

首端断面水深为临界水深hk，具体计算见表5。

设

校(3) 泄槽一段水面线计算

汇槽一段断面为矩形，宽40m，长540m，i①临界水深hk和临界坡降ik 具体计算见表6。 i

1 200

1

ik，故泄槽一段属急流，按陡槽计算。 200

②泄槽一段末端水深（正常水深h

0）——采用试算法。 具体计算见表7

经试算，设计水位时，h0=2.03米 ; 校核水位时，h0=2.6米。 ③泄槽一段水面线计算

采用分段求和法，按水深进行分段，具体计算见表8。 (4)泄槽二段水面线计算

泄槽二段断面为矩形，宽40m，长80m，底坡i1

8