1、溃决历时（），溃口底部高程（hbm），溃口边坡（z）。由第一个参数可以确定大坝溃决是瞬溃还是渐溃。由后面三个参数可以确定溃口断面形态为矩形、三角形或梯形及局部溃或全溃。 2.1.2水库下泄流量计算水库下泄流量由两部分组成，一是通过溃口下泄流量Qb，二是通过泄水建筑物下泄的流量 Qs，即Q=QbQs漫顶溃口出流由堰流公式计算Qb=C1（hhb）1.5+C2（hhb）2.5其中 C1=3.1biCvKS，C2=2.45ZCvKS当tb时,hb=hd（hdhbm）tb/bi=b当tb时，b=hbmbi=b行进流速修正系数Cv=1.00.023Q2/B2d（hhbm）2（h hb）Ks=1.0当（ht
2、hb）/（hhb）0.67KS=1.027.8（hthb）/（hhb）0.673当（hthb）/ （h hb）0.67式中hb为瞬时溃口底部高程；hbm为终极溃口底高程；hd为坝顶高程；hf为漫顶溃坝时的水位；h为库水位高程；bi为瞬时溃口底宽；b为终极溃口底宽；tb为溃口形成时间；Cv为行进流速修正系数（Brater1959）；Q为水库总下泄流量；Bd为坝址处的水库水面宽度；Ks为堰流受尾水影响的淹没修正系数（Venard1954）；ht为尾水位（靠近坝下游的水位）。尾水位（ht）由曼宁公式计算，即Q=（1.49/n）S1/2A5/3/B2/3式中n为曼宁糙率系数；A为过流断面积；B为过流断
3、面的水面宽；S为能坡。管涌溃口出流由孔口出流公式计算Qb=4.8Ap（h-h）1/2式中Ap=2bi+4Z（hf-hb）（hf-hb）。若ht2hf-hb时,h= hf，否则ht2hf-hb时,h= ht溢洪道下泄流量（Qs）计算如下Qs=CsLs（h-hs）1.5+CgAg（h-hg）0.5+CdLd（h-hd）1.5+Qt式中Cs为无控制的溢洪道流量系数；hs为无控制的溢洪道堰顶高程；Cg为有闸门的溢洪道流量系数；hg为有闸门的溢洪道中心线高程；Cd为漫坝水流的流量系数；Ls为溢洪道长度；Ag为闸门过流面积；Ld为坝顶长度减Ls；Qt为与水头无关的固定下泄流量项。水库总出库流量过程是水库蓄
4、水和入库流量共同作用的结果，本模型采用水文蓄量法来推求水库总出库流量，程如下I-Q=ds/dt式中I为入库流量；Q为总出库流量；ds/dt为水库蓄量随时间变化率。将上述方程用有限差分法离散可得（Ii+Ii+1）/2-（Qi+Qi+1）/2 =s/t其中上标i和i+1分别表示t和t+t时刻变量的值。s=（ASi+1+ASi）（hi+1-hi）/2代入有关公式得到总的离散方程为（ASi+1+ASi）（hi+1-hi）/t+ C1（hhb）1.5+C2（hhb）2.5+ CsLs（h-hs）1.5+ CgAg（h-hg）0.5+CdLd（h-hd）1.5+Qt+Qi-Ii+1-Ii=0上述方程可用N
5、ewtonRaphson迭代法求解，得到水位h和下泄流量Q。2.1.3 溃坝洪水向下游演进本模型采用圣维南方程来描述洪水波向下游的传播，其方程形式如下连续方程动量方程式中A为有效过流面积；A0为非有效过流面积（滩地蓄水面积）；q为沿河道单位距离的侧向入流或出流（“+”表示入流，“”表示出流）；Sf为摩阻比降；由曼宁公式求出：Sf=n2|Q|Q/2.21A2R4/3;Se为局部损失（扩散收缩）比降；Se=K（Q/A）2/2gx。圣维南方程为双曲型偏微分方程组，目前尚无法求出其解析解。应用中通常将其离散为代数方程，然后求出其数值解。本模型中，变量的时间差分采用中心差分，即变量的空间差分采用有加权系
6、数的向前差分变量本身的近似表示如下将上述离散式代入圣维南方程中，得到两个非线性方程。对N个断面的河道，有（N-1）个河段，可建立（2N2）个方程。给定上、下游边界，共同组成2N个非线性方程，利用NewtonRaphson法迭代求解方程组，可求出任意时刻各断面有关的水力要素。2.1.4 初始条件和边界条件初始条件：在求解上述不恒定流方程时，为了使方程的解尽快收敛，必须给定一个适当的初始值，即时 段初（t=0），各断面的水位（h）或流量（Q）。本模型给定恒定非均匀流作为河道初始流条件。该初始值可由下列恒定流方程求出Qi=Qi-1+qi-1xi-1i=2,3,4N式中Qi为坝址处的恒定流量，qi-1
7、为沿河断面间莫玿内有支流汇入的单宽旁侧入流量。对于给定的上游初始流量条件及下游末端断面的确定的起始水位，用NewtonRaphson法很容易迭代求解上述方程，得到各断面的初始水位和流量。对于山区河流，由于断面比降较大，某些断面可能会出现急流、跌水等复杂的流态。利用上述恒定流方程求解时，可能会出现迭代不收敛的情况，使得计算无法继续。为了解决这种问题，在推求水面线时，对可能会出现以上复杂流态的断面，采用临界流方程，用临界流水深作为该断面的水位初值。临界流方程可表示为F3/B-Q2/g=0当下断面为急流，上断面为缓流时，取上断面水位为临界水位。上述方程为超越方程可用对分法求。上游边界条件：可用水库的
8、出流过程线Q（t）。下游边界条件：可用下游断面的水位流量关系曲线。若最下游的流量由河道控制，可用满宁公式给出其水位流量关系若最下游流量由建筑物控制，则其关系式可表示为QN=Qb+Qs式中Qb为溃口流量，Qs为溢洪道流量。此两变量均与末断面水位hN有关，故上式可确定末断面的水位流量关系。2.1.5 t及x的选择在求解不恒定流方程时，由于数值离散本身的特点，适当选择时间步长t和空间步长x对方程的稳定性和收敛性至关重要。本模型的时间步长采用变时间步长，表示如下t=0.5 ttb-0.5t=/20 tb-0.5ttb+2t =Tp/20 ttb+2式中为出流过程线的峰现时间。空间步长的选择由数值离散的
9、稳定条件决定：x/Ct1。溃坝洪水过程线是一个尖瘦的曲线，随着向下游的传播，洪峰不断衰减，过程线不断展宽，因此，计算时间步长可随洪水波的向下游演进而加大，空间步长也可随之加大即紧靠坝址下游处选择较小的x，随着距坝址的距离增大，x的值可随之增大。2.2 模型验证本模型经用雅砻江唐古栋滑坡堵江后形成的溃坝洪水演进实测资料验证，并经二滩不恒定流出流资料验证，计算值与实测值符合较好。证明本模型在模型结构、计算方法及参数选择上是基本合理的。3 大坝溃决方案的拟定3.1 溃决形式本电站上库大坝按10000年一遇洪水校核，坝顶高程为3 829.5m。正常蓄水位3 824.5m，库容为1.26亿m3。水库一般
10、在正常蓄水位下运行，因此不会出现超标准洪水漫顶溃决的情况。本电站库周无大型坍滑体存在，不会出现因滑坡造成的涌浪导致大坝漫顶溃决的情况。土石坝失事主要原因是：施工质量差、水库调度管理失当及出现大于抗震烈度的地震等。失事形式主要为管涌，据资料统计由于管涌造成大坝失事的占38%。管涌从发生到大坝溃决一般要经历一个比较长的时间，易于察觉。在发生管涌时，除了采取适当的工程措施来阻止管涌外，还应及时开启泄水设施泄流，以便降低库水位。本水库水位与放空洞放空时间关系见表1。表1 某水库水位与放空洞放空时间关系 Table 1 Relationship between water level and empty
11、ing time in one reservi or放空时间/d13578910库水位/m3 821.63 815.03 808.43 801.63 798.03 795.13 791.73.2 溃口宽度及底高程土石坝的溃决过程是水流与坝体相互作用的一个复杂的过程。到目前为止，溃坝的溃决机理还不是十分清楚。一般而言，土石坝的溃口宽度及底高程与坝体的材料，施工质量及外力如地震等因素有关。在具体计算时，溃口尺寸一般根据实验和实测资料确定。本水电站上库坝体溃口尺寸通过已有资料和大坝自身的结构、型式及筑坝材料确定为：溃决底高程为3788.0m，溃口边坡，不考虑原始河床冲刷时取1：1.5，考虑原始河床有
12、少量冲刷时取1：1。溃口底宽由坝体材料和当地地形确定，考虑坝上游原始河床有少量冲刷经计算取最大底宽为150m，当不考虑原始河床冲刷时，溃口底宽由原始河床控制为70m。3.3 溃决历时大坝的溃决历时因大坝的型式、坝高、筑坝材料、施工质量及溃决形式的不同而不同，可从几分钟到数小时不等。土石坝的溃决一般是渐溃，历时一般为0.52.0h。如我国河南板桥水库土坝溃决历时1.5h，青海沟后坝为砂砾石面板坝，溃决历时为1.7h，美国Teton土坝溃决历时为1.25h。考虑本电站大坝为碎石土心墙堆石坝，抗冲能力强，取该电站溃决历时为2.0h。3.4 溃决方案的拟定本电站大坝为土石坝，考虑失事主要形式为管涌，溃
13、决形式为渐溃。由管涌导致的坝体溃决，在溃决前有一定的迹象。当发现大坝出现异常，除采取适当的工程措施外，还可以通过放空水库降低库水位，使大坝溃决前坝前水位尽可能低，从而达到减小溃决流量，减少损失的目的。初步拟定四种放空水库方案即：不放空、放空3天、放空5天、放空7天，相应坝前水位分别为3824.5m，3 815m，3 808.4m，3 810.6m。则溃决方案组合有8种，详见表2。表2 某电站溃坝方案组合表 Table 2 Dambreak schemes of one powerstation方案不放空3天5天7天坝前水位/m3 824.53 8153 810.5Bm=150.0m,Z=1.0
14、方案1方案2方案3方案4Bm=70.0m,Z=1.5方案5方案6方案7方案83.5 计算条件某电站坝址以下至某城市共布设有28个计算断面，分别从1/2000，1/5000，1/10000地形图上量取。河道糙率通过实测资料率定。本电站下游洪水演进河道有三个水尺断面。通过实测资料试算，河道糙率一般为0.050.1。流量大时糙率取值在0.0750.1之间，小流量糙率取值在0.050.075之间。4 计算结果及分析4.1 溃坝洪水流量大坝溃坝最大流量不仅受大坝溃口形态的影响，而且受坝址地形影响。即使是大坝全溃，其溃口尺寸也要结合坝址地形确定。考虑到大坝溃决时可能会冲走一部分原始河床，因此拟定溃坝的最不
15、利方案即方案1。方案1，从大坝溃决到形成最大流量共需1.64h，坝址最大流量为15 400m3/s，随后流量逐渐衰减，总共下泄水量为8 307万m3，占总库容的66%。假定水流冲刷没有影响原始河床，再考虑水库放空一段时间，由此拟定溃坝的中方案即方案6。方案6，从大坝溃决到形成最大流量共需2.0h，坝址最大流量为9 40m3/s，总共下泄水量为5 767m3（不包括放空水量），占总库容的46%。若大坝溃决前有足够的时间放空水库，将使坝前水位提前降低，从而减小下泄流量，由此拟定溃坝的低方案即方案8。方案8，从大坝溃决到形成最大流量共需2.0h，坝址最大流量为3 830m3/s，总共下泄水量为2 7
16、20万m3（不包括放空水量），占总库容的22%。分析坝址处流量随时间变化过程可以看出，由于溃口不断扩大，出库流量急剧增加，同时下游水位不断升高，对出口流量形成顶托，抑制流量继续增加，当两种作用平衡时流量达到最大。此时溃口也达最大，而后流量由最大逐渐减小，由于下游水位顶托，流量衰减相应减慢，洪水波形成陡涨缓落型波形。4.2 溃坝洪水流量沿程变化从该电站坝址到某城市河段距离为29.07km。该溃坝洪水波行进河段由两段组成，上段平均比降98.8，下段平均比降19.9。该河段河道窄深，槽蓄作用不大。计算结果表明，该电站溃坝最不利方案（方案1），坝址最大流量为15 400m3/s，洪水波传播到某城市，其
17、流量衰减为15 200m3/s，流量减少了200m3/s，平均每公里衰减7.0 m3/s。其衰减很小，这主要由于本河段坡降很大，且河道窄深，槽蓄作用不明显。该溃坝中方案（方案6），坝址最大流量为9 640m3/s，传播到某城市其流量衰减为8 970m3/s，流量减少了670m3/s，平均每公里衰减23.0 m3/s。该溃坝低方案（方案8），坝址最大流量为3 830m3/s，洪水波传播到某城市，其流量衰减为3 540m3/s，流量减少了290m3/s，平均每公里衰减10.0m3/s。4.3 洪水波传播时间本河段由于坡降较大，河道窄深，洪水流量衰减小，且坝址距某城市只有30km左右，因此，溃坝洪水
18、传播很快，相应的预见期很短。各方案洪峰自坝址到达某城市的时间均未超过1个小时，且流量大，传播速度快，传播时间短。4.4 沿程最高水位和最大水深溃坝洪水波传播到各断面，将使该断面的水位迅速升高，从而造成淹没损失。在各种方案下 ，溃坝洪水到达某城市的水深均超过11m，造成损失较大。4.5 溃坝洪水影响分析本电站，坝体一旦溃决，其溃坝洪水将对下游某城市造成严重影响。溃坝最不利方案（方案1），坝址流量将在1.64小时涨至15 400m3/s，经过41分钟，洪水波传播至某城市流量为15 200 m3/s，其深弘点水深为20.12m。该城市地形为一缓慢抬升的斜坡，其比降约10，该城市受影响的范围为2 01
19、2m。溃坝中方案（方案6），坝址流量将在2.00小时涨至9 640m3/s，经过42分钟，洪水传播至某城市处流量为8 970 m3/s，其深弘点水深为15.99m。该城市受影响的范围为1 599m。 溃坝低方案（方案8），坝址流量将在2.0小时涨至3 830m3/s，经过52分钟，洪水传播至某城市处流量为3 540m3/s，其深弘点水深为11.06m。该城市受影响的范围为1 106m。 由上分析可知，一旦发生溃坝洪水，其洪水波经过不足1小时就可到达某城市，入城流量在3 54015 400m3/s之间，城内水深在1120.12m之间，影响范围在1 106m2 012m之间。一旦发生溃坝洪水，预警
20、时间不足一小时。从各方案对比来看，对本工程而言，溃口底宽变化对溃坝流量、洪水传播时间、水深的影响作用有限。而溃坝时的坝前水位对溃坝流量、洪水传播时间、水深的影响有着重要作用。4.6 预防措施若溃坝洪水一旦发生，将对某城市造成严重影响。为此，必须从设计到施工，严格把好质量关，严格执行有关规程规范。电站运行时，应加强大坝管理、监测和检查。对大坝不安全部位，发现问题及时汇报，并采取相应工程处理措施。若遇不可抗拒因素（如地震等）造成大坝溃决，应及时打开泄水设施，尽可能降低水位；建立警报系统，以便一旦出现紧急情况，及时向主管部门和当地政府报告，将大坝管理人员撤离至安全地带；当地政府组织沿河群众安全撤离；当地府向邻近地区求援，早日撤离危险区，将损失降低到最小。
