西藏某工程溢洪道模型试验研究分析

苏 通，果有双

（1.中水北方勘测设计研究有限责任公司，天津 300222；2.永定河流域（天津）运营管理有限公司，天津 300134）

1 工程概况

西藏某项目是一座以供水、灌溉为主的水库工程，拦河坝最大坝高61.98 m，正常蓄水位高程3988.00 m，水库总库容2166.00 万m3，兴利库容1164.00万m3，设计多年平均供水量718.95万m3，下游灌溉土地面积1.692万hm2，灌溉年用水667.11万m3。水库由沥青混凝土心墙砂砾石坝、供水灌溉兼导流放空洞、开敞式溢洪道和供水管道等组成。本工程设计洪水标准为50 a 一遇洪水，洪峰流量252 m3/s；校核洪水标准为1000 a一遇洪水，洪峰流量551 m3/s；消能防冲设施设计标准为30 a 一遇洪水，洪峰流量225 m3/s。本工程为综合利用的水利工程，枢纽等别为Ⅲ等中型工程。

本工程泄洪建筑物型式为开敞式侧堰溢洪道[1]，溢洪道布置于右坝肩山体斜坡部位，轴线方位角为SE127°12′00″。溢洪道由侧堰段、调整段、渐变段、泄槽段、挑流消能段及护坦段等组成，总长543.57 m。侧堰段长45.0 m，桩号为0+000.00—0+045.00，底坡0.004，首部高程3980 m、宽5.0 m，末端高程3979.82 m、宽10.0 m，侧坡比1∶0.7，靠山体内侧坡比1∶0.5，采用1.0 m厚现浇钢筋混凝土衬砌，顶部与坝顶高程齐平，衬砌混凝土采用C30F200W6，二级配；调整段长30.50 m，桩号为0+045.00—0+075.50，为平底坡，底板高程3980.82 m，衬砌混凝土采用C30F200W6，二级配，墙顶高程与坝顶齐平；渐变段长15.0 m，桩号为0+075.50—0+090.50，由宽10 m渐变到8 m，为平底坡，底板高程为3980.82 m；泄槽段桩号为0+090.50—0+490.71，坡度1∶11，断面为衡重式矩形结构，净宽8.0 m，底板衬砌厚度1.5 m，墙顶高程变化范围为3989.82～3949.39 m；挑流消能段桩号为0+490.71—0+513.81[2]，反弧半径16 m，挑流鼻坎高程3947.02 m，底板厚度2.0 m，边墙顶高程3949.39 m，采用重力式结构，底部厚度1.5 m，顶部厚度0.6 m，以C30 钢筋混凝土衬砌。为减小低流量水流对坎后地基的侵蚀和淘刷等问题，在挑流尾坎后接约30.0 m 长的钢筋骨架铅丝石笼护坦，厚度1.5 m，与下游主河槽平顺连接。

2 技术线路

采用水工物理模型与数值模拟相结合的技术手段开展试验研究。建立溢洪道三维数学模型，先采用数模计算对溢洪道的体型进行局部优化，在此基础上开展溢洪道的物理模型试验研究[3]，并提出最终的优化方案，为泄水建筑物设计及运行管理提供科学依据。

3 数模成果

数模计算的基本控制方程包括以下4个方程。（1）连续性方程为：

（2）动量方程为：

（3）k方程为：

（4）ε方程为：

数模计算采用的VOF[4]（The Volume of Fluid）法是求解不可压缩、黏性、瞬变和具有自由面流动的一种数值方法，适用于2 种或多种互不穿透流体间界面的跟踪计算。对每一相引入体积分数变量αq，通过求解每一控制单元内体积分数值确定相间界面。设某一控制单元内第q相体积分数为αq（0≤αq≤1），当αq=0 时，控制单元内无第q相流体；αq=1 时，控制单元内充满第q相流体；0＜αq＜1 时，控制单元包含相界面。在每个控制单元内各相体积分数之和等于1，即：

αq应满足以下方程：

计算中所有控制单元表面体积通量的计算采用隐式差分格式，即：

式中：n+1 为当前时间步指示因子；n为前一时间步指示因子；αq,f为单元表面第q相体积分数计算值；V为控制单元体积；Uf为控制单元表面体积通量。

模型求解采用有限差分法，离散格式采用二阶迎风格式，压力-速度耦合采用压力校正法，时间差分采用全隐格式。

本次数值模拟计算区域主要包括上游库区、侧堰段、调整段、渐变段、泄槽段、挑流消能段及下游护坦，计算模型按照比尺1∶1 建立。网格划分采用笛卡儿正交结构网格，上游库区网格大小为1.0 m；侧堰段、调整段及渐变段网格大小为0.25 m；泄槽段、挑流消能段及下游地形网格大小为0.50 m；有效网格总数约330 万个。计算模型与网格划分，如图1—2所示。

图1 计算模型

图2 网格划分

上游库区距溢洪道中心线40 m 断面为进口边界，进口边界设为压力进口边界，水位高程为相应的工况水位，下游护坦后设为出口边界，出口边界设为自由出流边界，固体边界采用无滑移条件，液面为自由表面。计算初始时刻在上游库区设置相应水位高度的初始水体，以加快水流的稳定。模拟结束条件设定为200 s，流体设置为不可压缩流体。

在原有设计成果的基础上，数值模拟通过对多种方案泄流能力的比选计算，提出最终优化方案。对不同水位工况下溢洪道泄流能力进行计算分析，上游水位为设计水位（H=3989.94 m）时，计算下泄流量为332 m3/s，比设计值252 m3/s 大31.63%；上游水位为校核水位（H=3991.22 m）时，计算下泄流量为529 m3/s，比设计值551 m3/s小4.0%。综合流量系数的计算公式为：

式中：Q为下泄流量（m3/s）；b为侧堰净宽（m）；H为侧堰上水头（m）；g为重力加速度（m/s2）。

1000 a 一遇校核洪水工况下，上游库区水面平稳，水流以淹没出流流态进入侧堰段，由于受右侧边坡的作用，在侧堰内形成剧烈的横向旋滚，波动和碰撞十分剧烈，水位明显壅高。水流进入调整段后，由于受侧堰右边墩夹角的影响，在边墩与边墙衔接处产生明显的绕流现象，波动水流经渐变段沿泄槽段快速下泄，在挑流消能段形成水舌挑出，随后流入下游主河道。校核洪水工况下水流流态，如图3 所示。

图3 校核洪水工况下水流流态

校核洪水工况下沿程流速分布，如图4 所示。从图4可以看出，过堰水流在侧堰内横向翻滚剧烈，随着沿程不断下泄，临底流速总体呈增大趋势，泄槽段呈中心流速大于两侧流速的分布规律，最大流速发生在桩号溢0+510.50 位置，此测点位于挑流鼻坎上，最大流速为23.47 m/s。

图4 校核洪水工况下沿程流速分布

校核洪水工况下沿程时均压力计算结果，详见表1。由表1可知，从调整段开始随着水流沿程不断下泄，时均压力总体呈现先减小后增大的趋势，在桩号溢0+490.72 达到泄槽段最大值，为64.64 kPa。在桩号溢0+510.50产生负压，此测点位于挑流鼻坎上，最小压力为-0.83 kPa。数模对溢洪道泄流能力、流态、流速、沿程时均压力进行模拟计算分析，在数模计算成果的基础上，开展物理模型试验[5]。

表1 校核洪水工况下沿程时均压力计算结果

4 物模成果

根据技术要求，结合试验供水条件，确定模型为正态模型，几何比尺为50。水流运动主要作用力是重力，因此模型按重力相似准则设计，保持原型、模型佛汝德数相等。溢洪道模型包括进口侧堰段、调整段、泄槽段、挑流消能段、护坦段。溢洪道采用有机玻璃制作，便于安装及观测流态，建筑物加工精度为±0.2 mm，满足精度要求，河道地形采用水泥砂浆抹面。上游河道地形模拟长度300 m，下游河道地形模拟长度700 m，从而可以消除边界条件对水流的影响。在模型上游布设供水前池，提供不同泄洪工况下对应的来流流量，并在前池中设置稳水墙起到稳定来流的作用，在下游地形末端设置尾水池泄放模型流量。上游水位控制点设置在坝上250 m，下游水位控制点设置在坝下600 m。模型平面布置，如图5所示。

图5 模型布置

4.1 泄流能力

溢洪道泄流能力物理模型实测结果与数值模拟计算结果相近，物理模型实测结果略大于数值模拟计算结果。当上游水位为设计水位（H=3989.94 m）时，实测下泄流量为341 m3/s，比设计值252 m3/s 大35.32%，综合流量系数为0.520。当上游水位为校核水位（H=3991.22 m）时，实测下泄流量为553 m3/s，比设计值551 m3/s 大0.36%，综合流量系数为0.390。试验结果表明，最终优化方案溢洪道泄流能力满足设计要求。

4.2 水流流态

1000 a 一遇校核洪水工况下，库区水面平稳，水流以淹没出流流态进入侧堰段，由于受右侧边坡的作用，在侧堰内形成剧烈的横向旋滚，波动和碰撞十分剧烈，水位明显壅高，最大壅高水深为12.5 m。水流进入调整段后，由于受侧堰右边墩夹角的影响，在边墩与边墙衔接处产生明显的绕流现象，波动水流随后进入渐变段，水面趋于平稳并逐渐降低。之后，水流进入泄槽段快速下泄，沿程水深不断减小，流速不断增大，在泄槽段末端流速达到最大值为22.63 m/s，经挑流鼻坎形成水舌挑流消能，鼻坎上最大水深为4 m，超过边墙顶高程1.6 m，挑流水舌外缘挑距52 m、内缘挑距37.5 m，挑距范围37.5～52 m，水舌最大宽度17.5 m，以挑流消能形式进入下游河道。50、30、5 a一遇洪水工况下，水流均以自由出流流态进入侧堰段，经调整段及渐变段平稳下泄，进入泄槽段后流态与校核洪水工况相似。

4.3 时均压力

1000 a 一遇校核洪水工况下，水流沿泄槽段下泄，底板中心线沿程时均压力逐渐减小，至挑流消能段开始增大，最大压力出现在挑流鼻坎上（桩号溢0+506.30），为120.93 kPa，各测点均未产生负压。50、30、5 a一遇洪水工况下，最大压力均出现在挑流鼻坎上（桩号溢0+506.30），分别为62.62、56.74、26.85 kPa，各测点均未产生负压。

4.4 水垫塘方案

当溢洪道历经1000 a 一遇校核洪水15 h 后，挑坎后下游河床形成巨大的冲坑，最大冲坑深度为14.35 m，冲坑最深点距护坦末端距离22.50 m（桩号溢0+566.31），最深点高程为3928.65 m，水流对挑流鼻坎后护坦基础淘刷严重，最大淘刷深度为13 m，严重威胁护坦及其他建筑物的安全。为降低大流量洪水对溢洪道护坦基础的淘刷，拟在溢洪道护坦后增设水垫塘，以满足工程安全的需求。

增设水垫塘后，在校核洪水工况下，挑射水流经挑流鼻坎挑起，砸向水垫塘的中后部，在池内翻滚剧烈并紊动向周边扩散，出塘最大流速为5.23 m/s，平均流速为4.31 m/s，出塘坎上最大水深为7.0 m。当历经校核洪水15 h 后，水垫塘后形成较大范围的冲坑，最大冲坑深度为5.2 m，冲坑最深点距水垫塘末端距离16 m（桩号溢0+600.81），最深点高程为3938.58 m，随后水流进入下游主河道，流经左岸岸坡流速范围为2.64～6.04 m/s，右岸岸坡流速范围为3.68～4.79 m/s；水垫塘底板的时均压力最大值为107.51 kPa，发生在溢0+573.31位置。

5 结论

最终优化方案下，当上游水位为设计水位（H=3989.94 m）时，实测下泄流量为341 m3/s，比设计值252 m3/s 大35.32%；当上游水位为校核水位（H=3991.22 m）时，实测下泄流量为553 m3/s，比设计值551 m3/s大0.36%，试验结果表明最终优化方案溢洪道泄流能力满足设计要求。

当下泄流量为1000 a 一遇校核洪水时，水流以淹没出流流态进入侧堰段，水面紊动剧烈，绕流现象明显，经渐变段水面较高，斜墙式挡墙高度余量较小，挡墙末端余量仅为1 m，建议把挡墙型式由斜墙式调整为直墙式。其余洪水工况下，水流均以自由出流流态进入侧堰段，经调整段及渐变段平稳下泄。

1000、50、30、5 a 一遇洪水工况下，时均压力均呈现泄槽内沿程逐渐减小至挑流消能段开始增大的分布规律，最大时均压力分别为120.93、62.62、56.74、26.85 kPa，不同工况下溢洪道沿程均未产生负压。

水垫塘优化方案下，当下泄流量为1000 a 一遇校核洪水时，挑流水舌砸向水垫塘的中后部，水流在池内翻滚剧烈并紊动向周边扩散，出塘最大流速为5.23 m/s，平均流速为4.31 m/s。塘后河床冲坑范围较大，最大冲坑深度为5.2 m，冲坑最深点距水垫塘末端距离16 m（桩号溢0+600.81），水垫塘底板的时均压力最大值为107.51 kPa。

水垫塘优化方案下，当下泄流量为1000 a 一遇校核洪水时，水流进入下游主河道后左岸岸坡流速范围为2.64～6.04 m/s，右岸岸坡流速范围为3.68～4.79 m/s。建议根据实际情况对左、右岸岸坡进行防护。