洞庭湖區圍堤湖分洪閘分泄能力及消能防沖試驗研究

李振宇

（湖南省水利水電勘測設計研究總院 長沙市 410007）

1 工程概況

圍堤湖分洪閘屬大（Ⅱ）型，工程等別為Ⅱ等工程，按2級建筑物設計。

設計方案水閘閘室布置于現有大堤堤身處，水閘中心線樁號2+100。閘孔型式為平底閘，閘孔凈寬為10 m，共14孔，溢流總寬度140 m，溢流前緣閘室總寬度為182 m，閘室順流向長度為25 m。閘底板高程為30.53 m，閘墩進、出口端為半圓形。閘室上游接15 m長混凝土阻滑板，阻滑板上游為35 m長護坦段。閘室下接37 m長消力池，池深1.5 m，底板高程29.03 m，消力池下游接15 m長混凝土護坦，護坦下游為40 m長漿砌石海漫，坡比為1∶20，其下游端設13.5 m長拋石海漫。

分洪閘的防洪標準為20年一遇，沅水尾閭洪道安全泄量為20 000 m3/s，分洪閘設計最大分洪流量為3 190 m3/s。為驗證分洪閘的泄流能力及消能防沖設計，采用1∶100整體水工模型進行試驗研究。

2 模型試驗成果與分析

2.1 泄流能力試驗

（1）14孔全開初時能力試驗。

試驗控制條件：14孔全開；沅水來流量20 000 m3/s，水位為分洪水位36.53 m；圍堤湖水位為分洪初時水位。試驗成果見表1。

表1 14孔全開初時泄流能力試驗成果一覽表

（2）14孔全開分洪過程試驗。

試驗控制條件：14孔全開；沅水來流量20 000 m3/s，水位為分洪水位36.53 m；圍堤湖垸內水位按分洪時間與流量計算出水量，并由圍堤湖垸蓄洪水位～容積曲線圖上查得(分洪初時，垸低凹處已蓄水0.11 億 m3)。

設計一、二方案逐時段分洪流量、水量及垸內水位見表 2、表3。

表2 設計一方案逐時段分洪流量、水量及垸內水位表

表3 設計二方案逐時段分洪流量、水量及垸內水位表

試驗成果表明：試驗初時分洪流量比設計計算值小10%～12.2%，有兩方面的原因：一是模型中湖內有約1.0 m的初始水位；二是由于分洪閘中心線與沅水流向垂直布置，分洪閘進口產生繞流，致使1#～3#孔分洪流量減小。設計一、二方案試驗分洪歷時分別比設計計算值延長1.6 h、1.4 h（24 h 內需分蓄洪水 2.37×億 m3）；設計一、二方案在24 h內試驗分洪水量分別為2.29億m3、2.31 億 m3。

2.2 分洪能力分析

試驗初時分洪流量比設計計算值小10%～12.2%，分析認為在平面正交側堰的泄流能力計算中，綜合流量系數取值偏大。

設計采用無坎寬頂堰泄流公式

在《水力計算手冊》中，明渠側堰的流量系數ms一般可表示為：

m為相應的正堰流量系數；σ為修正系數，按恩格斯（Engels）的試驗資料:

其中h2為側堰末端渠中水深；P為側堰高度；L為側堰長度。

圍堤湖分洪閘無坎寬頂側堰泄流公式可以表示為:

其中μ為綜合流量系數，σs為淹沒系數，m′為無坎寬頂堰流量系數。

對明渠側堰而言，L與P一般為同數量級，在圍堤湖分洪閘中，恩格斯（Engels）的試驗資料得出的修正系數的經驗公式顯然不適應。采用表2設計一方案分洪流量過程的試驗成果，通過反算綜合流量系數來確定修正系數σ。無坎寬頂堰流量系數m′據進口翼墻的形式及平面收縮的程度，由《水力計算手冊》上查得m′為0.365；淹沒系數σs可通過試驗中測得hs、H0的數據，并按《水力學計算手冊》查得。

在設計一方案14孔全開分洪過程試驗中，無坎寬頂側堰修正系數由上式（1）計算如表4。

表4 設計一方案14孔全開分洪過程試驗修正系數一覽表

試驗成果表明：圍堤湖分洪閘無坎寬頂側堰在分洪過程中，修正系數σ在0.79～0.90之間，也就是說，試驗分洪能力值為設計計算值的79%～90%；而按照同蓄分洪水量2.37億m3，設計計算實際分洪歷時為21 t，試驗值為25.5 t左右，兩者相差約18%，與上述分析基本一致。

2.3 進口流態、流速與沖刷試驗成果

設計二方案較設計一方案沿水閘中心線向湖內后退了42 m，且進口兩側各拓寬了約187 m，設計二方案進口流態稍好，進流順暢，各孔分洪能力較均勻；在分洪閘泄洪時，設計一、二方案在進口導墻內外均有明顯跌落，由于閘室水流受進口繞流及隔墩收縮水流的影響，閘室內水面有較大的坡降，并形成棱形波。

由于圍堤湖分洪閘與沅水流向正交布置，分洪閘泄洪后，在進口護坦范圍內出現大片的繞流，試驗觀測到護坦與沅水河床銜接斷面的1#～9#孔口范圍，水流流向與水閘中心線呈70o～0o的夾角，越靠近右側，交角越大。比較設計一和設計二兩方案，設計二方案的繞流范圍要小一些，其水流流向與水閘中心線呈60o～0o的交角。從銜接斷面的沖刷情況看，交角越大，沖刷越嚴重，在水閘中心線往左23 m，往右86 m的范圍內，從左至右沖刷深度，設計一方案為（0.4～4.4）m，設計二方案為（0～3.95）m。 在沅水河床與水閘護坦銜接斷面處，設計一和設計二兩種工況下，9#～14#孔范圍的水流流向均與水閘中心線大致平行，且沖刷較淺，沖深為（0～0.4）m。 由于 1#、2#孔流速較小，1#孔閘室及右側導墻處堆積了大量河床沖積物。

綜合比較閘室軸線布置方案，設計二方案在初始分洪能力、進口流態、進口沖刷方面要優于設計一方案。

2.4 閘室出口消能防沖試驗

試驗中采取14孔全開；沅水水位為分洪水位36.53 m；圍堤湖水位為分洪初時水位；沖刷時間18 t為控制條件。

（1）原設計方案試驗。

試驗觀測到池內流態為面流，水閘中心線處消力池池底流速為3.87 m/s，尾坎底部流速5.42 m/s，斜坡海漫段發生水躍，躍首距斜坡海漫起點約25 m，該處海漫底部流速為6.58 m/s，最大沖深為11.58 m，距離海漫末端32 m。閘室出口水流受右側導墻約束，在消力池末靠右側導墻處有小范圍回流。從沖刷情況看，沖刷較深，沖坑坡比達1/2.76，大于1/3的穩定坡比，不能滿足護坦安全要求。故應對消能工進行修改。

（2）消能工比較方案試驗。

經分析認為原設計方案沖刷較嚴重的原因：一是池內水流未發生水躍，且水流流態為緩流，下泄水流的能量僅有沿程損失；二是1∶20的斜坡海漫使得出海漫水流潛入湖底并在斜坡海漫發生水躍。針對原方案存在的問題，對消力池池長及型式進行了修改，并進行了增設消力墩、二級消力池等方案試驗。

加消力墩方案：試驗中沿護坦縱向距離1/3、2/3處布置兩排消力墩（墩高1.6 m，墩長3.2 m，間距6.4 m），可消減10%左右的流速，垸內沖刷稍有改善。

二級消力池方案：在修改方案一的基礎上設二級消力池，二級消力池池長30 m，一、二級消力池內水流流態均為緩流，均未形成水躍，出坎流速由4.55 m/s減至3.95 m/s，垸內沖刷沒有明顯改善，且對出口水流有頂托作用，對分洪泄量有影響。

抬高池底方案：因設計方案消力池內水流流態為緩流，消力池的作用達不到預期效果。將消力池池底高程抬至30.53 m（作平底消力池），試驗中測得：閘室出口流速為8 m/s左右，池內水深較原設計方案減淺，弗氏數增大，水流流態變為急流，但未發生水躍。

斜坡消力池方案：為使消力池內產生水躍，進行了大量的試驗工作；在推薦方案的斜坡消力池試驗中，查閱了大量的資料，參考類似工程實例，從而確定選用斜坡消力池。

（3）推薦方案試驗。

試驗觀測到池內流態為淹沒水躍，躍首距墩尾35 m，收縮斷面（躍首斷面）處底部流速為9.47 m/s，消力墩位置的池底流速為6.80 m/s，尾坎底部流速3.48 m/s,尾坎處的水深較深，出坎后水流主流已挑向表面，與下流水流銜接平穩。最大沖深7.88 m，距離尾坎末32 m，垸內沖刷明顯減輕，沖深僅為設計一方案的68%，而且沖刷范圍也減小了30%左右。

2.5 閘門調度試驗

在控制沅水水位為分洪水位36.53 m，圍堤湖為初始分洪條件下，閘門調度共進行了1孔、3孔、5孔、7孔間隔全開，5孔間隔與連續局部開啟且開度分別為 1，2，3，4 m 以及全開試驗。

推薦方案部分孔口全開試驗成果見表5。

表5 推薦方案部分孔口全開試驗成果

在試驗中，觀測到以上所有調度試驗在相同歷時情況下，分洪初時下游沖刷均比14孔全開較淺。其中以5孔間隔開啟最好：消力池均為淹沒水躍，兩側無回流（5孔連續開啟時，池內兩側有回流），下游相對其它調度方式沖刷最淺。

根據以上試驗結果，可以得出閘門調度程序，供原型采用。

（1）一般不允許單獨1孔、2孔全開。

（2） 當需分洪 0 m3/s＜Q≤1 120 m3/s，采用 5 孔間隔開啟，閘門開度從最小開高到全開。

（3） 當需分洪 1 120 m3/s＜Q≤1 420 m3/s，在 5孔間隔全開的基礎上，將2#，4#孔閘門從最小開高均勻開啟至全開。

（4）當需分洪Q>1 420 m3/s，在七孔間隔全開的基礎上，將另外7孔閘門從最小開高均勻開啟至全開。

3 結語

（1）試驗初始分洪流量比設計計算值小10%～12.2%，相應蓄洪歷時延長1.5 h時左右。

（2）經閘室出口消能工方案比較試驗，試驗推薦方案的流態、湖垸內沖刷及工程造價要優于設計方案。

（3）建議在沅水河床與進口護坦相街接的斷面用拋石設防沖隔斷墻，在閘室出口斜坡末端沿線設拋石防沖槽，以保護斜坡消力池的安全。

（4）經閘門調度試驗，綜合出閘流態與沖刷等情況，建議采用部分孔口間隔開啟的方式。