階梯溢流壩與二級消力池聯合消能體型研究

張榮斌，李 陽

(1. 云南省水利水電勘測設計研究院，云南 昆明 650021；2. 武漢大學水利水電學院，湖北 武漢 430072)

階梯式溢流壩是一種具有較高消能率的消能泄水建筑物，在國內外工程中已得到大量的應用。它主要利用階梯上水流形成的橫向漩滾及其與主流之間的剪切和動量交換來達到消能目的。從20世紀80年代起，國內外對階梯式消能工水力特性展開了廣泛的研究。Sorensen對新蒙克斯維里壩進行的模型試驗研究表明：當壩面水流流速較低，水深較淺時階梯上會出現水流偏折現象，這種現象可通過設置尺寸由小到大的過渡階段來消除[1]。Stephenson針對階梯尺寸，溢流壩面坡度等對階梯式溢流壩的影響進行的模型試驗表明：采用階梯消能時下游溢洪道坡度為1∶10～1∶5時消能效果最好，可用增大階梯尺寸來增加消能效果[2]。王均星利用紊流數值模擬的方法，對階梯尺寸進行對比分析研究，提出合理的階梯形式和布置長度可以明顯改善水流流態，優化沿程壓力分布，提高階梯消能率[3]。陳群發現單寬流量越大，則消能率越低，并對影響階梯溢流壩的因素進行了分析[4]。曾丹結合凱樂塔水電站工程的水力學模型試驗，選用3D紊流模型，對其階梯式溢流壩流場進行了三維數值模擬[5]。目前對于階梯溢流壩的研究大多數僅限于單級階梯溢流壩的體型、消能研究，對于階梯溢流壩與二級消力池聯合消能的水力特性研究并不充分。

1 工程概況

1.1 工程概況

本文將依托綠沖河退水道的階梯溢流壩，采用模型試驗與數值模擬結合的方法，主要探究二級消力池及溢流壩上游局部尺寸對于水力特性的影響。綠沖河退水道位于大坡子隧洞出口，右側為綠沖河倒虹吸進口，左側為綠沖河退水道，全長345.683 m。綠沖河退水道由退水閘段、轉彎段、一級消力池段、二級消力池段等組成。退水閘長6 m，堰型為有閘控制寬頂堰，設計退水流量20 m3/s，上游水位為1 418.045 m，堰寬為3.8 m，工作水頭1 418.045 m，堰頂高程1 415.045 m。消能方式為臺階+底流消能，轉彎段長25.527 m，寬3.8 m，一級消力池長18.68 m，寬3.8 m，底板高程1 298.352 m，共82階臺階；二級消力池長30 m，寬3.8 m，底板高程1 270.000 m，經過消能后的水流放入下游沖溝。以壩軸線為樁號0+000.000點，縱剖面示意圖見圖1所示。

圖1 原設計階梯式溢流壩剖面圖(單位：m)

1.2 初擬方案

初步設計擬定了以入流臺階尺寸、消力池入池、出池斷面尺寸為變量的兩種體型方案，方案二與方案一的差別體現在以下幾處：

1)取消入流挑坎后的三個均勻臺階，在樁號0+019.856處開始設置高度由小變大的6個臺階；

2)一級消力池入池端取消上游3個臺階，替換為坡度1∶1.125的斜坡；出池端加高消力池尾坎高度0.9 m，并考慮出池水流與下游臺階水流的銜接，接1∶1.84的斜坡，斜坡底高程為1 299.325 m；

3)二級消力池入池端上游2個臺階進行調整，設置底坡為1∶2.333的斜坡段。

具體尺寸對比見表1。以上述兩方案為基礎，通過數值模擬研究各參數變化時其水力特性變化規律以及對泄洪消能效果的影響。

表1 溢流壩不同體型組合方案表

2 階梯溢流壩數值計算

2.1 模型建立及網格劃分

紊流作為一種高度非線性的復雜流動，數值模擬一般是通過一定的數值方法和模型對其進行分析。在Fluent中提供了以下幾種湍流模型：普朗特混合長度模型，一方程湍流能量方程，二方程k-ε模型，重整化群模型(RNGk-ε)和大渦模型。本文采用RNGk-ε模型。通過在大尺度運動和修正后的粘度項體現小尺度的影響，將小尺度運動從控制方程中排除。模型計算區域分為三個區塊，上游到下游依次為水庫、一級溢流壩、中段消力池以及二級溢流壩。在劃分網格時考慮到來流流量較小的特點，水流充滿水庫與溢流時間較長，為平穩水流，增加計算速度，且考慮到各區塊流態復雜程度，單元尺寸在進口段(區域1)、一級溢流壩段(區域2)和二級溢流壩段(區域3)均采用0.2 m×0.2 m×0.2 m，有效網格數約386萬。

本次計算區域邊界條件：采用壓力進口和壓力出口邊界(Pressure)，通過設定該處控制水位實現；各網格計算區域底部采用無滑移壁面邊界(Wall)；消力池及溢流壩兩側設置對稱邊界(Symmetry)條件；計算區域上方設置壓力邊界，P=0。

幾何模型及網格劃分布置如圖2所示。

圖2 幾何模型及網格劃分示意圖

2.2 數值方法可靠性分析

為了保證所選用的數值模型計算準確，將數模計算結果與物模試驗結果進行初步對照，取方案一典型斷面測點水深、流速進行數據對比，如圖3所示。

由圖3所示，溢流壩各典型測點計算數據與模型試驗數據誤差在10%以內，考慮實驗誤差可認為本數值模擬結果較為可靠。

2.3 數值模擬結果分析

2.3.1 流態

方案一中，上游量水堰來流平穩，水流較為平順過流并逐步加速滑移至階梯溢流壩前端，挑坎上的水流收縮水深為0.6 m，經過挑坎后水流壅高且摻氣膨脹隆起，在經過六級臺階，從樁號為0+026.395 m處開始逐漸平順下泄，摻氣較為均勻，但偶有波動，泄流流入一級消力池后發生劇烈漩滾，且在入流下部形成穩定空腔，消力池出流波動較為明顯，且有少量飛濺，下游溢流壩面流態較差，二級消力池中流態較差，漩滾明顯，消能不充分。相比方案一，方案二中調整入流臺階體型后入流更為平順，摻氣均勻，泄流經斜坡流入一級消力池后池內流態有明顯改善，空腔減少，在加高尾坎后池內消能更為充分，下游溢流壩面水流流態有較大改善。各方案中兩級消力池流態如圖4所示。

圖3 數模計算結果與試驗結果對照圖

圖4 各方案中兩級消力池流態圖

2.3.2 沿程水深及流速

方案一中，綠沖河溢洪道起始段樁號0+000.000處水深1.53 m。堰后及挑坎段水深1.13 m～0.60 m，0.60 m為挑坎上的水流收縮水深，流速9.50 m/s。泄槽中上部水流脫離臺階，樁號0+040.187 m處水深1.30 m，流速7.50 m/s。樁號0+049.939 m處水深1.20 m，流速5.55 m/s。一級消力池開始段，水流水深1.18～1.20 m，流速4.45～7.30 m/s。一級消力池末至二級消力池開始段，水流水深0.58～0.88 m，流速6.00～7.40 m/s。方案二中，綠沖河溢洪道起始段樁號0+000.000處水深為1.58 m。堰后水深1.05～0.60 m，流速4.75～8.50 m/s。樁號0+055.789 m處水深1.33 m，流速3.05 m/s。一級消力池開始段，水流水深0.50～1.35 m，流速1.70～8.15 m/s。一級消力池末至二級消力池前開始段，水流水深0.63～0.70 m，流速6.50～7.10 m/s。對比發現，方案二中沿程水深較方案一中更大，相應沿程流速較小，各方案流速水深及其對比如圖5、圖6所示。

圖5 各方案沿程水深及流速圖

圖6 各方案沿程水深及流速對比圖

2.3.3 壓強分析

因階梯溢流壩面摻氣較充分，因此無需考慮壩面空蝕空化問題，由于消力池底板常受水流直接沖擊，其時均壓強以及脈動壓強成為常見的重要指標之一，設計流量工況下，消力池的底部時均、脈動壓強值見表2。

表2 消力池底板壓強表

由表2可知，方案一中消力池底板時均壓強均在2.75～3.80 m H2O間波動，與消力池內水深變化規律一致，而二級消力池中脈動壓強最大值出現在入池斷面，表明該斷面水流波動最為劇烈，對池底沖擊最為劇烈。結合流態分析，此斷面水流從壩面跌入消力池，上下漩滾劇烈，沖擊消力池底板，與壓強分布規律相符，脈動壓強最大值達0.53 kPa，遠遠小于建筑安全設計脈動壓強，方案二整體時均壓力較方案一更小，最大脈動壓強只有0.44 kPa，表明二級消力池的尺寸體型修正能降低入池水流對于消力池底板的沖刷，工程運行更為安全。

2.3.4 消能效果分析

溢洪道消能率的計算采用應用最廣泛的消能率計算公式：

式中：E1為以下游消力池底部為基準面的上游控制段斷面水流總能量(取控制段樁號0+000.000 m斷面為計算斷面)；E2為二級消力池末端斷面水流總能量。

兩種方案計算結果如表3所示。

表3 方案一、二消能率計算表

比較兩個方案消能率可知，整體消能率未出現較大變化，均在97%以上，表明兩個方案均滿足消能要求。

3 結 語

1)利用RNGk-ε紊流模型對綠沖河退水道階梯溢流壩與兩級消力池聯合消能進行數值模擬，計算結果與物理模型試驗數據較吻合，說明RNGk-ε紊流模型對聯合消能模擬的可靠性較高。

2)采用兩級溢流壩+兩級消力池能有效達到消能的目的，階梯溢流壩入流端采用小尺寸逐漸過渡到均勻尺寸臺階的組合能有效調整入流流態，消力池入池端采用斜坡代替臺階能調整入池下跌水流角度，減少對于消力池底板的沖刷，優化思路可供類似工程進行參考。