邕寧水利樞紐一期枯水圍堰替代結構及其關鍵問題

劉德兵，趙彥準，常運超，賀昌海

（1.中鐵二十局集團第六工程有限公司，西安710016；2.武漢大學水資源與水電工程科學國家重點實驗室，武漢430072）

水利水電工程分期導流設計和施工中，一期導流采用土石圍堰的工程實例較多，且多數涉及施工期通航問題。三峽工程一期土石圍堰型式采用風化砂堰殼、混凝土防滲墻上接土工膜防滲方案；向家壩水電站一期土石圍堰由砂卵礫石、堆石、過渡料填筑而成，堰基及堰體分別采用塑性混凝土防滲墻及復合土工膜斜心墻型式作防滲處理［1］；枕頭壩一級水電站一期縱向圍堰采用土石結構堰體、混凝土防滲墻防滲，進口段直接利用預留巖坎擋水［2］。前人利用水工模型試驗和數值模擬方法對工程水力學問題的研究取得了不少成果［3-7］，對分期導流的研究成果也較豐富。戴會超等［8］運用水工模型試驗和數值模擬技術，改進了三峽工程明渠體形，解決了特殊情況下明渠通航條件問題；梁日新等［9］結合水工模型試驗成果對枕頭壩一級水電站導流明渠縱向土石子圍堰的防沖調整方案進行了研究，使防沖體經受住了實際大洪水的考驗；彭楊等［10］用二維數值模擬方法研究了分期導流不同河床束窄度下圍堰附近的水流運動特性；賀昌海等［11］基于CATIA 三維建模和三維數值模擬方法，對蘇丹上阿特巴拉水利樞紐儒米拉大壩分期導流溢洪道內部水流進行了模擬，模擬結果與試驗值吻合較好。

總之，“土石料填筑堰體、混凝土防滲墻防滲”的圍堰結構型式在分期導流一期工程中普遍采用，施工方法成熟，施工速度快，防滲效果理想，應用水工模型試驗和數值模擬方法研究分期導流的成果較多，解決了大量工程實際問題。然而，在施工階段因工程料源受限而使土石圍堰設計方案不能實施的案例極少。邕寧水利樞紐一期枯水土石圍堰料場征地移民進度滯后，導致圍堰設計方案不能實施。因此，如何因地制宜地調整圍堰結構和布置，成為工程能否順利進行的關鍵問題。

1 工程概況

南寧市邕寧水利樞紐工程位于青秀區仙葫開發區牛灣半島處，壩區為邕江沖洪積階地過渡為剝蝕殘丘地貌，河流由西流入，轉向南經壩區往下游拐彎再轉向北東向，環繞牛灣半島彎曲呈不規則的反“S”形狀。樞紐位于西津水電站庫區內，枯水期河床水深達12～15 m，水面寬230～280 m，兩岸邊坡坡度20?～70?。主要水工建筑物有攔河壩、13孔閘壩、發電廠房、船閘和魚道，正常蓄水位67 m，總庫容7.1 億m3，電站裝機容量57.6 MW（6×9.6 MW），為燈泡貫流式機組，多年平均發電量2.206億kWh。

工程設計采用分期導流方式，右岸一期枯水圍堰擋水時段11月15日至次年4月15日，設計流量3 010 m3/s（枯水期10年一遇），主要任務是修建一期全年混凝土縱向圍堰和上下游橫向土石圍堰，計劃于一枯11月底完成填筑，至一汛前（次年4月16日至次年5月15日）拆除。一期枯水圍堰由上下游橫堰、縱堰和裹頭組成，全長981.9 m，填筑土石混合料74.86 萬m3，要求其中石碴含量大于等于40%，粒徑d≤200 mm 的含量不小于50%，防滲采用高壓旋噴混凝土防滲墻，其軸線處的土石混合料剔除粒徑200 mm以上大塊石（圖1）。圍堰土石混合料計劃取自馬登山土料場，其填料石碴含量40%～70%，物理性質指標滿足要求。

圖1 一期枯水土石圍堰設計斷面圖（圖中高程單位為m，其余單位為mm）Fig.1 The designed cross-section of the 1st stage cofferdam of dry season

航運部門要求施工期按Ⅲ級航道標準開通，一期導流施工時1 000 t 船隊通航允許水流條件：正向流速≤3.0 m/s，回流流速≤0.4 m/s，橫向流速≤0.3 m/s；最小航道尺寸為航寬60 m×水深3 m×彎曲半徑180 m（雙線）。超過這個范圍則應采取措施輔助航行或禁止通航。

2 圍堰替代結構

由于設計選用的馬登山土料場第1 區至第3 區因征地原因無法利用，壩址區附近沒有滿足要求的備用料場，因此，按照控制性進度計劃要求，在圍堰填筑前（9月25日前）完成80萬m3以上、滿足設計要求的土石混合料儲備極為困難，實際施工時不可能采用設計圍堰結構，工程面臨工期拖延一年的嚴重后果。

為解決這一難題，根據壩址可用填筑料的初步分析，提出了圍堰替代結構型式。

（1）單塊石戧堤及含礫黏土體組合圍堰。以圍堰設計方案軸線為基準進行平面布置，包括上下游橫堰、縱堰和裹頭，全長981.90 m。外側（即靠束窄河床一側）戧堤采用粒徑D≥500 mm占80%、500 mm>D≥200 mm 占20%的塊石料填筑。內側（即靠一期基坑一側）采用含礫黏土填筑，內側坡腳侵占一期縱向混凝土圍堰結構區域約8 m。子堰采用黏土填筑，子堰外側邊坡及含礫黏土堰面采用塊石護面（圖2）。

圖2 單塊石戧堤及含礫黏土體組合圍堰斷面圖（圖中高程單位為m，其余單位為mm）Fig.2 The cross-section of the cofferdam with single block stone dike and grain-containing clay body

（2）雙塊石戧堤及含礫黏土體組合圍堰。圍堰軸線位置、圍堰組成和長度同上。圍堰外側和內側戧堤對稱布置，均采用以上同樣的塊石料填筑。塊石戧堤之間填筑含礫黏土。子堰結構同上（圖3）。

圖3 雙塊石戧堤及含礫黏土體組合圍堰典型斷面圖（圖中高程單位為m，其余單位為mm）Fig.3 The cross-section of the cofferdam with double block stone dike and grain-containing clay body

對上述圍堰結構方案進行工程量計算和造價估算，同時，采用循環網絡技術建立圍堰施工運輸系統仿真模型，并編制計算程序對圍堰施工工期進行仿真計算［12］，計算結果見表1。

從表1 可以看出，兩種圍堰的施工工期接近，圍堰填筑從9月底開始，11月底完成。根據工程施工經驗，高噴混凝土防滲墻（2.32 萬m）施工約45 d，基坑排水約15 d，一期全年上下游土石圍堰土石方填筑（約60 萬m3）和混凝土縱向圍堰（7.32 萬m3）約75 d，兩種圍堰均滿足后續工程的施工進度計劃要求，即能夠在次年4月15日前完成一期全年圍堰施工。從工程前期施工資料分析，馬登山石料場、河床右岸護岸等工程開挖可獲得石料約57 萬m3，含礫黏土189 萬m3，滿足方案（1）的塊石料和土料供給需求，而方案（2）則另需外購、儲備塊石料約40 萬m3，短期內難以完成，而且圍堰造價比前者高出14.92%。因此，應采用第一種結構型式。

表1 圍堰替代方案工程量及工期Tab.1 Project quantity and duration of the cofferdam alternative solution

3 縱堰軸線位置優化

從泄水閘布置、二期導流和施工期通航要求出發，考慮兩種縱堰軸線位置方案（表2）。為減少試驗工程量，先采用數值模擬方法研究設計擋水流量（3 010 m3/s）下束窄河床的水力特性。

表2 縱堰軸線位置方案Tab.2 Schemes of the longitudinal cofferdam axis position

3.1 計算模型與計算條件

利用CATIA 建立1∶1 的河床和圍堰三維模型（圖4至圖5）。

圖4 方案1三維模型Fig.4 3D model of scheme 1

圖5 方案2三維模型Fig.5 3D model of scheme 2

水流控制方程包括連續性方程和動量方程，為了模擬彎曲水流，采用RNGk-ε湍流模型［11］。

模擬范圍從0-1 250 m 至0+575 m，全長1 825 m，由A、B、C三個網格塊包絡（圖6）。采用立方體結構化網格，網格縱橫比為1，單元邊長2 m，總數量約2×107個。

圖6 計算區域網格劃分Fig.6 Mesh generation of the computational domain

網格塊A（0-1 250 m至0-670 m）為上游河道轉彎及束窄河床入口區域，其中Xmin設置為流量邊界，通過流量和上游水面高程確定流速。網格塊B（0-670 至0+100）為圍堰主體及河道順直區域。網格塊C（0+100 m 至0+575 m）為束窄河床出口及下游河道轉彎區域，其中Ymin設置為壓力邊界，確定下游自由水面高程。A、B、C 三個網格塊的Zmin均設為無滑移界面邊界，Zmax設為壓強為0的壓力邊界；其余邊界均保持對稱邊界的默認設置。

采用FLOW-3D 中的交錯網格有限差分法離散控制方程，壓力速度分離式解法選用極小殘差算法（GMRES），流體自由表面位置利用TruVOF法追蹤［11］。

3.2 計算結果與分析

兩個方案束窄河床整體流態相似，無回流及明顯旋渦現象。

圖7、8分別為束窄河床上游入口至下游出口各斷面水位和最大表面流速對比圖。從圖中可以看出，方案1最高水位64.61 m，與最低水位差值0.34 m，最大水面降落出現在束窄河床后段；方案2 最高水位65.16 m，與最低水位差值0.53 m，最大水面降落出現在束窄河床前段；由于方案2的河床束窄度較大，方案2 水面線高于方案1。兩方案均在束窄河床下游出口近左岸處出現最大表面流速，分別為2.89，4.91 m/s，近右岸處流速明顯回落；方案2 流速波動較為劇烈，且各測點相應流速值高于方案1。

圖7 束窄河床水面線對比Fig.7 Comparison of the water surface profile

可見，相比較而言，方案2的水力條件較為不利。

圖8 束窄河床最大表面流速對比Fig.8 Comparison of the maximum surface flow velocity

由表3 可看出，雖然兩方案的束窄河床水面寬度都大于60 m，平均水深都大于3 m，滿足航道尺寸要求，但方案2束窄河床水面寬小于方案1，且其束窄河床的最大正向流速大于3.0 m/s，不滿足施工期通航允許流速條件。

表3 通航水力學指標對比Tab.3 Comparison of the navigational hydraulic index

根據以上分析，縱堰軸線位置只能采用方案1。對于前文提及的內側含礫黏土體侵占一期縱向混凝土圍堰結構范圍的問題，可在基坑抽水后采取開挖及加固等措施解決。

4 施工期通航與圍堰防沖

為了解決施工期通航和圍堰防沖問題，以下采用數值模擬和物理模型試驗方法，詳細研究方案1 各種特征流量下束窄河床的水力特性，數值模型和網格劃分參見3.1，物理模型長度比尺1∶70。

4.1 計算和試驗工況

計算和試驗工況參見表4。

表4 方案1計算和試驗工況Table 4 Calculation and test cases of scheme 1

4.2 水力特性計算和試驗結果

（1）束窄河床流態。從圖9 至圖12 可以看出，不同流量下，計算流態和試驗流態接近，束窄河床和圍堰裹頭段水流流態均較為平順，無旋渦及回流現象。束窄河床入口處水流平穩，下游出口近左岸處流態稍急，但總體過渡平順。

圖9 工況1試驗流態和計算流態Fig.9 The test and calculated flow pattern of case 1

圖10 工況2試驗流態和計算流態Fig.10 The test and calculated flow pattern of case 2

圖11 工況3試驗流態和計算流態Fig.11 The test and calculated flow pattern of case 3

圖12 工況1圍堰裹頭段試驗流態Fig.12 The test flow pattern of the head section of the cofferdam of case 1

（2）束窄河床流速。從圖13 和表5 可看出，流速計算值和試驗值整體上吻合較好，其中，工況1：最大表面流速值計算值2.89 m/s 和試驗值2.85 m/s 均出現在下游斷面0+280，前者靠近斷面左岸，后者在斷面中部；工況2：最大表面流速計算值2.55 m/s 與試驗值2.76 m/s 均出現在下游斷面0+140，前者靠近斷面左岸，后者在斷面中部；工況3：最大表面流速計算值1.94 m/s與試驗值2.09 m/s均出現在下游斷面0+280，均位于斷面中部。

圖13 最大表面流速試驗值和計算值Fig.13 The test and calculated maximum value of surface velocity

表5 圍堰外側邊坡各斷面流速分布（工況1） m/sTab.5 The velocity distribution of each section of the outside slope of the cofferdam（case 1）

（3）束窄河床水面線。圖14 表明，試驗水面線略高于計算水面線，最大絕對誤差0.25 m（工況1），水面線整體吻合良好。

圖14 試驗水面線和計算水面線Fig.14 The test and calculated water surface profile

4.3 施工期通航

流量3 010、2 480、1 730 m3/s 的通航水力學指標見表6。束窄河床最大正向流速均小于3.0 m/s，水深大于3 m 對應的束窄河床水面寬均遠大于最小航寬60 m，且均無回流及旋渦現象。所以，當縱堰軸線布置在7 號、8 號閘墩之間時，束窄河床滿足施工期通航條件。

4.4 圍堰防沖

為了詳細分析圍堰外側邊坡、上游裹頭和下游出口在設計流量下是否會被水流沖刷，將圖6（a）中的B、C 網格塊沿X軸-160 m 至100 m 局部加密，單元格邊長取1 m，網格總數量約6×107個（圖15）。

圖15 網格加密Fig.15 Mesh encryption

計算得到圍堰裹頭、下游出口處表面和坡底流態分布（圖16至圖17）。

圖16 表面流態及流速測點Fig.16 The flow pattern and velocity measurement point on the surface

讀取流態云圖（圖16 至圖17），可求得裹頭和下游出口處表面和坡底各測點流速（表7）。

圖17 坡底流態及流速測點Fig.17 The flow pattern and velocity measurement point on the slope bottom

從表7 可以看出，圍堰上游裹頭和下游出口的表面流速和坡底流速范圍為0.31～1.90 m/s。

表7 裹頭與下游出口平均流速Tab.7 The average flow velocity of the wrap head and downstream outlet

表8 為設計流量下、網格加密前和加密后圍堰外側邊坡各斷面的表面和坡底的計算流速，網格加密后的計算流速范圍0.45～1.97 m/s，與表5中的試驗值相比較，平均誤差更小。

表8 計算流速對比 m/sTab.8 Comparison of the calculated flow velocity

根據式（1）計算可得：粒徑200 mm 的塊石抗沖流速2.24～3.14 m/s，粒徑500 mm的塊石抗沖流速3.54～4.95 m/s。

式中：D為塊石粒徑，m。

由此可見，在設計流量下，圍堰外側邊坡、上游裹頭和下游出口流速均小于塊石的計算抗沖流速，物理模型試驗中也沒有材料發生啟動流失現象，因此，圍堰邊坡不會被水流沖刷，無需采取其他防護措施。

5 結 語

在邕寧水利樞紐工程施工階段，由于設計選用的馬登山土料場征地拆遷進度緩慢，不可能采用設計方案按期完成圍堰備料和填筑施工。在分析現場可用填筑料的基礎上，研究提出了一期枯水圍堰的替代結構。

（1）利用施工仿真、技術經濟分析方法對圍堰的替代結構型式進行了優選，結果表明，單塊石戧堤及含礫黏土體組合圍堰可充分利用現場開挖料，且滿足后續工程的施工進度計劃要求，造價較低。

（2）采用數值模擬和物理模型試驗方法，研究了縱堰軸線不同布置的束窄河床水力特性，結果表明，縱堰軸線布置在壩體7號至8號閘墩之間時，能夠解決施工期通航和圍堰安全問題。

在城市區域內的河流上修建水利工程，征地移民不確定性影響因素多、難度大，在圍堰施工前料場征地移民進度不滿足要求的制約下，應深入研究利用現場開挖料修筑圍堰的可能性。本文的研究成果為邕寧水利樞紐一期枯水圍堰施工提供了解決方案，對于保證工程施工進度起到了決定性作用，可為類似工程施工提供參考。□