沙灣水電站泄洪渠防護工程數值模擬計算分析

吳倩倩，劉 華，2，王宇亮，袁勁松，張 穎

（1.四川大學水利水電學院，四川 成都 610065；2.四川大學水力學與山區河流開發保護國家重點實驗室，四川成都 610065；3.中國水電建設集團圣達水電有限公司，四川 樂山 614000；4.中國水利水電第七工程局，四川 成都610065）

1 工程概況

大渡河沙灣電站樞紐工程位于四川省樂山市沙灣區葫蘆鎮境內,電站采用一級混合開發方式,為河床式加長尾水渠開發方案。壩頂高程435 m,最大壩高28 m,壩頂全長247.70 m,壩軸線長699.86 m,筑壩壅水15.5 m,廠后接長約9 km的尾水渠（邊墻頂部高程按100 年一遇洪水設計）,尾水渠利用落差14.5 m。沙灣電站樞紐主體工程包括左岸非溢流面板壩、儲門槽壩段、10 孔寬14 m的泄洪（沖砂）閘、電站主副廠房、廠房后接長約9 km的電站尾水渠、右岸接頭壩、庫區防洪堤等建筑物,工程等別為大型二等工程。

沙灣電站自2010 年正式發電以來,年均發電量約20 億kW·h,為國家西部用電發揮了一定的保障作用。電站運行到現在,河道邊界條件、水流流態等發生了較大變化：下游河床高程總體下降,左岸泄洪閘后防沖槽發生沉降,海漫基礎暴露、末端形成跌水,下游河道形成沖坑,見圖1。若不進行除險加固,會逐步加劇下游河床的淘刷,繼而危及海漫、消力池、甚至大壩的安全。2020 年4 月,電站采取臨時應急防護措施,在河道下游樁號0+450.00 處修筑二道堰,汛后發現臨時堰體在右端（臨近尾水渠左堤）約有60 m被沖毀,形成一深凹河槽。為減輕電站下游河道沖刷以保護建筑物的安全,經分析提出在下游修建鋼筋混凝土的防沖尾坎優化方案［1-2］。

圖1 現場圖

為分析工程實際問題的原因并探究合適的工程措施,以沙灣電站泄洪渠首為研究對象,建立包括10 孔泄洪沖砂閘、消力池、下游1120 m河道及采取的工程防護措施的計算模型,對原泄洪渠、臨時方案和永久方案分別開展數值模擬計算：①原泄洪渠：原河道內不采取任何工程措施。②臨時方案：在樁號約0+450.00處設二道堰,設計堰頂高程414.5 m,堰頂寬6 m。③永久方案：在原二道堰后100m處設置一道鋼筋混凝土防沖墻尾坎,斷面示意圖見圖2。中間底部高程408.0 m,左右兩側呈逐漸加高設置（坡度為1∶2）,第一級兩側加高至412 m,第二級兩側加高至414 m,之后兩岸沿合適坡度與岸坡418 m高程連接；回填上游河床至411.5 m；拆除應急防護工程。

圖2 防沖尾坎剖面（高程：m，尺寸：cm）

本文選用RNG 雙方程紊流模型［3-4］,VOF方法對上述模型分別開展模擬計算,計算工況為5000 m3/s流量 （10 孔全開敞泄分界流量）和 7940 m3/s（P=10%）流量,從水力學角度分析原泄洪渠和臨時方案的水力特性及問題的原因,進一步探究永久方案的可行性［5-7］。

2 數學模型

2.1 控制方程

本文采用RNG 兩方程紊流模型計算,能夠更好地處理消力池中形成水躍時伴有的漩渦和回流問題。本文采用的RNGk-ε紊流模型的基本方程為［8］：

式中：ρ為體積分數平均的密度；為分子粘性系數；p為修正壓力；t為紊流粘性系數為經驗常數,取C=0.09；σk、σε分別為k和ε的紊流普朗特數,取σk=1.0,σε=1.3；C1ε、C2ε為ε的方程常數,取C1ε=1.44,C2ε=1.92；G為由平均速度梯度引起的紊動能產生項,

2.2 模型設計及網格劃分

模型計算范圍為壩前50 m到壩后1367 m,壩后范圍包括閘室、消能段、海漫段及下游河床,根據地形圖數據簡化模擬下游河道。原泄洪渠方案三維模型見圖3,臨時方案模型（壩0+450處修建二道堰）與永久方案模型（壩0+550處修建永久方案）模型細節見圖4［9］。

圖3 沙灣水電站原泄洪渠方案三維模型圖

圖4 臨時方案和永久方案的三維模型細節圖

2.3 邊界條件

模型試驗的上游來流為恒定流。數值計算的進口條件為速度進口,限制水面高度以保持來流量；出口條件為自由出流；上下游空氣邊界均設為壓力進口,壓力值為大氣壓強；壁面邊界條件設置為無滑移形式的固壁條件；自由水面采用VOF法進行處理,判斷計算穩定的條件為進出口流量差值小于總流量的0.5%。

2.4 數值模型驗證

為驗證數值模擬計算的可靠性,對比原泄洪渠整體模型試驗的典型斷面水位［10-12］和數值模擬計算結果,見表 1,兩者結果基本吻合,建立的數學模型計算結果是可靠的［13］。

表1 模型試驗結果與數值模擬計算結果水位對比 單位：m

3 計算結果與分析

3.1 剖面流態分析

選取泄洪渠四號閘孔中線的縱剖面進行流態分析,流量為5000 m3/s三種方案計算模型的水體積分布見圖5。閘后下泄水流形成的水躍都比較穩定；原泄洪渠閘室到消力池段水面波動明顯；臨時方案閘室下游水流紊動較大甚至出現了回灌的現象,二道堰前產生壅水現象,堰后形成跌水,下游河床水墊小；永久方案防沖尾坎壅水效果好,流態較為平穩,尾坎上下游沒有明顯的跌水現象。

圖5 =5000m3/s不同方案的水體積分布圖

3.2 平面流場分析

三種方案計算模型在流量5000 m3/s工況的平面流場（高程416 m）見圖6。

圖6 5000m3/s工況下原泄洪渠模型的平面流場圖

原泄洪渠海漫與下游銜接處流場紊亂,流速較高,主流靠近右岸尾水渠堤；臨時方案海漫與下游河床銜接處有所改善,流速略有減小,堰前水流多處形成橫向漩渦,主流靠近右岸以較高速度沖過堰頂。兩個方案的計算結果顯示,主流靠右岸,出海漫的流速大,這與泄洪渠海漫末端基礎被淘刷、尾水渠左堤堤腳被沖刷以及臨時方案二道堰右側被沖毀的現象是吻合的。

永久方案的計算結果顯示,海漫與下游河床流態分布均勻,流速明顯減小。防沖尾坎的階梯斷面布置形式,使海漫與下游的河道主流不再靠右,可減小對尾水渠左堤和下游河道的沖刷,起到保護建筑物和下游河道安全的作用。

3.3 流速分析

三種方案計算模型典型橫斷面的流速對比見圖7,兩種流量工況典型斷面的流速分布規律基本一致。

流量5000 m3/s的流速計算值見表2。閘下出流在經過三級消力坎后,流速得到降低,消力坎消能效果明顯；進入海漫流速逐漸增大,原泄洪渠和臨時方案海漫末端流速高達11.42 m/s、9.87 m/s,永久方案海漫的流速略有增大,為6.46 m/s；原泄洪渠和臨時方案下游河道的流速在9.47 m/s、10.02 m/s,永久方案下游河道的流速降至3.54 m/s。

表2 流量為5000m3/s工況不同方案下各典型斷面的最大流速 單位：m/s

原泄洪渠的海漫末端及下游河床的流速大,對河床沖刷嚴重；臨時方案海漫出口處的流速減小不多,對河床仍有較嚴重的沖刷,且主流偏向右岸,故發生二道堰右側被沖毀60 m的現象,威脅尾水渠左堤的安全。

永久方案有效降低海漫及下游河道的流速,減小對河床的沖刷；采用左右兩側逐步加高的階梯布置設計,將主流引導至河床中部,以保證尾水渠左堤的安全。

圖7 流量分別為5000 m3/s、7490 m3/s時典型斷面流速對比圖

4 結語

本文采用數值模擬計算方法,對泄洪閘、消能建筑物及下游河道建立三維模型進行水力計算,分析原泄洪渠和臨時方案出現問題的原因,探究永久方案的可行性。

（1）原泄洪渠海漫與下游河床水流紊動劇烈,流速偏大,主流靠右岸,故發生海漫及下游河道被沖刷、尾水渠左堤面臨危險的工程問題。

（2）臨時方案海漫出口流速略減小,海漫后一定范圍內主流偏向右岸,二道堰后形成跌水,水流紊動較大,下游水墊層小,流速加大,導致洪水期二道堰右側被沖毀60 m。

（3）永久方案壅水效果好,海漫及下游河道的流速顯著降低,主流分布均勻,防沖尾坎的階梯布置將主流引導至河床中部,坎上下游水流銜接平順,永久方案對保護右岸尾水渠堤及下游河床的安全是可行的。

本文分析了沙灣電站泄洪渠首永久方案的合理性,計算結果可為方案提供理論依據,對方案的實施有一定的參考價值。