基于水工模型試驗的水庫消能池底流消能體型設計研究

陶 濤

(新疆昌吉方匯水電設計有限公司，新疆 昌吉 831100)

消能池乃是水工建筑中重要的消能降沖設施，消能池體型設計包括有自身結構設計[1-2]，也包括有池內各類挑坎等消能構件的設計[3-4]。為此，許超等[5]、劉菊蓮[6]從三維滲流場分析入手，借助CFD等數值仿真方法，開展了消能池結構的流場分析，研究池內流速、水沙特征，為工程設計對比提供評價依據。當然，消能池結構研究不僅在于其自身結構，孟云祥等[7]、海琴[8]開展了溢洪道、消能池的防蝕消能構件設計參數分析，如摻氣坎工藝參數、挑坎設計等，從水面線、時均壓強以及流速等水力參數的變化特征，評判設計方案的合理性。研究消能池的滲流場特征也可通過模型試驗方法，李爽潔[9]、秦海杰[10]通過建立水工模型，在室內開展溢洪道、消能池等水工建筑物模型試驗，分析水工模型在室內泄流工況下監測獲得的壓強、流速以及流態等特征，研判水工結構運營合理性與設計方案的契合度，有助于豐富工程設計參考成果。本文為探討頭屯河水庫消能池底流消能體型設計方案，采用水工模型試驗，獲得了消能池水力特征及運營特征，以此綜合評價工程設計的合理性。

1 研究方法

1.1 工程概況

作為頭屯河流域重要水利樞紐，頭屯河水庫樞紐不僅承擔著昌吉地區輸供水、調洪排泄、通航以及水力發電功能，也是地區水生態調節的重要人工樞紐工程。從提升工程運營及消除故障隱患考慮，管理部門考慮對其水工建筑物開展重建加固，提升包括主壩、船閘、泄流建筑等在內的水工結構運營安全可靠性，圖1為水庫樞紐主壩、船閘及泄流建筑重建后效果概化圖，該水利樞紐建設投入運營后，可在頭屯河梯級河道上建立起調節設施，年發電量可達3000萬kW·h，年可供水資源超過6000萬m3。規劃對頭屯河水庫重建的工程包括有船閘以及泄流建筑，船閘按照兩期建設，一期工程設計圍堰導流為555 m3/s，堰頂高程為17.5 m，寬度為5.0 m，配置有鋼板樁圍堰，為船閘的改造重建提供良好防滲、加固環境。船閘的建設與泄流建筑溢洪道、消能池等為同期規劃內容，船閘投入運營與水位升降密切相關，而溢洪道與消能池乃是泄流重要控制樞紐，船閘施工導流以及防滲結構均應滿足泄流要求。

圖1 水庫樞紐及泄流建筑重建后效果概化圖

作為頭屯河水庫重建工程的關鍵載體，溢洪道采用無壓泄洪洞導流方式，避免與船閘圍堰導流相沖突，其設計剖面如圖2所示，進水段包括有引水渠、進閘段、無壓段以及漸變控制端等。溢洪道進水渠漸變段末端為樁號0+0.000，進口段閘室底板高程為16.8 m，長為15.0 m；在進水段后為溢洪道的溢流段，設置有溢流過渡段階梯與均勻段階梯，總階梯數量為26級，溢流總長為90.5 m；出口消能池段采用底流消能方式，池首與溢流段接觸處設計有寬尾墩消能構件，而在池尾設置有護坦等構件，池內設置有高度為0.8 m的挑坎。目前，消能池設計仍具有較多待優化問題，如消能池的設計與船閘圍堰導流的契合度、消能池底流消能方式的體型優化等。為此，工程設計部門考慮針對消能池開展結構體型優化試驗研究，以提升消能池運營能力。

1.2 模型試驗

為研究頭屯河水庫樞紐重建泄流建筑消能池底流消能結構體型，在室內采用相似材料建立溢洪道與消能池物理模型，圖3為該模型簡化部分附屬水工設施后的剖面圖。該模型中包括有進水段、溢流段、尾坎段以及消能池結構，溢流段坡度為31%，長度相似比尺為50，消能池主軸長為5.5 m，而溢流段長度為15.46 m，消能池寬度為2.6 m，其他結構尺寸均按照模型比尺進行換算設定。按照模型試驗要求[9-11]，該模型流速比尺為7.1，而時間比尺與前者一致，試驗中所有結構材料均按照頭屯河水庫實地現場制作，如消能池底部泥沙以頭屯河水庫所在場地中值粒徑2.2 mm的砂石制備，溢流面配置有剛性水泥砂漿層，其他剛性材料均設計用剛性玻璃，圖4為模型試驗中消能池泄流狀態。試驗中流量比尺為18 000，糙率為1.825，模擬試驗范圍包括有溢洪道上游至下游消能池出流段。

圖3 溢洪道模型(單位：mm)

水工模型試驗分析可靠性很大程度上依賴于模型數據監測，為此，在圖5所示監測斷面上依次布設傳感器，溢洪道斷面間距控制在0.35 m，消能池內監測斷面間距為0.5 m，其中消能池監測斷為0.5～7.5 m。水力參數監測傳感器可實時監測獲得水流流速、壓強以及水位、水面線以及摻氣濃度值等滲流場水力參數，間隔0.5 s實時回傳數據至中控系統。試驗中上游泄流動力來源于水泵供水體系，通過矩形量水堰可控制上游泄流量，并在下游消能池尾渠通過水流交換實現水資源循環使用。

圖5 監測斷面示意圖

本模型試驗中研究重點為消能池底流消能結構體型設計合理性，為此試驗中溢洪道沿程斷面溢流臺階均保持一致，高、寬分別為33.33 mm×24.00 mm，首級階梯前置有摻氣坎，挑角為10°，過渡段階梯總寬、高分別為100 mm、75 mm。消能池在各方案中都是底流消能，而確保底流消能的關鍵乃是池內底板的布設高程，故消能池在考慮底部消能的前提下，增設水平分水墻，寬度為3.0 m，而其高程需根據消能池邊墻高度上限值12.0 m確定。基于模型試驗對比評價的前提，設定水平分水墻高度上、下限分別為10.0 m、2.0 m，并依次設定有高度2.0 m、4.0 m、6.0 m、8.0 m，以及10.0 m共5個方案，且設定有無水平分水墻(高度0 m)的消能池對照方案，圖6為水平分水墻高度6.0 m時的底流消能池平、剖面示意。試驗工況設定為泄流量720 m3/s，閘門全開，基于各底流消能方式的模型試驗對比，為評價底流消能池體型設計合理性提供依據。

圖6 水平分水墻高度6 m時的消能池幾何設計(示意圖)

2 消能池水力特征

2.1 壓強特征

根據對底流消能水平分水墻布設不同高度消能池模型試驗分析，獲得各方案下消能池內水力特征，圖7為池內沿程斷面動水壓強分布變化特征。

圖7 池內動水壓強變化特征

由圖7中動水壓強分布變化可知，當水平分水墻設計高度不同，則池內動水壓強分布變化有所差異。在無水平分水墻時，池內動水壓強呈穩定遞增狀態，在15個監測斷面上動水壓強平均增幅為3.9%，且其在任一監測斷面上動水壓強值均高于其他設計方案。當水平分水墻高度為4.0 m時，池內沿程斷面上動水壓強分布為152.1～245.3 kPa，較之無水平分水墻方案斷面壓強減少了18.6%～55.9%，斷面動水壓強均值亦減少了37.7%。當水平分水墻高度進一步增大至6.0 m后，其動水壓強量值水平也進一步降低，斷面壓強均值較水平分水墻高度4.0 m、無水平分水墻分別減少了20.6%、50.5%。在水平分水墻高度4.0 m、6.0 m方案內，其動水壓強均呈“遞增-遞減-穩定”三階段變化，較之無動水壓強方案具有動水壓強的遞減以及穩定段，表明消能池內水力勢能得到較好控制，對底流消能效果較佳。當水平分水墻高度為8.0 m、10.0 m時，相應的池內斷面壓強均值分別達113.5 kPa、91.2 kPa，較之水平分水墻高度4.0 m時減少了42.9%、54.1%，整體上來看，當水平分水墻高度每增大2.0 m，則池內動水壓強均值可減少21.9%。另一方面，在水平分水墻高度8.0 m、10.0 m方案內，模型試驗觀測到水面出現局部壅流、擾動的現象，且其動水壓強本質上與高度6.0 m方案時量值差距較小，特別是在池內斷面5.0～7.5 m(圖5)后具有二次增幅階段，池內整體壓強變化呈“遞增-遞減-二次增幅”，高度8.0 m、10.0 m方案在二次增幅段壓強進一步達到一次遞增階段峰值，不利于消能池尾渠段出水穩定性[6-12]，使該類型消能池的共用底流消能效果無法得到充分體現。

2.2 流速特征

流速特征直接反映了消能池內滲流場特征，對模型試驗數據處理后，獲得了各方案時池內斷面處流速變化特征，如圖8。

圖8 消力池內流速特征變化

分析流速變化可知，5種底流消能設計方案中流速變化呈顯著“分水嶺”特征，當水平分水墻高度低于6.0 m時，其流速呈“上凸”二次函數曲線形態變化，高度2.0 m、4.0 m、6.0 m方案中峰值流速均位于斷面3.0 m處。而在高度8.0 m、10.0 m時，池內斷面流速具有“雙增”階段，在池內斷面0.5～3.5 m處為一次增長，平均增幅分別為8.3%、8.4%，而在斷面5.0～7.5 m上為二次增長，該階段增幅弱于前一階段，但平均增幅仍維持在3.3%、3.5%，特別是在池內出渠段仍具有較高流速水平，分別達7.7 m/s、9.2 m/s。兩種流速水平變化，均與水平分水墻設計高度有關，當水平分水墻過高，雖可提高池內動水勢能的轉換，水體動能提高，流速增大，但也會在池內尾渠段出現過高的流速，導致出流水力勢能過大，對下游水工建筑產生較大動能沖擊[10，13]。

對比流速水平量值可知，水平分水墻高度與之具有正相關關系，且該變化關系在任一池內斷面上均滿足，如斷面2.0 m處水平分水墻高度6.0 m、8.0 m、10.0 m下流速較之高度2.0 m時分別提高了63.8%、84.7%、115.5%。總體上來看，分水墻高度每遞增2.0 m，則池內斷面平均流速可增大33.5%。池內流速過高或過低，均不利于消能池底部消能，確保消能池內流速處于較高水平，且水流較穩定，才是底部消能設計的最終目的，結合模型試驗宏觀觀測與流速變化，水平分水墻高度6.0 m時滲流場特征較為合理。

3 消能池運營特征

為研究消能池運營特征，在閘門全開泄流量720 m3/s工況前提下，增設一校核工況泄流量為920 m3/s的對比研究組，分析典型水平分水墻高度方案下池內水位變化特征，如圖9所示。

圖9 池內水位變化特征

從圖9中可知，不論泄流量為何值，6種方案下池內水位變化均歷經了“穩定-陡降-穩定”的三階段變化；當泄流量為720 m3/s時，水平分水墻高度2.0 m方案下池內峰值水位為0.65 m，同斷面處高度6.0 m、10.0 m下水位為0.71 m、0.78 m，而在峰值水位后即出現水位的陡降變化，三個高度方案下水位降幅分別達78.9%、22.6%、45.5%。整體上來看，在該泄流量工況下，分水墻高度2.0 m、10.0 m時池內水位的變幅最大，且在池尾渠處水位也較高，而高度6 m方案下水位變幅最大集中在陡降段，全斷面水位控制較合理。當泄流量增大至920 m3/s后，分水墻高度2.0 m、10.0 m方案下水位變幅進一步加大，水位陡降段降幅可達88.9%、53.7%，而分水墻高度6.0 m時降幅接近前一泄流量工況，且在高泄流量工況下，池內上、下游水位穩定性均高于分水墻高度2.0 m、10.0 m時的情況。從試驗結果分析，表明水平分水墻高度6.0 m時消能池內水位在高、低泄流工況下均較穩定，抗動水勢能沖擊效果較優，可滿足溢洪道共用底流消能的目的。

4 結 論

(1)無分水墻時動水壓強量值最高，且在池內斷面上呈穩定遞增；分水墻高度在2.0～6.0 m時，池斷面壓強呈“遞增-遞減-穩定”三階段變化，而在高度8.0 m、10.0 m方案下呈“遞增-遞減-二次增幅”變化，造成池尾段出水穩定性欠佳；墻高每增大2.0 m，則池內動水壓強均值可減少21.9%。

(2)分水墻高度低于6.0 m時，流速呈二次函數“單峰值”特征，而在超過6.0 m后具有二次增幅段，出渠段流速仍維持較高水平；水平分墻高度與流速為正相關，高度每遞增2.0 m，則池內斷面平均流速可增大33.5%。

(3)消能池運營特征表明分水墻高度6.0 m時池內水位控制較合理，水位陡降段弱于高度2.0 m、10.0 m；泄流量增大，墻高度6.0 m方案下水位控制穩定性與低泄流量下一致。

(4)結合消能池水力特征與運營特征，底流消能方式下水平分水墻高度6.0 m方案抗動水勢能、降能排沖穩定性均較佳。