| 标题 | 溢洪道弯道水流流态与消力池尾水坎型式 |
| 范文 | 张桂花 张一冰 高继东 田永军 摘要：鉴于孤石滩水库溢洪道消力池布置在弯道上，水流条件复杂，为了能使消力池的消能效果达到预期目的，采用数值模拟的方法，研究消力池水流流态、流速、消能效果，并通过物理模型验证和测定消力池尾水坎坎顶压强，提出消力池尾水坎采用“异高连续尾水坎”的型式，以调整弯道水流流态。 关键词：弯道水流；流态；尾水坎；分析；研究 中图分类号：TV62文献标志码：A文章编号：16721683（2015）002004003 由于溢洪道建筑物始终受到下泄水流、特别是高速水流的冲刷作用，因而建筑物本身及其上下游河道由于水流冲刷所造成的破坏几乎随处可见而又难以完全避免，有时甚至是大坝失事的重要原因[1]。鉴于孤石滩水库溢洪道位于弯道上，结合该溢洪道拆除重建，进行了溢洪道弯道水流的研究课题，该课题中对弯道水流流态和消力池尾水坎型式进行研究，提出溢洪道消力池尾水坎采用“异高连续尾水坎”的型式，调整水流态，防止因水流冲刷破坏而危及工程安全。 1工程概况 孤石滩水库溢洪道位于大坝右坝肩，溢洪道设计洪水标准为100年一遇，因该溢洪道紧邻大坝，其校核标准与大坝防洪标准相同，为2000年一遇洪水校核。水库校核洪水位为16069 m，溢洪道相应最大泄量为3 172 m3/s。原溢洪道因建设年代早，存在较多质量问题，水库除险加固时，将该溢洪道拆除重建。新建溢洪道由上游引渠段、闸室控制段、陡坡段、一级消力池、泄槽段、二级消力池及尾水渠段组成，全长683 m。溢洪道控制闸共设3孔，单孔净宽10 m。一级消力池为综合式消能方式，消力池底高程为12950 m，消力池宽为348 m，消力池长75 m，因受地形条件限制，溢洪道一级消力池布置在弯道上[3]，中心线处弯道半径为210 m，圆心角40118°。 2弯道水流的水力计算 由于弯道的存在，[JP2]弯道内的水流会产生一些特殊现象，如环流现象和水面出现横比降，弯道段内外侧横向水位差宜分别按小扰动冲击波理论及经验公式计算，[JP]两结果中取其大值。 小扰动冲击波理论计算，波角β1计算公式如下： sinβ1=[SX（]1[]Fr1[SX）]=[SX（][KF（]gh1[KF）][]v1[SX）][JY]（1） 式中：Fr1为扰动线上游来流弗劳德数；h1为扰动线上游来流断面水深（m）；v1为扰动线上游来流断面流速（m/s）。 最大横向水面差所在断面位置转角θ0按下式计算： θ0=tg-1[SX（]b[]（r0+b/2）tgβ1[SX）][JY]（2） 式中：b为弯道槽宽（m）；r0为弯道中心线的曲率半径（m）；β1为波角（°）；θ0 为第一个外侧最高水位所对应的圆心角（°）。 边墙水深按下式计算： θ1±θ=[KF（]3[KF）]tg-1 [SX（][KF（]3[KF）][][KF（]Fr2-1[KF）][SX）]-tg-1 [SX（]1[][KF（]Fr2-1[KF）][SX）][JY]（3） [JP2]式中：θ为弯道圆心（°）；Fr为相应转角θ处，内、外侧水流弗劳德数；θ1为积分常数，根据θ=0，h=h1，Fr=Fr1，按上式确定。[JP] 当已知积分常数θ1时，将θ与θ1相加（当转角向内）或相减（当转角向外），按上式可得出沿弯道外侧水深见表1。 表1小扰动冲击波理论计算弯道最大横向水面差成果 [BHDFG4，WK6*5/6ZQ*8，WK3，WK2*2，WK3*8。3，WKW] [HT6][HJ*4][JZ]计算工况[]流量[JP4]/（m3[KG-*2]·[KG-*4]s1）[JP][]弯道宽度/m[]中心线曲率半径/m[]弯道内侧水深/m[]弯道外侧水深/m[]外内侧横向水面差/m[HT] [BHDG1*2][HT6]50年一遇泄洪[]1959[]34.8[]210[]5.66[]7.98[]2.32 [BHDW]100年一遇泄洪[]2203[]34.8[]210[]6.15[]8.51[]2.36 [BH]2000年一遇泄洪[]3184[]34.8[]210[]8.01[]10.96[]2.95[HT][HJ1*6][BG）F][HJ] 按经验公式计算： Δh=K[SX（]ν2b[]gr0[SX）][JY]（4） 式中：Δh为弯道外侧水面与中心线水面的高差（m）；b为弯道宽度（m）；r0为弯道中心线曲率半径（m）；K为超高系数，矩形断面（有缓和曲线过渡段和槽底横向坡）取K=05。 按经验公式计算弯道最大横向水面差见表2。 表2经验公式法计算弯道最大横向水面差成果 [BHDFG7，WK5*4ZQ*8，WK3*2，WK2*2。2，WK3*2，WK3。2，WKW] [HT6][HJ*4][JZ]计算[JZ]工况[]流量[JP4]/（m3[KG-*2]·[KG-*4]s1）[JP][]弯道宽度/m[]中心线处水深/m[]流速/（m[KG-*2]·[KG-*4]s1）[]中心线曲率半径/m[]弯道外侧水面与中心线水面的高差/m[]弯道内外侧横向水面差/m [HT] [BHDG1*2][HT6]50年一遇[]1959[]34.8[]6.97[]8.08[]210[]1.1[]2.2 [BHDW]100年一遇[]2203[]34.8[]7.54[]8.4[]210[]1.2[]2.4 [BH]2000年一遇[]3184[]34.8[]9.64[]9.49[]210[]1.52[]3.04[HT][HJ1][BG）F][HJ] 根据小扰动冲击波理论和经验公式法计算成果进行对比，按经验公式法计算数值大于小扰动冲击波理论法计算，取其大值，弯道内外侧横向水面差按304 m。 计算结果表明，由于弯道的离心作用导致弯道内外侧横向水面差较大，为了避免消力池尾水坎底部出现负压，造成空蚀破坏，设计时需选用合适的尾水坎形式和坎顶横向坡比，以调整水流流态和消能效果。 3数值模拟分析研究 3.1研究方案 为了研究尾水坎的形式和坎顶横向坡比，拟定了三个方案进行分析和研究，通过对比分析，确定出最优方案[46]。 方案一：根据弯道水力学原理，尾水坎设横向坡比1∶116，凹岸侧坎顶程1360 m，凸岸侧坎顶高程1330 m，左右侧坎顶高差30m。消力池尾坎采用差动式结构，一方面可起到辅助消能作用，另一方面可调整消力池出水流态。差动式齿坎宽10 m。 [JP2]方案二：在方案一的基础上，将消力池末端设尾水坎由差动式改为连续式，尾水坎设横向坡比1∶116，凹岸侧坎顶程1360 m，凸岸侧坎顶高程1330 m，左右侧坎顶高差30 m。[JP] 方案三：在方案二的基础上，消力池末端尾水坎仍为连续式，将尾水坎设横向坡比1∶232，凹岸侧坎顶程13375 m，凸岸侧坎顶高程13525 m，左右侧坎顶高差15 m。 3.2研究方法 [JP2]采用VOF（TheVolumeofFluid）法，该法是求解不可压缩、黏性、瞬变和具有自由面流动的一种数值方法，适用于两种或多种互不穿透流体间界面的跟踪计算。[JP]模型对每一相引入体积分数变量αq，通过求解每一控制单元内体积分数值确定相间界面。设某一控制单元内第q相体积分数为αq（0≤αq≤1）。则当αq=0时，控制单元内无第q相流体；αq=1时，控制单元内充满第q相流体；0<αq<1时，控制单元包含相界面。在每个控制单元内各相体积分数之和等于1。模型求解采用有限体积法，二阶迎风格，压力—速度耦合采用压力校正法，离散方程的求解采用GMRES法，时间差分采用全隐格式。 3.3数值模型边界条件和网格划分 上游库区距引渠段入口200 m断面为进流边界，河道距尾水渠段出口250 m为出流边界，进、出流边界断面压强均按静水压强给出；固体边界采用无滑移条件；液面为自由表面，见图1。 上游库区、溢洪道、河道均采用立方体网格。溢洪道网格尺寸1 m，在闸室控制段和一级消力池末端差动坎处加密，网格尺寸采用033 m；上游库区与河道网格尺寸分别为2 m和1 m。网格总数约222万个。 4数值模拟分析 4.1水流流态对比分析 分别对上述的三种方案在2000年一遇工况下溢洪道流态进行了模拟分析，结果如下。 方案一，溢洪道泄流时，一级消力池内未形成水跃，水面线变化不大，基本呈水平，但因尾部差动坎作用，消力池尾部水面迅速升高，坎后水面线急速降低。由于差动坎及泄槽段的底板横向坡比作用和弯道离心力影响[78]，右岸侧水面高程明显大于左岸侧水面高程，在2000年一遇洪水时，水面横向高差最大值出现在泄槽段中部，最大值为30 m。 方案二，溢洪道泄流时，引水渠段水流平顺。在闸室控制段，水流在闸墩部位发生局部壅水，进入闸室后，由于闸室下游面陡坡直线段较陡，水面线急剧下降，沿程水深逐渐变小，流速迅速增大[9]。在一级消力池（0+032～0+107）内形成水跃，水跃起点在0+052处，水跃长度约为55 m，一级消力池内水面最高为1489 m，出现在连续坎顶部；在一级消力池尾坎处，受连续坎下游面纵坡影响，水面线高程迅速下降。2000年一遇洪水时，尾水坎左右侧水面高差为30 m。 方案三，溢洪道泄流时，一级消力池内形成水跃，水跃起点在0+042处，水跃长度约为65 m，水面高程最大为1466 m。在泄槽段，由于连续坎及泄槽段的底板横向坡比作用和弯道离心力影响，右岸侧水面高[HJ1.8mm]程大于左岸侧水面高程，自0+17950～0+22407范围水面横向坡比相对较大，尾水坎水面横向最大高差为14 m。在0+22407断面后，水面横向坡比逐渐减小，至二级消力池前端水面基本水平。 水流流态分析表明：方案一消力池尾水坎为差动坎，2000年一遇洪水水库泄洪时，消力池内未形成水跃，方案二、方案三消力池尾水坎采用连续坎，水库泄洪时消力池内均形成水跃，水流流态有所改善。方案一、方案二消力池尾水坎横向坡比为1∶116，左右侧水面高差为30 m，方案三尾水坎左右侧水面高差为14 m。 4.2流速分布对比分析 方案一，2000年一遇洪水工况下，上游引渠段内流速逐渐变大，至引水渠末端流速6 m/s；进入闸室控制段后，因闸墩使过水断面面积变小，流速增大到10 m/s；在陡坡段，受纵坡影响，流速迅速增大，流速由10 m/s变化到21 m/s；一级消力池内流速均较大，流速范围为19～21 m/s；差动坎前，水流雍高，流速相对较小；在泄槽段，流速横向分布不均匀[1011]，凸岸流速相对较小约为12～14 m/s，凹岸流速相对较大约14～15 m/s。 方案二，2000年一遇洪水工况下，引渠段内流速逐渐变大，至引水渠末端6 m/s。进入闸室控制段后，因闸墩使过水断面面积变小，流速增大到10 m/s左右；在陡坡段，受纵坡影响，流速迅速增大，由10 m/s增加到16 m/s，最大流速16 m/s；在一级消力池内，形成水跃，一级消力池前端底部流速最大，为18 m/s，沿程底板流速逐渐降低，至坎前流速为0。在泄槽段，流速横向分布不均匀，凸岸流速相对较小约为7～10 m/s，凹岸流速相对较大约9～12 m/s。 方案三，2000年一遇洪水工况下，引渠段内流速逐渐变大，至引水渠末端6 m/s。进入闸室控制段后，因闸墩使过水断面面积变小，流速增大到10 m/s左右；在陡坡段，受纵坡影响，流速迅速增大，由10 m/s增加到15 m/s，在一级消力池内形成水跃，一级消力池前端底部流速最大，为158 m/s，沿程底板流速逐渐降低，至坎前流速为0。在泄槽段，流速横向分布不均匀，凸岸流速相对较小约为7～10 m/s，凹岸流速相对较大约9～12 m/s。 流速对比分析表明：方案二与方案一相比，一级消力池及尾水渠内流速有所减小，方案三与方案二相比，消力池内流速有所改善，泄槽段和尾水渠内流速相差不大。 4.3消能效果对比分析 [JP2]方案一，数值模拟发现，2000年一遇工况下流速范围6 m/s-19 m/s，但一级消力池内没有发生水跃，水流仅在差动坎处形成局部壅水，一级消力池的消能效果没有达到预期目的，数值模拟得出的一级消力池水面线与设计水面线相差也较大。说明消能不够充分。尾水渠出口河道流速偏大，在2000年一遇工况下最大达125 m/s，可能会对下游河床冲刷。[JP] 方案二， 2000年一遇工况一级消力池底部流速范围为0～18 m/s，可见，一级消力池尾坎由差动坎改为连续坎对一级消力池的消能效果有很大提高。2000年一遇工况下，尾水渠出口河道流速最大值均有明显变小，流速为103 m/s。 方案三，一级消力池尾坎横向坡比由1∶116降低至1∶232（坎左岸顶高程为13375 m，坎右岸顶高程为13525 m）后，泄槽段水面横向高差由2 m降低到14 m左右。保持尾水坎中点高程1345 m不变，进一步调整尾水坎横向坡比，当横向坡比为1∶174时，槽段水面横向高差为19 m左右。当横向坡比为1∶348时，槽段水面横向高差为10 m左右。但此时尾水坎顶部会产生负压，易发生空蚀现象[12]，因此，消力池尾水坎横向坡比为1∶232较为合适。 通过消能效果对比，消力池尾水坎为差动坎时，消能效果较差，调整为连续坎后，一级消力池的消能效果有很大提高，尾水渠出口流速明显减少，通过数值模型模拟对比，尾水坎横向坡比为1∶232较为合适。 4.4物理模型验证 为了验证数值模型分析成果，建立了物理模型，通过物理模型试验表明：一级消力池在各工况下池内均形成水跃，水流流态消能效果较好， 受消力池尾坎坎顶横坡及弯道离心力影响，水面高程右岸高于左岸，形成横向高差，50年一遇、100年一遇和2000年一遇工况水面横向高差最大值分别为139 m、162 m和221 m。在泄槽段末端，50年一遇、100年一遇和2000年一遇工况水面横向高差分别为019 m、062 m和091 m；二级消力池在各工况下池内均形成水跃，消能效果较好，二级消力池及尾水渠水流流态平稳。 试验量测了各工况下溢洪道底板压强沿程分布沿程布置见图2-图4。结果表明， 各工况下，一级消力池尾坎上游面压强最大值，50年一遇为1410 m、100年一遇为1585 m和2000年一遇为1897 m。一级消力池尾坎坎顶压强最小值，50年一遇为020 m、100年一遇为063 m和2000年一遇为165 m。溢洪道沿程均未出现负压现象，各工况下溢洪道底板压强沿程变化规律基本相同，溢洪道底板压强沿程变化与沿程水深变化基本一致。最小压强出现在50年一遇工况一级消力池尾坎坎顶中部为020 m，最大压强出现在2000年一遇工况一级消力池尾坎上游面左岸为1897 m，各工况下溢洪道沿程均未出现负压现象。 [HT6”SS]工况：上游水位156.17 m，下游水位134.51 m，泄量2072 m3/ |
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