洞庭湖区围堤湖分洪闸分泄能力及消能防冲试验研究

李振宇

（湖南省水利水电勘测设计研究总院 长沙市 410007）

1 工程概况

围堤湖分洪闸属大（Ⅱ）型，工程等别为Ⅱ等工程，按2级建筑物设计。

设计方案水闸闸室布置于现有大堤堤身处，水闸中心线桩号2+100。闸孔型式为平底闸，闸孔净宽为10 m，共14孔，溢流总宽度140 m，溢流前缘闸室总宽度为182 m，闸室顺流向长度为25 m。闸底板高程为30.53 m，闸墩进、出口端为半圆形。闸室上游接15 m长混凝土阻滑板，阻滑板上游为35 m长护坦段。闸室下接37 m长消力池，池深1.5 m，底板高程29.03 m，消力池下游接15 m长混凝土护坦，护坦下游为40 m长浆砌石海漫，坡比为1∶20，其下游端设13.5 m长抛石海漫。

分洪闸的防洪标准为20年一遇，沅水尾闾洪道安全泄量为20 000 m3/s，分洪闸设计最大分洪流量为3 190 m3/s。为验证分洪闸的泄流能力及消能防冲设计，采用1∶100整体水工模型进行试验研究。

2 模型试验成果与分析

2.1 泄流能力试验

（1）14孔全开初时能力试验。

试验控制条件：14孔全开；沅水来流量20 000 m3/s，水位为分洪水位36.53 m；围堤湖水位为分洪初时水位。试验成果见表1。

表1 14孔全开初时泄流能力试验成果一览表

（2）14孔全开分洪过程试验。

试验控制条件：14孔全开；沅水来流量20 000 m3/s，水位为分洪水位36.53 m；围堤湖垸内水位按分洪时间与流量计算出水量，并由围堤湖垸蓄洪水位～容积曲线图上查得(分洪初时，垸低凹处已蓄水0.11 亿 m3)。

设计一、二方案逐时段分洪流量、水量及垸内水位见表 2、表3。

表2 设计一方案逐时段分洪流量、水量及垸内水位表

表3 设计二方案逐时段分洪流量、水量及垸内水位表

试验成果表明：试验初时分洪流量比设计计算值小10%～12.2%，有两方面的原因：一是模型中湖内有约1.0 m的初始水位；二是由于分洪闸中心线与沅水流向垂直布置，分洪闸进口产生绕流，致使1#～3#孔分洪流量减小。设计一、二方案试验分洪历时分别比设计计算值延长1.6 h、1.4 h（24 h 内需分蓄洪水 2.37×亿 m3）；设计一、二方案在24 h内试验分洪水量分别为2.29亿m3、2.31 亿 m3。

2.2 分洪能力分析

试验初时分洪流量比设计计算值小10%～12.2%，分析认为在平面正交侧堰的泄流能力计算中，综合流量系数取值偏大。

设计采用无坎宽顶堰泄流公式

在《水力计算手册》中，明渠侧堰的流量系数ms一般可表示为：

m为相应的正堰流量系数；σ为修正系数，按恩格斯（Engels）的试验资料:

其中h2为侧堰末端渠中水深；P为侧堰高度；L为侧堰长度。

围堤湖分洪闸无坎宽顶侧堰泄流公式可以表示为:

其中μ为综合流量系数，σs为淹没系数，m′为无坎宽顶堰流量系数。

对明渠侧堰而言，L与P一般为同数量级，在围堤湖分洪闸中，恩格斯（Engels）的试验资料得出的修正系数的经验公式显然不适应。采用表2设计一方案分洪流量过程的试验成果，通过反算综合流量系数来确定修正系数σ。无坎宽顶堰流量系数m′据进口翼墙的形式及平面收缩的程度，由《水力计算手册》上查得m′为0.365；淹没系数σs可通过试验中测得hs、H0的数据，并按《水力学计算手册》查得。

在设计一方案14孔全开分洪过程试验中，无坎宽顶侧堰修正系数由上式（1）计算如表4。

表4 设计一方案14孔全开分洪过程试验修正系数一览表

试验成果表明：围堤湖分洪闸无坎宽顶侧堰在分洪过程中，修正系数σ在0.79～0.90之间，也就是说，试验分洪能力值为设计计算值的79%～90%；而按照同蓄分洪水量2.37亿m3，设计计算实际分洪历时为21 t，试验值为25.5 t左右，两者相差约18%，与上述分析基本一致。

2.3 进口流态、流速与冲刷试验成果

设计二方案较设计一方案沿水闸中心线向湖内后退了42 m，且进口两侧各拓宽了约187 m，设计二方案进口流态稍好，进流顺畅，各孔分洪能力较均匀；在分洪闸泄洪时，设计一、二方案在进口导墙内外均有明显跌落，由于闸室水流受进口绕流及隔墩收缩水流的影响，闸室内水面有较大的坡降，并形成棱形波。

由于围堤湖分洪闸与沅水流向正交布置，分洪闸泄洪后，在进口护坦范围内出现大片的绕流，试验观测到护坦与沅水河床衔接断面的1#～9#孔口范围，水流流向与水闸中心线呈70o～0o的夹角，越靠近右侧，交角越大。比较设计一和设计二两方案，设计二方案的绕流范围要小一些，其水流流向与水闸中心线呈60o～0o的交角。从衔接断面的冲刷情况看，交角越大，冲刷越严重，在水闸中心线往左23 m，往右86 m的范围内，从左至右冲刷深度，设计一方案为（0.4～4.4）m，设计二方案为（0～3.95）m。 在沅水河床与水闸护坦衔接断面处，设计一和设计二两种工况下，9#～14#孔范围的水流流向均与水闸中心线大致平行，且冲刷较浅，冲深为（0～0.4）m。 由于 1#、2#孔流速较小，1#孔闸室及右侧导墙处堆积了大量河床冲积物。

综合比较闸室轴线布置方案，设计二方案在初始分洪能力、进口流态、进口冲刷方面要优于设计一方案。

2.4 闸室出口消能防冲试验

试验中采取14孔全开；沅水水位为分洪水位36.53 m；围堤湖水位为分洪初时水位；冲刷时间18 t为控制条件。

（1）原设计方案试验。

试验观测到池内流态为面流，水闸中心线处消力池池底流速为3.87 m/s，尾坎底部流速5.42 m/s，斜坡海漫段发生水跃，跃首距斜坡海漫起点约25 m，该处海漫底部流速为6.58 m/s，最大冲深为11.58 m，距离海漫末端32 m。闸室出口水流受右侧导墙约束，在消力池末靠右侧导墙处有小范围回流。从冲刷情况看，冲刷较深，冲坑坡比达1/2.76，大于1/3的稳定坡比，不能满足护坦安全要求。故应对消能工进行修改。

（2）消能工比较方案试验。

经分析认为原设计方案冲刷较严重的原因：一是池内水流未发生水跃，且水流流态为缓流，下泄水流的能量仅有沿程损失；二是1∶20的斜坡海漫使得出海漫水流潜入湖底并在斜坡海漫发生水跃。针对原方案存在的问题，对消力池池长及型式进行了修改，并进行了增设消力墩、二级消力池等方案试验。

加消力墩方案：试验中沿护坦纵向距离1/3、2/3处布置两排消力墩（墩高1.6 m，墩长3.2 m，间距6.4 m），可消减10%左右的流速，垸内冲刷稍有改善。

二级消力池方案：在修改方案一的基础上设二级消力池，二级消力池池长30 m，一、二级消力池内水流流态均为缓流，均未形成水跃，出坎流速由4.55 m/s减至3.95 m/s，垸内冲刷没有明显改善，且对出口水流有顶托作用，对分洪泄量有影响。

抬高池底方案：因设计方案消力池内水流流态为缓流，消力池的作用达不到预期效果。将消力池池底高程抬至30.53 m（作平底消力池），试验中测得：闸室出口流速为8 m/s左右，池内水深较原设计方案减浅，弗氏数增大，水流流态变为急流，但未发生水跃。

斜坡消力池方案：为使消力池内产生水跃，进行了大量的试验工作；在推荐方案的斜坡消力池试验中，查阅了大量的资料，参考类似工程实例，从而确定选用斜坡消力池。

（3）推荐方案试验。

试验观测到池内流态为淹没水跃，跃首距墩尾35 m，收缩断面（跃首断面）处底部流速为9.47 m/s，消力墩位置的池底流速为6.80 m/s，尾坎底部流速3.48 m/s,尾坎处的水深较深，出坎后水流主流已挑向表面，与下流水流衔接平稳。最大冲深7.88 m，距离尾坎末32 m，垸内冲刷明显减轻，冲深仅为设计一方案的68%，而且冲刷范围也减小了30%左右。

2.5 闸门调度试验

在控制沅水水位为分洪水位36.53 m，围堤湖为初始分洪条件下，闸门调度共进行了1孔、3孔、5孔、7孔间隔全开，5孔间隔与连续局部开启且开度分别为 1，2，3，4 m 以及全开试验。

推荐方案部分孔口全开试验成果见表5。

表5 推荐方案部分孔口全开试验成果

在试验中，观测到以上所有调度试验在相同历时情况下，分洪初时下游冲刷均比14孔全开较浅。其中以5孔间隔开启最好：消力池均为淹没水跃，两侧无回流（5孔连续开启时，池内两侧有回流），下游相对其它调度方式冲刷最浅。

根据以上试验结果，可以得出闸门调度程序，供原型采用。

（1）一般不允许单独1孔、2孔全开。

（2） 当需分洪 0 m3/s＜Q≤1 120 m3/s，采用 5 孔间隔开启，闸门开度从最小开高到全开。

（3） 当需分洪 1 120 m3/s＜Q≤1 420 m3/s，在 5孔间隔全开的基础上，将2#，4#孔闸门从最小开高均匀开启至全开。

（4）当需分洪Q>1 420 m3/s，在七孔间隔全开的基础上，将另外7孔闸门从最小开高均匀开启至全开。

3 结语

（1）试验初始分洪流量比设计计算值小10%～12.2%，相应蓄洪历时延长1.5 h时左右。

（2）经闸室出口消能工方案比较试验，试验推荐方案的流态、湖垸内冲刷及工程造价要优于设计方案。

（3）建议在沅水河床与进口护坦相街接的断面用抛石设防冲隔断墙，在闸室出口斜坡末端沿线设抛石防冲槽，以保护斜坡消力池的安全。

（4）经闸门调度试验，综合出闸流态与冲刷等情况，建议采用部分孔口间隔开启的方式。