基于水工模型试验的水库消能池底流消能体型设计研究

陶 涛

(新疆昌吉方汇水电设计有限公司，新疆 昌吉 831100)

消能池乃是水工建筑中重要的消能降冲设施，消能池体型设计包括有自身结构设计[1-2]，也包括有池内各类挑坎等消能构件的设计[3-4]。为此，许超等[5]、刘菊莲[6]从三维渗流场分析入手，借助CFD等数值仿真方法，开展了消能池结构的流场分析，研究池内流速、水沙特征，为工程设计对比提供评价依据。当然，消能池结构研究不仅在于其自身结构，孟云祥等[7]、海琴[8]开展了溢洪道、消能池的防蚀消能构件设计参数分析，如掺气坎工艺参数、挑坎设计等，从水面线、时均压强以及流速等水力参数的变化特征，评判设计方案的合理性。研究消能池的渗流场特征也可通过模型试验方法，李爽洁[9]、秦海杰[10]通过建立水工模型，在室内开展溢洪道、消能池等水工建筑物模型试验，分析水工模型在室内泄流工况下监测获得的压强、流速以及流态等特征，研判水工结构运营合理性与设计方案的契合度，有助于丰富工程设计参考成果。本文为探讨头屯河水库消能池底流消能体型设计方案，采用水工模型试验，获得了消能池水力特征及运营特征，以此综合评价工程设计的合理性。

1 研究方法

1.1 工程概况

作为头屯河流域重要水利枢纽，头屯河水库枢纽不仅承担着昌吉地区输供水、调洪排泄、通航以及水力发电功能，也是地区水生态调节的重要人工枢纽工程。从提升工程运营及消除故障隐患考虑，管理部门考虑对其水工建筑物开展重建加固，提升包括主坝、船闸、泄流建筑等在内的水工结构运营安全可靠性，图1为水库枢纽主坝、船闸及泄流建筑重建后效果概化图，该水利枢纽建设投入运营后，可在头屯河梯级河道上建立起调节设施，年发电量可达3000万kW·h，年可供水资源超过6000万m3。规划对头屯河水库重建的工程包括有船闸以及泄流建筑，船闸按照两期建设，一期工程设计围堰导流为555 m3/s，堰顶高程为17.5 m，宽度为5.0 m，配置有钢板桩围堰，为船闸的改造重建提供良好防渗、加固环境。船闸的建设与泄流建筑溢洪道、消能池等为同期规划内容，船闸投入运营与水位升降密切相关，而溢洪道与消能池乃是泄流重要控制枢纽，船闸施工导流以及防渗结构均应满足泄流要求。

图1 水库枢纽及泄流建筑重建后效果概化图

作为头屯河水库重建工程的关键载体，溢洪道采用无压泄洪洞导流方式，避免与船闸围堰导流相冲突，其设计剖面如图2所示，进水段包括有引水渠、进闸段、无压段以及渐变控制端等。溢洪道进水渠渐变段末端为桩号0+0.000，进口段闸室底板高程为16.8 m，长为15.0 m；在进水段后为溢洪道的溢流段，设置有溢流过渡段阶梯与均匀段阶梯，总阶梯数量为26级，溢流总长为90.5 m；出口消能池段采用底流消能方式，池首与溢流段接触处设计有宽尾墩消能构件，而在池尾设置有护坦等构件，池内设置有高度为0.8 m的挑坎。目前，消能池设计仍具有较多待优化问题，如消能池的设计与船闸围堰导流的契合度、消能池底流消能方式的体型优化等。为此，工程设计部门考虑针对消能池开展结构体型优化试验研究，以提升消能池运营能力。

1.2 模型试验

为研究头屯河水库枢纽重建泄流建筑消能池底流消能结构体型，在室内采用相似材料建立溢洪道与消能池物理模型，图3为该模型简化部分附属水工设施后的剖面图。该模型中包括有进水段、溢流段、尾坎段以及消能池结构，溢流段坡度为31%，长度相似比尺为50，消能池主轴长为5.5 m，而溢流段长度为15.46 m，消能池宽度为2.6 m，其他结构尺寸均按照模型比尺进行换算设定。按照模型试验要求[9-11]，该模型流速比尺为7.1，而时间比尺与前者一致，试验中所有结构材料均按照头屯河水库实地现场制作，如消能池底部泥沙以头屯河水库所在场地中值粒径2.2 mm的砂石制备，溢流面配置有刚性水泥砂浆层，其他刚性材料均设计用刚性玻璃，图4为模型试验中消能池泄流状态。试验中流量比尺为18 000，糙率为1.825，模拟试验范围包括有溢洪道上游至下游消能池出流段。

图3 溢洪道模型(单位：mm)

水工模型试验分析可靠性很大程度上依赖于模型数据监测，为此，在图5所示监测断面上依次布设传感器，溢洪道断面间距控制在0.35 m，消能池内监测断面间距为0.5 m，其中消能池监测断为0.5～7.5 m。水力参数监测传感器可实时监测获得水流流速、压强以及水位、水面线以及掺气浓度值等渗流场水力参数，间隔0.5 s实时回传数据至中控系统。试验中上游泄流动力来源于水泵供水体系，通过矩形量水堰可控制上游泄流量，并在下游消能池尾渠通过水流交换实现水资源循环使用。

图5 监测断面示意图

本模型试验中研究重点为消能池底流消能结构体型设计合理性，为此试验中溢洪道沿程断面溢流台阶均保持一致，高、宽分别为33.33 mm×24.00 mm，首级阶梯前置有掺气坎，挑角为10°，过渡段阶梯总宽、高分别为100 mm、75 mm。消能池在各方案中都是底流消能，而确保底流消能的关键乃是池内底板的布设高程，故消能池在考虑底部消能的前提下，增设水平分水墙，宽度为3.0 m，而其高程需根据消能池边墙高度上限值12.0 m确定。基于模型试验对比评价的前提，设定水平分水墙高度上、下限分别为10.0 m、2.0 m，并依次设定有高度2.0 m、4.0 m、6.0 m、8.0 m，以及10.0 m共5个方案，且设定有无水平分水墙(高度0 m)的消能池对照方案，图6为水平分水墙高度6.0 m时的底流消能池平、剖面示意。试验工况设定为泄流量720 m3/s，闸门全开，基于各底流消能方式的模型试验对比，为评价底流消能池体型设计合理性提供依据。

图6 水平分水墙高度6 m时的消能池几何设计(示意图)

2 消能池水力特征

2.1 压强特征

根据对底流消能水平分水墙布设不同高度消能池模型试验分析，获得各方案下消能池内水力特征，图7为池内沿程断面动水压强分布变化特征。

图7 池内动水压强变化特征

由图7中动水压强分布变化可知，当水平分水墙设计高度不同，则池内动水压强分布变化有所差异。在无水平分水墙时，池内动水压强呈稳定递增状态，在15个监测断面上动水压强平均增幅为3.9%，且其在任一监测断面上动水压强值均高于其他设计方案。当水平分水墙高度为4.0 m时，池内沿程断面上动水压强分布为152.1～245.3 kPa，较之无水平分水墙方案断面压强减少了18.6%～55.9%，断面动水压强均值亦减少了37.7%。当水平分水墙高度进一步增大至6.0 m后，其动水压强量值水平也进一步降低，断面压强均值较水平分水墙高度4.0 m、无水平分水墙分别减少了20.6%、50.5%。在水平分水墙高度4.0 m、6.0 m方案内，其动水压强均呈“递增-递减-稳定”三阶段变化，较之无动水压强方案具有动水压强的递减以及稳定段，表明消能池内水力势能得到较好控制，对底流消能效果较佳。当水平分水墙高度为8.0 m、10.0 m时，相应的池内断面压强均值分别达113.5 kPa、91.2 kPa，较之水平分水墙高度4.0 m时减少了42.9%、54.1%，整体上来看，当水平分水墙高度每增大2.0 m，则池内动水压强均值可减少21.9%。另一方面，在水平分水墙高度8.0 m、10.0 m方案内，模型试验观测到水面出现局部壅流、扰动的现象，且其动水压强本质上与高度6.0 m方案时量值差距较小，特别是在池内断面5.0～7.5 m(图5)后具有二次增幅阶段，池内整体压强变化呈“递增-递减-二次增幅”，高度8.0 m、10.0 m方案在二次增幅段压强进一步达到一次递增阶段峰值，不利于消能池尾渠段出水稳定性[6-12]，使该类型消能池的共用底流消能效果无法得到充分体现。

2.2 流速特征

流速特征直接反映了消能池内渗流场特征，对模型试验数据处理后，获得了各方案时池内断面处流速变化特征，如图8。

图8 消力池内流速特征变化

分析流速变化可知，5种底流消能设计方案中流速变化呈显著“分水岭”特征，当水平分水墙高度低于6.0 m时，其流速呈“上凸”二次函数曲线形态变化，高度2.0 m、4.0 m、6.0 m方案中峰值流速均位于断面3.0 m处。而在高度8.0 m、10.0 m时，池内断面流速具有“双增”阶段，在池内断面0.5～3.5 m处为一次增长，平均增幅分别为8.3%、8.4%，而在断面5.0～7.5 m上为二次增长，该阶段增幅弱于前一阶段，但平均增幅仍维持在3.3%、3.5%，特别是在池内出渠段仍具有较高流速水平，分别达7.7 m/s、9.2 m/s。两种流速水平变化，均与水平分水墙设计高度有关，当水平分水墙过高，虽可提高池内动水势能的转换，水体动能提高，流速增大，但也会在池内尾渠段出现过高的流速，导致出流水力势能过大，对下游水工建筑产生较大动能冲击[10，13]。

对比流速水平量值可知，水平分水墙高度与之具有正相关关系，且该变化关系在任一池内断面上均满足，如断面2.0 m处水平分水墙高度6.0 m、8.0 m、10.0 m下流速较之高度2.0 m时分别提高了63.8%、84.7%、115.5%。总体上来看，分水墙高度每递增2.0 m，则池内断面平均流速可增大33.5%。池内流速过高或过低，均不利于消能池底部消能，确保消能池内流速处于较高水平，且水流较稳定，才是底部消能设计的最终目的，结合模型试验宏观观测与流速变化，水平分水墙高度6.0 m时渗流场特征较为合理。

3 消能池运营特征

为研究消能池运营特征，在闸门全开泄流量720 m3/s工况前提下，增设一校核工况泄流量为920 m3/s的对比研究组，分析典型水平分水墙高度方案下池内水位变化特征，如图9所示。

图9 池内水位变化特征

从图9中可知，不论泄流量为何值，6种方案下池内水位变化均历经了“稳定-陡降-稳定”的三阶段变化；当泄流量为720 m3/s时，水平分水墙高度2.0 m方案下池内峰值水位为0.65 m，同断面处高度6.0 m、10.0 m下水位为0.71 m、0.78 m，而在峰值水位后即出现水位的陡降变化，三个高度方案下水位降幅分别达78.9%、22.6%、45.5%。整体上来看，在该泄流量工况下，分水墙高度2.0 m、10.0 m时池内水位的变幅最大，且在池尾渠处水位也较高，而高度6 m方案下水位变幅最大集中在陡降段，全断面水位控制较合理。当泄流量增大至920 m3/s后，分水墙高度2.0 m、10.0 m方案下水位变幅进一步加大，水位陡降段降幅可达88.9%、53.7%，而分水墙高度6.0 m时降幅接近前一泄流量工况，且在高泄流量工况下，池内上、下游水位稳定性均高于分水墙高度2.0 m、10.0 m时的情况。从试验结果分析，表明水平分水墙高度6.0 m时消能池内水位在高、低泄流工况下均较稳定，抗动水势能冲击效果较优，可满足溢洪道共用底流消能的目的。

4 结 论

(1)无分水墙时动水压强量值最高，且在池内断面上呈稳定递增；分水墙高度在2.0～6.0 m时，池断面压强呈“递增-递减-稳定”三阶段变化，而在高度8.0 m、10.0 m方案下呈“递增-递减-二次增幅”变化，造成池尾段出水稳定性欠佳；墙高每增大2.0 m，则池内动水压强均值可减少21.9%。

(2)分水墙高度低于6.0 m时，流速呈二次函数“单峰值”特征，而在超过6.0 m后具有二次增幅段，出渠段流速仍维持较高水平；水平分墙高度与流速为正相关，高度每递增2.0 m，则池内断面平均流速可增大33.5%。

(3)消能池运营特征表明分水墙高度6.0 m时池内水位控制较合理，水位陡降段弱于高度2.0 m、10.0 m；泄流量增大，墙高度6.0 m方案下水位控制稳定性与低泄流量下一致。

(4)结合消能池水力特征与运营特征，底流消能方式下水平分水墙高度6.0 m方案抗动水势能、降能排冲稳定性均较佳。