火電廠取水配套工程滾水壩的設計及應用

黃家林，付學鋒

（江西省電力設計院，江西 南昌330096）

滾水壩，即溢流壩，在水利工程中應用相當廣泛，主要作用是抬高上游水位，以滿足上游區域灌溉及取水等要求。火力發電廠在江河取水時，當水深及天然來水量不能滿足要求時，則可以在取水口下游設置滾水壩，形成一定的調節庫容及抬高水位以滿足取水要求。

1 取水工程概述

某火力發電廠規劃容量為2×660MW＋2×660 MW，本期新建2×660MW國產超臨界燃煤發電機組。電廠本期最大取水量約2100m3／h（5.0×104m3／d）左右，電廠取水自袁河潭田滾水壩上游約200m處。河道枯水期天然來水流量 Q＝0.07m3／s（252m3／h），無法滿足電廠取水水量的要求。經水資源論證及取水專題比較，電廠取水需依靠上游山口巖水庫調節放水及修建滾水壩，在取水河段形成13×104m3以上調節庫容。

山口巖水利樞紐工程是一座以防洪、供水為主，兼顧發電、灌溉等綜合利用的大（Ⅱ）型水利樞紐工程，為多年調節水庫。水庫調節庫容為0.604×108m3，可滿足水庫下游工農業、生態用水水量的要求。在非主灌溉期的11月～次年3月，山口巖水庫的下泄水量為滿足河道內生態用水和電廠取水而放水，此二項用水的日平均流量為1.38 m3／s，相應的山口巖水庫日下泄最小水量為12×104m3。

潭田滾水壩位于山口巖水利樞紐下游約3.5km處，壩頂高程為142.0m，該滾水壩建于20世紀60年代，由于年久失修，滾水壩多處倒塌，因未建排沙閘，壩前泥沙已淤積同滾水壩頂面平，河道兩側岸堤頂面高程為145.2m。若不清淤直接將下游的潭田滾水壩加高3m，則蓄水后水面標高為145.0m，無法滿足岸堤的防洪要求。本工程取水河段兩側岸堤新修不久，翻修及加高的工程量大、投資高，因此考慮河道清淤，降低河床標高，同時新建一座3m高滾水壩的方案。清淤后，滾水壩前水深3m，庫內蓄水庫容約13.2×104m3，能滿足本工程取水要求。

2 滾水壩設計

新建滾水壩為混凝土壩，壩長83.3m，設計清淤后的壩址前河床高程為140.5m，滾水壩壩頂高程為143.5m，壩底高程為139.0m。非閘孔溢流壩段斷面采用實用堰，為獲得較大的流量系數，選擇曲線形實用堰。壩體上游壩坡采用1∶0，即堰體上游擋水面為鉛直，堰體下游曲面采用冪函數曲線，與下游河床的銜接采用反弧段銜接。

新建滾水壩共需設置5個泄洪排沙閘門，閘孔凈寬3 m，閘門高3m，中墩及邊墩寬度1.2m，墩頭采用半圓形。壩頂以上149.0m高程處設置閘門操作平臺及走道板，走道板與左岸相接。上游山口巖水電站泄洪時，泄洪排沙閘門開啟，用于排沙及確保滾水壩上游河道岸堤在設計洪水標準下仍能發揮防洪作用。

滾水壩下游設置9.0m長防沖護坦，護坦后端設置0.5m高的消力墻。護坦及消力墻采用鋼筋混凝土結構。水流經護坦消能后，仍留有一定的剩余能量，流速分布不均勻，脈動仍較劇烈，具有一定的沖刷能力，在護坦后設置了10m長海漫防沖加固。

滾水壩設計斷面見圖1。

圖1 滾水壩斷面

3 計算依據及內容

取水河段兩岸的河堤高度是按照20年一遇的洪水標準設計的，新建滾水壩后，仍然要保證當20年一遇洪水發生時，壩前水位不應超過該河堤設計洪水位，本文水力計算以此為水位控制的依據。

3.1 工程級別與建筑物級別

根據《水電樞紐工程等級劃分及設計安全標準》（DL5180－2003）并結合本滾水壩為火電廠取水配套工程，需提高一個等級，故本滾水壩的工程等級確定為四等，工程規模為小（1）型工程，滾水壩主體建筑物為4級建筑物，相應結構安全級別為Ⅲ級；消力池及海漫為5級次要建筑物，相應結構安全級別為Ⅲ級〔1〕。水閘樞紐工程等別為Ⅲ級，工程規模為中型〔2〕。

3.2 洪水設計標準

按照《水利水電等級劃分及洪水標準》（SL－525－2000），結合《防洪標準》（GB50201－94）的要求，滾水壩主體工程設計洪水P＝2% （50年一遇），校核洪水P＝0.5%（200年一遇）。考慮到滾水壩為火電廠取水配套工程，根據《大中型火力發電廠設計規范》（GB50660－2011）相關規定，本滾水壩主體構筑物設計洪水與取水構筑物一致，取P＝1% （100年一遇），校核洪水P＝0.1%（1000年一遇）。下游消能防沖建筑物洪水標準采用20年一遇洪水設計。水閘對應的設計洪水重現期為20～30年，校核洪水重現期20～100年〔3〕。為便于計算，本工程水閘的設計及校核洪水標準采用與滾水壩壩體同。

3.3 基本水位資料

表1 特征水位

4 計算過程

滾水壩的計算包括水力計算和結構計算兩部分，由于該工程滾水壩壩高低，地基較好，結構計算較簡單，本文中略去結構計算的內容，著重介紹水力計算的內容。

4.1 消能工的設計

設計工況：當滾水壩上游山口巖水庫開閘泄洪時，滾水壩開閘泄洪排沙，此時洪水分別通過閘孔和壩頂宣泄。根據水流在流速較大時不易擴散的特點，近似地認為通過閘孔的水流和通過壩頂的水流可以分別單獨進行水力計算〔4〕。

4.2 消能工的水力計算

4.2.1 通過閘孔和壩頂的流量計算公式

通過閘孔的水流流量計算公式為：

式中：ε′為垂直向收縮系數；φ為閘孔流速系數；e為閘門的開度，m；H0為閘前總水頭，m；g為重力加速度，m2／s；B為閘孔寬度。

式中：H為閘前水頭，m；α0為動能校正系數，取1.05；v0為行進流速，m。

若閘門的開度e大于設計洪水位，則通過閘孔的水流為側向收縮的自由出流，這種水流有和寬頂堰相同的特點，相當于無坎款頂堰，其流量計算公式為：

式中：m為無坎寬頂堰流量系數（考慮了側向收縮的影響）。通過滾水壩壩頂水流流量計算公式為：

式中：σ為淹沒系數；ε為側向收縮系數；m為實用堰流量系數。

式中：n為孔數；ζ0為閘墩系數；ζk為邊墩系數；b為每孔寬，m。

式中：h為壩頂水頭，m。

4.2.2 確定閘（壩）前水位

由于閘（壩）前水位H未知，無法分別直接求出通過閘孔和壩頂的流量Q。但通過閘孔和壩頂的總流量已知，可假設一個閘（壩）前水位，分別求出閘孔和壩頂的過流量，若求出的兩者流量之和與已知的總流量相等，則假設的閘（壩）前水位為實際閘（壩）前水位。

假設閘（壩）前水位H＝4.2m。河床標高為140.5m，下游水面標高為142.54m。

（1）計算通過閘孔的流量Q1。

已知：閘門開度e＝4.5m，閘門凈寬b＝3.0m，B＝n×3＝5×3＝15m，閘墩厚1.2m，Q5%＝252m3／s，河寬L＝79.3m，α0＝1.05，g＝9.8m2／s。

將v0、α0、g、H 的值代入式（2）中，得 H0＝4.231m；b／B0＝3／4＝0.75，查表（本文中的查表項均見引文〔4〕中，下文同）中得 m＝0.37。

將 m、B、g、H0的值代入式（3）中得 Q1＝213.81m3／s。

（2）計算通過壩頂的流量Q2＋Q3。

通過壩頂的流量分兩部分，一部分為頂部設有閘門檢修平臺及走道板的壩段，即左岸壩段，流量為Q2。一部分為沒有設檢修走道的壩段，即右岸壩段，流量為Q3。

計算 Q2，已知n＝5，b＝5.2m，B＝b×n＝26.0m，a＝3.0m，α0＝1.05，h＝H－a＝4.2－3.0＝1.2m，v0＝0.757 m／s，下游水位為2.04m，a1＝3.0m，hs＝2.04－a1＝－0.96m。

將h、α0、v0、g的值代入式（4－6）中，得 H0＝1.231m；由hs／H0＝0.845，走道板支墩采用半圓形，查表得ζ0＝0.45；ζk＝0.7。

將n、b、H0、ζ0、ζk的值代入式（5）中得ε＝0.976；Hd（定型水頭）＝1.53m（取最大靜水頭的0.85倍，最大靜水頭為水面與堤壩平的水頭，此時行進流速為1.01m2／s，靜水頭為145.3－140.5－3＝1.8m）。

由 H0／Hd＝1.231／1.53＝0.804，a／Hd＝3／1.53＝1.961，查表得 m＝0.486。

由a1／H0＝3.0／1.231＝2.438，hs／H0＝－1.04／1.231＝－0.845，查表得σ＝1。

將σ、ε、m、B、g、H0的值代入式（5）中得 Q2＝74.57 m3／s。

計算Q3，已知n＝1，B＝b＝28.3m其余已知條件 m、σ、g和H0與計算Q2時一致。

將n、b、H0、ζ0、ζk的值代入式（4）中得ε＝0.994；

將σ、ε、m、B、g、H0的值代入式（5）中得 Q3＝82.63 m3／s。

（3）判定假定的壩前水位是否正確。

Q＝Q1＋Q2＋Q3＝213.81＋74.57＋82.63＝371.01 m3／s＞Q5%，說明假設的 H偏大，重新假設 H值，重復步驟a、b、c的計算，直到 Q≈Q5%為止。假定 H＝3.73m，重新試算。

經計算 Q2＝34.48m3／s，Q3＝37.85m3／s。得：Q＝Q1＋Q2＋Q3＝179.78＋34.48＋37.95＝252.21m3／s≈Q5%＝252m3／s，說明假設的H值為正解。即壩前水位H＝3.73m。

4.2.3 判斷壩后水流的水躍形式

根據壩前斷面和壩后收縮斷面的能量方程，可推出下列公式〔4〕：

式中：T0為壩前總水頭，m；φ為泄水建筑物流速系數；hc0為收縮斷面水深，m；q為單寬流量，m3／s。

已知：a＝3m，h＝H－a＝3.73－a＝0.73m，α＝1.05，g＝9.8m2／s，q＝1.341m3／s（因為 Q3壩段流速較大，故選此段作為控制段），v0＝0.852m／s，下游水位為142.54m。

將h、a、α、v0、g的值代入式（8）得 T0＝3.77m；此壩段為側向收縮的自由出流，查表得φ＝0.95。

將 T0、φ、g、q的值代入式（7）中得hc0＝0.168m。

共軛水深及費勞德數的計算公式如下〔4〕：

式中：hco2為與hco對應的第二共軛水深，m；Fr1為與hco對應的弗勞德數；vco為與hco對應的流速，m／s；vco＝ q／hco＝1.341／0.168＝7.982m／s。

將α、vco、g、hco的值代入式（10）中得Fr1＝6.375。

將Fr1、hco的值代入式（9）中得hco2＝1.433m＜2.04m（下游水深），故可判斷發生淹沒水躍，可不設置消力池或消力墻。但因為淹沒較大，且Fr1＞4.5，壩頂下泄的部分水流容易潛入水下成為流速較高的潛流，對下游產生沖刷，為防止這種現象發生，下游設置防沖護坦，護坦后端設置0.5m高的消能墻。

4.2.4 判斷閘后水流的水躍形式

已知：a＋h＝H ＝3.73m，α＝1.05，g＝9.8m2／s，q＝Q1／B＝179.78／15＝11.98m3／s，v0＝0.852m／s，下游水位為2.04m。

將h、a、α、v0、g的值代入式（8）得 T0＝3.77m；此壩段為無坎款頂堰自由出流，查表得φ＝1。

將T0、φ、g、q的值代入式（7）中得hc0＝2.60m；vco＝q／hco＝11.98／2.60＝4.61m／s。

將α、vco、g、hco的值代入式（10）中得Fr1＝0.936＜1，屬于緩流，下游無需設置消能防沖設施。

4.2.5 護坦長度的計算

護坦的長度取決于水躍的長度。水躍的長度計算公式為〔4〕：

式中：lj為水躍長度，m；l為護坦長度，m；hco為收縮斷面水深（第一共軛水深），m；hco2為第二共軛水深。

將hco2、hco代入式（4－11）中，得lj＝8.728m。l＝8.728m。設置護坦的長度應大于8.728m，本工程取護坦長度9.0m。

4.2.6 下泄流量與躍后水深及水躍長度的關系

根據不同的下泄流量和下游水深，可以按上文中3.3.1－3.3.5小節計算出下游的躍后水深及水躍長度。將數據列入表2。

表2 下泄流量與躍后水深及水躍長度的關系

從表2中可以看出，躍后水深及水躍長度隨著下泄流量的增大而增大。因此可以認為，當發生低于或等于設計標準20年一遇的洪水時，水躍均發生在護坦內，且均為淹沒水躍，不會對下游形成不利沖刷，采用20年一遇的洪水流量作為消能工的設計標準是合理的。

4.2.7 海漫長度計算

水流經過護坦發生淹沒水躍消能后，雖然消除了大部分的多余能量，但仍留有一定的剩余能量，特別是流速分布不均勻，脈動仍較劇烈，具有一定的沖刷能力，因此護坦后面扔需要設置海漫防沖加固，以使水流均勻擴散。

海漫長度計算公式為〔2〕：

式中：Lp為海漫長度，m；qs為消力池末端單寬流量，m3／s；Ks為海漫長度計算系數，可取Ks值8；△H’為上下游水位差，m。

已知：Ks＝8，qs＝q＝1.341m3／s，△H’＝3.73－2.04＝1.69m。

將Ks、qs、△H’的值代入式（12）中得Lp＝9.243m，海漫長度取10.0m。

5 結語

本文通過對過壩流量、過閘流量的計算確定了壩前水位，滿足了20年一遇洪水時新壩建后的水位不超過未建新壩前的洪水水位，兩岸防洪堤不需要另外加高；通過對滾水壩下游的水躍形式的判斷，采取相應的消能工設計。對于同一河道斷面出現多種過流形式的水流，其中某種形式的過流流量無法直接計算，應假設一個壩前水位，然后采用試算的方式計算各過流形式的流量。希望本文中采用的水力學計算方法及滾水壩的設計能為今后類似工程提供參考。

〔1〕DL 5180－2003水電樞紐工程等級劃分及設計安全標準.北京：中國出版社，2003.

〔2〕SL 265－2001水閘設計規范.北京：中國水利水電出版社，2001.

〔3〕GB 50201－94防洪標準.北京：中國計劃出版社，1994.

〔4〕李家星，趙振興.水力學.南京：河海大學出版社，2001.