某城市河涌防洪排澇整治工程物理模型試驗研究

劉中峰，黃本勝，邱 靜，劉 達

(1.廣東省水利水電科學研究院，廣東 廣州 510635；2.廣東省水動力學應用研究重點實驗室，廣東 廣州 510635；3.河口水利技術國家地方聯合工程實驗室，廣東 廣州 510635)

1 概述

城市是人口集中、工商業發達、以非農業人口為主要居民的地區，通常是周邊地區的政治、經濟和文化中心，地位十分重要，其防洪排澇安全備受關注。隨著城市建設程度的不斷提高，各地防洪排澇壓力劇增，行洪排澇功能減弱甚至喪失的城市河涌越來越受到重視，因此近年來城市河涌防洪排澇整治工程大量涌現。具體到設計工作，此類工程設計的主要內容在于確定安全經濟的河涌斷面和涌口泵站抽排能力。

與一般的河道整治工程相比，城市河涌整治工程的特殊性表現為在用地、生態及景觀等方面具有眾多限制，這就對其防洪排澇設計精度和深度提出了更高要求[1]。然而，由于城市河涌往往規模不大、流域面積較小，因此目前工程設計中一般采用一維恒定水流數學模型進行計算，即選取涌口關閘水位(防洪要求)，計算關閘后外江漲水到退水過程中雨洪不同頻率、不同時間組合遭遇的設計暴雨量和設計徑流量，并以此徑流量作為一維恒定數學模型的上游邊界條件計算河涌斷面和泵站抽排能力[2]。這種方法簡單方便、計算快速，但缺點也比較明顯：① 模型概化和計算假定偏于安全，造成計算結果安全有余，如堤防過高、泵站容量過高等，但經濟性較差，也會對河道景觀等造成影響；② 計算中未考慮河涌的調蓄能力和排澇的動態過程，計算結果和實際情況偏差較大[3]。為克服上述不足，滿足日益提高的設計精度要求，水利工作者進行了各種探討和嘗試[4-6]，但采用物理模型試驗對此進行研究尚不多見[7]。

本文以某條正開展整治的城市河涌為例，通過建立正態物理模型，對實際行洪排澇情況進行模擬，得到河涌水面線和泵站規模等成果，為防洪排澇工程方案設計及優化提供科學依據，也可為其它類似城市河涌整治工程提供借鑒。

2 工程概況

該城市河涌流域面積為17.2 km2，干流河長為5.2 km，在河涌末端通過閘站與外江相連(見圖1)。近年來，因周邊城市發展迅速，管理滯后，導致河涌淤塞較為嚴重，加之涌口泵站規模較小，行洪排澇能力嚴重不足。因此，擬對該河涌實施綜合整治，包括河道清淤、生態堤防建設及泵站升級改造等，設計標準為20年一遇[8]。本次試驗的主要目的就是針對該河涌整治后的水面線及合適的泵站規模進行研究，為工程設計提供依據。

圖1 河涌整治示意

模型試驗前期研究中，對內河涌與外江洪水遭遇情況進行了詳細分析[9-10](洪潮遭遇分析非本文重點討論內容，此處僅給出分析結果作為試驗水文組次)，并據此確定了內外江洪水遭遇組合：內河涌5年一遇洪水遭遇外江20年一遇洪水位、內河涌20年一遇洪水遭遇外江5年一遇洪水位，錯峰時間為24 h。此外，根據地形及雨水管網情況，將本流域劃分為15個排水分區，并在充分考慮下墊面等因素的基礎上對各分區出口(匯入河涌位置)的洪水過程進行了計算[11-12]。以內河涌5年一遇洪水遭遇外江20年一遇洪水位為例，圖2給出了水文分析計算結果。

圖2 15個排水分區洪水過程及外江水位過程(P內=20%，P外=5%，錯峰24 h)

根據河涌整治要求，內河涌5年一遇洪水流量下，泵站前池水位不得超過12.78 m；內河涌20年一遇洪水流量下，泵站前池水位不得超過13.00 m。

3 模型設計與試驗程序

3.1 模型設計

根據試驗目的，按照有關規范要求和河涌整治設計斷面，本試驗按重力相似準則設計成正態模型，模型長度比尺為1:30。模型長約為180 m，寬約為2 m，占地面積約為400 m2。模型照片見圖3。

入口流量控制系統

根據設計方案，河涌整治后兩岸大部分岸坡采用草皮護坡，并結合景觀分布有灌木、景石等，按天然河道清潔、順直、無沙灘、無深潭等情況可知其糙率在0.028左右。模型地形按照設計斷面形式用河沙塑造，并用水泥砂漿抹成粗糙面，糙率約為0.015，基本與原型相似(糙率比尺為1:1.76)。

如圖4所示，模型由入口流量控制系統、水位采集系統和泵站模擬系統等組成，上述系統均由計算機控制中心統一控制。其中，入口流量控制系統由蓄水池、變頻泵、分水池和PE水管(內徑4.8 cm)組成，其作用是按照15個排水分區洪水計算結果在模型15個進水口釋放相應流量過程；水位采集系統通過10個水位計實時采集河涌沿程水位變化過程，據此分析防洪排澇效果，其中Z10為泵站前池水位控制測點；泵站模擬系統由變頻器和變頻泵組成，可根據試驗情況調節抽排流量。

圖4 模型設備布置示意

3.2 試驗思路及邊界控制

本次試驗按照分析確定的兩種內外江洪水遭遇組次，分別開展了恒定流和非恒定流兩種情況的試驗研究，其研究內容、思路及邊界條件具體說明如下：

1)通過恒定流試驗，測試河道行洪水面線，與設計成果進行對比分析。其中，15個入口給定相應洪峰流量，下游(Z10測點)給定泵站前池最高限制水位，即Z10(P=5%)=13.0 m、Z10(P=20%)=12.78 m。

2)通過非恒定流試驗，確定泵站合適規模，并測試在此規模下河涌沿程水位情況。模型上邊界按照15個排水分區洪水過程的計算結果，在相應入口釋放流量(由于流域面積較小，試驗中各入口流量同時匯入)。由水文分析結果可知，外江水位大部分時間都高于泵站前池最高限制水位，因此試驗中始終按照水閘一直關閉、僅依靠泵站抽排的原則進行控制。根據實際調度要求，試驗時內河涌起調水位為10.45 m。

如圖5所示，進行非恒定流試驗時，首先給定泵站最大抽排流量Q1(如50 m3/s)，并將內河涌水位調整為10.45 m開始試驗，入口流量控制系統按照圖2所示曲線向15個入口釋放流量過程。試驗過程中，當來流量小于Q1時，泵站按照實際來流量向外江排水，泵站前池水位保持不變；當來流量大于Q1時，泵站按照最大抽排流量Q1向外江排水，泵站前池水位上升直至最高值Zmax；此后，隨著洪峰消退，前池水位逐漸下降，直至完成一個試驗過程。將Zmax與泵站前池最高限制水位(如5年一遇時為12.78 m)進行比較，若Zmax>12.78 m，則加大泵站抽排流量Q1(如增加至55 m3/s)進行下一次試驗，直至找到滿足Zmax=12.78 m的Q1(即合適的泵站規模)。

圖5 非恒定流試驗流程示意(以P=20%為例)

4 試驗研究成果分析

4.1 恒定流試驗成果

按照洪峰流量開展恒定流試驗，分別測定了20年一遇和5年一遇洪水頻率下河涌水面線情況，并與工程設計報告(一維恒定水流數學模型計算結果)進行了對比(見圖6)。由圖6可見，物模試驗測得的河涌上中游水面線要低于報告結果，且越往上游水位差值越大；至河涌下游，兩種方法得到的水面線成果則相差不大。

圖6 水面線物模試驗成果與設計報告成果對比示意

20年一遇洪水頻率下，在上游整治起點位置，物模水位比設計報告成果低約0.65 m；向下游至樁號2 000 m附近，物模水位比設計報告成果低約0.20 m；再向下游，二者則基本重合。5年一遇洪水頻率下，在上游整治起點位置，物模水位比設計報告成果低約0.35 m；向下游至樁號2 000 m附近，物模水位比設計報告成果低約0.15 m；再向下游，二者則基本重合。

造成上述現象的主要原因在于排水分區的處理精度不同：設計報告僅劃分了4個排水分區，其匯流口主要集中在河涌上游，因此造成上游流量偏大、水位偏高；而物模試驗對排水分區的劃分更為精細，概化得到的15個匯流口按實際情況分布在河涌上、中、下游，流量分配更均勻，也更為合理。由此可見，在確定城市河涌設計洪水時，進行精細的排水分區產匯流計算非常必要。

需要指出的是，由于兩成果采用的邊界條件不同，不具備可比性，此處進行對比僅為說明進行精細排水分區的必要性。

4.2 非恒定流試驗成果

4.2.1泵站規模

通過多組非恒定流試驗，測得了發生不同洪水頻率時所需的泵站規模：20年一遇洪水需要泵站最大流量為100 m3/s，5年一遇洪水則需要75 m3/s。在此規模下，泵站前池水位、流量過程和泵站抽排流量過程見圖7。在20年一遇洪水頻率下，從33 h時刻左右開始，隨著洪峰的到來，來流量超過泵站最大抽排流量(100 m3/s)，前池水位從起調水位10.45 m快速升高，至36 h時刻到達最高限制水位13.0 m；此后，上游來流逐漸減小(37 h時刻已小于100 m3/s)，在泵站強排作用下，水位迅速下降。5年一遇洪水頻率試驗測得的流量、水位變化過程基本表現為相同規律，只是具體數值有所不同。

圖7 選定泵站規模下特征參數變化過程示意

按照河涌整治標準(20年一遇)，涌口泵站規模應達到100 m3/s，而現狀泵站規模不足30 m3/s，難以滿足排澇要求。因此，應盡快按照研究結果增加相應泵站裝機，以緩解流域嚴峻的防洪排澇形勢。

在此需要指出的是，本次試驗假定上游來流全部由泵站抽排，未考慮水閘泵站的聯合調度運用，由此得出的泵站排澇流量較大(偏于安全)，實際工程設計中應結合數學模型計算等其他手段的研究成果確定泵站合適規模。

4.2.2最高洪水位

在非恒定流試驗中，河涌內水位是動態變化的。為了解按選定的泵站規模進行排澇時沿程各處水位情況，提取沿程水位外包成果(即最高洪水位，見圖8)。可以看出，在非恒定流試驗中，由于充分利用了河涌容積進行調蓄，河涌最高洪水位較恒定流試驗所測水位進一步下降，上中游(0～3 500 m)河段下降程度尤為明顯。其中，20年一遇洪水頻率的河涌上中游降低值在0.45 m左右，5年一遇洪水頻率的河涌上中游降低值在0.20 m左右。

圖8 選定泵站規模下河涌最高洪水位情況示意

根據物模試驗成果，在設計標準下(20年一遇)，設計報告成果中的河涌中、上游水面線偏高0.7～1.0 m，過于保守，經濟性較差，可根據實際情況適當調整。

5 結語

1)針對某城市河涌防洪排澇整治工程，建立1:30正態模型，選取20年一遇洪水(遭遇外江5年一遇洪水位)和5年一遇洪水(遭遇外江5年一遇洪水位)兩個水文組次，分恒定流和非恒定流兩種情況對河涌水面線及涌口泵站規模進行了研究。

2)恒定流試驗測得的河涌行洪水面線明顯低于設計報告結果，且越往上游二者差值越大，整治起點處最大差值可達0.65 m左右(20年一遇)。產生這種差異的主要原因在于物理模型入流邊界采用了更為精細、更為接近實際情況的排水分區產匯流計算結果，洪水通過分布于河涌全程的15個入口匯入，而設計報告成果中洪水則主要從河涌上游匯入。

3)通過非恒定流試驗對泵站規模進行了研究，在20年一遇洪水頻率下，泵站規模達到100 m3/s才可保證前池水位不超過設定的最高限制水位13.00 m；在5年一遇洪水頻率下，泵站規模達到75 m3/s才可保證前池水位不超過設定的最高限制水位12.78 m。現狀泵站裝機流量無法滿足設計排澇要求。

4)在20年一遇洪水頻率下按照100 m3/s的泵站規模進行抽排，河涌中、上游最高洪水位較設計成果低0.7～1.0 m，設計方案應據此進行適當優化調整以提高工程經濟性。可以看出，對于合理確定河涌整治工程規模而言，進行精細化的排水分區產匯流計算和開展非恒定流模型試驗研究非常必要。

5)一般情況下，城市河涌流域面積都相對較小，實測水文資料比較缺乏，在開展物理模型試驗等研究時往往缺乏實測資料的率定驗證。鑒于城市河涌行洪排澇作用的越來越受重視，建議開展相關觀測工作，為工程研究積累實測資料和數據。