基于水動力模型的南通市通呂運河泵站排澇規模計算與分析

劉穎婧

(1.上海市堤防泵閘建設運行中心，上海 200080；2.上海市城市建設設計研究總院(集團)有限公司，上海 200120)

0 引言

南通市東臨黃海，南靠長江，河網交錯，水系縱橫，屬于典型的平原感潮河網地區[1]。通呂運河泵站位于南通市通呂運河閘站樞紐處，該樞紐為閘站合建形式，原泵站為單向引水泵站，共設3臺引水泵，單泵引水規模33.3m3/s，合計引水規模100m3/s，排澇完全依靠閘門承擔。南通市濱江臨海，降水量年際變化大[2]，近年來隨著極端天氣事件的增多，臺風、暴雨頻發[3]，工程區域遭受短時強降雨的概率越來越高[4-5]，且暴雨主要發生在每年6—10月[6]。

通呂運河是南通市主要的排澇通道之一，由于通呂運河西臨長江，閘門排澇受潮汐影響較大，當強降雨遭遇高潮位時，水閘自排受限，存在排澇風險，亟需新增強排措施，將原通呂運河單向引水泵站改為雙向引排水泵站，對澇水進行輔助強排。目前水動力數學模型已被廣泛應用于泵站相關的分析研究中[7-13]，本文運用一維河網水動力數值模擬的方式，計算、分析和研究通呂運河泵站雙向運行改造的必要性，并結合計算成果得出通呂運河排澇泵站所需的排澇流量規模，分析排澇效果，為項目建設提供合理的設計依據。

1 水動力模型的建立

1.1 建模范圍

據南通市水利分片調整成果，南通市可分為里下河圩區、斗南墾區、高沙土區、九呂區、通啟區、沿江圩區、諸島區[14]。

本工程項目所在地通呂運河屬于九呂水利分片，因此，將該水利分片作為本次河網水動力數學模型的建模范圍。

九呂水利分片的四至邊界分別為北至如泰運河、西至通揚運河、東瀕黃海、南臨老通呂公路控制線。經測算，該水利分片的流域面積共計約2376km2。

1.2 河網概化

依據九呂水利分片內相關水利資料，對該分片內的河網在水動力數學模型中進行概化，對建模范圍內的主要河道及、主要泵閘的基本情況及特征控制要素進行梳理，并在模型中反映。經概化，九呂水利分片內的九圩港、遙望港、通呂運河、團結河等共計54條主要河道參與了河網的水動力演算。

河網中各河道的河底高程主要是由《南通市水利治理規劃》等上位水利規劃文件中摘錄整理，在河道交匯處進行河底地形的加密及平滑處理，以保證模型水流流態的合理性。河網中各河道的寬度主要是由Google Earth地圖軟件中提取整理；本模型每隔500m即設置一個模型斷面，在河口處、河流交匯處、泵閘水工建筑物的上下游等重要位置，還對模型斷面進行了進一步的加密設置，以期能夠盡可能真實的反映模擬河道的實際情況。

1.3 泵閘設置

九呂水利分片內現狀建有若干泵閘水利工程，其中，江側主要有5座水閘、3座排澇泵站，分別為九圩港閘、天生港閘、南通節制閘、海港引河南閘、褲子港閘、通呂運河排澇站(排澇流量待定)、海港引河排澇站(排澇流量48m3/s)、褲子港排澇站(排澇流量12m3/s)；海側主要有6座水閘，分別為東安閘、遙望港閘、新中閘、團結港閘、東灶港閘、大洋港閘；三余低洼區主要有3座水閘，分別為三余北套閘、團結西閘和三余套閘。泵閘的規模見表1—2。

表1 排澇泵站規模

表2 閘門規模

1.4 模型邊界條件

模型的入流邊界及內部面源邊界采用流量邊界，其中，模型的入流流量邊界為根據水位-流量關系，采用明渠非均勻流公式推算求得，內部流量邊界為根據平原坡面降雨產匯流計算的結果。

模型的出流邊界采用潮位邊界，考慮到本模型的建立主要是為了研究工程區域內通呂運河泵閘樞紐在強降雨遭遇高潮位時的排澇能力，因此，本模型選取了長江側10年一遇的設計潮型作為本模型長江側的出流潮位邊界。

通過查閱相關資料了解到長江側天生港潮位站10年一遇設計洪(潮)水位為4.55m(廢黃河高程，下同)，結合2012—2018年天生港實測潮位資料，選取2018年8月10日0時至2018年8月18日0時天生港實測潮位數據作為長江側10年一遇的設計潮型，具體如圖1所示，經插值獲得本模型沿江各河道邊界的設計潮型。

圖1 天生港潮位站10年一遇設計潮型(廢黃河高程)

圖2 南通20年一遇設計洪水過程線

模型海側選取的出流潮位邊界時間序列數據與長江側選取的潮位實測數據的時間相對應，即模型海側出流潮位邊界選取2018年8月10日0時至2018年8月18日0時海側各出流邊界位置對應的潮位時間序列數據，上述數據通過Nao Tide潮位調和分析軟件求得。

1.5 設計暴雨推求設計洪水

1.5.1設計面雨量

根據《南通市水利治理規劃》(2016年12月)中對南通市的暴雨數據的整理分析結果，南通市統一采用P-Ⅲ型頻率曲線進行適線，具體計算結果見表3—4。

表3 區域面雨量頻率分布參數

由表4可知，南通市20年一遇的最大1日面雨量為141.8mm、最大3日面雨量為207.7mm。根據《南通市水利治理規劃》(2016年12月)，市區域暴雨采用最大3日雨量計算，因此，選取最大3日面雨量作為本項目中的設計面雨量。

表4 不同重現期下區域面雨量 單位：mm

1.5.2設計凈雨量

凈雨量由設計降雨量扣除截留、下滲、填洼和蒸發水量得到。根據《江蘇省暴雨洪水圖集》(84版，以下簡稱84圖集)，在計算設計凈雨時，采用初損后損法扣損，經計算，20年一遇最大3日設計凈雨量為183.7mm。根據84圖集表10，查算最大3日凈雨過程。

1.5.3設計洪水計算

由84圖集中圖33，可知初算設計洪峰值，設計洪峰流量Qm=qm×R×F；各時段單位線過程，用面凈雨過程卷積得設計洪峰及設計流量過程線。

圖3 模型范圍內各條河道的線源洪水流量過程線

各時段面凈雨量乘以流量系數Fc=F/3.6Δt，得各時段總徑流量Ii。

查84圖集中表18，得流域6小時單位線，與各時段總徑流量Ii卷積，得該流域相應重現期洪水過程線，洪峰流量1980m3/s。設計洪水過程線計算成果如2圖所示。

對模型區域九呂水利分片結合地勢高低及河道分布情況，進一步具體劃分排澇分區，得出本模型區域中各小排澇分片的面積權重，據此將求得的區域總洪水過程線以線源的形式將上述求得的洪水流量作為源項合理分配到模型區域內各條河道中，具體如圖3所示。

1.6 模型率定

在一維河網水動力數學模型中，模型的率定主要是通過調整模型范圍內各條河道的糙率，從而使得各條河道的水位模擬值與實際情況盡可能的接近。

本模型中借鑒和參考了南通地區過往水動力河網數學模型中糙率的取值經驗，并結合模型范圍內各河道的實際水位情況進行了模型的率定工作，總體上可保證本報告所建立的河網模型能夠較好的反映區域內河道的實際情況。

2 模型設置

2.1 排澇泵站規模設計工況

通呂運河西臨長江，閘門排澇受潮汐影響較大；強降雨遭遇高潮位時，水閘自排受限，存在排澇風險，亟需新增強排措施，對澇水進行輔助強排。

為了研究通呂運河泵站雙向運行改造的必要性，本報告在河網水動力數學模型中設置了3種不同的通呂運河排澇泵站的設計工況組次，以期為確定合理的通呂運河排澇泵站規模，分析排澇效果，提供一定的依據和參考作用。

根據水利機械專業初步分析，通呂運河雙向引排泵站反向排澇時單泵效率較正向引水規模將有所折損，當正向引水工況單泵引水規模為33.3m3/s時，反向排澇工況下對應的單泵排澇規模約為25m3/s，故3臺泵同時工作時通呂運河運河雙向引排泵站最大排澇規模約為75m3/s。

結合雙向引排泵站的排澇規模，針對通呂運河排澇泵站具體的排澇工況設置情況如下：

工況一：泵站排澇流量為0，即不設置通呂運河排澇泵站。

工況二：泵站排澇流量為50m3/s(即2臺泵進行反向排澇工作)。

工況三：泵站排澇流量為75m3/s(即3臺泵進行反向排澇工作)。

2.2 泵閘調度情況

(1)排澇泵站調度原則：閘門上游水位大于2.4m且閘門下游水位高于上游水位(閘門無法打開時)開泵。

(2)排澇擋潮閘門調度原則：閘門上游水位大于2.4m且閘門下游水位低于上游水位時開閘。

(3)三余低洼區閘門調度原則：該區為獨立排澇分區，遭受暴雨時，為阻隔外圍高水入侵，閘門始終關閉。

2.3 模型時間

本模型建立的目的是為了分析當強降雨遭遇高潮位時，是否有必要新建排澇泵站輔助排澇，因此本模型中將1.5.3節推求出的設計洪水過程線的洪峰時段設置為長江側出現設計高潮位的時段，旨在模擬長江高潮位與內河洪峰“兩碰頭”，研究當區域因遭受20年一遇暴雨使得河道內水流流量暴漲，而長江側恰好處于大潮時段，水閘自排受限、排澇壓力疊加時河道內的水位情況，并分析新設排澇泵站對排澇壓力的緩解程度。

高潮位發生日期：8月12日至8月18日，最高潮位出現在13日早上。

洪水發生日期：8月12日至8月14日，洪峰設置為出現在8月13日零點。

3 模型計算結果與分析

3.1 閘站站前計算結果分析

3.1.1工況一：不設置通呂運河排澇泵站

該工況在模型中沒有設置通呂運河泵站的排澇功能，即工程區域內的澇水仍然僅依靠區域內現狀的排澇泵閘。

由該工況下模型計算結果可知，暴雨+高潮位“兩碰頭”的情況使得模型范圍內共出現了3次通呂運河閘站樞紐上游水位超過排澇最高控制水位2.80m的情況，分別為：8月13日3∶00～9∶00閘站樞紐上游水位超2.8m，最高水位3.54m，出現于13日早上7∶00，歷經6h水位降至2.8m以下；8月13日15∶00～20∶00閘站上游水位超2.8m，最高水位3.42m，出現于13日19∶00，歷經5h水位降至2.8m以下；8月14日4∶00～8∶00閘站上游水位超2.8m，最高水位3.07m，出現于14日7∶00，歷經4h降至2.8m以下。

計算結果表明，在20年一遇暴雨+10年一遇高潮位“兩碰頭”的情況下，通呂運河閘站樞紐站前水位暴漲，且需要經過較長時間才能降至2.8m以下，且峰值水位較高，排澇壓力十分巨大，即在上述暴雨遭受高潮位的情況下，水閘自排受限，僅靠現有排澇泵閘設施將難以有效在較短時間內緩解排澇壓力，排澇風險很高，急需輔以一定的強排措施加快澇水的排出，盡可能在現有的基礎上降低站前水位超過排澇控制水位的時間，緩解排澇壓力。

綜上所述，通呂運河泵站由單向引水泵站改為兼具排澇能力的雙向引排泵站是非常有必要的。

3.1.2工況二：通呂運河排澇泵站設計流量50m3/s

該工況在模型中原通呂運河閘站樞紐處設置了通呂運河排澇泵站，排澇泵站的設計排澇流量取為50m3/s，即啟用2臺泵進行反向排澇工作。

由該工況下模型計算結果可知，暴雨+高潮位“兩碰頭”的情況使得模型范圍內共出現了2次通呂運河閘站樞紐上游水位超過排澇最高控制水位2.80m的情況，分別為：8月13日3∶00～9∶00閘站樞紐上游水位超2.8m，最高水位3.44m，出現于7∶00；歷經6h水位降至2.8m以下；8月13日16∶00～20∶00閘站上游水位超2.8m，最高水位3.37m，出現于19∶00，歷經4h水位降至2.8m以下；8月14日5∶00～8∶00閘站上游水位超2.8m，最高水位3.02m，出現于7∶00，歷經3h降至2.8m以下。

計算結果表明，在20年一遇暴雨+10年一遇高潮位“兩碰頭”的情況下，通呂運河閘站樞紐站前水位暴漲，該工況下雖然在通呂運河閘站樞紐位置設置了設計排澇流量50m3/s的排澇泵站，但是澇水仍然需要經過較長時間才能將至2.8m以下，對第二、第三排澇峰值水位從高出警戒水位到降至警戒水位以下的排澇歷時均分別降低了1h，但是對第一排澇峰值水位從高出警戒水位到降至警戒水位以下的排澇歷時較工況一未有所降低。

從排澇效果上來看，對站前河道內水位的峰值有一定的削弱作用，排澇歷時較不設置排澇泵站的工況有一定程度的降低，即在上述暴雨遭受高潮位的情況下，水閘自排受限，在現有排澇泵閘基礎上新增設一座設計排澇流量50m3/s的排澇泵站，能在一定程度上緩解排澇壓力，對排澇效果的提升有一定作用，但并不十分顯著，因此考慮在該工況的基礎上進一步提高泵站排澇能力，以盡可能在現有基礎上降低站前水位超過排澇控制水位的時間，緩解排澇壓力。

綜上所述，工況二只啟用了2臺雙向泵進行排澇，實際上泵站排澇能力仍有進一步提升的條件和能力，鑒于工況二作用下對排澇效果有一定的提升但并不顯著，因此考慮通呂運河排澇泵站的設計流量需在本工況的基礎上進一步提高。

3.1.3工況三：通呂運河排澇泵站設計流量75m3/s

該工況在模型中原通呂運河閘站樞紐處設置了通呂運河排澇泵站，排澇泵站的設計排澇流量取為75m3/s，即3臺泵站全部啟用，共同進行泵站的反向排澇工作。

由該工況下模型計算結果可知，暴雨+高潮位“兩碰頭”的情況使得模型范圍內共出現了3次通呂運河閘站樞紐上游水位超過排澇最高控制水位2.80m的情況，分別為：8月13日4∶00～11∶00閘站樞紐上游水位超3.2m，最高水位3.41m，出現于7∶00；歷經5h水位降至2.8m以下；8月13日16∶00～20∶00閘站上游水位超2.8m，最高水位3.30m，出現于19∶00，歷經4h水位降至2.8m以下；8月14日5∶00～8∶00閘站上游水位超2.8m，最高水位2.95m，歷經3h降至2.8m以下。

計算結果表明，在20年一遇暴雨+10年一遇高潮位“兩碰頭”的情況下，通呂運河閘站樞紐站前水位暴漲，在工況三條件下，通呂運河閘站樞紐位置設置了設計排澇流量75m3/s的排澇泵站，澇水較前兩種工況可以在相對更短的時間內降至2.8m以下，排澇壓力有了進一步的緩解，與工況二相比，除了對第二、第三排澇峰值水位從高出警戒水位到降至警戒水位以下的排澇歷時均分別降低了1h外，對第一排澇峰值水位從高出警戒水位到降至警戒水位以下的排澇歷時也降低了1h，3次峰值水位發生時段累計的超警戒水位時長累計共降低了4h，累計排澇歷時總體上較工況二得到了進一步的縮減。

從排澇效果上來看，工況三對站前河道內水位峰值的削弱作用較工況二得到了進一步提高，累計排澇歷時較工況二也有了進一步降低，即在上述暴雨遭受高潮位的情況下，水閘自排受限，在現有排澇泵閘基礎上將泵站排澇規模設置為75m3/s(3臺泵全部參與反向排澇工作)，可以較為有效地緩解排澇壓力，對排澇效果的提升作用較明顯。

綜上所述，本工況條件下，通呂運河排澇泵站的設計流量是較為合理可行的。

3.1.4不同工況計算結果對比分析

根據數模計算結果，對上述不同工況條件下閘站樞紐站前的峰值水位及峰值水位排澇歷時情況進行了匯總整理與對比分析，具體的對比情況見表5—6。

表5 一、二工況組次下排澇歷時與峰值水位對比分析表

表6 一、三工況組次下排澇歷時與峰值水位對比分析表

由表5—6可知，工況三條件下，累計縮短超臨界排澇控制水位時間較工況一累計縮短4h，站前最高水位較工況一最高降低13cm，與工況二相比超警戒水位時間進一步縮短1h，第一峰值水位的降幅較工況二多3cm，對第二、三峰值水位的降幅均多7cm，綜上所述工況三對閘站站前的除澇作用較工況一、二有明顯提升。

3.2 通呂運河沿程峰值水位降幅計算結果分析

由3.1節可知，將通呂運河引水泵站改為雙向引排水泵站對于閘站站前的排澇具有顯著作用，為全面分析該泵站參與反向排澇的作用效果，針對上述不同工況下通呂運河沿程的水位降幅情況也進行了分析研究。

具體分析思路為分別提取不同工況下通呂運河上距離通呂運河閘站0、8、13、28、38、58km位置處河道最高峰值水位的情況，將不同位置處工況二、三條件下的峰值水位分別與工況一泵站不參與排澇工況下的最高峰值水位做差，得到不同工況條件下通呂運河沿程的水位降幅表，見表7。

表7 工況二、三較工況一最高峰值水位降幅情況表

由表7可知，工況二、三較工況一的水位降幅均大于0，即當有通呂運河雙向引排泵站參與排澇時，通呂運河沿線的峰值水位均將有所降低，排澇泵站對通呂運河沿線均具有排澇效果，但是排澇效果自閘站站前向東沿程逐漸減低。

工況二(泵站排澇規模50m3/s，2臺泵參與工作)條件下閘站站前水位較通呂運河泵站完全不參與排澇條件下水位的降幅為10cm，向東泵站對河道水位降低的作用效果沿程減弱，到距離閘站處以東58km處時，工況二條件下河道水位僅比通呂運河泵站完全不參與排澇條件下的水位降低2cm。

工況三(泵站排澇規模75m3/s，3臺泵參與工作)條件下閘站站前水位較通呂運河泵站完全不參與排澇條件下水位的降幅為13cm，向東泵站對河道水位降低的作用效果沿程減弱，到距離閘站處以東58km處時，工況二條件下河道的水位比通呂運河泵站完全不參與排澇條件下的水位降低4cm。

綜上所述，工況三泵站排澇規模75m3/s較工況二泵站排澇規模50m3/s對于通呂運河沿程的排澇效果更為明顯。

4 結論

本文建立了區域河網水系的一維水動力模型，計算、預演并研究該區域在不同泵站排澇規模下遭遇20年一遇的設計降雨疊加10年一遇的設計潮型條件下的洪水演進過程及特征點最高水位，據此確定通呂運河雙向泵站的合理排澇規模，研究得到的主要結論如下：

(1)近年來隨著極端天氣事件增多，臺風、暴雨頻發，工程區域遭受短時強降雨的概率越來越高，當強降雨遭遇高潮位時，水閘自排受限，存在排澇風險。

(2)當通呂運河閘站樞紐處設置規模為75m3/s的排澇泵站參與排澇時，可顯著降低閘站上游側水位超警戒水位的時間，降低通呂運河沿程的峰值水位，除澇作用明顯。

綜上所述，通呂運河泵站雙向改造工程是可行的，其必要性也是充分的，建議改為雙向引排泵站，排澇泵站規模建議取75m3/s。

本研究為通呂運河泵站雙向改造工程中泵站排澇規模的合理確定提供了設計依據與技術支撐，對后續該地區類似工程泵站排澇規模的確定也具有一定的指導作用與參考意義。不足之處是目前本模型內的河道地形為概化地形，未來可考慮將水下地形文件做的更加精細，以使模擬結果更加精確。