黄家林，付学锋

（江西省电力设计院，江西 南昌330096）

滚水坝，即溢流坝，在水利工程中应用相当广泛，主要作用是抬高上游水位，以满足上游区域灌溉及取水等要求。火力发电厂在江河取水时，当水深及天然来水量不能满足要求时，则可以在取水口下游设置滚水坝，形成一定的调节库容及抬高水位以满足取水要求。

1 取水工程概述

某火力发电厂规划容量为2×660MW＋2×660 MW，本期新建2×660MW国产超临界燃煤发电机组。电厂本期最大取水量约2100m3／h（5.0×104m3／d）左右，电厂取水自袁河潭田滚水坝上游约200m处。河道枯水期天然来水流量 Q＝0.07m3／s（252m3／h），无法满足电厂取水水量的要求。经水资源论证及取水专题比较，电厂取水需依靠上游山口岩水库调节放水及修建滚水坝，在取水河段形成13×104m3以上调节库容。

山口岩水利枢纽工程是一座以防洪、供水为主，兼顾发电、灌溉等综合利用的大（Ⅱ）型水利枢纽工程，为多年调节水库。水库调节库容为0.604×108m3，可满足水库下游工农业、生态用水水量的要求。在非主灌溉期的11月～次年3月，山口岩水库的下泄水量为满足河道内生态用水和电厂取水而放水，此二项用水的日平均流量为1.38 m3／s，相应的山口岩水库日下泄最小水量为12×104m3。

潭田滚水坝位于山口岩水利枢纽下游约3.5km处，坝顶高程为142.0m，该滚水坝建于20世纪60年代，由于年久失修，滚水坝多处倒塌，因未建排沙闸，坝前泥沙已淤积同滚水坝顶面平，河道两侧岸堤顶面高程为145.2m。若不清淤直接将下游的潭田滚水坝加高3m，则蓄水后水面标高为145.0m，无法满足岸堤的防洪要求。本工程取水河段两侧岸堤新修不久，翻修及加高的工程量大、投资高，因此考虑河道清淤，降低河床标高，同时新建一座3m高滚水坝的方案。清淤后，滚水坝前水深3m，库内蓄水库容约13.2×104m3，能满足本工程取水要求。

2 滚水坝设计

新建滚水坝为混凝土坝，坝长83.3m，设计清淤后的坝址前河床高程为140.5m，滚水坝坝顶高程为143.5m，坝底高程为139.0m。非闸孔溢流坝段断面采用实用堰，为获得较大的流量系数，选择曲线形实用堰。坝体上游坝坡采用1∶0，即堰体上游挡水面为铅直，堰体下游曲面采用幂函数曲线，与下游河床的衔接采用反弧段衔接。

新建滚水坝共需设置5个泄洪排沙闸门，闸孔净宽3 m，闸门高3m，中墩及边墩宽度1.2m，墩头采用半圆形。坝顶以上149.0m高程处设置闸门操作平台及走道板，走道板与左岸相接。上游山口岩水电站泄洪时，泄洪排沙闸门开启，用于排沙及确保滚水坝上游河道岸堤在设计洪水标准下仍能发挥防洪作用。

滚水坝下游设置9.0m长防冲护坦，护坦后端设置0.5m高的消力墙。护坦及消力墙采用钢筋混凝土结构。水流经护坦消能后，仍留有一定的剩余能量，流速分布不均匀，脉动仍较剧烈，具有一定的冲刷能力，在护坦后设置了10m长海漫防冲加固。

滚水坝设计断面见图1。

图1 滚水坝断面

3 计算依据及内容

取水河段两岸的河堤高度是按照20年一遇的洪水标准设计的，新建滚水坝后，仍然要保证当20年一遇洪水发生时，坝前水位不应超过该河堤设计洪水位，本文水力计算以此为水位控制的依据。

3.1 工程级别与建筑物级别

根据《水电枢纽工程等级划分及设计安全标准》（DL5180－2003）并结合本滚水坝为火电厂取水配套工程，需提高一个等级，故本滚水坝的工程等级确定为四等，工程规模为小（1）型工程，滚水坝主体建筑物为4级建筑物，相应结构安全级别为Ⅲ级；消力池及海漫为5级次要建筑物，相应结构安全级别为Ⅲ级〔1〕。水闸枢纽工程等别为Ⅲ级，工程规模为中型〔2〕。

3.2 洪水设计标准

按照《水利水电等级划分及洪水标准》（SL－525－2000），结合《防洪标准》（GB50201－94）的要求，滚水坝主体工程设计洪水P＝2% （50年一遇），校核洪水P＝0.5%（200年一遇）。考虑到滚水坝为火电厂取水配套工程，根据《大中型火力发电厂设计规范》（GB50660－2011）相关规定，本滚水坝主体构筑物设计洪水与取水构筑物一致，取P＝1% （100年一遇），校核洪水P＝0.1%（1000年一遇）。下游消能防冲建筑物洪水标准采用20年一遇洪水设计。水闸对应的设计洪水重现期为20～30年，校核洪水重现期20～100年〔3〕。为便于计算，本工程水闸的设计及校核洪水标准采用与滚水坝坝体同。

3.3 基本水位资料

表1 特征水位

4 计算过程

滚水坝的计算包括水力计算和结构计算两部分，由于该工程滚水坝坝高低，地基较好，结构计算较简单，本文中略去结构计算的内容，着重介绍水力计算的内容。

4.1 消能工的设计

设计工况：当滚水坝上游山口岩水库开闸泄洪时，滚水坝开闸泄洪排沙，此时洪水分别通过闸孔和坝顶宣泄。根据水流在流速较大时不易扩散的特点，近似地认为通过闸孔的水流和通过坝顶的水流可以分别单独进行水力计算〔4〕。

4.2 消能工的水力计算

4.2.1 通过闸孔和坝顶的流量计算公式

通过闸孔的水流流量计算公式为：

式中：ε′为垂直向收缩系数；φ为闸孔流速系数；e为闸门的开度，m；H0为闸前总水头，m；g为重力加速度，m2／s；B为闸孔宽度。

式中：H为闸前水头，m；α0为动能校正系数，取1.05；v0为行进流速，m。

若闸门的开度e大于设计洪水位，则通过闸孔的水流为侧向收缩的自由出流，这种水流有和宽顶堰相同的特点，相当于无坎款顶堰，其流量计算公式为：

式中：m为无坎宽顶堰流量系数（考虑了侧向收缩的影响）。通过滚水坝坝顶水流流量计算公式为：

式中：σ为淹没系数；ε为侧向收缩系数；m为实用堰流量系数。

式中：n为孔数；ζ0为闸墩系数；ζk为边墩系数；b为每孔宽，m。

式中：h为坝顶水头，m。

4.2.2 确定闸（坝）前水位

由于闸（坝）前水位H未知，无法分别直接求出通过闸孔和坝顶的流量Q。但通过闸孔和坝顶的总流量已知，可假设一个闸（坝）前水位，分别求出闸孔和坝顶的过流量，若求出的两者流量之和与已知的总流量相等，则假设的闸（坝）前水位为实际闸（坝）前水位。

假设闸（坝）前水位H＝4.2m。河床标高为140.5m，下游水面标高为142.54m。

（1）计算通过闸孔的流量Q1。

已知：闸门开度e＝4.5m，闸门净宽b＝3.0m，B＝n×3＝5×3＝15m，闸墩厚1.2m，Q5%＝252m3／s，河宽L＝79.3m，α0＝1.05，g＝9.8m2／s。

将v0、α0、g、H 的值代入式（2）中，得 H0＝4.231m；b／B0＝3／4＝0.75，查表（本文中的查表项均见引文〔4〕中，下文同）中得 m＝0.37。

将 m、B、g、H0的值代入式（3）中得 Q1＝213.81m3／s。

（2）计算通过坝顶的流量Q2＋Q3。

通过坝顶的流量分两部分，一部分为顶部设有闸门检修平台及走道板的坝段，即左岸坝段，流量为Q2。一部分为没有设检修走道的坝段，即右岸坝段，流量为Q3。

计算 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，下游水位为2.04m，a1＝3.0m，hs＝2.04－a1＝－0.96m。

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

将n、b、H0、ζ0、ζk的值代入式（5）中得ε＝0.976；Hd（定型水头）＝1.53m（取最大静水头的0.85倍，最大静水头为水面与堤坝平的水头，此时行进流速为1.01m2／s，静水头为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。

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

计算Q3，已知n＝1，B＝b＝28.3m其余已知条件 m、σ、g和H0与计算Q2时一致。

将n、b、H0、ζ0、ζk的值代入式（4）中得ε＝0.994；

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

（3）判定假定的坝前水位是否正确。

Q＝Q1＋Q2＋Q3＝213.81＋74.57＋82.63＝371.01 m3／s＞Q5%，说明假设的 H偏大，重新假设 H值，重复步骤a、b、c的计算，直到 Q≈Q5%为止。假定 H＝3.73m，重新试算。

经计算 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，说明假设的H值为正解。即坝前水位H＝3.73m。

4.2.3 判断坝后水流的水跃形式

根据坝前断面和坝后收缩断面的能量方程，可推出下列公式〔4〕：

式中：T0为坝前总水头，m；φ为泄水建筑物流速系数；hc0为收缩断面水深，m；q为单宽流量，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（因为 Q3坝段流速较大，故选此段作为控制段），v0＝0.852m／s，下游水位为142.54m。

将h、a、α、v0、g的值代入式（8）得 T0＝3.77m；此坝段为侧向收缩的自由出流，查表得φ＝0.95。

将 T0、φ、g、q的值代入式（7）中得hc0＝0.168m。

共轭水深及费劳德数的计算公式如下〔4〕：

式中：hco2为与hco对应的第二共轭水深，m；Fr1为与hco对应的弗劳德数；vco为与hco对应的流速，m／s；vco＝ q／hco＝1.341／0.168＝7.982m／s。

将α、vco、g、hco的值代入式（10）中得Fr1＝6.375。

将Fr1、hco的值代入式（9）中得hco2＝1.433m＜2.04m（下游水深），故可判断发生淹没水跃，可不设置消力池或消力墙。但因为淹没较大，且Fr1＞4.5，坝顶下泄的部分水流容易潜入水下成为流速较高的潜流，对下游产生冲刷，为防止这种现象发生，下游设置防冲护坦，护坦后端设置0.5m高的消能墙。

4.2.4 判断闸后水流的水跃形式

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，下游水位为2.04m。

将h、a、α、v0、g的值代入式（8）得 T0＝3.77m；此坝段为无坎款顶堰自由出流，查表得φ＝1。

将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。

将α、vco、g、hco的值代入式（10）中得Fr1＝0.936＜1，属于缓流，下游无需设置消能防冲设施。

4.2.5 护坦长度的计算

护坦的长度取决于水跃的长度。水跃的长度计算公式为〔4〕：

式中：lj为水跃长度，m；l为护坦长度，m；hco为收缩断面水深（第一共轭水深），m；hco2为第二共轭水深。

将hco2、hco代入式（4－11）中，得lj＝8.728m。l＝8.728m。设置护坦的长度应大于8.728m，本工程取护坦长度9.0m。

4.2.6 下泄流量与跃后水深及水跃长度的关系

根据不同的下泄流量和下游水深，可以按上文中3.3.1－3.3.5小节计算出下游的跃后水深及水跃长度。将数据列入表2。

表2 下泄流量与跃后水深及水跃长度的关系

从表2中可以看出，跃后水深及水跃长度随着下泄流量的增大而增大。因此可以认为，当发生低于或等于设计标准20年一遇的洪水时，水跃均发生在护坦内，且均为淹没水跃，不会对下游形成不利冲刷，采用20年一遇的洪水流量作为消能工的设计标准是合理的。

4.2.7 海漫长度计算

水流经过护坦发生淹没水跃消能后，虽然消除了大部分的多余能量，但仍留有一定的剩余能量，特别是流速分布不均匀，脉动仍较剧烈，具有一定的冲刷能力，因此护坦后面扔需要设置海漫防冲加固，以使水流均匀扩散。

海漫长度计算公式为〔2〕：

式中：Lp为海漫长度，m；qs为消力池末端单宽流量，m3／s；Ks为海漫长度计算系数，可取Ks值8；△H’为上下游水位差，m。

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

将Ks、qs、△H’的值代入式（12）中得Lp＝9.243m，海漫长度取10.0m。

5 结语

本文通过对过坝流量、过闸流量的计算确定了坝前水位，满足了20年一遇洪水时新坝建后的水位不超过未建新坝前的洪水水位，两岸防洪堤不需要另外加高；通过对滚水坝下游的水跃形式的判断，采取相应的消能工设计。对于同一河道断面出现多种过流形式的水流，其中某种形式的过流流量无法直接计算，应假设一个坝前水位，然后采用试算的方式计算各过流形式的流量。希望本文中采用的水力学计算方法及滚水坝的设计能为今后类似工程提供参考。

〔1〕DL 5180－2003水电枢纽工程等级划分及设计安全标准.北京：中国出版社，2003.

〔2〕SL 265－2001水闸设计规范.北京：中国水利水电出版社，2001.

〔3〕GB 50201－94防洪标准.北京：中国计划出版社，1994.

〔4〕李家星，赵振兴.水力学.南京：河海大学出版社，2001.