，

(中國電建集團 成都勘測設計研究院有限公司, 成都 610072)

上游水電站圍堰漫頂潰決條件下施工中期度汛水位數(shù)值模擬

張超，蔣陶

(中國電建集團 成都勘測設計研究院有限公司, 成都 610072)

比鄰梯級水電站同期建設條件下，若上游水電站圍堰遭遇超標洪水發(fā)生漫頂潰決，將嚴重威脅下游水電站施工中期度汛的安全，因此，對度汛水位變化過程進行數(shù)值模擬具有重要意義?；谒畡恿W理論方法，建立了上游水電站圍堰漫頂潰決條件下中期度汛水位變化過程模擬的數(shù)學模型，并將該模型應用于大渡河流域某相鄰梯級水電工程實例中。通過不同計算方案的數(shù)值模擬分析，結(jié)果表明：該模型及方法是可行的、有效的；相比于基于天然洪水流量的計算方法，所提方法更加貼近工程實際，且度汛最高水位明顯增大，因而更有利于工程安全。研究成果為上游水電站圍堰擋水條件下的施工中期度汛方案決策及防洪應急預案的制定提供了重要的理論依據(jù)。

梯級水電站；施工中期度汛水位；圍堰漫頂潰決；數(shù)值模擬；水動力學理論

1 研究背景

高壩水電工程的施工導流貫穿建設全過程，其施工中期度汛不僅直接關系工程本身和施工人員的安全，而且影響工程的管理、進度、發(fā)電等社會經(jīng)濟效益[1-3]，因此，開展中期度汛擋水位的數(shù)值模擬計算研究具有重要的理論意義和工程應用價值。隨著我國西南諸多流域水電站的梯級滾動開發(fā)，任金明等[4]探討了下游梯級水庫對上游水電站施工導截流的影響。張超等[5-8]對梯級建設條件下的施工導流風險分析理論進行了探討。在潰堰洪水計算及應用方面，李軍等[9]對錦屏二級水電站進行了施工期的圍堰潰堰洪水分析。劉林等[10]對潰壩洪水研究進行了總結(jié)，并提出梯級潰壩洪水的相關研究較少。

然而，梯級水電站施工導流計算分析理論有待進一步完善。由于比鄰梯級水電站開發(fā)建設時序的差異，存在上游水電站處于初期圍堰擋水階段，而下游水電站處于施工中期度汛階段的情況。此時，下游水電站施工中期度汛標準較上游水電站初期圍堰擋水標準更高，而上游水電站可能遭遇超標洪水的情況，若上游水電站圍堰漫頂潰決，勢必對下游水電站的施工中期度汛造成嚴重的影響。

因此，本文以大渡河流域某相鄰梯級水電站工程為研究對象，基于水動力學理論方法，全面考慮上游水電站圍堰漫頂潰決過程及潰堰洪水演進過程，對下游水電站中期度汛水位的變化過程進行數(shù)值模擬分析，為上游水電站初期圍堰擋水條件下的施工中期度汛方案決策及潰堰應急預案的制定提供必要的理論依據(jù)。

2 工程概況及計算方案

2.1 工程概況

西南地區(qū)大渡河流域上游水電站A采用壩式開發(fā)，攔河壩為混凝土面板堆石壩，最大壩高達223.50 m，工程初期導流采用斷流圍堰擋水、隧洞導流的導流方式，初期導流標準為50 a一遇。上游圍堰為土石圍堰，堰頂設計高程1 742.50 m，堰頂寬度12.00 m，迎水面邊坡1∶2.0，背水面邊坡1∶1.8，庫區(qū)回水長度約12 km，庫容約0.3億m3。圍堰混凝土防滲墻施工平臺高程1 706.00 m，防滲墻厚度1.00 m。B水電站是A水電站下游相鄰梯級，攔河大壩為礫石土心墻堆石壩，最大壩高240.00 m，距A水電站壩址約36.00 km，中期度汛標準為100 a一遇。河道洪水以上游來水為主，區(qū)間流量較小。

根據(jù)2個水電站施工進展，某年汛期上游A處于初期導流時段，而下游B的汛前填筑高程H=1 534.50 m，已超過圍堰高程而處于中期度汛的時段。此時，正常運行時，上游A圍堰導流不會對下游B水電站施工造成不利影響，但下游B中期度汛標準較上游A初期擋水標準高，下游B中期度汛標準對應的洪水過程實際上為上游A水電站遭遇的超標準洪水，上游A施工圍堰若發(fā)生漫頂潰決，庫區(qū)水體突然下泄，將形成較大的洪峰向下游傳播，勢必嚴重威脅到下游B的壩體及施工人員的安全。

2.2 計算方案

本文主要對上游A圍堰漫頂潰決條件下下游B中期度汛水位變化過程進行數(shù)值模擬分析，以期為中期度汛方案決策及防洪應急預案的制定提供必要的數(shù)據(jù)，擬定的計算方案如下：

(1) 計算分析對比在相同來流情況下,上游A圍堰漫頂潰決與無上游A圍堰的洪水演進過程。模擬過程中，若下游B壩前水位變化過程中超過壩體高程，假定水流從壩頂溢流而過。

(2) 計算分析在上游A圍堰高度不變，且潰口發(fā)展過程相同條件下，上游A不同頻率洪峰與下游B度汛最高水位的關系。模擬過程中，假定下游B僅靠導流洞泄流。

(3) 求解設計標準下下游B的中期度汛最高水位hmax。假設H為下游B汛前填筑高程，則下游B的中期度汛方案制定分2種情況：①若H>hmax，則下游B填筑高程滿足防洪度汛要求，采用大壩攔洪度汛方案，汛期可正常施工；②若H≤hmax，則下游B需做好壩體過水保護，并提前制定必要的洪災應急預案，或者壩體搶筑措施至攔洪高程。

3 數(shù)學模型

土石圍堰潰決過程模擬由3部分組成，包括：①潰口模擬；②圍堰潰決下泄流量模擬；③潰口下泄洪水的河道演進模擬。

3.1 潰口和下泄流量模擬

潰口模擬主要是對潰口形狀和潰口擴大演變過程進行模擬。潰口的形狀通常概化為矩形、三角形或梯形，其尺寸由最終潰口底寬、潰口邊坡和最終潰口底部高程來決定。DAMBRK模型的潰口流量模擬方法所需參數(shù)較少，應用較為簡單方便，在許多工程中得到了應用，并取得了良好的效果。因此，本文在潰堰洪水計算中主要參照DAMBRK模型，結(jié)合經(jīng)驗和其他失事大壩的數(shù)據(jù)給定潰口開始到最后終止的時間和潰口的最終尺寸與形狀進行模擬。

圍堰潰決后，下泄流量由潰口下泄流量和導流泄水建筑物泄流流量2部分組成。

3.2 潰堰洪水演進數(shù)學模型

3.2.1 模型控制方程

對于一維明渠水流，如果假定為靜水壓力分布和小底坡，則可用圣維南方程組描述，其中水流連續(xù)方程為

(1)

運動方程為

(2)

式中：x為流程(m)；Q為流量(m3/s)；Z為水位(m)；g為重力加速度(m/s2)；t為時間(s)；A為過水斷面面積(m2)；R為斷面水力半徑(m)；nc為糙率系數(shù)。

3.2.2 方程離散

模型采用有限差分法進行離散求解，并引入有限體積的思想，運動方程中對流項采用一階迎風格式離散，根據(jù)胡曉張等[11]的研究，這一格式在求解非線性對流及對流擴散方程時具有較高的精度。

對時間偏導項?Q/?t和?A/?t采用向前差分格式，對流項采用一階迎風格式，對時間偏導項的處理采用蛙跳格式，這樣上述方程可離散為:

(3)

(4)

4 數(shù)值模擬分析

4.1 計算資料

4.1.1 地形資料

模型模擬的范圍為從上游A壩址上游約12 km至下游B壩址，計算河段總長51.7 km，共取計算斷面42個。其中上游A庫區(qū)河段長12.2 km，布設有10個斷面，下游B壩址至上游A壩址區(qū)間河段長39.5 km，布設有32個斷面。

4.1.2 模型計算初始條件和邊界條件

初始條件：本模型在計算非恒定流過程前，先假設一恒定流計算得到的各斷面水位和流量作為非恒定流計算的初始條件。

邊界條件：由于模型模擬的范圍包括上游A庫區(qū)河道和上游A圍堰至下游B圍堰區(qū)間河道，模型計算上邊界條件為特征頻率下上游A入庫洪水流量過程，潰堰計算時上游A導流洞泄流曲線作為內(nèi)邊界條件處理，出口邊界為下游B中期度汛的導流洞泄流曲線。

4.2 計算工況

潰堰洪水受多種因素影響，如潰堰歷時、上游來流量、潰堰時壩前水位、潰口發(fā)展過程等，本次計算僅選定一種潰堰方案進行模擬，同時，為分析潰堰洪水對下游梯級水電站中期度汛的影響，計算了相同來流情況下天然河道洪水演進情況進行對比分析。

下游B中期度汛標準為100 a一遇洪水，電站之間區(qū)間流量較小可不考慮。因此，針對上游A發(fā)生100 a一遇洪水(Q=6 060 m3/s)進行潰堰計算分析，潰堰時，堰前水位選取為堰頂高程1 742.50 m，潰堰歷時取值2 h，潰決終止時潰口底寬、底高程和邊坡系數(shù)分別為100 m，1 715.00 m，1.0。

河道糙率采用實測水面線推算得出的成果，其變化范圍為0.05～0.07。

4.3 模擬過程

本文采用的潰堰洪水數(shù)學模型在上游A的初期圍堰潰堰洪水計算中分為4個階段：

(1) 起算后的一段時間內(nèi),庫尾上游來流給定為一恒定基流流量，由此計算非恒定流計算階段開始時刻的沿程流量和水位。當計算得到沿程各斷面(包括壩下游斷面)流量相等時，轉(zhuǎn)入非恒定流計算階段。

(2) 庫尾上游來流按對應的設計洪水標準過程加入。由于上游來流隨時間變化，庫區(qū)流量和水位隨之變化。漲水過程中，導流洞泄流流量小于上游來流流量，水庫水位上漲。進入圍堰下游河道的流量為導流洞流量和過圍堰流量之和。

(3) 當堰前水位繼續(xù)上漲達到該工況設定的潰堰發(fā)生的水位時，堰體出現(xiàn)潰口。潰口流量由寬頂堰流量公式計算，同時導流洞的下泄流量由其水位流量關系曲線確定。

(4) 潰口發(fā)生后，上游入庫洪水按設計過程繼續(xù)加入，潰口尺寸隨時間擴大，通過潰口的流量不斷增加(進入圍堰下游河道的流量為潰口流量和導流洞流量之和)。水庫水位開始下降，直到泄空，計算結(jié)束。

以上4個階段是連續(xù)進行的。數(shù)學模型輸出的計算結(jié)果為計算河段所有斷面的流量和水位變化過程。筆者重點分析的是下游B斷面的流量和水位變化過程，同時為對計算結(jié)果進行更詳細的描述，本文另外在B水電站庫區(qū)沿程選取了8#和17#以及上游A圍堰29#斷面的流量和水位變化過程進行分析。

4.4 計算成果

4.4.1 無上游A圍堰情況下洪水計算成果

為便于將上游A圍堰在相同來流情況下潰堰洪水計算的結(jié)果與無A圍堰的情況下天然洪水演進結(jié)果進行比較，評估上游A潰堰可能造成的影響，首先對無A圍堰的情況下遭遇100 a一遇洪水進行了洪水演進計算，下游出口水位由B水電站導流洞泄流曲線控制。所選各特征斷面處計算得到的最大流量和最高水位結(jié)果如表1所示。

表1 無A圍堰情況下計算成果Table 1 Calculation results of maximum flow and peakwater level in the absence of cofferdam A

4.4.2 上游A潰堰洪水計算成果

潰堰洪水計算模擬當上游A圍堰發(fā)生漫頂潰決時潰堰洪水向下游的演進過程，沿程各典型斷面處計算得到的最大流量和最高水位結(jié)果見表2，沿程各特征斷面洪水流量過程見圖1。

由表1計算成果可知，無A圍堰的情況下洪水流量沿程衰減較小，流量峰現(xiàn)時間略早于水位峰現(xiàn)時間。

表2 A圍堰潰堰情況下計算成果Table 2 Calculation results of maximum flow and peakwater level in the presence of cofferdam break

圖1 潰堰情況下各特征斷面流量過程線Fig.1 Process lines of flow at characteristic sections in the case of cofferdam break

表4潰堰洪水與無A圍堰天然洪水計算成果比較

Table4ComparisonbetweencalculationresultswithcofferdambreakandthoseintheabsenceofcofferdamA

斷面編號距B圍堰里程/km水位峰值/m流量峰值/(m3·s-1)水位峰現(xiàn)時間/h無A圍堰A潰堰差值無A圍堰A潰堰差值無A圍堰A潰堰差值29#35．8241707．301717．4610．16601016324103142．3432．008-0．33517#20．6581627．201635．408．2060001502890283．3222．451-0．8718#7．5061532．001543．5111．5159801347874985．2043．473-1．7311#0．0001530．001541．5511．5559001060947095．3753．555-1．820

由表2計算成果可知，流量峰現(xiàn)時間略早于水位峰現(xiàn)時間。當上游A發(fā)生潰堰時，潰口最大流量為16 324 m3/s，甚至大于該河段PMF(可能最大洪水)洪水流量。潰堰洪水在演進過程中存在洪峰衰減現(xiàn)象，當潰堰洪水演進至潰口下游約15 km處的17#斷面處時洪峰流量為15 028 m3/s，較潰口衰減7.9%；當潰堰洪水演進至潰口下游約28 km處的8#斷面處時洪峰流量為13 478 m3/s，較潰口衰減17.4%；當潰堰洪水演進至潰口下游約36 km處的下游B圍堰斷面處時洪峰流量為10 609 m3/s，較潰口衰減了35.0%。

4.4.3 不同頻率洪峰與下游B最高水位關系

本節(jié)主要研究上游A不同頻率洪水洪峰與下游B度汛最高水位的關系，施工洪水過程模擬采用按峰值放大典型洪水過程線的方法。計算過程中，洪峰流量超過上游A圍堰設計標準后，認為上游A圍堰發(fā)生漫頂潰決，并假設下游B的大壩填筑高度足夠高，僅靠導流洞宣泄洪水，計算成果如表3所示。同時，根據(jù)計算模擬成果繪制上游A洪水洪峰流量與下游B最高度汛水位的關系曲線,如圖2所示。

表3 上游A不同頻率洪水洪峰與下游B度汛最高水位的關系Table 3 Relationship between flood peak of differentfrequencies at A and maximum flood level at B

圖2 A洪峰流量與下游B度汛最高水位的關系曲線Fig.2 Relationship between flood peak at A and maximum flood level at B

4.5 成果討論

(1) 為更好地說明上游A潰堰洪水對下游B造成的影響，將潰堰洪水計算結(jié)果與無A圍堰的天然洪水計算情況進行了比較分析，計算得到的下游各特征斷面的水位峰值、流量峰值及水位峰現(xiàn)時間列于表4中。

從表4計算成果可知，洪水演進至17#斷面時，潰堰洪水洪峰流量為15 028 m3/s，較無A圍堰天然洪水大9 028 m3/s，峰現(xiàn)時間也比無A圍堰的天然洪水早0.871 h，水位峰值高8.2 m；當洪水演進至1#斷面，即下游B壩前時，潰堰洪水流量衰減為10 609 m3/s，仍大于無A圍堰天然洪水5 900 m3/s，水位峰現(xiàn)時間早于無A圍堰天然洪水1.820 h，潰堰洪水在B壩前的水位峰值為1 541.55 m，高于無A圍堰天然洪水水位峰值11.55 m。

(2) 通過表3和圖2曲線整體趨勢可以看出，下游B度汛最高水位與洪峰呈正相關關系，當上游A遭遇圍堰設計標準對應洪峰流量5 590 m3/s時，若考慮不潰堰，此時下游B度汛最高水位1 524.08 m；若考慮圍堰漫頂潰決，此時下游B度汛最高水位1 547.26 m，表明潰堰較不潰情況對應的下游B度汛最高水位大幅度增加，曲線在此處產(chǎn)生了突變；之后的曲線趨勢表明，洪峰流量超過上游A圍堰設計標準后，上游A圍堰發(fā)生漫頂潰決，下游B度汛最高水位隨上游A洪峰流量增加仍逐漸增大，但變化幅度不明顯。

(3) 根據(jù)表3計算成果，由于下游B汛前填筑高程達H=1 534.50 m，而通過本文提出的方法求解設計標準下下游B的中期度汛最高水位hmax=1 548.01 m，即H

(4) 通過對上游A圍堰潰口發(fā)展過程、潰堰洪水在下游河道的演進、下游B中期度汛水位進行模擬計算，可為潰堰應急預案的制定提供必要的數(shù)據(jù)。建議施工期結(jié)合水情預報信息，加強監(jiān)測，一旦發(fā)生超標洪水，迅速通知下游河道兩岸居民及下游B施工人員，啟動應急預案，確保人員安全、有序撤離，將人民生命財產(chǎn)損失降到最低。

5 結(jié) 語

(1) 針對比鄰梯級水電站建設存在的上游水電站處于初期圍堰擋水階段，下游水電站處于施工中期度汛階段的情況，基于水動力學理論方法，對下游水電站中期度汛水位進行數(shù)值模擬分析。

(2) 若仍按照度汛標準對應的天然洪水流量進行施工中期度汛方案的設計顯然是偏危險的，實際度汛階段考慮上游水電站圍堰漫頂潰決洪水過程的影響并進行準確量化十分必要。

(3) 通過數(shù)值模擬可獲得度汛水位變化過程，成果可為下游水電站中期度汛方案的制定及防洪應急預案的制定提供重要的數(shù)據(jù)支撐。

[1] 徐唐錦，李 蘅，馬永鋒．壩體度汛及導流泄水建筑物洪水標準研究與探討[J]．人民長江，2011,42(16)：69-72.

[2] 鐘登華,常昊天,劉 寧,等.高堆石壩施工過程的仿真與優(yōu)化[J].水利學報,2013,44(7):863-872.

[3] 張 超，胡志根．高堆石壩中期度汛擋水風險率估計[J]．水科學進展，2014,25(6)：873-879.

[4] 任金明，蔡建國，胡志根，等．下游水庫對上游梯級電站施工導截流的影響[J]．武漢大學學報(工學版)，2011,44(3)：331-334.

[5] 張 超，胡志根，劉 全．梯級施工導流系統(tǒng)整體風險分析[J]．水科學進展，2012,23(3)：396-402.

[6] 張 超，胡志根，劉 全．上游水電站控泄條件下施工導流風險分析[J]．水利學報，2012,43(11)：1328-1333.

[7] 劉 全，胡志根，任金明，等．梯級建設環(huán)境下水電工程施工導流風險分析[J]．水力發(fā)電學報，2014,33(1)：147-153.

[8] 張 超，胡志根，李家亮，等．上游水電站初期導流條件下下游水電站施工導流風險分析[J]．水電能源科學，2014，32(6)：120-123.

[9] 李 軍，任金明，劉 全，等．錦屏二級水電站過水圍堰潰堰風險分析[J]．水電能源科學，2011，29(4)：102-104.

[10]劉 林，常福宣，肖長偉，等．潰壩洪水研究進展[J]．長江科學院院報，2016,33(6)：29-35.

[11]胡曉張，張小峰．潰壩洪水的數(shù)學模型應用[J]．武漢大學學報(工學版)，2011,44(2)：178-181．

Numerical Simulation of Flood Level During Mid-stage Construction ofHyropower Station in the Presence of Overtopping Failure ofUpstream Cofferdam

ZHANG Chao, JIANG Tao

(Power China Chengdu Engineering Corporation Limited, Chengdu 610072, China)

Simulating the flood level at downstream cascaded hydropower station in mid-stage construction is of critical significance once the adjacent upstream cofferdam in simultaneous construction encounters standard-exceeding flood and overtopping failure which severely threatens the construction safety of the downstream plant. In line with

the hydrodynamic theory, a mathematical model is built for simulating the process of water level variation in mid-stage construction period under the condition of cofferdam break of the upstream cofferdam. The model is applied to two adjacent cascade hydropower stations in Dadu River valley. Simulation results suggest that the model is feasible and effective. Compared with the calculation method based on natural flood flow, the proposed method is closer to the actual situation, and the obtained maximum water level in flood season is apparently larger, which is more conducive to the safety of the project. This study provides an important theoretical basis for the decision-making and flood emergency planning of downstream plant in mid-stage construction with cofferdam in the upstream.

cascaded hydropower station; flood water level in mid-stage construction; overtopping failure of cofferdam; numerical simulation; hydrodynamic theory

2016-09-12；

2016-11-08

成都勘測設計研究院有限公司科研資助項目(P228-2014)；成都勘測設計院研究有限公司青年科技基金項目(P294-2015)

張 超(1985-)，男，湖北襄陽人，高級工程師，博士，主要從事施工導截流風險決策研究及工程設計。E-mail:hippop888@163.com

10.11988/ckyyb.20160940

TV551.1

A

1001-5485(2018)01-0052-05

(編輯：陳 敏)