某医院位于后山的台地上，医院排水渠上游端连接一座村民自发兴建的雨水调蓄池（或称为湿塘、水库），下游端连接外海，渠底高程上游端为13m、下游出海口为0.9 m，渠长1.45km，渠道顶面宽4～8m。雨水调蓄池的集水面积为0.44km²，坝顶高程20.2m，溢流堰顶高程为19.5m、宽3.2m，池底高程为15～15.5m，蓄水面积为7 800m²。雨水调蓄池与渠道的连接形式为串联（见图1a）。雨水调蓄池下泄洪水不受外海潮位的影响，改建前池水位与溢洪道泄洪流量关系、改建后配水渠断面1水位与流量关系见图2。

医院的控制性详细建设规划将雨水调蓄池范围的地面高程定为19～19.5m，为消除医院范围可能发生的内涝灾害，要求雨水调蓄池的下泄的洪峰流量控制在16.5 m³/s以下，即洪峰流量削减率在23%以上。

由于改建前的雨水调蓄池的洪峰流量削减率仅为16.01%，且池内洪峰水位高于规划地面2.316m以上（见下文2.2.1节改建前的计算结果），因此需要对其改建。

措施之一是将雨水调蓄池与渠道的连接形式改为并联（见图1b），雨水调蓄池扣除沉砂池和配水渠后的蓄水面积为3 721m²，进水溢流堰的堰顶高程定为池内设计水位17.5m，雨水调蓄池范围的渠道（或称配水渠）长112m、渠底高程15.5～15m、渠宽5.7～1.5m，出口断面与下游医院排水渠为陡坡连接。进水溢流堰的堰顶宽5.1m、壁厚为0.3m，分流夹角为0.097 26rad，投影到配水渠的宽度b为6.226m。

根据雨水调蓄池改建后的计算结果分析，即使池内水位等于断面12洪峰水位18.228m，地面安全超高仍有0.772 m以上，因此，没有必要布置出水溢流堰。

改建措施之二是将雨水调蓄池的底高程由15m挖深至13m，考虑到岸坡稳定存在的风险，决定不采用该改建措施。

图1b中，位于配水渠内下段的水闸为节制闸，在强降雨期间卧倒不阻碍行洪；在弱降雨期间尽可能地关闭少让雨水下泄到医院排水渠。位于溢流堰旁的水闸为进水闸，在弱降雨期间开启，使雨水调蓄池得到补水，发挥雨水调蓄池储存雨水备用及水景观的功能；在强降雨期间关闭，使雨水调蓄池只是削减配水渠的超额雨水。位于节制闸旁的水闸为排水闸，在强降雨来临之前需要排空或清洗雨水调蓄池时开启排水；其他时间关闭。溢流堰的作用是将配水渠的超额雨水分流到雨水调蓄池。

雨水调蓄池用于削减洪峰流量时，调蓄量应根据设计要求，按式（1）通过比较雨水调蓄工程上下游的流量过程线得出^[1]:

式中V———调蓄量或调蓄设施的有效容积，m³;

Q_i———调蓄设施上游渠道的设计流量过程，m³/s;

Q₀———调蓄设施下游渠道的设计流量过程，m³/s;

t———降雨历时，min。

调蓄设施上、下游的流量过程线均可采用数学模型方法得出。根据珠海的实际情况，选用了水利部门长历时24h的降雨型^[2,3,4]。

计算调蓄设施上游渠道的设计流量过程Q_i(t）的数学模型较多，国外产汇流商业软件有EPA SWMM、MIKE11等，国内有基于《广东省暴雨径流查算图表使用手册》编制的产汇流软件HydroLab等。结合后山雨水调蓄池集水区域的具体情况，按照《广东省暴雨径流查算图表使用手册》计算得出的上游流量过程Q_i(t）见图3（配水渠断面13流量过程）和图4（配水渠断面13流量过程），洪峰流量为21.491m³/s。

计算调蓄设施上游渠道的设计流量过程Q₀(t）的数学模型也较多，均基于圣维南方程组编制，国外水动力商业软件有EPA SWMM、MIKE11等，国内有《用槽蓄增量关系求解圣维南方程组模拟洪水演进的方法》等^[5]。

圣维南方程组包括连续方程[式（2）]和动量方程[式（3）]，是具有2个独立变量x、t和2个从属变量h、Q的一阶非线性双曲型微分方程组，这类方程目前在数学上尚无精确的解析解^[6]。因而在实际应用中，基本采用求方程组的数值解法，主要是差分法、特征—差分法、瞬时流态—差分法、微幅波理论法。无论采用那种近似计算方法都需要结合水流的初始条件及边界条件进行。

式中Q———流量，m³/s;

q———侧向入流、分洪流量，m³/s;

A———过水面积，m²;

h———水位，m;

R———水力半径，m;

C———谢才系数；

α———动量修正系数；

x———流段长，m;

g———重力加速度，m/s²。

改建前，雨水调蓄池的下游流量过程直接受溢流堰（正堰）的影响，根据图1a，由于溢流不受下游医院排水渠水位的影响，因而可以采用水库调洪演算法^[7]计算下游流量过程Q₀(t）。

改建后，雨水调蓄池的下游流量过程受到渠道和溢流堰（侧堰）的双重影响，分洪流量q可采用侧堰的流量公式和薄壁堰流量系数m₀的经验公式计算^[8]，见式（4）和式（5）。

式中q———侧堰分洪流量，m³/s;

m₀———正堰时的流量系数；

v₁、h₁、H₁———分别为侧堰首端渠道断面的平均流速、水深和堰上水头，m;

b———堰顶宽度对配水渠的投影宽度，m;

P———堰高，m。

在数值模拟计算时，应充分利用雨水调蓄池的有效容积，避免工程建设浪费。通过调试溢流堰和配水渠的宽度等参数，使储存渠道超额雨水的过程结束时基本蓄满雨水调蓄池。在此基础上，如果不满足洪峰流量削减率的要求，或者不满足降低被保护区域水位的要求，则应增加雨水调蓄池的有效容积。

复核改建前雨水调蓄池上、下游渠道的流量过程见图3，上游渠道的洪峰流量为21.491m³/s。起调水位分别取为19.5m和15m（需要提前排空）时，计算下游渠道的洪峰流量均为18.051m³/s，洪峰流量削减率为16.01%，小于规划要求的23%，且池内洪峰水位均为21.816 m，高于规划地面2.316 m以上，不满足地面安全超高0.5m的要求。

根据图1b，对配水渠设置了13个计算断面，断面1、断面13分别位于配水渠的下游和上游端，断面12位于溢流堰宽度的中点，断面1与断面13相距112m。断面13、断面12的渠宽分别为5.7m、3.6m，断面1～断面11渠宽1.5m，糙率系数取0.016，雨水调蓄池的起调水位取15m（需要提前排空）。

模拟计算的下游流量过程、分洪流量过程见图4，下游流量过程为配水渠断面1流量过程，洪峰流量为16.185 m³/s，溢流堰最大分洪流量为5.394m³/s，分洪时间约1h，洪峰流量削减率为24.69%。池内洪峰水位基本达到了设计水位17.50m（见图5），说明充分利用了雨水调蓄池的有效容积。配水渠断面12、断面13的洪峰水位分别为18.228 m、18.231m，地面安全超高均满足0.50m的要求。

在溢流堰的堰顶高程17.50m、配水渠宽度等计算参数不变的情况下，调试溢流堰的宽度，洪峰流量削减率与溢流堰的宽度成正比关系（见图6调试溢流堰的宽度）；在溢流堰的堰顶高程17.50m、堰宽5.10m等计算参数不变的情况下，调试配水渠断面1～断面11的渠宽，洪峰流量削减率与配水渠的渠宽成反比关系（见图6调试配水渠的宽度）。

对比改建前、后雨水调蓄池的洪峰水位和洪峰流量削减率，改建后的洪峰水位降低了3.585～4.536m、地面安全超高值由-1.616 m提高到了1.269～1.720m，洪峰流量削减率由16.01%提高到了24.69%，因此，改建后的防洪效果显著。究其原因，主要是改建前、后的调洪模式不同：改建前，渠道与雨水调蓄池的连接形式为串联（见图1a），渠道雨水先入雨水调蓄池，待雨水调蓄池内水位超过溢流堰顶高程后再泄洪到医院排水渠，基本依靠滞洪形式削减洪峰流量，即通过涨高渠道和雨水调蓄池的水位实现滞洪；改建后，渠道与雨水调蓄池的连接形式为并联（见图1b），雨水调蓄池只是接纳渠道水位超过溢流堰顶高程的雨水，渠道水位不超过溢流堰顶高程的雨水则直接排到医院排水渠，主要依靠分洪形式削减洪峰流量，尽管也使雨水调蓄池的水位涨高，但相对降低了渠道的水位。虽然并联形式的雨水调蓄池具有提高洪峰流量削减率的优越性，但不能一概而论，如果设置溢流堰和配水渠的宽度等参数不当，也有可能造成洪峰流量削减率达不到预期的目标。