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水位范文10篇

时间：2023-03-27 23:27:32

水位范文篇1

近年来，长江流域连续出现了大洪水，城陵矶上下河段，洪峰水位连年超历史纪录，在来水量小于1954年洪水来量的情况下，洪峰水位却大大高于1954年最高洪水位，其控制水文站—螺山水文站，1998年创下了34.95m（冻结吴淞基面，下同。）的历史最高水位记录，高出1954年最高水位1.78m之多，而洪峰流量却比1954年洪峰流量少11300m3/s。近几年螺山站洪峰水位、流量与1954年的情况详见表1

表1螺山站近年洪峰水位、流量与1954年洪水的比较

年份

1954

1996

1998

1999

年最高水位Z/m

33.17

34.18

34.95

34.60

年最大流量Q/m3s-1

79900

67500

68600

68500

注：表内水位为水文站实际观测值未作断面换算。

2螺山附近河道概况和螺山站水位流量关系主要影响因素

2．1螺山附近河道概况

螺山河段上段城螺河段长30.5km，沿岸受城陵矶、白螺矶～道人矶、杨林矶～龙头山以及螺山～鸭栏等天然节点控制，河床分汊，河道稳定。下段新堤河段，主要受下游赤壁山节点控制，但因节点间距离较长，对水流的控制作用较弱，水流出螺山后河道逐渐加宽，主流摆幅较大，河床多段呈散乱宽浅，为边滩、潜洲的发展创造了有利条件。自1994年实施界牌河段整治以来，边滩、新淤洲等成型淤积体淤高完整，河道趋向稳定。本河段的地理位置特殊，上接长江中游蜿蜒曲折的下荆江河段与洞庭湖出口的交汇处；下有陆水及长江第一大支流汉江入汇。洞庭湖的调蓄以及下游支流的涨落水流对该河段的水位流量关系有一定影响。尤其本世纪以来下荆江发生的几次自然和人工裁弯，河长缩短太多，加速三口萎缩，引起了江湖关系的调整和本河段水沙条件和河势的变化。

2.2螺山水文站的基本特征

螺山水文站位于湖北洪湖市境内，控制流域面积1294911km2，中、高水位时河段顺直长约2km，测流断面呈W型，断面冲淤变化较大，主泓位置历年来有所摆动。该站水位流量关系主要受节点控制，螺山和鸭栏矶出露的基岩及下游30km右岸赤壁山对该站水位流量关系起不同程度的控制作用。

螺山站历年水沙情况变化,见表2。

表2螺山站水沙统计表

时段

含沙量（kg/m3）

平均流量（m3/s）

平均径流量（亿m3）

平均输沙量（亿t）

1954～1958

0.579

21500

6801

3.81

1959～1966

0.656

20000

6320

4.11

1967～1972

0.686

20000

6312

4.31

1973～1980

0.730

20100

6343

4.63

1981～1988

0.761

20100

6334

4.82

1989～1995

0.556

20600

6495

3.67

可以看出，1954年至1988年螺山站含沙量逐时段增加。下荆江裁弯后，含沙量增加值相对较大。

2.3螺山站水位流量关系的主要影响因素

螺山站所处河段的地理位置决定了该站水位流量关系影响因素较为复杂。主要包括：a、断面和河段的冲淤变化及河势调整；b、洪水涨落率影响；c、下游堤防、洲滩变化及分洪和下游变动回水的顶托影响等。现就各因素的影响情况分述如下。

2.3.1断面和河段冲淤

自1954年以来螺山站断面一直处于不稳定的变动之中。1954～1966年该站的水位～面积曲线呈左移趋势，1966～1976年变动不大，1976年以后左移趋势更加明显，至1986年淤积达到极点。1987年后开始冲刷，至1996年基本接近50～60年代状态，随后又呈现淤积状态。说明自下荆江裁弯以后，螺山河段淤积明显。从螺山断面的冲淤过程，可以初步推断荆江裁弯引起的江湖关系的调整和对下游河道的影响正在向螺山以下河段推进，螺山以下附近河段在今后一段时间内仍将以淤积为主。90年代城陵矶至螺山水位落差的减少以及螺山至龙口水位落差的增加，也从一个侧面说明了螺山至龙口河段内淤积发展的可能性。

2.3.2洪水涨落和回水顶托

历年螺山站中高水水位流量关系曲线均呈不规则的时序型绳套曲线，同一水位下流量差一般为20～30%，最大可达50%以上；在流量为50000m3/s时，水位变幅可达1～2m；当水位为33m时流量变幅为10000～15000m3/s。造成这一现象的主要原因是洪水的涨落和下游回水的顶托。当洪水来源主要系洞庭湖来水时，因长江底水较低，洪水涨落影响较荆江来水要大；当上游来水与螺山以下区间洪水（如陆水、汉江以及螺山以下电排站排涝入江的水量）遭遇时，顶托影响加剧，从而使水面比降减少，流速降低，水位抬高。

根据50～90年代城陵矶（七里山）、螺山、龙口三站水位落差变化的分析，发现三站落差的变化呈现以下趋势：城陵矶～螺山河段，60年代与50年代比较逐渐增大，螺山站水位高于29m时增大幅度在0.2m左右，水位29m以下时增幅为0.15m左右；70～80年代与60年代比较水位29m以上基本一致，而水位29m以下增大约0.15m；90年代较80年代减少约0.15m，与60年代相当。而螺山至龙口河段，50～80年代高水落差基本稳定，低水（水位29m以下）60～80年代较50年代有明显增大，平均增幅在0.20m以上；90年代各级水位均有偏大趋势，增幅为0.10m左右水面落差的这一变化趋势无疑对水位流量关系会产生影响。

3水位流量关系变化分析

螺山站水位流量关系受多种因素综合影响所呈现的复杂的多值关系，使得次洪与次洪、年际与年际之间缺乏可比性。要水位流量关系在次洪、年际间具有可比性，必须将各种因素影响的水位流量关系转换到同一基础上，亦即采用目前国内通用的综合落差指数法来探求螺山站水位流量关系的变化。

天然河道的洪水演进可用圣维南（St.Venant）方程组描述。由圣维南非恒定流动量方程

作适当变换并忽略惯性项()后，可得：

以上式中Q为流量；K为流量模数；S0为稳定流比降；h为水深；x为距离；V为流速；t为时间；g为重力常数。

对于两固定断面而言

式中：△Z表示两固定断面的水位差；L为两固定断面的间距。

以式（2）代入式（1），则有

由于K与水深为单值关系，而L为常数，故K/L0.5也与水深成单值关系，令

即可导出落差指数法的理论公式，即

式中q称单值化流量（或流量校正因素）。

上式中落差指数0.5是理论值，当水面线不是直线而是曲线时，尤其当两固定断面距离较远时水面线比较明显地表现为曲线，欲使曲线落差逼近直线落差，式（4）的处理不一定都能达到预期的目的。因此，在实际工作中经验性地将式（4）表示为：

此即落差指数法的基本公式。实践证明，式（6）较式（5）处理方法更灵活，效果更好。

螺山站上距洞庭湖出口七里山30.5km，下游61km有龙口水位站（1986年下迁8km并更名为石矶头水位站）。采用综合落差指数分析时，综合落差公式为

△Z=a△Z1+b△Z2

式中：△Z1为七里山至螺山站落差，表示涨落影响；△Z2为螺山至龙口站落差，表示回水顶托影响，其中1986年以后以石矶头水位换算至龙口；a、b表示两河段落差的权重，在一定意义上可把a看作考虑涨落影响的权重系数，b可看作考虑回水顶托影响的权重系数，在计算时一般取a=L2/（L1+L2）、b=L1/（L1+L2），其中L1、L2分别为七里山至螺山、螺山至龙口的间距，本次分析取a=0.67、b=0.33。

资料采用年限为1954～1999年，并划分为6个时期即：1954～1966年、1967～1976年、1977～1981年、1982～1986年、1987～1993年、1994～1999年。每个时期按年最高水位从高到低选1～4个典型年。具体年份为：1954、1956、1957、1964、1968、1969、1970、1973、1976、1980、1982、1983、1991、1996、1998、1999共16年。

3.1水位单值化流量关系变化

通过16个典型年资料计算机逐层统计识别优选，使各年Z～q关系拟合最佳。发现综合落差指数年际间变化较大，50～80年代其值在0.6～1.1之间变动，进入90年代以后逐渐衰减，至1996～1999年其值在0.3～0.5之间。综合取α=0.5，各典型年Z～q关系拟合较好，符号、适线、偏离数值检验合理，各年水位单值化流量关系测点标准差在4.04～7.68%之间，单值化流量测点对单值化线相对误差小于10%的测点占全年测点总数的比例为80～100%，符合《水文年鉴编印规范》单一曲线的定线标准。

将各年Z～q关系点绘在同一图上，可以看出螺山站水位流量关系年际间变化较大。与1954年关系线比较，除1956、1957年关系线外，60～90年代关系线系统偏左，且逐年代左移。该站水位流量关系变化总的趋势是：同流量级水位90年代比50年代明显抬高，同水位级泄流能力90年代比50年代明显降低。

为进一步分析同流量级水位的抬高量和同水位级泄流能力的减少量，根据各水位级和流量级七里山至螺山、螺山至龙口可能出现最大、最小和平均落差，按各个时期的平均线比较推算出各流量级水位的变化量和各水位级泄流能力的变化量，并将计算成果进行综合分析比较，可以初步得出螺山站水位流量关系的变化规律：

(1)随着流量的增加水位抬升变化量逐渐减少，但同流量级水位抬升量有逐年增加趋势，且水位的抬升变化以1967～1981年最为显著，1982年以后流量40000m3/s以下水位抬升趋于平缓，流量40000m3/s以上1994年以后抬升变化量

加大。若按各个时期分析样本年份的平均线比较，1994～1999年与裁弯前对比30000m3/s以下对应平均落差时水位抬高量在1.56m以上；30000～40000m3/s水位抬高量为1.56～1.31m；40000～50000m3/s水位抬高量为1.31～1.17m。

(2)螺山断面的泄流能力已发生显著变化，1954～1981年减少较多，1994～1999年与裁弯前比较，水位25～33m按平均落差计算泄流能力减少5500～6130m3/s左右；水位20m泄流能力减少3360m3/s左右，但该水位级自1987年以后泄流能力较80年代初略有增加。

3.2非恒定流水位流量关系变化

动量方程式（1）在一定程度上表征了非恒定流水位流量关系的基本特性。模型主要受控于洪水特性（包括水位的高低变化、洪水的自然涨落和变动回水的顶托）和河道的边界条件，可以近似地认为是自然洪水特性和河道边界条件在水位流量关系上的映射。对式（1）作适当变形后，按参考文献[6]的算法，以螺山站16个典型年按年度划分的非恒定流水位流量关系。各年拟合精度较之单值化处理的精度有较明显的提高，水位流量关系测点标准差在3.27～5.75%之间，点对线相对误差小于10%的测点占年测次总数的比例为92.73～100%。

1954年洪水是长江近百年来具有代表性的洪水，且已作为长江中下游防洪规划的典型年。在目前的河道条件下，若重演1954年的水位，水位流量关系和河道的泄流能力将会如何变化呢？这是许多人十分关心的问题。以1954年七里山、螺山、龙口三站的水位过程输入各典型年非恒定流水位流量关系模型，推算出相应的流量过程并转换为水位流量关系曲线后与1954年模型实际推算的水位流量关系曲线进行比较，十分明显地看到了两线的差别。由于输入的洪水条件完全相同，而曲线之间的差异在一定意义上可以认为主要是河道变化造成的。比较发现：各典型年中除1956、1957年模型推算曲线较1954年实际模拟线偏右外，其余各典型年明显偏左。表明若重演1954年水位，进入60年代以后，螺山站水位流量关系变化总的趋势是：泄流能力降低，其中以1996年水位32m流量减少7100m3/s为最大；同流量时水位抬高，当流量为50000m3/s时，1996年与1954年比较最大水位抬高量为0.80m，20000m3/s时水位抬高量最大可达2.0m左右。但1996～1999年与1983年比较，水位25m以下过流能力有所增大。

4结论

（1）螺山水位流量关系受河段和断面冲淤、洪水涨落、回水顶托、河势调整等多种因素的综合影响，呈现复杂的多值关系。多年来水位流量关系处于不稳定的变动之中。

（2）多种分析方法综合分析结果表明：下荆江系统裁弯后，螺山水位流量关系逐渐左移，同流量下水位逐渐抬高。根据综合落差指数法单值化处理成果，按各个时期分析样本年份的平均线比较，1994～1999年与裁弯前对比30000m3/s以下对应平均落差时水位抬高量在1.56m以上；30000～40000m3/s水位抬高量为1.56～1.31m;40000～50000m3/s水位抬高量为1.31～1.17m。

（3）螺山断面的泄流能力已发生显著变化，1994～1999年与裁弯前比较，水位25～33m按平均落差计算泄流能力减少5500～6130m3/s；水位20m泄流能力减少3360m3/s左右，但该水位级自1987年以后泄流能力较80年代初略有增加，中高水泄流能力维持继续降低的趋势。

（4）90年代以来，七里山至龙口河段水面比降出现新的调整，七里山至螺山水面比降变缓，螺山至龙口水位落差加大，反映水面比降曲率变化的落差指数与80年代比较出现较大幅度的衰减。可以推断引起螺山断面泄流能力变化的阻水河段出现在螺山与龙口之间，这与武汉水利电力大学段文忠等[7]的河床冲淤量计算结果是吻合的。

参考文献

1.水利电力部标准(SD244-87).水文年鉴编印规范[S].水利电力出版社，1988.

2.雷激，胡冬生，杨庾岭等.试论洞庭湖区近四十年来的水情变化[J].水文，1998，（3）.

3.施修端,夏薇,杨彬.城陵矶水位流量关系及水沙变化分析[R].武汉:水利部长江水利委员会水文局,1997

4.“七·五”国家重点科技攻关75-16-07-01专题研究报告，长江水文水情研究[R].武汉：水利部长江水利委员会水文局,1990.

5.刘东生,熊明,沈力行.螺山站水位流量关系变化分析[J].水文水资源，1999，(1).

水位范文篇2

摘要：调压井水锤压力水位波动连接管

近年来，高水头引水式水电站和抽水蓄能电站的设计中，经常碰到调压井连接管较长的情况。例如设计中的某抽水蓄能电站(见本文实例)，上游调压井连接管长度约120m，和引水隧洞和高压管道的长度比分别为8%和11%；下游调压井连接管长度约60m，和尾水管和尾水隧洞长度的比值分别为35%和4%。以往计算调压井水位大波动和水锤压力时，无论解析法还是数值法，通常不计连接管的影响，因为在连接管较短时，其内水体惯性影响很小，可以忽略。但连接管较长情况下，过渡过程中连接管内动量(惯性)相对于引水(尾水)隧洞和压力管道(尾水管)内的动量(惯性)所占比重较大，再不考虑其影响显然不行。但究竟连接管内水体惯性对调压井水位被动和水锤压力有什么影响?有多大影响?在什么情况下应加以考虑?以往无人进行过认真分析。本文将是通过理论分析和数值计算来探索这个新问题，目的在于为以后的设计、计算和分析提供依据和参考。

1理论和解析分析

1.1连接管对调压井水位波动的影响水电站机组动作(甩负荷或增负荷)所产生的调压井水位波动是由引水隧洞中水体的惯性所导致，反映的是引水洞——调压井系统中水体的动能、势能和惯性能的交替转换，并在阻力功能下逐渐衰减的过程。波动水位的大小和波动发生前该系统中水体的动量直接相关。连接管的长短并不影响该系

统中动量的大小，因为在水位波动发生前，连接管内水体静止，动量为零；但连接管的存在使波动水体增加，也使水流波动的路径增长。从物理概念上看，引水洞中水体进出调压井时，须克服连接管内水体的惯性阻力，因而计及连接管后的波动振幅要比没有联结管情况小；另外，由于水流波动路径增长，波动的周期也相应比无连接管情况长。这两点可由以下的推导证实。设连接管面积f3等于引水洞面积f，连接管长度L3和引水洞长度L之比为χ=L3/L，则考虑连接管的水流波动路径长是L%26acute;=(1+χ)L。根据引水洞——调压井系统动量守恒，若忽略弹性，波动开始时引水洞和连接管将具有相同的流速ν%26acute;0=Lν0/L%26acute;=ν0/(1+χ)。对于阻抗式调压井，在机组忽然甩负荷工况，若假定机组流量瞬间由Q0降为0，在忽略各项水头损失的情况下，根据文献[6中的推导，得到波动的振幅是

以上两式中F是调压井的面积；g是重力加速度；符号中加撇的量是指考虑了连接管的影响。

式(1)和(2)简单地说明了连接管水体惯性的影响，它使波动振幅减小，周期增长。对于考虑引水洞水头损失和调压井阻抗损失的情况，虽然得不出以上显式关系，但图2中根据解析式得到的曲线仍然说明同样的规律。

虽然连接管水体的惯性对调压井水位波动起阻尼功能，现象上和调压井阻抗的功能相似，但它们的物理本质不同。连接管水体的阻尼功能靠的是惯性力，它和水流的加速度成正比，在流量变化曲线上斜率大(流速的导数大)

处其功能大，其余部位功能小。而调压井阻抗的阻力靠的是水力损失，和流速的平方成正比，流量大时它发挥的功能大。

1.2连接管对水锤压力的影响针对图1所示的“水库——调压井——阀门”系统进行分析。由于增加了连接管，调压井底部B点变为三岔管，从而该点的反射和透射特性发生变化。当阀门关闭时，C点产生的升压波W2传到B点，在三岔管处产生反射降压波w2，反向朝C点传去；和此同时，透射到引水洞的升压波W向水库点A传去并被反射回来成为降压波w；透射到连接管的升压波W3向连接管末端D点传去并被反射回来成为降压波w3；反射回的降压波w和w3到达B点后又分别透射成w%26acute;和w%26acute;3也朝C点传去。根据岔管反射系数公式[6，有

在反射降压波w2到达C点时刻(即一相时刻Tr=2L2/a2)，降压波w%26acute;和w%26acute;3还未到达，所以在一相以前，考虑和不考虑连接管的C点压力变化是一样的；而在w2到达C点之后，由于考虑连接管后的降压波w2数值要比不考虑时小很多，而且w%26acute;和w%26acute;3一般不会同期到达，因而总的降压波小，所以在一相以后，计入连接管的水锤压力要比不计连接管的大。换句话说，若最大水锤压力发生在一相时刻，则考虑和不考虑连接管，最大压力的结果是一样的，尽管一相时刻以后的压力过程曲线有变化；若最大水锤发生在一相时刻以后，由于反射回来的降压波小而且分散，所以水锤压力往往比没有连接管时大。从另外的角度看，由于连接管内水体惯性的功能，调压井的反射功能降低，所以水锤压力将增大。

另一方面，根据三岔管特性，透射波W占入射波W2的比重较大，所以考虑连接管后引水洞承受的压力将增大。

2数值模拟分析

2.1数学模型这里应用特征线法对图1所示的引水系统进行过渡过程数值模拟。引水洞、压力管道和连接管的内点都用特征线法计算[3，其中连接管计入了管道斜坡项-Vsinθ的影响[4。阀门和水库的边界条件和文献[2相同。三岔管取常用的岔管边界条件，没有考虑岔管水头损失[2。连接管末端D点的边界条件是摘要：HD,t=Zt+αQD,t|QD,t|

(4)

(5)

式中摘要：HD,t和QD,t是D点的水头和流量，Zt和F是调压井水位和面积，α是阻抗孔损失系数。

2.2连接管长度对调压井水位波动影响的模拟分析在给定引水洞长L=1000m、直径D=3m、糙率n=0.012、波速a=1000m/s；压力管道L2=400m、D2=2.5m、n2=0.011、a2=1200m/s；连接管D3=3m、n3=0.012、a3=1000m/s；调压井面积F=50m2；库水位Hres=500m(以阀门中心线为基准)；初始引用流量Q0=30m3/s的条件下，取不同的阀门直线关闭时间TS(或表示为相数ts=TS/Tr)和调压井阻抗损失系数α，通过改变连接管长度L3，计算调压井的最高涌浪水位，得到了图2。图2(a)是调压井最高涌浪幅值随连接管长度的下降趋向曲线，图2(b)是相对于无连接管情况的涌浪幅值下降相对值曲线，图中Zmax0为L3=0，即没有连接管情况下的涌浪幅值。可以看出，对所有情况，连接管增长时涌浪幅值Zmax均下降；当阻抗孔口损失系数α大时，Zmax小，其下降较小；α小时，Zmax大，其下降较大；下降趋向和下降相对值曲线均接近直线。解析解(粗实线)是令初始时刻L+L3内水流动量等于引水道内初始动量，按文献[5的公式计算的结果，其阻抗系数η=hr0/hw0=0.946，和α=0.004对应，虽然和对应的数值解不完全吻合，但曲线趋向十分一致。数值计算中阀门关闭时间增长时，Zmax下降的趋向变缓(见图2中ts=15曲线)。应用公式(1)匡算的涌浪幅值下降最大(见图2(b)的虚线)，它应是下降相对值的上限，对于具体电站，由于隧洞摩阻、调压井阻抗、导叶关闭时间的影响，调压井涌浪幅值随连接管长度的下降应比该曲线缓。根据图2(b)，可知在本例的计算条件下，当L3/L=0.1时，Zmax=(0.96～0.98)Zmax0，也就是说，连接管长度达到引水洞长度10%左右时，考虑和不考虑连接管影响，调压井涌浪幅值的变化幅度在5%以内。连接管长度增加时，计算得的调压井的水位波动周期增长，验证了以上分析。

2.3连接管长度对水锤压力影响的模拟分析仍然取上述引水系统和调压井参数，固定α=0.004，计算不同阀门关闭相数tS所对应的阀门端和引水洞中的最大水锤。首先计算直接水锤(tS=0.015)以验证以上分析，由图3可见，无连接管(L3=0)情况下，阀端水头变化近似方波(受摩阻影响略有衰减)；有连接管(L3=100m)情况下，阀端水头变化过程在一相前和无连接管的压力变化过程完全重合，之后受分散传播回来的反射波影响，变化曲线越来越不规则，其最大水头明显超过无连接管情况；由于岔管特性，一部分水锤压力透入引水洞，使引水洞承受较大的动水压力(见图3(b)压力包络线)。不考虑摩阻作解析分析时，阀门关闭所产生的升压波W≈747.6m，根据式(3)，本例的反射系数r2=-0.5512，透射系数s2=0.4488，于是反射降压波w2≈-412.1m，透射波W≈335.5m。图3上可以清楚看出这些波的传播和反射，其数值也和解析结果基本吻合。然后计算间接水锤(ts=7.5)，得到图4，它仍然反映了连接管使水锤压力增大，调压井功能降低，水锤透入引水洞的现象。透入引水洞的水锤的最大值可能发生在引水洞的头部或中部(见图3(b)图4(b))。

为分析规律，在其他计算条件不变的情况下，取不同的ts(对应不同的无连接管的阀端压力上升率ξ0，虽然抽水蓄能电站的导叶关闭时间一般较长，但由于可逆式水轮机的特性，水锤压力通常较大)，通过改变L3来计算连接管对水锤压力上升率的影响。图5显示，对所有情况，连接管增长时水锤压力均增大，而且ξ0越大，ξ的增加越明显。ξ0=0.8453的曲线在L3/L2=0.4之后变为水平，原因是随L3的增大，ts=1.5对应的水锤由间接水锤变为直接水锤(以L2+L3为水锤传播路径计算)，而且该直接水锤的最大压力发生在一相时刻之前。在实际工程可能的ξ0量级0.15～0.7和长度比L3/L2=160/400=0.4的情况下,(ξ-ξ0)/ξ0能达到20～35%，可见连接管长度对压力上升率影响是十分明显的。图6展示连接管长度对透入引水洞水锤的影响，可见，L3/L2增大时，引水洞内最大水锤压力ΔHTun=HTun-HRes也增大，而且引水洞最大压力和阀门端最大压力的比值ΔHTun/ΔHC(穿井率)总体上也增大，说明水锤压力的穿井率增大，调压井的功能在降低。ξ0小时，穿井率随L3/L2的增长缓，ξ0大时，穿井率增大加快。图6(b)显示，L3/L2=0.4时，ΔHTum/ΔHC能达到20～35%。

3实例计算

某抽水蓄能电站装机4×300MW其引水系统布置和管道主要参数见表1。在上库水位760m，下库水位205m条件下作水轮机运行时，单机引用流量70m3/s。四台机同时甩负荷工况的水锤和水位的最大最小值列于表2，蜗壳末端和尾水管进口的水头变化过程绘于图7。可见连接管对水锤压力的影响较明显，非凡是尾水管进口压力相差3.7m，该数值在尾水管进口负压处于临界状态时尤为重要，在计算中必须加以考虑。

4结论

连接管增长时，调压井水位波动幅值减小，波动周期增长。实际工程的连接管和引水洞长度之比一般在10%以下，连接管对调压井水位幅值的影响不大，通常可忽略。连接管增长时，水锤压力将增大，调压井功能降低，透入引水洞的水锤压力增大。实际工程中，连接管和压力管道长度之比有时较大，非凡是尾水调压室，为了限制尾水管进口不出现负压，尾水管通常较短，如本文实例中长度比达到了35%左右，此时连接管会使水锤压力有明显升高，水锤穿井率增大，故须引起重视，在计算中加以考虑。

连接管长度(惯性)对小波动稳定的影响值得探究。

参考文献摘要：

[1张师华.抽水蓄能电站的水力过渡过程[M.武汉摘要：华中理工大学出版社，1996.3.

[2马善定，汪如泽.水电站建筑物[M.北京摘要：水利水电出版社，1996，10.

[3WylieEB,StreeterVL,SuoLS.Fluidtransientsinsystems[M.PrenticeHall,Inc.NewJersey.U.S.A.,1993.

[4陈怀先，林方标.水击基本方程中斜坡项的影响[J.河海大学学报，1987，(6)摘要：34-38.

水位范文篇3

引滦枢纽所属潘家口水库是一座大型砼重力坝，控制滦河流域面积75%，坝长1039m，最大坝高107m。设计标准为千年一遇，校核标准为五千年一遇。死水位180.00m，汛限水位216.00m，最高蓄水位224.70m，其主要作用是拦蓄滦河径流，实现跨流域供水，同时兼顾防洪、航运、养殖等。潘家口水库多年平均径流量24.5亿m3，在75%的设计保证率下，向天津市供水10.0亿m3，向河北省供水9.5亿m3，为一不完全多年调节的水库。该工程1980年机组并网发电，1983年开始向天津市供水，1984年开始向河北省唐山市供水，通过近20年的运行，在丰水和平水年份通过水库的调蓄，供水保证率达百分之百。在连续特枯年份1999年和2000年出现严重的供水不足，影响水库效益的发挥。

二、浮动潘家口水库汛限水位的必要性

1、目前，我国北方地区水资源短缺不断加剧，如何利用现有水利工程增加蓄水量已显日趋重要。潘家口水利枢纽自1980年投入运用到1997年累计弃水144亿m3，年平均弃水量8.4亿m3，而1998年～2000年平均缺水量8.0亿m3。2000年潘家口水库动用死库容向天津市供水，造成水库损失较大的经济效益。

2、滦河水量年际及年内变化差异大，根据潘家口水文站1929年以来的水文资料年际最大来水量71亿m3，最小来水量仅为3.6亿m3，相差近20倍，而年内潘家口水库70%以上的来水量集中在汛期6～9月份。

3、潘家口水库兴利库容较小，仅为19.1亿m3，不能发挥完全多年调节。

鉴于此，需研究潘家口水库抬高汛限水位，增加蓄水量以确保枯水年发挥更大的经济效益和社会效益。

三、浮动潘家口水库汛限水位的可能性

汛限水位为水库工程在汛期未发生洪水运行水位的上限值，一般在洪水入库前，水库水位不得超过此水位。在水库调洪运用后，必须降至汛限水位。但随着科学技术的发展，水库防洪非工程措施的建设及洪水预报水平的不断提高，汛限水位将不再是一成不变，在确保工程安全的前提下，可采取预泄调度，暂时超蓄调度等方法浮动汛限水位。

四、依据防洪非工程措施浮动汛限水位

1、潘家口水库防洪调度决策支持系统

此系统将中长期水文预报、短期洪水预报、实时修正技术、优化调度理论以及数据库理论相结合，充分利用所能够得到的各种信息和临时出现的新信息，不断更新调度方案，进行实时优化调度。该系统注重实际洪水调度，对各阶段的来水进行保证率分析，解决潘家口水库汛前水位控制及洪水期潘家口、大黑汀两水库的洪水调度，进行各种洪水调度方案的风险分析、合理化分析及效益分析，使汛期洪水调度更加科学合理。

该系统在充分搜集水、雨情信息的情况下，根据水利工程现状及人为要求的各种控制条件，自动生成各种调度方案，并进行优化和风险分析供防办人员进行决策。

2、洪水预报系统

目前，潘家口水库已建成新安江二水源模型和新安江三水源模型的洪水预报方案，预报精度均达到二级，并分别荣获海委科技进步一等奖和水利部全国水文预报竞赛优秀奖。

新安江三水源模型应用的基本情况：

（1）潘家口水库实时预报系统

1）以现有的水文站控制范围，将流域分成几块，其中包括水文站之间的区间流域。分块的主要目的在于考虑块与块之间因地形、地质和下垫面等条件不同而模型参数的不同。

2）对于每一块再从中细分若干个单元，以考虑降雨分布不均匀的影响及上下不同单元洪水向下游传播在汇流时间和洪水削减不同的影响。

3）对于每一单元，应用三水源新安江流域模型作降雨、蒸发、土壤含水量、水源分配和消退以及单元河网、河槽汇流等一系列分析计算。

4）采用几年历史资料对于每一块应用该模型来推求其有关参数，在调试达到一组最佳参数的条件下，可获得历年汛期连续洪水或场次洪水实测与计算的拟合成果。

预报系统根据其在数据库中寻找到的有关信息自动计算出潘家口水库入库洪水预报结果，随着降雨过程的延续，不断的滚动预报，直至降雨结束。

（2）洪水预报方案预见期

潘家口水库以上滦河流域的暴雨中心在潘家口～李营～下板城一带，潘家口水库洪水大部分是由柳河、老牛河、瀑河及潘家口库区洪水迭加而成。

小洪水时，洪水的预见期较大，洪峰流量推进的速度也较慢。大洪水时预见期则较短，洪峰推进速度较快。

（3）洪水预报方案精度

根据实测历史洪水资料对预报方案的整体精度进行评定，统计结果表明，预报的洪峰合格率70%，一日、三日、五日洪量合格率均为88%，峰现误差1～2小时，预报精度达到了部颁水文预报规范中规定的乙级标准。

3、水、雨情遥测系统采集

目前，潘家口水库坝址以上建有雨量站点28个、水文站7个、报汛站9个、雨量遥测站点22个，基本上控制了滦河较大支流水情变化情况。当流域内有降雨发生时，各站点的水、雨情通过广域网传递到水库调度部门，通过自动译电系统经过译电后的水情数据自动进入数据库，供调度、预报系统调用。

4、天气监测系统

目前，潘家口水库已建成气象卫星信息地面接收系统和自动处理系统，实现全天侯不间断气象信息接收和处理，安装了气象彩色卫星云图自动接收处理系统，并开展中长期及短期天气预报，其中短期预报的精度达90%以上。

5、水、雨情自动译电、查询系统

目前，潘家口水库已建成水、雨情自动译电、系统，该系统主要将水库上游各水文站及水、雨情测报站点传递的水、雨情信息通过广域网利用建立的自动译电、查询系统将水、雨情数据全部实现自动翻译、纠错、查询并自动进行洪水预报系统。

五、浮动汛限水位分析

浮动汛限水位建立在依靠防洪非工程措施上，故此，采用“五不变”原则：

（1）不改变水库原有各种功能

（2）不降低水库及下游防洪标准

（3）不新建其他防洪工程

（4）不改变设计洪水

（5）不增加淹没损失

1、下游防洪能力的确定

滦河下游小埝采用设计流量5000m3/S，校核流量7000m3/S。滦河大堤最大行洪能力25000m3/S。

2、洪水预见期的确定

根据短期洪水预报的精度，预见期一般采用9个小时，根据天气预报的精度，洪水预见期一般采用1～2天。（决策支持系统；水雨情遥测系统；自动译电、查询系统可有效缩短预报作业的时间，提高洪水预见期的保证率。）

3、调洪计算方法

在不增加下游洪涝损失和不增加上游淹没损失的前提下，根据水文预报预见期和天气预报预见期对潘家口水库设计洪水进行调洪演算。

调洪结果：

根据洪水预报的预见期，50年一遇洪水，潘家口水库汛限水位可抬至218.70m，500年一遇洪水，潘家口水库汛限水位可抬至219.50m。

根据天气预报的预见期，50年一遇洪水，汛期水位可抬至219.60m，500年一遇洪水可抬至219.55m。

六、结论与意见

根据计算结果，考虑洪水预报的误差，潘家口水库浮动汛限水位至218.00m，水库安全是有保障的。如果考虑天气预报浮动汛限水位的余地则更大，由于天气预报的精度较洪水预报的精度有一定差距，现阶段可暂时不考虑。

汛期洪水来临之前，潘家口水库保持218.00m，降水开始洪水预报马上投入运行，根据入库洪水流量预报，马上进行洪水预报调度，尽可能降低潘家口水库水位。洪水过后，根据长期预报，判断有无大的降雨过程，如没有，超蓄水量可通过机组发电下泄使库水位降至218.00m，如有大的降雨过程，将根据降雨情况加大泄量，将库水位尽快降至218.00m或216.00m。

汛期浮动汛限水位2.0m运行，当年可多增加蓄水量1.2亿m3，多年平均增加75%设计保证率供水量0.4亿m3，在目前水资源严重短缺的今天，尤其是对出现枯水年组对抬高水库的供水能力将起到重要作用。

水位范文篇4

关键词:金沙江;急流险滩;航道整治;疏浚工程

一、引言

金沙江是中国长江的上游,流域内矿物资源丰富,流急坎陡,江势惊险,航运困难。金沙江河谷地貌特征可以德格县白曲河口和马塘县玛曲河口附近分为上、中、下三段。其中上段为峡宽相间河谷段,中段为深切峡谷段,下段为峡谷间窄谷段。中段自德格白曲河口至巴塘玛曲河口,谷坡不稳定,崩塌、滑坡和泥石流频繁发生,河流深切基岩,河床中多急流、险滩,是整治的重点。

二、整治水位的选取与计算

整治水位是当水位降至该水位时,水面受整治建筑物束窄,加大束水冲沙的能力,要求整治建筑物的高程以该水位为标准。从整治的结果看,整治水位是整治工程对浅滩航行条件能产生显著改善的水位;从对河床造床机理看,整治水位是与造床流量相应的水位,计算方法主要有以下几种:

(一)平滩水位法。在某些河段,中、枯水河槽稳定,水流条件良好,一般不出浅碍航,故称其优良河段。形成该优良状态,与河势和边滩的高程密切相关,边滩起到较好的束水造床作用,增大退水期冲刷,从而能维持枯水河槽水深要求。既然这种边滩高程能塑造出优良河段的河形,则整治水位就可模拟优良河段边滩高程相应的超高值确定。

当前许多实践表明,采用多年平均水位或与多年平均流量相应的水位为整治水位,也是一种可供选择的方法,因为该水位一般接近于平边滩水位。

(二)平均流量法。多年平均水位法计算整治水位,各浅滩河段整治水位计算先统计基本水文站多年平均流量资料,绘制近年水位流量关系曲线,查得基本站多年平均流量相应的水位值,再根据沿程瞬时水面线内插得沿程水位,该水位值即为该浅滩的整治水位。

(三)整治水位的确定。急流、险滩在工程整治后,浅滩存在着沙滩消长、深泓线摆动、深槽易位、以及淤积等问题,据分析是洪水期带来的泥沙在枯水期无力带走,是造成浅滩出浅的主要原因,采用超高水位法计算出的整治水位,其整治高度只提高了0.2m,变化不大,容易造成枯水归槽时间晚,不能完全带走洪水期带来的泥沙。所以整治水位是偏小的。但是考虑到水利枢纽及大量采砂对下游河床下切的影响,整治水位也不可能定得太高。采用平均量流量法计算出的整治水位,整治高度平均达到了4.6m,没有考虑到水利枢纽及大量采砂对下游河床下切的影响,其易造成对河床的过度冲刷,从而使整个河段不稳定。所以采用平均量流量法计算出的整治水位是偏大的。由上分析可得,整治高度定得太小,容易造成枯水归槽晚,造成出浅;定得太大,容易造成过度冲刷。整治流量定为3900m3/s,所以,考虑到以上两方面原因,整治高度定为2.5m。

三、金沙江中段急流、险滩整治技术措施

(一)扩大卡口断面。急流滩一般因滩口过水面积急剧缩小而出现,因而整治急流滩常用而有效的措施就是扩大卡口断面,使滩口在成滩水位至消滩水位期间过流顺畅,剪刀水等碍航流态减弱,比降减缓。断面扩大可以拓宽、也可以挖深。拓宽时可缓解剪刀水的流急状态,使滩口下主流范围相应拓宽,回流范围缩小。挖深首先可以缓解跌水流态,泡漩减弱。同时对滩口比降改善明显。当滩口断面缩小以横向收缩为主时,以拓宽为主,一般清炸突入江中礁石,开挖侵入江中的突嘴和溪口冲积扇等,其开挖底高程应根据成滩期尽可能定高些。当滩口断面缩小以垂向收缩为主时,应以挖深为主,或在拓宽的同时,开挖底高程宜定在设计水位以下。

(二)拓宽缓流航道。急流滩两岸边的缓流水域往往被乱石和暗礁占据或侵占,本措施的主要工作是清理近岸乱石和暗礁,或肃清不起关键挑流作用的碍航凸咀,也可能开挖缓流区岸滩。急流滩口下主流区的位置与两岸突入江中的压缩程度和滩上突嘴上游岸壁的挑流角度有关。可见整治中只要不动上游起关键作用的挑流突嘴,滩下主流位置一般不变,在缓流区内拓宽、挖深增加过水面积,将不会引起流速的增加而能增大水深。本措施适用于峡谷型急流滩整治因峡谷型急流滩两岸陡峭无法大量开挖扩大卡口断面,通过炸除岸边局部的突嘴、石堆,拓宽缓流航道往往能取得良好的整治效果。

(三)开槽分流或新辟航槽。开槽分流或新辟航槽的整治设计中,主要内容如下:选择好通航汊道;慎重确定开挖航槽的设计流量;合理确定开挖航槽的设计水位;确定合理的开挖糙率;根据航槽控制流速的要求来扩大航道尺度;有效地减缓航槽流速的航槽开挖方法。本措施可适用于分汊河道、弯道或滩地较宽的河段。为缓解分汊河道中航道内的急流状况,可挖深非通航汊进行分流,也可以将非通航汊修整后作为通航汊而避开原汹险的汊道。对于弯道或滩地较宽的急流滩,也可因地制宜地开挖新槽进行分流或新辟航槽。

(四)构筑错口型滩搭跳上滩。急流滩的凸咀处,一般上游因壅水而产生一定范围的缓流区,其下一定范围内为回流或缓流区。当两岸突嘴错开一定距离时,给船舶充分利用两岸的缓流区上滩创造了有利条件。

错口型急流滩的两岸均有凸咀伸入河中,使滩口缩窄而成急流滩,但两岸凸咀的位置上、下游错开,从而在滩口产生不对称的“剪刀水”,剪刀水两侧的凸咀后回流区同样上、下游错开。船舶可一跳或二跳上滩。当船舶上行困难时,船舶保持适当的偏角航行可取得较大的横向航速。船舶上滩时比降阻力是阻碍船舶上行的主要阻力,因而船舶斜向冲滩还可减小比降阻力。

四、金沙江中段急流、险滩疏浚工程要求

(一)从通航角度考虑。挖槽的方向尽可能与河道主流方向一致,其交角不宜大于15°。否则,会使船队操作困难,有被推出航道、发生搁浅或撞岸的危险;挖槽在平面上应为直线,当必须设计为曲线时,应使曲率半径尽量大些,不然,船队转向将感到困难。挖槽应尽可能避免横流,防止船队受侧向推力而偏离航道;应适应船队的习惯航线,有良好的进出口,且在进出口处适当挖深拓宽,使挖槽成为平滑的喇叭形,便于船队安全自如的通过挖槽。

(二)从遵从河道演变规律方面应考虑。挖槽方向应尽量与主流方向一致,特别是与底流方向一致,这有利于泥沙的输移。在浅滩脊上挖槽一般应通过水深最大的鞍凹部位,同时挖槽一般多选择在粗沙区域内。因为水深较大的鞍凹和河床粗化区都是输沙能力较大的部位,挖槽位于输沙能力较大的部位自然利于挖槽内泥沙输移,防止挖槽回淤。挖槽应挖成窄深的断面形式。这样的断面在流量从新分配时,挖槽内能得到较大的单宽流量和流速,从而保持较大的输沙能力;挖槽不宜布置在正向下游移动的沙嘴的下游,以防止挖槽阻塞;也不宜布置在有较大容水量的河床边,如尖潭、洼地、第二航道处等,因为这些地方水位一般较低,容易引起横向水流,减少挖槽内流量,降低输沙能力。

五、结语

河道急流滩险的航道整治需要解决的主要问题是:选择通航汊道和改善航道的水流条件。整治采取的主要措施有扩大卡口断面、拓宽缓流航道、开槽分流或新辟航槽、构筑错口型滩搭跳上滩等,其中最常采用扩大过水断面面积的方法以降低航道流速。然而对疏浚工程要求提出了更高的要求,水利航道工作者应从通航及河道演变规律两方面进行考虑,提出有效的整治与疏浚措施,解决急流滩险的航道整治的难点,充分开发利用河道各种资源。

参考文献

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[2]刘亚辉,陈雪.金沙江向家坝重大件码头选址与通航条件研究[J].重庆交通大学学报(自然科学版),2009.1

水位范文篇5

水位自动测报已在水文测报中普遍运用，但作为三峡工程明渠截流中有着特定条件、特殊要求的阶段性水位监测服务的水位自动测报系统，既要求功能完善、精确可靠，又要求操作简便、有统一美观的计算机操作界面，同时还要考虑其经济性。因此，系统结构形式的设计、设备的选型、软件的编制、设备传感器的安装位置与安装方式等都成为组建系统的关键因素。

图1水位自动测报站布设示意图

2、三峡水位自动测报系统的结构形式设计

2.1系统结构

根据系统功能及设计要求,各水位自动测报站布设见图1。

2.3截流河段各水位自动测报站间的关系及主要功能

为监测截流河段各部位的水位落差，在截流河段的茅坪（一）水位站至三斗坪水位站间建设了6个自动测报水位站，各站的相互关系及其功能见表1。

表1截流河段水位站相互关系及其功能表

水位范文篇6

在防汛过程中，河道的水位对防汛抢险具有重要的参考价值。一般天然河道的水位测量站分布稀疏，当一段河道离水位测量站较远时，通过计算的方法大致了解其水位显得尤为重要。

就当前赣抚平原灌区而言，东、西总干渠道均有一段渠段是天然河道，原人工开挖渠道经过四十多年的流水冲刷，也渐渐变得与天然河道相差无几。根据天然河道水位的计算方法计算渠道内水位测站上下游水位，了解渠道水位涨落速度及最高承受水位，对灌区的防汛抗洪指挥、总结防汛经验具有一定的参考作用。

2几组水位计算公式的推导

天然河道蜿蜒曲折，其过水断面形状极不规则，同时底板和糙率往往沿程变化。这些因素使得天然河道水力要素变化复杂。由于河道的这些特点，其水位计算时，可根据水文及地形的实测资料，预先将河道分为若干河段。分段时应尽可能使各段的断面形式、底坡及糙率大致相同，同时保证计算段内流量不变。当然，计算河段分得越多，计算结果也就越准确，但计算的工作量及所需资料也大大增加。分段的多少视具体情况而定。一般计算河段可取2~4km，且河段内水位落差不应大于0.75m。此外，支流汇入处应作为上、下河段的分界。

图1所示为天然河道中的恒定非均匀流，取相距为Δs的两个渐变流断面1和2，选0—0为基准面，列断面1和2的能量方程为

z1+=z2++Δhw

式中z1，v1和z2，v2分别为断面1和2的水位和流速；Δhw为断面1和2之间的水头损失，Δhw=Δhf+Δhj。沿程水头损失可近似的用均匀流公式计算，即Δhj=Δs，式中为断面1和2的平均流量模数。局部水头损失Δhj是由于过水断面沿程变化所引起的，可用以下公式计算：

Δhj=（－）

式中为河段的平均局部水头损失系数，值与河道断面变化情况有关。在顺直河段，=0；在收缩河段，水流不发生回流，其局部水头损失很小可忽略，取=0；在扩散河段，水流常与岸壁分离而形成回流，引起局部水头损失，扩散越大，损失越大。急剧扩散的河段，可取=－（0.5~1.0）；逐渐扩散的河段，取=－（0.3~0.5）。因扩散段的v2<v1，而式正值，故取负号。

将Δhf和Δhj的关系代入能量方程得

z1+=z2++Δs+（－）⑴

上式为天然河道水位一般计算式。

如所选的河段比较顺直均匀，两断面的面积变化不大，两断面的流速水头差和局部水头损失可略去不计，则上式可简化为

z1－z2=Δs⑵

利用式⑴或式⑵，即可进行河道水位的近似计算。

3河道水位的计算方法

㈠一般河道水位计算——试算法

计算天然河道水位，应已知河道通过的流量Q，河道糙率n，河道平静局部水头损失系数，计算河段长度以及一个控制断面的水位z2。若已知下游控制断面水位z2，则可由向上游断面逐段推算，此时与z2有关的量均属已知。将式⑴有关的已知量和未知量分别写于等号两边，则有

z1++－Δs=z2++

式中v=，代入后有

z1+－Δs=z2+

上式等号右边为已知量，以B表示，左边为z1的函数，以f（z1）表示，即得

f（z1）=B

计算时，假设一系列z1，计算相应f（z1），当f（z1）=B时的即为所求。通常将假设的3、4个z1值与相应的f（z1）值绘制成z1~f（z1）曲线，如图2所示。根据已知B值从曲线上查得相应的z1值，即是所求的上游断面水位。依次逐段向上推算，可得河道各断面的水位。反之，若已知上游水位值z1，则从上游往下游逐段推算z2。

㈡图解法

图解法种类较多，现介绍其中较为常用的一种方法——断面特性法。

利用简化公式⑵

Δz=Δs

令=（+）

其中K为特性流量，是断面要素的函数，因

K2=

则⑵可改写为

Δz=Δs（+）⑶

式中，A是水位的函数，即

=f（z）⑷

当z=z1时，f（z1）=F1；z=z2时，f（z2）=F2。代入上式，则

Δz=Δs[f（z1）+f（z2）]=Δs[F1+F2]

根据水位资料，绘制上、下断面的z~f（z）曲线。如图3所示。假设河段上、下游断面的水位为及，在图3曲线上去aa’=z1，则oa’=F1；同样，在曲线上去bb’=z2，则ob’=F2。过a作水平线交bb’于c点，则ab于ac之夹角的正切为

tgθ==

所以

Δz=tgθ（F1+F2）⑸

比较式⑷与⑸，得

水位范文篇7

洞庭湖作为长江中游的调蓄湖泊，不仅是长江中下游防洪体系中的重要组成部份。它不但具有调蓄江河径流、发展航运、渔业和为工农业生产提供丰富水资源等多种用途，而且对调节湖区气候和生态平衡也起着重要作用。由于洞庭湖接纳湘、资、沅、澧四水和长江的松滋河、虎渡河、藕池河三口，每年有大量的泥沙进入洞庭湖，其中约四分之一左右的泥沙由城陵矶注入长江，四分之三则淤积在洞庭湖，1975年与1952年比较，七里湖平均淤积达4m以上，南洞庭湖淤积近2m，东洞庭湖淤积近1m。由于泥沙淤积，造成四口洪道多呈淤积萎缩态势，湖内洲滩滋长、芦柳丛生、滞流阻水严重，进而加速泥沙淤积，并有恶性循环之势。而且由于湖泊萎缩使得水系紊乱，相互顶托干扰。这些问题导致洞庭湖区调蓄容积减少、洪水位不断抬升、江湖关系改变，加重湖区的防洪负担、造成严重的洪涝灾害。因此，加强洞庭湖区河道整治、实施河湖疏浚工程、调整部分河段的河势、改善水流条件、稳定河床、减少泥沙淤积、延长河道寿命是非常迫切的[1~4]。目前洞庭湖河湖疏浚规划已经完成，包括湘、资、沅、澧四水尾闾和松滋河、藕池河、南洞庭湖、东洞庭湖、汩罗江等疏挖总工程量达33876.40×104m3，目前为止已经付诸实施的有约4067.91×104m3。为了客观地反映河湖疏浚对洞庭湖防洪减灾实际效果和作用，必须准确分析疏浚后的洪水位降低效应。

2河湖疏浚对典型河段的洪水水位影响分析

2.1水力学方法

水力学法的主要思路是运用洞庭湖水动力学模型，在同样的来水条件下，分别计算疏浚前后（地形和糙率不同）洞庭湖疏浚影响区的洪水水位，通过对水位差值的比较，得出疏浚对河湖洪水水位的影响。洞庭湖水系中，四水及长江三口控制断面以下无流量站控制，区间面积约占洞庭湖水系总面积的20%，与洞庭湖洪水的形成密切相关。本研究洪水演算采用SMS（地表水模拟系统）水力学模型，区间的产流计算采用SSARR（河流综合预报与水库调度模型）水文学模型[2]。

2.1.1原理

SMS模型(SurfaceWaterModelingSystem)是美国陆军工程兵团开发的水力学模型。该模型通过求解二维完全圣维南方程组，求解出计算时间内整个研究区域的水位、流量及二维X、Y方向的水流速度。其显著优点是可以实现一二维水力学模型的结合，这使得我们在建模时可将河道概化为一维单元，湖泊等宽广水面概化为二维单元，实现一、二维水力学模型的有机结合。

SMS模型是一个二维浅水方程，方程形式为：

上式中：h——研究水体的水深(m)；

u、v——水体在X、Y两个方向上的流速；

ρ——水体密度；

X、Y、T——分别为时间和空间上的坐标；

E——水体涡度系数；E下标XX表示水面X方向的涡度系数；下标YY表示水面Y方向的涡度系数；下标XY、YX表示水面切变方向的涡度系数；

G——重力加速度；

A——河底高程；

N——满宁系数；

ζ——分向切变系数；

Va——风向切变系数；

Ψ——风向；

ω——地球旋转的角速度；

ø——所在地的纬度；

SSARR模型是一种概念性河流系统水文预报数学模型，由美国陆军工程兵团河流预报中心20世纪70年代中期研制。它认为降雨径流模型实质上是一个扣损曲线流域模型，在流域内的降雨输入可以转化为径流、土壤含水量的增加和流域蒸散发损失三部分。某一计算时段的径流RGP为流域面平均降雨AWP的百分数ROP可表示为下式：

RGP=ROP×AWP

考虑蒸散发的各月份变化规律和雨强对径流及蒸散发的影响。利用土壤水分指数SMI和径流百分数的关系，土壤含水量～蒸散发关系，确定土壤水分的最大值SMI，计算各个时段的径流量。根据水量平衡原理土壤含水量-径流关系可用下式表达：

SMI2=SMI1+M1+R0-ET1

式中：SMI2——时段末的土壤含水量指数；

SMI1——时段末的土壤含水量指数；

M1——时段内的土壤水分输入；

R0——时段内的产生的径流；

ET1——时段内的蒸散发指标。

对于某一时段来讲，土壤含水量除直接与径流产生有关外，其值的大小一定与时段内的蒸发指标有关，其关系可由下式描述：

SMI2=SMI1+(AWP-RGP)-(ETI×DKE×Δt／24)

式中：WP——时段内流域平均降雨量；

RGP——时段内降雨产生的径流量；

ETI——日蒸发量；

DKE——日蒸发按降雨条件和土壤含水量的改正率；

Δt——计算时段长。

径流计算其实质即为ROP(径流百分数)的确定。模型认为ROP为SMI与雨强I的函数，即有：

ROP=f(SMI，I)

径流成分的划分及不同水源的演算根据土壤基流下渗强度指标BII确定基流百分数BFP。有下式

BFP=f(SII)

并认为BFP与BII成反比。利用这一关系可将径流划分为不同水源，采用不同的河段数和滞时进行演算，最后合成为河道流量过程。

由于洞庭湖区间大部分地区无流量观测资料，因此选择有流量资料的典型流域进行参数分析，再根据有关地理因数，将参数换算到无资料地区。根据水力学模型的需要将整个湖区区间划分为49个子块，每个子块单独计算产流过程。

2.1.2边界条件

水力学模型必须给定一定的上下边界条件，才能对洞庭湖河网进行详细计算，上边界条件往往是流量过程，比较容易给定；下边界条件可以是水位过程或流量过程，也可以为水位流量关系。

(1)模型上边界。SMS水力学模型的上边界条件包括四水入流控制站湘潭、桃江、桃源、石门、长江宜昌、长阳及湖区区间产流流量。四水、长阳、宜昌可采用典型年的实际入流过程；洞庭湖区沿湖区间面积的产流，使用SSARR水文学模型，该模型可根据降雨过程模拟出湖区区间流量过程，根据下垫面情况及对湖区的影响；将湖区区间概化分为49个入流点；分别计算每一边界点的入流过程。

(2)模型下边界。洞庭湖水力学模型将长江与洞庭湖洞看成一个整体，因而模型的下边界选择长江螺山站。这样就构成了上至长江宜昌，涵盖四水及洞庭湖区间，下至长江螺山的水力学模型。洞庭湖出口至螺山河段水位流量关系不稳定，影响因素较多，年际间变化很大。而且受洪水涨落，下游回水顶托及河道冲淤等因素的影响，呈现出复杂的绳套关系。由于河湖疏浚对螺山站的水位影响甚微，因此可以认为疏浚前后螺山站水位基本保持不变。故可将典型年螺山站的实际水位过程作为模型的下边界。

2.1.3洪水典型年的选择

考虑到河道自然演变因素，典型年主要选择近期的主要大水年，他们分别是1996、1998、1999年。这三个典型年有着不同的洪水特征、洪水组成，具有较好的代表性。主要情况如下：

(1)、1996洪水。造成该年暴雨洪水的主要天气系统集中在7月份，共有三次暴雨过程，主要集中在资、沅水及湖区，总降雨量分别为：460mm，486mm，383mm。7月初，澧水和沅水相继涨水，洪峰流量分别为11300m3/s和14000m3/s，先期抬高了洞庭湖底水。7月中旬资、沅水及湖区区间再次受暴雨袭击，造成资水桃江于7月16日出现洪峰流量11600m3/s，沅水桃源出现洪峰流量29000m3/s，湖区区间最大流量8200m3/s，与此同时长江宜昌流量维持40000m3/s左右，三口最大入湖流量11200m3/s。最大入湖流量78.5%来自四水，三口仅占16.1%，比多年平均降低16.1%，属于四水遭遇型洪水。

(2)、1998年洪水。1998年是1954年以后，长江流域又一次全域大洪水，仅次于1954年，但由于严防死守，没有出现大的堤垸溃决，加之湖区及河道泥沙淤积的影响，长江与湖区各站水位高于1954年。1998年长江干流出现了8次大的洪水过程，洞庭湖及长江下游也出现了5次洪水过程，可谓峰高、量大，四水洪水与长江洪水过程遭遇，入湖最大合成流量63800m3/s，其中四水45000m3/s，三口为12200m3/s，湖区区间6630m3/s，分别占最大入湖的70.5%，19.1%，10.4%，从6月11日8时—8月20日8时，洞庭湖总入湖水量1696亿m3，其中三口来水占38.2%，四水占48.3%，区别来水占13.5%，长江大水和四水洪水反复遭遇，造成了洞庭湖及长江干流均超历史洪水位。

(3)、1999洪水。1999洪水为洞庭湖建国以来的第二大洪水，属于四水，湖区区间及长江干流遭遇的最恶劣型洪水，主要降水进程分为两次，第一次6月26日暴雨集中在沅水、澧水及湖区区间，最大1、3、7、15日洪量几乎同步进入洞庭湖，加上长江干流20000m3/s—47000m3/s的维持量，日停留于洞庭湖的水量达30亿m3左右，城陵矶水位日平均涨幅1米左右。第二次7月13日，湘、资、沅、澧和长江同时涨水，湘、资水最大1日、3日、7日、15日洪量，沅水洪峰流量22000m3/s，澧水洪峰流量8110m3/s，区间洪峰流量8000m3/s，长江干流50000m3/s，同时汇于洞庭湖，虽然四水与长江干流不是大洪水，但四水与长江同时遭遇、汇入洞庭湖，非常罕见。

表11996、1998、1999年洞庭湖不同年份总入流统计表

年份

宜昌洪峰流量

（m3/s）

最大一日洪量

(亿m3)

最大三日洪量

(亿m3)

最大七日洪量

(亿m3)

最大十五日洪量

(亿m3)

最大三十日洪量

(亿m3)

1996

61000

52.93

157.0

347.1

538.4

768.0

1998

63800

50.13

145.4

293.8

490.4

785.5

1999

61300

49.80

141.9

278.8

454.0

875.0

2.1.4分析计算结果及原因分析

本次计算采用了3个典型年，上边界用典型年的入流过程，下边界选用典型年螺山站的水位，分别选择疏浚前后的地理资料计算三个典型河段影响区的水位，在疏浚区每隔500米，模型输出一个水位值。

计算结果表明：在所选的典型河段中，澧水洪道的影响十分显著，南洞庭湖一带疏浚前后的影响次于澧水洪道。

这是因为澧水洪道为一狭窄性河道，洪水期间经常出现碍洪现象。疏浚后河道横断面面积增加，且主河槽深度加深，水流阻力减小，过流能力增加，洪水水位降低，经采用三个典型年分析，疏浚后洪水水位降低0.2～0.3米。而在南洞庭湖区，由于洪水期间水面宽广，疏挖增加的河道面积占整个断面面积的比重相对较小，虽然水流阻力也有所减小，但在影响湖区水流的复杂水力因素中，疏挖的影响仍不如澧水洪道。经采用三个典型年运用水力学模型计算，疏浚后可降低南洞庭湖洪水水位0.09～0.17米。各典型年计算情况见表2。

表2洞庭湖典型河段疏浚后降低洪水水位计算表

年份

水位降低值(m)

澧水洪道

南洞庭湖

1996

0.22

0.09

1998

0.25

0.13

1999

0.31

0.17

模型计算中采用疏浚前后两种不同的地形资料条件下的水动力学计算结果的差值，作为疏浚对洪水水位的影响值，由于两种计算的上下边界条件相同，这样做有利于将两种计算结果统一到一致的基础上，便于比较。另外可以降低参数的敏感性带来的误差，因为在水力学模型中最重要的参数是糙率，而糙率的微小的改变，都将引起模型计算水位较大的改变，但对两种地形资料条件差值的计算，参数的敏感性就大大减低。在我们建立的SMS模型中，糙率每增加1%，可引起模型计算水位0.06米的变化，但对两种水力边界条件计算的差值的影响就降低到不足0.01米。

2.2水文学方法

本次分析的二个典型河段位于澧水洪道和南洞庭湖区。在澧水洪道上有石龟山水文站实测水位和流量资料。南洞庭湖区有沅江水位站，仅有水位资料。根据两站不同的资料情况，分析中采用不同的分析方法。基本分析思路是：澧水洪道采用单值化水位流量关系法，通过分析河道疏浚前后的单值化水位流量关系来分析疏浚对洪水水位的影响；南洞庭湖的沅江站因其只有水位资料，所以通过分析疏浚前后南嘴～沅江水位相关关系来分析疏浚对洪水水位的影响。2.2.1澧水洪道疏浚前后石龟山站水位流量关系变化分析

天然河道中水位流量关系由于受洪水涨落，变动回水，断面冲淤等因素影响，水位流量关系并不是单值关系，而是呈现复杂的绳套关系，每次洪水的水位流量关系都不一样。因此，将各年份的水位流量关系直接比较，则比较的基础不一致，无法得出正确的结果。为此首先必须对观测的水位流量关系进行单值化处理，消除洪水涨落，变动回水等附加比降因素的影响，使水位流量关系的比较统一到一致的基础上来。石龟山站水位流量关系受澧水和长江淞兹口来水的影响，此外还受到南嘴站水位的顶托，水位流量关系更加复杂，呈多值绳套关系，因此必须进行单值化处理。

石龟山站单值化水位流量关系公式为：

式中：q——单值化流量（或流量校正因素）；

△Z——综合落差，采用津市至石龟山落差△Z1和石龟山至南咀的落差△Z2的组合落差，其值为

△Z=0.6△Z1+0.4△Z2；

Q——实际流量。

用上上两式计算出校正流量后，再用三次幂函数与水位拟合得单值水位流量关系，各年单值关系按照国际标准ISO1100/2的要求进行了符号、适线和偏离数值检验，检验结果合理。各年的单值化流量计算系数见表4-3。其公式形式为

q=a0+a1x1+a2x2+a3x3

式中，x1=Z-30、x2=x12、x3=x13。

表3石龟山站各年单值化水位流量关系系数

年份

1991

1290.7

-457.918

121.141

-4.353

1995

-2853.5

1858.0

-267.4

15.933

1996

507.785

90.773

27.578

0.477

1998

557.54

-198.3

89.62

-2.5717

1999

5442.8

-2374.6

393.71

-16.233

将上述个年份的单值化水位流量关系点绘在一张图上（图略），可看出澧水洪道上水位流量关系在疏浚前后有较大变化。主要结果如下：

（1）同流量级水位降低。澧水洪道疏浚前后石龟山站水位流量关系变化较大，在水位37.0米以下，历年单值化水位流量关系曲线有部分交错现象，但仍有较明显的变化趋势，疏浚前同级流量水位较高；水位在37.0米以上，与疏浚前1991年相比，均偏于该线的下方，表明同流量级水位降低。降低幅度一般位于0.2～0.5米之间。

（2）同水位级流量增加。与水位的变化一样，疏浚前后石龟山站在水位37米以下，单值化水位流量关系有部分交错现象，但仍有明显趋势；在水位37米以上，疏浚以后几年的关系线均偏于疏浚前1991年的右方，表明同水位级流量有增大的趋势。从图中得知，疏浚后同水位级下，过流能力增加200～500m3/s。

2.2.2南洞庭湖疏浚前后沅江站水位流量关系变化分析

沅江站是南洞庭湖的水位站，有水位资料但无流量资料，无法进行水位流量单值化分析。因此我们选用南咀沅江洪峰水位相关关系来进行分析。在假定南嘴不受疏浚影响的情况下，此相关关系的变化反映了沅江站水位的变化，实际上根据水力学模型计算的结果，南嘴水位也受到一定的影响，因此，此相关关系仅反映沅江与南嘴的落差变化。由于洪水过程受附加比降等因素的影响，而使相关关系复杂化。因此选用两站的洪峰水位做样本，建立两站的洪峰水位相关关系来分析疏浚对南洞庭洪水水位的影响。资料选样以1990年-1997年资料作为疏浚前资料，选用了29场洪水的南咀沅江洪峰水位资料；1997年~2002年资料作为疏浚后资料，共选用了21场洪水的南咀沅江洪峰水位资料。

将选用的资料点据系列绘于南咀沅江洪峰水位关系图上，分别拟订疏浚前后两条关系线(图略)，可以看出两条关系线仅有细微的差别,无显著变化，这说明南洞庭湖疏浚后，对南洞庭湖洪水水位的影响较澧水洪道而言影响较小。1997年以后在南洞庭湖莲花澳～廖洋口以及实洲岭河段进行了一定规模的疏浚工作，其中实洲岭河段靠近沅江站附近。南洞庭湖沅江站洪峰水位，疏浚前后在南嘴同等水位情况下，水位降低约0.07-0.15米，这说明沅江与南嘴的落差加大，水流速度加快。很显然，由于清淤疏浚，河床加深，过流能力得到一定程度的提高，对高洪水位的降低有一定作用，但是由于南洞庭湖区洪水期水面宽广，湖泊疏浚增加的过流面积影响有限，在影响南洞庭湖水流的复杂水力因数中，其作用较河道偏小，因而疏浚对南洞庭洪水水位的影响不如澧水洪道。

2.3典型河段疏浚对澧水洪道及湖泊传播时间影响分析

澧水洪道疏浚于1994年开始，根据掌握的资料疏浚前选用1978～1994年资料，疏浚后选用1995～2002年资料。1995年至今9场洪水平均传播时间为18小时；而1978年至1994年27场洪水平均传播时间为26小时，洪水平均传播时间缩短8小时。很显然澧水洪道由于河道疏浚，行洪能力增强，水流速度加快，洪水传播时间已发生显著变化，在原来的基础上已缩短近三分之一。

南咀至营田河段疏浚时间起于1997年，故可将1997年及其以前的资料，作为疏浚前的资料，由于疏浚时间持续到2001年，因而疏浚后的资料十分有限，考虑到1998年已完成了相当一部分工作，故将1999年及其以后的资料作为疏浚后的资料进行分析。由于湖区来水组合复杂，在上述统计中尽量采用反映南洞庭湖来水的洪水为主，以便使统计值能反映实际情况。通过对1999年至今7场洪水统计，平均传播时间为22小时，而1978年至1994年25场洪水平均传播时间为24小时，两者相差2小时。由此可见在南洞庭湖进行疏浚，对南咀至营田洪水传播时间具有一定影响，但影响程度不如河道。

3河湖疏浚对洞庭湖洪水位影响预测

根据洞庭湖河湖疏浚规划，疏挖、扩卡和扫障总土石方量33876.5×104m3。由于增加了行洪断面的面积和湖泊容量，相应增加了洪道的行洪能力，增强了湖泊的调蓄能力，对降低湖区高洪水位起积极作用。整个疏浚工程土石方量也就相当于洞庭湖增加了约3.4×108m3容积，约占洞庭湖总容积（城陵矶水位33.5米时容积167×108m3）的百分之二左右。

采用前面已经建立的水力学模型，经水力学模型模拟计算结果如下：

（1）四水尾闾及淞滋河、藕池河及汨罗江疏浚段附近洪水水位的降低较明显。水位降低的程度与开挖的断面面积占总断面面积的比例及洪水级别有关。比例越大，水位降低愈明显。洪水级别越大，水位降低越小。在计算河段中澧水尾闾可降低高洪水位0.15～0.35m，其余河段一般可降低0.1～0.25m，但在扩卡的局部区域，有时可降低水位0.3m以上。

（2）东洞庭湖洪水水位可降低0.08～0.14m，南洞庭湖可降低0.1～0.18m。湖区水位降低幅度仍然少于河道，这种趋势同典型河段的计算结果一致。

4结论与建议

4.1结论

（1）根据典型河段的水力学和水文学分析，河湖疏浚对洞庭湖区河道和湖泊高洪水位的降低均有一定的作用，其中河道洪水位降幅大于湖泊洪水位的降幅。疏浚工程的水位降低对洞庭湖的防洪作用相当于在四水干流修建一座防洪库容为4～5×108m3的水库，对四水尾闾疏浚段的防洪作用相当于在四水干流兴建一座防洪库容为10×108m3左右的水库。经分析测算洞庭湖河湖疏浚工程减免上游堤垸洪涝灾害损失、减少使用蓄洪垸来蓄洞庭湖区超额洪水而造成的蓄洪损失、可减免防汛抢险费用、减免电排排涝电费等四项合计约为4.57×108元/年。

（2）通过河湖疏竣相当于洞庭湖增加了约3.4×108m3的容积，约占洞庭湖总容积的百分之二。疏浚后湖泊水流归槽，流速加大，水流挟沙力加大，便于泥沙输送，有效减缓洞庭湖的淤积，延长湖泊使用寿命。而且由于河湖疏浚工程实施以后，加高加固了防洪大堤，提高了大堤的防洪能力。由于大堤防洪能力提高，洞庭湖的寿命延长，为长江中下游地区的防洪保安将起到重大的作用，具有巨大的社会效益。

4.2建议

（1）加强洞庭湖河湖疏浚与长江城汉河段综合整治关系的研究[5]。洞庭湖河湖疏浚工程对于疏通湖区洪道，增加湖泊容积，缓解洪水压力将起到重要作用，同时对于洞庭湖的水环境修复和自然生态系统的恢复也具有十分重要的意义。但是由于城陵矶至汉口河段上承长江干流荆江和洞庭湖水系来水，特别由于下荆江裁弯，城陵矶至汉口河段及洞庭湖淤积严重，城螺河段泄流能力下降，大量洪水滞留洞庭湖，目前三口四水的洪水仅靠一个小口渲泄，若湖口门槛不同步降低，城汉河段继续淤积，湖内的疏挖增加的湖容大部分会变成死湖容。同时降低出湖口门也有利于洞庭湖对长江中下游径流的补给。因此,必须认真研究并切实处理好洞庭湖河湖疏浚与长江城汉河段综合整治的关系,切实研究并尽快实施城陵矶以下至汉口河段的综合整治工程。

（2）加强洞庭湖水沙、水质、底泥监测。洞庭湖河湖疏浚作为洞庭湖综合治理的主要工程措施，不仅具有扩大湖容、疏通航道等一般工程疏浚的技术特点，而且通过疏浚和清除湖泊水体中的污染底泥，为洞庭湖的自然生态系统恢复创造条件。在疏浚工程实施前、中、后期，要充分了解湖泊功能由于水沙条件变化、水质污染和生态破坏带来的危害和问题，加强湖泊水量、泥沙、水质、底泥和水生生物的调查和监测。但是目前洞庭湖水文、水质监测站点严重不足，底泥污染监测尚属空白，因此应在洞庭湖水文、水质监测站网充实和优化的基础上，特别加强洞庭湖的底泥监测。

参考文献

［1］《洞庭史鉴》编纂委员会．洞庭史鉴——洞庭湖区域发展研究[M]．长沙：湖南人民出版社，2002年12月．

［2］湖南省政协经济科技委员会．三峡工程与洞庭湖关系研究[M]．长沙：湖南科学技术出版社，2002年12月．

［3］窦鸿身，姜加虎．洞庭湖[M]．合肥：中国科学技术大学出版社，2000年5月．

水位范文篇8

2几组水位计算公式的推导

图1所示为天然河道中的恒定非均匀流，取相距为Δs的两个渐变流断面1和2，选0—0为基准面，列断面1和2的能量方程为

z1+=z2++Δhw

Δhj=（－）

将Δhf和Δhj的关系代入能量方程得

z1+=z2++Δs+（－）⑴

上式为天然河道水位一般计算式。

如所选的河段比较顺直均匀，两断面的面积变化不大，两断面的流速水头差和局部水头损失可略去不计，则上式可简化为

z1－z2=Δs⑵

利用式⑴或式⑵，即可进行河道水位的近似计算。

3河道水位的计算方法

㈠一般河道水位计算——试算法

z1++－Δs=z2++

式中v=，代入后有

z1+－Δs=z2+

上式等号右边为已知量，以B表示，左边为z1的函数，以f（z1）表示，即得

f（z1）=B

㈡图解法

图解法种类较多，现介绍其中较为常用的一种方法——断面特性法。

利用简化公式⑵

Δz=Δs

令=（+）

其中K为特性流量，是断面要素的函数，因

K2=

则⑵可改写为

Δz=Δs（+）⑶

式中，A是水位的函数，即

=f（z）⑷

当z=z1时，f（z1）=F1；z=z2时，f（z2）=F2。代入上式，则

Δz=Δs[f（z1）+f（z2）]=Δs[F1+F2]

tgθ==

所以

Δz=tgθ（F1+F2）⑸

比较式⑷与⑸，得

水位范文篇9

1.1工程概况

黄壁庄水库位于河北省省会石家庄市西北30km滹沱河干流上，总库容12.1亿m3，设计水位127.6m，正常蓄水位120.0m。主坝工程于1958年始建，1959年拦洪，经历了1963年大洪水，1968年完成坝顶高程由125m扩建到128.7m。主坝位于马鞍山脚下，南端自正常溢洪道左边墩起，北跨过滹沱河河床与非常溢洪道右边墩相接，主坝全长1843m，最大坝高30.7m，为水中倒土均质坝。

1.2工程地质概况

主坝工程桩号由0+156.038～1+999.076，兼跨了马鞍山残丘、一级阶地、河床、二级阶地四个地貌单元。

河床右岸，0+156～0+300为一级阶地，有3.0m厚的红土层，基岩为大理石千枚岩及其互层，大理岩千枚岩溶蚀严重。

桩号0+300～1+000为河床部分，河床高程为100m，基岩为太古时代前震旦纪矽化灰岩与千枚岩互层及千枚岩与大理岩互层。基岩以上为砂卵石、砂砾石及砂层，覆盖层厚7～16m。

河床左岸，1+000～1+999范围内为二级阶地，标高为117～125m，基岩为千枚岩、大理岩，上覆红土卵石，厚约5m，表层为亚砂土及亚粘土。

1.3主坝防渗措施

主坝坝体上游河床部分填筑有粘土铺盖，长180m，厚1～3m，与坝脚相接，坝下游坡脚筑有排水沟两道，一道排除坝面雨水，一道排除坝基渗流，均流入下游滹沱河河河槽。河床段0+450～0+989下游坝脚为褥垫排水，其基础与天然地基粗砂层相接，河床右岸坝轴线下游设有部分水平排水砂垫层，左岸坝轴线下游设有排水砂带。

1.4坝基渗流观测设施布置

主坝共设置7个坝基渗流观测断面，分别为0+258、0+450、0+705、0+850、1+050、1+200、1+400，共计26根测压管。

2主坝地下水动态分析

从主坝地下水等水位线（库水位119.0m）可看出，主坝地下水动态与各段地基的水文地质条件关系十分密切，总的来看是上游地下水位高，下游地下水位低，两端地下水位高，中间地下水位低，但两端并不对称，各段地下水位在本段内亦有不同的变化。（见下图）

河床部分，上下游地下水位差别不大，一般为1～3m，右边地下水位高，左边地下水位低，但水位差一般不足2m，从历年测压管水位与库水位过程线可看出，管水位变化与库水位关系密切，随库水位升降十分明显。滞后时间仅两天左右或不足一天，且管水位的升降幅度不大。一般靠上游的测压管水位升降值不足2m，下游测压管水位升降值不足1m，靠近排水沟的测压管在褥垫排水带内，其水位变化更小。

左岸1+000以北的二级阶地，其地下水位与河床部分有很大差别，以1+200为中心，地下水位向两侧缓降，接近河床部分陡降。如1+200断面的24＃管，在坝轴线上游12.25m，当库水位119.2m，管水位达118.56m，而河床相同轴线上的11＃管水位仅为101.13m，两管水位相差17.43m。测压管滞后时间大多在30天以上。总的看来，二级阶地地下水对库水位的变化反应迟缓一些，这与其岩层透水性弱的地质条件相适应。

右岸桩号0+300以南，坝基地下水位亦高于河床段但低于左岸。如库水位119.0m以上时，0+258断面坝轴线下游18.9m的1＃管水位，较河床段相同位置的12＃管水位高6m左右。

河床段0+450断面，上游距坝轴线12.25m的5＃测压管水位有异常变化，发现每当库水位上升到118.0左右时，管水位均有一次突变现象，升高4m左右，每次库水位产生的突变并不完全一致，突变后与库水位建立的相关关系、规律性较差，但与库水位升降速度关系很大。当库水位下降较快时，管水位随之降到原相关曲线上；库水位下降较慢时，则管水位较缓慢的回到原相关曲线的位置。分析管水位突变的原因，可能是在117.0m以上坝体有裂缝，库水位较高时，库水沿管壁渗入管内，使管水位升高。理由是5＃测压管在坝体上游护坡上，管口高程为120.84m，管身入坝体土面高程为118.5m。当库水位118.0m时，坝体土已很薄，管身与土体结合不良时，渗水沿管壁渗入是可能的；再者，当库水位下降时，管水位下降有个滞后时间，反应出的相关关系呈直线下降，然而，当库水位缓慢下降时，则管水位就不再随库水位缓慢下降，反而又回到原来的相关关系曲线上。与5＃管同一断面上的测压管和两侧相邻断面相同位置上的测压管均无异常现象，因此5＃管的管水位异常反应是孤立的，需进一步分析研究。

3坝基测压管水位与库水位的相关关系

为了弄清库水位与坝基各断面测压管水位的相互关系，进而由实测资料推测未来高水位时坝基渗流的情况。利用已有实测观测资料，选取有代表性的数个相对稳定的库水位情况下的相应管水位，利用微机采用数理统计的方法，将以上选取的实测数据进行回归直线计算，得出每个观测孔的库水位与管水位之间的表达式，并利用这个线性表达式，预测124.0m、126.1m、127.6m高库水位时各断面的管水位值.

3.1历年不同稳定库水位的选取

自历年内选取有代表性的数个库水位，并要求在此库水位左右稳定5天以上，即认为稳定在此水位

3.2历年不同库水位情况下各测压管水位的选取

依据不同稳定库水位，选取管水位，在同一断面选取同一天测得的管水位值，不考虑因轴距影响造成的滞后时间，历年最高、最低库水位时的管水位，取其与之相对应的最高、最低管水位值，其它管水位值选取库水位上升的情况，这样滞后时间较为一致，同时运用中采取库水位上升的过程。

3.3预测高库水位时各断面测压管水位

将预测库水位值直接代入回归方程式h=a+b*H中，(h预测测压管水位值；a常数项；b回归系数；H库水位)，即可得出相应的预测管水位值，通过回归分析计算，相关系数在α=0.01水平上显著相关，大多在0.80左右。

4主坝坝基渗流稳定计算成果分析

对于建筑在强透水地基上的土坝，由于坝体填土的渗透系数与强透水层的渗透系数相差很大，故坝基地下水为渗流分析的主要因素，坝体可视为相对不透水部分，人工铺盖因其厚度很小且较长，仍然视为透水部分。为确定各地段坝基的透水压力分布情况，及其对坝基和坝体的影响，渗流分析时采用实测资料分析计算。主要内容有：库水位118.0m及高于118.0m和预测高库水位124.0m、126.1m、127.6m时，各断面坝基水平渗透坡降及出逸比降、铺盖有效长度、铺盖末端入渗比降、坝基渗透流量估算等。

4.1坝基水平渗透坡降及出逸比降

主坝河床段坝基地层特点自上而下分别为土、砂、砂砾、砂卵石层，设计坝基允许渗透坡降值为0.1。当库水位为118.0m和超过118.0m时，利用实测资料计算得出，河床段最大水平渗透坡降为0.0312，远小于设计允许值。预测库水位127.6m的最大坝基水平坡降也仅为0.037，满足工程安全运用要求。且除0+850断面出逸外，其它断面均不出逸，最大出逸比降为0.1765，小于临界出逸比降。因此，主坝河床段在高水位作用下，地基岩层层间接触冲刷、流失的可能性不大，不会产生出逸变形。

主坝的左右两端，坝基渗透性及入渗条件都较差，下游排泄条件也差。在实测资料计算中，坝基水平渗透比降最大为0.0507，比河床段平均高0.02～0.03，即使在预测库水位127.6m时，水平渗透坡降最大为0.077，亦满足设计要求。

4.2上游铺盖入渗比降

在计算上游铺盖入渗比降时，其土层厚度仅考虑了天然土层及人工铺盖层，未计天然淤积，并依其渗透系数进行了化引厚度计算。当库水位118.0和高于118.0m时，坝前铺盖入渗比降均小于3.0，预测127.6m水位时，铺盖入渗比降最大为3.925。鉴于主坝河床坝基地层为良好的天然反滤层，具有良好的抗渗条件，预测在此入渗比降作用下，地基不致发生破坏。但在高库水位时，应加强监测。

4.3坝基渗流量

主坝主要的透水层为河床部分的砂卵石、砂砾石，故此次只对河床段坝基进行渗流量估算。从实测资料计算看，当库水位118.0m或高于118.0m时，坝基渗流量估算值均小于0.19m3/s，在设计水位127.6m时，坝基渗流量也很小为0.232m3/s，对坝基影响不大。由此可知，主坝的水平防渗铺盖虽然未进行过人工补强，但经过40余年的运行，泥砂的淤积，对水平铺盖自然形成了良好地补强，河床段坝基渗流量一直较稳定且趋于安全。

由实测观测资料计算的渗流分析各项成果得出，主坝坝基各项渗流稳定计算成果均满足设计要求，即使在库水位127.6m时，各项渗流计算成果亦满足或接近设计要求。

水位范文篇10

【关键词】锅炉缺水满水

蒸汽锅炉具有工作压力大，介质温度高，运行工况复杂等特点，其事故种类呈现出多种多样形式。本文主要就缺水与满水事故进行分析，由于锅炉种类多样，本文针对的主要是蒸汽锅炉。

一、锅炉缺水事故

在锅炉运行中，锅炉水位低于最低安全水位而危及锅炉安全运行的现象，称为缺水事故。缺水事故可分为轻微缺水和严重缺水两种。如水位在最低安全水位线以下，但还能看见，或虽然已看不见水位，但对允许采用“叫水法”的锅炉进行“叫水”后水位很快出现时，属于轻微缺水。如水位已看不见，用“叫水法”也不能出现时，属于严重缺水。锅炉缺水事故，如果处理不当，会造成设备严重损坏，如果在锅炉严重缺水的情况下进水，就会导致锅炉爆炸。这是因为锅炉缺水后，一方面钢板被干烧而过热，甚至烧红，使强度大为下降，另一方面由于过热后的钢板温度与给水的温度相差极为悬殊，钢板先接触水的部位因遇冷急剧收缩而龟裂，在蒸汽压力的作用下，龟裂处随即撕成大的破口，汽水从破口喷射出来，即造成爆炸事故。

1.锅炉缺水的现象:

(1)水位低于最低安全水位线，或看不见水位，水位表玻璃管(板)上呈白色；(2)双色水位计呈全部气相指示颜色；(3)高低水位警报器发生低水位警报信号；(4)低水位联锁装置使送风机、引风机、炉排减速器电机停止运行；(5)过热器汽温急剧上升，高于正常出口汽温；(6)锅炉排烟温度升高；(7)给水流量小于蒸汽流量，如若因炉管或省煤器管破裂造成缺水时，则出现相反现象；(8)缺水严重时，可嗅到焦味；(9)缺水严重时，从炉门可见到烧红的水冷壁管；(10)缺水严重时，炉管可能破裂，这时可昕到有爆破声，蒸汽和烟气将从炉门、看火门处喷出。

2.锅炉缺水的原因

(1)司炉人员疏忽大意，对水位监视不够；(2)司炉人员或维修人员冲洗水位表或维修水位表时，误将汽、水旋塞关闭，造成假水位；(3)司炉人员冲洗水位表不及时，造成假水位；(4)给水设备发生故障，给水自动调节器失灵或水源中断，停止供水；(5)给水管路设计不合理；(6)给水管道被污垢堵塞或破裂；给水系统的阀门关闭或损坏；(7)排污阀泄漏或忘记关闭；(8)炉管或过热器管、省煤器管破裂；(9)高低水位报警器失灵，不发出铃声和光信号。

3.锅炉缺水的处理

当锅炉水位表见不到水位时，首先用冲洗水位表的方法判断缺水还是满水。如果判断为缺水，对于水位表的水连管低于最高火界的锅炉，应立即紧急停炉，降低炉膛温度，关闭主汽阀和给水阀。对于水容量较大，并且水连管高于锅炉最高火界的锅炉，可用“叫水”法判断缺水严重程度，以便采取相应措施。

通过“叫水”判断缺水不严重时，可以继续向锅炉给水，恢复正常水位后，可启动燃烧设备逐渐升温、升压投入运行。

通过“叫水”判为严重缺水时，必须紧急停炉，严禁盲目向锅炉给水。决不允许有侥幸心理，企图掩盖造成锅炉缺水的责任而盲目给水。这种错误的做法往往酿成大祸，扩大事故，甚至造成锅炉爆炸而炉毁人亡。

“叫水”的方法是:(1)开启水位表的放水旋塞。(2)关闭汽旋塞。(3)关闭水旋塞。(4)再关闭放水旋塞。(5)然后开启水旋塞，看是否有水从水连管冲出。如有水冲出，则是轻微缺水；如无水位出现，证明是严重缺水。“叫水”过程可反复几次但不得拖延太久，以免扩大事故。

二、锅炉满水事故

在锅炉运行中，锅炉水位高于最高安全水位而危及锅炉安全运行的现象，称为满水事故。满水事故可分为轻微满水和严重满水两种。如水位超过最高许可水位线，但低于水位表的上部可见边缘，或水位虽超过水位表的上部可见边缘，但在开启水位表的放水旋塞后，能很快见到水位下降时，均属于轻微满水。如水位超过水位表的上部可见边缘，当打开放水旋塞后，在水位表内看不到水位下降时，属于严重满水。

发生满水与缺水事故时，在水位表内几乎都看不见水位，但满水事故可从水位表放水管放出炉水，而缺水事故不能从水位表放水管放出炉水。锅炉满水事故的危害，主要是造成蒸汽大量带水，从而可能使蒸汽管道发生水锤现象，降低蒸汽品质，影响正常供汽，严重时会使过热器管积垢，损坏用汽设备。

1.锅炉满水的现象

(1)水位高于最高许可线，或看不见水位，水位表玻璃管(板)内颜色发暗；(2)双色水位计呈全部水相指示颜色；(3)高低水位警报器发生高水位警报信号；(4)过热蒸汽温度明显下降；(5)给水流量不正常地大于蒸汽流量；(6)分汽缸大量存水，疏水器剧烈动作；(7)严重时蒸汽大量带水，含盐量增加，蒸汽管道内发生水锤声，连接法兰处向外冒汽滴水。

2.锅炉满水的原因

(1)司炉人员疏忽大意，对水位监视不够，判断与操作错误，或违反岗位责任制，擅离职守；(2)水位表安装位置不合理；(3)汽水连管堵塞，形成假水位；(4)水位表的放水旋塞漏水，造成水位表中水位显示低于实际水位，形成假水位；(5)水位表的照明不良，看不清水位表。双色水位计失灵，颜色显示错误；(6)给水自动调节器失灵，司炉人员不注意监视水位，而依赖自动调节器；(7)高低水位报警珞朱灵，不发出铃声和光信号；(8)给水压力突然增加，进水速度加快，司炉人员疏忽未发现。公务员之家

3.锅炉满水的处理

(1)冲洗水位表，检查是否有假水位，确定是轻微满水还是严重满水。

(2)如果是轻微满水，应减弱燃烧，将给水自动调节器改为手动，部分或全部关闭给水阀门，减少或停止给水，打开省煤器再循环管阀门或旁通烟道。必要时可开启排污阀，放出少量锅水，同时开启蒸汽管道和过热器上的疏水阀门，加速疏水，待水位降到正常水位线后，再恢复正常运行。

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