水库洪水调度范文

水库洪水调度范文（精选8篇）

水库洪水调度 第1篇

荔枝朗水库位于海口市琼山区三门坡镇谭文墟荔枝朗村附近，所属水系为铁炉溪，是一宗以灌溉为主的综合利用的小(1)型水库。坝址以上集雨面积4.49km2，河道比降4.25‰，河道长度4.5km。设计洪水位65.91m，相应库容342万m3;校核洪水位66.28m;相应库容373万m3;正常水位65.20 m，相应库容284万m3;死水位58.50 m，相应库容22.5万m3。水库设计灌溉面积7800亩，现实际灌溉面积3900亩。

荔枝朗水库建于1965年11月，枢纽工程由大坝、溢洪道和输水涵管组成。大坝为均质土坝，坝顶长375m，坝顶高程67.8m，最大坝高12.3m，坝顶宽4.0m，大坝上游坝坡较平整规则，坡度为1:3.0，下游坝坡为1:2.5。上游坝坡为砼护坡，厚15cm。坝脚未设反滤排水设施。溢洪道位于大坝右侧，为宽顶堰，有闸控制，闸门高1.7m，侧墙为浆砌石挡土墙，底为浆砌石护面，堰顶高程63.50m，溢洪道过水净宽5.7m，底流消能。放水涵位于大坝0+264桩号处，为钢筋混凝土圆涵，尺寸(直径)为0.7m，长64m，管身进口高程56.30m，出口高程56.08m，最大允许通过流量2.61m3/s，进口闸门为直径0.8m的转动门盖，斜拉式螺杆启闭机启闭。

荔枝朗水库位于海南岛的东北部，所在区域为玄武岩侵蚀、剥蚀残丘地貌单元，区内多分布低矮残丘，地形波状起伏，地形标高为50～200m。枢纽工程区位于火山岩侵蚀残丘地貌单元，地势略有起伏，地表高程一般在50～150m之间，区内最高点为库区东南侧残丘顶部，高程130m，总体呈东南高、西北低的趋势。

2 洪水计算

2.1 设计暴雨计算

根据流域中心的暴雨均值和变差系数CV，采用P-Ⅲ型频率线曲线，CS=3.5CV，计算流域中心点的暴雨量。按汇流历时，查点面换算系数～汇流历时～集水面积关系图，查得面换算系数a，经点面折算得设计面雨量，由于水库集水面积小于10km2, a=1.00。成果详见下表1。

2.2 库容曲线

荔枝朗水库水位～库容曲线直接移用原成果，详见表2。

3 溢洪道堰流流量计算

荔枝朗水库溢洪当闸门不开时，水流形式为薄壁堰堰流公式进行计算，闸门全开时按宽顶堰堰流公式进行计算。

1)当不开闸时，堰型为薄壁堰，溢流曲线其泄流按(1)公式计算，溢流曲线计算成果详见表3。

2)开闸时为宽顶堰，溢流计算公式见式(2)，溢流曲线详见表4。

4 调洪计算

荔枝朗水库是以灌溉为主的综合利用的小(1)水库，溢洪道往往都设有闸门控制。在有闸控制的情况下，为同样满足下游防洪要求而所需的防洪库容要比无闸的小，如图1所示。而当防洪库容相同时，有闸控制的最大下泄量也可以较小些，如图(b)所示。

溢洪道设置闸门，还为下游避免区间洪水与上游洪水遭遇创造了条件，有利于下游的防洪。同时，也为水库兴利库容与防洪库容的结合提供了可能，洪水调节原理：根据水量平衡原理进行调节，起调水位按63.5.～65.2起调，当来水量小于库水位66.00m对应下泄流量7.57m 3/s时，可以不开启闸门，当入库流量增大时，且大于溢洪道下泄流量量时，考虑开启闸门，但维持正常水位不变应增加，当来水量加大时，闸门开度加大，直至洪水退至洪峰流量小于或等于8.2m3/s，闸门逐渐关闭，进入蓄水阶段。当荔枝朗按无闸控制从堰顶起调时，最大下泄流量达14.1m3/s，当根据闸门全开时泄流量时，最大下泄流量为14.8m3/s，从两种调方式分析，从堰顶调洪时，洪水位虽然较低，大坝安全，但下游防洪要求等级将大大提高。

从上述两种调节计算中可知，虽然水位不同，但最大下泄流量相差不大，最高库水位与起调水位之间的库容均约为100万m3，根据洪峰总量考虑，削峰较小，水库正常水位至堰项高程的库容为110万m3，当P=1%时，W24h=134万m3, W3d=147万m3，则洪量削减率26%～33%，溢洪道设计是可行的。

最优调度运行方案：根据上述洪水调节方案成果可知，最优开闸水位应在两种洪水调节方案洪水水位间存在最优开闸水位。最优运行调度方案，在保证大坝安全的前提下，不增加坝体抗洪能力的条件下，开闸高度在合理的条件下确定开闸高度。

通过调整闸门开度进行调洪时，最高库水位应处于这两者之间，且该下泄流量应最小。调整闸门开度进行洪水调计算，接合坝顶超高计算，初步试算以正常水位起调时的最高库水位作为坝顶超高计算值，闸门开度按孔流进行计算，孔流发生条件e/H<0.65，公式如下。

经试算当水位在控制在66.28m时，闸门开度e=0.35m，最大下泄流量8.2m3/s，库区校洪洪水位将达到最高库水位，坝项超高满足要求;当水位在控制在65.91m时，闸门开度e=0.365m，最大下泄流量6.42m3/s，库区设计洪水位将达到库水位65.91m，坝项超高也满足要求。

但当水位在66.28m，闸门全开时，最大泄量达38m3/s，当以65m高程起调时，66.28m对应下泄流量21.2 m 3/s;当水位在65.91m，闸门全开时，最大泄量达30.7m 3/s，当以65m高程起调时，水位在65.91m，下泄流量19.7m3/s。

5 结论

汤河水库小洪水产流预报精度的研究 第2篇

汤河水库小洪水产流预报精度的研究

汤河水库现行的洪水预报方案对较大洪水的产流、汇流精度均在90%以上,而对小洪水预报精度较低,一般在30%～80%之间.文中经12次独立的.小洪水预报计算,对小洪水预报模型进行修改计算,平均预报精度提高到91.8%,完善了汤河水库洪水预报模型,提高了整体预报精度.

作 者：陈文军 许华祯 CHEN Wen-jun XU Hua-zhen  作者单位：辽宁省汤河水库管理局,辽宁,辽阳,111000 刊 名：东北水利水电 英文刊名：WATER RESOURCES & HYDROPOWER OF NORTHEAST CHINA 年，卷(期)：2009 27(7) 分类号：P338 关键词：小洪水   预报精度   汤河水库  

水库洪水调度 第3篇

常用的水库调蓄计算主要基于静库容假设,即假定水库水面为水平[1]。这对于湖泊型水库能满足调洪需要[2]。对于河道型水库,洪水波在水库中的传播呈现双重波的特征,即既具有运动波特性,又有动力波特性,与静库容的性质有很大差别[3,4]。研究与实践表明[5],对于狭窄型的水库,动库容调洪的结果往往最高水位有所增加,对于山区峡谷河段的众多河道型水库,如何科学制定调节方案,准确把握防洪库容的启用时机, 对水库安全度汛,保护大坝及下游人们生命财产安全具有重要意义[6]。

本文选取珠江流域乐昌峡水库进行动、静库容调洪演算的研究,为制定类似河道型水库防洪调度方案提供参考。

1工程概况

乐昌峡水库位于珠江流域武江中游,库区所在河段断面呈V型,河面狭窄,两岸沟壑纵横,且河道切割较深,洪枯水河宽变化不大,水面比降较大,具有河道型水库的特征。

乐昌峡水利枢纽总库容为3.44亿m3,控制武江流域面积70.3%。水库正常蓄水位154.50m,防洪限制水位144.50m, 死水位141.50m。枢纽设计洪水为100年一遇,相应洪峰流量6 040m3/s,相应洪水位162.20m;校核洪水为1 000年一遇, 相应洪峰流量8 470m3/s,相应洪水位163.0m。

2数学模型

2.1基本方程

水库坝址以上水流为非恒定流,可用圣维南方程组描述水流运动规律,即:

式中:A为过水面积;Q为流量;ql为侧向单位长度注入流量;g为重力加速度;h为水深;zb为床面高程;Sf为摩阻能坡。

本文采用根据有限体积法思想建立的一维模型,对基本方程进行离散时,A/t和 Q/t项采用向前差分格式,(Q2/ A)/x用一阶迎风格式,h/x和 zb/x采用中心差分格式, 同时在离散中采用蛙跃格式和交错网格的思想。张小峰[7]曾对一阶迎风格式精度问题做过研究,指出用一阶迎风格式计算非线性对流方程时可获得较高精度。离散时水力要素在网格上的布置如图1所示,离散后的方程为:

式(3)中:

2.2河道概化及库容修正

模型共考虑了13条支流的入汇,干流共布置96个计算断面(见图2),其中首断面(武1)距乐昌峡坝址约63.8km,末断面位于坝址处。

支流作为蓄水单元,只考虑蓄水影响,其水位与汇合口处水位保持一致。通过时段初末水位,直接查该单元蓄水容积曲线Vi=fi(z)得相应库容,而后代入水量平衡方程计算流量过程。

式中:Vi,t,Vi,t+1分别为第i单元时段初、末蓄水量;Qi,t为第i单元的时段平均入(出)流量。有蓄水单元河段的连续方程应表述为:

根据大断面资料计算的库容曲线,与用求积仪测得的原始静库容曲线有偏差,需对库容曲线进行修正。其中,干流河槽数据不宜变动,仅需修正蓄水单元的库容曲线。当库水位为Zi时,对应的原始静态库容曲线的库容值为Vi原始,对应的计算的静态库容曲线的库容值为Vi计算,二者之差为dVi,将dVi按库容权重修正到各蓄水单元,即得到修正后的蓄水单元容积曲线。

2.3糙率率定

由于库区范围缺乏水文观测站,河道糙率采用2005年查测的“02.8”洪痕资料率定。率定糙率计算的水位与实测水位的对比见图3。由图可知,模型计算的沿程最高水位与实测洪痕调查成果的误差均比较小,绝大部分断面的水位误差值均在0.15m以下。河道率定的糙率为0.035~0.053。

2.4边界条件与初始条件

初始条件:以坝前起调水位、相应入库流量按恒定流计算水面线,该水面线为初始条件。

上边界条件:将“94.6”、“06.7”型的坝址设计洪水过程线,按面积比例分配到干流首断面(武1号)断面和13条支流上, 所得的过程线为上边界条件。

下边界条件:天然情况下,下边界条件为乐昌峡水库坝址水位流量关系曲线;建水库后,下边界条件为乐昌峡水库按洪水调度规则确定的下泄流量过程。

为满足下游乐昌、韶关两市防洪区的防洪要求,综合考虑乐昌峡水库下游地区安全泄流要求,水库设计单位曾提出了乐昌峡水库应采用分级控泄的设计调度原则:

1Q入库<3 190m3/s时,按Q入库下泄;2Q入库≥3 190m3/ s、坝前水位144.50~148.33 m时,按3 190 m3/s控泄;3 148.33m≤坝前水位<158.00 m时,按2 200 m3/s控泄;4 158.00m≤坝前水位<162.20m时,按3 190m3/s控泄;5坝前水位达到162.20m后,按Q入库下泄。

3动、静库容调洪结果对比

分别采用动、静库容方法[8]对“94.6”和“06.7”两种典型洪水的2%、1%和0.1%设计洪水进行计算,计算结果见表1及图4(仅列出了“06.7”型设计洪水,P=0.1% 条件下的调洪结果对比图)。

注 : 表中 Q1、 Z1代表动库容调洪结果 , Q2、 Z2代表静库容调洪结果 。

分析以上计算成果,可以看出,在设计调洪方案下,动库容调洪计算的坝前最高水位相对静库容计算结果较高,说明水库的动库容对水库调洪的影响是负面的,且较为明显,水库调洪设计必须考虑动库容的影响。

4库区洪水传播及动库容特性

4.1回水范围分析

选取“94.6”、“06.7”型洪水,绘制0.1%、1%、2%频率对应的设计洪水水面线(如图5,仅列出 “94.6”型设计洪水P= 0.1%、P=2%条件下的水面淹没线),分析不同类型洪水其库区回水范围;按0.3m尖灭标准控制,乐昌峡水库最远回水末端(P=0.1%)在坝址上游约62.02km;P=1%和P=2%回水淹没范围分别在坝址上游约54.86和48.71km(表2)。由各频率洪水回水线可见,乐昌峡水库近坝区水面线较平稳,水面线比降小,水库尾部水面线比降较陡,比降相对较大,动库容主要分布在库尾段。

4.2洪水波传播速度

选择计算工况如下:1计算范围:水库回水末端至坝址;2洪型及入库洪峰流量:选用“94.6”和“06.7”型洪水,频率分别为P=5%、2%、1%和0.1%的洪水过程(洪峰流量在3 820 ~8 470m3/s);3坝前水位:134.8m(死水位)、144.5m(汛限水位)和154.5m(正常蓄水位)。洪水传播时间采用上下游洪水过程线时间重心之差表示[9]。

由计算结果可知(见表3),建库前,乐昌峡水库所在河段洪峰从入库站到达坝址时间较短;建库后,库区洪水传播时间较天然条件下进一步缩短。

4.3动库容特性分析

在设计调洪方案下,乐昌峡水库在典型洪水调洪过程中,动库容变化总体表现为:涨洪段,由于入库流量迅速增大,一部分洪水作为动库容滞蓄在库尾及库中部,动库容增加较大(需要指出,随着库水位的抬高又约束着动库容的增加),动库容调洪起正作用,坝前水位在一定时段内有所降低;洪峰过后,入库流量逐渐减小,原先滞蓄在库后部的水量逐渐向坝前移动,动库容逐渐前移、展升,使得坝前水位逐渐上升,超过了防洪高水位,乐昌峡水库动库容在调洪中起负作用;总体而言,动库容调洪计算的坝前最高水位相对静库容计算结果较高,水库的动库容对水库调洪的影响是负面的。

由表1看到,对于1%频率设计洪水,动、静库容调洪结果差值,小于0.1%、2%频率设计洪水的差值。经分析,静库容调洪过程中(以“94.6”型设计洪水为例),对于1%频率设计洪水, 坝前水位达到162.20m时,洪水洪峰已过,乐昌峡最大出库流量为3 825m3/s,远小于动库容调洪中最大出库流量(4 240 m3/s),起到消峰作用。但对于0.1%洪水,会出现洪峰尚未到达,坝前水位就已经达到162.20m,所以静库容调洪中最大出库流量为洪峰流量8 470m3/s,略大于动库容调洪中最大出库流量(8 451m3/s),对于2% 洪水,坝前水位均未达到162.20 m,静、动库容调洪最大出库流量均以3 190m3/s控制。

需要说明的是,上述分析中所指的动库容是指库区实际水面线以下的总库容(见图6)减去静库容的差值;在典型洪水调洪过程中,乐昌峡水库动库容约在1 127.77~10 858.46万m3之间,占总库容的比例为3.23%~28.72%。

5设计调洪方案合理性分析及优化

根据上述分析,洪水涨水期,坝前水位达到162.20m时, 合成入库流量还比较大(特别是0.1%洪水),但由于洪水传播的滞后性,坝址断面的入流量相对较小,所以按合成入库流量下泄就出现坝前水位先下降,然后随着峰段水流向坝址的汇集、而合成入库流量又处于退水段,按合成入库流量下泄就出现坝前迅速上升的态势,最终造成最高水位又超过162.20m。 这种现象说明,在坝前水位达到162.20m后,不宜按合成入库流量(设计方案)进行控泄。为了确保大坝安全,优化方案在坝前水位达到防洪高水位(162.20 m)时,通过调节水库下泄流量,保证坝前水位不高于162.20 m(调洪演算结果见图7、表4)。由图表可知:

(1)当坝前水位达到162.20m以后,如果保持坝前水位不超过162.20m进行控泄(优化方案),则1%、0.1%洪水最大出库流量(均为“94.6”洪型)分别较设计方案减小约27、90m3/s。

注:表中Q1、Z1代表设计方案调洪结果,Q2、Z2代表优化方案调洪结果。

(2)对于“94.6”、“06.7”型0.1%洪水,优化方案的回水长度最长为63.83km,略高于设计方案(见表5),主要原因是在退水段,水库维持162.2m运行,优化方案下泄流量较设计方案小。

(3)综合以上动库容调洪计算结果,设计方案坝前水位较高、最大出库流量较大,“94.6”和“06.7”型0.1%洪水下游近坝段淹没较多、但上游淹没较少;而优化方案则反之。同时,动库容调洪计算表明,由于坝前水位随水库下泄流量的变化相对较快,通过水库的蓄放水调度可以较容易地控制坝前水位变化。 利用该特征,采用优化方案调洪时,当坝前水位达到设计洪水位时,可以根据下游允许安全泄量,相对灵活地控制水库下泄流量,使坝前水位保持平稳,均不高于设计洪水位。总体而言, 从水库防洪安全角度考虑,优化方案的调洪方式相对较为合理,更为安全。

6结语

本文采用一维非恒定流数学模型,以珠江流域乐昌峡水库为例,研究河道型水库动库容对调洪的影响。研究表明:

(1)河道型水库动库容有限,主要分布在库尾,当以坝前水位作为调洪依据来确定下泄流量时,由于洪水传播的滞后性, 在洪水还未达到坝前,水库有限的防洪库容已经被挤占,从而降低了水库防洪能力。因此,当水库遭遇大洪水时,有必要结合洪水预报,建立预泄方案。

(2)根据下游防洪的需要,需采用分级控泄方案时,按静库容调洪,其结果会使坝前水位超过设计洪水位,危及大坝安全, 水库调洪设计必须考虑动库容的影响。

(3)河道型水库坝前水位随水库下泄流量的变化相对较快,通过水库的蓄放水调度可以很容易地控制坝前水位变化。 利用该特征,当坝前水位达到设计洪水位时,可以根据下游允许安全泄量,相对灵活地控制水库下泄流量,有效减轻下游河道的防洪压力。

(4)需要指出的是,从水库防洪安全角度考虑,优化方案的调洪方式相对较为合理,更为安全。未来将兼顾水库发电、通航等方面要求,进一步优化调度方案。

参考文献

[1]周建军,程根伟,袁杰,等.三峡水库动库容特征及其在防洪调度上的应用:1.库水位调度控制的灵敏性[J].水力发电学报,2013,32(1):163-167.

[2]陈森林,游中琼,纪昌明,等.水库动库容调洪方法研究[J].水电能源科学,1999,17(4):27-30.

[3]艾学山,陈森林,安有贵,等.水库动库容调洪计算方法研究[J].人民长江,2002,33(7):43-44.

[4]周建军,程根伟,袁杰,等.三峡水库动库容特征及其在防洪调度上的应用:2.动态汛限水位调度方法[J].水力发电学报,2013,32(1):168-173.

[5]谭培伦,蒋光明.对入库洪水及动库容调洪的几点看法[J].水力发电,1982,(3):15-17.

[6]许海军,陈守煜.水库动库容调洪计算的数值-解析解法[J].水利学报,2002,(3):69-73.

[7]张小峰,中川一,许全喜.一阶迎风格式的精度问题[J].武汉大学学报(工学版),2001,34(1):6-10.

[8]叶守泽.水文水利计算[M].北京:中国水利水电出版社,1992:160-165.

水库设计洪水与风险管理 第4篇

1 水库设计洪水与风险概述

1.1 设计洪水与风险

设计洪水在水库建设和运行管理中是至关重要的, 它是水库设计和运行管理的重要的依据, 同时也是水库设计人员和管理人员共同关注的问题。我国在设计洪水时主要采用两种计算方法, 一种是通过流量资料推出设计洪水, 这种方法比较直接;而另一种方法是根据雨量资料推求出设计洪水, 这种方法是一种间接的方法。在工程设计过程中往往采用前一种方法, 这种方法准确度比较高, 因为这种计算方法依据的资料都是实测的, 中间的环节相对比较少。

在水库设计洪水过程中, 影响水库安全的风险因素很多, 主要有降雨引起的暴雨洪水、水库工程质量的可靠性、还有其它一些自然或非自然的因素。在水库设计中, 人们通过不同的安全标准体现自然现象的不确定性, 同时根据不同区域的水文性质和安全要求进行不同的设计洪水, 所以可以把设计洪水定义为它是在给定工程安全标准情况下某个典型洪水过程。在实际的水库运行过程中出现同一程度的洪水工程的可能基本为零, 同时设计洪水要依据国家所规定的标准。

1.2 设计洪水的特性

设计洪水一个比较典型的特征就是不确定性, 这是由于水文事件的发生和发展都存在着很大的不确定性造成的, 另外, 在计算设计洪水的很多方法中, 采用的资料、参数等大都存在不确定性因素, 比如说降雨的强度、垫面的透水效果、历史资料的准确性等, 这些问题都存在着不确定性。导致这种不确定的因素有很多, 其中包括资料的不完整, 自然规律的不确定性, 管理人员的意识差等。水文的不确定性决定了它是不肯能被准确地描述的, 在设计中所列的参数只能作为实际风险的一种表征, 也只是体现实际工程中风险环境和人们的冒险程度, 人们在长期的设计实践中慢慢地意识到工程的标准是不可能无限地提高, 人们是不可避免地要承担一定的风险。

1.3 设计洪水技术处理方法

我国在水库的设计洪水过程中, 主要采用了两种方法, 它们分别是最大降雨法和水文频率法, 两种方法还是存在着一定的区别的, 最大降雨法主要从洪水发生原因方面考虑的;而水文频率法则是从水文事件发生的概率方面考虑的。虽然两种方法存在着一定的差异, 但是它们关于最终成果只是在特定条件下的一种事件的可能性, 由此作出的设计决策仍然具有风险特征的认识是一致的, 设计洪水方法的使用体现了水库工作人员对洪水的随机性的认识。而我国的设计洪水的主要思想是:多种途径、综合性分析、合理地选定。

另外, 我国在进行设计洪水的具体计算时主要采用了年最大法, 这种方法最大程度地考虑了自然规律的不确定性, 而国外一些国家在进行设计洪水时主要采用了三种方法, 包含了能最大洪水、由大坝工程本身安全要求出发提出允许的大坝安全标准、直接通过定量洪水风险分析, 确定稀遇洪水事件的概率与相应洪水灾害损失的关系。无论如何, 所有的设计洪水计算方法都是出于对水库安全的考虑, 在设计洪水计算方法要遵循几个原则:第一, 采用的方法是不是随着时间系列的变化而发生较大的改变;需要资料的可能性和分析过程的复杂性是否可接受, 采用一种方法必须考虑自己的目标可达性;第三, 所采用方法得出的结论是否能为大家所接受。

2 水库设计洪水与风险管理的关系分析

水库的设计洪水仍然是一种风险概念, 所以提高水库安全管理就不能过分地依赖设计洪水的成果, 而水库的运行管理可以看作是一种风险管理, 工程设计的最终目标就是不断地降低风险, 不断地提高水库运行效率。在水库运行管理中不能单一的依靠设计洪水成果, 特别是遇到一些罕见的洪水事件, 要根据实际情况采取综合管理措施。设计洪水过程只不过是设计阶段简单地根据已有的资料和对水文现象的认识水平, 对于根据设计洪水所确定的一些水库控制参数, 它实际上只是一种水库工程安全范畴的标准框架。实际的运行管理必须根据具体是自然情况和工程情况, 再以设计洪水为基础进行动态管理, 只有这样才能更好地降低水库安全风险, 才能保证水库的高效运行。

3 水库风险管理的措施研究

3.1 针对水库设计洪水抗风险措施

在水库风险管理中, 首要的问题是要考虑到遭遇洪水时应该如何抵制险情, 防止水库发生崩裂泄洪, 尽可能地减轻洪水带来的损失。因此, 在工程设计时要充分地考虑到设计洪水的风险性和不确定性, 尽可能采取一些工程或非工程手段来保证水库的安全。在水库运行调度过程中要考虑到设计洪水的应急措施, 一定要做好极限事件的预警和应急措施, 最终可以最大程度地保证水库安全, 减少水库险情。

3.2 不同频率洪水事件的水库特征水位动态控制

在水库运行管理过程中, 不同程度的洪水事件是水库调度中经常遇到的问题, 这种情况会很大程度地影响水库效益, 长时间的资料积累和现代科技对洪水事件把握比较准确, 所以传统方法得到的数据的准确性还是比较高的, 可以作为水库运行管理的依据。在水库的运行管理中, 很多条件都是在不断地变化着, 所以设计时候的数据只是一种假定状态下的参考值, 而实际运行过程中要根据具体的情况进行适当的调整。

3.3 水库设计洪水中的风险分析

水库设计的根本目标是要保证水库安全, 让水库得以发挥最大的效益, 这完全符合风险管理的基本概念。所以, 在水库设计洪水时完全可能采用风险分析这种方法。虽然目前条件还不够成熟, 工程运用中的资料和设计洪水成果都不充足, 但是在水库设计洪水中采用风险分析的理论还是很有必要的, 在不断地实践中, 最终可以探索出合理的工程风险设计方法, 这样就可以不断地提高水库的安全风险管理水平。

我国水库的风险管理应该按照不同的洪水事件采取相对应的管理措施, 在工程的运行中应该高度地重视应急风险的管理。水库设计和管理中要重视洪水预测和预警, 制定出完善地应急方案, 一定要确保工程和防洪对象安全, 最终进行科学的调度和水资源利用。

4 结束语

总而言之, 设计洪水在水库建设和运行管理中是至关重要的, 它是水库设计和运行管理的重要的依据, 而设计洪水计算方法的选择也是非常重要的, 在选择时要综合考虑各种影响因素, 最终不断地提高水库的安全风险管理水平, 进而发挥水库最大的工程效益。

摘要：随着我国社会和农业的快速发展, 我国水利工程业也得到了迅速发展。水利工程涵盖了比较广泛的内容, 其中水库建设和管理是重要的内容, 在水库运行管理中, 水库设计洪水与风险管理很重要, 本研究综述了水库设计洪水概述、水库设计洪水与风险管理的关系分析、水库风险管理的措施研究等内容。目的在于给水库运行管理提供新思路。

关键词：水库,设计洪水,风险管理,措施

参考文献

[1]梅亚东, 谈广鸣.大坝防洪安全评价的风险标准[J].水电能源科学, 2002 (4) .

[2]梅亚东, 谈广鸣.大坝防洪安全的风险分析[J].武汉大学学报 (工学版) , 2002 (6) .

清河水库流域暴雨洪水特性分析 第5篇

关键词：暴雨,洪水,特性,清河水库

清河水库是建在清河下游的一座国家大(Ⅱ)型水库,以防洪、灌溉、工业供水为主,总库容9.71亿m3。1960年主体工程投入使用至今,在减灾兴利方面发挥了巨大作用。

1 流域暴雨特性

暴雨多发生在7—8月,以8月最多,形成暴雨天气的多为低压冷锋、华北气旋、高空槽、西太平洋副热带高压和台风等天气系统,特大暴雨往往是多种天气系统配合作用的结果。暴雨特点是降雨集中,强度大,范围广,年际变化大。暴雨持续时间为1~2 d,大部分集中在1 d内降落[1,2]。

1.1 暴雨过程的年际变化

清河水库流域1961—2010年共发生60场暴雨。从历年暴雨出现场次来看,1964年是暴雨出现最频繁的一年,8—9月共发生4场暴雨过程,其中3场为大暴雨;其次是2010年,7—8月40 d内发生4场暴雨,其中2场为大暴雨;1969年、1975年、1985年、1994年、1996年、2001年、2003年、2004年、2008年均为2场,其余49年为1场。从各年代出现的暴雨场次来看,21世纪00年代出现场次最多,为15场,其次是20世纪60年代(13场)、90年代(11场)、70年代(10场)、80年代(7场)。

60场暴雨中,最大一场暴雨为1995年7月28日20:00至30日20:00,流域平均降雨量为250.7 mm,最大24 h流域平均雨量202.4 mm,为特大暴雨,最大24 h点雨量为267.3 mm。流域最大雨强为71.3 mm/h,出现在2005年8月13日2:00—3:00清河站。

1.2 流域暴雨发生规律

对清河水库流域1961—2010年60场暴雨进行统计分析,发现有43场暴雨发生在7月20日至8月20日期间,此期间为该流域的主汛期,占暴雨总场数的71.7%;按汛期6—9月各月统计暴雨场次,其中6月4场,7月为20场,8月为34场,9月2场;按降雨历时统计,≤24 h的16场,25~48 h的15场,49~72 h的13场,72 h以上的16场;降雨历时最长的为225 h,最短的为9 h,60场暴雨52%降雨历时在48 h以内;从场次雨量看,最大24 h雨量占场次雨量的比例在80%以上,平均24 h雨量为80.9 mm,核心雨多集中在9~15 h内降落;从降雨强度看,60场暴雨最大平均雨强29.3mm/h,最小平均雨强4.0 mm/h,60场暴雨平均雨强9.8 mm/h。由上述分析得出清河水库流域暴雨发生规律:一是暴雨多发生在主汛期;二是降雨历时短,三是雨量集中;四是降雨强度大。

2 流域洪水特性

2.1 洪水的年际变化

从60场暴雨洪水发生年份及洪水要素可以看出,清河水库流域洪水年际变化很大。从发生场次统计,与暴雨对应,21世纪00年代出现次数最多,为15场,其次是20世纪60年代(13场)、90年代(11场)、70年代(10场)、80年代(7场);从各年代洪峰、洪量统计来看,最大洪水发生在90年代;1960—1969年是偏丰水年,1970—1979年是枯水年,1980—1989年是偏枯水年,1990—1999是丰水年,2000—2009年是中水年。从各年代较大洪水出现时间可以看出,该流域较大洪水发生具有10年左右周期性,且发生年份均在逢5或其左右年份。

2.2 洪水特征值分析

建库以来,洪峰流量超过1 000 m3/s的洪水共13场,其中洪峰流量>5 000 m3/s的1场,3 000~5 000 m3/s的没有,>2 000 m3/s的3场,1 000~2 000 m3/s的9场,其余的均<1 000m3/s。最大洪峰、洪量都是1995年7月29日洪水,洪峰5 330m3/s,7 d洪量5.91亿m3,最小的是2002年8月7日洪水,洪峰仅为60 m3/s,7 d洪量0.230 9亿m3。最大洪峰与最小洪峰比值是88.83。分析历史洪水频率,按洪峰统计,可见1995年9月29日出现的最大洪峰流量5 330 m3/s相当于百年一遇洪水,为特大洪水;>10年一遇的较大洪水2场,其余均为10年一遇以下的洪水,2~10年一遇的共32场。从同一场洪水的洪峰与7 d洪量的频率看,多数洪水峰、量不同频,呈明显的峰高量小规律,符合山区洪水特点。

分析60场暴雨洪水径流系数得出:平均径流系数为0.49,最大径流系数为0.90,最小径流系数为0.06;13场洪峰>1 000 m3/s的洪水,平均径流系数为0.75,最小径流系数为0.57,土壤饱和度平均在80%以上。这些数据说明,该流域下垫面条件较好,填洼、渗漏损失不大,暴雨极易形成洪水,且土壤饱和度高的情况下出现暴雨后易形成较大洪水[3,4]。分析洪水涨落过程,多数为陡涨陡落的尖瘦型过程,少数为涨落缓慢的宽胖型;峰型多数为单峰型,部分为双峰或三峰,往往大的洪水过程前后均有小过程。

参考文献

[1]莫旭昱,张勇,秦雨,等.南北盘江流域降水的时空变化分析[J].云南地理环境研究,2012(1):11-15.

[2]崔永生,宋洪涛,关晓梅.1951年8月拉林河暴雨洪水分析[J].黑龙江水专学报,1996(3):74-78.

[3]吕来瑞,郑自宽.蔡家庙流域“96.7”暴雨洪水分析[J].水文,1999(4):56-57,44.

城西水库实时洪水预报系统的运用 第6篇

城西水库是一座按大型水库标准管理的重点中型水库, 位于滁州市城区的西北部边缘, 紧靠滁城及津浦铁路。水库来水面积为168平方公里, 总库容8525万立米, 正常蓄水位29.0米, 正常库容4400万立米;汛期限制水位28.5米, 汛限库容400万;死水位21.0米, 死库容400万立米。枢纽工程主要有大坝、新老泄洪闸、放水涵洞等。老泄洪闸5孔最大控制下泄流量150立米/秒;新泄洪闸10孔最大控制下泄流量2463立米/秒;放水涵洞2孔, 主要为乡镇供水使用。水库运行安全与否, 关系到下游30万人口、40万亩农田、交通大动脉的安全。

2 城西水库洪水预报模型

城西水库洪水预报采用的是2002年由河海大学和2008年由滁州市水文局开发的两套系统。

2.1 河海系统概述

城西水库属于湿润地区, 坝址洪水预报采用新安江三水源模型。

模型参数用人工优化与自动优化相结合的方法进行率定, 参数WUM, LU, C, IM, CI。一般都不敏感, 不必参加优化, 取一般常用值即可, WM与B有关, 但据物理概念WM为10 0-160 mm, 则B为0.1-0.4, 都不敏感, SM与EX有关, 据研究EX的变化不大, 可取定值1.5。CG可根据枯季退水资料直接求得, 也不必参加优化。剩下尚有K, SM, KG, KI, L, CS。K用于处理输入资料, 不是模型参数, 优化K, 用日模型;优化SM和KG, 用日模型, 可采用约束KG+KI=0.7。优化L和CS, 用次洪。SM受降雨在时段内被均化处理的影响, 日模型的值将偏小, 在次洪模型中应加大, 重新率定。

2.2 预报流域的划分、面雨量计算

根据流域的地形, 地貌, 河网分布情况, 在流域内选设4个雨量站, 用垂直平分线法求出流域各站所控制面积, 面积权重分别为:城西站0.13, 胡庄站0.42, 曹家坝站0.27, 方岗站0.18。城西站是雨量水位站, 按各单元加权平均法计算流域面雨量。

2.3 模型的率定和检验

模型参数的初值是以具有实测水文资料胡庄以上流域作为代表性流域, 经模型检验求得其参数后, 在分析参数地区规律的基础上将其移用于整个流域。把实测的1998年到1998年水文资料分两部分, 一部分为率定期, 另一部分为检验期。每一部分日模型有平、丰、枯年份资料, 洪水模型有大、中、小洪水资料。

流域模型参数如 (表1、表2) 。

2.4 水文局系统概述

采用分布式新安江模型, 考虑到降雨的空间不均匀性和流域特性的空间变异性, 按泰森多边形法将流域划分成许多单元块, 以雨量站为中心划分单元流域, 对每个单元流域作产流计算, 得出单元流域出口流量过程;再进行单元流域出口以下河道流量演算, 将每个单元流域的出流相加即得流域出口的总出流过程。水文局洪水预报系统以6个雨量站资料为基础, 各站权重为:城西站0.1, 胡庄站0.09, 曹家坝站0.28, 方岗站0.16, 红花桥0.2, 大北郢0.17。城西站是雨量水位站, 按各单元加权平均法计算流域面雨量。流域模型参数有24个:k I M, K K, B/N, W M, U M, L M, C, S M, E X K I, K G, C I, C G, C O, C 1, C 2, C S O, α, βI O, α2, β2, D I。

3 2008年至2009年两个系统运行情况

选择两年间分别有代表性大, 中, 小六次洪水进行分析见表1, 表2, 表3, 首先2008年7月29日至8月2日期间, 我市普降大到暴雨, 尤其集中在8月1日, 流域日平均最大降雨量达352mm, 其中方岗站点雨量450mm;五日流域平均降雨量达到426毫米。遥测站最大1小时降雨量65mm, 最大2小时降雨量109mm, 最大3小时降雨量161mm, 最大6小时降雨量216m m, 最大12小时降雨量352mm, 最大24小时降雨量450mm, 最大48小时降雨量514mm。实测入库洪水总量达到4856万方, 实测计算洪峰730m3/s, 发生在8月2日4:00。实测一天来水量3648万方, 三天来水量4285万方, 七天来水量4598万方。降雨其间水位从1日8点27.59m到2日8点半到最高水位29.71m, 水库滞洪库容1842万立方, 入库洪峰854m3/s, 出库流量250m3/s, 消减洪峰71%, 拦蓄洪水4768万立方。

通过两个系统对这次洪水预报和实测比较, 可知河海大学软件预报洪水总量较大, 峰值小, 峰现时间偏早;水文局软件预报洪水总量较小, 峰值小, 峰现时间准。两个系统对特大暴雨, 预报的准确度90%以上, 峰现时间误差一小时内, 70毫米以上两次暴雨, 洪水量, 洪峰, 精度80%, 峰现时间一小时内。70毫米以下三次暴雨;洪水量, 洪峰一次较好, 二次较差。峰现时间相差较大。

如表3, 表4, 表5所示。

4 二种洪水预报方法的比较

浅析新立城水库短期洪水预报方案 第7篇

新立城水库位于长春市以南16公里伊通河干流上, 控制流域面积1970平方公里。水库工程于一九五八年七月开工, 一九五九年十月大坝合拢, 一九六二年十一月竣工, 六五年十一月至六月溢洪道溢流堰改建为泄洪闸, 一九七六年六月至十月开挖第二溢洪道, 一九八三年三月保坝工程全面开工, 一九八六年底基本完工。

2 流域自然地理特征

水库流域内, 山地约占三分之二, 其余为低平地。河底坡度为1/1000~1/2000, 河谷平地已全部开垦为耕地。山区植被较好。流域地表多为粘土层, 厚3~4公尺, 渗透性较小, 但河床底部多砂砾, 渗透性较大。水库洪水主要来源为伊通河本流域及其支流伊丹河。伊通、伊丹两站控制水库总入库水量的60%以上, 产生洪水的主要类型为东北低气压冷锋型台风型。一九五八年后, 上游兴建了寿山、石门和三联三座中型水库以及小型水库26座, 总库容7600万立方米, 总流域面积462.9平方公里, 占本流域面积的23.5%。另外, 伊通河本流上建有范家、向前两座拦河闸。伊丹河上建有伊丹拦河闸。

3 短期洪水预报方案修编方法说明

3.1 资料来源及年限。

一九七四年方案资料年限为1960~1973年, 本次修编补充了1974~1985年资料, 总计26年系列。除上游水库放水由收报薄中查得外, 其余水位、流量、降水、蒸发等资料全部由各水文站 (雨量站、气象站) 正式整编资料中摘取。

3.2 流域平均降雨量 (P) 。

流域平均降雨量用加权平均法计算, 各年采用站点及各站权重详见表1。

3.3 前期影响雨量 (Pa) 。

Pa值以六月一日为零, 按公式Pat+1=K (Pat+Pt) 连续计算。流域平均蒸发量直接采用新立城站20厘米口径蒸发皿观测值, 按公式K=1-Zm/Im算得K值为:6月0.94, 7月0.95, 8月0.96, 9月0.96.经试算分析, 仍以原方案K值 (六月0.80, 七月0.93, 八月0.93, 九月0.89) 为优。Im值亦采用原方案成果为100毫米。

3.4 入库流量及洪水总量。

入库流量根据保坝设计后新修订的库容曲线应用水量平衡方法还原而得, 不计蒸发渗漏损失。洪水总量采用列表进行计算。地下径流按与库区蒸发渗漏损失。洪水总量采用列表法计算。地下径流按与库区蒸发渗漏损失。洪水总量采用列表法进行计算。地下径流按与库区蒸发渗漏损失相抵消考虑, 因此不割基流。为分离出地面径流过程, 将上游水库放水过程错后两天, 在总入库过程中予以扣除。

3.5 降水径流相关图。

洪水总量预报采用R=f (P.Pa.暴雨中心) 两象限三变数相关图。暴雨中心建立上游和下游两根预报线。暴雨中心在上游时来水量较小 (因上游水库截水较多) , 暴雨中心在下游时来水量较大 (因上游水库截水较少) , 以此概略地反映上游水利化对天然径流的影响。暴雨中心位置划分方法:新立城、乐山两站为下游, 营城子 (寿山) 为下游。当雨心位于伊通、伊丹、三联一线或全流域降雨均匀时, 可取上下游两线的平均值。降雨均匀的判据为:各站雨量距平均值绝对值小于流域平均雨量的20%。相关图线型较原方案略有改动。方案评定允许误差为实测值的20%, 上限为20毫米, 下限为3毫米。相关点据总数56个, 其中合格点据48个, 不合格点据8个, 合格率为85.7%, 属甲等方案, 可发布正式预报。

3.6 相关图偏离点据分析。

八个偏离点据全部偏小, 其中66811、66818两次洪水, 由于采用三站资料计算流域平均雨量, 代表性不好。68827、72816、79718、80830、83726等五次洪水发生在干旱年, 上游水利工程截流影响显著, 致使入库水量偏小。64807号洪水偏离原因尚无从查找。

3.7 入库过程预报。

水库入流过程预报采用单位线法。单位线从原方案中选用7条, 新制作6条, 共计13条, 按暴雨中心位置分为四种类型。一般来说, 暴雨中心愈偏下游, 则峰型愈尖瘦, 峰现时间愈短。其他因素, 如洪水总量、前期雨量、降雨强度等对单位线形状影响不显著。降雨中心的划分:新立城、乐山两站为下游, 伊通、伊丹及三联等三站为中游, 营城、板石庙两站为上游。

3.8 水库调度及调洪演算图表。

绘制水位~库容、水位~面积、泄洪闸水位~泄流量、水位~库存流量、蓄率中线、W~q~t及输水洞放水曲线等有关图表, 供工作预报和水库调度时使用。

3.9 电算程序。

为提高作业时效和避免手算差错, 本方案设计了水库预报调度专用程序, 将作业所需图表和公式全部存入机器中。程序运行时, 只需输入各站各时段雨量、基流量、上游水库放水量、前期洪水始退流量、水库起调水位和闸门开度等少数数据, 机器即可自动完成产汇流运算和调洪演算, 作业一次仅需几分钟。

4 使用方案时注意事项

4.1 因编制方案时已将上游寿山、石门、三联等三座中型水库放水量从入库过程中扣除, 因此作业预报时必须加入上述水库放水量, 同时, 由径流深计算洪水总量时, 集水面积采用1664平方公里 (已扣除上游相应水库控制面积) 。

4.2 根据对偏离点据的分析, 在干旱年发生的洪水或久旱以后的第一次洪水, 由于上游水利工程截流显著, 入库水量一般要偏小。

4.3 基流在一般情况下可忽略不计, 但在连续发生几次大洪水后, 地下径流增加, 若再发生洪水, 则应予考虑, 其数值大小可根据前期洪水底水趋势予以估定。

4.4 当暴雨中心与前期雨量中心不一致时, 应以产流中心代替暴雨中心选择相关图预报线和汇流单位线。

结束语

本方案降雨径流关系按蓄满产流方法处理, 但成果不符合蓄满产流规律。今后应加强产汇流理论研究, 探寻适合本流域的理论模型, 搞清上游水利化影响、建立分区产汇流方案, 不断完善电算程序、尽快将水库预报作业的质量和时效提高到新的水平。通过短期洪水预报的分析, 可提前对洪水造成的破坏做出评估, 结合现有条件做好防灾减灾工作, 从而积极主动地应对洪水对水库及下游城镇的影响。

摘要：结合新立城水库概况和地理特征, 对水库短期洪水预报方案的修编方法、注意事项、存在问题及修编方向进行分析说明。

关键词：新立城水库,洪水预报,降雨径流

参考文献

[1]林三益.水文预报[M].北京:中国水利水电出版社, 2001.

[2]葛守西.现代洪水预报技术[M].北京:中国水利水电出版社.1999.

王家油房水库洪水总量计算探析 第8篇

昌图县老四平乡位于昌图县西北部,全乡区域面积82km2,耕地面积74414亩,全乡人口18601,农业人口17265,农业劳动力4479。流经老四平乡的河流有三条,流域面积12万亩,沟岔18条,河流总长27.2km,人均占有水量0.2m3。

昌图县老四平乡王家油房水库,控制面积7.04km2,距坝址2.48km上游有小(1)型水库一座,该水库控制面积38.6 km2,流域内多位于丘陵地带,河两岸为农田,河道常流水,汛期流量较大。其中上游的小(1)型水库———北洼子水库20年设计最大下泄洪峰流量为40.4m3/s,50年设计最大下泄洪峰流量为51.2m3/s。

2 年降雨量及年蒸发量

水库坝址附近无实测水文资料,所以依据《辽宁省中小河流(无资料地区)设计暴雨洪水计算方法》及《辽宁省水文手册成果图》知水库位于水文分区Ⅲ7区。

2.1 降雨量

2.1.1 不同频率下的年降水量

查得多年平均降雨量为610mm,年降水量变差系数Cv=0.28,Cs=2Cv,查有关表格知不同频率的模比系数,用该数与多年平均降水量相乘即得不同频率降水量,见表1。

2.1.2 降水量年内分配

经分析实际资料知可以以开原站为代表站。查《辽宁省水文手册》的代表站降水量的年内分配,见表2、表3。根据保证率查表1得年降水量,用该值与各月分配百分数相乘即得月降水量,其结果如表2、表3所列。

2.2 蒸发量计算

2.2.1 多年平均蒸发量

查《辽宁省水文手册》流域重心处的年蒸发量为Z=1520mm,Ⅲ7区的蒸发量折算系数K=0.62(开原站),因此多年平均蒸发量为Z=1520×0.62=942.4mm。

2.2.2 蒸发量年内分配

查《辽宁省水文手册》知蒸发量年内分配百分数,用多年平均年蒸发量与各月分配百分数相乘即得月蒸发量,结果见表4。

3 年径流计算

查《辽宁省水文手册》流域中心处多年平均径流深为y=100mm,年径流变差系数Cv=0.7,采用Cs=2Cv。

3.1 王家油房水库多年平均径流总量

由库区地形图可知王家油房库区集雨面积为7.04km2,则

查皮尔逊Ⅲ型曲线的模比系数Kp值表可得不同保证率的多年平均径流量,见表5。

3.2 流域多年平均径流总量

流域总面积为38.6+7.04=45.64km2,则

查皮尔逊Ⅲ型曲线的模比系数Kp值,计算得不同保证率的多年平均径流总量,见表6。

4 设计洪水

4.1 设计暴雨计算

流域年最大三日暴雨均值P三日=100mm,年最大24h暴雨均值P24=80mm,年最大24h(三日)暴雨变差系数Cv=0.6,采用Cs=3.5Cv。各种频率下的暴雨均值如表7。

4.2 设计洪峰及洪量计算

4.2.1 北洼子水库

北洼子水库上游河长L=10.39km,比降J=1.8‰。

4.2.1. 1 洪峰计算

L/J0.5=10.39/1.80.5=7.74,查《水文手册成果表》得Ki=0.041。

由公式

式中Qc———不因频率而变的常数流量,m3/s;

由此可按下式计算出不同频率下的洪峰流量,见表8。

式中Kp———年最大24h暴雨不同频率的模比系数;

Ψp———不同频率的洪峰径流系数。

4.2.1. 2 洪量计算

一次暴雨洪水总量是确定水库防洪库容的重要依据之一。小河流的洪水陡涨陡落,因此,根据经验,小河流一般可用24小时设计暴雨所形成的洪水总量作为设计洪水总量。由以下公式可求得不同频率下的洪水总量,见表9。

式中0.1———折算系数;

α———日暴雨径流系数(据分析24h暴雨径流系数与三日暴雨径流系数相差甚小,误差在5%,所以可用三日暴雨径流系数代替24h暴雨径流系数,查得α=0.33);

H24p———频率为P的24h暴雨量,mm;

F———水库集水面积,km2。

4.2.2 王家油房水库

王家油房水库上游河长(至北洼子水库坝址)L=2.48km,比降由库区地形图算得:

式中z0、z1、z2,…,zn———自河口起沿流程各点的河底高程,m;

L1、L2…Ln———各点间距,m;

L———河道总长度。

计算得J=2.59‰。

4.2.2. 1 洪峰计算

L/J0.5=2.48/2.590.5=1.54,查《水文手册成果表》得Ki=0.097。

由公式Qc=KiP24F=0.097×80×7.04=54.63m3/s,按公式Qp=KpΨpQc求得不同频率下的洪峰流量,见表10。

4.2.2. 2 洪量计算

由公式Wp总=0.1αH24pF求得不同频率下的洪水总量,见表11。

5 结语

通过对王家油房水库洪水总量的计算,为拦蓄地表水,开发利用地表水、地下水,有效合理利用及开发水资源提供了科学保证。水库的建成和安全运用,在防洪、灌溉、发电、城乡供水、环境生态、旅游等方面发挥了巨大作用,取得了显著的经济效益。

摘要：为了缓解老四平乡用水之矛盾,现拟定在王家油房修建小型水库一座,以此来兴修水利,拦蓄地表水,开发利用地表水、地下水。为了宣泄规划库容所不能容纳的洪水,为此进行了洪水计算,防止洪水漫坝顶,保证大坝安全。

关键词：大坝,溢洪道,涵洞,设计

参考文献

[1]刘恒.大连市大中型水库集总式洪水预报预警技术研究[J].中国水能及电气化.2015(3).

[2]黄凤岗.水电站工程水能的计算方法研究[J].中国水能及电气化.2015(5).

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