电站前池（精选6篇）
电站前池 篇1
浙江省武义县源口三级电站属钱塘江水系, 是麻阳港梯级开发, 利用源口水库灌溉渠系落差, 在总干渠上建成的引水式电站。源口二级至三级引水渠长3.01 km, 设计水头16 m, 流量8.0 m3/s, 装机三台共计750 k W。
三级电站前池, 在寺堂山半山坡劈山开挖而建, 其引水渠轴线与压力水管轴线的交角接近直角, 压力池垟顶高程153.6米, 池底高程149.1 m, 设计正常水位153.3米。前池挡水垟地基为微风化岩石, 采用片石干砌的重力垟, 迎水面现浇混凝土作为防渗体挡水垟, 剖面。
源口三级电站自投入运行以来, 前池均发生不同程度的裂缝, 且裂缝几乎位于相同的部位, 详见裂缝分布示意 (图2) 。每年电站检修期间, 采用水泥砂浆进行修补, 但收效甚微。尤其受2000年6.19洪水袭击, 造成紧急停机, 溢水槽垃圾堵塞发生了短时挡垟顶溢水后, 挡垟与底板交接处产生的裂缝加剧、漏水更严重。县水利水电局、小水电管理站、源口水库管理处等有关领导高度重视, 多次亲临现场勘察, 要求从根本上解决漏水问题, 消除安全隐患。2001年11月, 源口水库管理处采用PCC新型补漏水材料, 对前池的裂缝进行了修补。2002年1月11日, 电站投入试运行, 但漏水问题仍然没有解决。经有关领导邀请, 本人前赴现场, 到前池山坡脚时, 见厂房后垟排水沟满淹, 漏水量较大, 正常水位时挡水垟背水坡脚, 漏水声很响, 站在挡水垟顶肉眼可见已修补的裂缝又重新开裂, 严重存在工程安全隐患。源口水库管理处领导决定, 成立三级电站前池漏水处理工作组, 停止发电, 本人负责裂缝原因分析、提交处理方案、漏水处理实施等工作。
1 前池裂缝原因分析
源口三级电站前池漏水, 是由于挡水垟与底板交接处混凝土防渗体发生严重裂缝 (见图2) 。
1.1 裂缝原因分析
根据实际情况, 基本排除了挡水垟垟身或池底底板不均匀沉陷、挡垟背水坡填土或填方沉降、温度变化等形成裂缝的原因。因此, 前池裂缝很有可能是挡水垟本身结构设计的问题, 有必要对原挡水垟本身结构进行验算。
1.2 荷载计算
取前池正常水位时、挡水垟背水坡无填土、池底无泥沙淤积为条件, 片石干砌体容重rg1=2.4 t/m3, 混凝土防渗体容重rg2=2.4 t/m3, 水体容重ro=1.0 t/m3, 饱和土容重rt=1.95 t/m3, 根据材料力学公式其荷载计算如下[1]:
(1) 土压力:
式中:
ϕ为填土内摩擦角, 砂壤土取ϕ=25°
(3) 渗透水压力:
式中:
T为计算截面宽度;hs为计算截面宽度;
(4) 挡水垟重力Gi;对O点的力臂Ci;对O点的力矩计算如 (表1) 所示。
1.2.1 挡水垟的整体性稳定验算
(1) 抗倾覆验算。
式中:
K倾为抗倾覆安全系数;
M抗为抗倾覆力矩, M抗=∑ (G·C) ;
(2) 抗滑移验算, 取抗剪摩擦系数f=0.70
式中:
K滑为抗滑移安全系数;
∑W为作用于垟体上的全部荷载对滑动平面的法向分值, ∑W=∑G-u;
∑P为作用于垟体上的全部荷载对滑动平面的切向分值, ∑P=pt+ps。
1.2.2 垟身强度验算
取距垟顶下4.5 m (池底) 处的截面, 根据材料力学公式进行验算[1]。
(1) 荷载及内力计算。
(2) 弯曲压应力验算。
式中:
σa为计算压应力;
∑W为纵向力总和;
∑M为弯矩总和。
构件截面积, A=1.0×T, 其中T=2.63 m
W1为截面对受压边缘的抵抗距, W1=T2/6
[σa]为砌体的容许轴心受压应力
式中:
K为塑性影响系数, 矩形截面, K≤1.50
e0为偏心距, e0=∑M/∑W=9.09/16.71=0.54 m
查有关资料[5], 片石砌体石料标号C42.5, 砂浆标号M2.5时的砌体容许轴心受压应力[σa]=8 kg/cm2, 片石为该容许应力的0.5倍, 即[σa]=8×0.5=4 kg/cm2, K[σa]=1.5×4=6.0 kg/cm2
因此, a=1.424<K[σa]=6.0, 弯曲压应力验算合格。
(3) 弯曲拉应力验算
式中:
σWL为计算弯曲拉应力;
[σWL]为砌体的容许弯曲拉应力;
W2为截面对受拉边缘的抵抗距, W2=W1;
σWL=7.89-0.635=0.154 kg/cm2<[σWL]=0.8 kg/cm2, 弯曲拉应力验算合格。
以上验算得知, 挡水垟垟身强度安全;而挡水垟整体性却不稳定, K倾=1.26<1.5, K滑=1.04<1.2, 不能满足安全运行。
2 前池漏水处理方案的确定
由挡水垟结构验算结果可知, 采取有效的手段解决挡垟整体不稳定的设计是处理漏水问题根本。实际中, 解决该问题的工程措施诸多, 如在挡垟背水坡加宽放缓边坡, 拆除重建改变挡垟形状和尺寸, 迎水面放坡利用水重等均可达到挡垟稳定的目标。
综合考虑安全、施工方便、工期要求、项目投资等因素, 三级电站前池漏水的最终处理方案见 (图3) , 在迎水面采用悬譬式梁板结构钢筋混凝土对挡垟进行加固, 并利用部分水重新建钢筋混凝土与原片石砌体成为一体, 以满足挡垟的整体性稳定和防渗要求。
2.1.1挡水垟的整体性稳定复核
(1) 抗倾覆核算。
(2) 抗倾覆核算。
核算结果表明, 采用上述处理方案满足挡垟整体性稳定的设计要求, 能消除工程安全隐患。
3 前池漏水处理结果
源口三级电站前池, 采用钢筋混凝土悬臂式板梁结构对挡垟进行加固的漏水处理方案, 报送县水利水电局批准后, 于2002年1月进行投标并施工。
施工方法及采用机械设备, 主要是人工开挖基础, 弃方利用双轮胶车用简易升降机升至垟顶再运至弃方场。池底混凝土底板用切割机切割, 垟面老化混凝土人工凿毛清洗。拌和点设在电站厂区空基, 0.4m3拌和机搅拌, 重直运输用井架卷扬机。钢筋网片在原挡垟面打孔锚筋, 以固定网片邦扎, 钢管立架木扣板支摸。为防止伸缩裂缝, 钢筋网混凝土防渗体每隔10 m设一道伸缩缝, 紫铜片止水。
工程于2002年1月23日开工, 2002年2月16日完工, 2月20日前池投入运行。到目前为止, 再没有发现前池裂缝漏水。
4 结论和建议
武义县源口三级电站1980年建成发电, 前池每年发生裂缝, 年年需进行修补, 没有从根本上解决裂缝漏水的问题, 工程存在严重的安全隐患。自从前池漏水处理的方案实施后, 至今为止, 从未发生裂缝漏水。事实证明, 形成前池裂缝的原因的分析采用理论依据方法是可信的, 判断挡垟整体性不稳定的结论是正确的, 迎水面采取钢筋混凝土悬臂式结构对挡垟进行除险加固的措施是有效地, 也是科学的。
摘要：浙江省武义县源口三级电站是利用灌溉渠系落差建成的引水式电站。电站前池在寺堂山劈山开挖而建, 挡水垟采用片石干砌, 混凝土防渗。电站自投入运行后, 前池经常发生不同程度的裂缝而漏水, 尤其受2000年6.19洪水袭击后, 裂缝漏水更加严重。
关键词：武义县,电站,前池漏水,挡垟
参考文献
[1]许本安, 李秀治.材料力学[M].上海交通大学出版社, 1988.
[2]电力工业部西北勘测设计研究院.水工混凝土结构设计规范[S].中华人民共和国电力工业部.DLT 5057, 1996.
[3]GB50003-2001, 砌体结构设计规范[S].
忠路电站前池尺寸及水位的拟定 篇2
一、前室
前池的前室为输水隧洞末端与进水室之间的扩大加深部分。在纵剖面上, 前室进口底部自隧洞末端底部开始, 用1∶4.2的斜坡与长11m的等宽段底坡水平相连, 后接进水室底板。前池轮廓进口宽2m, 末端宽10m, 总长30m, 进口底部高程为1 039.45m。
二、进水室
进水室位于前室和压力钢管之间, 其宽度按1.5~1.8倍管径经验值确定 (B进=10m) , 内布有拦污栅、检修闸 (阀) 等构筑物。根据地形条件和布置需要, 确定忠路电站进水室长10m, 进水室底板高程为1 035.25m。
三、前池的特征水位计算
1.前室正常水位Z前正的计算。
近似认为Z前正和隧洞末端水位相同, 均为1 041.65m。
2. 进水室的正常水位Z进正的计算。
Z进正为前室正常水位减去从进水室进口至压力管进口的各项水头损失, 由于水头损失较小 (近似为0) , 故Z进正=Z前正=1 041.65m。
3. 进水室的最低水位Z进最低的计算。
计算时, 以电站一台机组 (发电流量为3 m3/s) 突增到两台机组 (发电流量变为6 m3/s) 时前池的水位降落为例, 经计算Z进最低=1039.45m。
4. 进水室的最高水位Z进最高的计算。
按照设计流量下正常运行时水电站突然甩全部负荷时的最高涌波水位确定。在丢弃负荷前, 电站引用流量为设计引用流量Q设, 渠末流速为V0, 水深为h0, 前池水位为H设。丢弃全部负荷后, 电站引用流量突然降为0, 由于水流的惯性作用, 渠道末端水流仍以流速V0流入前池, 促使前池末端水位上升, 出现涌波, 此涌波以波速C0向上游传播, 波峰所到之处, 渠道水位上升, 流速下降。在波峰向上游传播的同时, 前池水位继续上升, 波面线接近水平。由于受渠底坡降的影响, 水流向上游传播受阻, 反射波以波CL2向下游传播, 此时涌波传播距离为L, 波速为CL。反射波向前池传播过程中, 水面继续上涨;当反射波到达前池时, 前池水位达到最高点, 此后前池水位开始下降。因此, 只要计算出渠道和前池的最高水面线, 再加上符合规范要求的超高, 就可以确定出渠道和前池边墙的顶高程。
电站建成后, 前池正常过流6m3/s。当所有机组在瞬时失去全部负荷时, 前池内水位急剧升高, 使水逐渐涌向隧洞, 而目前, 仅有的5#施工支洞改造的溢流侧堰距离前池较远, 不能有效泄洪。为此, 必须进行相关涌波及溢流计算, 以确保前池安全。
式 (1) 中, εn为涌波高度, Bn为过水断面在半波处的顶宽, Bn′为断面n-n初始的水面宽度, An0为断面n-n初始的过水断面面积, vn0为断面n-n初始的平均流速。
按现状溢流堰溢流计算最高涌波水位的方法是, 先求出起点断面0-0相应于甩负荷时的初始波高和波速, 并计算出逆行正涌波由前池处传到5#施工支洞 (溢流侧堰) 所需的时间T1。再计算反射波由溢流侧堰传到前池处所需的时间T2, 绘制关系曲线f (t) , 并从中查出前池处的最高水位, 即最高涌波水位。经过计算, 前池处初始涌高0.75 m, 当涌波传到溢流侧堰时前池处涌高2.7 m, 当涌波再传回前池时涌高3.75 m, 得到前池最高涌波水位1 045.4 m。为了有效泄洪, 并保证前池安全, 应在5#施工支洞处利用溢流侧堰泄走所有水流, 同时将前池顶部加高到1 046.5 m。
5. 进水室淹没深度S的计算。
根据《水电站引水渠道及前池设计规范》第6.1.9条规定, 水电站进水口上缘淹没于最低水位以下的深度, 淹没深度S按戈登公式确定:
式 (2) 中, C为系数, 对于对称进水口, C=0.55;d为进水口闸门高度, 本工程中d=1.5m;V为进水口闸门断面流速。经计算S=2.3m。进水室底板高程=最低水位-S-d=1035.65m, 本工程取1 035.25m。
四、前池的特征高程计算
1. 前池各部位底部高程的计算。
前室起始断面底部和隧洞末端底部同高, 高程均1039.45m;前室末端断面高程1 034.8m, 进水室高程为1035.25m。
2. 压力水管进口顶缘高程Z顶的计算。
为保证不致形成旋涡和防止空气进入压力管, 应使水管顶缘淹没在最低水位Z进最低以下一定深度a, 其进口顶高程按下列公式确定。
式 (3) 中, a为进水室最低水位高出压力管进口顶缘的高度, 若计算出的a值小于0.3~0.5m, 应采用0.3~0.5m;v为管中流速, 管中流速按确定进水室最低水位Z进最低时相应的流量计算。
对于忠路电站, 取a=1.2m, 故Z顶≤Z进最低-a=1038.25m;考虑到实际需要, 取1038.2m。
3.压力墙顶部高程Z墙顶的计算。
解析水电站压力前池的设计重点 篇3
一、工程简介
某水电站是六级的引水式水电站, 其总的装机容量为7 500 kw。水电站上游的流域面积多达300多km2, 设计的水头也达到了80 m, 设计的流量为每12 m3/s, 压力管道的直径为2 m。在水电站投入运行以来, 其年平均的发电量达到了3 500 k W。
在前言部分, 笔者已经提到, 水电站的压力前池主要起的是连接作用, 连接压力水管和饮水渠道。压力前池的设计要求, 首先是稳定, 确保水电站在各种突发状况发生时均能正常运行, 从而确保水电站运行的安全。
二、压力前池的设计原则
水电站压力前池的设计原则有四个:第一, 满足输排冰的需要;第二, 满足输排冰流速要求;第三, 满足多级排冰的要求;第四, 满足饮水泥沙的处理要求。
1. 输排冰对于压力前池的要求
该工程位于冲击平原, 冬季温度较低。因此, 压力前池的排冰问题也就显得尤为突出。通过对多个水电站的调查, 当前最优的输排冰布置为正向排冰和正向饮水。这种方式的优点在于排冰方向和饮水方向一致, 建筑物呈分层分布, 上层是排冰闸或者排冰槽, 而下层则是进水廊道。
在这种形式当中, 排冰闸与引水渠的中心线在同一条直线上, 从而确保水流的平稳, 在闸前不会出现回流和漩涡。
2. 输排冰流速对压力前池的要求
为了切实满足水电站水头的要求, 一般而言, 引水式水电站的水渠道的纵坡设计的较小, 渠道内的流速比较缓慢。我们知道, 在冬季, 渠道的饮水量通常会比较小。因此, 其设计饮水量只需满足夏季的20%即可。
为了真正满足输排冰的要求, 渠道的流速不应低于最小输冰流速, 而输冰的流速通常为1.2 m/s。这就要求在设计水电站压力前池时, 其排冰闸的高度不应低于渠道末端底板的高度。从而确保排冰闸在运行过程中, 无需采取壅高水位的方法来提高渠道的流速。
3. 多级排冰的要求
在冬季, 渠道内的饮水多为冰棱混合水。除了比较大的浮冰会漂浮在水流的表面之外, 水流内通常含有很多的冰棱。
分层饮水排冰的相关设施在第一道排冰闸的位置上, 可把大多数的冰棱拦截到排冰槽之内, 不过一小部分仍然可以通过地层的饮水廊道进入前池。因此就需要设计二次排冰设施, 从而达到彻底清除水流内冰棱的目的。
4. 夏季泥沙的处理要求
在含沙量比较大的河流上, 防止泥沙进入渠道的措施主要是, 一级泥沙处理往往无法达到限制水流含沙量的要求, 因此需要在水电站上建设二级泥沙处理工程。这样就可以满足夏季泥沙的处理要求。
三、水电站压力前池的设计在重点
1. 压力前池的平面布置
压力前池的设计要求是, 其不惜符合运行高效、均匀分配水量以及确保水流平稳等, 而其平面布置的结构应当具有简单、水头损失较少以及有效阻拦污物、沉淀泥沙等特点。
压力前池应当建设在比较平缓的地形上, 而其地基必须有良好的稳定性。前池的布置应当尽可能靠近水电站的设备厂房, 从而减少压力管道的长度。此外, 在设计时, 还应当考虑到压力前池建成之后的情况, 也就是考虑其增加了建筑物和水的推力之后的情况。考虑其会不会对山坡造成压力, 会不会是造成山体滑坡的一个因素。
而压力前池平面形状一般情况下均为矩形, 而矩形这一形状常常会导致其池角落落在山脊的外侧, 从而提高墙体的整体高度, 增加砌体和清基工程的工程量。而如果清基工程基础的位置比较低, 则渗水很难集中进行引排。从而很容易形成薄弱点, 可能会给工程带来不小的隐患。
2. 压力前池的容积
水电站流量调价的形式有三种, 长期调节, 日调节和瞬间调节。长期调节是把季节或者时期内的不同量的天然水调节均匀, 从而确保水电站发电量的稳定;而日调节是把一天之内的来水进行合理的调配, 从而满足不同情况下的发电需求;瞬间调节指的是发电的流量发生瞬间的变化, 从而确保供水和需水不出现中断的状况。其中, 无压引水式水电站对前池容积的要求不是很高, 而前池容积的大小也就不是影响前池尺寸的一个因素。
在结构方面, 小型水电站要求压力前池具有相当的稳定性, 从而在防渗方面尽可能实现滴水不漏。而少量的渗水, 一定得引排出压力前池。从而防止其影响渗入的基础, 避免危及压力前池的整体安全。而本水电站压力前池的运行实践正面, 其布置型式、防渗设计和墙体结构均科学合理, 且安全可靠。
3. 连接段的设计
在冬季输冰时, 需要注意的问题是, 应当尽可能减少渠道的热量损失, 保持冰凌流动的平顺性。相关的调查表明, 当渠道中的冰凌流速为0.8~1.4 m/s时, 水流中的冰凌是漂浮前进的;而当流速大于1.5 m/s时, 则冰凌是翻滚着前进的;而如果水流速度小于0.8 m, 则冰凌容易与水流中的淤泥粘结, 从而阻塞渠道。因此, 这就需要确保引水渠道中水流的平稳性, 设置渐变段。
渐变段与排冰闸之间应当设置连接段, 为了确保寒冰水能够顺利进入排冰闸, 应尽可能缩短渐变段与排冰闸之间的距离, 有效利用水流的惯性力量。从而时冰凌以最快的速度通过连接段, 进入排冰闸。而连接段底部适宜采用比例相同的坡度连接, 也就是渐变段的底板高程与进水廊道的底板高程相同。
4. 水电站进水口的设计
水电站的进水口前部底板的下方, 应当设置一道垂直的水流方向上的排沙涡管。进入口底部的高程理论上讲, 应当比排沙涡管的底部高程高1.5 m左右。其中, 排沙涡管应当采用正向饮水的方式。而排沙则是侧向的, 排沙涡管的开口高度经测算, 应设定为30 m, 而其半径则在80~140 cm之间。
涡管排沙指的是利用悬移质含沙量沿垂线分布的不均匀性, 把其下层当中含沙量比较大、粒径比较粗的水流经由涡管排除掉, 从而让上层当中含沙量小、粒径较细的水流通过涡管进入下游水域。也就是说, 通过涡管分界流线的高度, 能够精确地确定涡管影响含沙量水流的高度, 由此可以确保含沙量小、粒径细的流水进入下游水域。
本工程的涡管分界流线高度在2 m左右, 涡管从压力前池分出来的流量Q1与压力前池中的水流量Q之比, 就被称之为涡管的分流比。经过相关的测算, 该工程的分流比为0.2。
此外, 水电站压力前池的设计还应重视排冰闸、进水廊道的设计。
四、结语
在水电站的整体设计中, 压力前池设计是一项非常重要的内容, 而这主要是由压力前池的地位和作用决定的。本文结合具体的工程案例和笔者自身的工作经验, 从水电站压力前池设计原则出发, 分析了水电站压力前池的设计重点。其中, 压力前池的设计重点主要包括水电站进水口的设计、压力前池容积的设计以及压力前池的平面布置、连接段的设计等。
摘要：我国多数的引水式水电站都面临着两个大难题, 一是冬季的防冰棱问题, 二是夏季的引水排沙问题。如果设计水电站时不能有效解决这两个问题, 则会影响水电站的后期使用。以下笔者结合具体的工程, 系统探讨了水电站压力前池的设计重点。
关键词：水电站,压力前池,设计重点
参考文献
[1]康德民.清印溪六级水电站压力前池的设计[J].小水电:技术交流, 2009.
水电站沉沙池及压力前池设计 篇4
沉淀水中大于规定粒径的有害泥沙, 使水的含沙量符合水质要求并与下游渠道挟沙能力相适应的水池。其断面远大于引水渠道断面, 水流至其内流速骤减, 挟沙能力降低, 泥沙遂沉于池中。进出口常设闸门。应在池中沉淀泥沙的最小粒径及沉于池中泥沙的沉降百分比, 由用水性质确定。沉沙池按位置分为渠首沉沙池和渠系内沉沙池;按冲洗设备分为水力冲洗式沉沙池和机械清淤式沉沙池, 前者又分为定期冲洗式 (沉沙与冲洗交替进行) 和连续冲洗式 (供水和冲沙同时进行, 多用于含沙量较大, 颗粒较粗, 且不允许中止供水的情况) ;按沉沙池的数目分为单室式和多室式;按平面布置分为直线形沉沙池和曲线形沉沙池。此外, 黄河下游引黄灌区, 常结合放淤改土使用条渠形沉沙池, 淤满后即用于耕种。
2 沉沙池布置方案选择
2.1 定期冲洗式沉沙池
由进口连接段、沉淀室、出口连接段、冲沙设备等部分组成。其工作特点是沉沙与冲洗交替进行, 供水时, 有害泥沙不断沉积, 沉淀室过水断面逐渐减小, 流速不断增加, 当有害泥沙开始进入下游渠道时, 则停水冲洗。根据引水流量的大小, 沉淀室可设计成单室或多室。单室沉沙池在池的末端设有冲沙底孔 (或冲沙闸) , 使沉淀的泥沙从冲沙底孔排走, 沉淀后的清水流入干渠。用这种形式沉沙池冲沙时须停止供水;如采用带有侧渠的单室沉沙池, 则可使供水不中断, 但可供的水是未经澄清的。供水流量大于15~20m3/s时, 可采用多室沉沙池, 池中每个沉淀室通过的流量, 可按沉淀室数目平均分配。当其中一个沉淀室冲洗时, 其余沉淀室应通过全部流量。多室沉沙池不仅可连续供水, 而且冲沙时所需流量较少。定期冲洗式沉沙池的主要优点是结构简单, 运用可靠, 不易发生故障;缺点是流速不均匀, 当含沙量较大时, 冲洗频繁, 管理复杂。
2.2 连续冲洗式沉沙池
设计上可用单室或多室。其特点是压力水流冲洗, 供水与冲沙同时进行, 多用于含沙量较大, 颗粒较粗, 且不允许中止供水的情况。连续冲洗式沉沙池按平面形状又可分为直线形沉沙池和曲线形沉沙池。后一种常布置在由山区或丘陵区河流引水的渠首, 在中国新疆维吾尔自治区修建较多, 运行良好。
在中国黄河下游引黄灌区, 常采用条渠形沉沙池。这种沉沙池一般利用渠首附近天然洼地作为沉沙区, 在沉沙区内用围堤和格堤分为若干条渠, 其平面形状近似于菱形, 各条渠可轮流使用。每一条渠淤满后, 即可用来耕种。
2.3 模型的建立
边界条件包括地面坡降, 断面高程、断面底部宽度、断面间距、围堤边坡;水沙资料包括进口水位、量程、水温、含沙量、泥沙颗分资料、泥沙干容重和阻力系数模型运行模型运行分四步进行。
2.3.1 水流计算
根据不同运用时段的流量、进口水位、断面资料, 采用二分法试算推求各断面水位、流苏、水力半径、流量模数等。
2.3.2 泥沙运行计算
(1) 根据资料计算出口断面压力
(2) 计算泥沙组浑水沉速、絮凝沉速、断面平均沉速、有效沉速。其中计算絮凝沉速时, 将粒径小于0.01mm的泥沙颗粒用当量粒径表示, 然后带入沉速公式计算。
(3) 计算出口断面 (下端面) 含沙量及泥沙分组粒配。
(4) 河床变形计算。利用上下端面泥沙冲淤量修正沉沙池纵断面。
2.3.3 返回值计算
反悔2.3.1、2.3.2.计算, 直到完成运用周期为止。
2.3.4 输出结果
输出结果包括:a.个断面水位、平均流速;b.个断面泥沙分组含沙量、颗分情况;c.端面间淤积量、淤积总量及断面变化情况。
2.3.5 验证计算
根据实测资料, 就影响泥沙运行的主要水利因素 (流速) 、泥沙要素 (出口含沙量和分组粒配) 进行验证分析作图。经过验证, 流速和含沙量验证结果较好, 粒配资料符合性相对较差, 原因是计算出断面资料符合性相对较差, 原因是计算出口端面资料是借用了进口断面的颗分资料及分组挟沙力, 但仍有90%以上的电子分布在45度线附近。
3 结合布置设计
压力前池山坡高程为2110-2140m, 地形平缓, 总覆盖层为第四系残坡积, 地形坡度为八度。铅直厚度为1.5~3.0m。下伏基岩为石英砂岩夹板岩, 赤身下不鸡翅地板均位于强风化基岩上, 岩层倾向山内, 支持不存在抗滑稳定问题, 地基承载力满足建筑物持力要求。
采用单向第七冲沙式, 沉沙池所需长度为88m, 为使沉沙效果好且便于排沙泄水, 沉沙池呈直线布置, 采用正宵进水、正向冲沙的方式。根据该处的地形条件, 将沉沙池与压力前池并列布置, 中间设隔墙, 压力强持有沉沙池尾部的隔墙顶测堰取水。
沉沙池采用单厢定期冲沙式。根据该处的地形条件, 将沉沙池与压力前池并列布置, 中间设隔墙, 压力前池由沉沙池尾部的隔墙。沉沙池总长为91.88m。由井口控制闸、首部扩散段、池身段、溢流侧堰、冲沙闸室, 冲杀泄水道等部分组成。
沉沙池进口设一道1.5m X1.5m的控制闸门, 首部扩散段长为15.88m, 断面由1.5宽的经双侧扩散为5.4m快底板高程为2724m将至2720.03m, 低坡i=1:4。池身长为70m, 宽为5.4m, 身为6.02~6.72m。齿顶高程为2726.05m正常水位为2725.03m, 冲砂流量为0.8立方米每秒, 工作水深为两米, 池内平均流速为0.12米每秒, 低坡为百分之一。沉砂池尾部水流左边墙设置有一道溢流侧堰, 用于险些多余的渠道来水及电站甩负荷时候的废弃水。侧堰长为是私密, 堰顶高程为2725.13m, 为实用堰下泄流量为3.8米每秒。在渠道末设置两到控制闸, 以控制渠道来进沉沙池后再由隔墙堰进入压力前池。阴沉奢侈流量较小, 在正常运用情况下冲砂效果不大理想。
结束语
电站沉沙池按常规大都布置在枢纽首部, 由于地形地质条件限制, 可对沉沙池的布置位置及结构设计进行研究, 通过对结构安全、功能实现及经济性的综合比较, 验证沉沙池布置在引水隧洞末端的可行性, 经水力计算后能满足工程布置需要, 同时兼做压力前池, 运行条件更为合理, 最大限度的实现了沉沙池功能。
参考文献
[1]黎运.水利水电工程沉沙池动床泥沙运动计算[J].电力学报, 2006, 4.[1]黎运.水利水电工程沉沙池动床泥沙运动计算[J].电力学报, 2006, 4.
[2]姜文峰.沉沙池在内蒙古准格尔旗能源基地供水工程中的应用[J].科技情报开发与经济, 2007, 34.[2]姜文峰.沉沙池在内蒙古准格尔旗能源基地供水工程中的应用[J].科技情报开发与经济, 2007, 34.
电站前池 篇5
电站前池水工建筑物的工程布置形式对前池流态有着重要的影响,如果体型设置不当,会导致电站运行效率低下,而且还影响电站的安全稳定运行。前池的整流技术研究如物理模型实验和数值模拟已经引起国内外学者的广泛关注。周济人[1]、田家山[2]、徐辉[3]等基于物理模型对泵站复杂前池内水流进行了模型试验,提出前池流态改善方案。张贤明、吉庆丰等[4]利用三维紊流数值模拟的方法,模拟了泵站前池水流流态。刘超等[5]采用数值模拟的方法研究底坎对前池的整流作用。目前现有改善泵站前池流态的工程措施主要包括加导流墩、底坎、立柱、压水板和削涡板等,而前池各类水工建筑物的布置对流态的影响研究甚少。
东江电站建成运行至今,整体运行状况良好,但电站前池流态在某些工况下仍然较为紊乱,影响到机组的高效运行和水能的充分利用。本文对前池四种不同水工建筑物的布置形式进行了流态模拟,分析影响前池流态的主要因素,采取合理的优化措施提高电站的发电效益,对结果作对比分析并验证了工程设计的合理性,推进了CFD技术在水工建筑物设计中的应用,为水工设计提供科学依据。
1 数值模拟计算方法
为保证三维模拟的准确性,在综合分析计算资源及各种湍流模型的精度和适用性基础上,本文借助于商用CFD软件FLUENT,在空间上采用结构化网格与非结构化网格离散计算区域,时间上采用显式差分格式,应用有限体积法(Finite Volume Method)离散不可压缩N-S方程,选择在模拟强逆压力梯度、射流扩散率、分离、回流、旋转上有较高精度的可行化k-ε(Realizable)湍流模型对东江电站上水库在4种方案下的水力特性进行数值模拟。近壁区域流态选择适用于高雷诺数流动且无须过细近壁网格的壁函数法(Wall Function)进行边壁处理,用Euler-Euler法中的体积函数模型(the VOF Model)处理自由液面,采用在非恒定流计算中较适用的PISO(Pressure Implicit with Splitting of Operators)算法进行迭代求解。
2 计算区域、边界条件及计算工况
(1)计算区域及网格划分。
广东省惠州东江水利枢纽工程位于东江下游惠城区河段的泗湄洲处,上距惠州市惠城区约9.4 km,下距博罗水文站3.3 km。电站为低水位河床式电站,共安装4台贯流式灯泡机组,电站与右侧泄水闸之间高程为12 m的隔墙,长56 m;拦沙坎顶部高程5 m,高出地面(高程为3.4 m)1.6 m;洲头距坝轴线 252.19 m,与拦沙坎和导流墙一起形成电站前池。
根据研究内容,在充分考虑了上库边界条件对电站前池流态的影响后,确定选择距离泗湄洲上游洲头约100 m(距离电站进口300 m)处的河道断面为进口边界,前池进水口末端断面为出口边界,电站前池左侧(面向下游)洲岸边界为现有的边界形式,电站前池右侧的模拟范围一直延伸至右岸,考虑到右侧的泄洪孔并未处于泄洪工况,因此对右岸边界形式予以少许简化,经后续计算结果整理知,该简化是可行的。电站上游水库模拟区域见图1。详细计算工况见表1。
为保证足够的计算精度和VOF计算方法的稳定性,且考虑到对现有计算资源的充分利用,本次模拟区域的网格划分采取渐变形式。网格的整体形式采用六面体,对于边界条件较复杂局部区域采用四面体网格,总网格数量约为141万,节点数量约为401万。
(2)边界条件及监测面的布置。
本次模拟工况为上游设计洪水位下的机组额定流量发电。因此上游进口给定恒定高程水位为8.33 m,下游边界条件给定1.77 m/s的流速,体型顶部始终处于大气当中,可给定大气为0的压力进口边界条件,其他边界为无滑移壁面边界条件。监测面布置情况见图2。
3 成果分析
3.1 原设计方案数值模拟结果验证
(1)水头损失验证。
为探明东江电站前池现状的水头损失,严格参照东江电站前池布置现状,进行了模型实验和数值模拟,并将两者测得的水头损失结果予以对比分析,计算结果见表2。监测点的布置位置如图3所示。由表2可知,数值模拟得到的水头损失要大于模型实验结果,特别是监测点M-1与M-4之间的相对误差达到7.10%。M-1处于拦沙坎上游,尚未进入前池,流态较平缓,而M-4则处于1号进水口前部,靠近右侧拦沙坎,该处受到横向水流的侧向扰动较大,湍流
充分发展,流态紊乱。由此可初步推断,使得水头损失结果较小的主要原因为三维流场的紊流模型对前池紊流流态模拟时能量损耗较大。总体看来,模型实验结果与三维流场的计算结果相近,可知三维流场模拟结果具有较高的精度,能够满足工程分析精度要求。
(2)宏观物理现象验证。
东江电站为已建在运行电站,能够较方便地获得电站运行期间前池水面流动状态。图4(a)显示前池右侧拦沙坎上部水面有明显的横向波纹,图4(b)为三维流场模拟得到的自由液面,结果显示三维流场成功捕捉到了前池水流的横向水面波纹。
图5显示了东江电站在电站进水口前部有明显的涡流现象,图6显示了高程为7 m的水平剖面速度矢量图,计算结果显示在3号、4号机组进水口前部有明显的漩涡生成。这与电站实际水面流态一致,表明三维流场模拟有较高的精度。
3.2 流态分析
不同工况下不同的前池流态见图7,可知。
(1)现状工况下经由拦沙坎溢流入前池的水流具有较大的横向流速,横向水流与上游沿河道纵向流速的水流相互冲击后,使得前池水流流态紊乱,更在进水口前部形成了大范围明显的漩涡,这对进水口的流速及流量均有较大的影响。左侧边壁处由于边壁脱流形成很大范围的二次流区域,流入各进水管道内的水流也有明显的二次流存在。因此 ,支墩、拦沙坎及前池洲头岸边形式对前池流态都产生了一定的影响,应采取适当的工程措施使得水流在前池内水流平顺,电站进口不产生有害漩涡,底部及岸坡不产生冲刷。
(2)取消拦污栅支墩后,拦沙坎顶部高程以上的水流流态有所改善,拦沙坎下游侧水流流态分布更加均匀,但前池内流态情况并没有得到有效的改善,分析原因主要是由于拦污栅支墩尺寸相对于上游河道及电站前池来说较小,虽然对上游来流有一定的阻滞影响,但局限在较小范围和一定高程以上,并不是造成前池流态紊乱的主要因素。
(3)降低拦沙坎高程后,前池内流态得到了相当大的改善,在工况1和工况2都在左岸反弧岸坡中存在的竖轴漩涡消失,原本在4号进水口上方存在的较大二次流区域亦消失,而仅在2号进水口上方有较小范围的二次流区域存在,但并没有影响至下部水流流态。分析原因主要是由于取消拦沙坎后,上游来流能够从上游均匀汇入前池内,而拦沙坎的设置则反而使得溢流过的水流流速方向必与拦沙坎轴线布置方向垂直,拦沙坎轴向的折线布置则增大了流入前池水流的流向差异,不同流向的水流在前池内的掺混无疑使得前池内流态愈发紊乱。而且拦沙坎高程降低后,前池内沿X轴方向的横向流速明显减少,因此沿左侧岸坡流入的水流在流出反弧凹岸时受到纵向水流影响较小,没有在反弧凹岸处形成明显的二次流。
(4)取消拦沙坎并将左岸反弧形凹岸改为折线形凹岸后,前池及4个进水口的水流流态与工况3相比并没有发生较大变化,相反增大了左边墙处的脱流区域,恶化了4号进水口流态。
3.3 流线分析
不同工况下的流线分布图见图8,可知:有拦沙坎的工况1和工况2电站前池的流线分布极其紊乱,不同方向的流线相互交混,表明电站前池内水流湍流充分发展,会影响水轮机组正常稳定的发电效益。降低拦沙坎的工况3和工况4前池内的流线分布平顺,1号进水口附近区域流线最混乱,2号进水口距离1号进水口最近,因此该处的流态亦较差。3号进水口流线平顺,水流流态较好,利于水轮机组工作。4号进水口前部虽仍有脱流区域,但是流线仍然比较平顺,对4号进水口流态未造成较大的不利影响。
4 结 语
应用RNG k-ε双方程湍流模型,对东江电站上水库电站前池现状、拆除拦污栅支墩、降低拦沙坎、优化洲头边岸4种方案的水力特性进行数值模拟,分析了前池各类水工建筑物对前池流态的影响,研究表明:
(1)数值模拟结果与实际工程运行情况及物理模型实验对比可知,数值模拟结果能够精确地捕捉到宏观物理现象并计算水头损失,表明三维数值模拟具有较高的精度,能够用于水利工程流态的模拟,并对工程提供有效的设计依据。
(2)对比分析东江水库电站前池现状、拆除拦污支墩、降低拦沙坎和优化洲头边岸4种方案对前池水流流态的影响可知,为改善东江水库电站前池水流流态和提高发电效益,可采取截断拦污栅支墩、拆除拦沙坎,保留现状洲头岸线轮廓布置等工程措施。
参考文献
[1]周济人,刘超,汤方平,等.泵站复杂前池内的流态改善研究[J].江苏农学院学报,1998,19(4):93-96.
[2]田家山.给、排水泵站进水流态紊乱的危害与对策[J],河海大学学报,1988,(2):10-19.
[3]徐辉,田家山.大型污水泵站前池进水流态的研究[J].给水排水,1995,(4):5-8.
[4]张贤明,吉庆丰.泵站前池流态的数值模拟[J].灌溉排水,2003,(1):35-38.
[5]周济人,刘超,汤方平.大型泵站前池水流流态的模拟[J].水利水电技术,1996,(9):401-404.
[6]刘超,成立,汤方平.取水前池复杂流动数值模拟[J].华北水利水电学院学报,2001,(3):35-39.
[7]朱红耕.双泵共用进水池三维紊流数值模拟和试验研究[J].灌溉排水学报,2004,(2):66-69.
[8]陶文铨.数值传热学[M].西安:西安交通大学出版社,2004.
电站前池 篇6
梭罗沟一级水电站位于四川省阿坝州理县境内, 装机容量10MW (2×5000k W) , 机组额定流量6.27m3/s (单机) , 额定水头93.247m, 年发电量5001万k Wh。本工程枢纽由首部枢纽、引水系统 (无压过渡到有压) 和厂区建筑物三部分组成。2013年11月2日投入商业运行。因水库无调节能力, 机组试运行调试期间正值枯水期, 河道来水量不足, 单机能达到5MW额定出力, 单机完成满负荷甩负荷试验;未做两台机组同时满负荷试验和两台机组满负荷甩负荷试验。2014年5月12日, 梭罗沟河来水增大, 闸首出现溢流, 将两台机组负荷带至6MW, 闸首前池有5cm溢流, 监视蜗壳水压力从0.935MPa下降到0.9Mpa, 水压有进一步下降趋势, 为确保安全将负荷减至5.7MW, 水压能保持基本不变
2带负荷试验情况
(1) 2014年5月13日19∶48~23∶37分, 进行调整负荷试验检查, 见图 (一) 。
(2) 19∶48分, 两台机组运行, #1机组带有功2.01MW, #2机组带有功3.91MW, 蜗壳压力0.922MPa, 闸首前池溢流15cm。
(3) 21∶40分, #1机组带有功3.23MW, #2机组带有功3.9MW, 共7.13MW时;蜗壳压力降至0.9MPa, 闸首前池溢流17cm (河道来水量增大) , 水压下降速度增大, #2机导叶开度自动增加;为确保安全将负荷逐步减少。
(4) 23∶37分, 两台机组总有功5.74MW, 保持一段时间后, 蜗壳水压上升至0.935MPa, 能保持稳定, 闸首前池溢流大于20cm, 此时河道来水量也在持续增大。
(5) 考虑到试验期间大坝还有足够的来水量, 2014年5月18日对闸首大坝溢流、拦污栅、前池溢流堰临时增设30cm挡板后;2014年5月19日进行带负荷试验, 两台机组负荷增至8MW时, 闸首前池仍有溢流;经反复试验, 在闸首前池水位保持抬高30cm后的水位后, 两台机组负荷带8MW蜗壳压力能保持稳定。
3 试验成果
(1) 单机运行时, 机组能达到额定出力5MW。 (2) 在沉砂池溢流堰上加装挡板时, 两台机组同时运行时, 闸首溢流在15cm左右的水位, 两台机组累计最大带5.7MW负荷运行, 蜗壳压力稳定, 进一步增加负荷时蜗壳压力下降。 (3) 在前池溢流面加装挡板, 前池水位抬高30cm后, 两台机组累计最大可带8MW负荷运行, 蜗壳压力稳定, 进一步增加负荷时蜗壳压力下降。
4 系统水力计算复核
经过梳理原设计图纸并集合试验成果后初步分析为:在不断抬高渠首水位时, 进水量增加, 机组负荷随之增加。而影响机组出力主要因素有水头H、Q引及出力系数η。从负荷试验成果分如下两种工况验证机组进流量:
(1) 在未加挡板前, 两台机组按照2.9MW有功推算流量:
Q引=P/9.81×93.24×0.872=2900/9.81×93.24×0.872=3.64m3/s
两台机组过流量为2×3.64=7.27m3/s;为引水隧洞设计引用流量12.55m3/s的57.9%。
(2) 在前池溢流面等加高30cm米挡板后, 两台机组按照3.9MW有功推算流量:
Q引=P/9.81×93×0.872=3900/9.81×93.54×0.872=4.874m3/s
两台机组过流量为2×4.874=9.748m3/s;为引水隧洞设计引用流量12.55m3/s的77.7%。
5 成因分析
根据负荷试验成果及系统水力计算复核后认为:水量补给不足, 导致负荷增大, 蜗壳水压力迅速降低。而从实测渠道、隧洞断面尺寸结果复核后, 渠首及无压引水隧洞不存在引水量受限情况, 经放空检查, 隧洞也无渗漏通道等原因。最后在检查洞内压力前池时发现其存在如下几方面设计缺陷: (1) 前池连接段平面设计无扩散; (2) 无池身段, 不能形成雍水, 原设计属于缓流到急流过渡, 在机组逐渐增大负荷过程中导致水面线迅速下降, 水量补给时间延长。此设计不能满足前池平水建筑物要求, 布置见下图:
6 问题解决
由前面分析可知, 因为压力前池设计不符合规范要求丧失了前池的基本功能, 导致电站出力不够, 增加负荷出现蜗壳压力降低。通过多次反复试验, 本次通过增加水量 (抬高渠首水位) 的临时方案可以提高电站的效益, 但由于无压隧洞的水位有限制, 以及压力管道流速有所要求, 临时方案大坝蓄水可以增加到50cm且压力管道最大控制流速不超过5m/s, 即Q=15.7m3/s。2015年9月通过再次试验, 达到了电站额定出力要求。机组运行及各建筑物监测指标均满足要求, 降低了改造前池较高的改造方案, 同时提高了电站的经济效益。
7 结论
前池设计作为水力发电引水系统中的不可或缺的重要建筑物, 有承上启下的作用。压力前池设计布置合理与否, 决定电站是否能正常运行。因此前池设计必须依照规范进行。
摘要：压力前池的设计布置必须严格按照相关规程规范。其合理性是决定电站能否正常运行的关键。前池设计不合理会造成引水流态变化从而导致水量不够、机组出力不足等, 影响投资者效益。本文以已建成的四川理县梭罗沟一级水电站为例, 在不能正常的情况下经过引水系统设计成果分析后提出了合理的解决方案, 既节省了投资又提高了投资者的经济效益。
关键词：压力前池,出力,改造,设计
参考文献
[1]《梭罗沟一级水电站工程施工套图》 (四川省凡永工程设计有限公司提供) .
[2]《水电站引水渠道及前池设计规范》 (DL/T 5079—1997) .
[3]《小型水力发电站设计规范》 ( (GB 50071—2002) .