張利平，朱穎儒

（中國電建集團西北勘測設計研究院有限公司，陜西 西安 710065）

1 工程概況

某水電站為混合式電站，主要工程任務是發(fā)電。水庫正常運行水位為579.00 m，相應庫容為82.96×106m3，最低運行水位為530 m，相應的調(diào)節(jié)庫容為61.20×106m3；電站總裝機容量750 MW（5×150 MW），多年平均凈電量2439 GWh，年利用時間3653 h[1]。

該電站引水系統(tǒng)主要建筑物包括進水口、引水隧洞、調(diào)壓井和壓力管道。引水系統(tǒng)總長約5.2 km，引水隧洞襯砌后直徑11.4 m，在引水隧洞末端約4.5 km 處設置調(diào)壓井。引水隧洞通過調(diào)壓井分岔為五條壓力管道，每條壓力管道各設置一道檢修門，一道事故閘門，孔口尺寸均為4.8 m×4.8 m。調(diào)壓井采用阻抗式，阻抗的作用在于減小調(diào)壓井水位升高值和降低值，從而減小調(diào)壓井的容積，本工程設計檢修門門槽與調(diào)壓井聯(lián)通，檢修門槽兼做阻抗孔[2～3]。調(diào)壓井采用2 m 厚鋼筋混凝土襯砌，調(diào)壓井大室斷面內(nèi)徑32.00 m，開挖底部高程481.50 m，井頂高程615.00 m。為了調(diào)壓井事故閘門的檢修維護，調(diào)壓井下游設置事故閘室，并通過一條永久交通洞與外部交通相接，交通洞斷面為城門洞型，尺寸為6 m×7 m。調(diào)壓井布置見圖1。

圖1 調(diào)壓井布置

2 工程地質條件

調(diào)壓井位于山梁部位，其地下水排泄條件較好，調(diào)壓井整體位于地下水位以上。調(diào)壓井高程570.00 m 以上井壁穩(wěn)定性差，為Ⅳ類圍巖，506.00 m～570.00 m 段井壁穩(wěn)定性一般，圍巖為Ⅲ類，斷層破碎帶及裂隙密集帶段為Ⅳ類圍巖。

調(diào)壓井段巖體中裂隙主要分為3 組，第①組產(chǎn)狀NW 276°～300°SW∠53°～69°，裂隙一般寬0.2 cm～0.3 cm，充填巖粉，鈣膜，局部為石英脈，地表裂隙張開，無充填，膠結一般，該組傾角陡，對調(diào)壓井井壁穩(wěn)定不利；第②組產(chǎn)狀NE35°～73°SE∠60°～80°，寬0.1 cm～0.3 cm，充填巖片、巖屑，面平直較光滑，傾角陡，對調(diào)壓井井壁穩(wěn)定不利。第③組為片麻理面裂隙，NE50°～85°NW∠15°～25°，充填巖屑，局部充填石英脈，膠結一般，面平直稍粗糙。調(diào)壓井圍巖物理力學參數(shù)見表1，裂隙結構面力學參數(shù)見表2。

表1 調(diào)壓井圍巖物理力學參數(shù)表

表2 結構面力學參數(shù)

3 調(diào)壓井岔管水頭損失計算

引水隧洞經(jīng)調(diào)壓井分岔后與五條壓力管道相接，此部位的水頭損失無法按照相關規(guī)范計算。為了明確該部位局部水頭損失，保證總水頭損失滿足標書要求，通過模型試驗對調(diào)壓井及岔管局部水頭損失進行了驗證。

分別選取從單臺機發(fā)電直到五臺機同時發(fā)電時其余不同機組組合發(fā)電的所有工況進行了試驗，模型按重力相似和阻力相似準則設計，根據(jù)試驗內(nèi)容要求、原型水流特性、建筑物尺寸并結合試驗場地及儀器設備等條件，確定模型幾何比尺為：Lr=40，則相應的其它水力要素比尺為：流量比尺：Qr＝Lr2.5＝10119.29；流速比尺：Vr＝Lr0.5＝6.32；糙率比尺：nr=Lr1/6＝1.85[4]。分別在引水隧洞及發(fā)電洞選取截面布置測壓孔，截面選取位置見圖2。

圖2 模型試驗布置圖

同時在假定描述水流運動的控制方程是連續(xù)性基礎上，根據(jù)經(jīng)典牛頓力學建立的連續(xù)性方程以及Navier-Stokes 方程（N-S 方程）對結構水力學進行數(shù)值模擬分析。計算中視水流為不可壓縮流體，密度為常數(shù)[5～6]。上游庫區(qū)為定水位邊界條件，出口設置為自由出流。計算時通過改變出口斷面的開度及上游庫區(qū)水位，控制各岔管出口的流量。數(shù)值分析模型見圖3，表3 及表4 給出了1 臺機及5 臺機發(fā)電時模型試驗與數(shù)值模擬分析的結果。

圖3 水力學數(shù)值分析模型

表3 1 臺機發(fā)電時模型試驗與數(shù)值模擬分析結果

表4 5 臺機發(fā)電時模型試驗與數(shù)值模擬分析結果

（1）試驗和模擬結果表明，1#、2#、3#、4#、5#岔管的最大局部水頭損失系數(shù)分別為0.524、0.449、0.320、0.445、0.520。其中1#和5#岔管軸線與主管中心線的夾角最大（60°）且平面轉彎最大，局部水頭損失系數(shù)較大；2#和4#岔管軸線與主管中心線的夾角較?。?0°）且平面轉角較小，局部水頭損失系數(shù)較?。?#岔管與主管中心線的夾角為0°，平面無轉彎，因此局部水頭損失系數(shù)最小。正常發(fā)電工況下各岔管的最大局部水頭損失依次為0.74 m、0.64 m、0.45 m、0.63 m、0.74 m。

（2）試驗值比模擬值略大。岔管體型中的彎道漸變段計算中難以實現(xiàn)，模擬中5 個岔管均簡化為漸變段加直段，盡管按照彎道進行了修正，但是與實際仍然存在差異，所以局部水頭損失系數(shù)略小。

（3）1 臺機組發(fā)電時水頭損失系數(shù)比5 臺機組發(fā)電時略大，正常發(fā)電工況時1 臺機發(fā)電時水頭損失最大，試驗值為0.74 m，計算值為0.61 m。這是由于兩方面的原因引起的，一是因為1 臺機發(fā)電時水流從直徑為11.4 m 的圓管突縮為直徑為4.8 m 的圓管，突縮嚴重，水頭損失較大；二是1 臺機發(fā)電時水流發(fā)生繞流，而5 臺機發(fā)電時水流比較平順，所以1 臺機發(fā)電時水頭損失系數(shù)略大。因此，設計時選取了1 臺機發(fā)電時的試驗結果，引水系統(tǒng)布置方案滿足標書規(guī)定的水頭損失要求。

4 調(diào)壓井圍巖穩(wěn)定及襯砌結構分析

4.1 圍巖穩(wěn)定分析

調(diào)壓井一期支護采用錨噴支護型式。掛網(wǎng)噴混凝土，厚10 cm；513.00 m 以上的系統(tǒng)錨桿采用直徑32 mm，長度6.0 m/4.5 m間隔布置，間距2 m×2 m（水平向×豎直向）矩形布置；481.50 m～513.00 m的系統(tǒng)錨桿采用直徑32 mm，長度9 m，間距2 m×2 m（水平向×豎直向）矩形布置，采用Midas GTS NX 專業(yè)巖土軟件建立調(diào)壓井圍巖穩(wěn)定三維有限元模型，調(diào)壓井圍巖穩(wěn)定分析整體模型見圖4。初始地應力按自重應力場考慮，計算圍巖在初始地應力下調(diào)壓井開挖后的圍巖塑性區(qū)、變形、應力、錨桿應力等，針對不同的側壓力系數(shù)k=0.6、0.8、1.0、1.2，分析調(diào)壓井開挖對圍巖塑性區(qū)和圍巖變形、錨桿應力的影響。依據(jù)塊體理論對幾組裂隙可能組成的塊體進行塊體穩(wěn)定分析。

圖4 調(diào)壓井圍巖穩(wěn)定分析整體模型

（1）由自重產(chǎn)生的地應力場環(huán)境下，調(diào)壓井周圍的主應力σ1=-0.48×103kPa～-3.58×103kPa，σ2=-0.22×103kPa～-1.40×103kPa，σ3=-0.14×103kPa～-1.06×103kPa。側壓系數(shù)k≈0.4。

（2）在自重初始應力場下，調(diào)壓井開挖結束后，圍巖塑性區(qū)主要集中在高程513.00 m 以下，塑性區(qū)在圍巖中的最大延伸深度約13.5 m，水平變形為8.1 mm，是豎井開挖洞徑36 m 的0.023%。98%的錨桿拉應力在250 MPa 以下，錨桿最大拉應力值為384.9 MPa，小于錨桿屈服強度450 MPa。

（3）圍巖側壓力系數(shù)k=0.6、0.8、1.0、1.2 時，圍巖塑性區(qū)最大深度13.8 m～14.1 m。最大水平變形為8.6 mm～16.1 mm，是豎井開挖洞徑36 m 的0.024%～0.045%。錨桿最大拉應力為265.5 MPa～366.7 MPa，小于鋼筋屈服強度450 MPa。

（4）由塊體穩(wěn)定分析可得：

1）在圍巖中延伸深度較大的塊體，自然狀態(tài)下即不考慮支護，安全系數(shù)大于1.5。

2）在噴錨系統(tǒng)支護下，井壁上所有楔形體安全系數(shù)大于1.5，說明一期支護措施滿足要求。

3）在施工開挖過程中，如果一期系統(tǒng)支護措施不及時或不支護，由于開挖卸荷，巖體松弛的影響，巖體的結構面凝聚會大幅度降低，甚至降到0，當c'=0 時，部分塊體的安全系數(shù)小于1.0，因此，若不及時施加一期系統(tǒng)支護措施，圍巖就會發(fā)生漸進性的剝落或塌落破壞，拖延的時間過長，甚至會導致較大的塌方。

（5）三維有限元計算出高程513.00 m 以下的塑性區(qū)部分深度已經(jīng)大于錨桿深度，但90%錨桿長度已經(jīng)穿過圍巖塑性區(qū)或大于70%的塑性區(qū)深度；塊體穩(wěn)定分析時，該部位塊體處于穩(wěn)定狀態(tài)。高程513.00 m 以上的錨桿長度基本穿過塑性區(qū)深度。整個調(diào)壓井的開挖期，噴錨支護措施下不穩(wěn)定塊體的安全系數(shù)均大于允許安全系數(shù)，因此，可以認為一期系統(tǒng)支護措施基本能夠維護圍巖整體穩(wěn)定，支護參數(shù)是基本合理的，但要注意開挖揭露地質條件變化，依據(jù)揭露的地質特性，做好豎井開挖支護的動態(tài)調(diào)整。

4.2 襯砌結構分析

調(diào)壓井二期永久支護采用2 m 厚混凝土襯砌，井壁固結灌漿入巖4 m，間排距3 m。調(diào)壓井承受最大內(nèi)水壓力128.30 m，水頭高，結構尺寸大，襯砌結構計算難度大。根據(jù)《Tunnels and Shafts In Rock》（EM 1110-2-2901）[7]所列工況對調(diào)壓井結構進行三維整體有限元計算分析。針對不同結構型式，對事故閘室及井筒分高程進行計算結果分析，給出不同斷面的配筋原則。結果表明，阻抗板配置雙層T32-150 鋼筋；事故閘室上游墻單獨承擔內(nèi)水壓力，在該荷載作用下，需配置雙層T32-150+單層T40-150 鋼筋；井筒部位高程由低到高鋼筋配置由三層T32-150 到雙層T25-150。

5 結語

本文通過對某水電站調(diào)壓井設計進行圍巖穩(wěn)定及結構分析，得出在設計布置體型下，引水系統(tǒng)總水頭損失滿足業(yè)主要求規(guī)定的限值，施工期圍巖穩(wěn)定及運行期結構安全均滿足要求。該調(diào)壓井采用大直徑多岔異形結構，為同類電站調(diào)壓井的設計提供了新的設計思路。