某大型多岔調壓井設計

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，相應的調節庫容為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]。

該電站引水系統主要建筑物包括進水口、引水隧洞、調壓井和壓力管道。引水系統總長約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 處設置調壓井。引水隧洞通過調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。調壓井采用阻抗式，阻抗的作用在于減小調壓井水位升高值和降低值，從而減小調壓井的容積，本工程設計檢修門門槽與調壓井聯通，檢修門槽兼做阻抗孔[2～3]。調壓井采用2 m 厚鋼筋混凝土襯砌，調壓井大室斷面內徑32.00 m，開挖底部高程481.50 m，井頂高程615.00 m。為了調壓井事故閘門的檢修維護，調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。調壓井布置見圖1。

圖1 調壓井布置

2 工程地質條件

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

調壓井段巖體中裂隙主要分為3 組，第①組產狀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，對調壓井井壁穩定不利；第②組產狀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，對調壓井井壁穩定不利。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。調壓井圍巖物理力學參數見表1，裂隙結構面力學參數見表2。

表1 調壓井圍巖物理力學參數表

表2 結構面力學參數

3 調壓井岔管水頭損失計算

引水隧洞經調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電直到五臺機同時發電時其余不同機組組合發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，根據試驗內容要求、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性基礎上，根據經典牛頓力學建立的連續性方程以及Navier-Stokes 方程（N-S 方程）對結構水力學進行數值模擬分析。計算中視水流為不可壓縮流體，密度為常數[5～6]。上游庫區為定水位邊界條件，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水位，控制各岔管出口的流量。數值分析模型見圖3，表3 及表4 給出了1 臺機及5 臺機發電時模型試驗與數值模擬分析的結果。

圖3 水力學數值分析模型

表3 1 臺機發電時模型試驗與數值模擬分析結果

表4 5 臺機發電時模型試驗與數值模擬分析結果

（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，局部水頭損失系數較大；2#和4#岔管軸線與主管中心線的夾角較小（30°）且平面轉角較小，局部水頭損失系數較小；3#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最小。正常發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，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略小。

（3）1 臺機組發電時水頭損失系數比5 臺機組發電時略大，正常發電工況時1 臺機發電時水頭損失最大，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 臺機發電時水流發生繞流，而5 臺機發電時水流比較平順，所以1 臺機發電時水頭損失系數略大。因此，設計時選取了1 臺機發電時的試驗結果，引水系統布置方案滿足標書規定的水頭損失要求。

4 調壓井圍巖穩定及襯砌結構分析

4.1 圍巖穩定分析

調壓井一期支護采用錨噴支護型式。掛網噴混凝土，厚10 cm；513.00 m 以上的系統錨桿采用直徑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 專業巖土軟件建立調壓井圍巖穩定三維有限元模型，調壓井圍巖穩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壓井開挖后的圍巖塑性區、變形、應力、錨桿應力等，針對不同的側壓力系數k=0.6、0.8、1.0、1.2，分析調壓井開挖對圍巖塑性區和圍巖變形、錨桿應力的影響。依據塊體理論對幾組裂隙可能組成的塊體進行塊體穩定分析。

圖4 調壓井圍巖穩定分析整體模型

（1）由自重產生的地應力場環境下，調壓井周圍的主應力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k≈0.4。

（2）在自重初始應力場下，調壓井開挖結束后，圍巖塑性區主要集中在高程513.00 m 以下，塑性區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k=0.6、0.8、1.0、1.2 時，圍巖塑性區最大深度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）由塊體穩定分析可得：

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

2）在噴錨系統支護下，井壁上所有楔形體安全系數大于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小于1.0，因此，若不及時施加一期系統支護措施，圍巖就會發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 以下的塑性區部分深度已經大于錨桿深度，但90%錨桿長度已經穿過圍巖塑性區或大于70%的塑性區深度；塊體穩定分析時，該部位塊體處于穩定狀態。高程513.00 m 以上的錨桿長度基本穿過塑性區深度。整個調壓井的開挖期，噴錨支護措施下不穩定塊體的安全系數均大于允許安全系數，因此，可以認為一期系統支護措施基本能夠維護圍巖整體穩定，支護參數是基本合理的，但要注意開挖揭露地質條件變化，依據揭露的地質特性，做好豎井開挖支護的動態調整。

4.2 襯砌結構分析

調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。調壓井承受最大內水壓力128.30 m，水頭高，結構尺寸大，襯砌結構計算難度大。根據《Tunnels and Shafts In Rock》（EM 1110-2-2901）[7]所列工況對調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壓井設計進行圍巖穩定及結構分析，得出在設計布置體型下，引水系統總水頭損失滿足業主要求規定的限值，施工期圍巖穩定及運行期結構安全均滿足要求。該調壓井采用大直徑多岔異形結構，為同類電站調壓井的設計提供了新的設計思路。