古城水電站調壓井的設計思路簡介

楊 敬，許 韜，陳亞琴

(1.中國水電顧問集團成都勘測設計研究院，四川 成都 610072；2.四川大學水電學院，四川 成都 610065)

1 工程概況

古城水電站位于四川省阿壩藏族羌族自治州理縣及汶川縣境內的雜谷腦河上，屬雜谷腦流域水電規劃“一庫七級”開發規劃方案中的第七級梯級電站。

古城水電站的工程任務是發電，采用引水式開發，裝機容量168MW，多年平均年發電量8.07億kW·h。電站水庫正常蓄水位1 554.50m，相應庫容93.9萬m3，汛期排沙運行水位1 550.0m，水庫死水位1 550.0m，調節庫容58萬m3，具有日調節能力。

調壓室布置在引水隧洞末端，根據調壓井位置的地形地質條件，采用露頂阻抗式調壓室。最高涌浪水位1 596.29m，最低涌浪1 524.42m。為使調壓室基礎置于較完整巖體及減少壓力管道施工難度，調壓室連接井底高程(隧洞底板高程)1 506.00m，井筒頂高程1 607.00m，井筒高101.00m，內徑19.0m；阻抗孔高程1 514.20m，孔徑5.0m，屬超大型調壓井。

古城水電站調壓井位置谷坡大多被覆蓋層覆蓋，1 490m高程以下基巖裸露，臨江坡高大于200m。該區巖層為志留系茂縣群第三組(Smx3)絹云千枚巖、變質砂巖，巖層產狀N70°～85°E，SE(NW)∠70°～80°，為陡傾橫向谷。調壓井部位巖體風化、卸荷明顯，強卸荷水平深度約60m，弱卸荷、弱風化水平深度約150m，巖體中無較大規模的斷層分布，主要發育層面裂隙和少量小型擠壓破碎帶。巖體完整性差。

調壓井高程1 569m以上段為強卸荷巖體，其圍巖巖性軟弱，強度較低，巖體破碎，結構面發育，巖層傾倒，成井條件較差，圍巖分類為Ⅴ類；高程1 569m以下為弱微風化巖體，圍巖分類為Ⅲ～Ⅳ類。

據地表地質調查，開挖揭示調壓井后坡覆蓋層較深厚，最深可達50m，主要由坡殘積層組成，結構較密實，基巖與覆蓋層界線傾角約14°。

2 可研階段設計情況

根據可研階段提供的地質條件，調壓井位置的基覆界線約為1 607.00m高程左右，井筒置于基巖內。其后坡為覆蓋層邊坡，為減小邊坡開挖高度,邊坡按1∶1開挖坡比設計(天然坡比也約為1∶1)，起坡點為井筒外壁，在1 635.00m高程處設置一條3.0m寬馬道，坡面采用混凝土框格梁支護，框格梁間排距2.0m×2.0m，框格梁尺寸40cm×40cm，縱、橫框格梁節點處設錨筋束(3Φ32，L=9.0m，入框格梁35cm)。最大開挖坡高約60m。

調壓井井筒一期支護采用錨噴支護，參數為噴C20混凝土，厚10cm，錨桿Φ25，L=5.0m和L=3.0m、間排距150cm交錯布置，掛鋼筋網φ8@20cm。

3 現場地質變化

施工過程中，調壓井后坡采用自上而下邊開挖邊支護的工序施工，邊坡開口高程為1 671.00m，實際開挖至原設計高程1 607.00m時未見基巖出露，在1 613m高程以下局部調整開挖坡比為1∶0.8，開挖至1 603.00m時，仍未見基巖出露。現場停止施工，且對開挖1∶0.8部分作回填壓坡處理，設計補充了鉆孔確定基覆界線。

經過現場補勘確認，基覆界線整體較原估計下調約15.5m(見表1)。

表1 古城調壓井基覆界線調整 m

4 問題分析

根據開挖揭示的實際地質條件，調壓井或邊坡應作相應設計調整。由于本工程的具體條件，勢必產生如下的問題：

(1)由于上部邊坡已經開挖成形，如繼續按原設計坡比下挖至基巖面，調壓井井筒需外移約16m，而現場的地形條件不允許，1 607m高程處的井筒外壁側覆僅有10余m；

(2)如按1∶1設計坡比重新開挖邊坡，則調壓井后坡的覆蓋層邊坡最大坡高將超過100m，邊坡高度增加，對坡面穩定不利。

且已經完成已開挖坡面的臨時支護，正在進行的永久邊坡支護將報廢；

(3)一般情況下，如不改變坡口位置及坡腳位置，可通過調整開挖坡比來實現下挖。本工程若通過調整坡比下挖15.5m，則總體坡比將達1∶0.7左右，這對高達76m的 覆蓋層邊坡顯然是不現實的。

(4)若井口下挖，將使約17m井筒垂直外露，不利于結構設計及抗震安全。

通過以上分析，古城水電站調壓井宜采取不重新削坡，對1 590m高程以上的井筒按覆蓋層井筒垂直下挖施工來進行設計。

由于古城水電站調壓井井筒尺寸大，地形、地質條件十分不利，覆蓋層段的井筒開挖施工期安全問題非常突出，需要特別重視。

5 設計調整思路

古城水電站調壓井為超大型調壓井，具有開挖尺寸大，上、中部置于覆蓋層及強風化強卸荷基巖中，外側側覆小等特點。對開挖揭示出的地質條件的變化，由于各種條件的制約，既不能通過調整調壓井的位置來應對，也不宜采用調整開挖坡比和重新削坡來處理。設計中對1 590m以上的井筒按覆蓋層井筒開挖進行了工程設計。由于下伏及后坡均為覆蓋層，覆蓋層段的井筒施工期的安全問題十分突出，設計分析了采用沉井法下挖、對已成形邊坡加強支擋后下挖及采用抗滑樁后下挖幾個方案，以確保調壓井井筒施工期安全。

(1)由于調壓井內徑達19.0m，開挖半徑過大，沉井相對而言為薄壁結構，受周圍不均衡土壓力易變形破壞，由于調壓井覆蓋層為塊碎石土，施工中不易保證沉井均勻下沉。

(2)如對已有1 603～1 612m高程坡腳進行鎖邊處理，增加抗滑力的方式，需設置混凝土墻壓重并增加錨索處理。通過計算復核坡腳穩定。但由于前期邊坡起坡線緊靠井筒邊壁，基本無布置混凝土擋墻的條件；且井筒下挖時，由于基覆界線位于擋墻之下，潛在滑移面可能位于混凝土擋墻以下，導致擋墻失效。

(3)由于井筒后側覆蓋層邊坡最終高度將達76m左右，抗滑樁對這類邊坡的穩定是最有效的工程措施之一。通過抗滑樁作用，保證后坡整體穩定，對樁后井筒范圍內的覆蓋層全部開挖。雖然通過施設抗滑樁保障了調壓井后坡的穩定，但僅此不能保證井筒開挖過程中的井筒周圈側壁覆蓋層穩定，因此，在開挖前，沿井筒開挖面周圈外設置了兩排鋼管樁，以維系側壁覆蓋層穩定。鋼管樁深入基巖，井筒下挖時，鋼管樁不斷外露，當鋼管樁懸露至一定長度后，鋼管樁不能承受土壓力，故在內側靠鋼管樁設置環型鋼支撐，以保證鋼管樁的擋土功效，開挖面形成相應的拱效應，暫時抵抗側壁土壓力。隨著井筒下挖至基巖及以下時，抗滑樁的作用將逐漸失效，此時暫停開挖作業，澆筑覆蓋層內上部井筒一期混凝土，形成鋼管樁和工字鋼的型鋼混凝土井筒，形成相對剛性的上部混凝土井筒，同時考慮井筒繼續下挖存在上部井筒混凝土懸空而下滑的情況，調整覆蓋層內調壓井混凝土襯砌厚度為2.5m，一期襯厚為1.0m。覆蓋層內調壓井混凝土坐落于基巖上。為保證基覆界線基巖不出現受上部混凝土壓重影響出現剪切破壞。在基巖內設置鎖口錨桿。

通過以上分析，選擇了抗滑樁+鋼管樁+鋼支撐的設計調整方案。

6 實施方案設計

上述設計調整成立與否的關鍵在于，覆蓋層井筒段開挖完成時及抗滑樁完全失效后覆蓋層調壓井段是否會產生整體剛性位移。因此，必須進行邊坡穩定分析。

分析方法：采用陳祖煜土坡穩定分析程序STAB2005搜索最不利滑移面，并計算在指定位置的下滑力(不考慮該截面后有任何抗力)，用于支擋結構的設計，并驗算覆蓋層調壓井段開挖完成后是否會產生整體剛性位移。

穩定分析的核心在于參數的選取，通過現場典型位置進行的現場大剪試驗，實測Ф=29.6°～33.4°，C=30～35kPa，且邊坡開挖中揭示的覆蓋層中存在較大孤石，大剪試驗提供的抗剪指標較覆蓋層整體而言相對偏低，可作為穩定的安全儲備。

通過正常、暴雨及地震三種工況分析，調壓井施工中按上述措施施工，各期后邊坡覆蓋層整體穩定。

經過計算，按前述程序進行調壓井施工，施工期各期邊坡安全系數均滿足規范要求，具體工程支護結構設計采用：混凝土抗滑樁、鋼管樁、錨索、固結灌漿和鎖口錨桿。

混凝土抗滑樁靠山內側、調壓井外邊壁打設，樁尺寸為2.0m×3.0m，樁長根據實際鉆孔情況確定，抗滑樁入巖深度至少為覆蓋層深度的1/2。

鋼管直徑110mm，布置兩排，排距1m，樁距1m，交錯布置，鋼管樁長根據實際鉆孔情況確定，鋼管樁入巖深度為覆蓋層深度的1/3, 鋼管內放置3根φ32的鋼筋并綁扎，鋼管內澆注M20水泥砂漿。

在邊坡混凝土框格梁節點上布置2排100 t/根的錨索，間排距為4m，錨索長度約為65 m，錨固段長度為8.0m，梅花形布置。

為增加井筒側壁覆蓋層穩定性，沿井筒周圈固結灌漿，固結灌漿壓力擬定為0.5MPa，孔距1.5m，孔深靠山內側10m、外側15m(見圖1、2)。

圖1 調壓井覆蓋層開挖處理平面示意

圖2 調壓井覆蓋層開挖處理剖面示意

7 監測資料

為保障井筒開挖支護施工安全，需及時掌握調壓井邊坡變形情況，在調壓井邊坡增加兩套四點式多點位移計。

監測資料顯示自2007年5月至2008年5月，邊坡最大變形約6mm，未收斂。2008年“5.12”地震時，井筒開挖面位于高程1 536.0m左右，震后現場檢查，除噴混凝土局部開裂外，調壓井邊坡及井筒未見失穩現象。2008年9月修復監測設施后，調壓井邊坡監測數據收斂，邊坡基本穩定。調壓井于2009年7月開挖完成(見圖3，4)。

圖3 調壓井后邊坡多點位移計M5成果

圖4 調壓井后邊坡多點位移計M6成果

8 小 結

古城電站于2010年11月并網發電正常運行至今。設計針對現場地質條件，復核邊坡及井筒開挖穩定，并及時調整設計思路，結合現場實際條件，綜合分析實施過程中可能出現的一切不利情況，制定出相應切實可行的處理措施。