瀑布溝水電站大型蝸殼外圍混凝土結構設計與施工

彭薇薇，王 波

(中國水電顧問集團成都勘測設計研究院，成都，610072)

1 概述

瀑布溝水電站位于大渡河中游漢源縣和甘洛縣境內，是四川省腹地附近最近的一座具有大型水庫綜合利用的水電工程。電站采用地下廠房，廠內安裝6臺單機容量600MW的混流式水輪發電機組，年發電量147.9億kW·h。水輪機額定水頭156.7m，最大靜水頭181.7m，最小靜水頭114m，單機額定引用流量435m3/s。

瀑布溝水電站設計水頭高、單機引用流量大，HD值約1400，水輪機組采用下機架支承、鋼蝸殼與外圍混凝土聯合受力結構。鋼蝸殼設計內水壓力2.45MPa，鋼蝸殼安裝后以1.5倍內水壓力(即3.68MPa)進行水壓試驗，在充水穩壓于1.40MPa下澆筑外圍混凝土。

瀑布溝機組機墩屬矮機墩，因此將機墩、蝸殼及其外圍混凝土結構作為整體進行計算。分析工作包括三維有限元數值計算和三維仿真材料模型試驗，研究蝸殼結構在各種工況下結構的應力、變位、荷載分配、運行穩定性及外圍鋼筋混凝土的開裂狀態、安全儲備等。在實施階段，針對充水保壓蝸殼特點，就水壓試驗、混凝土澆筑等提出要求，使蝸殼聯合受力結構運行有較好的保障。

2 蝸殼外圍混凝土三維有限元結構計算

瀑布溝廠房1#、3#、5#機蝸殼由加拿大GE公司制造，分 28節拼裝;2#、4#、6#機蝸殼由東方電機廠制造，分36節拼裝。

蝸殼聯合受力結構采用了三維有限元(ANSYS)、三維非線性分析(ABAQUS)、三維動力有限元等三種方法計算，機墩結構包含在鋼蝸殼與外圍混凝土聯合受力結構分析中。在計算與試驗成果的基礎上，經綜合分析進行強度設計。

2.1 蝸殼參數

根據引水發電系統的布置，采用單機單管的形式與廠房機組聯接，壓力管道與廠房縱軸線呈61°交角，并在鋼管與鋼蝸殼之間設置長2.50m(GE)、1.00m(東電)的聯接段(湊合節)。

蝸殼進口內徑同壓力管道，為8.00m，蝸殼進口直段長8.20m。以 1#、3#、5#機為例，蝸殼最大外形尺寸 20.238m，殼體鋼板厚 17.7mm～51.9mm(蝶邊厚40mm～80mm)，單機蝸殼總重量約為279000kg。典型鋼蝸殼單線圖見圖1。

2.2 三維有限元計算

瀑布溝電站廠房蝸殼HD值達1400m2，采用充水保壓方式的關鍵是確定鋼蝸殼的充水預壓值。通過蝸殼外圍混凝土應力計算(典型三維有限元分析模型見圖2)結果分析，保壓值越高，聯合承載的內水壓力值越低，總體的應力水平也較低，都不會造成布置鋼筋過密和開裂范圍過大的情況。正常運行工況下混凝土拉應力均小于1.1MPa，可以確保結構安全和蝸殼穩定運行。在檢修工況下，由于鋼蝸殼與外圍混凝土僅承受結構自重和設備荷載，因此該工況外圍混凝土各斷面切向應力多為壓應力，即使出現拉應力，數值也非常小。但是鋼蝸殼保壓值越高，形成的初始縫隙越大，當運行期管內水頭較低時，可能造成鋼蝸殼脫空，對機組穩定不利。因此鋼蝸殼保壓值的確定，不僅要考慮外圍混凝土應力的影響，而且要考慮保證機組長期穩定運行。瀑布溝水電站在綜合各方面情況后，鋼蝸殼保壓值確定為140m，即0.77倍設計靜水頭。

2.3 非線性有限元計算

為了研究蝸殼外圍混凝土的開裂特性和變形，對保壓水頭下的蝸殼與外圍混凝土結構進行了非線性有限元計算和分析。典型配筋圖見圖3。

圖3 典型配筋圖

計算表明，鋼蝸殼切向應力都表現為拉應力，同一斷面應力最大值一般出現在管殼與座環上環板相連處，鋼蝸殼的最大環向應力為38.91MPa;水流向應力較環向應力小，均不超過10MPa。座環的應力分布規律與線彈性基本相似，固定導葉偏心受拉，但是應力水平比線彈性的要高，最大拉應力達53.13MPa。鋼蝸殼總體應力水平均遠低于鋼材的設計強度。

內外層環向鋼筋隨著管徑的減小，鋼筋應力也隨之減小，最大值出現在與座環上環板相連處，為43.59MPa;內外層水流(平)向鋼筋隨管徑的變小而降低，應力最大值為4.360MPa，且內外層水流(平)向鋼筋應力水平均遠低于環向鋼筋應力。

混凝土裂縫主要出現在蝸殼進口段斷面直徑較大處。由于上環板與蝸殼連接處混凝土最薄，因此該部位裂縫寬度最大，達到0.10mm的徑向裂縫，滿足規范要求的最大裂縫寬度不超過0.25mm。

在內水壓力和其他荷載共同作用下，在一、四象限安裝高層以上的混凝土有明顯的上抬趨勢，其他部分混凝土Y向的位移還是以負值為主，其中最大合位移為0.95mm。從各斷面位移與線彈性計算結果比較，其值均大于線彈性計算結果，說明混凝土開裂后對機墩的變形有不利的影響。但位移沿圓周的分布還算比較均勻，這對于機組安全穩定地運行是有利的。

2.4 三維動力有限元計算

水電站廠房水下大體積混凝土是承受機組動荷載的主體結構，結構體系復雜，設備開孔眾多，因此要求結構體系具有足夠的整體剛度來承受機組振動荷載。為此采用三維動力有限元方法，對水下大體積混凝土結構進行自振特性分析，計算蝸殼結構的各階頻率和振型，為蝸殼結構優化設計提供依據。

三維動力有限元計算主要對蝸殼結構的自振特性進行，并對有可能引起廠房結構振動的各振源及其頻率進行計算，與廠房結構的自振頻率進行共振校核。

從計算結果可知，由于瀑布溝水電站水下大體積結構本身已具有較大的剛度，因此加強廠房結構上下游邊界與圍巖的連接效果不太明顯，而從減小溫度應力角度來講，應該適當放松結構的上下游邊界與圍巖的連接。由于電氣夾層的存在和機墩外形尺寸較大，使得即使水輪機層至發電機層高差較大，約11.5m，但整體抗振效果仍良好，沒有出現局部梁柱的振動。

為了避免機組運行與廠房結構之間的共振，需要對各振源頻率進行計算分析，根據制造廠家提供的資料，機組固有振動頻率為:額定轉速時2.08Hz，飛逸轉速時4.33Hz。廠房整體結構基頻與機組轉動時的固有頻率相差較大，不太可能會產生共振。廠房高階自振頻率與蝸殼中水流不均勻引起的振動(31.25Hz)相比，介于30%的范圍內。因此由于水流不均勻引起振動的可能性較大。

3 蝸殼三維仿真材料模型試驗

瀑布溝水電站取原型一個標準機組段范圍作為模型試驗研究的對象，蝸殼模型與原型的幾何比尺采用1∶10。上下游方向共計35.66m，兩側以機組段永久縫為界，共計33.00m;上部取至定子基礎高程671.70m，下部取至尾水管直錐段底部高程649.80m，在高度方向上為21.90m。

3.1 試驗方案

在鋼蝸殼外圍混凝土澆筑并養護成型后，按以下步驟進行試驗:首先進行內水壓力不超過1.4MPa作用下各測點的應力和典型測點的位移量測，內水壓力級差為0.2MPa～0.5MPa;然后，進行不超過設計內水壓力值2.45MPa(含水擊壓力值)作用下各測點的應力和典型測點的位移量測，內水壓力級差為0.2MPa～0.5MPa，并重復多次;為研究模型結構的破壞形態和承載能力及安全度，再以內水壓力進行超載試驗，進行內水壓力值不超過5.0MPa的超載試驗。重點研究蝸殼外圍混凝土的開裂荷載、裂縫開展規律，以及結構出現裂縫后，裂縫寬度與內水壓力值之間的關系。

3.2 試驗成果分析

從試驗結果來看，模型整體澆筑情況下蝸殼結構的初裂荷載(內壓值)達到3.25MPa。在設計內水壓力2.45MPa作用下，外圍混凝土不會開裂，相應的鋼蝸殼和鋼筋應力均低于鋼材的設計強度。在設計荷載作用下，由于混凝土沒有開裂，因此機墩絕對位移和不均勻上抬變位均比較小，不會對機組運行產生不利影響。模型混凝土出現裂縫并經反復加載后，當內水壓力重新施加到2.45MPa時，鋼蝸殼的應力有所增加，而混凝土中鋼筋應力略有減小，說明蝸殼結構在長期荷載作用下，由于裂縫的出現，使得蝸殼外圍鋼筋混凝土受力有一定的松弛，能更好地發揮鋼蝸殼的承載能力。當蝸殼內水壓力增加到3.85MPa時，鋼蝸殼的最大應力為289.13MPa。當蝸殼內水壓力超載到7.0MPa時(相當于設計內水壓力的2.85倍)，鋼蝸殼局部斷面應力達到了試驗用鋼材的屈服強度400MPa，但這些應力值仍然沒有超過實際工程鋼蝸殼采用鋼材的屈服強度(約490MPa)。模型破壞開裂形態典型立視圖見圖4(圖4中數值為發生裂縫的內水壓力值，單位MPa)。

圖4 模型破壞開裂形態典型立視圖

從試驗結果來看，本工程采用充水保壓蝸殼后，在設計內水壓力2.45MPa作用下不會出現裂縫，機墩下機架基礎處的不均勻變形僅1.70mm，對結構受力和減小機墩不均勻變形有利。隨著內水壓力的不斷增大，蝸殼外圍混凝土中裂縫進一步擴展，同時不斷出現新的裂縫，使得結構變形與內水壓力的關系逐漸脫離線性關系，增加幅度加快。當超載到7.0MPa時，機墩下機架基礎處的不均勻變形已經達到了22.05mm。

4 水壓試驗

蝸殼水壓試驗壓力值為3.68MPa，保壓澆注混凝土壓力值為140m水頭(1.40MPa)，要求水溫高于室溫但最低不低于10℃。GEHA要求水溫不應低于20℃。

DFEM和GEHA各提供一套試驗用蝸殼進口鋼悶頭及座環密封環，供 6#、4#、2#機組和 5#、1#、3#機組依次使用，在保壓澆注混凝土完成后，悶頭將被逐次切割，再完成蝸殼進口與壓力鋼管的焊接。

蝸殼水壓試驗和混凝土澆筑總體施工程序為:蝸殼安裝完畢→澆筑蝸殼支墩二期混凝土(抗縮混凝土)、等強及縫面處理(同時在進口端焊接悶頭以及在座環內安裝密封環，使蝸殼形成一個密封體)→充水加壓至保壓水頭→分層澆筑蝸殼外圍混凝土至666.2m高程，蝸殼混凝土施工完畢14d后卸壓并拆除悶頭。

5 蝸殼外圍混凝土澆筑

5.1 混凝土分塊分層

機組蝸殼層陰角部位是位于鋼蝸殼、座環與土建蝸殼支墩、座環支墩之間的一個體型結構復雜、范圍狹小的環形空間。主廠房蝸殼鋼筋和錐管外圍鋼筋綁扎后，鋼筋密集，陰角部位空間更為狹小，若通倉澆筑，由于蝸殼外圍施工相對方便，施工入倉速度較快，而陰角部位的混凝土入倉速度及飽滿程度難以得到保證，且人員很難進入倉面進行陰角部位混凝土施工及振搗，容易造成混凝土間形成冷縫或澆筑不飽滿，影響蝸殼層混凝土澆筑質量。因此蝸殼層陰角部位混凝土可單獨澆筑，即沿蝸殼底部合適位置立模設置環向施工縫，采用退管法施工，將蝸殼陰角部位混凝土先行澆筑(不再分層)，為保證澆筑飽滿，陰角部位在環向上再分塊進行施工;在其施工完畢后，對縫面按施工縫進行鑿毛處理，再分層進行蝸殼外圍混凝土澆筑(不再分塊)。

蝸殼層混凝土底部基面位于不同高程平臺(與頂面最大高差為10m)，為滿足蝸殼混凝土施工需要，根據設計技術要求，結合現場的實際情況，各機組除陰角部位外混凝土均分為4層進行施工。具體分層布置見圖5。

圖5 1#、3#、5#機組蝸殼混凝土澆筑分層圖

5.2 蝸殼層混凝土施工

5.2.1 混凝土級配

蝸殼層混凝土結構體型復雜，鋼筋密集，現場施工空間狹小，為避免混凝土骨料架空、分離和盡量減少蝸殼陰角部位的脫空面積，蝸殼層混凝土級配根據不同的施工部位進行相應調整:

①蝸殼中心線以內陰角部位，底部采用二級配混凝土澆筑，中部及以上用一級配混凝土澆筑;蝸殼支墩二期抗縮混凝土采用一級配混凝土澆筑。

②蝸殼層除陰角部位以外鋼筋較密的地方根據情況可采用一級配混凝土進行澆筑。

③蝸殼外圍大體積混凝土布料機、溜槽入倉采用二級配混凝土。

5.2.2 混凝土入倉與澆筑

混凝土的入倉手段主要為固定式皮帶機+布料機入倉，輔助溜槽(溜管)、泵送、橋機+吊罐入倉，施工時采用多種施工手段相結合的方式進行施工。

蝸殼陰角部位混凝土單獨分塊先行施工，主要采用泵送方式入倉。根據分塊情況，陰角部位采用退管法施工，從最大的地方向最小的地方依次退管澆筑。為控制混凝土在陰角部位的流動，可設置臨時擋板。陰角部位混凝土上升到施工人員在陰角內將無法振搗的位置時，混凝土的振搗改從蝸殼座環上預留的振搗孔上振搗。陰角部位澆筑完畢，在施工蝸殼外圍混凝土前對縫面進行人工鑿毛。

蝸殼層陰角外混凝土澆筑時，注意控制倉號內混凝土澆筑速度:蝸殼中心線以下為30cm/h;蝸殼中心線以上為50cm/h，控制最大液態混凝土高度≤1.0m。施工時盡量對稱澆筑，均勻上升，廊道兩側混凝土澆筑要求對稱均勻上升。為避免混凝土出現冷縫，必須保證混凝土澆筑強度不低于40m3/h～65.3m3/h。

第一層混凝土澆筑在蝸殼支墩以內的陰角部位混凝土已澆筑完畢后進行，混凝土澆筑時控制蝸殼周圍混凝土均勻上升至第一層分界線。第二、三、四層混凝土全斷面通倉薄層分層澆筑。

施工縫縫面處理盡量采用沖毛機，輔助人工鑿毛。沖毛作業在混凝土強度達到2.5MPa后進行，毛面處理開始的具體時間由試驗確定(一般沖毛時間大概控制在混凝土澆筑結束后24h(冬季)、22h(春秋季)、20h(夏季)進行)。

5.2.3 拆模及養護

混凝土澆筑完成后，待強度達到規范要求時方可拆模，拆模后人工鑿毛或沖毛，然后灑水養護，以保持混凝土表面經常濕潤，避免裂縫的產生，養護時間為14d。

5.2.4 灌漿

蝸殼層混凝土澆筑后，需通過座環下的灌漿孔回填灌漿，灌漿壓力0.1MPa。座環陰角部位回填灌漿在座環陰角最高處布設一套灌漿系統，利用廠家在座環內側面預留的灌漿孔在座環陰角最高處安裝出漿盒，引焊管至孔口，并用特制的內、外絲堵頭與孔口連接，形成單獨回路進行灌漿。座環陰角部位除利用廠家預留的灌漿孔灌漿外，針對座環下因肋板等結構需要形成的封閉區域，沿座環布置一根主灌漿管和一根回漿管，支管做成“U”形，進回漿管引至悶頭臨時通道坑內，在蝸殼卸壓排水前20d左右進行補充灌漿。回填灌漿的水泥采用P.O.42.5普通硅酸鹽水泥，漿液水灰比為0.5∶1(重量比)1個比級。在規定的壓力下，灌漿孔停止吸漿，再延續灌注5.0min，即可結束。

5.2.5 其它事項。悶頭臨時通道混凝土待蝸殼混凝土澆筑至666.20m高程后，拆除悶頭、安裝完剩余壓力鋼管后進行施工，澆筑前，需對四周老混凝土面進行處理。

5.3 實施進度實錄

從6#機蝸殼掛裝到蝸殼二期混凝土澆至水輪機層，主要工期實施見表3。

表3 蝸殼安裝及蝸殼二期混凝土澆筑主要工期實錄

6 蝸殼外圍混凝土監測

為了檢驗鋼蝸殼與外圍混凝土聯合受力的實際效果，選擇3#機(GEHA)、2#機(DFEM)蝸殼和外圍鋼筋混凝土進行原型觀測。在3#、2#機蝸殼層需各選擇3個觀測斷面，分別位于縱軸線(AA)、橫軸線(B－B)及蝸殼進口漸變段(C－C)，見蝸殼層監測平面布置圖3。在各斷面選擇性布置有鋼板應變計、測縫計、鋼筋計、混凝土應變計和無應力計、壓力計等監測儀器，以觀測鋼蝸殼與外圍鋼筋混凝土間縫隙在各種工況下開合度變化、量測鋼蝸殼環向和蝸向的應力變化、量測蝸殼層外圍混凝土內、外層鋼筋在機組安裝及各工況運行狀態下的應力變化、量測蝸殼層外圍混凝土在機組安裝及各工況運行狀態下的應力變化等。最后由于工期等影響，在1#(GEHA)、4#(DFEM)實施原型監測。其中，4#機鋼筋應力最大值達51.19MPa，蝸殼與混凝土之間縫隙最大達2.38mm。根據兩年多的實測數據可以判斷，4#機在正常運行狀況下，各項指標正常，量值較小。

7 結論

大型鍋殼結構施工在二灘電站取得成功經驗的基礎上，瀑布溝電站又作了大量的分析總結和研究工作，最終確定采用保壓1.40MPa下澆筑外圍混凝土。這樣鋼筋混凝土受力較二灘電站有較大幅度增加，在此保壓值下，不僅鋼蝸殼和外包鋼筋混凝土可以滿足材料強度要求，而且蝸殼外圍混凝土及機墩的剛度和變形也滿足結構使用要求。在此基礎上，進一步通過三維仿真模型試驗，驗證了蝸殼的整體性好，并有較高的安全儲備能力。瀑布溝電站6臺機均已發電，蝸殼運行良好，外圍混凝土結構也無異常。因此，蝸殼外圍混凝土結構設計是合理的，滿足運行要求。