地下埋藏式壓力鋼管無內支撐安裝變形分析

汪劍國，伍鶴皋，石長征，彭 鵬，彭智祥

(1.武漢大學水資源與水電工程科學國家重點實驗室，湖北武漢430072；2.成都阿朗科技有限責任公司，四川成都611130)

地下埋藏式壓力鋼管無內支撐安裝變形分析

汪劍國1，伍鶴皋1，石長征1，彭 鵬2，彭智祥2

(1.武漢大學水資源與水電工程科學國家重點實驗室，湖北武漢430072；2.成都阿朗科技有限責任公司，四川成都611130)

以某水電站超大型地下埋藏式壓力鋼管為研究對象，分別考慮鋼管兩側混凝土同時水平上升和存在高差澆筑兩種情況，對鋼管在混凝土澆筑階段的受力變形進行有限元數值分析。計算結果表明，兩種澆筑方式下內外支撐的布置對鋼管變形規律影響不大，最大變形出現在鋼管底部，數值上均滿足規范對鋼管變形的控制要求；內支撐和拉桿的軸向應力較小，在減小鋼管變形上的作用不大。因此，建議取消內支撐而保留拉桿作為防止鋼管產生移位的固定措施，以順利實施鋼管自動化焊接、安裝和混凝土澆筑，提高施工效率，節省工程投資。

地下埋藏式壓力鋼管；混凝土澆筑；自動化焊接；內支撐；變形分析

0 引 言

隨著水電事業的發展，大直徑高水頭的壓力鋼管得到越來越多的應用。如三峽水電站的引水壓力鋼管直徑達到12.4 m，向家壩水電站右岸地下廠房引水隧洞壓力鋼管直徑最大為14.4 m[1]。這類巨型壓力鋼管往往技術含量高、施工強度大且質量要求高，目前根據《水電水利工程壓力鋼管制造安裝及驗收規范》[2]要求，鋼管內部常設有內支撐，以防止其在運輸、安裝及混凝土澆筑過程中受自重及流態混凝土壓力作用等影響產生較大變形。

為了促進壓力鋼管施工技術的進步，成都阿朗科技公司發明了一套可在現場對鋼管瓦片、加勁環等進行自動化組焊的施工機械[3]，可將管節通過軌道運輸到安裝位置并進行調整，這樣大大提高了鋼管的施工效率。但是，如何避免焊接好的管節在運輸、安裝以及混凝土澆筑過程中產生過大變形，仍然是一個不可回避的技術難題。

為了優化施工，不少電站結合工程實際條件取消了壓力鋼管內支撐，不僅有效提高了鋼管安裝效率，還降低了施工成本。例如，張河灣抽水蓄能電站豎井鋼管直徑6.4 m，安裝時未使用內支撐，鋼管安裝質量滿足規范要求；恰甫其海水電站大型高強鋼壓力鋼管直徑為9.5 m，在未使用內支撐下進行施工，吊裝和混凝土澆筑中鋼管受力變形均滿足要求[4]；觀音巖水電站直徑為6.5 m的左沖沙壓力鋼管平直段在施工時經過研究分析也取消了鋼管內部支撐[5]。這些成功經驗證明鋼管無內支撐施工技術正在發展成熟。

以上文獻對壓力鋼管施工過程的變形分析更多集中在鋼管的運輸和安裝過程中，而對于管段調圓安裝完之后，在回填混凝土澆筑階段的受力變形如何研究甚少。為此本文將針對某水電站超大型壓力鋼管在混凝土澆筑過程中的受力變形情況進行三維有限元分析，通過比較鋼管在不同的內外支撐措施下的變形與受力，論證鋼管無內撐施工的可行性。

1 有限元數值計算模型

1.1 工程概況

某水電站右岸共有6條壓力鋼管，直徑由Φ12.5 m變為Φ11.5 m，其中包括彎管、直管、過渡錐管。本文選取直徑為12.5 m的平直鋼管段中一段待澆筑混凝土管段為研究對象來進行計算分析，取3個鋼管管節為一個澆筑段長度，即管長9 m(見圖1，圖中管壁和加勁環厚度未按比例繪制)。其中壓力鋼管管壁厚56 mm，加勁環間距1 500 mm、高350 mm、厚36 mm；A～D四個斷面分別代表已澆筑段進口斷面，待澆筑段進、出口斷面及相鄰段出口斷面。

圖1 壓力鋼管縱剖面示意(單位：mm)

1.2 模型建立

壓力鋼管外圍回填混凝土在待澆筑段鋼管和下一個澆筑段第一個管節安裝完成后進行澆筑，鋼管底部需布置鋼支撐予以固定。對于內支撐方案鋼管內部保留8節點“米”字形內支撐，每個管節即每隔3 m設一榀內支撐，鋼管外側在每個加勁環上布置拉桿并焊接在洞周錨桿上，具體的斷面支撐措施布置如圖2所示?？紤]鋼管兩側完全對稱澆筑的理想情況，回填混凝土按照從下到上兩側水平無高差上升的方式分層進行，每3 m為一層，前一層混凝土初凝再澆筑后一層混凝土，澆筑順序見圖3所示。

圖2 壓力鋼管斷面支撐措施

圖3 壓力鋼管混凝土澆筑(單位：mm)

根據工程實際，采用通用有限元軟件ANSYS對壓力鋼管在回填混凝土澆筑階段進行模擬。模型主要包括壓力鋼管、回填混凝土、鋼管內外支撐措施等，分已澆筑管段、待澆筑管段及相鄰管節，長度分別為6、9、3 m，共計18 m。

有限元數值計算模型詳見圖4所示。其中鋼襯及加勁環采用四節點的殼單元模擬，回填混凝土采用八節點的實體單元模擬，鋼管外拉桿采用桿單元模擬，鋼管內支撐采用可定義截面形狀的梁單元模擬[6]，初凝后的混凝土與鋼襯之間設三維面面接觸單元來模擬接觸關系。

圖4 整體計算模型網格

模型中所有材料均在彈性范圍內進行計算，具體材料參數見表1。

表1 計算模型材料參數

計算模型在已澆筑混凝土段進口A斷面取全約束，而在與待澆筑混凝土段相鄰的管節出口D斷面取自由面，鋼管底部支撐、鋼管外拉桿端部及凝固后混凝土外圍均施加全約束?？紤]的結構荷載主要為鋼管自重和流態混凝土壓力。

1.3 計算方案

為比較在混凝土澆筑過程中鋼管有無內支撐的受力變形情況并研究內支撐和拉桿在其中發揮的作用，根據壓力鋼管內外支撐的布置對有限元模型進行以下4個方案的計算分析。方案參數見表2。

表2 計算方案參數 mm

2 混凝土澆筑過程鋼管受力變形分析

2.1 鋼管變形規律分析

根據鋼管回填混凝土分層澆筑的過程，以同時布置了內支撐和拉桿的方案1為例，整理出待澆筑段鋼管底部、頂部及腰部各特征部位在自重、第1～5層流態混凝土壓力作用下的徑向變形，變形值的大小沿B、C斷面間軸線方向的分布如圖5 所示，以向外變形為正，向內變形為負。由圖5可以看出，待澆筑混凝土管段進口B斷面受已澆筑段的約束作用，在鋼管自重和流態混凝土壓力作用下變形很小，幾乎為零。其中鋼管底部和頂部變形的絕對值大小從B斷面到C斷面近似呈線性增大趨勢，而腰部變形在澆筑第3層混凝土前分布規律與底部和頂部一致，在澆筑第3層混凝土之后，腰部變形沿BC線呈波浪線分布，變形小的地方設有加勁環，說明腰部受到流態混凝土壓力作用時加勁環對腰部變形約束明顯。各計算方案下待澆筑段鋼管底部、頂部及腰部在混凝土澆筑過程中的最大變形均出現在C斷面附近，這也是我們應該最關注的斷面位置。

方案1中待澆筑段的出口C斷面的徑向變位如圖6所示。由圖6可以看出，鋼管未澆筑混凝土時在自重作用下呈下垂趨勢，最大變形量為0.29 mm；澆筑第1層混凝土時鋼管底部受流態混凝土壓力作用上抬，最大變形量達到-1.53 mm；澆筑第2層混凝土時鋼管腰部以下斜45°部位在流態混凝土壓力作用下變形值由1.11 mm減小至0.80 mm，而鋼管底部在第1層已凝固混凝土的約束作用下無法向外變形，變形值基本保持-1.53 mm不變。最終回填混凝土澆筑完畢后鋼管向內變形的最大值為1.53 mm，出現在鋼管底部；向外變形的最大值為0.80 mm，出現在鋼管腰部以下斜45°位置。

表3為各計算方案下待澆筑段鋼管在混凝土澆筑過程中各部位出現的最大徑向變形，4種方案下鋼管的變形分布規律基本一致。鋼管腰部最大變形向外，出現在澆筑第2層混凝土的過程中；而鋼管頂部和底部最大變形均向內，其中頂部最大變形出現在鋼管澆筑第1層或第2層混凝土的過程中，而底部最大變形最初出現在鋼管澆筑第1層混凝土時，之后由于已凝固混凝土的約束作用基本保持最大值不變。

表3 各計算方案待澆筑段鋼管各部位最大徑向變形 mm

相比方案1，方案2取消了鋼管外拉桿，此時只有頂部最大變形由于缺少了拉桿的拉引作用增大相對明顯，由原來的-0.18 mm變至-0.34 mm，其余部位最大變形變化很小；方案3取消了內支撐，鋼管除了頂部的其余部位最大變形相比方案2均有所增大，最大變形由-1.55 mm變至-2.67 mm，這跟鋼管底部沒有布置拉桿有較大關系，拉桿在減小鋼管變形上發揮的作用略遜于內支撐；方案4同時取消了內支撐和拉桿，發現其最大變形值也不超過2.8 mm。這說明即使同時取消鋼管內支撐和外部拉桿，鋼管變形也符合規范中的控制要求(3D/1000，最大值不超過30 mm)，外部拉桿的主要作用不是為了減小鋼管變形，而是固定鋼管防止其產生移位。

圖5 方案1待澆筑段鋼管各部位徑向變形沿軸向分布曲線

圖6 方案1待澆筑段鋼管出口C斷面徑向變形(單位：mm)

2.2 鋼支撐受力分析

鋼管在回填混凝土澆筑階段的整體變位，將使得鋼管內外布置的鋼支撐承受一定的力作用。表4給出了各計算方案中內外支撐的最大軸向應力，以拉應力為正，壓應力為負。

表4 各計算方案內外支撐最大軸向應力 MPa

從表4可以看出，在自重和流態混凝土壓力作用下鋼管內支撐主要承受壓應力，而拉桿主要承受拉應力，桿件受力和所連鋼管處的變形成正比，待澆筑段中內支撐和拉桿的最大受力均位于C斷面附近。方案1中內支撐桿最大軸向壓應力為41.21 MPa，出現在澆筑第1層混凝土時期的管底支撐桿，拉桿最大軸向拉應力為35.07 MPa，出現在澆筑第1層混凝土時期的管頂拉桿；方案2在取消拉桿后，內支撐桿最大軸向壓應力增至43.02 MPa，同樣出現在澆筑第1層混凝土時期的管底支撐桿；方案3取消了內支撐，拉桿的最大軸向拉應力增至49.15 MPa，出現在澆筑第4層混凝土時期的斜45°布置的拉桿，這些值都遠低于拉錨構件的設計強度，這說明在抵抗鋼管變形上，內支撐的作用不大，可以考慮取消內支撐。方案4同時取消了內支撐和拉桿，經計算得管殼和加勁環的最大Mises應力值不超過37.2 MPa，遠低于鋼材的允許應力[7]。

因此，即使同時取消鋼管“米”字形內支撐和外部拉桿，壓力鋼管在兩側回填混凝土無高差進行澆筑的理想情形下各階段的變形和受力依然在控制范圍內。

3 鋼管兩側混凝土澆筑高差影響分析

在嚴格控制混凝土澆筑工藝的理想情況下，壓力鋼管回填混凝土澆筑最好為左右兩側同時水平上升，但根據實際施工情況，兩側混凝土澆筑平面不可避免的會存在高差。考慮較為極端的情況，兩側混凝土澆筑高差達到回填混凝土層厚3 m，即假設澆筑完鋼管左邊一層再澆筑右邊同一層混凝土，依次交替進行。在此不利條件下對取消了內支撐的方案3和方案4重新進行計算分析，進一步論證壓力鋼管取消內支撐進行施工的實際可行性與安全可靠性。

對比鋼管兩側混凝土有3 m澆筑高差和無澆筑高差的情形，得到混凝土澆筑高差對待澆筑段出口C斷面各部位徑向變形的影響如圖7所示，圖中橫軸表示的澆筑過程0～5分別對應自重、第1～5層混凝土澆筑。由圖7a和圖7c可以看出，當鋼管兩側回填混凝土存在3 m澆筑高差時，頂部變形相比無澆筑高差情形在澆筑第4層混凝土過程中明顯增大，而鋼管底部變形反而有所減小，這與鋼管底部受到流態混凝土壓力的作用面積減小有關；由圖7b和圖7d)可以看出，當鋼管兩側回填混凝土存在3 m澆筑高差時，澆筑過程中鋼管兩側腰部變形不再對稱，左腰部位最大變形相比無澆筑高差情形減小，右腰部位最大變形增大，在混凝土澆筑完畢后腰部最終變形減小，右腰向內變形。

表5為有3 m混凝土澆筑高差情形下方案3和方案4待澆筑段鋼管各部位在混凝土澆筑過程中出現的最大徑向變形。頂部和腰部最大變形均有所增大，但變形最大的底部其變形值反而有所減小，其中方案3由-2.67 mm變為-2.01 mm，方案4由-2.79 mm變為-2.11 mm，鋼管最大變形仍然滿足要求。

表5 各計算方案待澆筑段鋼管各部位最大徑向變形 mm

這說明鋼管變形主要跟所受流態混凝土壓力大小有關，在澆筑混凝土層厚為3 m時，即使鋼管兩側混凝土存在一定澆筑高差，無內支撐的鋼管也不會產生過大變形。經過計算分析得到此時方案3中拉桿的最大軸向應力為48.28 MPa，與無澆筑高差情形中的49.15 MPa相差很小，滿足拉錨構件的設計強度；而方案4中管殼和加勁環的最大Mises應力值不超過34.1 MPa，遠低于鋼材的允許應力。因此，鋼管兩側混凝土可能存在的澆筑高差不會對鋼管受力變形產生很大影響，即使同時取消鋼管內支撐和拉桿一般情況也滿足要求。但混凝土澆筑高差將使鋼管兩側受力不對稱，容易使鋼管中心偏移，為了更好固定鋼管防止其在外力作用下產生整體移位，建議根據施工布置在相鄰鋼管段(CD段)的加勁環上加設2排拉桿做好加固措施。

4 結 語

地下埋藏式壓力鋼管在混凝土分段澆筑過程中，新澆筑鋼管段一端受已澆筑混凝土約束作用十分明顯，無論是在鋼管兩側混凝土完全對稱澆筑還是存在高差澆筑的情形下，鋼管有無內支撐最大變形都完全滿足設計規范要求。研究還發現鋼管內支撐和拉桿的軸向應力較小，在抵抗鋼管因自重和流態混凝土壓力所產生的變形上發揮的作用不是很大，可以考慮取消鋼管內支撐，但建議保留待澆筑管段相鄰鋼管外的拉桿，以防止鋼管在外力作用下產生整體移位。鋼管內支撐取消后，可以很好地實現鋼管自動化焊接及安裝，從而大大提高施工效率，節省人力資源投入，具有重大的現實意義和推廣價值。

圖7 混凝土澆筑高差對待澆筑段鋼管各部位徑向變形的影響

[1]孫文，侯明. 向家壩水電站超大直徑引水隧洞壓力鋼管制作與安裝[J]. 水電站機電技術，2011，34(4)：40-42.

[2]DL/T 5017—2007 水電水利工程壓力鋼管制造安裝及驗收規范[S].

[3]彭智祥. 可持續創新的水工鋼管先進制造技術[C]∥水電站壓力管道——第八屆全國水電站壓力管道學術會議論文集. 北京：中國水利水電出版社，2014：500-504.

[4]段利明. 恰甫其海水電站大型高強鋼壓力鋼管制造安裝技術[J]. 水電站機電技術，2006，29(5)：73-76.

[5]陶恒林，王琦，邊俊軍. 左沖沙壓力鋼管無內支撐施工方法研究[J]. 葛洲壩集團科技，2014(1)：96-97.

[6]孫海清，伍鶴皋，郝軍剛. 金屬蝸殼不同斷面型式充水保壓狀態下的受力特性分析[J]. 水利學報，2012，43(9)：1114-1119.

[7]DL/T 5141—2001 水電站壓力鋼管設計規范[S].

(責任編輯 王 琪)

Deformation Analysis of Underground Embedded Penstock without Inner Support during Installation Period

WANG Jianguo1, WU Hegao1, SHI Changzheng1, PENG Peng2, PENG Zhixiang2

(1. State Key Laboratory of Water Resources and Hydropower Engineering Science, Wuhan University,Wuhan 430072, Hubei, China; 2. Chengdu Alang Technology Co., Ltd., Chengdu 611130, Sichuan, China)

The finite element numerical analysis is adopted to calculate the stress and deformation of large underground embedded penstock of a hydropower station under the stage of concrete pouring, in which, two pouring schemes of concrete horizontal rising and concrete rising with height difference in both sides are considered. The calculation results find that, (a) the layout of inner and external supports has little effect on the deformation law of penstock under two pouring schemes, the position of maximum deformation locates at the bottom, and the value of which is satisfied within the control of specifications; and (b) the fact of small axial stress of inner support and external pull rod shows these supporting measures just play a small function in reducing the deformation of penstock. So it is suggested that the inner support can be canceled and the pull rod can be preserved as a fixed measure to prevent shift of penstock, in this case the automatic welding, installation and concrete pouring can be implied successfully to improve construction efficiency and save investment.

underground embedded penstock; concrete pouring; automatic welding; inner support; deformation analysis

2016-01-06

國家自然科學基金資助項目(51409194)

汪劍國(1992—)，男，江西上饒人，碩士研究生，主要從事水電站壓力管道設計和地下工程研究；伍鶴皋(通訊作者).

TV314

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0559-9342(2016)12-0050-06