基于心形線特性的錨固洞體型優化研究

2019-05-17 07:48:44李守義何冠潔郭金君

水資源與水工程學報 2019年2期

夏可，李守義，張岳，何冠潔，郭金君

(西安理工大學水利水電學院，陜西西安 710048)

1 研究背景

近年來隨著泄水建筑物的泄量不斷增大，預應力閘墩以其明顯的經濟性和安全性等優勢，被廣泛應用于大型弧門泄水建筑物的支撐結構中[1-6]。關于預應力閘墩的錨固形式[7-9]，國內外學者做了大量研究。2000年，胥潤生[10]對安康水電站預應力閘墩錨固形式做了優化，提出了“深槽+錨孔”結構，驗證了該結構可節省50%錨索，且便于施工；2007年，楊勝等[11]將預留豎井式、膠結式內錨頭和U型錨固錨固形式進行了對比分析，推薦使用U型錨固形式，但在實際應用中技術難度大，施工復雜；2009年，李振龍等[12]對豎井式錨固洞預應力閘墩進行了應力應變分析，得出該錨固形式效果較好，且便于施工；2012年，周偉等[13]對膠結式錨固預應力閘墩進行了非線性接觸分析，分析了膠結式錨固形式的優勢，但在工程應用中成本較高，施工復雜。

實際工程大多采用預留錨固洞對拉錨索的錨固形式，但由于預應力的施加導致錨固洞周圍應力較大，同時預留錨固洞對閘墩整體結構有一定的削弱。本文通過對預留錨固洞的形狀及尺寸進行優化研究，從而達到降低錨固洞周圍拉應力的目的，緩解錨固洞對閘墩整體結構的削弱程度。

2 工程概況

某水電站工程溢洪道正常蓄水位723 m，堰閘段閘頂高程729.5 m，建基面高程693 m。正常蓄水位弧門瞬啟時作用在單個弧門支鉸上的最大凈荷載為：水平推力N=18 500 kN，切向力S=-800 kN，側推力H=1 850 kN，溢洪道閘墩采用預應力閘墩結構。中墩厚度4 m，中墩主錨索共4排，每側各兩排，外排8束，內排4束，共24束，單束永存噸位為2 700 kN，超張拉噸位為3 105 kN；水平次錨索分3排在垂直弧門推力方向上，每排均布置4束，共12束，單束永存噸位為1 800 kN，超張拉噸位為2 070 kN，拉錨比為1.75，錨索布置見圖1。

圖1 預應力閘墩中墩錨索布置圖(單位：cm)

3 計算模型及計算工況

3.1 計算模型

取預應力閘墩中墩為研究對象，建立三維有限元模型，見圖2。假定混凝土為各向同性、均勻連續的線彈性材料，基礎質量不予考慮。計算模型基礎向壩基以下、壩上游及壩下游各取兩倍的壩高各80.0 m。閘墩、壩體結構網格尺寸控制在0.5 m以內，基礎網格尺寸控制在0.5～10.0 m，采用八節點六面體實體單元Solid45進行模擬。計算模型X正向為順水流方向，Y正向為豎直向上，Z正向為右岸方向。

圖2 預應力閘墩中墩有限元模型

3.2 材料參數

水的重度γw=10 kN/m3，預應力閘墩各部位混凝土強度等級及材料特性見表1。

3.3 計算工況及荷載組合

計算選取2個控制性工況，即工況1(完建期)和工況2(運行期：雙側弧門瞬啟)，荷載組合見表2。

4 計算結果與分析

傳統梯形錨固洞周邊拉應力往往比較大，遠超過混凝土軸心抗拉強度設計值，工程中需要的配筋量較大，本文通過選取合理的錨固洞體型，來緩解其周圍應力過大的問題。

表1 預應力閘墩各部位混凝土材料特性表

表2 各計算工況荷載組合

心形線是由動圓繞著與其相切且半徑相同的另外一個定圓滾動時，動圓上固定一點所形成的軌跡(見圖3)，本文采用的心形線參數方程[14]：

x=a(1+sinθ)cosθ

(1)

y=a(1+sinθ)sinθ

(2)

心形線曲率半徑：

(3)

式中：a為定圓直徑;θ為極角(0≤θ≤2π)。

圖3 心形線軌跡方程

圖4 心形錨固洞和梯形錨固洞體型圖(單位：cm)

傳統梯形錨固洞的頂、底面與下游面交線處拉應力往往較大，上游面拉應力很小。利用心形線極角θ(0≤θ≤π/2)越小曲率半徑越小，形狀越陡越凸出，極角越大曲率半徑越大，形狀越緩越扁平這一幾何特性，恰好能使頂、底面在拉應力最大處明顯起拱，改善受力狀態；而在上游面處很快趨于平緩，有利于控制錨固洞體積大小不會過大。

心形線的幾何特性理論上應用于錨固洞體型較為理想，而心形錨固洞體型的設計關鍵在于參數a(a為心形線定圓直徑)的選取。下游斜面長度L=d+l1+l2(其中d為頂層錨索中心到底層錨索中心的距離；l1為錨固洞頂面與下游面交線距頂層錨索中心的距離；l2為錨固洞底面與下游面交線距底層錨索中心的距離)。由于參數a是參考下游斜面長度選取的，本文取d為4.2 m不變，則參數a與l1、l2的長度密切相關，以下計算假定主錨索位置及噸位不變。

4.1 兩種錨固洞體型計算結果對比分析

為進一步驗證心形錨固洞體型可行性，將錨固洞下游斜面作為x軸，斜面法線為y軸，初擬l1為0.3 m、l2為0.3 m，則a取斜面長度L的一半為2.4 m，坐標原點O取d的中點，簡化心形線取0≤θ≤π段建立心形錨固洞模型，心形錨固洞與梯形錨固洞體型圖見圖4，兩種錨固洞各關鍵部位的應力計算結果見表3。

分析工況1結果可知：心形錨固洞與梯形錨固洞相比，頂面最大拉應力從4.8 MPa降至4.3 MPa，降幅10.4%；下游面最大拉應力從4.5 MPa降至4.0 MPa，降幅11.1%；底面最大拉應力從4.6 MPa降至4.1 MPa，降幅10.9%；上游面基本無拉應力；各部位最大壓應力均滿足混凝土設計抗壓強度。

表3 兩種錨固洞體型計算結果 MPa

分析工況2結果可知：心形錨固洞與梯形錨固洞相比，頂面最大拉應力從3.9 MPa降至3.2 MPa，降幅17.9%；下游面最大拉應力從5.2 MPa降至4.7 MPa，降幅9.6%；底面最大拉應力從5.5 MPa降至5.1 MPa，降幅7.3%；上游面拉應力變化不大；各部位最大壓應力均滿足混凝土設計抗壓強度。

結果表明，心形錨固洞相比梯形錨固洞的受力情況更好，具有一定的可行性。但心形錨固洞頂、底面及下游面拉應力仍較大，且體積偏大，對壩體削弱程度較大，故有必要對其做進一步優化。

4.2 心形錨固洞上游面體型優化研究

分析可知，梯形錨固洞上游面拉應力本身就很小，不起控制作用，雖心形錨固洞上游面以曲面代替了梯形錨固洞的鉛直面，但對上游面拉應力情況改善并不明顯；同等條件下，梯形錨固洞體積為60.70 m3，而心形錨固洞體積為100.36 m3，增幅較大。綜合考慮，將心形錨固洞上游面改為鉛直面，通過改變鉛直面位置，探究上游鉛直面位置和錨固洞周圍應力的關系。選擇工況2為控制工況，計算取l1為0.3 m、l2為0.3 m，a取斜面長度L的一半為2.4 m，坐標原點O取d的中點，初擬上游鉛直面距下游面中心2、2.5、3、3.5、4 m等5種情況，計算結果見圖5～6。

圖5 上游鉛直面位置示意圖(單位：m)

圖6 關鍵部位最大主應力隨上游鉛面位置的變化

結果表明：隨著上游鉛直面遠離下游面中心，心形錨固洞各關鍵部位最大拉應力不斷減小，但降幅較小。在距下游面中心2～3 m時，頂面最大拉應力從3.3 MPa降至3.1 MPa，降幅6.1%；下游面最大拉應力從4.9 MPa降至4.8 MPa，降幅較小，為2.0%；底面最大拉應力從5.3 MPa降至5.2 MPa，降幅較小，為1.9%；上游面最大拉應力始終很小，不起主要控制作用；距下游面中心3 m以外，各關鍵部位最大拉應力基本無變化；距下游面中心2 m時，心形錨固洞體積僅為47.6 m3，距下游面中心3 m時，為65.9 m3。

綜合分析，將心形錨固洞上游曲面改為鉛直面，可有效減小錨固洞體積，且在滿足施工要求的情況下，可盡量靠近下游面中心。

4.3 心形錨固洞設計參數優化研究

雖優化了心形錨固洞上游面體型，但頂、底以及下游面最大拉應力仍遠超混凝土軸心抗拉強度設計值，這是由于頂、底面距頂底、層錨索太近造成的，故有必要對心形錨固洞設計參數做進一步優化。坐標原點O取d的中點，則頂面心形曲線參數a1=d/2+l1，底面心形曲線參數a2=d/2+l2，通過改變l1、l2探討心形錨固洞設計參數的合理值。上游鉛直面距下游面中心3 m，計算方案為：保持l2為0.3 m不變，初擬l1為0.5、1.0、1.5、2.0、2.5 m等5種情況；保持l1為0.3 m不變，初擬l2為0.3、0.6、0.9、1.2、1.5 m等5種情況，計算結果見圖7～8。

圖7 頂面最大主拉應力隨l1的變化

圖8 底面最大主拉應力隨l2的變化

分析工況1和工況2結果：隨著心形錨固洞的l1、l2不斷增大，頂、底面最大主拉應力不斷降低，錨固洞體積不斷增大。頂面與下游面交線到頂層錨索中心距離太近，會導致頂面拉應力過大，太遠則應力降幅較小，且錨固洞體積過大；底面與下游面交線到底層錨索中心距離太近，會導致底面拉應力過大，太遠則錨固洞體積過大，且增幅較大，對閘墩整體結構受力情況不利。

當頂面與下游面交線到頂層錨索中心距離為1.5～2.0 m時：工況1頂面最大主拉應力從4.4 MPa降至2.4 MPa，降幅為45.5%；工況2頂面最大主拉應力從3.3 MPa降至1.3 MPa，降幅為60.6%。當底面與下游面交線到底層錨索中心距離為1.2～1.5 m時：工況1底面最大主拉應力從4.3 MPa降至1.1 MPa，降幅為74.4%；工況2底面最大主拉應力從5.3 MPa降至2.5 MPa，降幅為52.8%。同時下游面拉應力也有所減小，主要出現在下游面中心處，見應力云圖圖9～10。