張 濤,喻 君,汪基偉

(河海大學土木與交通學院,江蘇 南京 210098)

隨著我國水利事業(yè)的發(fā)展,門槽承受的水平推力越來越大,但對門槽受力性能研究卻不多。DL/T 5057—2009《水工混凝土結構設計規(guī)范》第13.15節(jié)[1]規(guī)定:“當閘門門槽高度每延米受載大于2 000 kN時,應對閘門門槽混凝土斜截面承載力進行復核?！钡摋l文沒有給出相應斜截面受剪承載力計算方法,缺乏可操作性。楊靜安等[2]通過三維線彈性有限元分析,對工作門槽配筋方式與設計方法進行了探討,但由于線彈性分析不能預計構件破壞形態(tài),其所得結論是否合理有待商榷。吳松鋒[3]進行了12個工作門槽試件靜力試驗,提出了門槽剪切滑移破壞承載力計算公式,但采用的試件為豎立在地面上的矩形柱,未考慮下游墩墻長度對荷載傳遞的影響。蔡睿恒等[4]研究了門槽結構下游墩墻長度及頸部墩墻寬度對結構破壞模式的影響以及結構斜截面受剪承載力設計方法。

為了明確檢修門槽破壞模式及承載力性能,本文以拉西瓦水電站進水口檢修門槽(以下簡稱拉西瓦門槽)為原型制作3個縮尺試件,研究不同配筋率下檢修門槽破壞模式與承載力,對ABAQUS軟件應用于模擬門槽破壞模式進行驗證。在此基礎上,采用ABAQUS軟件以拉西瓦門槽原型為對象,研究剪跨比與水平鋼筋布置形式對破壞模式及承載力的影響。

1 試驗概況

1.1 試件設計

試件以拉西瓦門槽為原型進行設計,該門槽尺寸如圖1所示,其中門槽剪跨比a/h0(取值與a/h相近,其中a為門槽剪跨;h0為下游墩墻有效截面高度;h為下游墩墻長度)約為0.15,門槽深度b與下游墩墻長度h之比約為0.3,二期混凝土高度d與門槽深度b之比約為0.8。試件設計時保持上述比值不變,基本參數(shù)如圖2及表1所示?？紤]到實際二期混凝土內金屬埋件具有一定深度,試件設計時以二期混凝土有效高度de代替d,并取de=2d/3,并將一期與二期混凝土界面按GB 50010—2010《混凝土結構設計規(guī)范》[5]進行鑿毛處理,同時保持試件加載處墊塊寬度c與門槽深度b的比值與實際工程金屬埋件寬度與門槽深度的比值相同,墊塊長度f(與試件厚度相同)取為200 mm。試件鋼筋布置形式和實際工程相同,在一期混凝土內配置水平鋼筋與斜筋,將水平鋼筋彎折以保證錨固,水平鋼筋的配筋率在0.25%～0.45%之間,試件上下兩端配置少量箍筋用于固定架立筋。一期和二期混凝土試件實測標準立方體抗壓強度分別為27.4 MPa和36.5 MPa,鋼筋實測屈服強度均為440 MPa。

圖1 拉西瓦門槽尺寸示意圖(單位:mm)

圖2 門槽試件幾何尺寸(單位:mm)

表1 試件基本參數(shù)

1.2 加載方案與測點布置

試驗加載裝置與應變片測點布置如圖3所示。試驗在5 000 kN壓力機上完成,荷載通過平衡梁分配至試件兩側荷載傳感器上,荷載傳感器下布置墊條以模擬軌道作用,墊條與二期混凝土表面之間布置墊塊?？紤]到檢修門槽下游仍有工作門槽支撐,順水流方向變形較小,因此將門槽試件底部固定。試驗加載方式采用單調分級加載,開裂前每級荷載增量為10 kN,開裂后每級增量為20 kN。

圖3 試驗裝置及測點布置

2 試驗結果

2.1 裂縫分布及破壞模式

圖4 試件破壞側裂縫分布

因各試件外形尺寸及配筋左右對稱,故取其破壞側裂縫分布,如圖4所示。所有試件在破壞之前的裂縫均為斜向裂縫,裂縫起裂于一期與二期混凝土界面上角點處,沿一期與二期混凝土界面豎直向下延伸,到達界面下角點后斜向一期混凝土內發(fā)展,斜裂縫與水平軸夾角介于60°～70°之間。當斜裂縫在一期混凝土內部延伸深度達到下游墩墻長度2/3左右后,便逐漸轉為豎直向下發(fā)展且發(fā)展緩慢。破壞前各試件剪切斜裂縫最大寬度介于0.4～0.6 mm之間。最后,由于二期混凝土的局部受壓破壞,在墊塊下產(chǎn)生數(shù)條裂縫并迅速發(fā)展至一期混凝土內直至試件破壞。表2列出了3個試件的開裂荷載和極限荷載等結果。試件開裂荷載約為按DL/T 5057—2009《水工混凝土結構設計規(guī)范》[1]第8.4.1條計算所得二期混凝土局部受壓承載力的38.2%～45.6%。由于所有試件破壞由二期混凝土局部受壓破壞引起,因此配筋率的變化未能對試件承載力產(chǎn)生顯著影響。

表2 試驗及模擬承載力

注:Pcre、Pue、Pcrs、Pus分別為實測的開裂荷載、實測的極限荷載、模擬的開裂荷載、模擬的極限荷載。

2.2 鋼筋受力狀態(tài)分析

各試件鋼筋受力狀態(tài)相似,圖5給出了典型試件(試件XJ1和XJ3)的荷載-鋼筋應變曲線。由圖5可見:混凝土開裂前鋼筋應變小且增加緩慢,開裂后荷載應變曲線斜率顯著增加,鋼筋應變增加較快;水平鋼筋受拉,離裂縫較近的應變片測點S1與S2處應變較大,增加速度最快;試件上側斜筋受拉,下側斜筋受壓,受拉斜筋應力與鄰近位置處水平鋼筋應力相近,有利于抑制斜向裂縫開展;試件破壞時鋼筋尚未屈服。

3 數(shù)值模擬

首先利用試件XJ1、XJ2及XJ3的試驗結果驗證ABAQUS軟件模擬門槽結構破壞模式的可行性,然后對拉西瓦門槽原型進行數(shù)值模擬,研究剪跨比與水平鋼筋配筋率對門槽承載力及破壞模式的影響。

3.1 有限元模型建立

混凝土、鋼墊塊和試件底部鋼墊板均采用八結點六面體線性減縮積分單元C3D8R,鋼筋采用三維兩節(jié)點桁架單元T3D2?？紤]到鋼筋與混凝土之間的黏結滑移對試件極限承載力與破壞模式影響較小,故不考慮黏結滑移,用embed命令將鋼筋埋入混凝土之中。采用tie命令將鋼墊塊與二期混凝土表面之間的接觸綁定。通過網(wǎng)格敏感性分析,將六面體單元尺寸取為15 mm。

混凝土本構模型采用ABAQUS自帶的混凝土塑性損傷模型(CDP),該本構模型能較好地模擬荷載作用下混凝土的剛度退化、材料的壓碎與拉裂現(xiàn)象[6-9],其拉伸損傷可以較為直觀地表征裂縫的發(fā)展過程[10]?；炷羻屋S受拉受壓應力-應變關系采用GB 50010—2010《混凝土結構設計規(guī)范》[5]附錄C給出的公式;混凝土單軸受拉受壓損傷因子采用王中強等[11]基于Sidoroff能量等效原理推導的公式。鋼筋采用理想彈塑性模型,不考慮其強化階段作用。鋼墊塊采用線彈性模型,其彈性模量按現(xiàn)行規(guī)范[5]取值。

3.2 試件有限元模擬

模擬結果與試驗結果符合良好(表2),其中開裂荷載計算值與試驗值比值的均值為0.972,變異系數(shù)為0.011;極限荷載計算值與試驗值比值的均值為0.978,變異系數(shù)為0.054。比較圖6所示的受拉損傷云圖和圖4可知:模擬的剪切裂縫發(fā)展過程與試驗現(xiàn)象相近;極限荷載時,各試件二期混凝土均發(fā)生嚴重的拉伸損傷,破壞由二期混凝土的壓潰引起,與試驗結果相符,這說明ABAQUS軟件可用于模擬門槽結構破壞模式。

圖6 試件極限荷載時受拉損傷云圖

圖7 試件模型鋼筋網(wǎng)片布置

為了解門槽試件在不發(fā)生局部受壓破壞下最終可能的破壞模式,對數(shù)值模型進行局部承壓增強,在二期混凝土高度范圍內布置4片鋼筋網(wǎng)片(圖7),體積配箍筋率為0.23,圖8給出了局部承壓增強后極限荷載時試件拉伸損傷及其變形(放大10倍)。由圖8可見,配置鋼筋網(wǎng)片后試件二期混凝土內未出現(xiàn)拉伸損傷,損傷區(qū)域主要集中在斜向臨空面與水平軸呈約60°夾角的滑移面附近。從試件變形也可以看出,所有試件均有發(fā)生斜向臨空面滑移破壞的趨勢。因此試件極限荷載均由滑移面抗滑承載力決定,水平鋼筋配筋率的增加未能顯著提高試件極限承載力。在水平鋼筋配筋率相同的情況下,試件極限承載力較未增強局部受壓試件承載力提高約16%。

圖8 局部受壓增強試件極限荷載時受拉損傷云圖

3.3 原型尺寸門槽有限元模擬

鑒于試件數(shù)值模擬結果與試驗結果吻合良好,本節(jié)以拉西瓦門槽原型為對象,通過改變下游墩墻長度h以及水平鋼筋的布置形式來研究剪跨比與水平鋼筋布置對門槽破壞模式及承載力的影響。圖9為門槽有限元模型示意圖,其中一、二期混凝土及預埋件尺寸均與實際工程相同;模型厚度取為740 mm,沿厚度方向布置3層鋼筋,鋼筋形式及間距與實際工程相同。為提高計算精度,將重點關心區(qū)域網(wǎng)格加密,加密區(qū)網(wǎng)格尺寸取為45 mm。表3給出了5個門槽模型主要參數(shù),其中門槽YX1下游墩墻長度與實際相同,門槽YX2～YX5下游墩墻長度逐漸減小。

圖9 檢修門槽模型示意圖

表3 門槽模型主要參數(shù)

圖10 門槽YX1受拉損傷云圖

圖11 門槽YX1順水流方向應力云圖

3.3.1有限元計算結果

計算所得門槽YX1的極限荷載Pus為7 130 kN,圖10為不同荷載階段門槽YX1的受拉損傷云圖。當荷載達到極限荷載的22%(即P=1 580 kN)時,門槽一、二期混凝土界面上角點開裂,裂縫隨荷載增加斜向一期混凝土內發(fā)展;當荷載達到極限荷載的70%(即P=5 000 kN)時,斜裂縫發(fā)展趨緩,二期混凝土內出現(xiàn)豎向劈裂裂縫;當荷載達到極限荷載的80%～90%時,在一、二期混凝土界面附近出現(xiàn)新的斜裂縫但發(fā)展深度較淺;極限荷載(即P=7 130 kN)時斜向門槽內部的裂縫與斜向臨空面的裂縫成“八”字形分布,預埋件下出現(xiàn)斜向臨空面的滑移面,模型發(fā)生局部滑移破壞,此時水平鋼筋并未屈服。結合順水流方向應力云圖(圖11)分析可知:在加載初期壓應力流主要斜向臨空面?zhèn)鬟f,隨荷載增加壓應力流逐步向門槽下游傳遞形成斜壓桿,但由于下游墩墻長度較長,壓應力流傳遞路徑長,因而高應力區(qū)主要集中在鋼軌下側,并最終形成斜向臨空面的滑移破壞。

3.3.2剪跨比對破壞模式的影響

圖12 門槽YX2～YX5受拉損傷云圖

圖13 門槽YX2～ YX5順水流方向應力云圖

圖12給出了門槽YX2～YX5極限荷載時受拉損傷云圖。由圖12可見:當剪跨比a/h為0.17(h=3 000 mm)時,門槽裂縫分布仍呈“八”字形,同時在混凝土壓桿區(qū)域出現(xiàn)拉伸損傷,但程度較輕,門槽最終發(fā)生局部滑移破壞;當剪跨比增大至0.18(h=2 800 mm),裂縫均斜向門槽內部發(fā)展,預埋件下未形成滑移面,混凝土壓桿區(qū)域出現(xiàn)裂縫并向下游墩墻根部發(fā)展形成通縫,門槽呈現(xiàn)典型的混凝土斜向壓壞引起的剪切破壞;隨著剪跨比進一步增大,混凝土壓桿區(qū)域的拉伸損傷范圍隨之擴大,剪切破壞特征愈加明顯。結合極限荷載時順水流方向應力云圖(圖13)進一步分析可知:門槽YX2由于下游墩墻較長,荷載傳遞路徑過長,荷載主要斜向臨空面?zhèn)鬟f,破壞時局部滑移面處出現(xiàn)了明顯的卸載現(xiàn)象;門槽YX3～YX5由于隨剪跨比增大(即墩墻長度減少),荷載可以有效地向下游傳遞,破壞時在混凝土斜壓桿范圍內出現(xiàn)大量卸載現(xiàn)象。門槽剪跨比與名義剪應力及破壞模式關系如圖14所示,門槽YX1與YX2均發(fā)生局部滑移破壞,極限承載力由滑移面的抗滑承載力決定,因而其極限承載力相近;門槽YX3～ YX5呈現(xiàn)明顯的剪切破壞特征,其極限承載力隨剪跨比的增大而減小。

圖14 剪跨比與名義剪應力及破壞模式關系

3.3.3水平鋼筋布置方式對門槽受剪承載力的影響

在門槽YX4沿門槽順水流方向(沿h方向)分別布置2、3、4層水平鋼筋,來討論水平鋼筋布置方式對門槽受剪承載力的影響,圖15給出了門槽YX4受拉損傷云圖(圖中n為水平鋼筋層數(shù))。從圖15可見,不同水平鋼筋層數(shù)下門槽均發(fā)生剪切破壞。當n=3時,門槽極限承載力較n=2時提高6.7%,混凝土斜壓桿區(qū)域裂縫發(fā)展更加充分;當n=4時,門槽極限承載力可進一步提高,較n=2時增加約10.5%,此時下游墩墻裂縫進一步擴展。由此可見,增加水平鋼筋層數(shù)可有效提高門槽受剪承載力,但提高幅度隨層數(shù)增加而逐漸下降。

圖15 不同水平鋼筋層數(shù)下門槽YX4受拉損傷云圖

4 結 論

a. 門槽二期混凝土的局部受壓承載力低于門槽整體抗剪承載力,實際工程設計時應首先對二期混凝土局部受壓承載力進行驗算。

b. 在門槽局部受壓承載力得到保證的前提下,當門槽剪跨比小于0.18時,門槽裂縫發(fā)展呈“八”字形,門槽最終發(fā)生局部滑移破壞,極限承載力由滑移面抗滑承載力決定,此時增加下游墩墻長度無法提高其極限承載力;當檢修門槽剪跨比大于或等于0.18時,門槽主要發(fā)生由混凝土壓桿失效引起的剪切破壞,門槽極限承載力隨剪跨比的增大(即下游墩墻長度的減小)而減小。

c. 增加水平鋼筋層數(shù)可有效提高門槽受剪承載力,但提高幅度隨層數(shù)增加而下降。