楊 勇 周蓉峰 柳 獻

1. 上海申通地鐵集團有限公司 上海 201103；

2. 上海軌道交通十五號線發(fā)展有限公司 上海 200063；

3. 上海市機械施工集團有限公司 上海 200072；

4.同濟大學(xué)土木工程學(xué)院 上海 200092

國內(nèi)的無柱大跨度地鐵車站目前多沿用傳統(tǒng)的平板式頂板，通過采取一些加腋手段減小頂板跨中的彎矩，或者提高頂板跨中的承載能力。林作忠[1]和劉立[2]指出，廣州地鐵2號線琶洲—三元里段有近1/3的大跨度車站采用了無柱設(shè)計，這些車站仍沿用箱形框架結(jié)構(gòu)，并選取頂板加密肋梁和變截面頂板這2種方案進行建設(shè)。潘冠全[3]對采用變截面頂板方案建設(shè)大跨度無柱車站的廣州地鐵11號線大金鐘站的結(jié)構(gòu)設(shè)計作了簡要說明。近年來，廣州地鐵積累了不少相關(guān)建設(shè)經(jīng)驗，決定進一步改進施工和設(shè)計方法，預(yù)期在11號線建造頂板加腋的大跨無柱地鐵車站，以提高承載能力[4-5]。烏魯木齊軌道交通1號線的南湖廣場站是國內(nèi)地鐵車站選用大跨無柱箱形框架結(jié)構(gòu)的又一個案例[6]。

除了常見的箱形框架結(jié)構(gòu)，國內(nèi)大跨度地下車站還有一些其他較少采用的形式。張亞輝等[7]介紹了國內(nèi)首個明挖拱形無柱結(jié)構(gòu)地鐵車站——青島地鐵3號線保兒站的設(shè)計。王福文[8]介紹了青島地鐵清江路站這一大跨度島式暗挖車站，其斷面為類似于公路隧道的無柱拱形形式。李凡[9]介紹了新京張城際鐵路八達嶺大跨度地下車站采取大跨度穹頂結(jié)構(gòu)作為其頂棚的創(chuàng)新設(shè)計，由于跨度較大，該新型結(jié)構(gòu)的設(shè)計與施工成為了一個較大的挑戰(zhàn)。孫俊利[10]介紹了北京地鐵6號線車公莊站的設(shè)計，該站是目前國內(nèi)運用洞柱逆作法施作的最大跨度暗挖雙層單拱無柱車站，在暗挖大拱節(jié)點設(shè)計方面有所創(chuàng)新。

作為大跨地鐵車站，上海軌交15號線吳中路地鐵車站頂板采用的是預(yù)制-現(xiàn)澆疊合拱板結(jié)構(gòu)，是全國首個應(yīng)用預(yù)制拱形頂板吊裝工藝的地鐵車站。為探究拱形頂板在正常運營工況下的結(jié)構(gòu)性能，保證設(shè)計的可靠性和安全性，在距離較近的姚虹路地鐵車站現(xiàn)場，開展了足尺的預(yù)制-現(xiàn)澆疊合拱板滿跨堆載試驗。本文簡述了該足尺試驗的概況，分析試驗結(jié)構(gòu)在滿跨堆載時的受力性能，并得出一些在設(shè)計階段可以參考的規(guī)律和建議。

1 試驗方案

1.1 試驗試件

本次試驗的對象為一疊合拱結(jié)構(gòu)，其軸線為圓弧形，半徑為15.1 m、跨度為19.8 m、矢高為3.7 m。疊合拱的截面形式為矩形，高度為1 m、寬度為2.95 m，如圖1所示。預(yù)制部分厚度為10 cm、肋梁高度為50 cm，2個預(yù)制拱殼在現(xiàn)場安裝后形成一個三鉸拱，然后以此三鉸拱作為底模，在上面綁扎鋼筋籠、現(xiàn)澆混凝土，形成預(yù)制-現(xiàn)澆疊合拱結(jié)構(gòu)，混凝土硬化后三鉸拱轉(zhuǎn)變?yōu)闊o鉸拱。

圖1 疊合拱截面示意

1.2 試驗裝置

試驗裝置由疊合拱板、固定支座、滑動支座、拉索、堆載臺階和配重塊等組成，結(jié)構(gòu)如圖2所示。

圖2 試驗裝置結(jié)構(gòu)示意

加載采用4種配重塊，為3種不同規(guī)格的10 t配重塊和1種2.8 t配重塊。10 t配重塊的尺寸分別為2 840 mm×1 000 mm×560 mm（1#）、2 500 mm×1 600 mm × 460 mm（2#）、2 112 mm×2 050 mm×680 mm（3#）；2.8 t配重塊的尺寸為900 mm×900 mm×500 mm。本次加載共使用10 t配重塊（1#）29塊、10 t配重塊（2#）17塊，10 t配重塊（3#）8塊、2.8 t配重塊37塊。配重塊的加載方式為按順序進行堆疊。加載時，分層均勻從兩側(cè)向中間對稱疊放配重塊，置于結(jié)構(gòu)上事先澆筑的素混凝土臺階表面。

試驗通過控制滑動支座端千斤頂?shù)暮奢d調(diào)節(jié)拉索的張力，進而改變拱腳支座對拱的約束，從而模擬不同的土壓力和地下連續(xù)墻剛度對于疊合拱殼和支座節(jié)點的影響?；瑒又ё臉?gòu)造如圖3所示。

圖3 滑動支座的構(gòu)造

1.3 試驗過程

試驗采用荷載-位移聯(lián)合控制模式，荷載時程曲線如圖4所示，位移時程曲線如圖5所示。

圖4 荷載時程曲線

圖5 位移時程曲線

整個過程可以分為幾個步驟：

1）按設(shè)計的堆載順序逐步堆載，直到堆載至設(shè)計荷載，即485 t。在此過程中，通過調(diào)整千斤頂荷載控制滑動支座位移在初始位置±1 mm范圍內(nèi)。

2）以0.3 mm/級的速度控制滑動支座向跨外滑動至3.7 mm。

3）滑動支座位移控制在3.7 mm，繼續(xù)堆載至535 t。

4）通過調(diào)整千斤頂荷載使滑動支座位移回到初始位置。

5）滑動支座位移控制在初始位置，繼續(xù)堆載至572 t。

6）以0.3 mm/級的速度控制滑動支座向跨外滑動至3.7 mm。

7）在豎向堆載572 t、支座位移3.7 mm的基礎(chǔ)上，繼續(xù)堆載和釋放支座位移?；瑒又ё灰瓶刂圃?.7 mm附近，繼續(xù)堆載至644 t，即設(shè)計荷載的1.33倍；分級控制滑動支座向跨外滑動至30 mm。受加載場地和設(shè)備裝置的限制，試驗終止。

1.4 測試方案

為研究整個結(jié)構(gòu)在滿跨堆載階段的位移變形情況，選取了拱腳、拱頂、滑動界面等重要位置進行位移量測。在試驗過程中測量了豎向位移、水平位移、預(yù)制拱拼裝形成的接縫位置的錯臺和張開等數(shù)據(jù)，并根據(jù)所關(guān)注的內(nèi)容安裝了拉線位移計、一維位移傳感器等，各測量儀器的總體布置如圖6所示。在各處同類型的測量儀器均設(shè)2個，括號內(nèi)的編號為從拱結(jié)構(gòu)西側(cè)所見的測量儀器編號。

圖6 測量儀器的總體布置

在全跨選取了10個截面布設(shè)鋼筋應(yīng)變和混凝土應(yīng)變的測點，測試截面的位置為跨中、拱腳和四等分點。從南側(cè)拱腳開始，按順時針方向依次給截面編號。其中，5、6號截面在跨中。在同一截面內(nèi)，采用箔式應(yīng)變片量測預(yù)制拱殼底面混凝土應(yīng)變和鋼筋應(yīng)變，采用振弦式應(yīng)變計量測現(xiàn)澆層鋼筋的應(yīng)力，測點布置如圖7所示。試驗中所用的全部應(yīng)力應(yīng)變測試儀器種類和數(shù)量如表1所示。

圖7 截面內(nèi)應(yīng)力應(yīng)變測點布置

表1 試驗測試儀器數(shù)目統(tǒng)計

此外，為觀察裂縫，提前在拱板東、西側(cè)面和拱底面進行粉刷和網(wǎng)格線的繪制。東、西側(cè)面網(wǎng)格大小為100 cm×20 cm，底面網(wǎng)格大小為100 cm×75 cm。在整個試驗過程中，對裂縫分布情況、長度和寬度均及時進行了記錄。

2 試驗結(jié)果與分析

2.1 結(jié)構(gòu)變形

在達到設(shè)計荷載485 t之前，拱頂處豎向位移基本保持不變。當(dāng)堆載達到485 t時，拱頂處豎向位移的增量為－0.64 mm，在此過程中，拱頂有向下的位移趨勢，但可以忽略不計，這證明該疊合拱板結(jié)構(gòu)的剛度較大。其后，由于強制滑動支座發(fā)生向跨外或跨內(nèi)的位移，導(dǎo)致拱頂產(chǎn)生明顯的豎直向下或向上的位移，而在堆載時，拱頂豎向位移的變化值卻是很微弱的。拱頂豎向位移在全過程中的變化情況如圖8所示。

圖8 拱頂豎向位移全過程曲線

當(dāng)堆載達到644 t時，拱頂豎向位移值為－1.79 mm。在釋放滑動支座位移到30 mm的過程中，拱頂豎向位移變化規(guī)律與支座位移規(guī)律基本一致，呈線性增長趨勢。當(dāng)保持堆載644 t，并使滑動支座達到30 mm時，拱頂豎向位移值達到－18.65 mm，但仍不足跨度的1/1 000。

在試驗進行的前13 h，堆載和微調(diào)滑動支座等操作對拱頂豎向位移、兩拱腳相對水平位移的影響較為明顯，而對兩拱腳的豎向位移影響較弱，如圖9所示。

圖9 拱腳豎向位移

13 h之后，在逐步釋放滑動支座位移的過程中，疊合拱軸線變平緩，其曲率半徑增加，導(dǎo)致各點豎直下移，根據(jù)幾何關(guān)系，最大下移量產(chǎn)生在跨中附近。兩拱腳的豎向位移也隨支座位移的增加而增加，其最值相近且均小于－4 mm。各接縫處（拱頂、2個拱腳）的張開量如圖10所示，錯臺量如圖11所示。試驗過程中，各接縫產(chǎn)生的張開或錯臺變化較小，錯臺的最終測量值均小于0.2 mm，張開的最終測量值均小于1 mm。意味著在混凝土硬化后，兩半跨之間及側(cè)墻與拱板之間能形成一個整體共同受力，因此，結(jié)構(gòu)接縫處連接性能良好，側(cè)墻對拱殼結(jié)構(gòu)變形的約束較強。

圖10 接縫處的張開量

圖11 接縫處的錯臺量

2.2 結(jié)構(gòu)受力

2.2.1 裂縫現(xiàn)象

在拱結(jié)構(gòu)上堆載485 t（設(shè)計荷載），并釋放滑動支座位移達到3.7 mm之前，在混凝土結(jié)構(gòu)表面觀察無裂縫。直至豎向堆載達到644 t、支座位移等于24 mm時，疊合結(jié)構(gòu)出現(xiàn)了受力裂縫，其寬度不足0.02 mm，長度達42 cm。這說明預(yù)制結(jié)構(gòu)開始被破壞，但程度很輕微。當(dāng)滑動支座位移釋放到30 mm時，新出現(xiàn)的裂縫多為貫穿預(yù)制層的拉裂縫，裂縫寬度為0.02 mm，裂縫最大長度達到50 cm。試驗最終狀態(tài)下的裂縫分布如圖12所示。

圖12 裂縫分布示意

根據(jù)表觀現(xiàn)象可知，裂縫容易集中出現(xiàn)在跨中附近，說明疊合拱結(jié)構(gòu)的跨中部位受力較大，容易率先被破壞；預(yù)制拱部分較先開裂，且出現(xiàn)貫通裂縫，證明預(yù)制層能分擔(dān)適當(dāng)?shù)膬?nèi)力，該疊合結(jié)構(gòu)的兩部分共同受力的效果良好。

2.2.2 預(yù)制層部分

在第1階段，預(yù)制層靠近跨中的底排鋼筋應(yīng)變接近0，意味著最大正彎矩截面的混凝土全截面受壓（彎矩以內(nèi)側(cè)受拉為正）。從跨中到拱腳，底層鋼筋壓應(yīng)力有增大趨勢，這是跨中受最大正彎矩、拱腳受最大負彎矩導(dǎo)致的。拱腳的預(yù)制層底排鋼筋最大壓應(yīng)變?yōu)?00 με，對應(yīng)鋼筋應(yīng)力為－40 MPa（軸力以受拉為正），計算此處混凝土壓應(yīng)力約為6.5 MPa，其值遠小于預(yù)制層混凝土（C35等級）的抗壓強度。因此，與裂縫觀察結(jié)果吻合，預(yù)制層混凝土不會壓裂，拱腳接縫是受力安全的。

拱結(jié)構(gòu)跨中附近預(yù)制層底排鋼筋的應(yīng)力在支座位移增加過程中正向增長，即有受拉趨勢，拉應(yīng)力增量在跨中處最大，向拱腳方向逐漸減小，最大增量為32 MPa，等效混凝土拉應(yīng)力為4.8 MPa，大于C35混凝土抗拉強度，因而拱頂?shù)撞炕炷晾?。拱腳處預(yù)制層底排鋼筋應(yīng)力呈負向增長，即逐漸受壓，但壓應(yīng)力增量較小，最大為－15 MPa，不會導(dǎo)致混凝土壓裂。

2.2.3 現(xiàn)澆層部分

在試驗進行的前14 h內(nèi)，結(jié)構(gòu)加載以堆載為主，在此過程中，疊合拱結(jié)構(gòu)的內(nèi)力以軸力為主。盡管跨中受正彎矩，拱腳受負彎矩，各截面現(xiàn)澆層部分還是表現(xiàn)為受壓狀態(tài)，其壓應(yīng)力增量相近且較小，應(yīng)力范圍僅為－20～0 MPa。

當(dāng)試驗進行13 h后，試驗加載主要表現(xiàn)為釋放支座位移。在此過程中，拱腳處仍保持為全截面受壓，且該處現(xiàn)澆層內(nèi)鋼筋的壓應(yīng)力增量較小，最大增量值出現(xiàn)在底部鋼筋，約為5 MPa。而其余監(jiān)測截面現(xiàn)澆層內(nèi)鋼筋有逐漸轉(zhuǎn)變?yōu)轫敳渴軌?、底部受拉的趨勢，并且此趨勢在越接近跨中處表現(xiàn)得越明顯。所有觀測截面的現(xiàn)澆層內(nèi)鋼筋應(yīng)力增量整體范圍為－32～10 MPa，跨中受正彎矩，拱腳受負彎矩。

在釋放支座位移前后，跨中現(xiàn)澆層鋼筋內(nèi)力的變化速率顯然差別較大，在釋放位移前的鋼筋內(nèi)力增加速率遠小于釋放位移之后。因此，跨中對支座位移的影響是十分敏感的。

跨中頂排鋼筋呈受壓趨勢，其應(yīng)力增量為10 MPa，而底排鋼筋呈受拉趨勢，其應(yīng)力增量為30 MPa。但在全過程中，現(xiàn)澆層內(nèi)鋼筋應(yīng)力總量是遠遠小于鋼筋屈服應(yīng)力的，因此，疊合拱板結(jié)構(gòu)的受力狀態(tài)是非常安全的。

2.2.4 疊合拱內(nèi)力

分別采用了2種計算模型對結(jié)構(gòu)受力進行了分析。2種模型僅存在截面剛度的差別，其余條件相同。其一為整體剛度模型，即認(rèn)為兩層完全為一整體，以完成狀態(tài)的截面考慮其慣性矩和剛度。其二為疊加剛度模型，即分別考慮兩層的截面形狀，分開計算慣性矩和剛度后再疊加。

當(dāng)試驗進行到11.65 h時，試驗以荷載控制為主，支座位移較小。此時，2種模型的結(jié)果很接近，而根據(jù)實測數(shù)據(jù)反算的內(nèi)力，與理論計算的規(guī)律和數(shù)值均很相近。此時，拱結(jié)構(gòu)全跨受壓，在跨中附近受正彎矩，在拱腳附近受負彎矩，其具體內(nèi)力值如表2所示。表格中的“偏差”是指整體模型、疊加模型結(jié)果偏離實測結(jié)果的差別程度。對于軸力而言，3條曲線在各處的吻合程度較好，其規(guī)律為拱腳處的軸壓力最大，往跨中逐漸減小。實測數(shù)據(jù)反算軸力略大于理論計算結(jié)果，偏差程度在10%～25%之間。對于彎矩而言，三者均表現(xiàn)為拱腳處的負彎矩絕對值大于跨中處的正彎矩絕對值，而實測的彎矩差別程度明顯大于理論計算的差別程度。在跨中位置3條曲線的差別較大，實測跨中彎矩小于理論計算，而在靠近拱腳區(qū)域?qū)崪y的彎矩又偏大。這些現(xiàn)象說明理論計算模型低估了實際結(jié)構(gòu)完成時，跨中區(qū)域的剛度相對拱腳和支座減小的程度，使彎矩分配程度有差別。

表2 試驗進行到11.65 h時不同截面內(nèi)力值對比

當(dāng)試驗進行到13.23 h時，試驗以位移控制為主，豎向堆載保持不變。具體內(nèi)力值如表3所示。

表3 試驗進行到13.23 h時不同截面內(nèi)力值對比

此時，拱結(jié)構(gòu)依然全跨受壓軸力，在跨中附近受正彎矩，在拱腳附近受負彎矩。采用2種模型計算得到的內(nèi)力結(jié)果規(guī)律和數(shù)值很接近，根據(jù)實測數(shù)據(jù)反算的內(nèi)力規(guī)律與模型結(jié)果規(guī)律十分相似，而實測軸力值大于理論模型計算的軸力值，偏差程度基本在22%～39%之間，實測彎矩值則小于理論模型計算的軸力值。在計算模型中，未考慮位移控制階段結(jié)構(gòu)變形較大而產(chǎn)生的附加內(nèi)力帶來的影響，而仍基于結(jié)構(gòu)初始位置和形狀計算，這可能是計算結(jié)果與實測結(jié)果有較大偏差的原因之一。

綜上，2種模型計算得到的結(jié)構(gòu)內(nèi)力比較接近。以堆載控制為主的試驗階段，結(jié)構(gòu)形狀變化較小，計算結(jié)果與實測結(jié)果匹配程度較高，計算模型在此時的適用性較大。而在支座位移較大的位移控制階段，相比試驗反算內(nèi)力，計算得到的軸力偏小，彎矩偏大，計算模型偏保守，但仍可用于設(shè)計。

3 結(jié)語

1）在堆載達到設(shè)計荷載485 t（8.42 h）時，拱頂、拱腳的豎向位移和各接縫處的錯臺、張開的量值可忽略不計，這表明結(jié)構(gòu)已經(jīng)轉(zhuǎn)化成無鉸拱，兩層結(jié)構(gòu)能夠較好地作為一個整體協(xié)同受力。

2）當(dāng)釋放滑動支座位移達到30 mm時，拱頂豎向位移僅約為跨度的1/1 000（20 mm），說明該疊合拱板結(jié)構(gòu)的剛度是完全充足的。

3）疊合拱板結(jié)構(gòu)在以荷載主導(dǎo)的滿跨堆載階段，全截面受壓，拱效應(yīng)明顯。后期隨著支座位移的釋放，跨中截面底部鋼筋出現(xiàn)拉應(yīng)力，拱效應(yīng)逐步減弱。鋼筋的最大拉應(yīng)力和壓應(yīng)力均出現(xiàn)在跨中位置，分別約為8.8 MPa和－53 MPa，皆遠小于鋼筋的屈服應(yīng)力，說明拱板結(jié)構(gòu)的安全儲備較大，結(jié)構(gòu)存在優(yōu)化設(shè)計的空間。

4）疊合拱板結(jié)構(gòu)的跨中底部最先開始開裂，隨后逐漸發(fā)展為貫通裂縫，證明預(yù)制層能分擔(dān)適當(dāng)?shù)膬?nèi)力，該疊合結(jié)構(gòu)兩部分共同受力的效果良好。

5）相對堆載而言，疊合拱板結(jié)構(gòu)對支座位移的響應(yīng)更加強烈，因此支座側(cè)向位移是控制該疊合拱板結(jié)構(gòu)安全的重要指標(biāo)。

6）采用整體剛度模型和疊加剛度模型計算得到的內(nèi)力相近，均可用于設(shè)計計算。