預制-現澆疊合拱板滿跨堆載試驗研究

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.同濟大學土木工程學院 上海 200092

國內的無柱大跨度地鐵車站目前多沿用傳統的平板式頂板，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計，這些車站仍沿用箱形框架結構，并選取頂板加密肋梁和變截面頂板這2種方案進行建設。潘冠全[3]對采用變截面頂板方案建設大跨度無柱車站的廣州地鐵11號線大金鐘站的結構設計作了簡要說明。近年來，廣州地鐵積累了不少相關建設經驗，決定進一步改進施工和設計方法，預期在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地鐵車站選用大跨無柱箱形框架結構的又一個案例[6]。

除了常見的箱形框架結構，國內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]介紹了國內首個明挖拱形無柱結構地鐵車站——青島地鐵3號線保兒站的設計。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構作為其頂棚的創新設計，由于跨度較大，該新型結構的設計與施工成為了一個較大的挑戰。孫俊利[10]介紹了北京地鐵6號線車公莊站的設計，該站是目前國內運用洞柱逆作法施作的最大跨度暗挖雙層單拱無柱車站，在暗挖大拱節點設計方面有所創新。

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制-現澆疊合拱板結構，是全國首個應用預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構性能，保證設計的可靠性和安全性，在距離較近的姚虹路地鐵車站現場，開展了足尺的預制-現澆疊合拱板滿跨堆載試驗。本文簡述了該足尺試驗的概況，分析試驗結構在滿跨堆載時的受力性能，并得出一些在設計階段可以參考的規律和建議。

1 試驗方案

1.1 試驗試件

本次試驗的對象為一疊合拱結構，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。預制部分厚度為10 cm、肋梁高度為50 cm，2個預制拱殼在現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、現澆混凝土，形成預制-現澆疊合拱結構，混凝土硬化后三鉸拱轉變為無鉸拱。

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，結構如圖2所示。

圖2 試驗裝置結構示意

加載采用4種配重塊，為3種不同規格的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，分層均勻從兩側向中間對稱疊放配重塊，置于結構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的荷載調節拉索的張力，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墻剛度對于疊合拱殼和支座節點的影響。滑動支座的構造如圖3所示。

圖3 滑動支座的構造

1.3 試驗過程

試驗采用荷載-位移聯合控制模式，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）按設計的堆載順序逐步堆載，直到堆載至設計荷載，即485 t。在此過程中，通過調整千斤頂荷載控制滑動支座位移在初始位置±1 mm范圍內。

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，繼續堆載至535 t。

4）通過調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的基礎上，繼續堆載和釋放支座位移?；瑒又ё灰瓶刂圃?.7 mm附近，繼續堆載至644 t，即設計荷載的1.33倍；分級控制滑動支座向跨外滑動至30 mm。受加載場地和設備裝置的限制，試驗終止。

1.4 測試方案

為研究整個結構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、預制拱拼裝形成的接縫位置的錯臺和張開等數據，并根據所關注的內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2個，括號內的編號為從拱結構西側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個截面布設鋼筋應變和混凝土應變的測點，測試截面的位置為跨中、拱腳和四等分點。從南側拱腳開始，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，采用箔式應變片量測預制拱殼底面混凝土應變和鋼筋應變，采用振弦式應變計量測現澆層鋼筋的應力，測點布置如圖7所示。試驗中所用的全部應力應變測試儀器種類和數量如表1所示。

圖7 截面內應力應變測點布置

表1 試驗測試儀器數目統計

此外，為觀察裂縫，提前在拱板東、西側面和拱底面進行粉刷和網格線的繪制。東、西側面網格大小為100 cm×20 cm，底面網格大小為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 試驗結果與分析

2.1 結構變形

在達到設計荷載485 t之前，拱頂處豎向位移基本保持不變。當堆載達到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構的剛度較大。其后，由于強制滑動支座發生向跨外或跨內的位移，導致拱頂產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律與支座位移規律基本一致，呈線性增長趨勢。當保持堆載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，導致各點豎直下移，根據幾何關系，最大下移量產生在跨中附近。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，兩半跨之間及側墻與拱板之間能形成一個整體共同受力，因此，結構接縫處連接性能良好，側墻對拱殼結構變形的約束較強。

圖10 接縫處的張開量

圖11 接縫處的錯臺量

2.2 結構受力

2.2.1 裂縫現象

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

圖12 裂縫分布示意

根據表觀現象可知，裂縫容易集中出現在跨中附近，說明疊合拱結構的跨中部位受力較大，容易率先被破壞；預制拱部分較先開裂，且出現貫通裂縫，證明預制層能分擔適當的內力，該疊合結構的兩部分共同受力的效果良好。

2.2.2 預制層部分

在第1階段，預制層靠近跨中的底排鋼筋應變接近0，意味著最大正彎矩截面的混凝土全截面受壓（彎矩以內側受拉為正）。從跨中到拱腳，底層鋼筋壓應力有增大趨勢，這是跨中受最大正彎矩、拱腳受最大負彎矩導致的。拱腳的預制層底排鋼筋最大壓應變為200 με，對應鋼筋應力為－40 MPa（軸力以受拉為正），計算此處混凝土壓應力約為6.5 MPa，其值遠小于預制層混凝土（C35等級）的抗壓強度。因此，與裂縫觀察結果吻合，預制層混凝土不會壓裂，拱腳接縫是受力安全的。

拱結構跨中附近預制層底排鋼筋的應力在支座位移增加過程中正向增長，即有受拉趨勢，拉應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，等效混凝土拉應力為4.8 MPa，大于C35混凝土抗拉強度，因而拱頂底部混凝土拉裂。拱腳處預制層底排鋼筋應力呈負向增長，即逐漸受壓，但壓應力增量較小，最大為－15 MPa，不會導致混凝土壓裂。

2.2.3 現澆層部分

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

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

在釋放支座位移前后，跨中現澆層鋼筋內力的變化速率顯然差別較大，在釋放位移前的鋼筋內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，其應力增量為10 MPa，而底排鋼筋呈受拉趨勢，其應力增量為30 MPa。但在全過程中，現澆層內鋼筋應力總量是遠遠小于鋼筋屈服應力的，因此，疊合拱板結構的受力狀態是非常安全的。

2.2.4 疊合拱內力

分別采用了2種計算模型對結構受力進行了分析。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，即認為兩層完全為一整體，以完成狀態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種模型的結果很接近，而根據實測數據反算的內力，與理論計算的規律和數值均很相近。此時，拱結構全跨受壓，在跨中附近受正彎矩，在拱腳附近受負彎矩，其具體內力值如表2所示。表格中的“偏差”是指整體模型、疊加模型結果偏離實測結果的差別程度。對于軸力而言，3條曲線在各處的吻合程度較好，其規律為拱腳處的軸壓力最大，往跨中逐漸減小。實測數據反算軸力略大于理論計算結果，偏差程度在10%～25%之間。對于彎矩而言，三者均表現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，而在靠近拱腳區域實測的彎矩又偏大。這些現象說明理論計算模型低估了實際結構完成時，跨中區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時不同截面內力值對比

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

表3 試驗進行到13.23 h時不同截面內力值對比

此時，拱結構依然全跨受壓軸力，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力結果規律和數值很接近，根據實測數據反算的內力規律與模型結果規律十分相似，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構變形較大而產生的附加內力帶來的影響，而仍基于結構初始位置和形狀計算，這可能是計算結果與實測結果有較大偏差的原因之一。

綜上，2種模型計算得到的結構內力比較接近。以堆載控制為主的試驗階段，結構形狀變化較小，計算結果與實測結果匹配程度較高，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，但仍可用于設計。

3 結語

1）在堆載達到設計荷載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，這表明結構已經轉化成無鉸拱，兩層結構能夠較好地作為一個整體協同受力。

2）當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），說明該疊合拱板結構的剛度是完全充足的。

3）疊合拱板結構在以荷載主導的滿跨堆載階段，全截面受壓，拱效應明顯。后期隨著支座位移的釋放，跨中截面底部鋼筋出現拉應力，拱效應逐步減弱。鋼筋的最大拉應力和壓應力均出現在跨中位置，分別約為8.8 MPa和－53 MPa，皆遠小于鋼筋的屈服應力，說明拱板結構的安全儲備較大，結構存在優化設計的空間。

4）疊合拱板結構的跨中底部最先開始開裂，隨后逐漸發展為貫通裂縫，證明預制層能分擔適當的內力，該疊合結構兩部分共同受力的效果良好。

5）相對堆載而言，疊合拱板結構對支座位移的響應更加強烈，因此支座側向位移是控制該疊合拱板結構安全的重要指標。

6）采用整體剛度模型和疊加剛度模型計算得到的內力相近，均可用于設計計算。