地铁车站大跨预应力混凝土顶板静载试验研究★

李 坤，刘国宝，张 涵

(中铁第四勘察设计院集团有限公司,湖北 武汉 430063)

0 引言

随着人口数量与日俱增，生存空间的扩展是人类面临的一大问题，地下空间的开发利用，为缓解这一困扰提供了有效途径。地铁以其安全舒适、方便快捷等优势，成为越来越多人的出行首选，地铁建设已成为大规模开发和利用地下空间的重要手段[1]。

大跨无柱地下车站具有空间大、视野开阔，建筑布置灵活、装修美观等显著优点，不仅可为乘客提供舒适的乘车环境，还可降低车站总宽度，缩短施工期间的敞开宽度，降低了工程成本[2]。

对大跨无柱地下车站的研究较为普遍。农兴中[3]，刘立[4]，袁文[5]，XU[6]，REN[7]，MA[8]，WANG[9]等以不同项目为依托，对大跨度无柱地铁车站力学性能、施工动态响应等方面进行了研究。

预应力技术在地上大跨度结构中的应用已经十分成熟，例如在大跨桥梁、厂房以及双T板中均得到了广泛应用。然而地下结构所受荷载较大、土与结构之间相互作用复杂，同时对变形控制以及安全度要求更高。因此，目前预应力技术在地下结构中的应用还不是很普遍。忻鼎康、胡祖光[10]、安应选[11]等对地铁车站引入预应力技术做了探索性研究，取得了一定成果，但进一步深入的研究亟待开展(如图1所示)。

基于以上大跨无柱地铁车站的优点和预应力技术的优势，本文将预应力技术引入大跨无柱地铁车站，依托实际工程，对车站进行了缩尺试验，重点研究了采用顶梁预应力技术与弱连接节点形式的试验模型的裂缝开展情况、荷载-位移曲线和承载能力等指标，并进行了有限元模拟。具体试验内容和结果如下。

1 试验概况

1.1 试件尺寸及构造

如图2(a)所示，试件由顶板、顶梁、侧墙、底板、梁内预应力筋以及等效预应力筋构成。试件采用C40混凝土，预应力筋采用直径15.2 mm，极限强度标准值均为1 860 MPa 的低松弛应力钢绞线。受力钢筋、箍筋和分布筋均采用HRB400等级。试件总高度为1 990 mm，两侧墙外边缘距离为4 060 mm，在距底板1/3h高度的侧墙处张拉4根公称直径为15.2 mm的预应力筋，张拉控制应力为968 MPa，用来等效侧墙土压力与侧墙水压力对结构的作用。顶梁内预应力筋共有2根，其中一端预埋在试件内部，另一端通过锚固区伸出试件外，张拉采用一端张拉方式，张拉控制应力为880 MPa。钢绞线外部带有挤压涂塑工艺生产的聚乙烯套管，钢绞线和套管之间涂有油脂，内涂油脂外包套管使得钢绞线与混凝土之间可以相对滑移。图2(b)给出了顶板/顶梁与侧墙之间弱连接节点的构造图，与一般连接节点(如图2(c))不同，弱连接节点不设置加腋区，节点处具有相对更柔的刚度。试件的其他详细构造如图2(d)～图2(h)所示。

1.2 加载装置及制度

试验在东南大学结构试验室进行。预应力筋张拉设备采用252 kN前卡式千斤顶，如图3(a)所示。为控制梁内预应力筋张拉应力，在张拉端布置300 kN力传感器(如图3(b)所示)，力传感器紧贴张拉端锚固区，锚具与力传感器之间放置30 mm厚钢板以使预应力筋应力均匀作用在传感器上。使用1台油泵带动前卡式千斤顶进行张拉，根据张拉端力传感器的读数确定张拉预应力。竖向荷载施加设备采用3 000 kN千斤顶，通过4 000 kN力传感器来实时读取千斤顶施加的荷载数值，如图4(a)所示。在试件顶板的四分点处放置4根三级分配梁，共包括8个加载点，并在其上设置二级和一级分配梁，在一级分配梁跨中利用千斤顶和力传感器施加荷载完成加载，如图4(a)和4(b)所示。测量试件从施加预应力后至构件破坏的位移，共布置6个位移计，位移计布置的现场如图5所示，图5中A,C分别代表1/4跨度位移计放置位置，B代表跨中位移计放置位置，每个字母对应位置下各放置2个位移计。

该试验的加载制度采用力控制的分级加载制度。试验开始前，100 kN预加载两次，每级持荷10 min。预加载目的是检查加载设备和采集装置是否正常工作。卸载至0后，开始正式加载。试验开始时，开裂前采用荷载控制并分级加载，每级荷载增量为200 kN，持荷5 min。接近开裂荷载时，每级荷载增量为50 kN，直至开裂。开裂之后，继续采用荷载控制，每级荷载增量为100 kN，直至试件破坏。

2 试验结果及分析

2.1 试验现象

对试件静载性能进行研究，试验中重点记录分析了加载过程中梁板以及侧墙外侧的裂缝开展情况，试验现象如图6所示。

图6给出了试件侧墙外侧裂缝开展情况。当竖向荷载值达到450 kN时，侧墙开始出现裂缝，呈水平状，裂缝位置大致与顶梁下边缘齐平。随着荷载的继续增加，侧墙外侧裂缝不断开展，当荷载值达到1 000 kN时，裂缝产生较为密集，覆盖范围较广，侧墙外侧上部裂缝居多，此时的裂缝基本为斜裂缝。竖向荷载加至1 500 kN时，裂缝开始向下延展，主要集中在中部区域，且左右两侧均有裂缝产生。当荷载加至2 122.8 kN时，试验终止。

图7给出了试件梁板裂缝开展情况。当荷载达到650 kN时，顶梁四分点处即加载点下方附近出现第一条裂缝。荷载加载至1 000 kN，预应力张拉锚固端外侧顶板产生横向裂缝，随着荷载的继续增加，预应力梁与侧墙相连接的弱连接节点处出现斜向裂缝，从预应力梁和侧墙交界位置延伸至预应力梁和顶板的交界处。

裂缝最终状态呈现为：顶板的预应力张拉锚固端之间未开裂，预应力张拉锚固端外侧顶板开裂；预应力梁的跨中纯弯段为竖向裂缝，一侧两加载点之间的梁外侧为斜裂缝，弱连接节点处为斜裂缝。

2.2 荷载-位移曲线

图8给出了试件的荷载-位移曲线试验值，其中下虚线代表荷载达到正常使用极限状态荷载组合对应的加载量，上虚线代表荷载达到承载能力极限状态荷载组合对应的加载量。

竖向加载到设计的正常使用极限状态荷载组合对应的加载值为324.2 kN时，试件跨中挠度是2.58 mm。当竖向加载到承载能力极限状态荷载组合对应的加载值464.1 kN时，试件跨中挠度是3.78 mm。当竖向加载到试件极限荷载时，即竖向荷载是2 122.8 kN，试件跨中挠度达到34.27 mm。通过分析荷载-位移曲线得出，加载前期试件处于弹性阶段，荷载与位移呈线性增长趋势，随着荷载的继续增加，混凝土开裂，开裂后试件整体刚度有所下降。

试件正常使用极限状态荷载组合对应的加载值为324.2 kN，试验中开裂荷载值为650 kN，开裂试验荷载值与正常使用极限状态荷载组合对应的加载值之比为2。承载能力极限状态荷载组合对应的加载值为464.1 kN，承载能力极限荷载的试验值为2 122.8 kN，承载能力极限荷载的试验值与设计值之比为4.57。不论是开裂荷载还是承载力极限荷载，试验值都大于相应设计值，拥有较大的安全储备。

3 数值模拟分析

3.1 有限元模型的建立

本研究利用ABAQUS软件建立缩尺试件的完整模型，分析试件的裂缝开展情况及承载力水平。根据试件构造和各单元类型的特点选取单元类型以节省计算时间，混凝土选用八节点六面体线性减缩积分实体单元C3D8R，钢筋单元采用桁架单元T3D2进行模拟。采用混凝土压缩损伤模型进行建模，混凝土等级为C40，弹性模量取32 500 MPa，泊松比为0.2，线膨胀系数取1×10-5/℃。混凝土应力应变关系参考文献GB 5010—2010混凝土结构设计规范，模型中钢筋的应力应变关系采用弹性-线性强化模型，应力应变曲线为三折线，屈服强度与极限强度分别取420 MPa和600 MPa，弹性模量E均取2.0×105N/mm2，钢筋屈服后的强化阶段的弹性模量取0.02E，泊松比均取0.3。预应力筋应力应变关系同样采用弹性-线性强化模型，屈服强度与极限强度分别取1 320 MPa和1 860 MPa，弹性模量E均取1.95×105N/mm2，屈服后的强化阶段的弹性模量取0.02E，泊松比均取0.3。

有限元模型的数值模拟采用竖向加载，拟得到竖向加载时的荷载-位移曲线。钢筋与混凝土的相互关系使用程序提供的嵌入功能，顶梁内预应力筋嵌入混凝土，侧墙下部预应力筋单元的端部节点耦合在锚具上，锚具与侧墙绑定。为了与试验时的条件一致，侧墙底部施加固定约束。

荷载分三步进行施加：第一步降温法施加侧墙上的预应力，用以模拟实际过程中的侧向土压力；第二步降温法施加顶梁内的预应力，模拟施工过程中预应力张拉过程；第三步施加竖向荷载，以此模拟上部覆土的填埋环节，该步骤采用力加载控制。

ABAQUA中建立的有限元模型如图9所示。

3.2 裂缝开展

在有限元数值模拟中，混凝土受拉损伤(DAMAGET)可表征混凝土开裂破坏程度，提取各模型在以下几个位置(如表1所示)的分布云图。

表1 不同加载阶段的观察位置

选取表1中四个位置处的混凝土受拉损伤云图与对应的试验破坏图进行对比，对破坏形态进行分析，对比结果如图10所示。

有限元模拟时首先对顶梁内预应力筋采用降温法施加预应力以实现试验中的张拉过程，顶梁内预应力筋施加荷载后整体试件并未产生裂缝。通过有限元模拟混凝土受拉损伤云图与试验破坏图可以看出，侧墙1/3高度处预应力筋张拉完成后，侧墙内部均产生通长裂缝。有限元模拟中竖向荷载的施加采用力控制，通过云图得到，侧墙外侧相较于顶梁率先出现裂缝，试件侧墙外侧开裂荷载模拟值为458.5 kN，与试验实测值(450 kN)基本一致。随着竖向荷载继续增大，侧墙外侧裂缝不断扩展。当模拟过程中荷载加载至740.8 kN时，试件顶梁出现第一道裂缝，与试验实测开裂荷载650 kN相比大8.6%。预应力张拉锚固端外侧顶板是墙、梁、板三种构件中最后开裂的构件。有限元计算混凝土开裂破坏主要集中在侧墙内、外两侧，顶梁以及预应力张拉锚固端外侧顶板，与试验结果较为吻合。有限元计算的模型破坏形态与试验过程中试件的主要破坏现象相符，表明所采用的有限元模型能够较准确地分析试件破坏模式。开裂破坏位置和试件中构件开裂顺序基本一致，均按照侧墙内侧-侧墙外侧-顶梁-预应力张拉锚固端外侧顶板的顺序依次出现裂缝。

3.3 荷载-位移曲线

对试件进行有限元分析并绘制荷载-位移曲线，如图11，其中T1代表试验曲线，S1代表模拟曲线，为便于分析试件在初始弹性段以及开裂初期的性能，试验曲线和模拟曲线的位移峰值均取22.5 mm附近。从图11可看出，有限元模拟结果前期与试验结果拟合良好。试件开裂后刚度下降，当模拟荷载加至1 300.0 kN时，跨中挠度值为12.8 mm，此位移下力传感器实测值是1 342.0 kN，与模拟荷载相比误差为3.2%。在此之后，模拟结果与试验结果误差逐渐增大，相同加载位移下，承载力实测值普遍高于模拟值，使得试件模拟刚度小于实测刚度，造成这种结果的原因可能与试件加工有关，试验过程中试件开裂之后弹塑性的开展比较缓慢，使得刚度下降速率缓慢，而模拟过程中会严格按照设置的弹塑性参数进行模拟，故而使模拟结果与实测值存在一定误差。

4 结论

本文依托厦门市轨道交通3号线南延线工程，对南延线车站进行了缩尺试验，通过试验和数值模拟分析，重点研究了采用顶梁预应力技术与弱连接节点形式的试验模型的裂缝开展情况、荷载-位移曲线和承载能力等指标，主要得到以下结论：

1)将预应力技术引入顶梁的方式有效可行，在顶板一端张拉，合理地提升了结构的整体受力性能，将张拉端布置在顶板端部充分考虑了该位置的承载能力冗余，锚固区的设置加强了张拉时对预应力筋端部的保护，预应力筋整体布置连贯，传力方式明确，满足受力和施工的条件。

2)为了检验结构构件在使用荷载作用下的性能和实际承载能力开展试验研究，试件在正常使用极限状态荷载组合对应的加载值的作用下顶板和梁均没有开裂，在承载能力极限状态荷载组合对应的加载值下均没有发生破坏，最终承载能力是承载能力极限状态荷载组合对应的加载值的4.57倍。说明顶板/顶梁-侧墙之间的弱连接节点形式能够满足正常使用极限状态和承载能力极限状态的设计要求，且具有较大的安全储备，这为以后此类节点形式的设计和应用提供了新的思路。

3)基于ABAQUS有限元软件所建立的模型中混凝土开裂破坏主要集中在侧墙内、外两侧，顶梁以及预应力张拉锚固端外侧顶板，与试验结果较为吻合。有限元模型的破坏形态与试验过程中试件的主要破坏现象相符，表明所采用的有限元模型能够较准确地分析试件破坏模式。