疊合預制裝配式地鐵車站結構體系的策劃與試驗研究*

郭正興，耿佳名，徐 政，潘 清，劉 毅，徐軍林，邢 瓊

(1.東南大學土木工程學院，江蘇 南京 211189； 2.無錫地鐵集團有限公司，江蘇 無錫 214023； 3.中鐵第四勘察設計院集團有限公司，湖北 武漢 430063)

0 引言

目前，地鐵車站的建造仍以現澆混凝土的傳統技術為基礎，該技術施工耗時長、工序復雜、對街道污染較大[1]。運用預制裝配技術發展裝配式地鐵車站可消除現場施工的諸多弊病，可有效保證構件生產質量，減少現場濕作業造成的環境污染和資源消耗，提高施工效率，降低成本，縮短工期[2]。

國外裝配式地鐵車站的發展較早，白俄羅斯采用大跨坦拱裝配式結構建造了明斯克地鐵車站[3]，避免了寒冷氣候給現澆混凝土施工帶來的影響；法國在巴黎地鐵地區快車線采用預制鋼筋混凝土管片裝配拱技術修建了地下車站；俄羅斯采用裝配式層間樓板單拱結構建成了圣彼得堡地鐵站[4]。

我國的裝配式地鐵車站技術正處于起步階段，長春地鐵2號線袁家店車站是我國首次采用全預制裝配式技術建造的地鐵車站[5]。楊秀仁等[6-8]通過對37 組足尺接頭模型的抗彎性能試驗，研究了接頭構造、注漿材料、注漿范圍等參數對榫槽接頭抗彎性能的影響。北京地鐵6號線金安橋站[9]采用裝配整體結構形式的明挖車站方案。濟南軌道交通R1線演馬莊西站[10]采用了預制板與現澆板相結合、預制立柱與永久結構柱相結合及預制樁與主體結構墻相結合的施工工藝。

1 新型疊合預制裝配式地鐵車站結構體系

目前已有的研究大多集中于全預制裝配式地鐵車站結構，車站預制構件現場安裝，通常采用沿基坑邊布置移動龍門式起重機的方式逐塊安裝預制構件到設計位置，全預制裝配式地鐵站預制構件自重較大，在有基坑內撐的施工條件下，位于內撐下方的全預制構件難以直接安裝到位，影響安裝效率；同時，較重的全預制構件也存在交通運輸上的不便。為此，提出新型疊合預制裝配式地下車站結構體系。

車站結構體系如圖1所示，車站底板為現澆混凝土底板；中柱采用外側設有防火混凝土的鋼管混凝土柱，鋼管及外側混凝土均在工廠制作完成，現場灌注鋼管內混凝土；外墻、頂板、中板、縱梁均為預制疊合構件，中板和頂板均采用預制預應力疊合板，外墻由內側半預制墻板和外側現澆混凝土形成疊合整體式墻板結構，單側預制墻板分層分塊預制，厚度約為整體式墻板厚的一半，并在單側預制墻板底部、頂部外伸出豎向U形鋼筋實現與頂板、中板及底板的扣搭連接，然后澆筑側墻外側及疊合板頂板混凝土形成穩定的結構整體。采用單側半預制墻板、半預制預應力樓板及半預制鋼管柱代替全預制裝配式車站中相應的結構構件，可有效減輕構件自重，克服全預制構件不適用于有內撐基坑的局限性，方便預制構件的安裝與運輸。

2 關鍵節點受力性能試驗研究

采用U形鋼筋搭接連接的疊合預制裝配式側墻節點首次應用于地下結構，其受力性能是影響結構整體承載能力的關鍵，為此，結合無錫至江陰城際軌道交通工程，設計制作了足尺的側墻與底板節點試件及足尺的側墻與頂板節點試件，通過擬靜力試驗進行研究。

2.1 側墻與底板連接節點

車站側墻與底板的連接形式如圖2所示。預制內側墻底部伸出豎向U形鋼筋，車站底板在外墻板部位錯位伸出與預制墻板底部U形鋼筋對應的下U形鋼筋，上下U形環筋搭接連接后在扣搭區內插入橫向鋼筋，最后通過現場澆筑預制墻板外側及連接區混凝土，實現車站外墻與底板的連接。依據實際工程設計了預制拼裝側墻底節點足尺試件模型及相同規格的現澆節點模型，通過擬靜力加載試驗分析試件在低周往復荷載下的破壞形態及承載力。

圖2 側墻底節點構造示意

2.1.1試件設計與加載方案

根據加載設備的限制條件，將試件高度設為4 380mm，其中，底板厚900mm，側墻高3 480mm。根據地下車站橫截面的內力包絡圖對試件側墻厚度及配筋進行設計。試件的側墻厚700mm，由于車站側墻底部剪力較大，因此在試件底部進行加腋處理，腋板高600mm。側墻的縱向寬度均取1 000mm。 現澆節點試件(SJ1)尺寸及配筋如圖3a所示，現澆混凝土強度等級為C40，鋼筋等級均為HRB400。裝配式側墻底節點試件(PSJ1，見圖3b)中單側預制墻板混凝土強度等級為C50，墻身內外側對稱配置7根φ25受力鋼筋，受力鋼筋伸出墻底形成U形鋼筋。底板采用C50混凝土，板頂伸出7根用于扣搭連接的φ32 U形鋼筋。單側預制墻板外側與連接區現澆混凝土強度等級為C40。

圖3 側墻底節點試件構造示意

試件底板通過地腳螺栓固定于實驗室底板，底板兩側設置限位千斤頂防止試件底部的水平滑移(見圖4)。通過加載端頭實現 1 000kN 液壓伺服控制系統(MTS)與試件墻頂的連接，以施加墻頂的水平低周反復荷載。試件在正向荷載(推)作用下的承載力較高，因此采用負向荷載作用下的屈服荷載Py及屈服位移Δy制定加載制度。采用位移控制加載，在試件達到屈服位移前，加載步分別為0.25Δy，0.5Δy，0.75Δy，每級循環1次；在試件達到屈服位移Δy后，以Δy的整數倍進行加載，每級循環3次，直至試件破壞或承載力下降至最大值的85%。

圖4 側墻底節點加載裝置

2.1.2試驗結果與分析

試件最終破壞形態如圖5所示，試件SJ1為剪切破壞，而試件PSJ1則是在節點連接區的最外側U形鋼筋彎弧處彎折斷裂。加載過程中最外側U形鋼筋側面混凝土保護層出現豎向黏結開裂裂縫，鋼筋黏結強度出現退化，增加了U形鋼筋彎弧段內側混凝土壓力，造成彎弧段鋼筋受彎破壞。

圖5 試件SJ1，PSJ1破壞形態

兩試件的側墻頂荷載-位移滯回曲線與骨架曲線如圖6所示。由于墻底內外側配筋率的差異及墻內側的加腋構造，所有試件的荷載-位移曲線在推拉方向均不完全對稱。通過骨架曲線可得到兩試件在推(正)拉(負)方向的峰值荷載Pmax、破壞時的極限位移Δu、開裂荷載Pcr、開裂位移Δcr及初始環線剛度等參數，如表1所示。對比分析可知，預制拼裝試件的正向峰值荷載只比現澆試件降低了4.87%，可滿足構件設計的承載力要求，同時由于U形鋼筋搭接連接對試件局部剛度的提高，試件PSJ1在推拉方向的平均初始剛度較現澆試件SJ1提高了3.6%。

圖6 底節點試件荷載-位移滯回曲線與骨架曲線

表1 側墻底節點試驗結果

2.2 側墻與頂板連接節點

車站側墻與預應力頂板的連接形式如圖7所示。預制內側墻頂部伸出的豎向U形鋼筋與樓板兩端伸出的U形鋼筋搭接連接，現場澆筑預制墻板外側及疊合樓板混凝土。依據實際工程設計了預制拼裝側墻頂節點足尺試件模型及相同規格的現澆節點模型，通過對兩組節點試件的擬靜力加載試驗，對比分析了兩節點試件在低周往復荷載下的破壞形態及承載能力，為側墻頂節點在地下結構中的應用及推廣奠定試驗和理論基礎。

圖7 側墻頂節點構造示意

2.2.1試件設計與加載方案

根據加載設備的限制條件，試件中側墻高 3 000mm， 寬1 000mm，頂板長3 300mm試件中側墻與頂板的受力鋼筋均為φ25 HRB400級鋼筋，預制段混凝土強度等級為C50，現澆段混凝土強度等級為C40。試件RJ1，PRJ1尺寸與配筋如圖8所示。

圖8 側墻頂節點試件構造示意

節點試件側墻通過地腳螺栓固定于實驗室底板，通過加載端頭實現1 000kN 液壓伺服控制系統(MTS)與試件頂板的連接，以施加墻頂的水平低周反復荷載(見圖9)。試驗前通過ABAQUS分析得到節點的理論屈服位移Δy=14.4mm，在試件達到屈服位移前，加載步分別為 0.25Δy，0.5Δy，0.75Δy，每級循環1次；在試件達到屈服位移Δy后，以Δy的整數倍進行加載，每級循環 3 次，直至試件破壞或承載力下降至峰值的85%。

圖9 側墻頂節點加載裝置

2.2.2試驗結果與分析

試件最終破壞形態如圖10所示，試件RJ1為側墻剪切破壞，試件PRJ1發生了U形扣搭鋼筋周圍混凝土剝落破壞。加載過程中最外側U形鋼筋側面混凝土保護層出現豎向黏結開裂裂縫，鋼筋黏結強度出現退化，增加了U形鋼筋彎折段周圍混凝土壓力，造成了混凝土壓碎破壞。

兩試件的頂板加載端的荷載-位移滯回曲線與骨架曲線如圖11所示。加載初期試件處于彈性階段，滯回環狹長耗能小；試件進入屈服階段后，滯回環逐漸飽滿，耗能能力逐漸提升。通過骨架曲線可以得到峰值荷載Pmax、破壞時極限位移Δu、開裂荷載Pcr、開裂位移Δcr、屈服荷載Py、屈服位移及初始環線剛度等參數，如表2所示。對比分析可知，由于現澆節點RJ1在側墻與頂板相交處設置的腋板高度較高，因此其極限承載力較預制拼裝節點提高了18.5%，其初始剛度較預制拼裝節點提高了9%，但預制拼裝節點的承載力仍然滿足設計要求。

圖10 試件RJ1，PRJ1破壞形態

圖11 頂節點試件荷載-位移滯回曲線與骨架曲線

表2 側墻頂節點試驗結果

3 結語

提出新型疊合預制裝配式地鐵車站結構體系，車站外墻采用單側半預制疊合墻板，通過墻板底部及頂部伸出的豎向U形鋼筋實現與車站底板及車站疊合頂板的連接。通過擬靜力試驗研究了節點在低周往復荷載作用下的受力性能，得出以下結論。

1)預制拼裝側墻節點承載力較低，但可滿足構件設計的承載力要求。

2)U形鋼筋搭接有效傳遞荷載。U形鋼筋通過與周圍混凝土的黏結實現搭接筋力的傳遞。當U形筋側面混凝土保護層較薄時，鋼筋黏結強度較早退化，增加了U形鋼筋彎弧及水平段對內外側混凝土的壓力，造成混凝土剝落，隨著壓力的增加可能發生彎弧段鋼筋脆性斷裂。