在我国大力推广装配式建筑结构的背景下，多座城市已完成了装配式地铁车站结构的试点。据工程统计数据可知，装配式地下结构建造技术已展现出了诸多优点，以全国首座装配式地铁车站——长春地铁双丰站(原名“袁家店站”)为例，其相对于传统现浇结构，工期缩短了25%~30%，现场施工人员减少了80%~90%，综合碳排放减少了19%^[1]，很好地响应了国务院“十四五”发展规划和《2030年前碳达峰行动方案》中关于建筑工业化和绿色低碳建筑的要求，可见装配式地下结构的进一步推广已是必然趋势。但我国大部分城市位于地震高烈度地区，推广前有必要对其地震响应开展充分的研究工作。

目前针对现浇地下结构的抗震研究已取得了丰硕的成果，而由双丰站的全预制装配式方案可知，结构由独立的预制构件及其榫槽节点拼装而成，为柔性结构体系，与传统整体现浇结构有本质不同，其地震响应也必然区别于传统现浇结构。因此，已有学者开展了全装配式和现浇车站结构地震响应的对比分析，如丁鹏等^[2]、DING等^[3]和秦祎文等^[4]针对长春袁家店站具体工程开展了装配式和同型现浇车站结构的三维有限元地震响应分析，认为装配式车站结构的抗震性能优于同型现浇结构。但此工程位于地震低烈度地区，作者们假定结构的地震响应很小，未考虑结构的材料非线性行为，缺乏强震下结构响应的对比与分析。武丰豪^[5]采用反应加速度法对全装配式地铁车站结构开展了地震响应分析，认为装配式车站结构的抗震性能优于传统现浇结构，可在我国大范围推广。但因实用分析方法仅可给出最危险时刻结构的地震响应，武丰豪^[5]认为有必要进一步采用非线性时程分析法开展分析工作。

这些研究得到的结论与地上结构的部分抗震研究结果相似，即柔性全装配式车站结构体系变形能力较强，通常有利于抗震^[6-7]。基于此，HE和LI^[8]对采用不同节点分布方案的全装配式车站结构的地震响应开展了分析，从抗震设防的角度给出了优化的节点分布方案。

虽然目前已有学者对全装配式车站结构的抗震开展了一些研究工作，但因目前装配式地下结构的发展总体上还处于起步阶段，相关的工程建设也基本位于6度或7度设防区，在强震下的研究成果总体还不多，对结构非线性地震响应规律的认识还不够深入。因此，本文以实际工程为背景，开展了全装配式和同型现浇车站结构的三维有限元非线性地震响应时程分析，对比了二者在八度区设防、罕遇和极罕遇地震作用下的水平向变形、内力和损伤等响应，主要目的为明晰强震下装配式地下结构区别于传统现浇地铁车站结构的地震响应特征，结果可为结构的抗震设计和推广建设提供参考。

1   土-结构三维非线性有限元模型

采用ABAQUS显式计算模块开展分析，本节主要介绍了土和车站结构的几何模型、接触与边界条件、材料参数和地震动荷载等。

1.1   有限元模型

依据双丰站装配式地铁车站主体结构设计方案开展计算^{[3, 9]}，结构横断面长和宽分别为20.5 m和17.45 m。结构外廓由5个类型的预制构件构成，为方便引用，将其编号为A~E(含B1、B2、C1和C2)；为减重便于运输，各预制构件为空心构件，空腔尺寸、构造详见文献[3, 9]。板、柱和底梁为后浇构件。结构单环2 m，共4环，各环错缝拼装，纵向总长8 m，如图1所示。各预制构件由柔性榫槽节点连接，其中A~B、B1~C1、B2~C2和D~E间的节点为双榫节点，C1~D和C2~E间的节点为单榫节点，关于节点的介绍详见文献[3, 9]。考虑到各构件几何不规则且内置空腔，同时须兼顾计算成本，划分单元的尺寸在0.12 m~0.25 m，结构的有限元模型见图1。

图  1  装配式地铁车站结构的有限元模型　/m

Figure  1.  Finite element model of precast subway station structure

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为减小边界条件和接触作用对计算结果的影响，在靠近结构纵向中间处设置了观测平面，相关分析主要针对观测平面内的结果开展，位置见图1，观测平面与+Z向边界的距离为3.5 m。

依据北京某场地勘查数据建立场地模型^[10-11]，地表至基岩距离为32 m，共含12个土层；土体侧边界距车站侧壁为3倍车站结构横断面长度，总长为143.5 m；土体沿车站纵向尺寸为8 m，同车站纵向长度；车站结构埋深为4.5 m，土-结构有限元模型见图2。图2中还包含了7个典型截面，即截面1~截面7，关于截面内力的分析见第3节。

图  2  土-车站结构有限元模型　/m

Figure  2.  Soil-structure finite element model

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1.2   接触与边界条件

在地层围压作用下，各预制构件主要靠榫头和榫槽的接触、咬合作用连接，接头无灌浆套筒、螺栓等强连接构造，因此仅对相邻构件的混凝土交界面设置了接触行为。当接触面沿法向受压时为“硬”接触，当受拉时允许界面分离；沿接触面切向为摩擦接触，系数为0.1^[2]。此外，还考虑了各预制构件与土体的接触作用，接触行为与节点处的行为类似，但由于目前缺乏土-预制混凝土接触面摩擦特性的成果，参考了现浇地下结构抗震分析中常用的摩擦系数取值，切向摩擦系数取为了0.4^[12]。

为节省土-地下结构三维非线性有限元分析的计算成本，TSINIDIS等^[13]在地下结构抗震计算中使用了捆绑侧向边界条件，即假定结构两侧的远场变形协调，将分属两个侧面上同高度的两节点绑定，使二者共同运动。TSINIDIS等^[13]和XU等^[14]分别使用了离心机振动台试验和大型振动台试验验证了捆绑边界计算模型的合理性，本次计算也采用了相同的捆绑侧向边界条件。此外，计算还约束了土和结构沿车站纵向两个边界的Z向(图1)位移，假定土和结构沿车站纵向无限延伸。

因本文的侧重点在于分析装配式结构构造所带来的地震响应差异，在开展同型现浇车站结构的分析时，仅将各相邻构件的环向和纵向接触面绑定，不允许混凝土-混凝土接触面产生相对运动，其他所有参数和设置与装配式车站结构计算模型一致。

1.3   材料与截面属性

预制构件A~E、柱和底梁采用C50混凝土，中板采用C40混凝土，材料参数见表1。采用塑性损伤模型模拟混凝土的力学行为^[15-17]，模型的应力($\sigma$)-应变($\varepsilon$)关系可表述为$\sigma = (1 - {d_n}{\text{)}}{E_{\text{c}}}\varepsilon$ (n=t, c)，其中：E为弹性模量；d为损伤因子；下标t和c分别代表受拉和受压。$\sigma$和d随非弹性应变的变化关系见图3。

表  1  混凝土材料参数

Table  1.  Material properties of concrete

构件	弹性模量/ GPa	泊松比	抗压强度/ MPa	抗拉强度/ MPa
预制构件、柱和底梁	34.5	0.2	32.4	2.64
中板	32.5	0.2	26.8	2.39

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图  3  计算输入的C50混凝土材料单轴拉压行为

Figure  3.  Uniaxial compressive and tensile behaviors of C50 concrete input in the computation

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结构的主筋和分布筋均采用杆单元建模，并嵌入了各预制构件内，不考虑钢筋-混凝土间的相对滑移，钢筋在观测平面内的布置示意图见图4，图中各构件中空部分为空腔^{[3, 9]}。钢筋采用理想弹塑性模型，弹性模量和屈服强度分别为200 GPa和400 MPa，泊松比为0.3。

图  4  预制构件配筋示意图(含空腔)

Figure  4.  Schematic diagram of reinforcement layout of the precast components (including the cavities)

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计算场地为Ⅱ类场地，各土层参数取自场地勘测报告^[10]和安评报告^[11]，见表2和表3，其中表2中各土层通过“动力特性编号”与表3、表4中的动力特性对应。

表  2  场地计算参数

Table  2.  Parameters for site analyses

土层 编号	土体 类别	土层 厚度/m	密度ρ/ (kg/m3)	剪切波速Vs/ (m/s2)	最大剪切模量 Gmax/MPa	动力特性 编号
1	杂填土	1.8	1950	165.0	54.1	1
2	卵石	2.2	2030	209.5	90.8	2
3	细砂	1.0	1980	260.0	136.4	3
4	细砂	3.0	1980	260.0	136.4	3
5	卵石	3.7	1980	290.0	169.7	4
6	卵石	4.3	2000	370.2	279.4	4
7	卵石	4.0	2000	410.1	342.9	4
8	卵石	2.0	2002	395.0	318.4	5
9	卵石	3.7	2000	450.0	412.8	4
10	粉质黏土	2.8	2002	440.2	395.5	6
11	卵石	0.6	2000	460.0	431.4	4
12	卵石	2.9	2000	460.0	431.4	4
13	基岩	−	2000	>500.0	>500.0	−

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表  3  土层的动力特性

Table  3.  Dynamic properties of soil layers

动力特性编号	土层类别	参数	剪应变γ/(%)
			0.0005	0.001	0.005	0.01	0.05	0.1	0.5	1
1	杂填土	动剪切模量比G/Gmax	0.96	0.95	0.8	0.7	0.3	0.2	0.15	0.1
		阻尼比$\xi$/(%)	2.5	2.8	3	3.5	8	10	11	12
2	卵石	动剪切模量比G/Gmax	0.9992	0.9983	0.9917	0.9836	0.9232	0.8573	0.5458	0.3753
		阻尼比$\xi$/(%)	3.65	4.28	6.19	7.24	10.34	11.92	15.56	16.74
3	细砂	动剪切模量比G/Gmax	0.9938	0.9877	0.9413	0.8892	0.6162	0.4453	0.1383	0.0743
		阻尼比$\xi$/(%)	2.23	2.77	4.59	5.71	9.47	11.77	19.51	24.26
4	卵石	动剪切模量比G/Gmax	1	1	1	1	1	1	1	1
		阻尼比$\xi$/(%)	0.4	0.8	1	1.5	2.1	3	3.6	4.6
5	卵石	动剪切模量比G/Gmax	0.9989	0.9977	0.9887	0.9777	0.8977	0.8143	0.4673	0.3049
		阻尼比$\xi$/(%)	4.13	4.81	6.83	7.93	11.08	12.63	15.91	16.87
6	粉质黏土	动剪切模量比G/Gmax	0.9958	0.9916	0.9596	0.9223	0.7036	0.5428	0.1919	0.1061
		阻尼比$\xi$/(%)	2.35	2.92	4.82	5.98	9.87	12.25	20.22	25.09

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表  4  Davidenkov模型计算参数

Table  4.  Parameters of Davidenkov model

动力特性编号	模型参数A	模型参数B	参考剪应变γ0/(%)
1	1.1	0.40	0.019
2	1.0	0.47	0.550
3	1.4	0.40	0.051
4	−	−	−
5	1.0	0.47	0.450
6	1.3	0.45	0.092
注：动力特性4的G/Gmax==1，对应土层简化为了弹性模型。

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土体的力学行为采用基于Davidenkov骨架曲线构造的非线性粘弹性本构模型(简称“Davidenkov模型”)描述，计算时将其编译成了ABAQUS的VUMAT用户子程序调用。此模型已在岩土地震工程领域有了一定的应用，取得了较好地效果^[18-20]。文献[14, 21]详细介绍了Davidenkov模型及其参数拟合方法，并采用振动台试验^[14]验证了方法的合理性。本文采用同样的方法，通过拟合土层的动力特性的方式获取了Davidenkov模型的计算参数，见表4。

1.4   地震动

因北京地区缺乏强震记录，采用场址人工基岩地震动开展计算^[22]。首先选取3条人工地震动^[11]开展了场地的一维等效线性化地震响应分析，获取了场地的变形响应；因地下结构的地震响应主要取决于周围土体的变形^[23-24]，选用了使结构顶、底对应土层相对变形最大的地震动开展了后续计算分析。地震动时程见图5，持时为30 s。

图  5  计算所采用的人工基岩地震动时程^[11]

Figure  5.  Time histories of earthquake motions at bedrock applied in the computation^[11]

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场地所在地区的抗震设防烈度为8度，在对应的三种地震动强度下开展了计算，分别为设防地震、罕遇地震和极罕遇地震烈度，地表峰值加速度分别为0.2 g、0.4 g和0.58 g^[25]。为满足此要求，在开展分析前，建立了与土-结构计算模型对应的三维自由场场地模型，通过反演法，确定了三种基底输入地震动的峰值加速度，分别为0.05 g、0.15 g和0.23 g，详见表5。地震动加速度以强制边界的形式自基岩面水平单向输入。

表  5  基底输入地震动峰值加速度

Table  5.  Input peak acceleration at the base

地震动强度	基底输入峰值 加速度/g	反演实测自由场 地表峰值加速度/g	规范[25]推荐地表 峰值加速度/g
设防地震	0.05	0.22	0.20
罕遇地震	0.15	0.44	0.40
极罕遇地震	0.23	0.61	0.58

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在计算前，对模型进行了地应力平衡。首先获取了土-结构模型在重力荷载下的应力状态；在开展二次计算时，以一次计算的最终状态作为了二次计算的初始状态平衡地应力，在模型稳定后开展了后续的时程分析。

2   结构的变形响应对比

本节主要对比了装配式和现浇车站结构的层间和节点局部变形响应，并分析了装配式车站结构节点局部的变形特征。

2.1   结构的水平向变形

由计算可得装配式和现浇车站结构在三种地震强度下的层间变形响应，其中极罕遇地震下的变形时程及其傅里叶频谱对比见图6。可知，在整个加载过程中，装配式和现浇车站结构地下一层、地下二层和拱顶-底板相对位移时程及频谱绝大部分重叠，且变形幅值产生的时刻基本一致。这表明，总体上全装配式和现浇车站结构整体的地震变形差异不大。这也与已有研究得到的认识相近，即在土体约束作用下，装配式地下结构本身的动力特性被抑制^[24]，其地震响应可能仍主要取决于周围土体的变形。

图  6  极罕遇地震下结构的水平变形时程及其傅里叶频谱对比

Figure  6.  Horizontal deformation time-history and their Fourier spectra comparisons under extremely rare earthquake motion

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车站结构的水平向峰值变形见表6。可知，在设防地震作用下，装配式和现浇结构的变形均很小，二者地下一层的层间变形一致，峰值层间位移角均为1/2075；而在罕遇和极罕遇地震作用下，地下一层层间变形明显增大，且装配式和现浇地铁车站结构的层间变形产生了一定的差异，现浇车站结构的层间位移角略大，其中在极罕遇地震作用下，二者峰值层间位移角分别为1/449和1/434，相对误差为−4.2%。

表  6  结构的水平向峰值变形

Table  6.  Peak horizontal deformation of the structure

楼层	结构形式	设防地震			罕遇地震			极罕遇地震
		峰值层间位移/mm	峰值层间位移角		峰值层间位移/mm	峰值层间位移角		峰值层间位移/mm	峰值层间位移角
地下一层	现浇	−4.0	1/2075		−11.9	1/697		−19.1	1/434
	装配	−4.0	1/2075		−11.6	1/715		−18.3	1/449
	相对误差/(%)	0.0	0.0		−2.5	−2.5		−4.2	−4.2
地下二层	现浇	−3.3	1/2393		−9.7	1/814		−14.6	1/541
	装配	−3.5	1/2257		−10.4	1/760		−15.9	1/503
	相对误差/(%)	6.1	6.1		7.2	7.2		8.9	8.9
拱顶-底板	现浇	−7.5	1/2160		−23.4	1/692		−35.9	1/451
	装配	−7.6	1/2132		−24.0	1/675		−36.2	1/448
	相对误差/(%)	1.3	1.3		2.6	2.6		0.8	0.8
注：地下一层层高8.3 m，地下二层层高7.9 m。

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但地下二层的响应不同，从设防地震作用开始，装配式车站结构即偏大。设防地震作用时，装配式和现浇车站结构的峰值层间位移角分别为1/2257和1/2393，但二者的差异随着地震动强度的增大而增大；当极罕遇地震作用时，峰值层间位移角分别为1/503和1/541，二者的相对误差达到了8.9%。由此可知，装配式车站结构的层间变形响应主要集中在地下二层。二者在地下二层较大的差值也导致装配式车站结构拱顶-底板相对位移大于现浇结构，也即装配式车站结构整体的地震变形略大于现浇结构。

2.2   节点区域变形

尽管全装配式和现浇车站结构整体的地震变形差异不大，但装配式车站结构的变形具有显著特点，主要体现在节点局部。在设防、罕遇和极罕遇地震作用下，现浇车站结构节点局部的变形连续，而因装配式车站采用了柔性榫槽节点，其变形不连续。

以B1~C1节点为例，在结构拱顶-底板相对位移达到峰值时刻，装配式和现浇节点区域变形的对比见图7。可知，在设防地震作用下，装配式和现浇节点的变形基本连续；在罕遇地震作用下，装配式节点内侧产生了微小的张开变形，这是节点柔性设计可允许产生的结果；而在极罕遇地震下，节点产生了一定的张开变形，使相邻构件产生了微小的相对转动，但各接头基本未见明显的剪切滑移，整体性仍较好。综上可知，节点在地震下的变形主要为混凝土交界面循环往复的张开-闭合响应，这明显区别于传统现浇结构。

图  7  全装配式和现浇车站结构节点区域变形对比(放大系数=40)

Figure  7.  Deformation comparisons between joint regions of the PC and CIP subway stations (magnifying factor=40)

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提取混凝土交界面在车站内外壁的相对位移，可得接头的张开变形大小，如B1~C1节点内壁的张开变形即为点p和q间的竖向相对位移，如图7(c)所示。同理，可得节点在车站拱顶-底板峰值相对位移时刻的张开变形，见表7。可知，除D~E和B2~A节点外，其他节点均在地震荷载下张开，其中在设防地震作用下，各节点的张开变形量均很小，而在罕遇和极罕遇地震作用下张开变形主要集中于B1~C1节点和C1~D节点，但张开量有限，最大值仅2.22 mm，可知此时节点仍保持稳定，可为结构提供较好的承载力。

表  7  节点在峰值顶-底变形时刻的张开变形

Table  7.  Opening deformation of joints at the instants of peak roof-basement relative deformation /mm

地震动强度	位置	A~B1 节点	B1~C1 节点	C1~D 节点	D~E 节点	E~C2 节点	C2~B2 节点	B2~A 节点
设防地震	内壁	0.11	0.00	0.00	0	0.00	0.00	0
	外壁	0.00	0.00	0.25	0	0.08	0.06	0
罕遇地震	内壁	0.58	0.37	0.00	0	0.00	0.00	0
	外壁	0.00	0.00	1.28	0	0.00	0.17	0
极罕遇地震	内壁	0.67	2.22	0.00	0	0.02	0.00	0
	外壁	0.00	0.00	0.95	0	0.00	0.28	0

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3   结构的关键截面内力对比

设防、罕遇和极罕遇地震作用下，结构峰值变形时刻典型截面的内力分别见表8、表9和表10。总的来看，设防和罕遇地震下，装配式和现浇车站结构的内力仅在部分截面产生了差异，内力分布相似；但在极罕遇地震下，装配式和现浇车站内力差异明显，甚至部分截面内力方向相反(如截面4和截面5处的剪力)，这表明二者内力的分布模式改变。

装配式车站结构内力分布模式的变化与结构的变形大小有关。在设防和罕遇地震下(表8和表9)，结构整体的变形不大，装配式和现浇车站结构的截面轴力差异较小，而因节点的承载力与其受到的轴力大小呈正相关^[26-27]，此时节点的抗剪和抗弯承载力较好，装配式和现浇车站结构内力无本质差异；在极罕遇地震下(表10)，装配式车站结构的轴力大幅减小(如截面3、截面4和截面5)，节点的承载力产生较大变化^[26-27]，这也与图7(c)中节点的张开变形相对应，节点轴压的减小使混凝土交界面产生了减少或脱离接触的趋势。同时结构不同区域产生了不同程度的损伤(详见第4节)，导致结构承载力产生了不同程度的退化，使装配式和现浇结构的内力产生较大区别。

表  8  设防地震下结构峰值变形时刻的截面内力

Table  8.  Internal forces at time instants of peak structural deformation under precautionary earthquake motion

截面编号	结构形式	轴力/kN	剪力/kN	弯矩/(kN·m)
截面1	现浇	−11 360	−1526	3345
	装配	−10 910	−1462	3408
	相对误差/(%)	−4.0	−4.2	1.9
截面2	现浇	−17 990	−374	−12 710
	装配	−15 930	−677	−12 840
	相对误差/(%)	−11.5	81.0	1.0
截面3	现浇	−14 030	−4284	−3442
	装配	−13 980	−3549	−2223
	相对误差/(%)	−0.4	−17.2	−35.4
截面4	现浇	−13 640	3989	−956
	装配	−13 580	4032	−948
	相对误差/(%)	−0.4	1.1	−0.8
截面5	现浇	6200	−3719	−598
	装配	6358	−3576	−281
	相对误差/(%)	2.5	−3.8	−53.0
截面6	现浇	−1035	−32	67
	装配	−1034	−33	67
	相对误差/(%)	−0.1	3.1	0.0
截面7	现浇	−582	303	483
	装配	−434	306	487
	相对误差/(%)	−25.4	1.0	0.8

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同时，结合表8、表9和表10可知，设防和罕遇地震下，节点的张开变形与结构的弯矩抗力直接相关。如E~D节点在不同地震作用下均无张开变形，可较好地传递弯矩，因此装配式和现浇车站结构在节点相邻截面1处的弯矩差异很小；而B1~A节点易在地震荷载作用下产生张开变形，部分弯矩在节点释放，装配式车站结构在节点相邻截面5处的弯矩显著减小，这表明柔性榫槽节点可在一定程度上起到减震的作用。

表  9  罕遇地震下结构峰值变形时刻的截面内力

Table  9.  Internal forces at time instants of peak structural deformation under rare earthquake motion

截面编号	结构形式	轴力/kN	剪力/kN	弯矩/(kN·m)
截面1	现浇	−15 090	−2507	1597
	装配	−14 630	−2342	1618
	相对误差/(%)	−3.0	−6.6	1.3
截面2	现浇	−19 790	−2337	−14 270
	装配	−17 510	−2913	−14 930
	相对误差/(%)	−11.5	24.6	4.6
截面3	现浇	−11 530	−4822	−3569
	装配	−11 080	−4464	−2590
	相对误差/(%)	−3.9	−7.4	−27.4
截面4	现浇	−8185	182	5157
	装配	−8422	635	2660
	相对误差/(%)	2.9	248.9	−48.4
截面5	现浇	6018	131	10 290
	装配	6107	96	6695
	相对误差/(%)	1.5	−26.7	−34.9
截面6	现浇	−1120	−84	180
	装配	−1089	−91	179
	相对误差/(%)	−2.8	8.3	−0.6
截面7	现浇	945	330	559
	装配	915	339	544
	相对误差/(%)	−3.2	2.7	−2.7

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表  10  极罕遇地震下结构峰值变形时刻的截面内力

Table  10.  Internal forces at time instants of peak structural deformation under extremely rare earthquake motion

截面编号	结构形式	轴力/kN	剪力/kN	弯矩/(kN·m)
截面1	现浇	−16 170	−2556	1014
	装配	−16 930	−3464	390
	相对误差/(%)	4.7	35.5	−61.5
截面2	现浇	−20 340	−1513	−11 130
	装配	−20 810	−4828	−14 410
	相对误差/(%)	2.3	219.1	29.5
截面3	现浇	−12 980	−2994	−1101
	装配	−8746	−4318	−2617
	相对误差/(%)	−32.6	44.2	137.7
截面4	现浇	−10 220	1351	1234
	装配	−5405	−861	1466
	相对误差/(%)	−47.1	−163.7	18.8
截面5	现浇	4213	−1679	4583
	装配	6457	961	7728
	相对误差/(%)	53.3	−157.2	68.6
截面6	现浇	−1292	−42	84
	装配	−1339	−118	238
	相对误差/(%)	3.6	181.0	183.3
截面7	现浇	3709	425	1023
	装配	2697	333	827
	相对误差/(%)	−27.3	−21.6	−19.2

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此外，由于1995年日本大开车站因中柱在高轴压比下产生剪切脆性破坏而坍塌^[28]，近年来在地铁车站结构的抗震分析中，柱的地震响应备受关注。但与大开车站不同，全装配式车站结构的柱并不直接承受上覆土体所带来的竖向压力，由表8~表10可知，柱的峰值轴压比仅为0.29，远小于规范限值。但需要注意的是，在极罕遇地震作用下，装配式车站结构柱底剪力和弯矩的差异均明显大于现浇车站结构，这主要因为板、柱端为固定连接，与柔性预制构件的变形不协调所致，这需在抗震设计时予以重视。

4   结构的地震危险区域对比

在地震加载过程中，结构的损伤不断累积，可由震后的损伤破坏状态确定结构的危险区域，此状态可由混凝土的等效塑性应变(PEEQ)结果判断。对比震后全装配式和现浇车站结构的等效塑性应变可知，二者的损伤模式不同。

现浇车站结构的损伤主要分布于结构横断面±45°或±135°区域附近，这也与已有的地下结构地震响应损伤分布规律基本一致^[23-24]。现浇和装配式车站结构拱肩和B1~C1节点区域震后损伤对比见图8和图9。可知，相对于装配式车站结构，现浇车站结构在附近的损伤范围明显较大，且多为贯穿伤。

图  8  全装配式和现浇车站结构拱肩区域震后累积损伤对比

Figure  8.  Accumulated damage comparisons of spandrel regions between PC and CIP subway stations after seismic excitation

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图  9  全装配式和现浇车站结构B1~C1节点震后累积损伤对比

Figure  9.  Accumulated damage comparisons of B1~C1 joint regions between PC and CIP subway stations after seismic excitation

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装配式车站结构在此区域也可见明显损伤，但损伤大多位于榫头、榫槽和构件边缘等，损伤范围相对较小，多为局部的集中损伤。如在设防地震下，装配式车站B1~C1节点基本无损伤；而在罕遇地震作用下，构件在节点交界面边缘和榫槽损伤较明显；而在极罕遇地震下，榫槽产生了应变集中，详见图9。这也基本与图7中节点的变形模式对应，当交界面张开后，节点的接触面积减小，尤其在极罕遇地震作用下，节点循环往复的张开变形较大，构件仅在内外侧边缘附件接触，使此处受力集中，产生局部损伤。

此外，对比装配式和现浇车站结构的损伤程度可知，在设防地震下，装配式和现浇车站结构的损伤均很小，但装配式车站结构的损伤明显小于现浇结构；在罕遇地震下，除在部分边缘区域外，装配式车站结构的损伤程度仍略小于现浇车站结构；在极罕遇地震下，尽管装配式车站结构局部的损伤集中，但结构的应变幅值和产生塑性应变的范围均有限(图8和图9)，震后结构的承载力仍较好；同时由图9可知，此时现浇结构已形成大片塑性区，因此，综合结构的变形、内力和其他部位的损伤情况可知，全装配式与现浇车站结构的损伤程度基本相当。

5   结论

本文以实际工程为背景，开展了全装配式和同型现浇车站结构在水平向强震下的时程分析，并对二者的地震响应进行了对比，包括结构和节点变形、关键截面内力以及结构损伤情况等，得出结论如下：

(1) 全装配式车站结构整体的地震变形仅略微大于现浇车站结构，总体上二者差异不大。

(2) 地震作用下，柔性全装配式车站结构榫槽节点可在有限范围内产生循环往复的张开变形。在设防和罕遇地震下，节点张开可释放部分内力，这在一定程度上起到了减震的效果；在极罕遇地震作用下，榫槽节点张开量略微增大，节点承载性能改变，同时结构在不同区域产生了不同程度的损伤，构件承载力产生了不同程度的退化，这导致装配式与现浇车站结构的内力分布产生了较大差异。

(3) 全装配式车站结构的地震损伤主要为局部的集中损伤，危险区域主要位于榫头、榫槽和构件边缘附近；而现浇车站结构的损伤主要为贯穿伤，危险区域主要分布于结构横断面±45°或±135°区域附近。总的来看，设防和罕遇地震下装配式车站结构的损伤小于现浇结构，而在极罕遇地震下，二者的损伤程度基本相当。

鉴于全装配式车站结构的损伤特征，榫槽节点的韧性设计为未来相关抗震研究的重点工作之一。