馮帥克 郭正興 劉 毅 潘 清 徐軍林 付先進 邢 瓊

(1 東南大學土木工程學院， 南京 211189)(2 無錫地鐵集團有限公司, 無錫 214100)(3中鐵第四勘察設(shè)計院集團有限公司， 武漢 430063)

地鐵具有便捷高效、節(jié)省能源、節(jié)省城市用地、綠色環(huán)保等優(yōu)點，是緩解城市交通擁堵、提高交通效率的主要途徑.目前，地鐵車站的建造仍以現(xiàn)場澆筑混凝土的傳統(tǒng)技術(shù)為基礎(chǔ).大量的現(xiàn)場濕作業(yè)會造成環(huán)境污染和資源消耗，不利于施工周期以及工程質(zhì)量的控制[1].運用預(yù)制裝配技術(shù)發(fā)展裝配式地鐵車站，可有效減少施工現(xiàn)場的濕作業(yè)量，消除傳統(tǒng)現(xiàn)澆技術(shù)的諸多弊病.

預(yù)制裝配技術(shù)在地下結(jié)構(gòu)的應(yīng)用處于起步階段，預(yù)制構(gòu)件間的有效連接既是車站結(jié)構(gòu)設(shè)計的重點，也是推廣預(yù)制拼裝技術(shù)在地下車站結(jié)構(gòu)中應(yīng)用的關(guān)鍵.文獻[2]指出，預(yù)制構(gòu)件間的拼接方式以及鋼筋的連接形式直接決定了車站整體的抗震性能.目前已經(jīng)建成的長春地鐵2號線袁家店站采用了注漿式榫槽接頭連接預(yù)制構(gòu)件[3].Tao等[4]通過振動臺試驗對車站標準段縮尺模型的地震響應(yīng)進行了評估，結(jié)果表明，模型榫槽接頭處的強度優(yōu)于預(yù)制構(gòu)件，榫槽接頭能有效連接預(yù)制構(gòu)件，使結(jié)構(gòu)整體展現(xiàn)出良好的受力性能及變形能力.北京金安橋裝配整體式地下車站則采用灌漿套筒連接、鋼筋搭接連接等“濕連接”方式來實現(xiàn)預(yù)制構(gòu)件的連接.杜修力等[5-7]對采用“濕連接”形成的側(cè)墻底節(jié)點、柱底節(jié)點以及梁板柱中節(jié)點進行了擬靜力試驗及數(shù)值分析，結(jié)果表明，預(yù)制拼裝節(jié)點的承載力和變形能力基本等同于現(xiàn)澆節(jié)點.

日本阪神地震中，神戶大開地鐵車站出現(xiàn)了頂板塌落及側(cè)墻頂部折斷等破壞現(xiàn)象，引起了設(shè)計者對車站頂板與側(cè)墻連接節(jié)點抗震性能的關(guān)注.關(guān)于裝配式車站頂板與側(cè)墻的節(jié)點連接形式以及節(jié)點抗震性能的研究鮮有報道.為此，本文結(jié)合無錫至江陰城際軌道交通工程，提出了一種采用U形筋搭接連接的車站側(cè)墻-頂板連接節(jié)點，并對節(jié)點的抗震性能進行了試驗研究.

1 節(jié)點形式

車站側(cè)墻與頂板的節(jié)點連接形式如圖1所示.車站側(cè)墻與頂板均為預(yù)制疊合構(gòu)件，疊合側(cè)墻頂部伸出豎向U形鋼筋，預(yù)制頂板端部錯位伸出與側(cè)墻U形鋼筋對應(yīng)的水平U形鋼筋，通過U形鋼筋的現(xiàn)場搭接來實現(xiàn)預(yù)制頂板與疊合側(cè)墻的拼接連接，而后通過現(xiàn)場澆筑預(yù)制頂板頂部的混凝土來形成穩(wěn)定的結(jié)構(gòu)整體.基于側(cè)墻與頂板的U形筋搭接連接形式，設(shè)計制作了足尺節(jié)點試件，通過擬靜力試驗研究節(jié)點的抗震性能，為節(jié)點在地下車站結(jié)構(gòu)中的應(yīng)用提供參考.

圖1 疊合側(cè)墻與疊合頂板連接節(jié)點形式

2 試驗

2.1 試件

本文共設(shè)計了3個裝配式節(jié)點試件.根據(jù)車站結(jié)構(gòu)在橫向水平地震作用下的彎矩圖，對節(jié)點試件的配筋及尺寸進行了設(shè)計(見圖2).節(jié)點試件中側(cè)墻高度為3 m，頂板構(gòu)件總長為3.3 m.試件頂板截面尺寸為800 mm×1 000 mm(高×寬)，其中暗梁部分高500 mm，暗梁兩側(cè)預(yù)制板高100 mm.板上下各配置6根直徑25 mm的縱向鋼筋，其中4根縱向筋設(shè)置于暗梁內(nèi)，2根分別設(shè)置于暗梁兩側(cè).暗梁內(nèi)設(shè)置構(gòu)造縱筋以及直徑為8 mm的四肢箍筋，箍筋間距為200 mm.節(jié)點試件的側(cè)墻截面尺寸為700 mm×1 000 mm(高×寬)，預(yù)制墻板與現(xiàn)澆墻板高度均為350 mm.墻頂設(shè)置高度為500 mm的牛腿，便于擱置預(yù)制頂板.側(cè)墻內(nèi)外側(cè)分別設(shè)置7根直徑為25 mm的縱向鋼筋，縱向筋內(nèi)側(cè)垂直布置直徑為20 mm、間距為200 mm的分布筋.考慮節(jié)點試件的加載與安裝，在側(cè)墻外側(cè)設(shè)置100 mm厚的混凝土墊層.試件所用鋼筋的強度等級均為HRB400，節(jié)點試件預(yù)制部分混凝土強度等級為C50，現(xiàn)澆部分強度等級為C40.預(yù)制側(cè)墻及預(yù)制頂板的疊合面均按文獻[8]的要求進行了拉毛粗糙處理.

圖2 節(jié)點試件尺寸及配筋 (單位: mm)

節(jié)點試件的鋼筋搭接連接構(gòu)造形式見圖3.節(jié)點試件頂板底部的縱向鋼筋與側(cè)墻內(nèi)側(cè)縱向鋼筋分別伸出預(yù)制構(gòu)件形成U形環(huán)筋.如圖3(a)所示，節(jié)點試件YJ-1中側(cè)墻外側(cè)縱向鋼筋與板頂縱向鋼筋均伸出預(yù)制件，形成90°標準彎鉤，鋼筋彎折段與U形鋼筋焊接連接.板頂縱向鋼筋與側(cè)墻外側(cè)縱向鋼筋在節(jié)點范圍內(nèi)搭接，搭接長度不小于規(guī)范《混凝土設(shè)計規(guī)范》(GB 50010—2010)[9]要求的1.5la，其中l(wèi)a為鋼筋的錨固長度.U形鋼筋的彎折內(nèi)半徑R=60 mm，由板底彎入板頂?shù)腢形筋使板端受拉鋼筋的配筋率增至0.8%，由側(cè)墻內(nèi)側(cè)彎入側(cè)墻外側(cè)的U形筋使墻端受拉鋼筋的配筋率增至1%.

(a) 試件YJ-1

(c) 試件YJ-3

作為對比，節(jié)點試件YJ-2增加了頂板與側(cè)墻縱筋的搭接長度，使側(cè)墻外側(cè)縱筋經(jīng)U形筋外緣彎入頂板內(nèi)部，作為板頂受拉鋼筋，板頂縱筋經(jīng)U形筋外緣彎入側(cè)墻，作為墻外側(cè)受拉鋼筋，縱筋彎折段不再與U形筋焊接(見圖3(b)).板端受拉鋼筋的配筋率為1.3%，墻端受拉鋼筋的配筋率為1.6%.

節(jié)點試件YJ-3不再增加側(cè)墻外側(cè)縱筋的彎折長度，彎折段仍然與U形鋼筋焊接連接，板頂縱筋則彎入側(cè)墻外側(cè)(見圖3(c)).板端受拉鋼筋的配筋率仍為0.8%，墻端受拉鋼筋的配筋率為 1.6%.試件制作過程中側(cè)墻及頂板的U形鋼筋現(xiàn)場搭接連接照片見圖3(d).

2.2 材料性能

針對試件預(yù)制部分混凝土與現(xiàn)澆部分混凝土均制作了標準立方體試塊，與試件同條件養(yǎng)護，在試驗加載前進行測試，預(yù)制部分與現(xiàn)澆部分混凝土的標準立方體抗壓強度分別為57.8和41.2 MPa.所有鋼筋強度等級均為HRB400級鋼筋.按標準拉伸試驗方法[10]實測鋼筋的材料力學性能，結(jié)果見表1.表中,d為直徑;fy和fu分別為屈服強度和極限強度；Es為彈性模量；εy為屈服應(yīng)變；δ為伸長率.

表1 鋼筋力學性能

2.3 加載及測量

對大開地鐵車站結(jié)構(gòu)塌毀過程的模擬分析表明，在水平及豎向地震共同作用下，車站上部覆土發(fā)生剪切破壞，剪壞的土體在豎向地震作用時表現(xiàn)為一個附加質(zhì)量的慣性力作用于結(jié)構(gòu)上，增加了板頂?shù)呢Q向荷載，與外側(cè)土體的剪切荷載耦合作用造成了車站的塌毀破壞[11].采用單向擬靜力試驗?zāi)M豎向地震作用下頂板豎向荷載增加這一不利工況對頂板-側(cè)墻節(jié)點的影響.同時，考慮外側(cè)土體的側(cè)向剪切荷載，將側(cè)墻墊層擱置并固定于試驗室底板，由底板提供側(cè)墻剪切荷載.試件加載裝置如圖4所示，單向往復(fù)荷載由固定于板端的液壓作動器施加，通過穿心式千斤頂張拉精軋螺紋鋼筋施加側(cè)墻軸向荷載，軸向荷載根據(jù)實際工況確定為400 kN，試驗過程中保持恒定.

(a) 試驗加載裝置(單位: mm)

(b) 加載照片

單向往復(fù)荷載的施加使側(cè)墻與頂板端部均受負彎矩作用，通過理論計算及ABAQUS軟件的非線性分析，可初步得到試件的名義屈服荷載Pyi以及名義屈服位移Δyi.采用位移控制加載，在節(jié)點試件達到名義屈服位移前，加載步分別為0.25Δyi、0.5Δyi、0.75Δyi，每級循環(huán)1次.在節(jié)點試件達到名義屈服位移Δyi后，以Δyi的整數(shù)倍進行加載，每級循環(huán)3次，直至節(jié)點試件破壞或承載力下降至最大值的85%時停止試驗.

試驗測量內(nèi)容主要為板加載端位移Δ、反力P以及搭接鋼筋的應(yīng)變測量.節(jié)點范圍內(nèi)受拉鋼筋的應(yīng)變測點布置如圖5所示.圖中，測點DB1、DB2、DB3用于測量連接區(qū)頂板受拉鋼筋的應(yīng)變變化；測點CQ1、CQ2、CQ3用于測量連接區(qū)側(cè)墻受拉鋼筋的應(yīng)變變化.頂板加載端位移與反力通過液壓伺服控制系統(tǒng)的內(nèi)置傳感器獲得.根據(jù)加載端位移Δ，可計算出板端轉(zhuǎn)角θ=Δ/L, 其中L為板端加載中心到側(cè)墻外邊緣的垂直距離.

圖5 鋼筋應(yīng)變測點布置 (單位: mm)

3 試驗現(xiàn)象與破壞特征

3.1 破壞形態(tài)

對于節(jié)點試件YJ-1，在板端位移達到3.6 mm、荷載達到146 kN時，頂板受拉面(試件側(cè)面)出現(xiàn)長15 cm的水平裂縫，試件進入開裂階段.加載至名義屈服位移Δyi=7.2 mm時，荷載達到212.3 kN，頂板受拉面水平裂縫數(shù)量開始增多，并沿板寬方向貫通發(fā)展至試件側(cè)面.試件荷載-位移骨架曲線的斜率明顯改變，可判斷出試件進入名義屈服階段，與有限元分析結(jié)果一致.隨著加載的進行，頂板水平裂縫逐漸向試件頂部擴展.位移加載至5Δyi時，荷載達到422.8 kN，試件節(jié)點連接區(qū)出現(xiàn)接近45°的斜裂縫，同時側(cè)墻部分也開始出現(xiàn)剪切斜裂縫.板端位移達到13Δyi=100.9 mm時，節(jié)點試件達到峰值荷載692 kN.隨著加載的進行，節(jié)點區(qū)U形筋外側(cè)的保護層逐漸開裂剝落，在板端位移達到19Δyi=136.9 mm時，U形筋外側(cè)混凝土保護層整片剝落，節(jié)點試件承載力下降至峰值荷載的85%，加載停止.節(jié)點試件的最終破壞形態(tài)為U形筋彎弧內(nèi)側(cè)混凝土的壓碎破壞.節(jié)點試件YJ-1的最終破壞形態(tài)見圖6(a).

(a) YJ-1鋼筋彎弧內(nèi)側(cè)混凝土壓碎

(b) YJ-2側(cè)墻剪切破壞

(c) YJ-3側(cè)墻剪切破壞

節(jié)點試件YJ-2的開裂荷載為156.2 kN，對應(yīng)板端位移為3.6 mm.在板端位移加載至7.2 mm時，試件進入名義屈服階段，此時的板端荷載為217.3 kN.整個加載過程中，試件節(jié)點連接區(qū)內(nèi)的裂縫明顯減少，未出現(xiàn)U形筋彎弧內(nèi)側(cè)混凝土的壓碎破壞.節(jié)點試件側(cè)墻剪切裂縫出現(xiàn)于板端位移達到5Δyi時，隨著加載的進行，節(jié)點試件側(cè)墻剪切斜裂縫不斷發(fā)展，最終出現(xiàn)側(cè)墻剪切破壞.節(jié)點試件YJ-2的峰值荷載為772 kN，對應(yīng)板端位移為79.4 mm.節(jié)點試件YJ-2的最終破壞形態(tài)見圖6(b).

節(jié)點試件YJ-3的開裂位移為3.6 mm，對應(yīng)的開裂荷載為126.0 kN.試件加載過程中的裂縫發(fā)展與節(jié)點試件YJ-2基本一致，裂縫集中出現(xiàn)于試件側(cè)墻，未發(fā)生U形筋彎弧內(nèi)側(cè)混凝土的壓碎破壞.節(jié)點試件YJ-3的最終破壞形態(tài)為側(cè)墻剪切破壞，峰值荷載為710 kN，對應(yīng)板端位移為93.8 mm.節(jié)點試件YJ-3的最終破壞形態(tài)見圖6(c).

3.2 破壞機理分析

負彎矩作用下，側(cè)墻端部的縱筋拉力Tw以及頂板端部的縱筋拉力Ts在節(jié)點核心區(qū)的傳力機理如圖7所示.彎矩較小時，一部分縱筋拉力通過鋼筋與混凝土的黏結(jié)應(yīng)力傳入節(jié)點核心區(qū)(見圖7(a))；另一部分拉力則通過U形筋彎弧段對其內(nèi)側(cè)混凝土的徑向壓力，形成了對核心區(qū)混凝土的斜壓力，實現(xiàn)了縱筋拉力向節(jié)點核心區(qū)的傳遞.頂板端部受壓區(qū)的混凝土壓力Csc和鋼筋壓力Css以及側(cè)墻端部受壓區(qū)的混凝土壓力Cwc和鋼筋壓力Cws在分別抵消墻端剪力Vws與板端剪力Vss后合成為作用于節(jié)點核心區(qū)的斜向壓力，與鋼筋彎弧段產(chǎn)生的核心區(qū)斜壓力相平衡.隨著負彎矩的增加，節(jié)點核心區(qū)不斷出現(xiàn)彎曲裂縫，通過黏結(jié)應(yīng)力向節(jié)點核心區(qū)傳遞的縱筋拉力開始減少，而U形筋彎弧段對其內(nèi)側(cè)混凝土的徑向壓力則隨之增加.

(a) 節(jié)點受力狀態(tài)

相比于節(jié)點試件YJ-2和YJ-3，節(jié)點試件YJ-1頂板及側(cè)墻端部受拉鋼筋的配筋率均較低，節(jié)點區(qū)彎曲裂縫發(fā)展較快，鋼筋的黏結(jié)作用退化較早，且單根受拉鋼筋的應(yīng)力增長較快，U形筋彎弧段對其內(nèi)側(cè)混凝土的徑向壓力較大，造成了U形筋彎弧內(nèi)側(cè)混凝土的壓碎，使節(jié)點核心區(qū)表層混凝土沿彎弧平面剝落，喪失了對受拉縱筋的錨固作用.

對于節(jié)點試件YJ-2，由于頂板及側(cè)墻端部受拉鋼筋的配筋率均較高，節(jié)點區(qū)彎曲裂縫發(fā)展緩慢，且單根受拉鋼筋的應(yīng)力較小，U形筋彎弧段對其內(nèi)側(cè)混凝土的徑向壓力也相對較小，未出現(xiàn)鋼筋彎弧內(nèi)部混凝土的壓碎破壞，保證了U形筋搭接連接的有效性.節(jié)點試件YJ-3只增加了側(cè)墻端部受力鋼筋的配筋率，延緩了側(cè)墻彎曲裂縫向節(jié)點連接區(qū)的發(fā)展，最終也保證了U形筋搭接連接的有效性，說明節(jié)點試件YJ-1的連接破壞是始于側(cè)墻U形筋彎弧內(nèi)側(cè)混凝土的壓碎破壞.

4 試驗數(shù)據(jù)結(jié)果及分析

4.1 滯回曲線及骨架曲線

通過液壓伺服控制系統(tǒng)的內(nèi)置傳感器獲得了板端的荷載-加載位移滯回曲線與骨架曲線(見圖8).圖中，Pu為峰值荷載；Py為屈服荷載；Δy為屈服位移；Δcr為開裂位移.由圖8(a)～(c)可知，3個節(jié)點試件的滯回曲線捏攏效應(yīng)明顯，說明試件的單周耗能能力較差.相比于節(jié)點試件YJ-1，節(jié)點試件YJ-2與YJ-3在加載后期滯回環(huán)所包絡(luò)的面積開始增加，但最終發(fā)生的側(cè)墻剪切破壞影響了滯回曲線的飽滿程度.

(a) 節(jié)點試件YJ-1

(b) 節(jié)點試件YJ-2

(c) 節(jié)點試件YJ-3

(d) 骨架曲線對比

基于骨架曲線，得到3個節(jié)點試件的開裂荷載Pcr、開裂位移Δcr、峰值荷載Pu以及破壞時的極限荷載P0.85、極限位移Δu與板端極限轉(zhuǎn)角θu等關(guān)鍵點數(shù)據(jù)(見表2)，采用Park法[12]確定節(jié)點試件的屈服位移Δy與相應(yīng)的屈服荷載Py.由表可知，3個節(jié)點試件的開裂位移Δcr均為3.6 mm，開裂荷載Pcr相差較小.由圖8(d)可知，3個節(jié)點試件的骨架曲線在其開裂前大致呈線性發(fā)展，且骨架曲線基本重合.開裂后，試件剛度有所降低，骨架曲線斜率開始變小，節(jié)點試件YJ-2開裂后的剛度較大，達到峰值荷載時的位移值相對較小，其峰值荷載Pu較節(jié)點試件YJ-1與YJ-3分別提高11.6%與8.7%.達到峰值荷載后，節(jié)點試件YJ-1和YJ-3的承載力下降速度相對較慢，破壞時的極限位移Δu相同，較節(jié)點試件YJ-2提高了18.6%.

表2 節(jié)點試件骨架曲線的關(guān)鍵點數(shù)據(jù)

4.2 位移延性

試件的延性系數(shù)μ為試件極限位移Δu與屈服位移Δy的比值，可用于衡量試件的延性.各節(jié)點試件的延性系數(shù)列于表2.由表可知，3個節(jié)點試件的延性系數(shù)為2.7～3.4.節(jié)點試件YJ-1與YJ-3的延性系數(shù)相對較高，具有更好的變形能力.由于節(jié)點試件YJ-1與YJ-3頂板端部的受拉鋼筋配筋率均較低，無法有效延緩板頂彎曲裂縫向節(jié)點連接區(qū)的發(fā)展，隨著節(jié)點區(qū)開裂，鋼筋黏結(jié)作用逐步退化，鋼筋與混凝土間的滑移增加了板端位移.節(jié)點試件YJ-2的頂板配筋率較高，導(dǎo)致其變形能力相對較差.3個節(jié)點試件中頂板板端的極限轉(zhuǎn)角θu為1/22～1/27，說明新型側(cè)墻-頂板節(jié)點能適應(yīng)現(xiàn)行規(guī)范[13]中對于地下車站結(jié)構(gòu)在罕遇地震作用下彈塑性層間位移角限值的規(guī)定.

4.3 受拉鋼筋應(yīng)變

圖9給出了3個節(jié)點試件頂板及側(cè)墻受拉鋼筋在節(jié)點范圍內(nèi)的應(yīng)變-加載位移關(guān)系曲線.由圖可知，板端位移達到2Δy時，節(jié)點試件YJ-1中U形筋搭接區(qū)內(nèi)的受拉鋼筋開始屈服，頂板和側(cè)墻中受拉鋼筋在彎弧起點位置的應(yīng)變值與靠近頂板和側(cè)墻端部位置的應(yīng)變值基本相同，說明受拉鋼筋不再依靠黏結(jié)作用向節(jié)點核心區(qū)傳遞剪力.相比于節(jié)點試件YJ-1，節(jié)點試件YJ-2與YJ-3中U形筋搭接區(qū)內(nèi)的受拉鋼筋均未屈服，鋼筋在彎弧起點的應(yīng)變值始終小于靠近構(gòu)件端部位置的應(yīng)變值，說明受拉鋼筋依然通過黏結(jié)作用將部分拉力傳入節(jié)點核心區(qū).

(a)節(jié)點試件YJ-1

(b) 節(jié)點試件YJ-2

(c) 節(jié)點試件YJ-3

節(jié)點試件YJ-2與YJ-3增加了側(cè)墻端部受拉鋼筋的配筋率，使受拉鋼筋的屈服區(qū)推移到U形筋搭接區(qū)以外，延緩了節(jié)點區(qū)彎曲裂縫的發(fā)展.構(gòu)件端部的縱筋拉力始終可以通過鋼筋與混凝土間的黏結(jié)應(yīng)力傳入節(jié)點核心區(qū)，從而減小了U形筋彎弧段對其內(nèi)側(cè)混凝土的徑向壓力.但配筋率的增加也影響了構(gòu)件端部塑性鉸的形成，隨著墻內(nèi)剪力的增加，墻身剪切破壞先于彎曲破壞發(fā)生，影響了節(jié)點試件的抗震性能.因此，實際工程中可通過增強側(cè)墻的抗剪承載力來提高節(jié)點的抗震性能.

4.4 耗能能力

節(jié)點試件的累積耗能-循環(huán)次數(shù)曲線見圖10.由圖可知，節(jié)點試件YJ-1、YJ-2及YJ-3的最終累積耗能分別為208.3、195.1、265.6 kN·m.在板頂達到屈服位移Δy之前(即第17次循環(huán)之前)，3個節(jié)點試件的耗能能力基本相同.進入屈服階段后，節(jié)點試件YJ-1節(jié)點區(qū)的錨固失效，導(dǎo)致了鋼筋的屈服耗能沒有充分發(fā)揮，其累積耗能較節(jié)點試件YJ-3降低了22%，但其延性較節(jié)點試件YJ-2更優(yōu)，故其累積耗能量較節(jié)點試件YJ-2提高了7%.

圖10 試件耗能能力對比

5 結(jié)論

1)對于頂板上部縱筋與側(cè)墻外側(cè)縱筋在節(jié)點范圍內(nèi)搭接連接的節(jié)點試件YJ-1，加載過程中，節(jié)點區(qū)受拉鋼筋的黏結(jié)作用退化較早，縱筋拉力主要通過鋼筋彎弧段產(chǎn)生的斜壓力傳入節(jié)點核心區(qū).隨著受拉鋼筋的應(yīng)力增長，出現(xiàn)了U形筋彎弧內(nèi)側(cè)混凝土的壓碎破壞現(xiàn)象.

2)節(jié)點試件YJ-2通過增加受拉鋼筋的搭接長度，提高了頂板與側(cè)墻端部受拉鋼筋的配筋率，延緩了節(jié)點區(qū)彎曲裂縫的發(fā)展，減小了U形筋彎弧段對內(nèi)側(cè)混凝土的壓力，保證了U形筋搭接連接的有效性.YJ-3的U形筋搭接構(gòu)造形式提高了側(cè)墻端部受拉鋼筋的配筋率，延緩了側(cè)墻彎曲裂縫向節(jié)點連接區(qū)的發(fā)展，保證了U形筋搭接連接的有效性.

3)節(jié)點試件YJ-2與YJ-3采用的U形筋搭接構(gòu)造形式雖然避免了U形筋彎弧內(nèi)側(cè)混凝土的壓碎破壞，但也影響了構(gòu)件端部塑性鉸的形成.地震作用下，側(cè)墻剪切破壞可能會先于彎曲破壞發(fā)生，影響節(jié)點試件的抗震性能.因此，地震工況下側(cè)墻抗剪承載力的保證是提高車站抗震性能的關(guān)鍵.