解登峰，李　寧，李延和 ，王　璐

（1.南京工業(yè)大學 土木工程學院，江蘇 南京 211816；2.南京中哲國際工程設(shè)計有限公司，江蘇 南京 210019）

近年來，無粘結(jié)部分預(yù)應(yīng)力混凝土（Unbonded Partial Prestressed Concrete，UPPC）框架結(jié)構(gòu)在大跨建筑中得到廣泛應(yīng)用。種迅[1]提出，采用傳統(tǒng)抗震設(shè)計方法設(shè)計的預(yù)應(yīng)力混凝土框架結(jié)構(gòu)，很難實現(xiàn)“強柱弱梁”，可能在罕遇地震作用下形成危險的柱鉸耗能機制。葉列平[2]針對框架結(jié)構(gòu)在汶川地震中未形成“強柱弱梁”進行討論，指出梁柱抗彎承載力比、梁端鋼筋是否超配等因素是形成“強柱弱梁”的重要影響因素。孟少平[3]提出，根據(jù)現(xiàn)有規(guī)范對預(yù)應(yīng)力混凝土框架進行設(shè)計，一般是由豎向荷載及抗裂度要求控制設(shè)計。按此種方法設(shè)計的PC框架難以形成梁鉸耗能側(cè)移機制，因此可對其采用混合耗能機制。

圖1　自控耗能UPPC框架

由于現(xiàn)行規(guī)范對預(yù)應(yīng)力混凝土結(jié)構(gòu)進行了裂縫等級控制和抗震構(gòu)造要求，UPPC框架梁的強度儲備被加強。按現(xiàn)行方法設(shè)計的UPPC框架在地震作用下，框架柱截面先于框架梁梁端產(chǎn)生塑性鉸，不易實現(xiàn)梁鉸側(cè)移機制。如圖1所示，文中提出通過在普通折線型UPPC框架梁中設(shè)置自控元件調(diào)減地震作用下無粘結(jié)預(yù)應(yīng)力筋的應(yīng)力，使得UPPC框架結(jié)構(gòu)在地震作用下實現(xiàn)梁鉸側(cè)移機制。

1　試驗設(shè)計

1.1　試件設(shè)計

文中設(shè)計了兩榀相同材質(zhì)、尺寸、配筋、預(yù)應(yīng)力筋張拉控制應(yīng)力的單層單跨折線型UPPC框架，并在其中一榀框架的預(yù)應(yīng)力筋轉(zhuǎn)向處設(shè)置由頂轉(zhuǎn)向棒、頂板、側(cè)板、連接棒、承壓板、前后擋板、限移棒組成的自控元件使其成為自控耗能UPPC框架，見圖2和圖3。普通UPPC框架編號為K1，自控耗能UPPC框架編號為K2。

文中對該兩榀框架進行低周反復荷載試驗，研究其破壞形態(tài)、預(yù)應(yīng)力鋼絞線應(yīng)力變化及框架成鉸順序。

1.2　材料屬性

試驗框架的混凝土強度等級為C30。箍筋采用直徑為8 mm的HRB335級鋼筋，其余鋼筋均采用HRB400級鋼筋?？蚣芰褐袩o粘結(jié)預(yù)應(yīng)力筋采用1φs15.24低松弛預(yù)應(yīng)力鋼絞線，以折線型布置，張拉端與錨固端均采用夾片式錨具。混凝土實測抗壓強度見表1，鋼筋實測力學性能見表2。

圖2　框架尺寸及配筋

圖3　梁、柱截面配筋

1.3　試驗裝置及加載方案

垂直荷載：在梁的四分點處通過懸掛質(zhì)量為1.8 t的配重物施加豎向荷載。梁頂配重施加前通過試驗室重力秤測得實際重力，保證施加荷載的準確性。

水平荷載：采用美國MTS公司生產(chǎn)的244.31型50 t大型液壓電液伺服擬動力加載系統(tǒng)對框架施加水平向的低周反復荷載。MTS作動器固定于反力墻上，由反力墻承擔水平支撐[4]。

表1　實測混凝土立方體抗壓強度

表2　鋼筋力學性能

預(yù)應(yīng)力筋的張拉：從預(yù)應(yīng)力為0開始，對預(yù)應(yīng)力筋每次增加應(yīng)力0.2σcon，直至增加到1.0σcon，之后持荷2 min鐘再進行錨固。張拉后普通框架K1內(nèi)預(yù)應(yīng)力筋的有效預(yù)應(yīng)力σpe=637 N/mm2，自控耗能框架K2內(nèi)預(yù)應(yīng)力筋的有效預(yù)應(yīng)力σpe=644 N/mm2。

低周反復荷載：試驗采用位移控制下的加載模式，先采用變幅加載方式，第一步加載幅值為2 mm，循環(huán)一次；以后每循環(huán)一次增加0.2 mm，循環(huán)一次，直至試件屈服；試件屈服后，每級增加位移級差為屈服位移的倍數(shù)，并在每級下循環(huán)2次，直至試件水平承載力下降至極限承載力的85%時試驗結(jié)束。

1.4　量測內(nèi)容及測點布置

鋼筋應(yīng)變：普通鋼筋應(yīng)變的測量通過電阻應(yīng)變片測定。本次試驗的應(yīng)變片布置及各控制截面編號如圖4所示，其中箭頭指向代表正向加載方向。

預(yù)應(yīng)力鋼絞線應(yīng)力測量：預(yù)應(yīng)力鋼絞線測量采用No.131025型20T穿心式力傳感器測得。普通鋼筋的應(yīng)變與預(yù)應(yīng)力鋼絞線的應(yīng)力均由DH3816N應(yīng)變采集箱進行采集。

框架的受力狀態(tài)：框架在低周反復過程中的水平位移與抗力均由試驗室電液伺服擬動力控制系統(tǒng)自動采集。

圖4　測點布置及其所對應(yīng)的截面

2　試驗現(xiàn)象

2.1　框架K1

框架K1在加載過程中，水平位移達到44 mm時，K1梁端出現(xiàn)裂縫，梁端裂縫寬度較小，裂縫發(fā)展緩慢，框架梁端混凝土直至試驗結(jié)束也未發(fā)生剝離現(xiàn)象。說明加載全過程，K1框架梁處于彈性階段，為結(jié)構(gòu)變形做出貢獻很小，未形成塑性鉸。框架K1節(jié)點處混凝土的剝落只出現(xiàn)在框架柱頂部，說明在加載過程中，框架K1進入約束屈服彈塑性階段時，柱頂發(fā)生塑性變形，承擔著結(jié)構(gòu)的變形作用，形成了塑性鉸。

2.2　框架K2

框架K2在加載過程中，首次0～40 mm加載時，K2發(fā)出一聲爆響，表明元件破壞?？蚣躃2梁端混凝土在水平位移達到60 mm時發(fā)生剝落，并在隨后的試驗中，剝落區(qū)域向梁柱節(jié)點部位發(fā)展。最終的破壞形態(tài)，框架K2節(jié)點區(qū)的混凝土剝落主要出現(xiàn)在框架梁端，表明在加載過程中，K2框架梁端發(fā)生塑性變形，形成塑性鉸，為整體框架的變形做出貢獻。

通過將框架K1與框架K2的試驗現(xiàn)象進行對比分析可以發(fā)現(xiàn)，加載結(jié)束之后，框架K1與框架K2在柱根處混凝土均嚴重剝落，說明柱根處發(fā)生嚴重塑性變形，形成塑性鉸，為整個框架變形做了主要貢獻?？蚣躃1柱端出現(xiàn)混凝土剝落比框架K2明顯，表明框架K1柱端對框架變形做出貢獻多；而框架K2梁端混凝土剝落比框架K1明顯，表明框架K2梁端對框架變形做出貢獻多。

3　試驗結(jié)果及分析

3.1　預(yù)應(yīng)力筋應(yīng)力變化

文中研究預(yù)應(yīng)力鋼絞線在每次加載過程中極限應(yīng)力，同時由于低周反復加載過程中鋼絞線的應(yīng)力發(fā)生往返變化。因此采用雷達圖繪出各次加載過程中鋼絞線極限值。

3.1.1框架K1圖5為框架K1預(yù)應(yīng)力鋼絞線應(yīng)力增量變化圖。試件加載初期，混凝土未開裂，預(yù)應(yīng)力鋼絞線應(yīng)力幾乎未改變；當水平加載位移增大，受拉區(qū)混凝土開裂，預(yù)應(yīng)力鋼絞線產(chǎn)生有限幅度的應(yīng)力增量；當框架屈服，加載位移增大，預(yù)應(yīng)力鋼絞線產(chǎn)生明顯的應(yīng)力增長，表明此時預(yù)應(yīng)力鋼絞線在結(jié)構(gòu)中承擔抵抗外荷載的作用；當加載逐漸增大至極限荷載，預(yù)應(yīng)力鋼絞線的應(yīng)力增長速度逐漸減小。

3.1.2框架K2圖6為框架K2預(yù)應(yīng)力鋼絞線應(yīng)力增量變化圖。加載初期及混凝框架屈服之前，預(yù)應(yīng)力鋼絞線的應(yīng)力變化與K1類似；當框架屈服，加載位移增大，預(yù)應(yīng)力鋼絞線產(chǎn)生明顯的應(yīng)力增長，鋼絞線即將在結(jié)構(gòu)中承擔抵抗外荷載的作用時，自控元件破壞，鋼絞線應(yīng)力明顯降低，無法像K1中預(yù)應(yīng)力鋼絞線一樣應(yīng)力發(fā)生明顯增長從而發(fā)揮主要外荷載作用；但在后續(xù)加載過程中，預(yù)應(yīng)力鋼絞線應(yīng)力相比最初降低值也有明顯增長，表明其發(fā)揮了逐漸開始承擔外荷載作用。

圖5　框架K1預(yù)應(yīng)力鋼絞線應(yīng)力增量變化圖

圖6　框架K2預(yù)應(yīng)力鋼絞線應(yīng)力增量變化圖

3.2　普通鋼筋應(yīng)變變化

由于預(yù)應(yīng)力鋼絞線的作用，梁上裂縫在加載過程中發(fā)展，在卸載過程中閉合。因此單純通過試驗卸載時描繪的裂縫發(fā)展形態(tài)，無法準確把握節(jié)點處塑性鉸的成型時機。文中通過研究控制截面鋼筋應(yīng)變，分析試驗過程中塑性鉸的成鉸順序。

3.2.1柱根處縱筋應(yīng)變圖7為框架K1和K2控制截面J上測點40、43在每級加載位移峰值的應(yīng)變變化圖形。其中測點40布置在框架柱根控制截面外側(cè)縱筋上，該縱筋在正向加載階段受壓；測點43布置在框架柱根控制截面內(nèi)側(cè)縱筋上，該縱筋在正向加載階段受拉。

圖7虛線為K1上截面J處測點，實線為K2上截面J處測點。由上圖可知兩框架在該截面處受拉、受壓鋼筋應(yīng)變發(fā)展情況基本類似。其應(yīng)變發(fā)展過程均是初期加載增長很快，后期加載增長速度趨慢，表明框架柱根鋼筋應(yīng)變發(fā)展迅速，承擔著結(jié)構(gòu)塑性變形的主要貢獻。

正向加載階段，測點43所代表的受拉鋼筋首先屈服，之后測點40所代表的受壓鋼筋屈服，該截面在正向加載階段于20 mm附近形成塑性鉸。逆向加載階段，該截面鋼筋應(yīng)變發(fā)展慢于正向加載階段，其塑性鉸形成時機落后于20 mm。由框架對稱性，正向加載階段截面A的鋼筋應(yīng)變發(fā)展情況類似于控制截面J的負向加載，因此，控制截面A在正向加載階段塑性鉸形成慢于控制截面J。

3.2.2柱頂縱筋應(yīng)變圖8為K1和K2控制截面H上測點33、36在每級加載位移峰值的應(yīng)變變化圖形。其中測點33布置在框架柱頂控制截面外側(cè)縱筋上，測點36布置在框架柱頂控制截面內(nèi)側(cè)縱筋上。

圖7　控制截面J上受拉、受壓鋼筋應(yīng)變

圖8　控制截面H上受拉、受壓鋼筋應(yīng)變

由圖中可知，正向加載階段，該截面測點33所代表的受拉筋在加載至16 mm時首先屈服。測點36所代表的受壓筋在框架進入屈服階段之后屈服，故其塑性鉸形成在柱根塑性鉸之后。逆向加載階段，雖然該截面受拉筋最終屈服，但受壓筋處于彈性階段，未屈服。因此逆向加載階段，該截面未形成塑性鉸。

對于K2框架，元件破壞之前，該截面受拉筋與受壓筋應(yīng)變發(fā)展與K1近乎相同，這是由于配筋相同而導致的。元件破壞之后，正向加載階段，該截面受壓筋與受壓筋的應(yīng)變發(fā)展增量降低，說明該截面對框架塑性變形的貢獻減弱，其塑性鉸形成時機也因此滯后。

3.2.3梁端縱筋應(yīng)變圖9為K1和K2控制截面G上測點31、32在每級加載位移峰值的應(yīng)變變化圖形。其中測點31布置在框架梁端控制截面底部受壓區(qū)縱筋上，測點32布置在框架梁端控制截面頂部受拉區(qū)縱筋上。

由圖9可知，正向加載階段，該截面測點32所代表的受拉筋在加載至22 mm時首先屈服。而測點32所代表的受壓筋應(yīng)變發(fā)展較慢，在接近40 mm時才屈服，從而整個截面形成塑性鉸的時機偏晚。在逆向加載階段，該截面測點31所代表的鋼筋受拉屈服，而受壓區(qū)鋼筋一直保持彈性階段，未屈服，故逆向加載階段，該截面未形成塑性鉸。

對于K2框架，元件破壞之后，正向加載階段，由于預(yù)應(yīng)力筋應(yīng)力放松，該截面受壓筋與受壓筋的承擔的外荷載增加，其應(yīng)變發(fā)展速度增快，其塑性鉸形成時機也因此提前，該截面對框架塑性變形的貢獻也因此增強。

3.2.4四分點處縱筋應(yīng)變圖10為K1和K2控制截面D上測點17、18在每級加載位移峰值的應(yīng)變變化圖形。其中測點17布置在框架梁四分點處控制截面頂部受壓區(qū)縱筋上，測點18布置在框架梁四分點處控制截面底部受拉區(qū)縱筋上。

圖9　控制截面G上受拉、受壓鋼筋應(yīng)變　

圖10　控制截面D上受拉、受壓鋼筋應(yīng)變

由圖10可知，正向加載階段，該截面測點18所代表受拉鋼筋在框架屈服之后再屈服，而測點17所代表受壓鋼筋屈服時機則更晚，在完成一次屈服后增大位移級差的加載之后才屈服，故此處出鉸時機較上述各控制截面都晚。而逆向加載階段，此控制截面受拉鋼筋與受壓鋼筋均未屈服，表明逆向加載該截面未出鉸。

對于K2框架，元件破壞之后階段，該控制截面受拉與受壓鋼筋的應(yīng)變明顯高于無元件的K1框架。表明在加載過程中，該處對框架變形的貢獻增大，同時其塑性鉸的出鉸時機有明顯提前。

4　結(jié)論

通過一榀自控耗能UPPC框架及一榀普通UPPC框架的對比試驗，研究了該兩榀框架在低周反復荷載作用下的破壞形態(tài)、預(yù)應(yīng)力筋的應(yīng)力變化，現(xiàn)將結(jié)論總結(jié)如下：（1）破壞形態(tài)：兩榀框架在加載結(jié)束時，兩柱根處都發(fā)生明顯的破壞，說明柱根處形成塑性鉸。對未放置自控元件的框架K1，梁柱節(jié)點處混凝土的剝落主要發(fā)生在柱頂處，標志該處在框架發(fā)生彈塑性變形時承擔了塑性變形的作用。而對于放置自控元件的框架K2，在試驗加載過程中元件發(fā)生破壞，其梁端處發(fā)生明顯的混凝土剝落，而框架柱頂處混凝土剝落量減少，說明框架梁參與了構(gòu)件的塑性變形當中。（2）預(yù)應(yīng)力鋼絞線應(yīng)力變化：分析預(yù)應(yīng)力筋鋼絞線應(yīng)力變化，可以發(fā)現(xiàn)，加載初期，其應(yīng)力增幅較?。豢蚣芮?，其應(yīng)力增幅變大，說明預(yù)應(yīng)力筋在框架的約束屈服彈塑性階段承擔起抵抗外荷載的作用?？蚣躃2中元件破壞之后，預(yù)應(yīng)力筋應(yīng)力放松，其預(yù)應(yīng)力筋抵抗外荷載的貢獻降低。（3）控制截面鋼筋應(yīng)變：通過分析柱根處控制截面縱筋應(yīng)變，可以發(fā)現(xiàn)柱根處鋼筋應(yīng)變發(fā)展迅速，最先形成塑性鉸。

參考文獻：

[1]種迅，吳濤.預(yù)應(yīng)力混凝土框架結(jié)構(gòu)的抗震設(shè)計方法研究[J].合肥工業(yè)大學學報（自然科學版），2008，31（12）：1997-2000.

[2]葉列平，馬千里，繆志偉.鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)強柱弱梁設(shè)計方法的研究[J].工程力學，2010，27（12）：102-113.

[3]孟少平，于琦，王鑫.預(yù)應(yīng)力混凝土框架結(jié)構(gòu)抗震能力設(shè)計中幾個問題探討[C]//第八屆全國預(yù)應(yīng)力結(jié)構(gòu)理論與工程應(yīng)用學術(shù)會議，2014.

[4]王璐.自控耗能UPPC框架抗震性能試驗及抗震能力設(shè)計方法研究[D].南京：南京工業(yè)大學，2017.

[5]余志武，羅小勇.水平低周反復荷載作用下無粘結(jié)部分預(yù)應(yīng)力混凝土框架的抗震性能研究[J].建筑結(jié)構(gòu)學報，1996，17（2）：30-37.