新型拼接預應力空心板彎曲性能試驗研究

李青寧，張 皓，姜維山，韓 春,2

(1.西安建筑科技大學土木工程學院，陜西 西安 710055；2.新鄉學院土木工程與建筑學院，河南 新鄉 453003 )

隨著我國建筑工業化的發展，預制混凝土結構構件正逐漸被廣泛應用于商業與民用建筑中.將高強度、高延性、錨固性能優良的預應力鋼絲應用于預制空心樓板中，可有效的提高空心樓板的承載力、延性及抗裂性等.國內外針對預制板進行了大量的試驗研究[1-6]，如許清風[1]等對9塊粘貼竹板加固的空心板進行了對比試驗，操禮林等[3]對9塊新型橫向連接預制板分別進行了受彎、受剪、軸向拉壓的試驗，M.K.Rahman等[4]對預制預應力空心板的彎曲、剪切進行了研究，MOHIUDDIN J等[5]對CFRP薄片加固后的預制預應力空心板的抗彎性能進行了試驗研究，他們均取得了較好的研究成果.然而針對后澆拼接預制預應力空心板的彎曲性能尚未進行深入研究.震后研究表明，預制板在豎向支撐構件失效后，連接部位容易發生破壞，造成了極大的生命財產損失.基于以上原因，本文提出一種板底正交方向均配置高強預應力受拉鋼筋，板側通過凹槽相連的新型預制預應力空心板.并分別對該類型的空心長板以及豎向支撐失效后的后澆拼接板(以下簡稱后澆板)的彎曲性能進行了試驗研究，取得了較為滿意的結果.

1 試驗概況

1.1 試件設計與制作

本次試驗共設計了新型預制預應力空心板試件三塊，包括空心長板一塊，編號為CB-2，后澆板兩塊，分別編號為DB-1、DB-2.考慮到工程實際中外縱墻設備管道的安裝[7]和預制板與邊梁之間的連接作用等，后澆板帶有邊梁.為了提高預制板連接部位的抗剪能力，沿板順孔方向側邊設有凹槽，底部配有ΦCP5預應力筋且單層伸出錨固，上部配有植筋.預制板順孔方向采用每孔兩根ΦPW5全預應力鋼筋(采用先張法，σcon為0.7fptk)及ΦPW5 U型箍筋封閉錨固，U型箍筋伸入板頂800 mm且伸入板底300 mm，以此抵抗后澆帶拼縫部位負彎矩的作用，分布鋼筋采用ΦCP5冷拔鋼筋網片.后澆拼縫和邊梁的制作均在西安建筑科技大學結構工程與抗震教育部重點實驗室完成.預制板與后澆部分鋼筋等通過硬架支模的方式進行澆筑，屬于一階段受力受彎構件，并在室內覆蓋麻袋澆水養護7 d，28 d后進行試驗.試件尺寸見表1，詳圖見圖1

表1 試件尺寸(單位：mm)Tab.1 Size of specimens (unit: mm)

圖1 試件詳圖(單位：mm)Fig.1 Detail of the specimens (unit: mm)

1.2 試件材料性能

預制板設計強度為C35，后澆部分為C40.預制板立方體抗壓強度為34.87 MPa，后澆部分實測為39.08 MPa.預制板中ΦCP5預應力冷拔低碳鋼絲極限抗拉強度為1 145 MPa，ΦPW5預應力光面鋼絲屈服強度為1 110 MPa，極限抗拉強度為1 145 MPa，極限延伸率為3.33%.邊梁中Φ16受拉鋼筋實測屈服強度為468.33 MPa，極限抗拉強度為648.33 MPa，極限延伸率為18.50%.其中預制板數據均為廠家實測數據，材料彈性模量按相關規范采用.

1.3 試驗加載及數據量測

采用手動式液壓千斤頂對所有試件進行四分點加載，開裂前每級增加10 kN，開裂后每級增加20 kN，加載完成后持荷10 min，空心長板采用靜力單調加載，后澆板采用靜力反復加載.加載設備總重1.4 kN，空心長板重13.4 kN，后澆板重16.2 kN，考慮自重等因素的長期影響，不考慮板的反拱[8].考慮到后澆板臨近破壞時，實際周邊構件對板順孔方向的瞬時拉結作用，向兩個試件預制吊環中穿入兩根直徑為30 mm的圓鋼棒，圓鋼棒與底臺支座焊接固定，吊環相對圓鋼棒可自由轉動.后澆板中間拼接部位由兩個量程均為10 t的千斤頂頂撐工字型鋼梁支撐，待加載到位持荷后，迅速從兩邊同時卸掉板底千斤頂，以此來模擬實際中支撐倒塌效應.由于該試驗采用上部千斤頂力加載，每次卸掉板底千斤頂后，后澆板均產生瞬時向下撓曲變形，上部荷載突然減少，因此需卸載后重新加載至該級荷載，繼續持荷并觀察試件反應，然后才能重新調試安裝千斤頂，繼續下一級加載.此種加載方式一定程度上反映出支撐倒塌瞬間上部荷載（結構）對后澆板的影響，重新加載至該級，基本模擬了實際板件的倒塌反應.以此檢驗后澆板在支撐倒塌后的懸鏈線效應，以防支撐構件失效后引起板的局部倒塌，甚至導致整體結構的連續倒塌[9].加載裝置及位移計布置見圖2.

圖2 試驗裝置及位移計布置圖（單位：mm）Fig.2 Test setup and layout of LVDT (unit: mm)

2 試驗結果及分析

2.1 試驗現象及破壞形態

CB-2試件加載至102 kN時，板側跨中附近出現微裂縫，跨中撓度達到9 mm，整個過程撓度均勻對稱.繼續加載裂縫逐漸增多變寬，并向板頂延伸.加載至120 kN時，純彎段出現很多豎直裂縫，裂縫寬度達到0.13 mm，平均裂縫間距約為100 mm.加載至157.6 kN時，跨中撓度達到73.73 mm，為計算跨度的1/49超過1/50，達到承載力極限狀態，最終荷載達到161.23 kN時停止試驗.

DB-2試件有千斤頂加載至91.2 kN，W7處撓度達到1.13 mm，卸掉千斤頂荷載突降至43.5 kN，隨后卸載后繼續加載至100.55 kN，跨中附近出現很多裂縫.有千斤頂加載至161.42 kN，W3處撓度達到4.55 mm.同理加載至160.27 kN，跨中撓度達到41.86 mm，純彎段出現很多豎直裂縫且分布均勻.為了模擬倒塌效應，加上千斤頂直接加載至286.58 kN，W3處撓度達到12.34 mm.同理加載至221.71 kN，中間后澆部分與預制板連接處出現貫通裂縫.由于試件變形很大，觸及試驗裝置的地腳螺栓，無法繼續加載停止試驗.

DB-1試件有千斤頂加載至121.54 kN時，W7處撓度達到1.31 mm，兩邊分配梁內側板下邊緣出現裂縫.加載至163.71 kN，W7處撓度達到1.85 mm，同理加載至159.89 kN，純彎段出現很多豎直裂縫.加上千斤頂加載至202.63 kN，裂縫出現較少，W3處撓度達到9.98 mm，同理加載至202.82 kN，后澆板突然從距跨中600 mm處斷裂破壞，最大裂縫寬度達到20 mm（其中W2，4，6，8均已去掉）.試件破壞之前整體表現與懸鏈線類似，最終破壞并未出現震后預制板連接部位失效后所形成的的掛簾現象，后澆部位裂縫較小，裂縫多出現在純彎段且較均勻.

2.2 試件性能分析

圖3 板側裂縫圖Fig.3 Side crack of slabs

圖4 CB-2荷載-純彎段混凝土應變圖Fig.4 CB-2 Load versus strain of pure bending concrete

分析圖3、4可知，空心長板加載初期處于彈性階段，應變較小且呈線性發展.100 kN左右混凝土應變達到比例極限，100 kN至120 kN之間純彎段混凝土應變明顯增加且應變片陸續斷裂，說明裂縫正在發展出現.所有試件板側裂縫發展均勻分散，多為豎直裂縫，為受彎破壞.

圖5 后澆板撓度曲線圖Fig.5 Deflection of post pored slabs

分析圖5(a)可知，加載初期支座右段撓度相對較大，說明可動鉸支端自由變形良好.91.2 kN以前兩試件均為有千斤頂加卸載，撓度圖表現基本一致.無千斤頂加載至100.55 kN，DB-2板跨中出現裂縫，說明跨中已有一定的塑性變形，影響到再次加上千斤頂時的初位移.參考DB-2試驗，DB-1板在90 kN級并未卸掉千斤頂，因此在160 kN左右時，由于DB-2試件塑性變形的影響，圖(a)中兩試件撓度存在一定差異，圖(b)中撓度曲線接近.從兩圖中均可以看出，兩試件中間后澆部位撓度數值基本一致，說明后澆部位連接可靠.

分析圖6(a)可知，有千斤頂時隨著荷載的增加，預應力筋拉應變減小，說明隨著負彎矩的逐漸增大，部分抵消了鋼筋的初拉應變.無千斤頂時，兩預應力筋表現一致，190 kN左右接近屈服，200 kN左右XY1處鋼筋拉斷，試件接近破壞.U型筋U9處鋼筋應變規律與預應力筋類似，在160 kN級無千斤頂加載時斷裂，后澆帶其它部位鋼筋及起銷栓作用的普通筋所測應變數值均較小，說明U型筋在中間后澆部位起到較好的箍筋拉結作用，連接可靠.U型筋下部均伸入板底300 mm錨固，預制板在距跨中400 mm左右剛度突變，考慮到DB-1板在純彎段距跨中600 mm處斷裂，應對U型筋下部連接予以加強并對其進行合理布置.

圖6 DB-2鋼筋應變圖Fig.6 Steel strain of DB-2

分析圖6(b)可得到與圖6(a)類似的結果，只是邊梁普通鋼筋屈服較早.其它鋼筋如植筋、側向預應力筋等在加載全過程應變均較小，邊梁與預制板間無通縫.分配鋼梁沿整個板寬作用，邊梁與預制板共同受力，試驗雖未能直接檢驗邊梁與預制板的連接性能，卻間接反映出預制板側向連接可靠.

圖7 DB-2混凝土應變圖Fig.7 Concrete strain of DB-2

分析圖7(a)可知，有千斤頂加載初期兩分配梁處混凝土應變較大，跨中較小但為正值，說明跨中后澆帶整體偏心受拉.無千斤頂加載至100.5 kN，純彎段跨中混凝土應變逐漸調整均衡達到最大.有千斤頂加載至120 kN，考慮到后澆邊梁相比預制板剛度較小且無預應力，千斤頂上較寬的鋼梁削弱了中間后澆帶的負彎矩和剪力，以及后澆帶相比整體板截面剛度較大，實際理論計算分析可知有千斤頂加載時，集中力作用處彎矩最大且剪力較大，這與DB-1板邊梁在分配梁附近開裂以及實測預制板混凝土應變較大相吻合.161.4 kN時再次卸掉千斤頂，如圖(a)可知純彎段跨中和兩集中力作用處混凝土應變片相繼斷裂，說明混凝土裂縫出現較快，與試驗觀察到兩試件在160 kN卸掉千斤頂出現很多裂縫一致.分析圖7(b)可知，有千斤頂加載時，邊梁與預制板混凝土應變基本保持一致.無千斤頂時，相比預制板邊梁處混凝土壓應變較大，說明預制板中的預應力起到很好的效果.無千斤頂時，下部后澆帶中心處混凝土應變最大，邊梁處較大但不顯著，分析可知上部分配梁所加荷載通過梁高范圍內有效傳遞，試件在短跨方向上受力并不均勻即跨中受力最大，同時長跨純彎段跨中撓度最大，因此短跨跨中混凝土實際受到雙軸拉應力作用，后澆帶中心所受拉應力最大.

分析圖8可知，相比空心長板由于加卸千斤頂的影響，后澆板在最終無千斤頂加載初期，帶有初位移且初始剛度較小，承載力和延性均提高20%左右.試件剛開裂和剛屈服時，剛度衰減很快，其間剛度相對穩定，緩慢下降.屈服以后荷載增長緩慢，位移呈非線性增長.后澆板最大位移時，荷載均突增后突降，說明加載后期臨近破壞時圓鋼棒起到很好的拉結作用，達到試驗預期效果.曲線整體表現為未開裂、開裂后、屈服后三個階段.

圖8 荷載-位移曲線圖Fig.8 Load versus mid-span displacement curves

表2 主要試驗結果匯總表Tab.2 Main experimental results

2.3 理論對比分析

分別取荷載-位移曲線在0～Pcr、Pcr～Py、Py～Pu之間的割線剛度平均值作為試件未開裂、開裂后及屈服后剛度.分析表2剛度計算結果可知，相比空心長板，后澆板未開裂剛度較小，開裂后剛度較為接近.這是因為后澆板的拼縫連接部位為薄弱界面，后澆部分無預應力，邊梁對于該薄弱界面剛度增加有限，試件加載初期位移較大.開裂后拼縫處U型筋拉結力增大，與空心長板預應力筋作用類似，因此剛度接近.

表3 試驗與理論計算對比表Tab.3 Comparison of test and theoretical calculation

圖9 試驗與理論彎曲剛度對比圖Fig.9 Comparison of test and theoretical bending rigidity

由表3可知，對于空心長板的開裂和極限彎矩，ACI和我國規范[12]計算結果與試驗結果較為接近，誤差均小于10 %，對于后澆板的開裂彎矩規范誤差均較大，我國規范[12]對于極限彎矩計算結果吻合較好.由于試驗裝置較低，板底裂縫不便觀察，后澆板以板側邊梁開裂作為判定依據，且中間拼縫連接部位為薄弱界面，板的實際開裂荷載可能較小，DB-2板無千斤頂加載至100.5 kN級，板側邊梁出現很多裂縫也間接說明該試件開裂較早，試驗開裂荷載偏大.DB-1板有千斤頂加載至121.5 kN級開裂，其計算結果與規范計算結果較為接近.由圖9可知，幾種規范對于后澆板開裂前和開裂后剛度計算均較大，屈服后與試驗結果符合較好.這是由于與空心長板不同，后澆板的連接部分并未使用膨脹性水泥，水泥易收縮且連接鋼筋無預應力，因此其屈服前剛度較低.CB-2板上部并未貼混凝土應變片，無法求得該板的彎曲剛度.結合本實驗結果并參考我國規范[12]中預應力疊合受彎構件第二階段短期剛度折減系數的規定，建議對于規范計算所得的后澆板的初始和開裂后短期剛度折減系數偏于安全均取為0.5.

采用開裂剛度理論可得板跨中撓度為：f=α Mmaxl02/Bs，其中簡支板α=11/48，連續板α=47/1 920.

對于DB-1試件短期剛度采用實測屈服后剛度，Mmax取最大彎矩，計算可得跨中最大撓度為166.30 mm，誤差1.93%.有千斤頂時，采用實測未開裂剛度，Mmax取開裂彎矩，計算可得集中力處撓度為1.46 mm，誤差11.45%，對于DB-2試件采用實測開裂后短期剛度，Mmax采用屈服彎矩86.85 kN·m，則計算可得跨中最大撓度為61.71 mm，誤差為9.63%，符合要求.按文獻[12]規定受彎板的撓度限值為l0/200，試件均在110 kN左右達到該限值，說明該新型空心長板和后澆板的安全儲備較高.

3 結論

(1)試驗結果表明，該新型預應力拼接空心板中間后澆部位連接可靠，能夠有效傳遞彎矩、剪力、軸力等.有支撐時后澆帶處整體偏心受拉，集中力作用處彎矩最大，承載力很高，并且支撐面寬度對連續后澆板的開裂位置影響較大.無支撐時撓度曲線對稱均勻，顯示出較好的懸鏈線機制，避免了板的局部倒塌.預制板與邊梁之間無通縫，板側鋼筋應力均較小，表現出優良的整體工作性能.破壞形態為典型的彎曲破壞，荷載-位移曲線沒有明顯的下降段，具備較高的承載能力和延性，可滿足實際工程的需要.

(2)理論分析可知，對于空心長板的開裂和極限彎矩，ACI 318和我國規范[12]計算結果與試驗吻合較好，極限彎矩我國規范計算較為接近.對比后澆板彎曲剛度，幾種規范屈服后剛度計算吻合較好，未開裂和開裂后剛度誤差較大.采用開裂剛度理論計算所得的撓度公式，其計算結果與后澆板的實際撓度誤差較小，滿足設計要求.按規范[12]可知該新型空心板的安全儲備均較大，撓度限值荷載均在110 kN左右，能夠有效的應對支撐構件失效后的倒塌效應.

(3)建議對于中間后澆連接部位進行加強并對U型筋進行合理布置.對于后澆板的未開裂和開裂后彎曲剛度折減系數均取為0.5.由于試驗中后澆板板底不便觀察，開裂荷載數據偏少，對此尚需進一步研究.

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