HRB600級鋼筋鋼纖維高強混凝土柱的受壓性能*

張建偉， 劉 娟， 馮曹杰， 曹萬林

(北京工業大學城市與工程安全減災教育部重點實驗室， 北京 100124)

0 引言

為了實現可持續發展，我國建筑行業領域正在大力推廣高強鋼筋和高強混凝土的應用，HRB600級鋼筋已被列入了國家標準《鋼筋混凝土用鋼 第2部分：熱軋帶肋鋼筋》(GB/T 1499.2—2018)[1]。如何在混凝土結構工程中高效利用HRB600級鋼筋，給出其合理結構設計方法，成為了目前建筑行業發展的亟需。關于HRB600級鋼筋混凝土構件的基本力學性能和抗震性能問題，國內外已取得了一些試驗研究成果[2-6]。其中關于HRB600級鋼筋鋼纖維高強混凝土構件的試驗研究相對較少[7]，尤其缺少符合工程實際、能避免尺寸效應的大尺寸纖維高強混凝土柱的壓彎性能試驗成果。而鋼纖維高強混凝土具有良好的抗裂性能和變形能力，適宜與HRB600級高強鋼筋匹配使用，以獲得高性能構件。為此本文開展大尺寸HRB600級鋼筋鋼纖維高強混凝土柱受壓性能試驗，并與已有的大尺寸HRB600級鋼筋高強混凝土柱受壓性能試驗成果進行比較分析，為HRB600級鋼筋鋼纖維高強混凝土柱的工程應用提供一定的參考。

1 試驗概況

1.1 試件設計

本次試驗共設計了3個試件，截面尺寸均為600mm×600mm。設計變化參數主要為偏心距e0，分別為0，0.2h，0.5h(h為偏心方向柱截面長度)，具體設計參數見表1，其中Z1，XP1，DP2為不含鋼纖維的試件[8-9]。為防止加載端局部受壓破壞，試件兩端均預埋鋼筋網片及30mm厚鋼板，試件保護層厚度為30mm，試件幾何尺寸及配筋見圖1。

試件設計參數 表1

圖1 試件幾何尺寸及配筋圖

1.2 材料性能

為配制高強混凝土，采用P.O52.5R普通硅酸鹽水泥。與試件同條件制作邊長為150mm的立方體試塊和150mm×150mm×300mm的棱柱體試塊，依據《普通混凝土力學性能試驗方法標準》(GB/T 50081—2002)[10]測試混凝土力學性能，混凝土實測力學性能見表2；試件所用縱筋、箍筋均為HRB600級熱軋帶肋鋼筋，鋼筋實測力學性能見表3；所用鋼纖維具體型號及性能指標見表4。

混凝土實測力學性能 表2

鋼筋實測力學性能 表3

鋼纖維性能指標 表4

1.3 測量內容及加載方案

本試驗采用北京工業大學結構試驗中心的 40 000kN多功能電液伺服加載系統進行加載。軸壓柱在試件標準配筋區域1 200mm高度范圍及上下加載板之間布置位移計，以測量試件標準工作段軸向變形及試件全高范圍內軸向總位移；偏壓柱沿柱高方向均勻對稱布置5個水平位移計，間距500mm，以測量偏壓柱的側向撓度。位移計及混凝土應變測點具體布置如圖2所示。鋼筋應變測點在跨中截面及上下距其300mm處的截面布置，由上至下截面編號依次為“1”，“2”，“3”，其中“1”截面的測點布置如圖3所示，其余截面應變片布置位置與此相同。

圖2 位移計及混凝土應變測點布置圖

圖3 鋼筋應變片布置圖

試驗采用荷載和位移混合控制的加載方式。軸壓柱以2 000kN為荷載增量逐級加載，當加載至預估承載力的75%之后，按位移控制繼續加載，直至承載力下降到峰值荷載的85%，停止試驗；偏壓柱先以荷載控制加載，每級增量取預估承載力的10%，達到預估極限承載力的60%之后，減小加載幅度，每級增量取預估承載力的5%進行加載，當加載至預估極限承載力的90%之后，以位移控制繼續加載，直至承載力顯著下降，試件不能繼續承載時，停止試驗。

2 試驗結果及分析

2.1 破壞過程及破壞形態

軸壓柱試件FZY，加載初期，變形較小，試件表面沒有明顯變化；當荷載加至峰值荷載的30%左右，試件上端及下端出現肉眼可見的微小裂縫；當荷載加至峰值荷載的50%左右，試件上端及下端靠近角部出現豎向裂縫，且在柱中部不同部位產生多條裂縫，試件塑性發展明顯；達到峰值荷載時，南立面斜裂縫貫通截面，保護層剝落，并伴有鋼纖維拔出的響聲；峰值荷載之后，試件承載力與不含鋼纖維試件Z1相比，沒有突然下降，而是隨著位移的增大穩定緩慢地下降，達到峰值荷載的85%時，停止加載，試件破壞形態見圖4(a)，相應普通高強混凝土對比試件Z1的破壞形態如圖4(b)所示。

小偏壓柱試件FXP，加載至峰值荷載的20%左右，受拉面中部出現細小水平裂縫；隨著荷載繼續增加，水平裂縫延伸緩慢，同時有新裂縫增加；加載至峰值荷載的70%左右，側立面中部受壓側出現受壓豎縫，混凝土壓應變增長較快；繼續加載，受壓面中部混凝土壓酥鼓起，表皮脫落，原受壓豎縫變長變寬，形成較為明顯的三角形破壞區，試件達到峰值荷載，同時受壓鋼筋達到屈服；繼續加載，承載力明顯下降，最終受壓側混凝土大面積壓酥鼓起，停止試驗。試件整體呈現明顯的小偏壓破壞形態，破壞較突然，最終破壞形態見圖4(c)，相應普通高強混凝土對比試件XP1的破壞形態如圖4(d)所示。

大偏壓柱試件FDP，加載至峰值荷載的20%左右，受拉面有細小水平裂縫出現；繼續加載，受拉面出現多條水平裂縫，原有裂縫寬度持續增大；加至峰值荷載的50%左右，試件受壓面靠近牛腿處出現受壓斜裂縫；加至峰值荷載的90%左右，裂縫寬度較大，可清晰地看到鋼纖維橫跨裂縫，實測受拉鋼筋達到屈服應變；試件達到峰值荷載時，側立面受壓側出現受壓豎縫，受壓面混凝土鼓起，實測受壓鋼筋達到屈服應變；繼續加載，受拉區水平裂縫不斷向受壓區發展，受壓區混凝土高度不斷減小，受壓面豎向裂縫斜向發展并貫通，試件承載力持續下降，跨中撓度迅速增加，停止試驗。試件整體呈現明顯的大偏壓破壞形態，最終破壞形態見圖4(e)，相應普通高強混凝土對比試件DP2的破壞形態如圖4(f)所示。

圖4 試件破壞形態

與普通混凝土試件相比，鋼纖維高強混凝土軸壓試件峰值荷載之后承載力下降穩定，延性增強；偏壓試件開裂荷載提高，裂縫寬度減小，破環過程中伴有鋼纖維拔出的響聲，受壓側壓碎區段變短；鋼纖維混凝土試件均沒有出現混凝土大塊崩離的現象，試件保持了較好的完整性，損傷減輕。

2.2 荷載-變形曲線

圖5為各試件試驗結果曲線，軸壓試件為荷載-應變曲線，偏壓試件為荷載-側向撓度曲線，其中對荷載進行歸一化處理，以便比較。

圖5 試驗結果曲線

由圖5(a)可見，鋼纖維高強混凝土軸壓柱試件在峰值荷載之后，承載力穩定下降，避免了出現同普通高強混凝土試件的承載力突降現象，主要是由于普通高強混凝土試件在峰值荷載之后破壞突然，瞬間釋放大量能量，致其承載力驟降，而對于鋼纖維高強混凝土試件，其鋼纖維不斷被拔出的過程可以吸收大量能量，實現能量的轉化，宏觀表現為試件破壞變緩，進而承載力下降穩定，呈現出一定的塑性破壞特征。峰值荷載時，試件FZY和Z1的標準配筋區段平均應變分別為2 758，2 514με，摻入鋼纖維使軸壓柱試件的變形能力提高了10%。

由圖5(b)，(c)可見，承載力上升階段，是否含有鋼纖維對大小偏壓柱試件剛度沒有明顯影響，主要是由于鋼纖維對混凝土的彈性模量基本沒有影響，甚至會因為其內部增加了較多界面薄弱區而使彈性模量略有降低[11-12]，因此是否含有鋼纖維對試件上升段剛度影響不大。承載力下降階段，小偏壓柱試件FXP與對比試件XP1相比曲線變緩、斜率減小，說明摻入適量的鋼纖維可以提高小偏壓柱的延性，一定程度上減輕脆性破壞；大偏壓柱試件FDP在峰值荷載之后曲線較平穩，陡降程度減輕，破壞后期其曲線與不含鋼纖維試件DP2趨于平行。由此可見，鋼纖維對小偏壓柱的改善作用貫穿破壞全過程，對大偏壓柱破壞前期影響明顯，主要是由于峰值荷載之后小偏壓柱拉區及壓區破壞發展明顯，鋼纖維在拉區的阻裂以及壓區混凝土延性的提高方面都有明顯的作用，大偏壓柱破壞后期裂縫寬度發展較大，鋼纖維不斷拔出脫粘，其作用逐漸削弱，因此曲線呈現出與對比試件DP2相同的發展趨勢。

2.3 特征點位移

表5列出了各試件與對比試件的特征點位移值，表中破壞位移為荷載下降到峰值荷載的90%所測得的位移值。由表5可見，鋼纖維對試件峰值位移的提高隨偏心距的增大逐漸增大，試件FZY，FXP，FDP的峰值位移分別比試件Z1，XP1，DP2提高10%，21%和28%，其原因為偏心距越大鋼纖維在峰值荷載之前的阻裂作用發揮越充分；鋼纖維對各試件的破壞位移試件FZY，FXP，FDP分別比試件Z1，XP1，DP2提高21%，56%，32%，對小偏壓柱位移提高較明顯，主要是因為峰值之后小偏壓柱受拉側橫向裂縫開展迅速，鋼纖維的阻裂作用可以明顯延緩其混凝土受壓區高度的減小，進而延緩其剛度退化，使其破壞位移提高。

特征點位移/mm 表5

2.4 應變發展規律

2.4.1 縱筋應變

圖6為各試件的荷載-縱筋應變曲線。由圖6可見，開裂之前，各試件曲線呈線性發展；開裂之后，曲線轉變為非線性發展，應變增長加快。軸壓柱達到峰值荷載時，縱筋應變為2 700με，沒有達到屈服；小偏壓柱達到峰值荷載時，受壓縱筋應變為3 037με，達到屈服，而受拉縱筋應變為1 517με，始終沒有達到屈服；大偏壓柱達到峰值荷載的90%時，受拉縱筋屈服，受壓縱筋應變為3 074με，也達到屈服。而普通高強混凝土柱試件Z1，XP1，DP2在峰值荷載時縱筋壓應變分別為2 380，2 715，2 517με。鋼纖維高強混凝土柱試件FZY，FXP，FDP的柱縱筋壓應變明顯大于普通高強混凝土柱試件Z1，XP1，DP2，分別提高13%，12%和22%，其中小偏壓柱、大偏壓柱受壓縱筋均可達到屈服，鋼筋強度利用較充分。

圖6 荷載-縱筋應變曲線

2.4.2 箍筋應變

圖7(a)，(b)分別為軸壓柱試件FZY及小偏壓柱試件FXP的荷載-箍筋應變曲線。從圖7中可以看出，加載前期箍筋應變與荷載增長呈線性變化，隨著荷載的不斷增大，核心混凝土橫向變形發展加快，箍筋的應變也相應發展較快，與荷載增長不再保持線性關系，達到峰值荷載時，各試件箍筋均沒有達到屈服應變，峰值荷載之后隨試件損傷加劇，箍筋很快達到屈服。

圖7 荷載-箍筋應變曲線

2.4.3 混凝土應變

圖8為各試件的荷載-混凝土壓應變曲線。由圖8可見，軸壓柱的混凝土峰值壓應變為2 697με，小偏壓柱的受壓區外側混凝土峰值壓應變為3 011με，大偏壓柱的受壓區外側混凝土峰值壓應變為3 090με，結合受壓縱筋應變實測結果可知，軸壓柱中由于混凝土峰值壓應變的限制，HRB600級鋼筋并不能充分發揮其強度，但與相應普通高強混凝土柱試件Z1相比，其實測鋼筋應變有所增加，鋼筋抗壓強度可達583MPa。大小偏壓柱試件的受壓區外側混凝土極限壓應變與普通高強混凝土柱試件DP2，XP1相比均有提高，受壓鋼筋均可達到屈服。綜上可以看出，HRB600級鋼筋與鋼纖維高強混凝土配合應用，可更加充分地發揮材料強度。

圖8 荷載-混凝土壓應變曲線

3 正截面承載力

圖9為試件FXP和FDP跨中截面混凝土應變分布圖，可見其基本符合平截面假定。依據《纖維混凝土結構技術規程》(CECS 38—2004)[13]的有關規定，受壓構件承載力Nu計算公式如下：

圖9 跨中截面混凝土應變分布

軸壓柱：

(1)

小偏壓柱：

(2)

(3)

(4)

大偏壓柱：

(5)

(6)

(7)

(8)

fftu=ftβtuλf

(9)

λf=ρflf/df

(10)

式中：φ為鋼筋混凝土構件的穩定系數，取1；α1為矩形應力圖的應力值與混凝土棱柱體抗壓強度的比值，取1.0；β1為矩形應力圖受壓區高度與實際受壓區高度的比值，取0.74；ξb為相對界限受壓區高度；h0為截面有效高度；b為截面寬度；as′為受壓鋼筋合力點至受壓區邊緣的距離；as為縱向受拉鋼筋合力點至受拉邊緣的距離；ei為初始偏心距；βtu為鋼纖維對構件受拉區鋼纖維混凝土抗拉作用影響系數，取1.3；ft為基體混凝土抗拉強度，依據《混凝土結構設計規范》(GB 50010─2010)[14]由立方體抗壓強度換算得到；fftu為受拉區等效矩形應力圖形的抗拉強度；λf為鋼纖維含量特征參數，λf>1.2時，取λf=1.2；xt為受拉區等效矩形應力圖形高度；lf，df，ρf分別為鋼纖維長度、直徑和體積摻量。

承載力實測值與計算值比較 表6

4 結論

(1)HRB600級鋼筋鋼纖維高強混凝土軸心受壓柱，在加載達到峰值之后，承載力下降穩定，具有明顯的塑性破壞特征。

(2)鋼纖維可以提高HRB600級鋼筋高強混凝土柱的延性，減緩剛度退化，且對小偏壓柱影響相對較大。

(3)對于HRB600級鋼筋鋼纖維高強混凝土柱的軸心受壓承載力設計計算，因受壓縱筋不能達到屈服，其抗壓強度設計取值不宜超過500MPa；對于偏心受壓承載力設計計算，受壓縱筋強度應取屈服強度設計值。

(4)使用《纖維混凝土結構技術規程》(CECS 38—2004)中的相關公式進行HRB600級鋼筋鋼纖維高強混凝土柱的承載力設計計算，具有較好的可靠性。