半預制HRB600級鋼筋鋼纖維高強混凝土梁受彎性能試驗研究*

張建偉，劉 嬌，蔡汝幸，張德利

(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

半預制半裝配式混凝土結構由外殼預制、內芯現澆的混凝土梁柱構件以及現澆節點組成。梁柱預制外殼可在工廠規?；a成型，替代模板，減少模板和臨時支撐的使用，在施工現場吊裝后，再澆筑內芯混凝土和節點。與裝配式混凝土結構相比，半預制半裝配式混凝土結構可節約成本、縮短工期，同時其整體性、抗震性優于裝配式結構[1-3]。

半預制梁作為半預制半裝配式混凝土結構的重要組成部分，國內學者已對其進行過一些研究：吳方伯等[4]對預應力預制疊合梁進行了靜力加載試驗，結果表明疊合梁按整澆梁計算偏于安全；支正東等[5]、張大長等[6]對外殼預制、核心現澆混凝土梁進行了靜力加載試驗，結果表明外殼預制、核心現澆混凝土梁受彎性能與現澆梁相同，預制外殼需配置預應力鋼絲以避免施工中出現裂縫。但關于混凝土強度等級在C50以上的半預制混凝土梁研究較少。目前我國大力推廣高強混凝土和高強鋼筋，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)[7]。而高強混凝土脆性大的缺點限制了其推廣應用，但加入鋼纖維可改善其變形能力[8-9]。全截面加入鋼纖維成本較高，且加入鋼纖維對混凝土抗壓強度影響較小，因此只在梁的受拉區加入鋼纖維能夠節約成本，同時對混凝土的抗裂性能和變形能力有一定的改善作用[10-11]。為此，本文進行了5根半預制HRB600級鋼筋鋼纖維高強混凝土梁(簡稱半預制梁)的受彎力學性能試驗，試件先澆筑預制混凝土外殼，待預制混凝土外殼具備一定強度后澆筑混凝土內芯。

1 試驗概況

1.1 試件設計

以預制外殼混凝土強度、預制外殼鋼纖維摻量以及鍵槽間距為變化參數，共設計5根半預制梁，具體參數見表1。

試件設計參數 表1

試件的箍筋為HPB300級鋼筋,底部受拉縱筋為HRB600級鋼筋，上部架立筋為HRB400級鋼筋，保護層厚度為30mm。按《裝配式混凝土結構技術規程》(JGJ 1—2014)[12]的要求制作試件，預制外殼設置全截面鍵槽，鍵槽間距有3種：0，300，600mm。試件的配筋情況見圖1(陰影部分為現澆部分)。由于本試驗為單向受彎試驗，箍筋對試驗結果影響不大，為研究方便，采用開口箍筋。預制外殼設置鍵槽，以加大預制外殼和現澆混凝土之間的摩擦力，從而保證兩者共同工作。鍵槽設置情況見圖2。

圖1 試件幾何尺寸及配筋圖

圖2 預制外殼鍵槽設置情況

1.2 材料性能

制備高強混凝土所用水泥為P·O52.5水泥；鋼纖維選用長度35mm，等效直徑0.55mm，長徑比64的端鉤型鋼纖維。澆筑試件時，每批混凝土均制備3組尺寸為150mm×150mm×150mm的立方體試塊和3組尺寸為150mm×150mm×300mm(長×寬×高)的棱柱體試塊，與試件同條件養護，以便測定混凝土立方體抗壓強度fcu、棱柱體抗壓強度fc和彈性模量Ec，測定結果見表2。HRB600級鋼筋實測力學性能見表3。

混凝土實測力學性能 表2

鋼筋實測力學性能 表3

1.3 加載方案

加載裝置及測點布置如圖3所示。試驗采用單調分級加載制度進行加載，每次加載時間間隔為10min。加載前進行預加載來檢查儀器儀表讀數是否正常，預加載荷載為40kN。加載初期，按計算開裂荷載的20%分級施加荷載；開裂后，每級加載不得超過計算極限荷載的10%；當加載到縱向受拉鋼筋屈服后，按跨中位移控制加載，每級位移增量為4mm，直至受壓區混凝土被壓碎，承載力下降至極限承載力的85%時，停止加載，試驗結束。

圖3 試件加載裝置及測點布置示意

2 試驗結果及分析

2.1 試驗現象

試件在持荷狀態下的破壞形態及裂縫分布如圖4所示。5根半預制梁均呈現適筋梁破壞特征，其破壞形態及裂縫分布與現澆梁相同。

圖4 試件破壞形態及裂縫分布

與試件PB-1相比，試件PB-2純彎段主裂縫發展速度較慢，裂縫密而細，屈服時主裂縫寬度較??；與試件PB-2相比，試件PB-5純彎段主裂縫發展速度略慢，但裂縫數量較多，屈服時主裂縫寬度略?。慌c試件PB-5，PB-4相比，試件PB-3純彎段主裂縫發展速度較快，裂縫數量較少，屈服時主裂縫寬度較大；與試件PB-5相比，試件PB-4純彎段主裂縫發展速度較快，裂縫數量較少，屈服時的最大裂縫寬度較大，說明減小鍵槽間距能有效控制裂縫發展速度。

持荷狀態下典型試件頂面混凝土結合面處裂縫分布如圖5所示。加載到極限荷載的22%～30%時，在頂面混凝土結合面處的彎剪段靠近加載點處出現裂縫，設置鍵槽的試件彎剪段裂縫寬度基本無發展，裂縫長度增大，但未延伸至純彎段，裂縫寬度最寬為0.03mm，說明分兩次澆筑的混凝土之間變形協調，能夠共同工作。但試件PB-3頂面混凝土結合面處裂縫隨荷載增大而擴展，加載到極限荷載的87%時，頂部混凝土結合面處由于擠壓有微量混凝土脫落，受彎破壞時，裂縫基本沿頂面混凝土結合面處貫通，最大裂縫寬度為1.2mm，說明混凝土結合面為光滑面時，在荷載較大的情況下，會產生滑移。

圖5 典型試件頂面混凝土結合處裂縫分布

2.2 截面應變規律

典型梁跨中截面應變實測情況如圖6所示。半預制HRB600級鋼筋鋼纖維高強混凝土受彎梁在荷載較小情況下，中和軸在梁截面的中線附近；隨著荷載增加，受壓區高度減小，中和軸逐漸上移。截面應變基本成線性變化，符合平截面假定。

圖6 試件PB-2跨中截面應變發展規律

2.3 彎矩-跨中撓度曲線

圖7為彎矩-跨中撓度曲線對比圖，對彎矩做歸一化處理，以便比較。其中B2和B3為縱筋配筋率1.09%、混凝土強度等級分別為C60和C80、其余設計參數均與本試驗相同的現澆HRB600級鋼筋高強混凝土梁(簡稱現澆梁)[13]。由圖7可知，半預制梁與現澆HRB600級鋼筋高強混凝土梁的彎矩-跨中撓度曲線變化趨勢基本一致，兩者表現出相同的受力特點和變形特征。與現澆梁相比，半預制梁的屈服荷載、屈服位移與其接近，達到峰值位移時，半預制梁位移小于現澆梁；由于鋼纖維的摻入，半預制梁的前期剛度退化較慢，達到峰值荷載后，半預制梁下降曲線較緩，極限位移較大，說明鍵槽間距為300mm和600mm時，鋼纖維摻量為1.5%的半預制梁與相同等級混凝土強度的現澆梁力學性能相近，其延性、剛度滿足正常使用的要求。

圖7 不同強度等級的混凝土現澆梁與半預制梁對比

圖8為不同參數下的半預制梁的彎矩-跨中撓度(M-Δ)曲線。由圖8(a)可知，試件PB-1與試件PB-2的受彎剛度、屈服荷載、極限荷載均相近，但屈服后的試件PB-2曲線下降較緩，極限位移較大，說明加入鋼纖維能明顯提高半預制梁的延性，但對半預制梁的受彎剛度和屈服后承載力影響不大。由圖8(b)可知，與試件PB-2相比，試件PB-5的極限承載力明顯提高，受彎剛度退化較慢，屈服后曲線下降趨勢略快，說明提高半預制梁的外殼混凝土強度可提高梁的承載力，但延性略有降低。由圖8(c)可知，與試件PB-3相比，試件PB-4，PB-5承載力明顯提高，受彎剛度退化明顯減慢，屈服后試件PB-5，PB-4曲線下降趨勢相差較小且較緩，其中試件PB-5曲線下降最緩慢，可見適當減小鍵槽間距，可提高半預制梁的承載力，減慢受彎剛度的退化，改善延性；試件PB-3屈服后曲線下降較快，其承載力相對較低，延性、受彎剛度、整體工作性能相對較差。

圖8 彎矩-跨中撓度曲線對比

2.4 等效應力圖系數理論計算

在實際計算中，受壓區混凝土應力分布一般取等效矩形應力圖，由此引出等效矩形應力圖系數α1，β1，其中α1為等效應力圖應力與混凝土應力-應變曲線峰值應力的比值，β1為等效應力圖高度與中和軸到受壓邊緣距離的比值，應力和應變分布圖見圖9，10。

圖9 高強混凝土矩形截面應力和應變分布圖

對于普通高強混凝土，采用現行《混凝土結構設計規范》(GB 50010—2010)[14](簡稱混凝土規范)中的混凝土受壓應力-應變關系如下式：

σ=(1-dc)Ecε

(1)

(2)

(3)

圖10 鋼纖維高強混凝土矩形截面應力和應變分布圖

(4)

(5)

αc=0.157fc,r0.785-0.905

(6)

(7)

式中：Ec為混凝土彈性模量；dc為混凝土單軸受壓損傷演化參數；αc為混凝土單軸受壓應力-應變曲線下降段參數值；fc,r為混凝土單軸抗壓強度代表值，此處為試驗實測的棱柱體抗壓強度；εc,r為與fc,r對應的混凝土軸向應變。

對于鋼纖維高強混凝土，根據文獻[15]對混凝土規范中的混凝土受壓應力-應變曲線的下降段參數αc、峰值應變εc，r進行修正：

(8)

(9)

式中：lf為鋼纖維長度；df為鋼纖維等效直徑；Vf為鋼纖維體積率。

不同外殼、內芯截面面積比下的等效矩形應力簡化系數各不相同。假設在合理鍵槽間距設置情況下，同一截面高度處外殼與內芯混凝土保持應變一致。由于鋼纖維對混凝土延性有較好的提高作用，故認為當內芯混凝土達到極限壓應變時，半預制梁達到極限承載力。為簡化計算，可采用外殼混凝土強度作為全截面的混凝土計算強度。在此基礎上，運用MATLAB軟件編程計算混凝土受壓區外殼、內芯面積比K為1∶1與1∶2情況下的等效矩形應力圖系數α1，β1，計算結果分別見表4，5。由計算結果可得，α1，β1的變化規律與現澆梁相近。內芯強度的提高對截面受彎性能有較好的提高作用。

等效矩形應力圖系數α1 表4

2.5 承載力計算

我國《纖維混凝土結構技術規程》(CECS 38∶2004)[16](簡稱CECS 38∶2004規程)關于鋼纖維混凝土受彎梁正截面極限承載力計算式為：

(13)

使用公式(10)～(13)對相應試驗梁進行計算，α1，β1分別按混凝土規范、理論計算取值計算的極限彎矩MuX，MuX1見表6。由表6可見，MuX1/MuX比值均為0.98。為統一計算方法，簡化計算，結合面設置鍵槽的半預制梁可按現澆梁計算。

等效矩形應力圖系數β1 表5

承載力計算值 表6

試驗梁的承載力實測值見表7。其中Mcr為開裂彎矩，My為屈服彎矩，Mu為極限彎矩。由表7可見：

承載力實測值 表7

(1)與試件PB-1相比，試件PB-2的開裂彎矩高36.02%。由于試件澆筑時鋼纖維攪拌不均勻的原因，試件PB-2的極限彎矩比試件PB-1低6.89%，可見加入鋼纖維能有效提高混凝土的開裂荷載。與試件PB-2相比，試件PB-5與其開裂彎矩相近，極限彎矩提高10.56%，可見提高預制外殼混凝土的強度可提高梁的承載力，對開裂彎矩影響較小。試件PB-4的開裂彎矩比試件PB-3略有提高，而試件PB-5的開裂彎矩比其提高28.2%，試件 PB-4， PB-5的極限彎矩分別比試件PB-3提高18.4%，8.4%，說明設置鍵槽可提高梁的開裂彎矩與極限彎矩。由于試件PB-5鍵槽間距較小，考慮混凝土振搗原因，試件PB-5比試件PB-4的極限彎矩稍低。根據《裝配式混凝土結構技術規程》(JGJ 1—2014)[12]要求，梁疊合層之間，鍵槽深度為30mm時，鍵槽寬度最多為300mm，鍵槽間距宜等于鍵槽寬度，由于本次試驗采用U形梁，疊合面面積較大，增大了疊合面之間的黏結力。故鍵槽間距為600mm時，分兩次澆筑的混凝土結合面處連接較好，承載力、開裂荷載明顯提高，延性也得到了較大改善，故可認為鍵槽間距為600mm的梁，即試件PB-4基本滿足工程要求。

(2)Mu/MuX均值為1.12，變異系數為0.119?？梢姲碈ECS 38∶2004規程計算的試驗梁極限彎矩與實測值符合較好，實際工程中在進行半預制梁承載力計算時，可根據CECS 38∶2004規程計算。

2.6 裂縫分析

混凝土規范中短期荷載作用下最大裂縫寬度計算公式如下：

(14)

CECS 38∶2004規程中鋼纖維混凝土受彎構件最大裂縫寬度計算公式如下：

wfmax=wmax(1-βcwλf)

(15)

根據準永久組合計算的試驗梁正常使用極限彎矩為0.66Mu。表8為試驗梁純彎段在正常使用極限狀態下的平均裂縫間距與最大裂縫寬度。lcr，w分別是荷載為0.66Mu時實測純彎段平均裂縫間距和最大裂縫寬度，wG，wX分別是荷載為0.66Mu時按公式(14)，(15)計算的最大裂縫寬度。

裂縫計算 表8

由表8可見，wG/w均值為1.158，變異系數為0.115；wX/w均值為0.995，變異系數為0.108。可見按CECS 38∶2004規程計算的試驗梁最大裂縫寬度與實測值符合較好，實際工程中在進行半預制梁最大裂縫寬度計算時，可根據CECS 38∶2004規程計算。

2.7 撓度分析

混凝土規范中受彎構件的撓度計算公式如下：

(16)

(17)

CECS 38∶2004規程中鋼纖維混凝土受彎構件的撓度計算公式如下：

ffs=kMl02/Bfs

(18)

Bfs=Bs(1+βBλf)

(19)

撓度實測值與計算值見表9。fs為梁截面彎矩達0.66Mu時的實測撓度值，fcc為梁截面彎矩達0.66Mu時按公式(16)，(17)計算的撓度值，fcx為梁截面彎矩達0.66Mu時按公式(18)，(19)計算的撓度值。

由表9可見，fcc/fs均值為1.514，變異系數為0.007；fcx/fs均值為1.14，變異系數為0.067。可見按CECS 38∶2004規程計算的撓度與實測值符合較好，半預制梁進行撓度計算時，可根據CECS 38∶2004規程計算。

撓度計算 表9

3 結論

(1)半預制梁與現澆梁的裂縫開展規律、變形特征、最終破壞形態均相同。但預制外殼與現澆內芯混凝土結合面為光滑面時，整體工作性能稍差，前期剛度退化較快，承載力較低，工程中宜采用結合面設置鍵槽的半預制梁。

(2)預制外殼中加入鋼纖維可提高半預制梁的開裂荷載，改善其延性；提高外殼混凝土強度，試件承載力相應提高，達到最大承載力峰值前受彎剛度退化稍有減慢，延性略有降低；在半預制梁中設置鍵槽，可提高梁的極限承載力，剛度退化減慢，改善梁的延性。

(3)結合面設置鍵槽的半預制梁，可采用現行CECS 38∶2004規程計算其極限承載力、裂縫寬度和撓度，其全截面混凝土強度可近似取外殼混凝土強度。