徐錚弢,馮慶興,徐宏廣,林皇誠,龔順風

(1.浙江科技學院 土木與建筑工程學院,杭州 310023;2.浙江大學 結構工程研究所,杭州 310058)

隨著建筑工業(yè)化的大力推行,裝配式結構體系重新受到重視,但在裝配式結構產(chǎn)業(yè)鏈完全建立之前,裝配式混凝土結構體系存在建造成本較高、運輸困難、節(jié)點連接質量較差等一系列問題[1]。所以,混凝土疊合結構這種兼有現(xiàn)澆混凝土結構和裝配式混凝土結構優(yōu)點的結構形式,就成為了建筑工業(yè)化過渡時期較好的選擇。疊合結構與現(xiàn)澆結構相比,其整體剛度較好、施工速度快;與裝配式結構相比,其抗震性能較好、材料消耗較少、綜合經(jīng)濟效益較高。從20世紀80年代初起,中國建筑科學研究院裝配式疊合結構科研專題組對裝配式疊合梁板結構的受力性能進行了系統(tǒng)的研究[2-3]。近年來有研究者在預應力疊合梁[4]、疊合梁設計理論[5]、疊合梁抗彎性能[6]、拼接混凝土疊合梁[7]、再生混凝土疊合梁[9-11]等方面進行了探討,但在已有研究中,對存在疊合面缺陷的疊合梁的抗裂性能、極限抗彎承載力及破壞特征等關鍵性能的影響還研究不足,因此本文以在疊合面上特定位置放置泡沫板的方式設定缺陷,設計了有針對性的疊合梁抗彎性能試驗。

1 試驗概況

試驗重點研究帶缺陷鋼筋混凝土矩形截面疊合梁的抗彎性能,以疊合梁試件達到GB/T 50152—2012 《混凝土結構試驗方法標準》[12]規(guī)定的承載能力極限狀態(tài)標志作為終止加載條件。疊合梁抗彎試件共3根,按GB 50010—2010 《混凝土結構設計規(guī)范》[13]中的相關規(guī)定進行設計,編號為PCB-RF130、PCB-RF130-D1、PCB-RF130-D2,其中試件PCB-RF130為無缺陷疊合梁,編號中D1表示在跨中段疊合面設置缺陷,D2表示在加載點位置疊合面設置缺陷,通過填充與疊合梁等寬的厚20 mm的泡沫板來設定缺陷。試件截面b×h均為200 mm×400 mm,預制梁截面高h1與疊合梁高h的比值為0.675,疊合梁長L為3.0 m,支座間凈跨L0為2.7 m,縱向鋼筋配筋率ρ為0.55%,箍筋配筋率ρsv為0.25%,且在距兩端各900 mm范圍內(nèi)加密。疊合梁抗彎試件配筋如圖1所示,缺陷位置如圖2所示。疊合梁試件的制作采用目前國內(nèi)通用工藝流程和技術要求,由裝配式構件廠專門制作。

圖1 疊合梁抗彎試件配筋示意圖(單位:mm)Fig.1 Reinforcement diagram of bending test specimen of composite beams(unit: mm)

圖2 疊合梁抗彎試件缺陷位置(單位:mm)Fig.2 Defect positions of bending test specimen of composite beams(unit: mm)

所有疊合梁試件均采用C30混凝土,澆筑試件時均同時制作6個標準立方體試塊,同條件養(yǎng)護。在進行疊合梁抗彎性能試驗前,將混凝土標準立方體試塊按GB/T 50081—2002 《普通混凝土力學性能試驗方法標準》[14]的要求使用WYA-2000型數(shù)字壓力試驗機進行抗壓試驗。圖3為混凝土試塊抗壓試驗場景。分別測得疊合梁的預制部分和后澆部分混凝土立方體抗壓強度值fcu,然后根據(jù)相關規(guī)范中的公式[13]換算得到相應的混凝土軸心抗壓強度推算值fc、軸心抗拉強度推算值ft及彈性模量推算值Ec,所得混凝土材料參數(shù)如表1所示。從疊合梁試件3種規(guī)格鋼筋中各取3根同批次鋼筋進行拉伸試驗,測得鋼筋抗拉屈服強度fy、極限強度fst及彈性模量Es。圖4為鋼筋試樣拉伸試驗場景,圖5為試驗測得的鋼筋應力-應變曲線,所得鋼筋材料參數(shù)見表2。

表1 混凝土材料參數(shù)Table 1 Concrete material parameters MPa

圖3 混凝土試塊抗壓試驗場景Fig.3 Scene of compression test of concrete test block

圖4 鋼筋試樣拉伸試驗場景Fig.4 Scene of tension test of steel bar

圖5 試驗測得的鋼筋應力-應變曲線Fig.5 Stress-strain curves of steel bars obtained from tests

表2 鋼筋材料參數(shù)Table 2 Material parameters of steel bars MPa

2 試驗加載裝置

試驗加載裝置參考相關標準[12]進行設計,選擇三分點加載方式,使用MAS-500/2Q型電液伺服垂向加載作動器對試件進行分級加載,試驗實物如圖6(a)所示。在加載過程中,先按開裂荷載計算值20%的級差由零加載至開裂荷載計算值的80%,然后按開裂荷載計算值5%的級差繼續(xù)加載至開裂,其間密切觀察試件是否有裂縫出現(xiàn);試件開裂后,按極限荷載計算值5%的級差繼續(xù)加載,每級持荷時間為5 min,觀測并記錄各項讀數(shù),直至出現(xiàn)極限狀態(tài)檢驗標志。在跨中正截面主裂縫寬度達到1.5 mm后,不再測量裂縫寬度直至試件破壞。

疊合梁上采用BX120-50AA型電阻應變片,鋼筋上采用BX120-3AA型電阻應變片,采集裝置采用DH3816N型靜態(tài)應變測試分析系統(tǒng),位移計采用機械式百分表。疊合梁上應變片、位移計布置及編號如圖6(b)所示,圖中P為所加集中荷載,鋼筋上應變片布置如圖7所示。在每級持荷時間末尾,使用裂縫測寬儀對本級裂縫進行測量,同時在疊合梁上進行描繪和標注,并用數(shù)碼攝影裝置進行裂縫分布及發(fā)展記錄。

圖6 疊合梁抗彎試驗加載實物圖及示意圖(單位:mm)Fig.6 Physical diagram and schematic diagram of bending test loading of composite beams(unit: mm)

圖7 疊合梁抗彎試件鋼筋上應變片布置示意圖Fig.7 Layout of strain gauge on steel bars of bending test specimen of composite beams

3 試驗結果及分析

3.1 抗彎承載力

根據(jù)文獻[15]98中的公式計算正截面開裂彎矩:

(1)

式(1)中:ft為混凝土軸心抗拉強度標準值;b為疊合梁截面寬度;h為疊合梁截面高度;Es為受拉縱向鋼筋彈性模量(α′A中為E′s,即受壓縱向鋼筋彈性模量);Ec為混凝土彈性模量;As為受拉縱向鋼筋截面面積(α′A中為A′s,即受壓縱向鋼筋截面面積)。

根據(jù)相關規(guī)范中的公式[13]40計算正截面極限抗彎承載力

(2)

式(2)中:α1為系數(shù),當混凝土強度等級不超過C50時,α1取1.0;fc為混凝土軸心抗壓強度標準值;x為等效矩形應力圖形的混凝土受壓區(qū)高度;h0為疊合梁截面有效高度;f′y為鋼筋屈服強度標準值;a′s為受壓區(qū)縱向鋼筋合力作用點到上邊緣的距離。

表3 抗彎承載力試驗結果與理論公式計算值對比Table 3 Comparisons of bending capacity between experimental results and calculated values from theoretical formula

試驗測得的荷載-跨中撓度曲線如圖8所示。由表3和圖8可知,疊合梁抗彎試件的開裂彎矩實測值均小于理論公式(式(1))的計算值,而試件的極限抗彎承載力在疊合面存在缺陷區(qū)的情況下有所下降,尤其是缺陷在加載點位置的D2試件,其主裂縫寬度達1.5 mm時的荷載實測值明顯小于另兩根試件,但仍大于根據(jù)規(guī)范公式由鋼筋屈服強度得出的計算值。與無缺陷試件相比,跨中和加載點位置疊合面的缺陷均導致試件的開裂彎矩下降約10%;跨中疊合面缺陷對極限抗彎承載力的影響較小,僅下降約3%;加載點位置疊合面的缺陷使試件正截面極限抗彎承載力下降約15%。

圖8 試驗測得的荷載-跨中撓度曲線Fig.8 Experimental load-deflection curves measured at mid-span

正截面裂縫出現(xiàn)后,總體上3根試件的裂縫發(fā)展速度相似,也在幾乎相同的荷載下進入屈服段,但帶缺陷的試件進入屈服段后裂縫發(fā)展較快,尤其是加載點位置疊合面存在缺陷的D2試件,由于剪應力的共同作用,缺陷處疊合面滑移明顯,出現(xiàn)極限承載力標志也較早,其破壞后變形形態(tài)如圖9所示。

圖9 試件破壞后變形形態(tài)Fig.9 Deformation shape of test specimen after failure

3.2 裂縫分布

圖10為試件PCB-RF130豎向裂縫分布情況示意圖。試件在荷載加至45 kN時于跨中純彎段出現(xiàn)第一條豎向裂縫;在荷載加至165 kN時跨中豎向裂縫寬度達到1.5 mm,此時跨中撓度約為12 mm;在荷載加至190 kN時跨中受壓區(qū)混凝土被壓碎,試件破壞時裂縫主要分布于跨中兩側約-700～700 mm的范圍內(nèi),裂縫平均分布間隔約為160 mm,總體而言裂縫分布較為均勻,裂縫數(shù)目為10條?？缰屑儚澏呜Q向裂縫越過疊合面時沒有明顯沿疊合面水平開裂的情況;彎剪段裂縫越過疊合面時沿疊合面水平開裂約40 mm,但疊合面沒有明顯滑移或撕裂的現(xiàn)象,整體破壞特征與整澆梁類似。

圖10 試件PCB-RF130裂縫分布情況Fig.10 Crack distribution of test specimen PCB-RF130

圖11為試件PCB-RF130-D1豎向裂縫分布情況示意圖。試件在荷載加至40 kN時于跨中純彎段出現(xiàn)第一條豎向裂縫;在荷載加至160 kN時豎向裂縫寬度達到1.5 mm,此時跨中撓度約為11.5 mm;在荷載加至181 kN時跨中受壓區(qū)混凝土被壓碎,試件破壞時裂縫主要分布于跨中兩側約-700～700 mm的范圍內(nèi),裂縫平均分布間隔約160 mm,總體而言裂縫分布較為均勻,裂縫數(shù)目為11條。此試件由于跨中疊合面設置了缺陷,所以豎向裂縫通過缺陷處疊合面時有明顯的沿疊合面水平開裂的情況,但疊合面未出現(xiàn)明顯的滑移或撕裂現(xiàn)象;外側彎剪段裂縫延伸至疊合面后停止,內(nèi)側彎剪段裂縫越過疊合面時未出現(xiàn)沿疊合面水平開裂的現(xiàn)象,整體破壞特征與整澆梁類似。

圖11 試件PCB-RF130-D1裂縫分布情況Fig.11 Crack distribution of test specimen PCB-RF130-D1

圖12為試件PCB-RF130-D2豎向裂縫分布情況示意圖。試件在荷載加至40 kN時于跨中純彎段出現(xiàn)第一條豎向裂縫;在荷載加至140 kN時跨中豎向裂縫寬度達到1.5 mm,此時跨中撓度約為8 mm;在荷載加至169 kN時跨中受壓區(qū)混凝土被壓碎,試件破壞時裂縫主要分布于跨中兩側約-700～700 mm的范圍內(nèi),裂縫分布較集中于疊合面設置缺陷的下方,裂縫數(shù)目為13條。此試件由于加載點位置疊合面設置了缺陷,所以受到正應力和剪應力的共同作用,除跨中兩條裂縫外,兩側裂縫通過疊合面時均有明顯的沿疊合面水平開裂的情況,且在臨近破壞時缺陷處疊合面滑移1～2 mm。

圖12 試件PCB-RF130-D2裂縫分布情況Fig.12 Crack distribution of test specimen PCB-RF130-D2

3.3 應變發(fā)展

圖13～15為3根疊合梁試件截面混凝土應變隨荷載變化的情況,從圖中可以看出:在裂縫出現(xiàn)以前,各試件跨中截面各測點應變都非常小且呈線性增長,其跨中截面應變基本上符合平截面假定;在裂縫出現(xiàn)后,各試件跨中截面受拉區(qū)混凝土部分應變片由于裂縫的通過而拉壞導致失效,在豎向裂縫逐漸向上延伸后,截面中性軸不斷上移,疊合梁側的應變片基本上表現(xiàn)出自下而上逐個拉壞的現(xiàn)象;各試件受壓區(qū)混凝土應變穩(wěn)定增長,直至受壓區(qū)混凝土被壓碎導致應變劇增,此后不久試件即破壞。

圖13 試件PCB-RF130截面混凝土應變發(fā)展Fig.13 Concrete strain development of cross-section for test specimen PCB-RF130

圖14 試件PCB-RF130-D1截面混凝土應變發(fā)展Fig.14 Concrete strain development of cross-section for test specimen PCB-RF130-D1

圖15 試件PCB-RF130-D2截面混凝土應變發(fā)展Fig.15 Concrete strain development of cross-section for test specimen PCB-RF130-D2

4 結 論

通過試驗結果與理論計算值比對,以及試驗中各試件的裂縫分布和應變發(fā)展情況,我們得出如下結論:

1)與無缺陷疊合梁試件相比,跨中和加載點位置疊合面的缺陷均導致試件的開裂彎矩下降約10%;跨中疊合面缺陷對極限抗彎承載力的影響較小,僅下降約3%;加載點位置疊合面的缺陷使試件正截面極限抗彎承載力下降約15%。

2)3根疊合梁試件的開裂彎矩實測值均小于理論公式計算值,極限抗彎承載力實測值均大于GB 50010—2010 《混凝土結構設計規(guī)范》[13]中的公式計算值。

3)無缺陷試件和跨中疊合面設置缺陷的試件均表現(xiàn)出了適筋梁正截面破壞形態(tài),裂縫分布均勻,整個加載過程中疊合面沒有出現(xiàn)明顯的滑移現(xiàn)象,有裂縫延伸至疊合面后沿水平方向開裂一小段的現(xiàn)象,但整體影響較小。

4)加載點位置疊合面設置缺陷的試件,其裂縫主要分布在缺陷下方,且裂縫延伸至疊合面后均沿水平方向開裂,臨近破壞時缺陷處疊合面出現(xiàn)1～2 mm的滑移。