綜合性實踐環(huán)節(jié)試驗設計課件

學海無

涯1.正截面受彎構(gòu)件——適筋梁的受彎破壞試驗設計。1.試驗目的：通過實踐掌握試件的設計、實驗結(jié)果整理的方法。加深對混凝土基本構(gòu)建受力性能的理解。更直觀的了解適筋梁受彎破壞形態(tài)及裂縫發(fā)展情況。驗證適筋梁破壞過程中的平截面假定。對比實驗值與計算理論值，從而更好地掌握設計的原理。2.試件設計：（1）試件設計的依據(jù)根據(jù)梁正截面受壓區(qū)相對高度

和界限受壓區(qū)相對高度b

的比較可以判斷出受彎構(gòu)件的類型：當

b

時，為適筋梁；當

b

時，為超筋梁。界限受壓區(qū)相對高度b

可按下式計算：by0.8f0.0033Es

1

在設計時，如果考慮配筋率，則需要確保

1

cb by

ff其中在進行受彎試件梁設計時，

fy

、

Es

分別取《混凝土結(jié)構(gòu)設計規(guī)范》規(guī)定的鋼筋受拉強度標準值和彈性模量；進行受彎試件梁加載設計時，

fy

、

Es

分別取鋼筋試件試驗得到鋼筋受拉屈服強度標準值和彈性模量。同時，為了防止出現(xiàn)少筋破壞，需要控制梁受拉鋼筋配筋率

大于適筋構(gòu)件的最小配筋率

min

，其中

min

可按下式計算：minyf

0.45

ft學海無

涯（2）試件的主要參數(shù)①試件尺寸（矩形截面）：b×h×l＝180×250×2200mm；②混凝土強度等級：C35；③縱向受拉鋼筋的種類：HRB400；④箍筋的種類：HPB300（純彎段無箍筋）；⑤縱向鋼筋混凝土保護層厚度：25mm；綜上所述，試件的配筋情況見圖

3

和表

1：圖

3

梁受彎實驗試件配筋表

1試件編號試件特征配筋情況預估荷載

P

(kN)①②③PcrPyPuMLA適筋梁4

162

10

8@50(2)32.729147.266163.629說明：預估荷載按照《混凝土結(jié)構(gòu)設計規(guī)范》給定的材料強度標準值計算，未計試件梁和分配梁的自重。學海無

涯3.試驗裝置：圖

1

為本方案進行梁受彎性能試驗采用的加載裝置，加載設備為千斤頂。采用兩點集中力加載，以便于在跨中形成純彎段。并且由千斤頂及反力梁施加壓力，分配梁分配荷載，壓力傳感器測定荷載值。梁受彎性能試驗中，采用三分點加載方案，取L

2200mm

，

a

100mm

，b

700mm

，

c

600mm

。圖

2.a

為加載簡圖，此時千斤頂加力為

P

，經(jīng)過分配梁后，可視為兩個大小為

P

/2

的集中荷載分別作用于圖示位置。圖

2.b

為荷載作用下的彎矩圖。由此圖可知，純彎段的彎矩最大，M

0.35P

.圖

2.c

為荷載作用下的剪力圖。1—試驗梁；2—滾動鉸支座；3—固定鉸支座；4—支墩；5—分配梁滾動鉸支座；6—分配梁滾動鉸支座；7—集中力下的墊板；8—分配梁；9—反力梁及龍門架；10—千斤頂；圖

1 梁受彎試驗裝置圖學海無

涯（a）加載簡圖（

kN,

mm

）（b）彎矩圖（

kN

mm

）（c）剪力圖（

kN

mm

）圖

2梁受彎試驗加載和內(nèi)力簡圖4.加載方式：（1）單調(diào)分級加載機制：梁受彎試驗采取單調(diào)分級加載，每次加載時間間隔為

15

分鐘。在正式加載前，為檢查儀器儀表讀數(shù)是否正常，需要預加載，預加載所用的荷載是分級荷載的前兩級。具體加載過程為：①

在加載到開裂荷載計算值的

90以前，每級荷載不宜大于開裂荷載計算值得

20②

達到開裂荷載計算值的

90以后，每級荷載不宜大于其荷載值的5；③

當試件開裂后，每級荷載值取

10的承載力試驗荷載計算值的級距；④

當加載達到縱向受拉鋼筋屈服后，按跨中位移控制加載，加載的學海無

涯級距為鋼筋屈服工況對應的跨中位移；⑤

加載到臨近破壞前，拆除所有儀表，然后加載至破壞。（2）開裂荷載實測值確定方法：對于本次試驗，采用放大鏡觀測法確定開裂荷載實測值。具體過程：用放大倍率不低于四倍的放大鏡觀察裂縫的出現(xiàn)；當加載過程中第一次出現(xiàn)裂縫時，應取前一級荷載作為開裂荷載實測值；當在規(guī)定的荷載持續(xù)時間內(nèi)第一次出現(xiàn)裂縫時，應取本級荷載值與前一級荷載的平均值作為開裂荷載實測值；當在規(guī)定的荷載持續(xù)時間結(jié)束后第一次出現(xiàn)裂縫時，應取本次荷載值作為開裂荷載實測值。（3）承載力極限狀態(tài)確定方法：對梁試件進行受彎承載力試驗時，在加載或持載過程中出現(xiàn)下列標記即可認為該結(jié)構(gòu)構(gòu)件已經(jīng)達到或超過承載力極限狀態(tài)，即可停止加載：①

受拉主鋼筋拉斷；②

受拉主鋼筋處最大垂直裂縫寬度達到

1.5mm；③

撓度達到跨度的

1/30；④

受壓區(qū)混凝土壓壞。5.試驗測量內(nèi)容、方法和測點儀表布置：（1）

混凝土平均應變在梁跨中一側(cè)面布置

5

個位移計，位移計間距

50mm，標距為

150mm，以量測梁側(cè)表面混凝土沿截面高度的平均應變分布規(guī)律，測點布置見圖

4。學海無

涯圖

4

梁受彎試驗混凝土平均應變測點布置（2）縱向鋼筋應變在試件縱向受拉鋼筋中部粘貼電阻應變片，以量測加載過程中鋼筋的應力變化，測點布置見圖

5。圖

5

縱筋應變片布置（3）撓度對受彎構(gòu)件的撓度測點應布置在構(gòu)件跨中或撓度最大的部位截面的中軸線上，如圖

6

所示。在試驗加載前，應在沒有外荷載的條件下測讀儀表的初始讀數(shù)。試驗時在每級荷載下，應在規(guī)定的荷載持續(xù)試件結(jié)束時量測構(gòu)件的變形。結(jié)構(gòu)構(gòu)件各部位測點的測度程序在整個試驗過程中宜保持一致，各測點間讀數(shù)時間間隔不宜過長。學海無

涯圖

6

梁受彎試驗撓度測點布置（4）裂縫試驗前將梁兩側(cè)面用石灰漿刷白，并繪制

50mm×50mm

的網(wǎng)格。試驗時借助放大鏡用肉眼查找裂縫。構(gòu)件開裂后立即對裂縫的發(fā)生發(fā)展情況進行詳細觀測，用讀數(shù)放大鏡及鋼直尺等工具量測各級荷載(0.4Pu~0.7Pu)作用下的裂縫寬度、長度及裂縫間距，并采用數(shù)碼相機拍攝后手工繪制裂縫展開圖，裂縫寬度的測量位置為構(gòu)件的側(cè)面相應于受拉主筋高度處。最大裂縫寬度應在使用狀態(tài)短期試驗荷載值持續(xù)

15min

結(jié)束時進行量測。6.理論極限荷載計算書（1）配筋計算：由所選材料性能可知:學海無

涯fyk

400N/

mm2fy

360N/mm2f

yv

270N

/

mm2fck

23.4N/

mm2fc

16.7N/mm2ftk

2.20N/mm2ft

1.57N/

mm2miny

0.45

ft

0.45

1.57

1.96

103f 360by0.8f0.0033Es

1

=0.523360116.7

0.523

0.0241

cb by

ff02h

h

c

d

250

25

8

217mm所以，當所配縱筋為

3214

時，鋼筋面積As=804mm

;

As

0.021bh0此時min

b所以該梁為適筋梁試件加載估算開裂彎矩估算5

s

Ec

6.540

E 2.06

10E 3.15

104學海無

涯A

2E

As

2

6.54

804

0.234bh 180

250Mcr

0.292(1

2.5

A

)

ftk

bh2

0.292

1

2.5

0.234

2.20

180

2502

11.455kN

m屈服彎矩估算作為估算，可以假定鋼筋屈服時，壓區(qū)混凝土的應力為線性分布，因此有：My

fyAs(h0

xn/3)

0.9Mu極限彎矩估算fyk

As1fck

bh0400

804

0.3501

23.4

180

2182u 1k

ck

0M

f

bh

(1

0.5

)

1

23.4

180

2172

0.350

1

0.5

0.350

57.270kN

m0.35 0.35cr

P

Mcr

11.455

kN=32.729kNu0.35

0.35P

Mu

57.270kN

163.629kNh0 217Py

0.9Pu

147.266kN4.

抗剪驗算8@502梁中箍筋采用上述配置，及 ，此時梁的抗剪能力如下：

a

700

3.2

>3

=34svA

282

mm2

100.53mm2學海無

涯min100.530 yvf

=Asv

2.57103

0.24ft

1.43103bh 180

217Vu,max

0.25c

fcbh0

0.251.0

16.7

180

217N

163.075kNut 0 yv

0V

1.75fbh

f Asvh

144.6kN

1

sVu.max

VuuV

144.6kN此時 Pcu

2Vu

289.2kN因為 Pcu

Pu，所以該梁出現(xiàn)正截面破壞，符合要求。2.

斜截面受剪構(gòu)件——無腹筋梁斜拉受剪破壞試驗設計。大量試驗結(jié)果表明：無腹筋梁斜截面受剪破壞的形態(tài)取決于剪跨比λ的大小，大致有斜拉破壞、剪壓破壞和斜壓破壞三種主要破壞形態(tài)。圖

1

畫出了兩個對稱荷載作用下，λ=2、1、870360150

3601

2

3

415

30

152130

30

時的主拉應力跡線（虛線）和主壓應力跡線（實線）。由圖可見，當λ= 時，在集中位移計荷載與支座反力間形成比較陡的主壓應力跡線，又由于這時主壓應力值比較大，所以破壞主要是由于主壓應力產(chǎn)生，稱為斜壓破壞。當λ=1～2時，主壓應力跡線與梁縱軸線的交角接近或小于

45°，并且主壓應力值與主拉應力值兩者相差不很大，因此，破壞形態(tài)也就不同。試驗研究表明，無腹筋梁斜截面受剪破壞形態(tài)主要有以下三種：1、斜拉破壞：當剪跨比λ>3

時，發(fā)生斜拉破壞，其破壞特征是：斜裂縫一旦出現(xiàn)就迅速延伸到集中荷載作用點處，使梁沿斜向拉裂成兩部分而突然破壞，破壞面整齊、無壓碎痕跡，破壞荷載等于或略高于出現(xiàn)斜裂縫時的荷載。斜拉破壞時由于拉應變達到混凝土極限拉應變而產(chǎn)生的，破壞很突然，屬于脆性破壞類型。2、剪壓破壞：當剪跨比

1≤λ≤3

時，發(fā)生剪壓破壞，其破壞特征是；彎剪斜裂縫出現(xiàn)后，荷載仍可以有較大的增長。隨荷載的增大，陸續(xù)出現(xiàn)其它彎剪斜裂縫，其中將形成一條主要的些裂縫，稱為臨界斜裂縫。隨著荷載的繼續(xù)增加，臨界斜裂縫上端剩余截面逐漸縮小，最后臨界斜裂縫上端集中于荷載作用點附近，混凝土被壓碎而造成破壞。剪壓破壞主要是由于剩余截面上的混凝土在剪應力、水平壓應力以及集中荷載作用點處豎向局部壓應力的共同作用而產(chǎn)生，雖然破壞時沒有像斜拉破壞時那樣突然，但也屬于脆性破壞類型。與斜拉破壞相比，剪壓破壞的承載力要高。3、斜壓破壞：當剪跨比λ很小（一般λ≤1）時，發(fā)生斜壓破壞，其破壞特征是：在荷載作用點與支座間的梁腹部出現(xiàn)若干條大致平行的腹剪斜裂縫，隨荷載增加，梁腹部被這些斜裂縫分割成若干斜向受壓的“短柱體”，最后它們沿斜向受壓破壞，破壞時斜裂縫多而密。斜壓破壞也很突然，屬于脆性破壞類型，其承載力要比剪壓破壞高。3.鋼筋混凝土柱——大偏心受壓構(gòu)件破壞試驗設計。學海無

涯200120

8013550

13550500870200200

2

2

4

6@100150200501206φ124φ123

8@504φ12120120

1-12-23

8@501

試件設計構(gòu)件設計試件設計的依據(jù)為減少“二階效應”的影響，將試件設計為短柱，即控制

l0/h≤5。通過調(diào)整軸向力的作用位置，即偏心距e0,使試件的破壞狀態(tài)為小偏心受壓破壞。試件的主要參數(shù)①試件尺寸（矩形截面）：b×h×l

=124×120×899mm②混凝土強度等級：C20③縱向鋼筋：對稱配筋

4

12④箍筋：Φ6@100（2）⑤縱向鋼筋混凝土保護層厚度：15mm⑥試件的配筋情況（如下頁圖所示）

4雙向鋼絲網(wǎng)2片尺寸170x903

8@50 3

8@50

1

1

4雙向鋼絲網(wǎng)2片尺寸170x90

8@50

8@50

6@100圖

1.3

大偏心受壓柱配筋圖⑦取偏心距

e0：100mme0學海無

涯2、加載裝置和量測內(nèi)容1

加載裝置柱偏心受壓試驗的加載裝置如圖所示。采用千斤頂加載，支座一端為固定鉸支座，另一端為滾動鉸支座。鉸支座墊板應有足夠的剛度，避免墊板處混凝土局壓破壞。Pe0P圖

1.4.1

柱偏心受壓試驗加載裝置2

加載方式（1）單調(diào)分級加載機制實際的加載等級為

0-10kN-20kN-30kN-40kN-50kN-60kN-破壞3

量測內(nèi)容（1）混凝土平均應變由布置在柱內(nèi)部縱筋表面和柱混凝土表面上的應變計測量，混凝土應變測點布置如下圖。36036015087015123

430位移計30

3015學海無

涯圖

1.4.3

大偏心受壓柱試驗混凝土應變測點布置（2）縱筋應變由布置在柱內(nèi)部縱筋表面的應變計量測，鋼筋應變測點布置如下圖。385385100870

3應變片共計8片

3

1201203-3應變片共計8片5050385870200圖

1.4.3.1

大偏心受壓柱試驗縱向鋼筋應變測點布置（3）側(cè)向撓度柱長度范圍內(nèi)布置

5

個位移計以測量柱側(cè)向撓度，側(cè)向撓度測點布置如下圖。支桿位移計

5385位移計

6位移計7學海無

涯圖

1.4.3.2

大偏心受壓柱試驗側(cè)向撓度測點布置（4）裂縫試驗前將柱四面用石灰漿刷白，并繪制

50mm×50mm

的網(wǎng)格。試驗時借助放大鏡查找裂縫。4、實際實驗數(shù)據(jù)荷載縱向鋼筋應變2_134_134_234_334_434_534_634_734_80.661-12-5-13-4-14-509.992-50-11720116-100-1281268419.984-162-229226349-229-27435127230.224-280-348486634-363-44262351540.216-372-466721913-496-61590484250.043-478-6259621191-661-8321190112659.705-653-82512561521-871-11431522146769.862-810-100815111825-1056-14031832177379.854-1100-132919052346-1376-18662348220593.976-1485-174125864928-1819-24114074512893.232-1544-181127936257-1879-24945723602292.737-1560-181528437114-1883-25026547640292.076-1585-184128998132-1909-25258076691380.928-1699-1851292810437-2060-25610785675.643-1703-1811混2凝93土0應10變382-2086-側(cè)252向0撓0度7844學海無

涯規(guī)范》給述的

計的極

限

按照《混凝土結(jié)構(gòu)設計定的材料強度標準值及上算公式，對于本次試驗試件承載力的預估值為

：Ncu

64kN。Sbh 4*120

*120A

'

1.6%

3%

S

2*π*122則Ncu

（Afc

fyA

)

274kN' '構(gòu)件正截面承載力分析l

870

7.25

8,

查《混凝土設計規(guī)范》

得：

1.0b0 120實測值為

94kN，比預估值大

46.9

，可能原因如下：①試驗時混凝土養(yǎng)護時間已經(jīng)超過要求的標準的

28d，強度有所提高；②計算時所采用的安全系數(shù)等等都為該構(gòu)件的承載力提供了一定的安全儲備，導致實際的抗壓強度高于計算的抗壓強