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文檔簡(jiǎn)介
1、1.正截面受彎構(gòu)件 適筋梁的受彎破壞 試驗(yàn)設(shè)計(jì) 。1.試驗(yàn)?zāi)康模海?)通過實(shí)踐掌握試件的設(shè)計(jì)、實(shí)驗(yàn)結(jié)果整理的方法。(2)加深對(duì)混凝土基本構(gòu)建受力性能的理解。(3)更直觀的了解適筋梁受彎破壞形態(tài)及裂縫發(fā)展情況。(4)驗(yàn)證適筋梁破壞 過程中的平截面假定。(5)對(duì)比實(shí)驗(yàn)值與計(jì)算理論值,從而更好地掌握設(shè)計(jì)的原理。2.試件設(shè)計(jì):(1)試件設(shè)計(jì)的依據(jù)根據(jù)梁正截面受 壓區(qū)相對(duì)高度 和界限受 壓區(qū)相對(duì)高度 b 的比較可以判斷出受彎構(gòu)件的 類型:當(dāng) b 時(shí),為適筋梁;當(dāng) b 時(shí),為超筋梁。界限受壓區(qū)相對(duì)高度 b 可按下式 計(jì)算:b0.8f y10.0033Esbb1 fcf y在設(shè)計(jì)時(shí),如果考慮配筋率,則需要確
2、保其中在進(jìn)行受彎試件梁設(shè)計(jì)時(shí),f y 、Es 分別取混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范規(guī)定的鋼筋受拉 強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值和彈性模量;進(jìn)行受彎試件梁加 載設(shè)計(jì)時(shí),f y 、Es 分別取鋼筋試件試驗(yàn)得到鋼筋受拉屈服 強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值和彈性模量。同時(shí),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(jì)算:min0.45f tf y(2)試件的主要參數(shù) 試件尺寸(矩形截面):bhl1802502200mm; 混凝土強(qiáng)度等級(jí):C35; 縱向受拉鋼筋的種類:HRB400; 箍筋的種 類:HPB300(純彎段無箍筋); 縱向鋼筋混凝土保 護(hù)層厚度:25mm;綜上所述,試件的配筋情況
3、 見圖 3 和表 1:圖3 梁受彎實(shí)驗(yàn)試件配筋表 1試試配筋情況預(yù)估荷載 P (kN)件件特征編PcryuPP號(hào)M適4232.1416850(2LA筋梁16107297.2663.629)說明:預(yù)估荷載按照混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī) 范給定的材料 強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值計(jì)算,未計(jì)試件梁和分配梁的自重。3.試驗(yàn)裝置:圖 1 為本方案進(jìn)行梁受彎性能 試驗(yàn)采用的加 載裝置,加載設(shè)備為千斤頂。采用兩點(diǎn)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(cè)定荷載值。梁受彎性能 試驗(yàn)中,采用三分點(diǎn)加載方案,取 L 2200mm ,a 100mm ,b700mm ,c600mm 。圖
4、 2.a為加載簡(jiǎn)圖,此時(shí)千斤頂加力為 P ,經(jīng)過分配梁后,可視為兩個(gè)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(yàn) 梁;2滾動(dòng)鉸 支座;3固定 鉸支座;4支墩;5分配梁滾動(dòng)鉸支座;6分配梁 滾動(dòng)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(yàn)裝置圖(a)加載簡(jiǎn)圖 (kN, mm )(b)彎矩圖(kNmm )(c)剪力圖(kNmm )圖 2梁受彎試驗(yàn)加載和內(nèi)力 簡(jiǎn)圖4.加載方式:(1)單調(diào)分級(jí)加載機(jī)制:梁受彎試驗(yàn)采取單調(diào)分級(jí)加
5、載,每次加載時(shí)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(yù)加載,預(yù)加載所用的荷載是分級(jí)荷載的前兩級(jí)。具體加載過程為: 在加載到開裂荷 載計(jì)算值的 90%以前,每級(jí)荷載不宜大于開裂荷 載計(jì)算值得 20% 達(dá)到開裂荷 載計(jì)算值的 90%以后,每級(jí)荷載不宜大于其荷 載值的 5%; 當(dāng)試件開裂后,每級(jí)荷載值取 10%的承載力試驗(yàn)荷載計(jì)算值的級(jí)距; 當(dāng)加載達(dá)到縱向受拉鋼筋屈服后,按跨中位移控制加載,加載的級(jí)距為鋼筋屈服工況 對(duì)應(yīng)的跨中位移; 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(shí)測(cè)值 確定方法:對(duì)于本次 試驗(yàn),采用放大鏡觀測(cè)法確定開裂荷 載實(shí)
6、測(cè)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(dāng)加載過程中第一次出現(xiàn)裂縫時(shí),應(yīng)取前一級(jí)荷載作為開裂荷載實(shí)測(cè)值;當(dāng)在規(guī)定的荷載持續(xù)時(shí)間內(nèi)第一次出 現(xiàn)裂縫時(shí),應(yīng)取本級(jí)荷載值與前一級(jí)荷載的平均值作為開裂荷載實(shí)測(cè)值 ;當(dāng)在規(guī)定的荷載持續(xù)時(shí)間結(jié) 束后第一次出現(xiàn)裂縫時(shí),應(yīng)取本次荷 載值作為開裂荷載實(shí)測(cè)值 。(3)承載力極限狀 態(tài)確定方法:對(duì)梁試件進(jìn)行受彎承 載力試驗(yàn)時(shí),在加載或持載過程中出現(xiàn)下列標(biāo)記即可認(rèn)為該結(jié) 構(gòu)構(gòu)件已 經(jīng)達(dá)到或超 過承載力極限狀 態(tài),即可停止加載:受拉主鋼筋拉斷;受拉主鋼筋處最大垂直裂 縫寬度達(dá)到撓度達(dá)到跨度的 1/30;受壓區(qū)混凝土 壓壞。1.5mm;5.試驗(yàn)測(cè) 量
7、內(nèi)容、方法和測(cè)點(diǎn)儀表布置:(1)混凝土平均 應(yīng)變?cè)诹嚎缰幸?側(cè)面布置 5 個(gè)位移 計(jì),位移計(jì)間距 50mm,標(biāo)距為150mm,以量測(cè)梁側(cè)表面混凝土沿截面高度的平均 應(yīng)變分布規(guī)律,測(cè)點(diǎn)布置見圖 4。圖 4 梁受彎試驗(yàn)混凝土平均 應(yīng)變測(cè)點(diǎn)布置(2)縱向鋼筋應(yīng)變?cè)谠嚰v向受拉鋼筋中部粘 貼電阻應(yīng)變片,以量測(cè)加載過程中鋼筋的應(yīng)力變化,測(cè)點(diǎn)布置見圖 5。圖 5 縱筋應(yīng)變片布置(3)撓度對(duì)受彎構(gòu)件的 撓度測(cè)點(diǎn)應(yīng)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(yàn)加載前,應(yīng)在沒有外荷 載的條件下測(cè)讀儀表的初始 讀數(shù)。試驗(yàn)時(shí)在每級(jí)荷載下,應(yīng)在規(guī)定的荷 載持續(xù)試件結(jié)束時(shí)量測(cè)構(gòu)件的變形。結(jié)構(gòu)構(gòu)
8、件各部位 測(cè)點(diǎn)的測(cè)度程序在整個(gè)試驗(yàn)過程中宜保持一致,各測(cè)點(diǎn)間讀數(shù)時(shí)間間隔不宜過長(zhǎng)。圖 6 梁受彎試驗(yàn)撓度測(cè)點(diǎn)布置(4)裂縫試驗(yàn)前將梁兩 側(cè)面用石灰 漿刷白,并繪制 50mm50mm 的網(wǎng)格。試驗(yàn)時(shí)借助放大 鏡用肉眼查找裂縫。構(gòu)件開裂后立即對(duì)裂縫的發(fā)生發(fā)展情況 進(jìn)行詳細(xì)觀測(cè) ,用讀數(shù)放大 鏡及鋼直尺等工具量 測(cè)各級(jí)荷載(0.4Pu0.7Pu)作用下的裂 縫寬度、長(zhǎng)度及裂 縫間距,并采用數(shù) 碼相機(jī)拍攝后手工繪制裂縫展開圖,裂縫寬度的測(cè)量位置為構(gòu)件的側(cè)面相應(yīng)于受拉主筋高度 處。最大裂縫寬 度應(yīng)在使用狀 態(tài)短期試驗(yàn)荷載值持續(xù) 15min 結(jié)束時(shí)進(jìn)行量測(cè)。6.理論極限荷載計(jì)算書(1)配筋計(jì)算:由所選材料
9、性能可知 :fyk400N / mm2fy360N / mm2f yv270N / mm2fck23.4N / mm2fc16.7N / mm2ftk2.20N / mm2ft1.57N / mm2min0.45ft0.451.57 1.96 10 3fy3600.8bfy10.0033Es=0.523bb1 f c0.523116.70.024f y360h0hcd258217mm2502所以,當(dāng)所配縱筋為 3 14 時(shí),鋼筋面積 As=804mm2;As0.021bh0此時(shí)minb所以該梁為適筋梁(2)試件加載估算1.開裂彎矩估算E2.06105s6.540E3.15104E c2E As
10、2 6.548040.234Abh180250M cr0.292(1 2.5A ) ftk bh20.29212.50.2342.20180250211.455kNm2. 屈服彎矩估算作為估算,可以假定鋼筋屈服時(shí),壓區(qū)混凝土的 應(yīng)力為線性分布,因此有:M yf y As ( h0xn / 3)0.9M u3. 極限彎矩估算f yk As4008040.3501 fck bh01 23.4180218Mu1kfckbh 2(1 0.5)0123.418021720.35010.50.35057.270kN mPcrM cr11.455 kN=32.729kN0.350.35PM u57.270k
11、N163.629kNu0.350.35Py0.9Pu147.266kN4. 抗剪驗(yàn)算梁中箍筋采用上述配置,及850 2 ,此時(shí)梁的抗剪能力如下:a700h02173.23=3Asv282 mm2100.53mm24Asv100.532.57103f t1.43 103=180 217min0.24bh0f yvVu ,max 0.25c fc bh00.25 1.0 16.7180 217N163.075kN1.75f t bh0f yvAsvh0144.6kNVus1Vu.maxVuVu144.6kN此時(shí)Pcu2Vu289.2kN因?yàn)镻cu Pu ,所以該梁出現(xiàn)正截面破壞,符合要求。2. 斜
12、截面受剪構(gòu)件 無腹筋梁斜拉受剪破壞 試驗(yàn)設(shè)計(jì) 。大量試驗(yàn)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(gè) 對(duì)稱荷載作用下,=2、1、1 時(shí)的主拉應(yīng)力跡線(虛2線)和主壓應(yīng)力跡線(實(shí)線)。由圖可見,當(dāng)= 1 時(shí),在集中荷載與支座2反力間形成比 較陡的主 壓應(yīng)力跡線,又由于這時(shí)主壓應(yīng)力值比較大,所以破壞主要是由于主 壓應(yīng)力產(chǎn)生,稱為斜壓破壞。當(dāng)=12 時(shí),主壓應(yīng)力跡線與梁縱軸線 的交角接近或小于 45,并且主壓應(yīng) 力值與主拉應(yīng)力值兩者相差不很大,因此,破壞形 態(tài)也就不同。試驗(yàn)研究表明,無腹筋梁斜截面受剪破壞形 態(tài)
13、主要有以下三種:1、斜拉破壞:當(dāng)剪跨比3 時(shí),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(diǎn)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(shí)的荷載。斜拉破壞時(shí)由于拉應(yīng)變達(dá)到混凝土極限拉 應(yīng)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(dāng)剪跨比 13時(shí),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(zhǎng)。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(diǎn)附近,
14、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(yīng)力、水平壓應(yīng)力以及集中荷載作用點(diǎn)處豎向局部壓應(yīng)力的共同作用而 產(chǎn)生,雖然破壞時(shí)沒有像斜拉破壞 時(shí)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(dāng)剪跨比很?。ㄒ话?)時(shí),發(fā)生斜壓破壞,其破壞特征是:在荷載作用點(diǎn)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(shí)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(yàn)設(shè)計(jì) 。
15、1 試件設(shè)計(jì)1.構(gòu)件設(shè)計(jì)(1)試件設(shè)計(jì)的依據(jù)為減少 “二 階效應(yīng) ”的影響,將 試件設(shè)計(jì)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。(2)試件的主要參數(shù) 試件尺寸(矩形截面):bhl = 124120899mm 混凝土強(qiáng)度等級(jí):C20 縱向鋼筋:對(duì)稱配筋 4 12 箍筋: 6100(2) 縱向鋼筋混凝土保 護(hù)層厚度:15mm 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 8503 85011531020056124122200 8500 610002461000721581412150 50 85
16、012020020003 8501-12-25533 8501120 80 4雙向鋼絲網(wǎng) 2片,尺寸 170x90200柱試件立面圖圖 1.3 大偏心受 壓柱配筋圖 取偏心距 e0:100mm2、加載裝置和量 測(cè)內(nèi)容1 加載裝置柱偏心受 壓試驗(yàn)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(dòng)鉸 支座。鉸支座墊板應(yīng)有足夠的剛度,避免墊板處混凝土局壓破壞。Pe0e0P圖 1.4.1 柱偏心受 壓試驗(yàn)加載裝置2 加載方式(1)單調(diào)分級(jí)加載機(jī)制實(shí)際的加載等級(jí)為 0-10kN-20kN-30kN-40kN-50kN-60kN- 破壞3 量測(cè)內(nèi)容(1)混凝土平均應(yīng)變由布置在柱內(nèi)部
17、縱筋表面和柱混凝土表面上的 應(yīng)變計(jì)測(cè) 量,混凝土應(yīng)變測(cè)點(diǎn)布置如下 圖。063123 400位移計(jì)571830 3015 30 15063圖 1.4.3 大偏心受 壓柱試驗(yàn)混凝土應(yīng)變測(cè)點(diǎn)布置(2)縱筋應(yīng)變由布置在柱內(nèi)部 縱筋表面的 應(yīng)變計(jì)量測(cè),鋼筋應(yīng)變測(cè)點(diǎn)布置如下圖。5應(yīng)變片共計(jì) 8片8333021應(yīng)變片0007共計(jì) 8片18120583-33200圖 1.4.3.1 大偏心受 壓柱試驗(yàn)縱向鋼筋應(yīng)變測(cè)點(diǎn)布置(3)側(cè)向撓度柱長(zhǎng)度范圍內(nèi)布置 5 個(gè)位移計(jì)以測(cè)量柱側(cè)向撓度,側(cè)向撓度測(cè)點(diǎn)布置如下 圖。支桿05位移計(jì) 558307位移計(jì) 68583位移計(jì) 705圖 1.4.3.2 大偏心受 壓柱試驗(yàn)側(cè)向撓
18、度測(cè)點(diǎn)布置(4)裂縫試驗(yàn)前將柱四面用石灰 漿刷白,并繪制 50mm50mm 的網(wǎng)格。試驗(yàn)時(shí)借助放大 鏡查找裂縫。荷縱向鋼筋應(yīng)變載233333333_14_1 4_2 4_3 4_4 4_5 4_6 4_7 4_80-3-0.661125141459-21-18.992501170161001282641-23-329.984162229264922927451723-46-650.224280348863436344223154-79-980.216372466211349661504425-91-110.04347862562191661832190126-5-11-119.70565382
19、52565218711145224673-6-11-111001409.862810511825105683277383-712-221101321869.8549053461376348205096-924-451481742413.9765869281819074128511-926-561541812493.2327932571879723022414-927-661561812502.73784311418835474020529-28-864、 2.0761581848991321909252076 913 實(shí)際實(shí)驗(yàn)515數(shù)據(jù)-1-82-716918504325600.9289192
20、8720601856-1-72-717018103825205.64331930220860844混凝土應(yīng)變側(cè)向撓度1111110_1 0_2 0_3 0_5 0_6 0_7-00-000.010.00.02124-00000.010.00.004.295.301.0786 4- -00000.030.00.181.463.704.1841 8- -0.060.010010.15.615.231.34836-00100.080.02.283.745.75.4796-00200.030.09.37.914.364.7045-01300.050.11.445.099.196.9371-01310.160.05.46.255.838.1541 1- -01510.220.07.456.55.037.5228 1-01620.320.09.555.983.919.1042-02720.310.09.559.009.08
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