sit试验报告

一．试件 1. 试件制作 本次试验共制作了7根试验梁，其中有五根为无粘结预应力型钢混凝土梁，其余两根为对比梁：一根为型钢混凝土梁，一根为无粘结预应力混凝土梁。7根梁的梁长均为3.6m ，净跨为3.4m ，其中纯弯段长度为1m ，剪跨段长度两边各为1.2m ，梁的截面尺寸均为200×300mm 。每根试验梁的梁内均配置有H 型钢：HM148×100×6×9，该型号的型钢单位重量为21.4kg/m ，截面面积为27.25mm 2，每根型钢的长度为3.56m ，型钢配钢率均为3.84%，型钢上翼缘和下翼缘的保护层厚度均为75mm 。梁内受拉钢筋和受压钢筋均采用2B 14钢筋，保护层厚度均为25mm 。箍筋采用A 6钢筋，箍筋间距非加密区为100mm ，加密区为50mm ，加密区长度为梁两端各500mm 长。 设计的混凝土强度等级为C50，在湖南大学结构实验室采用搅拌机搅拌后浇筑。混凝土的原料采用R425水泥，湘江河砂，粒径为5~20mm 连续级配的碎石以及少量减水剂。混凝土的水胶比为0.32，混凝土的配合比为水泥：砂子：碎石：水：减水剂=1：1.33:2.36:0.32:0.012。 无粘结预应力钢绞线采用1860级低松弛钢绞线：A S 12.7和A S 15.2，两种钢绞线的截面面积分别为98mm 2和140mm 2。由于采用前卡式张拉千斤顶，故预应力钢绞线的预留长度仅比梁长500~600mm 左右。各试件设计参数如下表1所示： 表1 试件参数一览表 *() ()0pe p y s a af c p A f A f A f bh ξσ=++ 无粘结预应力型钢混凝土梁的两种截面布置如图1、图2所示（PSRCB-1,PSRCB-2采用图1所示截面布置，PSRCB-3~PSRCB-5采用图2所示截面布置。） 252510025257 5 1 5 0 7 5 5 2003 25251002525 200 5 07 5 1 5 7 5 3 图1 截面布置方式1 图2 截面布置方式2 试件的型钢和钢筋骨架如图3所示。为了将型钢更准确地定位，并保证型钢在混凝土振捣过程中不发生偏移，混凝土浇筑前将焊在型钢翼缘上的栓钉点焊在了箍筋上。同时，无粘结预应力钢绞线由于自重发成下垂现象，为了保证无粘结预应力钢绞线呈直线状态，在跨中及跨中两侧各两处采用扎丝将钢绞线绑在了箍筋上。 图 3 钢筋骨架图 本次试验的梁采用钢模浇筑，分四次浇筑完成。每次浇筑每根梁留3个尺寸为150×150×150mm 的混凝土立方体试块，与试验梁在同条件下养护28天后在压力试验机上测定其混凝土立方体抗压强度标准值（如图4所示），并以此确定混凝土的强度等级。各试件混凝土的力学性能如下表2所示： 表2 混凝土的力学性能 注：混凝土弹性模量根据《混凝土结构设计》（GB50010-2010）取值。 本次试验采用的钢筋和型钢均为同一批次。在钢筋下料时，截取3根500mm长的钢筋留作材料性能试验用。在万能试验机上进行材料拉伸试验，本次试验所用钢筋的力学性能如下表3所示。型钢下料时，在型钢腹板上截取3根500mm长的型钢试样，按照国家标准（文献）进行加工并事先在试样表面贴上应变片以测量其弹性模量，型钢材料拉伸试验如图5所示，所得到的数据如表4所示。 对于A s12.7和A s15.2的无粘结预应力钢绞线，在下料时各截取1m长左右的试样3根，将塑胶管 剥去，防腐油脂擦干净后在试验机上进行拉伸试验，得到的无粘结预应力钢绞线的力学性能如下表5所示。 表3 钢筋的力学性能 表4 型钢的力学性能 表5 钢绞线的力学性能 注：钢绞线弹性模量根据《混凝土结构设计规范》（GB50010-2010）取值。 图 4 混凝土材性试验图 图 5 型钢拉伸试验图 2. 栓钉设计 型钢与混凝土之间的粘结性能比钢筋与混凝土之间的粘结性能要差很多。研究表明，不设置剪力连接件的钢骨（型钢）混凝土受弯构件，在达到受弯承载力的70%~80%时，钢骨与混凝土交界面产生相对滑移，并且钢骨上翼缘交界面滑移是影响构件受力性能的主要因素，交界面滑移会使构件的承载力降低5%左右。因此在进行钢骨混凝土受弯构件设计时，应该在钢骨的上翼缘布置适量的剪力连接件[1]。本次试验选用16×50mm 的栓钉作为抗剪连接件焊在型钢的上翼缘，施焊方法采用电弧螺柱焊。根据相关规范[2]，抗剪连接件的承载力设计值为： c v s 0.430.7N A A f γ=≤ 其中，E c ——混凝土的弹性模量； A s ——圆柱头焊钉（栓钉）钉杆截面面积； f ——圆柱头焊钉（栓钉）抗拉强度设计值； Υ——栓钉材料抗拉强度最小值与屈服强度之比。 弯剪段混凝土与型钢上翼缘之间的剪力为[3]： c1c V bh f 其中，b ——梁截面宽度； h c1——型钢上翼缘保护层厚度； f c ——混凝土轴心抗压强度。 经过计算，每侧弯剪段内需配置8个抗剪栓钉。栓钉在弯剪段型钢上翼缘的平面布置图如图6所示，现场栓钉焊接图如图7所示。 150150 75 100 图6 弯剪段栓钉在型钢上翼缘的分布图 图7 栓钉焊接图 3. 预应力设计 本次无粘结预应力型钢混凝土试验采用LZQ-27前卡式千斤顶和SYB-80A 手动泵张拉，预应力锚具张拉端和锚固端均采用夹片锚具。锚固端锚具顶在20mm 厚钢垫板上，钢垫板直接顶在钢骨上。张拉端的锚具顶在25t 穿心式传感器上，传感器顶在钢垫板上（如图8所示）。本次试验按照相关规范[4]进行端部局压承载力验算，对于PSRCB ，将钢垫板直接顶在钢骨上（如图9所示）；对于PRCB ，在端部混凝土中放入螺旋筋（如图10所示），经验算均满足预应力构件端部局压承载力要求。 钢垫板 夹片锚具 传感器 钢垫板 夹片锚具 预应力千斤顶 试验梁 图8 预应力张拉示意图 图8 钢垫板示意图图9 螺旋筋示意图 按照相关规定，无粘结预应力筋的张拉控制应力不宜超过0.75f ptk，无粘结预应力筋的张拉程序宜为：从应力为零开始张拉至1.03倍预应力筋的张拉控制应力σcon锚固[5]。本次试验预应力筋的张拉控制应力取为0.65f ptk,，各根无粘结预应力筋均超张拉至1.03σcon，持荷两分钟后卸压。对预应力损失比较大的梁采用补张拉一次的办法，补张拉的张拉力为张拉控制应力σcon。最终各根试验梁实测的有效预应力σpe如下表6所示： 表6 预应力梁的有效预应力表 二．试验加载方案 1. 试验仪器及装置 试验装置图如图10所示。支座一端采用球铰支座，一端采用刀铰支座。弯剪段长度为1200mm，纯弯段长度为1000mm，分配梁同样通过球铰支座和刀铰支座将千斤顶的力转化成两个集中荷载传到试验梁上。跨中处、跨中两侧各300mm处、两加载点处和两侧支座处分别装上百分表。其中可以通过跨中两侧各300mm处的百分表和跨中处的百分表间接测出试验梁在各级荷载下的曲率，进而绘制出弯矩—曲率曲线。反力架下的传感器和测量预应力的穿心式传感器均由XL2118A力和应变综合参数测试仪测量其实时应变，混凝土应变片、型钢应变片和钢筋应变片的数据则通过DH3816静态电阻应变测试仪记录。预应力锚具张拉端和锚固段均采用开封蓝桥预应力厂生产的13和15mm系列的夹片锚具，张拉设备采用LZQ-27前卡式千斤顶张拉，前卡式千斤顶的特点是要求的预应力筋预留长度短，节约预应力筋。试验所用仪器如下表7所示： 温馨推荐 您可前往百度文库小程序 享受更优阅读体验 不去了 立即体验 传感器千斤顶 分配梁 锚具 锚具 穿心式传感器 反力架 球铰支座 刀铰支座 百分表 百分表 300300 图10 试验装置图 表7 试验仪器列表 2. 试验加载制度 每次试验前进行无粘结预应力钢绞线的张拉。张拉前将所有仪器都调试完毕，然后进行预加载，加载值小于0.5倍的计算开裂荷载值，预加载时确定仪表、仪器正常工作后卸载，将所有应变归零，将所有仪表重新进行初读，确认无误后开始张拉。张拉完成后，进行挠度、应变片和传感器等数据的采集，确认无误后开始加载，每次加载后持荷10min ，待数值稳定后再开始读数。加载制度如下： 1. 试件开裂前按5%P u 的荷载级差进行加载，通过观测梁底混凝土应变片的数据，判断接近开裂荷载时进一步减小荷载级差以便能较准确地测得开裂荷载值。 2. 试件开裂后按10%P u 的荷载级差进行加载，通过观测型钢下翼缘型钢应变片的数据，判断接近屈服荷载时进一步减小荷载级差以便能较准确地测得屈服荷载值。 3．试件屈服后仍按10%P u 的荷载级差进行加载，此时由于构件屈服后挠度的增长速度显著加快，施加每级荷载后力传感器的数值下降较多，故每级荷载补加载一次。通过观测梁顶混凝土应变片的数据，判断接近极限荷载时进一步减小荷载级差以便能较准确地测得极限荷载值。 4．试件达到极限承载力后，加载方式由力控制改为位移控制，按照0.5倍的跨中屈服位移进行加载，直到试件承载力下降到0.85P u 完全破坏为止。 三．试验测量方案 3.1 应变测量 3.1.1 混凝土应变测量 混凝土应变片采用浙江黄岩测试仪器厂生产的BX120—100AA 型3×100mm 的应变片，混凝土应变片的布置图如图11所示。粘贴应变片前首先用砂纸将混凝土梁顶面打磨平整，对极不平整的地方用打磨机打磨，然后用丙酮擦拭。粘贴应变片时用502胶将应变片和接线端子粘贴牢固，最后用AB 胶封胶，并做好防潮处理。（并在导线上贴上对应的标签。） 为了测定试件达到极限承载力时受压区混凝土的极限压应变，本次试验混凝土梁顶面纯弯段共布置7个应变片，基本布满了长度为1000mm 的纯弯段，如图11所示。 在各个试件梁的侧面均粘贴了5个混凝土应变片。应变片粘贴的高度分别在受拉钢筋处，型钢下翼缘处，试件中间高度处，型钢上翼缘处和受压钢筋处，粘贴的水平位置均在试验梁的跨中截面处，如图12所示。结合试验加载过程中型钢应变片以及钢筋应变片的数据，可看出跨中截面沿高度的应变分布，进一步地验证平截面假定。 在各个试件梁的底面均粘贴了3个混凝土应变片，用来测量跨中受拉区混凝土的拉应变。当纯弯段受拉区混凝土的最大拉应变接近混凝土的开裂值时，减小加载的荷载级差以便较准确地测得开裂荷载值。纯弯段梁底混凝土应变片的布置如图13所示。 850跨中 球 铰 刀铰 75 75 1000 图11 梁顶面混凝土应变片布置图 354075754035加载点 加载点 1000 图12 梁侧面混凝土应变片布置图 跨中 球铰 刀铰 3501000 图13 梁底面混凝土应变片布置图 3.1.2 型钢应变测量 粘贴在型钢上的应变片选用BX120—5AA 型3×5mm 电阻应变片。粘贴前先用打磨机对型钢表面进行打磨至颜色发亮为止，然后将打磨位置处用丙酮擦拭干净，粘贴应变片时用502胶将应变片粘贴牢固后再用AB 胶封胶防潮。最后用导线引出，贴好对应的标签，并做好防潮处理。 型钢上翼缘和下翼缘表面应变片的布置如图14所示，分别在跨中处，跨中两侧150mm 和300mm 处以及两加载点处粘贴应变片。当型钢下翼缘表面应变片的最大数值接近型钢屈服应变时，减小加载的荷载级差以便能较准确地测得试件的屈服荷载。 型钢腹板侧面应变片的布置如图15所示，分别在型钢腹板中间高度处以及上下各30mm 处布置，以便能得到型钢沿整个截面高度的应变分布。 跨中 加载点 加载点 100 200 150 150 150150200 100025 图14 型钢上翼缘和下翼缘应变片布置图 跨中 加载点 加载点 303036 36 150 1000 图15 型钢腹板应变片布置图 3.1.3 钢筋应变测量 粘贴在钢筋上的应变片选用BX120—5AA 型3×5mm 电阻应变片。粘贴前先用打磨机将带肋钢筋打磨出一个光亮的平面，用丙酮擦拭干净后，再用502胶将电阻应变片粘贴牢固。应变片表面用AB 胶封胶后再用纱布包好，以防浇筑混凝土时对电阻应变片造成损伤。最后用导线引出，并做好防潮处理。 受拉钢筋和受压钢筋表面混凝土应变片的布置如图16所示。在跨中处和跨中两侧各250mm处以及加载点处粘贴钢筋应变片。对于PRCB，当纯弯段受拉钢筋处的应变值接近钢筋屈服应变时，减小加载的荷载级差以便较准确地测定出PRCB的屈服荷载。 跨中 加载点加载点 250250250250 图16 受拉和受压钢筋应变片布置图 3.2 预应力测量 （标定？）本次试验在张拉端布置25t的穿心式传感器，并将其接到XL2118A综合参数测试仪上， 这样无粘结预应力钢绞线的力就可以通过测试仪上的应变值换算出来。利用LZQ-27前卡式千斤顶张拉时，最后测试仪上的数值反映的是张拉初始应力；将张拉千斤顶卸掉，稳定一段时间后，测试仪上的数值反映的是有效预应力；试验开始后测试仪上数值的增加量反映的即是预应力增量。 3.3 挠度测量 本次试验的挠度测量均采用百分表。其中，纯弯段的5个百分表量程为50mm，分布在梁底的跨中处，跨中两侧各300mm处以及加载点处。支座处的两个百分表量程为10mm。两种百分表均精确到0.01mm，估读至0.001mm。试验前首先检查百分表伸缩是否流畅，如有卡滞的现象需涂油后使用。预应力张拉前先对百分表进行初读，并注意保证百分表预压有一定的数值，以防止预应力张拉后产生反拱使表针脱离梁底面。试件达到极限承载力前后，注意纯弯段的百分表是否将要达到量程，快要到量程时重新安装一次百分表并记下重装后的读数。 3.4 裂缝观测 裂缝宽度的观测采用ZBL-F101裂缝宽度测试仪进行，同时需准备一个放大镜，用来发现试件刚开裂时的微小裂缝以及准确判定试验过程中裂缝开展的高度。试验时对新出现的裂缝先用铅笔在裂缝旁边描出裂缝的走势并标注出开裂到某高度处时的荷载，试验结束后改用毛笔重新描画一遍以利于拍照，并用坐标纸将裂缝形态如实描画下来。 四．试验过程及现象 1. USRCB 以下以USRCB-5为例说明无粘结预应力型钢混凝土梁在单调荷载作用下的试验现象。 当加载到100kN时纯弯段受拉区混凝土出现第一条裂缝，裂缝高度未到达受拉钢筋高度处。继续加载到130kN时，纯弯段又出现了6条竖向裂缝，有3条已发展到型钢下翼缘高度处；左侧弯剪段和右侧弯剪段各出现一条竖向裂缝，均未发展到受拉钢筋高度处。此后，纯弯段裂缝高度和弯剪段裂缝高度均发展十分迅速，相比之下，裂缝宽度发展比较缓慢。加载到160kN时，纯弯段裂缝的平均裂缝高度为125.5mm；弯剪段的裂缝已发展至型钢腹板处，并开始向加载支座处斜向发展。加载到190kN时，纯弯段最大裂缝宽度已达到0.1mm，有4条裂缝已发展至截面中间高度处，此后由于型钢腹板的阻滞作用，裂缝高度发展比较缓慢。挠度的增长速度比较稳定，这个阶段的跨中M―a f曲线近似为一直线，同时预应力钢绞线的应力增长也比较稳定。当加载到220kN时，纯弯段又出现1条新裂缝，纯弯段裂缝出齐。新出现的裂缝高度发展迅速，其他裂缝的高度发展很缓慢，受拉钢筋高度处的裂缝平均间距为95mm；弯剪段靠近支座的两条裂缝高度达到截面中间高度处，离加载支座处越远，弯剪段裂缝高度越低。当加载到243kN时构件屈服，此时纯弯段裂缝最大宽度为0.18mm，裂缝最大高度为179mm；弯剪段裂缝出齐，最大裂缝高度185mm。构件屈服后，纯弯段裂缝宽度的发展速度显著加快，裂缝高度也有所发展，跨中挠度和预应力钢绞线应力的增长速度显著加快。继续加载至260kN，持荷时反映加载力大小的应变减小速度加快，持荷困难，但加载后荷载仍能少量增加，跨中混凝土受压区出现些许水平裂缝，并伴随有“噼啪”声。加载到270kN左右时，跨中混凝土受压区突然发出声响，混凝土被压碎，并伴有少量混凝土剥落，试件达到极限承载力。此时，纯弯段最大裂缝宽度为0.86mm，跨中挠度为26.5mm。继续按位移加载，直到梁完全破坏，此时跨中挠度增加到34.37mm。卸载后，最大裂缝宽度减小到0.3mm，跨中残余挠度为11.36mm。试验结束后，纯弯段裂缝有10条，弯剪段裂缝共有8条。预应力张拉完成后试验梁的状态如图9所 示，试验结束完全卸载后试验梁如图10所示。 图9 张拉完成后图10 完全卸载后其它无粘结预应力型钢混凝土梁在试验过程中的特征点数值如下表8所示： 表8 无粘结预应力型钢混凝土梁试验值 2. SRCB 当加载到15kN时纯弯段受拉区出现第1条裂缝，裂缝高度已超过受拉钢筋高度处，裂缝宽度为0.02mm。继续加载，裂缝大量出现，受拉钢筋高度处的裂缝间距逐渐趋向均匀，并沿高度方向发展很快。当加载到25kN时，纯弯段已出现5条裂缝并全部到达型钢腹板高度处，最大裂缝宽度为0.04mm。当加载到45kN时，纯弯段已出现7条裂缝，最大裂缝宽度已达到0.1mm，裂缝高度均已到达截面中间高度处；弯剪段出现4条裂缝，裂缝的平均高度为142mm。当加载到70kN时，纯弯 段裂缝出齐，受拉钢筋高度处的裂缝平均间距为101mm，最大裂缝宽度为0.12mm，裂缝平均高度为167mm，裂缝宽度和高度的发展速度均比有预应力的PSRC梁要快；弯剪段裂缝共有6条，平均裂缝高度为147mm。继续加载，由于受到型钢腹板的阻滞作用，裂缝的发展速度比较缓慢。当加载到100kN时，纯弯段最大裂缝宽度为0.18mm，平均裂缝高度为184mm，裂缝高度逐渐趋向均匀；弯剪段裂缝出齐，共有13条。当加载到125kN时构件屈服，屈服时纯弯段最大裂缝宽度为0.2mm，跨中挠度为13.08mm。屈服后构件跨中挠度的增长速度明显加快，构件挠度的增长速度远大于荷载的增长。纯弯段裂缝宽度的发展速度显著加快，裂缝高度也有所发展。加载到150kN时，纯弯段裂缝的最大裂缝宽度为0.68mm，跨中挠度为22.67mm。继续加载至165kN，持荷时反映加载力大小的应变减小速度加快，持荷困难，但加载后荷载仍能少量增加，跨中混凝土受压区出现些许水平裂缝，并伴随有“噼啪”声。加载到170kN左右时，跨中混凝土受压区突然发出声响，混凝土被压碎，并伴有少量混凝土剥落，试件达到极限承载力。试验结束后，纯弯段裂缝有10条，弯剪段裂缝共有13条。构件达到极限承载力时混凝土受压区如图11所示，完全卸载后如图12所示。 图11 极限状态时混凝土受压区图12 完全卸载后 3. PRCB 当加载到50kN时，构件纯弯段混凝土受拉区开裂，裂缝宽度小于0.02mm，高度未到达受拉钢筋高度处。继续加载，裂缝大量出现，裂缝间距逐渐趋向均匀。构件开裂后裂缝高度发展很快，裂缝宽度相比PSRC梁也有较快的发展。当加载到65kN时，纯弯段又出现4条新裂缝，裂缝高度均到达截面中间高度处，最大裂缝宽度为0.08mm；右侧弯剪段出现第1条裂缝，裂缝高度未到达受拉钢筋高度处。当加载到80kN左右时纯弯段裂缝最大宽度已达0.12mm，裂缝的平均高度为195.4mm，受拉钢筋高度处的裂缝平均间距为109mm；此时弯剪段只出现了两条裂缝，裂缝平均高度已到达截面中间高度处。当加载到90kN时，纯弯段又新出现1条裂缝，最大裂缝宽度达到0.2mm；弯剪段又新出现2条裂缝，裂缝平均高度为154mm。当加载到99.5kN时，构件屈服，纯弯段裂缝出齐，共有10条，最大裂缝宽度为0.34mm，最大裂缝高度为229mm；弯剪段裂缝同样出齐，共有7条，最大裂缝高度为213mm。构件屈服后，跨中挠度的增长速度明显加快，挠度的增长速度远大于荷载的增长，预应力钢绞线的应力增长速度也明显加快。当加载到106kN时，纯弯段主裂缝高度为262mm，接近受压钢筋高度处并沿水平方向发展，其余裂缝发展较缓慢；弯剪段裂缝的发展同样缓慢。当加载到110kN时，纯弯段又有一条裂缝发展为主裂缝，宽度达到1.6mm，高度达到受压钢筋高度处，另一条主裂缝的宽度达到1.84mm，其余裂缝的宽度和高度增长很少。继续加载，构件跨中挠度增长 很快而荷载增长很慢，持荷时反映加载力大小的应变值减小加快，持荷较困难，但荷载还能少量增加，跨中混凝土受压区出现些许水平裂缝，并伴随有“噼啪”声。加载到120kN左右时，跨中混凝土受压区突然发出声响，混凝土被压碎，并伴有少量混凝土剥落，试件达到极限承载力。此时，纯弯段最大裂缝宽度为2.3mm，跨中挠度为39.88mm。继续按位移加载，直到梁完全破坏，此时跨中挠度增加到46.7mm。卸载后，最大裂缝宽度减小到1.3mm，跨中挠度恢复了28.6mm，跨中残余挠度为18.1mm。试验结束后，纯弯段裂缝有10条，弯剪段裂缝共有7条。试验结束试件完全卸载后如图13所示。 图13 完全卸载后 从以上描述可以得到以下结论： 1. 由PSRCB-2和PRCB的对比可以看出，预应力型钢混凝土梁比预应力混凝土梁的裂缝宽度更均匀，裂缝高度更小，残余裂缝宽度也更小。预应力混凝土梁和预应力型钢混凝土梁达到极限承载力时的挠度相近，但前者卸载后的残余挠度更小，挠度恢复得更好。 2. 由PSRCB和SRCB的对比可以看出，加载的各个阶段前者比后者的裂缝宽度明显减小，卸载后的残余裂缝宽度更小，跨中残余挠度也更小。 3. 由PSRCB-1至PSRCB-5知，预应力度越高，开裂荷载就越高，裂缝宽度越小，弯剪段的裂缝数量也越少。同时，预应力度越高，达到极限承载力时的挠度就越小，卸载后的跨中残余挠度也越小。 五．弯矩—挠度关系 图14 M―a f关系曲线 弯矩—挠度关系是梁抗弯总体性能的一种重要反映。图14给出了本次7根梁的M―a f关系曲线。 从图中可以看出，M―a f曲线大致是由四段组成，且在特征点附近出现明显的转折。 第一段从开始加载经历截面受拉边消压至受拉区混凝土开裂，为未开裂弹性阶段。这个阶段的斜率比较稳定，可基本取为常数。预应力度越高，开裂荷载值就越大。同时，预应力梁开裂前斜率比只有型钢的梁要大，即斜率较大。 第二段从受拉区混凝土开裂开始至型钢屈服。试验梁产生裂缝后，由于受拉区混凝土退出工作，梁的刚度减小，弯矩-挠度曲线产生第一个转折，曲线的斜率减小，由图14、图15可以看出，没有型钢的PRC梁在这个阶段的斜率明显小于有型钢的PSRC梁，可见型钢在这个阶段对构件刚度的贡献。预应力度大的梁的刚度比预应力小的梁略大，相差不多。预应力度越大，屈服荷载就越大。 第三段从型钢下翼缘屈服至到达极限荷载。由于型钢的屈服，构件刚度进一步减小，弯矩-挠度曲线出现明显转折进入弹塑性阶段。在这个阶段内，构件挠度的增长速度明显加快，增大的速度大于弯矩的增长速度。由图14、图15可以看出，由于型钢的存在，PSRC梁屈服后的弯矩增长量明显大于没有型钢的PRC梁；同时，预应力度越高，屈服段的长度就越短，延性就越差。 第四段从承载力的峰值点至构件完全破坏。当受压区混凝土即将被压碎时，构件达到极限承载力。峰值点后，加载方式由力控制改为位移控制。由于型钢的存在，构件还具有一定的承载能力，弯矩-挠度曲线平缓下降，直到构件完全破坏。 图15 M―a f关系曲线 从以上分析可以看出： 1. PSRC梁与SRC梁相比，开裂荷载更高，开裂前M―a f曲线图的斜率更大，即刚度更大。PSRC 梁比SRC梁屈服时的挠度更大，屈服荷载和极限荷载更高，但延性比SRC梁差。 2. PSRC梁与PRC梁相比，试件开裂前二者刚度相近，由于型钢的存在，试件开裂后PRC梁的刚度明显更小，即M―a f曲线图上的斜率更小。PSRC梁的屈服荷载和极限承载力更大，试件屈服后，PRC梁的M―a f曲线图更平缓，承载力上升不多，但达到极限承载力时PRC梁的挠度更大，延性更好。 3. 不同预应力度的PSRC梁相比，预应力度越高，施加预应力后的反拱越大，开裂荷载也越高。预应力筋配筋率越高，弯矩—挠度曲线图上第二段直线的长度越长，斜率越大；反之，则直线越短，斜率越小。由于其非预应力筋的配筋率相同，故其综合配筋指标ξ0越大第二段直线的斜率就越大。 同时，由弯矩—跨中挠度曲线可以看出，综合配筋指标ξ0越大，第三段直线的长度越小，即说明位移延性越差。试件梁的极限承载力也随着预应力度的提高而增大。 六．无粘结预应力筋的应力增长 试验梁的弯矩—无粘结预应力筋应力增量（M—Δσp）关系M—Δσp曲线的形状与弯矩—跨中挠度（M―a f）关系曲线近似相同，也基本由四段组成，如图16所示。这说明无粘结预应力钢绞线的应力增长与梁的挠度发展密切相关。在开裂以前，预应力钢绞线的应力增长很少，M–Δσp图的斜率较大，基本为一直线；外弯矩主要是靠中和轴位置上移，内力臂增大来平衡。试件开裂以后，由于受拉区混凝土退出工作，试件的刚度下降，跨中挠度增长加快，相应的无粘结钢绞线的应力增长也加快。值得注意的是，对于PRCB，弯矩—无粘结预应力筋应力增量曲线在开裂后有一个弧段，这表明在开裂后，无粘结钢绞线应力增长的变化有一个过程，而不会突然骤增，这和PRCB的弯矩-跨中挠度曲线也是相互对应的。由于和混凝土的共同工作，有粘结钢筋和型钢的应力增长要大于无粘结钢绞线的，这一阶段的弯矩增量由三者共同抵抗，M–Δσp曲线在这个阶段的斜率有所减小，但无粘结钢绞线的应力增量Δσp相对于有效预应力σpe来说仍然是一个较小的值。对于型钢预应力混凝土梁，当型钢达到屈服强度时，实测的无粘结钢绞线应力增量约为140~185Mpa，Δσp/σpe=0.147~0.181；对于预应力混凝土梁，当钢筋达到屈服强度时，实测的无粘结钢绞线的应力增量为113MPa，Δσp/σpe=0.110。可以看出，构件屈服时PSRCB无粘结钢绞线的应力增量比PRCB屈服时的无粘结钢绞线的应力增量要大。 对于PSRCB，型钢下翼缘屈服后，应力不再增加，继续增大的弯矩几乎全部由腹板相继屈服和无粘结钢绞线的应力增长来承担。这时无粘结钢绞线的应力增长速度明显加快，M–Δσp曲线图的斜率明显减小，无粘结钢绞线应力的增长速度比弯矩的增长速度快得多。构件达到极限承载力时的应力增量Δσp为242.7~322.38Mp，Δσp/σpe =0.24~0.33。由图10可以看出，对于预应力型钢混凝土梁，随着预应力度的增大，极限承载力时无粘结钢绞线的应力增量呈减小的趋势。对于PRCB，受拉钢筋屈服后，应力不再增加，继续增大的弯矩几乎都由无粘结钢绞线的应力增长承担。无粘结钢绞线应力的增长主要就产生在这个阶段。达到极限承载力时的应力增量Δσp为356.3Mpa，Δσp/σpe =0.346。可以看出，达到极限承载力时PRCB的钢绞线应力增量要大于PSRCB。结合表1可以看出，随着综合配筋指标ξ0的增大，达到极限承载力时无粘结预应力筋的应力增量Δσp呈减小的趋势。 图16 弯矩-预应力增量关系曲线 七．延性分析 所谓延性是指材料、构件和结构在荷载作用或其他间接作用下，进入非线性状态后在承载能力没有显著降低的情况下承受变形的能力。延性就其讨论范围而言可以分为材料、截面、构件和整体延性。衡量延性的量化设计指标中，最常用的为曲率延性系数和位移延性系数。 曲率延性系数定义为极限曲率φu与屈服曲率φy的比值。极限曲率为受压区混凝土被压碎时的跨中纯弯段的曲率，屈服曲率φy为构件屈服时跨中纯弯段的曲率，试验梁的弯矩-曲率关系图如下图17所示。 图17 M—φ曲线图 由图17可以看出，弯矩-曲率关系图与弯矩-跨中挠度关系图相近，大体均由4段组成，即未开裂段，开裂阶段，屈服阶段以及荷载下降段。经计算，各个阶段的曲率延性系数如下表9所示： 由表9可以看出： 1. 由PRCB和PSRCB-2对比可以看出，在单调荷载作用下，跨中纯弯段处预应力型钢混凝土梁比预应力混凝土梁的曲率延性系数更大，即曲率延性更好。 2. 由SRCB和PSRCB对比可以看出，预应力度超过一定值后，单调荷载作用下型钢混凝土梁比预应力型钢混凝土梁的曲率延性系数更大，曲率延性更好，即施加预应力后会使梁的延性变差。 3. 由PSRCB-1至PSRCB-5可以看出，随着预应力度的提高，综合配筋指标ξ0相应提高，在单调荷载作用下，跨中纯弯段处预应力型钢混凝土梁的曲率延性系数呈减小的趋势，即综合配筋指标ξ0越高曲率延性越差。 位移延性为极限位移Δu和屈服位移Δy之比，即延性系数μ=Δu/Δy。由各试验梁的弯矩—跨中挠度曲线可以得到各个试验梁的位移延性系数。计算表明，各因素对梁位移延性的影响规律与它们对曲率延性的影响规律基本一致。 八．混凝土压应变分布 本次试验在试件设计时将纯弯段混凝土上表面基本布满了标距为100mm的混凝土应变片，故试 验结果基本可以反映整个纯弯段混凝土压应变的分布情况。在加载过程中，试件纯弯段上表面混凝 土的应变发展及沿长度方向的实测分布如图18所示。由图18可以看出，试件屈服以前，纯弯段受 压区上表面混凝土的应变分布比较均匀，反映在图上为一条近似水平的直线，这和纯弯段裂缝间距 较大和混凝土应变片标距较大也有一定的关系。构件屈服后，塑性铰逐渐形成，破坏截面慢慢产生， 图上的线段不再为一条近似的直线，接近极限破坏时，纯弯段受压区上表面的混凝土应变分布呈现 出很大的不均匀性，混凝土应变分布图上产生了1~2个“尖角”，混凝土压应变最大处即为极限破坏 截面形成处。 由图18可以看出，试件达到极限承载力时，对于无粘结预应力型钢混凝土梁，纯弯段受压区上 表面混凝土极限压应变为2505~3976με，平均值为3095 με。我国《型钢混凝土组合结构技术规程》 （JGJ138–2001）中规定，受压区混凝土的极限压应变为3000 με。由试验结果可以看出，无粘结预 应力型钢混凝土梁的混凝土极限压应变仍可按该规范取为3000 με，并且是偏安全的。 图18 纯弯段混凝土压应变分布图 九．无粘结预应力筋的极限应力 pu σ 无粘结预应力筋的极限应力可表示为有效预应力 pe σ和试件达到极限承载力时的应力增量 p σ ? 之和，即 pu pe p σσσ =+? 对于无粘结预应力混凝土梁，试件达到极限承载力时的应力增量 pu σ ?采用《无粘结预应力混凝土结构技术规程》(JGJ 92—2004)中的公式进行计算： p0 (240335)(0.45 5.5) h l σξ ?=-+ pe p y s c p A f A f bh σ ξ + = 此时，极限应力 pu σ尚应符合下列条件： pe pu py f σσ ≤≤ 式中， ξ——综合配筋指标； l——受弯构件计算跨度； h——受弯构件的截面高度； p h——无粘结预应力筋合力点至截面受压边缘的距离。 无粘结预应力混凝土梁达到极限承载力时应力增量p σ?的实测值和计算值均列于表10所示，无粘结预应力筋的极限应力pu σ的实测值t pu σ和理论值c pu σ的比值为0.981。 对于无粘结预应力型钢混凝土梁(USRCB)，综合配筋指标0ξ不仅与无粘结预应力筋和非预应力筋有关，还与受拉部分的型钢有关。即： pe p y s a af 0c p A f A f A f bh σξ++= 利用试验实测的无粘结预应力筋应力增量p σ?，通过线性回归的方法，可以得到试件达到极限承载力时的应力增量p σ?与USRCB 的综合配筋指标0ξ的关系： p 0483562σξ?=- 图19给出了试验梁达到极限承载力时实测的p σ?和综合配筋指标0ξ的散点分布以及按照线性回归方法得到的公式直线。由该图可以看出，与无粘结预应力混凝土梁一样，无粘结预应力型钢混凝土梁的应力增量p σ?随着综合配筋指标0ξ的增大而减小。 220 240 0.280.30.320.340.360.380.40.420.44 图19 p σ?—0ξ关系曲线图 无粘结预应力型钢混凝土梁(USRCB)达到极限承载力时应力增量的实测值t pu σ?以及理论计算值c pu σ?如下表10所示: 表10 试验梁的无粘结预应力筋极限应力分析 十. 试验梁的正截面承载力 本次试验梁极限弯矩的试验值和理论计算值如下表11所示： 表11 正截面承载力计算