無粘結預應力梁施工質量問題分析

呂 杰

（鹽城市第二建筑設計院有限公司，江蘇 鹽城 224000）

1 工程概況

某國際大酒店工程，屋面采用了無粘結預應力砼結構，YWKL梁截面尺寸550×1800mm，為減少預應力損失提高結構構件的抗裂度，該工程采用高強度低松弛無粘結鋼絞線，配2-6UΦj15.2，fptk＝1860N/mm2，σcon＝0.75fptk，采用兩端張拉，錨具采用單孔錨，預應力筋張拉程序為：0→0.2σcon→0.6σcon→1.0σcon，張拉端錨具采用外置式，見圖 1。

圖1 無粘結預應力屋面梁YWKL與柱連接張拉端大樣圖

2 無粘結預應力筋伸長值偏大原因分析

2.1 無粘結預應力筋張拉理論伸長值計算

預應力筋張拉理論伸長值計算按下式計算：△Li＝σcon[1+e-（kLT＋u∑θ）]L/2Es

其中：LT——預應力筋長度（m）LT＝（1＋8H2/3L2）L H——矢高

L——實際跨度 θ——預應力筋彎曲的總角度（rad）θ≈8H/L

k——每米孔道局部偏差對摩擦影響系數。按規范k取0.004

u——預應力筋與孔道壁之間的摩擦系數。按規范u取0.12

Es——預應力筋的彈性模量。按規范Es取1.95×105N/mm2

從表1中可知：實測伸長值普遍偏長，超出規范允許上限1.06△Li范圍，但離散性較小，實測伸長值很穩定。

表1 部分有代表性預應力梁預應力筋張拉伸長值統計

2.2 實測伸長值偏大原因分析

式中：NK——張拉端力（KN）；N1——被動端力（KN）；LT——預應力筋長度（m）；θ——預應力筋彎曲的總角度（rad）θ≈8H/L

表2 摩阻損失測試表

從表中可知：u值在0.1左右比 按規范取值u=0.12小，故理論計算時u值取值偏大，導致理論計算伸長值偏小，以致實測值伸長比理論伸長值大。

2.2.2 其它原因：工作錨夾片內縮值、張拉端錨頭承壓板與預應力筋不垂直、鋼絞線截面積理論計算時采用公稱面積，但各生產廠家控制的誤差不同，將實際面積與公稱面積相差2%～3%等原因，將導致實測伸長值偏大。

3 預應力梁與混凝土單向板間出現縱向裂縫原因分析

屋面無粘結預應力梁張拉完一半后，發現張拉完的梁與混凝土單向板間出現縱向裂縫，裂縫寬度0.2mm，邊跨板與預應力梁間的裂縫較大。

3.1 裂縫原因分析

3.1.1 根據預應力梁結構平面布置圖，屋面混凝土單向板的跨度較小，板的剛度較大，抗變形能力較差，故在無粘結預應力鋼絞線張拉后，樓板對預應力大梁的反拱變形約束較高，導致無粘結預應力梁與混凝土單向板間出現縱向裂縫。對預應力作用下的跨中反拱計算如下：

1）短期剛度：

3）預應力作用下的跨中反拱

3.1.2 屋面找平、保溫、防水層及面層還未施工，就進行預應力梁張拉，荷載較原設計荷載小，同時梁張拉后跨中存在向上反拱，以致預應力梁一次性張拉完后反拱值偏大。預應力張拉控制應力適當調低，并分階段張拉，在屋面找平、保溫、防水層及面層未施工前預應力筋先張拉到0.6σcon，待屋面找平、保溫、防水層及面層施工完無粘結預應力筋再張拉到 1.0σcon。

3.1.3 屋面混凝土澆筑后的養護條件一般比樓面結構養護條件差。屋面梁板混凝土收縮量比樓面結構相對要大，該屋面張拉前已存在收縮裂縫，張拉后又附加一定的拉應力，致使板梁間產生表觀裂縫。

4 結論

當預應力筋在張拉過程中，實測伸長值超過《混凝土工程施工及驗收規范》規定時，應暫停張拉，采取措施予以調整，按現場實測數據等重新進行計算，使其調整到規范允許范圍內再繼續張拉。本工程施工時出現的裂縫屬于正常裂縫，不影響結構的正常使用性能。

［1］藍宗建,主編.混凝土結構設計原理[M].東南大學出版社,2002.

［2］呂志濤,孟少平,編.現代預應力設計[M].中國建筑工業出版社,1998.

［3］楊宗放,方先和,編.現代預應力混凝土施工[M].中國建筑工業出版社,1996.

［4］傅溫,張玉明,王宏彬,編.高效預應混凝土工程技術[M].中國民航出版社,1996.