錨具失效后后張法預應力簡支梁試驗研究

周凌宇，薛憲鑫,，尹國偉,

(1.中南大學 土木工程學院，湖南 長沙，410075；2.中設設計集團股份有限公司，江蘇 南京，210014；3.中鐵工程設計咨詢集團有限公司，北京，100000)

預應力混凝土結構在橋梁中得到廣泛應用，隨著時間的推移，待拆除橋梁數目呈增長趨勢。拆除錨具后，鋼束的黏結性能成為決定殘余預應力的關鍵。人們針對預應力鋼束與混凝土或孔道灌漿的黏結性能進行了很多研究，如：ROSE等[1-3]通過拉拔試驗發現鋼絞線端部滑移量可衡量預應力黏結性能；徐有鄰等[4-5]通過拔出試驗確定了不同標準強度鋼絞線在不同混凝土強度等級下的錨固長度；杜毛毛等[6-7]通過抗拔試驗發現預應力鋼束試件的破壞形態，并推導了后張有黏結預應力筋拉應變滯后系數；王英等[8]通過試驗研究發現鋼絞線與孔道灌漿的黏結力隨著鋼絞線束的增大而減??；俞越隴[9]認為鋼絞線與孔道灌漿的黏結系數與波紋管種類有關；陸蓮娣[10]對鋼絞線黏結機理進行研究，發現波紋管中心的鋼絞線黏結性能比邊緣位置的鋼絞線黏結性能優；ORANGUN等[11]通過抗拔試驗與數據分析得到預應力鋼束與混凝土的黏結強度公式；UNTRANER等[12]通過研究提出黏結錨固是剛度問題而非強度問題，認為當滑移量大于1 mm時，預應力鋼束黏結失效；NILSON等[13-14]對預應力鋼束與混凝土黏結滑移本構進行了研究，取得了一定成果。雖然國內外學者通過不同的試驗方法探討了黏結性能影響因素以及黏結機理，推導了黏結強度公式以及黏結滑移本構關系，但目前對拆除錨具后殘余預應力對結構貢獻的研究很少，為此，本文作者在總結前人研究的基礎上，針對后張法預應力混凝土簡支梁橋在錨具失效后殘余預應力對橋梁結構抗力的貢獻問題進行試驗研究。

1 試驗

1.1 試件設計制作

共制作3根預應力混凝土梁，梁的設計參數見表1，試驗梁和對照梁構造見圖1。水泥、水、砂、石和外加劑質量配合比為 380:155:720:1 084:120；水泥為P.II42.5R級硅酸鹽水泥，粗骨料為石灰巖碎石，最大粒徑≤20 mm；細骨料為天然河砂(中砂)，外加劑為S95礦粉和粉煤灰，采用 NoF-II減水劑，摻量為5.15 kg/m3；水為日常飲用水；波紋管為F-41扁形塑料波紋管；錨具為YMB15-2扁錨。正式試驗時，混凝土抗壓強度平均值為50.85 MPa。

鋼筋拉伸試驗依照GB 228—2002“金屬軸向拉伸試驗方法”進行，實測力學性能見表2。

圖1 試驗梁和對照梁設計圖Fig.1 Layouts of test and contrast beams

預應力鋼筋采用兩端端張拉(分 2次完成)，張拉時混凝土齡期為15 d，實測混凝土抗壓強度平均值為46.21 MPa，張拉控制應力為1 302 MPa。張拉完畢后，采用二次壓漿法立即灌漿封閉。

表1 試驗梁和對照梁設計參數Table 1 Design parameters of test and contrast beams

表2 鋼筋實測力學性能Table 2 Mechanics properties of steels and strands

3根梁的處理方式如表3所示，切除錨具的時間為灌漿完成后28 d。

表3 梁體處理方式Table 3 Beam treatment methods

1.2 加載方案

加載裝置由反力架、液壓千斤頂、壓力傳感器以及分配梁構成，如圖2所示。試驗采用500 kN液壓千斤頂，試驗前先進行預加載。預壓完成后，進行正式加載。采用單調分級直接加載制，在0～60 kN加載區間，采用荷載控制，加載等級為15 kN；在60～140 kN加載區間，加載等級為10 kN；在140～200 kN加載區間，為捕捉開裂荷載和屈服荷載，加載等級為5 kN；當梁頂部混凝土壓碎時，轉為位移控制加載，每級位移為3 mm。

圖2 試驗裝置圖Fig.2 Test device diagram

1.3 測試內容

本試驗通過應變片和百分表采集預應力鋼束的應變以及位移，通過裂縫觀察儀觀察記錄梁體開裂情況。在預應力鋼束以及縱筋上選取5個截面布置電阻應變片，在跨中位置頂面和底面分別布置2個應變片，如圖3所示；在梁的支座以及1/4，1/2和3/4截面位置布置30 mm量程百分表，如圖4所示。每施加1級荷載，持荷2 min后，采用靜態應變數據采集儀采集應變，并人工讀取各百分表讀數以及記錄裂縫開展情況。

圖3 應變片布置圖Fig.3 Arrangement of strain gauges

圖4 位移計布置圖Fig.4 Arrangement of displacement gauges

2 試驗現象

2.1 裂縫分布

3個模型梁在加載過程中，均首先在跨中純彎段出現裂縫，裂縫出現后向上、向兩邊穩定發展。達到破壞時，對照梁和試驗梁純彎段均出現約8條裂縫，彎剪段出現約14條斜裂縫。3根梁裂縫開展情況如圖5所示。

試驗結果表明：在其他條件相同時，切除錨具只影響開裂荷載和裂縫開展寬度，并不影響梁體最后的裂縫分布形式。

2.2 破壞形態

開裂前試驗梁與對照梁均表現為線彈性變形特征。當試驗梁荷載達到60 kN，對照梁荷載達到70 kN左右時，梁體跨中底面和側面開始出現裂縫，裂縫寬度很小，隨即預應力鋼束和鋼筋的應力迅速增大，荷載-撓度曲線出現第1個轉折點(如圖6所示)。隨著荷載增加，純彎段裂縫逐漸增多，當試驗梁荷載達到100 kN，對照梁荷載達到110 kN時，斜裂縫開始出現，此后繼續增加荷載，裂縫長度擴展相對較慢，裂縫寬度發展迅速。當試驗梁荷載達到170 kN，對照梁荷載達到約180 kN左右時，縱向受拉區鋼筋屈服，預應力鋼束還處于彈性階段，混凝土發出輕微“咔咔”的聲響，梁頂部混凝土剝落，撓度迅速增加，荷載撓度曲線進入第2個轉折點。此后進行位移控制加載，混凝土破壞區域逐漸擴大，當跨中位移達到8 cm左右時停止加載，此時最大裂縫約為 4 mm。卸載后裂縫迅速閉合，試驗梁跨中回彈約 4 cm，對照梁跨中回彈約4.8 cm。

3 結果分析

3.1 荷載-跨中撓度曲線

試驗梁和對照梁的實測荷載-跨中撓度曲線如圖6所示。從圖6可看出梁的破壞過程可分為3個階段：1) 從加載到結構開裂的彈性階段；2) 從結構開裂到鋼筋屈服的開裂階段；3) 從鋼筋屈服到結構破壞的破壞階段。

圖5 不同梁裂縫分布圖Fig.5 Crack distribution of different beams

在第1階段中，預應力鋼束與孔道灌漿黏結良好，試驗梁與對照梁的工作狀態一致，曲線基本重合，但由于經過切除錨具處理，預應力略有減小，所以，試驗梁先出現轉折點，提前進入第2階段。在第2階段，結構處于帶裂縫工作狀態，截面剛度下降，荷載-撓度曲線偏離彈性階段曲線的切線方向，斜率逐漸變小，呈現非線性狀態，由于預應力損失，試驗梁豎向剛度比對照梁的小。在第3階段，結構進入屈服狀態，試驗梁荷載撓度曲線陡降，然后趨于穩定，說明當達到屈服時，預應力鋼束與孔道灌漿之間黏結力達到上限，并出現滑移，此時，預應力鋼束的拉應力下降。對照梁中由于錨具的約束作用，預應力鋼束仍能繼續承擔荷載，荷載撓度曲線呈現緩慢上升趨勢。

圖6 荷載-跨中撓度曲線Fig.6 Relationship between load and mid-span

3.1.1 承載能力分析

試驗中測得試驗梁BEAM-A和BEAM-B屈服荷載分別為176.0 kN和171.0 kN，平均為173.5 kN，對照梁 BEAM-C的屈服荷載為 180.0 kN，兩者相差3.6%。屈服后，試驗梁的極限荷載為163.0 kN，對照梁極限荷載約為182.0 kN，相差約為10.4%，這說明在標準灌漿方式下，切除錨具對梁體屈服荷載影響不大，梁體屈服后，極限荷載略降低。

3.1.2 抗裂性能分析

根據試驗結果得到試驗梁BEAM-A，BEAM-B和對照梁 BEAM-C的開裂荷載分別為 66.0，63.0和72.0 kN。取試驗梁BEAM-A和BEAM-B的開裂荷載平均值作為試驗梁的開裂荷載，開裂荷載為64.5 kN，比對照梁BEAM-C的開裂荷載低10.4%。開裂后，在同級荷載下，試驗梁BEAM-A和BEAM-B梁的裂縫寬度約為對照梁BEAM-C的2.5倍，說明拆除錨具后，預應力梁的抗裂性能明顯降低。

3.1.3 豎向剛度分析

利用下式分別得到第1階段和第2階段的剛度K1和K2：

式中：Fe和fe分別為結構開裂前荷載-位移曲線上各點對應的加載荷載和跨中撓度；Fcr和fcr分別為結構達到屈服時對應的加載荷載和跨中撓度；Fck和fck分別為結構開裂時對應的加載荷載和跨中撓度。計算結果如表4所示。

從表4可看出：在第1階段，試驗梁的平均豎向剛度K1約為 11.7 kN/mm，對照梁的剛度為 12.09 kN/mm，兩者相差約為3%；第2階段試驗梁的平均豎向剛度K2為 4.13 kN/mm，對照梁的剛度為 4.45 kN/mm，兩者相差為7.2%。試驗梁的開裂撓度比對照梁增大 1.6%，極限撓度增大 6.8%，說明切除錨具對開裂前梁體剛度影響微小，對開裂后梁體影響較顯著。

3.1.4 延性分析

延性是指工程結構中，截面、構件或結構整體達到屈服后，在承載能力沒有顯著下降情況下所具有的后期變形能力，是結構屈服后一項重要的力學性能，通常通過計算結構位移延性系數和能量延性系數定量研究分析試件的延性性能。

出于安全考慮，本試驗并未加載至斷裂，以結構達到極限承載力后持荷能力下降10 kN時的狀態作為結構極限狀態。3根梁的位移延性系數μΔ和能量延性系數μE見表5。

表5 梁體延性系數Table 5 Ductility of beams

從表5可見：對照梁BEAM-C的位移延性系數為1.72，能量延性系數為 2.09；試驗梁 BEAM-A和BEAM-B的平均位移延性系數為1.53，平均能量延性系數為1.77。與對照梁BEAM-C相比，BEAM-A和BEAM-B的位移延性系數和能量延性系數分別降低11.0%和15.3%，故可以判斷錨具失效后結構延性顯著降低。

3.2 荷載-預應力筋應變曲線

在靜力荷載作用下，以未加載時的狀態作為應變平衡狀態，定義拉應力為正，壓應力為負，模型梁荷載-預應力筋應變增量關系如圖7所示(由于試驗梁BEAM-B的測點P1處應變片被損壞，故未能測得相應結果)。

圖7 預應力鋼束荷載-應變曲線Fig.7 Load strain curves of prestressed tendons

從圖7可看出：試驗梁比對照梁先出現轉折點，說明切除錨具會導致預應力損失，降低消壓荷載；預應力損失從梁端到跨中遞減；出現轉折點后，試驗梁BEAM-A和 BEAM-B的曲線仍能繼續延伸，說明孔道灌漿與鋼絞線的黏結牢固，試驗梁仍能繼續承擔荷載。

達到消壓荷載后，外界荷載由混凝土、普通鋼筋以及預應力鋼束共同承擔。對比圖7(a)和圖7(b)所示曲線斜率可以看出此階段試驗梁的曲線斜率小于對照梁的曲線斜率，說明在同樣荷載增量作用下，試驗梁預應力鋼束承擔的荷載增量也較大。

假設混凝土與普通鋼筋對結構抗力的貢獻率為ρ，定義

其中：Δε1為同級荷載增量下試驗梁預應力鋼束應變增量；Δε0為同級荷載增量下對照梁預應力鋼束應變增量。選取90～160 kN荷載區間的參數進行分析，混凝土與普通鋼筋對結構貢獻率如表6所示。

表6 混凝土與普通鋼筋對結構貢獻率Table 6 Contribution ratio of concrete and steel to structure

由表6可以看出：貢獻率ρ隨著測點與錨固端距離的增大而減小。結合圖5以及2.2節可知，由于錨具在梁端對混凝土的壓縮作用，對照梁裂縫開展區域較短，所以，混凝土和鋼筋可以更多地為結構提供抗力，且壓縮作用隨梁端到跨中遞減，故ρ逐漸減?。辉囼灹簾o錨具約束，故曲線斜率較小。

達到屈服荷載后，試驗梁 BEAM-A和BEAM-B的荷載-預應力筋應變關系上升區域平緩并部分出現下降趨勢，說明此時試驗梁的鋼束與孔道灌漿之間的黏結力達到上限。這種現象從梁端到跨中依次減弱，說明從梁端到跨中黏結力逐漸增強，這與陸蓮娣[10]所得研究結果一致，此時，梁端預應力鋼束與孔道灌漿逐漸開始脫離，鋼束回縮。

3.3 荷載-普通鋼筋應變曲線

由于試驗中梁端部位普通鋼筋應變片被損壞，故只能測得跨中位置相關參數。圖8所示為普通縱向受力鋼筋荷載-應變曲線。

從圖8(a)可知：在達到屈服荷載以前，試驗梁與對照梁所示荷載-應變曲線一致，切除錨具對頂部鋼筋受力沒有影響；達到屈服荷載后，對照梁曲線繼續延伸，試驗梁鋼筋應變下降，說明此時結構承載力開始下降(如圖6所示)。

由圖8(b)可知：在開裂之前，3條荷載曲線基本重合，開裂之后，曲線大致平行，說明試驗梁與對照梁的受力狀態相同；當荷載達到140 kN左右時，試驗梁荷載曲線出現上折。結合2.2節中的分析可知，由于跨中裂縫開展較大，導致普通鋼筋與混凝土黏結力下降，試驗梁鋼筋應變不再增加；當荷載達到170 kN左右時，由于結構承載力降低，試驗梁荷載曲線出現轉折。

圖8 荷載-普通鋼筋應變曲線Fig.8 Load strain curves of regular steel

3.4 荷載-混凝土應變曲線

圖9所示為荷載-混凝土應變曲線，跨中梁頂混凝土壓應變為混凝土壓碎前所測，梁底拉應變為混凝土拉裂前所測。從圖9可以看出：在頂部混凝土壓碎前的整個加載過程中，試驗梁 BEAM-A以及對照梁BEAM-C跨中截面頂部受壓區、底部受拉區混凝土的荷載-應變曲線下降；與裂縫開展情況相同，拆除錨具并不影響混凝土破壞形態，但會降低極限荷載。

圖9 跨中混凝土荷載-應變曲線Fig.9 Load strain curves of mid-span concrete

4 結論

1) 切除錨具后梁體承載能力略下降。與對照梁相比，試驗梁屈服荷載降低3.6%，極限荷載降低10.4%。由于屈服荷載降低較小，在達到屈服荷載之前仍然可按正常狀態考慮預應力鋼束對結構的貢獻。

2) 試驗梁的抗裂性能降低。在同級荷載下，裂縫寬度約為對照梁的2.5倍。切除錨具只影響開裂荷載和裂縫開展寬度，不影響梁體最后的裂縫分布形式。

3) 試驗梁的豎向剛度略降低。與對照梁相比，試驗梁開裂前的豎向剛度降低 3.0%，開裂撓度增大1.6%，開裂后豎向剛度降低7.2%，極限撓度增大6.8%。

4) 試驗梁的延性降低。與對照梁相比，位移延性系數降低11.0%，能量延性系數降低15.3%。