在既有结构及各种大跨度结构的加固方式中, 体外预应力加固是常用且高效的方法^[1]。当前, 国内外对体外预应力加固混凝土结构已进行了大量的试验研究。Tan Kiang-Hwee和Ng Chee-Khoon^[2]基于由体外预应力加固的6根相同截面尺寸的T形钢筋混凝土梁的试验研究, 详尽分析了转向块与体外预应力筋外形对体外预应力混凝土梁极限强度、破坏形式的影响。Young Hoon Park等^[3]对已使用23年的在役板梁桥进行了体外预应力加固的动静载试验研究, 比较了加固使用4年后与加固完成时两种情况下的体外预应力筋的预应力损失。我国学者张晓漪^[4]基于17根体外预应力加固混凝土梁的试验研究, 分析了各试件的工作特性及计算方法, 推导出了设计体外预应力加固混凝土梁所需要的各种计算公式。杜进生等^[5]针对体外预应力筋加固的钢筋混凝土简支梁提出了极限抗弯强度计算方法, 该法基于塑性铰区的变形来确定无粘结筋的极限应力增量。张继文、吕志涛^[6]基于10根简支梁的试验, 对预应力加固梁进行了较为系统的研究, 包括正截面抗弯加固、斜截面抗剪加固、有粘结加固等方面的试验研究及计算分析。

　　 综上所述, 至今对体外预应力加固结构的研究已较为丰富且成熟。然而, 根据相关试验数据可以发现, 已有试验研究中混凝土立方体抗压强度多在30MPa以上。而对既有建筑的评估显示, 很多20世纪80年代建造的房屋, 其结构构件混凝土立方体抗压强度在20MPa左右^[7], 且在实际加固工程工作中, 常会遇到混凝土强度等级远不能满足建筑结构使用要求, 出现结构构件混凝土强度等级低于C15, 只有C10甚至更低的情况^[8]。故对该类低强度的混凝土结构是否可用体外预应力进行有效加固尚待进一步研究。基于此, 本文对4根体外预应力加固的混凝土简支梁进行了静载试验下受力性能的研究。

　　 设计了具有相同跨度和截面尺寸的4根矩形截面简支梁, 其跨度L=4 500mm, 截面尺寸b×h为250mm×450mm。考虑了3个影响因素来设计试件, 分别为混凝土强度等级、非预应力受拉钢筋配筋率及预应力筋张拉控制有效应力, 具体情况如表1所示^[7,9]。

　　 加固预应力筋的用量采用了房屋建筑设计中常用的强度比法进行计算^[10]:

　　 式中:PPR为基于钢筋拉力的预应力度;A_p, f_py分别为钢绞线2Ф^s15.2的截面面积及抗拉强度设计值;A_s, f_y分别为非预应力钢筋的截面面积及抗拉强度设计值。

　　 文献[10]指出, 考虑经济性和延性要求, PPR一般取0.55~0.75, 当恒荷载占比大或抗裂要求高时取较大值。本文中试件B1-1, B1-2的PPR为0.715, 试件B2-1, B2-2的PPR为0.626。

　　 试件的配筋情况见图1, 图中受拉纵筋合力点距截面受拉边缘的距离a_s与受压纵筋合力点距截面受压边缘的距离a_s'均为35mm。

　　 混凝土及普通钢筋的材性实测值见表2, 3。由《混凝土结构设计规范》 (GB 50010—2010) (简称混规) 中表4.2.2-2、表4.2.3-2、表4.2.5分别查得预应力钢筋Ф^s15.2的屈服强度标准值f_ptk=1 860N/mm²、极限强度标准值f_py=1 320N/mm²、弹性模量E_s=1.95×10⁵N/mm²。

　　 为方便加固工程实施, 加固方法采用了端张法。试验中体外预应力筋线形采用三段折线形, 见图2。梁端锚固端板和梁跨间转向块的构造见文献[7]。

　　 利用分配梁对试件施加三分点荷载, 加载装置示意图及照片见图3。

　　 试件采用的加载制度为:加载-卸载-张拉-加载。试件加固前以加固前的极限荷载P_u1 (不包括梁自重和加载设备自重) 为基准, 每级加载荷载取为 (1/10) P_u1, 加载至 (0.6~0.8) P_u1或加载至最大裂缝宽度达到0.2mm时, 卸载至0.3P_u1;采用体外预应力加固试件, 加固后以加固后的极限荷载P_u2为基准, 每级加载荷载取为 (1/10) P_u2, 当试件裂缝宽度较大 (超过0.3mm) 时不再分级加载, 连续加载直至试件破坏 (以受拉钢筋屈服、混凝土压碎或钢绞线拉断等现象作为破坏标准) 。各试件的P_u1和P_u2的取值见表4。

　　 本试验中量测内容主要有:1) 梁变形挠度;2) 钢绞线应力;3) 普通钢筋及混凝土应变;4) 裂缝分布及宽度。此处并不存在特殊的量测手段或方法, 故不再详述。

　　 虽然4根梁设计参数 (混凝土的强度等级、非预应力受拉钢筋配筋率及预应力筋张拉控制有效应力等) 均有所差异, 但其受弯试验现象差异不大, 基本一致。以试件B1-1为例, 其荷载-挠度曲线如图4所示, 其中横坐标Δf₂为试件的整体挠度。由图4可见, 整个受弯试验过程总体上可分为以下几个阶段:

　　 (1) 初加载至 (0.1~0.2) P_u1时, 试件表现出弹性变形特征, 截面未开裂;试件挠度随荷载增加呈线性增长。此时钢筋应力较小, 混凝土和钢筋应变增长稳定。

　　 (2) 加载至 (0.2~0.3) P_u1时, 试件跨中纯弯段可见一条或多条自梁底产生的垂直裂缝, 裂缝高度可延至梁高1/4处, 宽度则很小。此时荷载-挠度曲线 (图4) 出现第一个明显转折点。开裂截面处混凝土退出工作, 其承受的拉力转由非预应力受拉钢筋承担。钢筋应变较梁开裂前明显增大, 出现突变 (这在配筋率较低时尤为明显) 。荷载继续增大时, 试件纯弯段垂直裂缝的数量渐增, 并向上延伸发展且裂宽不断加大, 同时试件弯剪段开始出现斜裂缝。当加载至0.4P_u1时, 裂缝基本出齐。此时为带裂缝工作阶段, 此阶段虽试件变形呈现出曲线特征, 但其裂缝宽度和挠度变化均很稳定, 持荷也很稳定。

　　 (3) 加载至0.6P_u1时, 试件跨中纯弯段侧面裂缝展开较大, 最大裂宽可达0.2mm。

　　 (4) 卸载回落至0.3P_u1时, 试件原有裂缝宽度减小。张拉钢绞线达张拉有效控制应力值时, 原有裂缝均基本闭合。

　　 (5) 当加载至0.4P_u2时, 试件在原开裂位置再次出裂, 无新裂缝产生。试件挠度增加缓慢, 预应力钢绞线应力增长较慢, 非预应力钢筋应力增长较快。

　　 (6) 继续加载, 试件挠度增长加快, 非预应力钢筋应力变化较大。当加载至0.8P_u2时, 非预应力钢筋屈服。

　　 (7) 此后的加载使预应力钢绞线应力增长加快, 试件裂缝宽度扩展明显变快, 试件挠度迅速增加。加载至1.2P_u2时试件破坏, 试件跨中纯弯段上部混凝土压碎, 预应力钢绞线应力可达 (0.8~0.85) f_ptk。

　　 表5为试件实际承载力P_u及其与加固前极限荷载的比值。可见, 对于两根C15混凝土梁 (B1-1, B2-1) , 加固后其承载力分别提高了76%和140%, 平均提高了1.08倍;对于两根C35混凝土梁 (B1-2, B2-2) , 加固后其承载力分别提高了226%, 163%, 平均提高了1.94倍。

　　 试件纯弯区段刚开裂时, 仅有为数不多的几条垂直裂缝, 第一条裂缝发生的位置是随机的。随着荷载的增加, 裂缝逐渐增多, 但裂缝延伸长度及宽度发展较慢, 裂缝处于稳定发展阶段。此后随荷载增加试件不再产生新裂缝, 裂缝间距趋于稳定;继续加载裂缝宽度展开加快, 接近极限荷载时, 主裂缝迅速变长变宽, 直至梁顶混凝土被压碎。表6给出了4个试件的l_cr, w_m和w_max的试验结果。

　　 由表6可见, 在普通钢筋应力值相近时, 混凝土强度变化对裂缝间距及宽度的影响规律并不显著。在其他条件相同时, 正常使用情况下, 随着非预应力受拉钢筋配筋率的增大, 裂缝间距及宽度也增大。

　　 试件经加载-卸载-张拉后, 梁挠度经历了先增大后减小的变化, 随着张拉后的再次加载, 梁挠度逐步恢复且增大。荷载继续增大时, 受拉区混凝土开始在原先出现裂缝的位置重新开展裂缝;此后一段时间随荷载增加, 裂缝发展, 梁刚度减小, 挠度增长速度快于开裂前, 受拉钢筋拉应变与受压区混凝土压应变均不断增大。随着荷载继续增大, 试件体内非预应力钢筋应力最先至屈服强度, 钢筋应力不再提高而应变持续加大, 体外预应力钢筋的应力均未达屈服, 试件进入塑性阶段。随着荷载进一步加大, 非预应力钢筋应变也继续加大, 裂缝开展迅速并向上延伸, 形成若干条主裂缝, 同时梁的挠度剧增, 直至上边缘混凝土出现压碎现象, 荷载读数不再增加, 梁宣告破坏。4个试件破坏照片见图5。试件在加载后期, 荷载上升缓慢, 挠度增长剧烈, 裂缝变宽显著, 有明显的破坏预兆, 表现出了延性破坏特征。

　　 (1) 试件从开始加载至破坏, 整个加载受力过程可分为初期弹性工作阶段、带裂缝工作阶段、卸载后张拉预应力钢筋阶段、再加载至原有裂缝重新展开阶段和破坏阶段。

　　 (2) 试件的破坏均源自非预应力钢筋的受拉屈服, 破坏前均有明显的延性发展历程, 为延性破坏。

　　 (3) 采用体外预应力加固低强度混凝土 (C15) 梁, 其承载力提高效果显著。本文中2根C15混凝土梁 (B1-1, B2-1) 加固后承载力相比于加固前分别提高了76%和140%;对于2根C35混凝土梁 (B1-2, B2-2) 加固后承载力相比于加固前分别提高了226%, 163%。显然, 采用体外预应力加固混凝土梁, 加固后低强度混凝土 (C15) 梁承载力的提高程度要低于对比混凝土 (C35) 梁。

　　 (4) 体外预应力加固低强度混凝土 (C15) 梁的裂缝发展情况与对比混凝土 (C35) 梁的情况基本相同。混凝土强度等级对试验梁裂缝的影响不明显;正常使用情况下, 裂缝间距和宽度随受拉钢筋配筋率的提高而增大。