預應力鋼筒混凝土管體外預應力加固試驗研究

趙麗君，竇鐵生，程冰清，夏世法，張 弢，畢 然

（1.流域水循環(huán)模擬與調(diào)控國家重點實驗室，中國水利水電科學研究院，北京 100038；2.北京市水利規(guī)劃設計研究院，北京 100048）

1 研究背景

預應力鋼筒混凝土管（Prestressed Concrete Cylinder Pipe，PCCP）是由混凝土管芯、鋼筒、預應力鋼絲及砂漿保護層構成的復合結構，具有強度高、抗?jié)B性強、耐久性好和維護費用低等優(yōu)點［1］。自1942年內(nèi)襯式PCCP 首次在美國投入使用［2］以來，廣泛應用于美國、墨西哥、加拿大等國家的長距離有壓輸水和市政排水等基礎工程中。PCCP 也是我國近20年來在引水、調(diào)水以及市政工程中廣泛采用的管型，安裝長度累計達18 000 km（截至2015年）。PCCP 受外界腐蝕環(huán)境、氫脆、水壓波動以及超載等多種因素影響，管體會出現(xiàn)砂漿保護層的開裂和分層、預應力鋼絲的腐蝕和斷裂、混凝土管芯的縱向裂縫及鋼筒的腐蝕泄漏等問題。由于PCCP 管徑大、內(nèi)壓高且事故發(fā)生前無征兆，PCCP事故很可能會導致災難性的后果［3］。

近年來，學者對PCCP 斷絲管的加固方法開展了多方面的研究，主要包括換管法、內(nèi)部加固法（如頸縮鋼筒內(nèi)襯、鋼管內(nèi)襯、內(nèi)貼碳纖維）和外部加固法（如施加體外預應力）等。Ball 等［4］就大管徑PCCP 工程中斷絲管道的更換及補強加固案例進行了研究。Rahman 等［5］對比分析了換管、頸縮鋼筒內(nèi)襯、鋼管內(nèi)襯、利用鋼絞線施加體外預應力以及內(nèi)貼碳纖維等各加固方法的優(yōu)缺點。Kenny 等［6］結合圣地亞哥輸水系統(tǒng)的實際案例，詳細介紹了頸縮鋼筒內(nèi)襯的施工過程。Zarghamee 等［7-8］對碳纖維（CFRP）在PCCP 斷絲管加固中的應用開展研究。竇鐵生等［9-11］針對PCCP 結構變形規(guī)律及不同內(nèi)水壓條件下的內(nèi)貼CFRP 加固PCCP 效果進行了試驗研究。對PCCP 斷絲管施加體外預應力能夠主動地補償由于預應力鋼絲斷裂而導致的預應力損失［5］，使管體恢復至原承載能力，且施工過程不需要排空管道，對于無法停止供水的管道尤為適用。Elnakhat［12］和Freyssinet 公司在非洲利比亞大人工河工程中曾采用鋼絞線加固PCCP，但文獻［12］中未對張拉和錨固端的結構型式、鋼絞線的布設型式、張拉程序以及加固效果進行分析。本文針對PCCP 施加預應力時管體受力狀態(tài)復雜的特點，通過原型試驗，模擬PCCP 加載、斷絲、管芯混凝土開裂、減壓、施加體外預應力、加載到設計荷載的全過程，分析PCCP 從破壞到實施加固各階段PCCP 力學特征。

原型試驗采用內(nèi)徑2000 mm 的PCCP，試驗過程中，采用集中斷絲的方式模擬管體最不利的受力狀況，對加固前后混凝土管芯、預應力鋼絲及鋼絞線的應變進行實時監(jiān)測和對比，最終對加固后PCCP 斷絲管的結構特性、加固效果以及加固機理進行分析和討論。

2 試驗方案

2.1 試驗材料

2.1.1 PCCP 試驗管是按照《Standard for Design of Prestressed Concrete Cylinder Pipe》（ANSI/AWWA C304-2014）［13］和《預應力鋼筒混凝土管》（GB/T 19685-2017）［14］設計并制造的埋置式預應力鋼筒混凝土管（PCCPE），內(nèi)徑2000 mm，管長5000 mm，結構如圖1所示，主要參數(shù)見表1。內(nèi)水壓的工作壓力為0.6 MPa，設計壓力［14］為0.6 MPa +0.276 MPa =0.876 MPa ≈0.9 MPa。

圖1 PCCPE 結構（單位：mm）

表1 PCCP 試驗管主要參數(shù)

2.1.2 鋼絞線 試驗選用無黏結1×7-15.20-1860 型鋼絞線［15］，采用內(nèi)部環(huán)氧噴涂鋼絞線+外部雙層聚乙烯（PE）護套的結構形式，鋼絞線的主要參數(shù)見表2。鋼絞線表層噴涂一層致密的環(huán)氧涂層，對鋼絞線母材進行防腐保護；鋼絞線外部包裹雙層聚乙烯護套以確保鋼絞線的耐腐蝕性。PE 與鋼絞線間填充有防腐油脂，雙層PE 護套間填充有≥50 g/m 防腐潤滑脂，可實現(xiàn)兩層PE 套間的自由滑動。

試驗提出一種PCCP 體外預應力加固系統(tǒng)中鋼絞線專用的新型錨固體系，主要由鋼絞線、張拉錨固單元和錨固端表面防腐封閉單元組成。每個錨固體系可以固定2 根鋼絞線，且每根鋼絞線繞管體纏繞2 圈，即每個錨固體系可固定4 圈鋼絞線。錨固間距根據(jù)管內(nèi)水壓（工作壓力為0.6 MPa）確定［12，16］，試驗中鋼絞線以62 mm 的中心距螺旋、均勻纏繞于管體外側(cè)?？紤]到邊界效應，試驗中將鋼絞線的加固區(qū)域延伸至整個管體。

表2 試驗所用鋼絞線的主要參數(shù)

圖2 試驗裝置

2.2 試驗裝置試驗采用如圖2所示的組合裝置，該裝置主要由2 根DN2000PCCP 標準管、承插式鋼結構盲板及鋼制配件組成。為保證裝置兩端的密閉性，插口與盲板之間需安裝橡膠墊圈。試驗開始前，對裝置各組件及整體進行水密性檢查。

PCCP 體外預應力鋼絞線加固法屬于后張法，加固后管體的抗拉極限和抗壓極限均需滿足要求。鋼絞線的張拉應力控制系數(shù)為0.63［17-18］，即：張拉應力的目標值應為1171.8 MPa。考慮到夾片回縮以及鋼絞線的應力松弛，試驗中對鋼絞線進行了超張拉。張拉步驟分為6 級：預緊力20%； 一級張拉25%；二級張拉50%；三級張拉75%；四級張拉100%；超張拉115%。張拉過程采用分級、分區(qū)張拉，利用千斤頂及油泵，沿管道軸線以兩側(cè)對稱的方式（Ⅰ-Ⅱ-Ⅲ）同時進行張拉，張拉步序見圖3。

2.3 試驗步驟整個試驗分為5 個階段：（1）初次分級加壓至工作壓力（0～0.6 MPa）；（2）斷絲至宏觀裂縫擴展（恒定內(nèi)水壓0.6 MPa）；（3）逐級降壓至自流壓力（0.6～0.2 MPa）；（4）鋼絞線安裝及張拉（恒定內(nèi)水壓0.2 MPa）；（5）再次分級加壓至設計壓力（0.2～0.6～0.9 MPa）。內(nèi)水壓由壓力泵提供，進水口處安裝有壓力傳感器以實時記錄內(nèi)部水壓力的變化。試驗過程中時刻記錄砂漿與外側(cè)混凝土管芯的裂縫變化情況，如裂縫位置、裂縫長度及寬度等。由于張拉過程持續(xù)時間較長，試驗結果僅選取其中3 個代表性節(jié)點的應變狀態(tài)進行繪圖。

試驗步驟共分為24 步，如表3所示。試驗過程如下：（1）確保試驗裝置提前充水24 h。（2）試驗裝置逐級加壓至工作壓力0.6 MPa，每一級增加0.1 MPa，穩(wěn)壓5 min。（3）達到工作壓力0.6 MPa 后，穩(wěn)壓5 min后開始斷絲，每次斷絲3根并穩(wěn)壓5min，斷絲過程中及時補壓，保持內(nèi)水壓力穩(wěn)定在0.6 MPa。（4）當試驗管管體（砂漿保護層或混凝土管芯）宏觀裂縫擴展時，停止斷絲。（5）減壓至0.2 MPa，安裝預應力錨固體系，進行張拉操作。（6）張拉操作完成后，再次逐級加壓，每一級增加0.1 MPa，穩(wěn)壓5 min，直至達到設計壓力0.9 MPa。整個試驗過程中時刻記錄砂漿和混凝土管芯裂縫變化及對應的內(nèi)水壓力。

表3 試驗管加載步驟

2.4 監(jiān)測內(nèi)容試驗采用抗干擾能力強、可靠性高的電阻應變片對內(nèi)側(cè)混凝土管芯、外側(cè)混凝土管芯、預應力鋼絲和預應力鋼絞線的受力情況進行監(jiān)測。

圖4 試驗管監(jiān)測斷面布置（單位：mm）

圖5 鋼絞線測點布置

試驗管沿軸向選取3 個監(jiān)測斷面：斷絲中心區(qū)斷面（S1）、斷絲影響區(qū)斷面（S2）和非斷絲區(qū)斷面（S3），各斷面位置如圖4所示。應變片分別粘貼于管底（360°）、管頂（180°）和管腰（90°，270°）位置的混凝土管芯內(nèi)表面、外表面和預應力鋼絲上。由于大多數(shù)的斷絲破壞并不發(fā)生于管頂、管腰或管底位置，而是出現(xiàn)在4 點鐘或8 點鐘位置［3］，因此，斷絲位置選在8 點鐘方向（圖4）。鋼絞線的測點布設如圖5所示，各測點同樣分別位于管底（360°）、管頂（180°）和管腰（90°，270°）位置。應變片規(guī)格根據(jù)混凝土骨料大小、鋼絲直徑及鋼絞線直徑確定，混凝土管芯、預應力鋼絲和鋼絞線上所用電阻應變片的規(guī)格分別為50 mm×3 mm，10 mm×2 mm和2 mm×1 mm。

應變片監(jiān)測數(shù)據(jù)由美國LDS 公司的128 通道數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)——LDS 數(shù)據(jù)采集儀（LDS data acquisition instrument）自動收集，試驗開始前需對其調(diào)零。

3 試驗結果與討論

3.1 試驗結果修正試驗管管芯混凝土抗壓強度fcu,k為55 MPa，混凝土達到抗拉強度設計值時所對應的彈性應變ε′t由下式計算得到［19］：

式中： ft為混凝土的抗拉強度設計值，MPa；Ec為混凝土管芯彈性模量設計值，MPa； fcu,k為混凝土管芯抗壓強度標準值，MPa。

混凝土管芯微觀裂縫出現(xiàn)時應變［13，19］需達到1.5ε′t，即207με；出現(xiàn)宏觀裂縫時應變值［13，19］需達到11ε′t，即1522 με。

預應力鋼絲對管體施加徑向壓應力，使管體產(chǎn)生預壓應變。內(nèi)水壓對管體產(chǎn)生的拉應變先由預應力鋼絲產(chǎn)生的預壓應變所抵消，管體仍處于受壓狀態(tài)，直到應變片所測拉應變大于預壓應變的情況下，混凝土管芯才處于實際受拉狀態(tài)。因此，混凝土管芯和鋼絲的實際應變應當按照下式進行修正：

式中： εture為實際應變；εi為由預應力產(chǎn)生的預應變；εm為應變片監(jiān)測到的應變值。正值表示受拉，負值表示受壓。

根據(jù)AWWA C304-2014［13］，單層纏絲的PCCP 管道應力狀態(tài)根據(jù)以下公式計算：

混凝土管芯初始預應力：

預應力鋼絲的初始預應力：

混凝土管芯的最終預應力：

預應力鋼絲的最終預應力：

混凝土管芯的最終預應變：

預應力鋼絲的最終預應變：

式中：As為預應力鋼絲的總面積，mm2/m；Ac為混凝土管芯面積（不包括鋼筒），mm2/m；Ay為鋼筒面積，mm2/m； fsg為預應力鋼絲總纏繞應力，MPa；ni、nr為纏繞時和制成后預應力鋼絲與混凝土管芯的彈性模量比；n′i、 n′r為纏繞時/制成后鋼筒與混凝土管芯的彈性模量比；Ec、Es、Ey為混凝土管芯、預應力鋼絲和鋼筒的彈性模量設計值，MPa；s 為埋地管收縮應變設計值；φ 為埋地管徐變系數(shù)設計值；R 為單層配筋時預應力鋼絲松弛系數(shù)。

經(jīng)計算，混凝土管芯的初始應變?yōu)?227με，預應力鋼絲的初始應變?yōu)?492με。文中所有數(shù)據(jù)均為修正后的應變值，即實際應變值。

3.2 初次加壓階段內(nèi)水壓逐級增加，每級增加0.1 MPa，穩(wěn)壓5 min。圖6為初次加壓至工作壓力（0～0.6 MPa）時，管體2.5 m（S1）、2 m（S2）和1 m（S3）斷面的混凝土管芯及預應力鋼絲的應變變化曲線。由圖6可見，內(nèi)側(cè)混凝土管芯、外側(cè)混凝土管芯和預應力鋼絲的應變均隨內(nèi)水壓的增加呈線性增加，混凝土管芯處于彈性變形階段，無裂縫出現(xiàn)?；炷凉苄驹诠茼?、管底和管腰位置的應變差異不大，管體均勻受力。由于預應力鋼絲的預壓作用，混凝土管芯的應變均為負值，處于受壓狀態(tài)。不同位置預應力鋼絲的應變幾乎相等，表明在斷絲前預應力鋼絲中的應力是均勻分布的。PCCP 管體結構完好，各層結構處于彈性階段，具有良好的變形協(xié)調(diào)，共同承擔內(nèi)水壓力，應變曲線變化趨勢基本一致。

3.3 斷絲過程在恒定內(nèi)水壓力0.6 MPa 下，沿管道軸線由中間向兩端以對稱的方式進行斷絲，每次3 根，穩(wěn)壓5 min，圖7為斷絲過程中管體各斷面的混凝土管芯及預應力鋼絲隨斷絲率變化的應變變化曲線。由圖7可見，隨著斷絲率的增加，由預應力鋼絲提供的預應力不斷損失，混凝土管芯的應變變化由線性轉(zhuǎn)為非線性，管體逐步發(fā)生破壞，斷絲中心區(qū)斷面S1 及斷絲影響區(qū)斷面S2 各個位置的混凝土管芯應變均出現(xiàn)突變，非斷絲區(qū)斷面S3 的混凝土管芯、預應力鋼絲在斷絲過程中應力狀態(tài)變化不大，斷絲對于非斷絲區(qū)域沒有明顯影響。隨著斷絲數(shù)量的不斷增加，管芯混凝土所承受的拉應變不斷增大，達到極限抗拉強度時管芯混凝土出現(xiàn)裂縫。管芯混凝土的裂縫數(shù)量不斷增加，裂縫寬度和長度逐步發(fā)展變大，并形成新的裂縫。鋼筒內(nèi)側(cè)混凝土管芯出現(xiàn)裂縫后，由混凝土管芯和鋼筒承擔內(nèi)水壓力，徑向應力通過鋼筒進行傳遞。

圖6 初次加壓階段混凝土管芯及鋼絲的應變變化曲線

圖7 斷絲階段混凝土管芯及鋼絲的應變變化曲線

管體2.5 m（S1）、2 m（S2）和1 m（S3）斷面的內(nèi)側(cè)混凝土管芯（圖7（a））管頂位置的應變幅度均大于管底和管腰位置。以2.5 m 斷面S1 為例，內(nèi)側(cè)混凝土管芯管頂位置（S1-i-2）的應變隨斷絲率的增加由壓應變轉(zhuǎn)為拉應變，而此時兩側(cè)管腰位置（S1-i-1 和S1-i-3）仍處于受壓狀態(tài)。測點1#和測點3#雖均位于管腰處，但由于預應力鋼絲的突然斷裂，靠近斷絲位置的管腰處（即測點1#-90°）附近的應力瞬時釋放，應變在瞬間大幅降低，而在另一側(cè)管腰處（即測點3#-270°）由于砂漿對預應力鋼絲的握裹作用，預應力部分損失，應變只出現(xiàn)一定程度的降低，因此兩側(cè)管腰處的應力狀態(tài)不完全相同。

管體2.5 m（S1）、2 m（S2）和1 m（S3）斷面的外側(cè)混凝土管芯（圖7（b））管腰處（90°）受斷絲影響較大。同樣以2.5 m 斷面S1 為例，外側(cè)混凝土管芯管腰位置（S1-O-1）的應變隨斷絲率的增加而陡升，在斷絲率為16.14%時呈受拉狀態(tài)，此時管頂位置（S1-O-2）的應變?nèi)詾閴簯?。由圖7（c），斷絲中心區(qū)斷面S1 和斷絲影響區(qū)斷面S2，管腰處預應力鋼絲（S1-W-1、S2-W-1）應變由于突然的預應力損失產(chǎn)生陡然下降，而管頂處（S1-W-2、S2-W-2）的預應力鋼絲由于砂漿與鋼絲的握裹能力良好［3］，應變僅有一定程度的下降，在遠離斷絲位置一定距離的位置預應力恢復。

當斷絲率達到20.2%時，管腰處（90°）的砂漿保護層表面最先出現(xiàn)可見裂縫，且斷絲率的增加進一步加速了砂漿保護層裂縫的擴展。外側(cè)混凝土管芯表面裂縫在管腰處（90°）也隨之出現(xiàn)。隨著斷絲率的增加，裂縫沿著管道軸向迅速擴展，不斷加密、變寬，并逐漸形成分支，同時與新的裂縫共同形成裂縫帶。砂漿和外側(cè)混凝土管芯在管腰處（90°）部分脫開。同時，現(xiàn)場聽到一聲響亮的聲音，推測是由于兩者脫開引起。裂縫的出現(xiàn)加劇了管道結構的破壞，使混凝土管芯不能承受任何拉應力。斷絲率達到37.7%時停止斷絲，外側(cè)混凝土管芯管腰處（90°）的最大裂縫寬度為2.2 mm，如圖8所示。

3.4 減壓及鋼絞線張拉為保證操作的安全性，在進行鋼絞線安裝及張拉操作時，將內(nèi)水壓逐級降至自流壓力（0.6～0.2 MPa），每級0.1 MPa，穩(wěn)壓5 min，混凝土管芯應變（圖9）隨內(nèi)水壓的降低而減小。裂縫的出現(xiàn)及內(nèi)水壓的動態(tài)變化導致了試驗管的應力重分布，外側(cè)混凝土管芯測點1#（S1-O-1）位于管腰處（90°），裂縫寬度大且較為集中，應變略微上升?；炷凉苄竞蜕皾{保護層中的可見裂縫雖略微閉合，但外側(cè)混凝土管芯管腰處（90°）的裂縫仍清晰可見，最大寬度為1.2 mm。隨后將鋼絞線等間距地螺旋纏繞于斷絲管壁外側(cè)，并對鋼絞線進行張拉。由于分步及分區(qū)域張拉，混凝土管芯應變在張拉過程中出現(xiàn)波動，但總體變化趨勢一致。

圖8 外側(cè)混凝土管芯裂縫最大寬度變化曲線

圖9 減壓及張拉階段混凝土管芯的應變變化曲線

鋼絞線張拉應力控制系數(shù)的確定是基于“斷絲后預應力完全損失”的假設。而試驗結果顯示斷絲后預應力鋼絲中的預應力在遠離斷絲位置一段距離之后仍然是存在的（圖7（c）），并不為零，因此，試驗確定的鋼絞線張拉應力控制系數(shù)是偏于保守和安全的。

3.5 加固后再次加壓階段為驗證加固效果，鋼絞線張拉完成后，再次逐級加壓，每級增加0.1 MPa，穩(wěn)壓5 min，直至設計壓力（0.2 MPa～0.9 MPa）?；炷凉苄緫儯▓D10）隨內(nèi)水壓的增加稍有增加，當內(nèi)水壓再次達到工作壓力0.6 MPa 時，混凝土管芯各測點的應變均小于加固前內(nèi)水壓同為0.6 MPa時的應變。在加壓至內(nèi)水壓設計值0.9 MPa 的過程中，混凝土管芯應變隨張拉的進行而大幅下降，外側(cè)混凝土管芯管腰處（90°）的裂縫最大寬度由1.2 mm 減小到0.1 mm 左右后幾乎保持不變（圖8（b）），大多數(shù)可見裂縫閉合，最終很難用肉眼觀察到。預應力鋼絞線既能夠主動補償由于鋼絲斷裂造成的預應力損失，同時能夠使管體裂縫閉合，限制管體裂縫的進一步擴展。此時試驗裝置未出現(xiàn)漏水現(xiàn)象，試驗管的水密性良好。作為一種主動加固措施，預應力鋼絞線對由于斷絲導致的預應力損失進行補償，此時的內(nèi)水壓力主要由預應力鋼絞線承擔。

圖10 加固后再次加壓階段混凝土管芯的應變變化曲線

混凝土管芯各測點的應變值均小于出現(xiàn)微裂縫的應變值207με，表明裂縫在擴展過程中并沒有穿過應變片粘貼區(qū)域，雖未捕捉到裂縫的出現(xiàn)及擴展，但所測應變值仍能反映管體整體的受力狀態(tài)。

試驗所用鋼絞線的極限拉應變εs按照下式進行計算：

式中：σs為鋼絞線的抗拉強度/MPa；Es為鋼絞線的彈性模量/MPa。

由于鋼絞線沒有明顯的屈服點，其受力狀態(tài)以產(chǎn)生0.2%殘余變形的應力值作為其屈服極限［15］。對于試驗所用1×7-15.20-1860 型鋼絞線，屈服極限對應的應變?yōu)?388.28με。

鋼絞線測點的應變隨壓力的增加略有增加（圖11），但均未達到8388.28με。所測鋼絞線處于管道受力最不利位置，由此推斷所有鋼絞線均未達到屈服極限。由于鋼絞線能夠在雙層PE 護套間以較小的摩擦力自由滑動且其自身具備良好的應力傳遞性能，鋼絞線的預應力在理論上應當沿管道環(huán)向進行有效傳遞，呈均勻分布。但鋼絞線與管道之間的摩擦阻力、變角損失、錨固端變形、夾片回縮以及由分步張拉引起的混凝土彈性壓縮等因素均有可能影響鋼絞線的應力分布，導致鋼絞線預應力損失。

圖11 加固后再次加壓階段鋼絞線的應變變化曲線

4 加固機理分析

PCCP 在全荷載作用下，管體結構中各材料體聯(lián)合承載。但內(nèi)水壓力主要由纏繞在混凝土管芯上的預應力鋼絲承擔，混凝土管芯主要承擔外荷載。通過全過程試驗，清晰反映了體外預應力加固PCCP 的力學特征。在加壓至工作壓力0.6 MPa 作用下，PCCP 結構各材料體均處于彈性階段；管體斷絲后，施加在斷絲區(qū)的預應力失效，由混凝土管芯和鋼筒承擔內(nèi)水壓力，隨著斷絲數(shù)量的增加，斷絲區(qū)范圍擴大，達到管芯混凝土的極限抗拉強度時，在內(nèi)壓作用下，混凝土逐漸開裂，裂縫數(shù)量不斷增加，裂縫寬度和長度逐步發(fā)展變大；斷絲率達到37.7%時，混凝土管芯裂縫最大寬度為2.2 mm，停止斷絲，并減壓至0.2 MPa，開裂區(qū)域的裂縫寬度略有減??；在PCCP 斷絲管上布設鋼絞線施加體外預應力加固后，補償了由于斷絲導致的預應力損失，管芯混凝土裂縫閉合；內(nèi)水壓力增加到設計壓力0.9 MPa 后，PCCP 管體斷絲區(qū)由鋼絞線承擔內(nèi)水壓力。

5 結論

通過對內(nèi)徑2000 mm 的PCCP 進行不同內(nèi)壓狀態(tài)下的原型試驗，對比加固前后混凝土管芯、預應力鋼絲及鋼絞線的應力狀態(tài)，研究了體外預應力對PCCP 斷絲管的加固效果。由試驗結果可以得到以下結論：（1）PCCP 斷絲后，斷絲中心區(qū)及斷絲影響區(qū)管腰處（90°）的預應力大幅降低，但由于砂漿與鋼絲間良好的握裹力作用，遠離斷絲位置一定距離的預應力并未完全損失。非斷絲區(qū)的混凝土管芯、預應力鋼絲受斷絲影響不大。（2）斷絲率達到20.2%時管芯混凝土出現(xiàn)可見裂縫，斷絲率的增加加速了裂縫的擴展，使裂縫不斷變寬、加密；斷絲率為37.7%時停止斷絲，此時外側(cè)混凝土管芯裂縫最大寬度為2.2 mm。（3）內(nèi)水壓的減小使混凝土管芯裂縫寬度有所減小，但仍清晰可見，裂縫最大寬度為1.2 mm。鋼絞線張拉完成后，混凝土管芯應變大幅下降，外側(cè)混凝土管芯裂縫最大寬度由1.2 mm 減小到0.1 mm，大多數(shù)可見裂縫閉合。（4）再次加壓，直至設計壓力的過程中，混凝土管芯的應變未出現(xiàn)大幅增加，外側(cè)混凝土管芯可見裂縫最大寬度幾乎保持在0.1 mm 左右不變，鋼絞線未達到屈服極限。（5）體外預應力加固PCCP，既能夠主動補償由于斷絲造成的預應力損失，也能夠使混凝土管芯裂縫閉合，并在加壓過程中限制裂縫的擴展。PCCP 斷絲管在施加體外預應力加固后，仍可以承受設計壓力，且水密性良好，加固效果明顯。