方志+劉明+鄭輝

摘要：為研究預(yù)應(yīng)力活性粉末混凝土（RPC）箱梁的正截面受力性能，進行了2片預(yù)應(yīng)力RPC箱梁的抗彎性能試驗，研究了RPC箱梁的受力變形特征以及頂板橫向預(yù)應(yīng)力對其抗彎性能的影響。結(jié)果表明：預(yù)應(yīng)力RPC箱梁具有良好的變形能力，其極限變形可超過跨徑的1/50；RPC箱梁正常使用階段的裂縫寬度和短期剛度可參照《纖維混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》（CECS 38：2004）的相應(yīng)公式計算，其中的鋼纖維影響系數(shù)可分別取為0.4和0.2；RPC箱梁頂板內(nèi)的橫向預(yù)應(yīng)力對截面抗彎承載力的影響較小，但會使受壓區(qū)混凝土的應(yīng)變分布更加均勻，從而減弱箱梁頂板受壓的剪力滯效應(yīng)并增加構(gòu)件的延性；試驗中對頂板內(nèi)施加2.95 MPa的橫向預(yù)壓應(yīng)力（僅為RPC棱柱體抗壓強度94 MPa的3.1%）后，可使箱梁受壓翼緣的有效分布寬度增加約10%，構(gòu)件延性指標(biāo)增加約3%。試驗結(jié)果驗證了提出的預(yù)應(yīng)力RPC箱梁正截面抗裂和抗彎承載力的計算公式。

關(guān)鍵詞：活性粉末混凝土；箱梁；抗彎性能；剪力滯效應(yīng)；裂縫；變形

中圖分類號：U448.35 文獻標(biāo)志碼：A

0 引 言

活性粉末混凝土（Reactive Powder Concrete，RPC）作為超高性能混凝土（Ultra High Performance Concrete，UHPC）的一種，具有強度高、韌性大和耐久性能優(yōu)異等特點，且在熱養(yǎng)護條件下幾乎沒有收縮，在長期荷載作用下的徐變也很小（僅為普通混凝土的1/10左右）[1]。RPC的工程應(yīng)用可望解決普通混凝土橋梁所面臨的結(jié)構(gòu)自重過大、跨越能力受限和耐久性不足等問題，其應(yīng)用研究已引起土木工程界的極大關(guān)注并已應(yīng)用到一些人行橋和中、小跨徑的車行橋中[2-3]，在大跨橋梁中的應(yīng)用研究也已逐步開展[4-6]。此外，混凝土箱梁結(jié)構(gòu)以其良好的空間受力性能在橋梁工程中應(yīng)用廣泛，而RPC箱梁非常適于構(gòu)成大跨混凝土橋梁的主梁，因此RPC箱梁亦具有良好的應(yīng)用前景。在大跨混凝土箱梁橋中，除縱向預(yù)應(yīng)力筋外，一般還在腹板和頂板分別配置豎向抗剪和橫向抗彎的預(yù)應(yīng)力筋而形成箱梁內(nèi)的三向預(yù)應(yīng)力體系。頂板內(nèi)存在的橫向預(yù)應(yīng)力對箱梁縱向抗彎性能的影響目前鮮見研究。

文獻[7]提出了鋼筋RPC梁正截面抗裂計算公式，建議截面抵抗矩塑性影響系數(shù)可取為1.65（矩形截面）和1.90（T形截面）；文獻[8]進行了3根鋼筋RPC矩形截面梁的抗彎性能試驗并提出了相應(yīng)的正截面承載力計算公式，將受壓區(qū)RPC的應(yīng)力分布等效為矩形應(yīng)力圖形計算；文獻[9]基于有限元分析結(jié)果建立了RPC梁的正截面承載力計算公式，將受壓區(qū)混凝土應(yīng)力近似為三角形分布；文獻[10]對預(yù)應(yīng)力RPC的T形梁進行了試驗研究，提出了預(yù)應(yīng)力RPC的T形梁開裂彎矩和極限彎矩的計算方法，并建議預(yù)應(yīng)力RPC的T形梁的塑性系數(shù)γ=1.53；文獻[11]通過6根鋼筋RPC矩形截面梁抗彎性能試驗研究，建立了考慮截面受拉區(qū)拉應(yīng)力貢獻的正截面承載力計算公式和反映鋼筋RPC梁自身受力特點的剛度及裂縫寬度計算方法；文獻[12]對鐵路預(yù)應(yīng)力RPC箱梁進行了使用荷載下受力性能的試驗研究；文獻[13]對跨徑為24 m的預(yù)應(yīng)力RPC梁進行了試驗，梁中除了預(yù)應(yīng)力筋外沒有配其他鋼筋，其混凝土抗壓強度達到了207 MPa，極限撓度達到了480 mm。目前各國學(xué)者對RPC梁的正截面受力性能進行了較多研究，但主要針對T形梁和矩形截面梁，對RPC箱梁的研究很少且均未涉及箱梁頂板橫向預(yù)應(yīng)力對梁抗彎性能的影響。基于此，本文通過對2片預(yù)應(yīng)力RPC箱梁進行受彎試驗，研究預(yù)應(yīng)力RPC箱梁的正截面抗彎性能及橫向預(yù)應(yīng)力對其抗彎性能的影響。

1 試驗概況

1.1 試件制作

共制作2片截面尺寸相同的預(yù)應(yīng)力RPC箱梁，梁編號分別為A1和A2，截面尺寸如圖1所示。梁長5.0 m，計算跨徑4.76 m，梁高500 mm，頂板寬600 mm，頂板厚70 mm，腹板厚60 mm，腹板高350 mm，底板寬400 mm，底板厚80 mm。在梁端部設(shè)置150 mm厚的橫隔板。為研究橫向預(yù)應(yīng)力對抗彎性能的影響，試驗梁A2跨中純彎區(qū)段頂板布置了8根間距為150 mm的后張橫向預(yù)應(yīng)力筋，見圖2。

試驗梁采用的RPC中水泥、硅灰、石英砂、減水劑的配合比為1.00∶0.25∶1.4∶0.072，水膠比為0.20，鋼纖維體積摻量為2%。水泥采用P.O 52.5普通硅酸鹽水泥；石英砂粒徑為0.4～0.6 mm；采用可溶性樹脂型高效減水劑，其摻量（質(zhì)量分數(shù)）為2%，減水率為25%；鋼纖維采用鍍銅光面平直鋼纖維，其直徑為（0.16±0.005） mm，長度為（12±1） mm，抗拉強度大于2 000 MPa，體積摻量為2%。試驗梁澆筑完成后采用塑料薄膜覆蓋其表面，在實驗室條件下對其進行自然養(yǎng)護。試驗梁澆筑時預(yù)留100 mm×100 mm×100 mm的立方體試塊和100 mm×100 mm×400 mm的棱柱體試塊，用于測

圖2 試驗梁A2立面及配筋（單位：mm）

Fig.2 Elevation and Reinforcement of Test Beam A2 （Unit：mm）試RPC的抗壓強度、劈裂強度和彈性模量，測試結(jié)果見表1，其中配筋率包含縱向預(yù)應(yīng)力筋。張拉齡期為50 d，試驗齡期為120 d。

試驗梁A1底板縱向布置5根直徑16 mm的HRB400鋼筋及6根Φ15.2預(yù)應(yīng)力鋼絞線；頂板縱向布置10根直徑10 mm的HRB400鋼筋，橫向布置間距150 mm、直徑10 mm的HRB400鋼筋；腹板每側(cè)縱向布置4根間距100 mm、直徑8 mm的HRB335鋼筋；沿梁長布置間距100 mm、直徑12 mm的HRB400箍筋，試驗梁配筋情況如圖2所示。梁A2除在跨中純彎區(qū)段頂板橫向不配置普通鋼筋及僅布置8根間距為150 mm、直徑16 mm的HRB400鋼筋作為橫向預(yù)應(yīng)力筋外，其余配筋情況與試驗梁A1一致，橫向預(yù)應(yīng)力筋兩端加工成絲桿以形成螺絲端桿錨具進行錨固。鋼筋的力學(xué)性能如表2所示。

1.2 應(yīng)變測點布置

試驗梁上布置如圖3所示的應(yīng)變測點。頂板和腹板底部布置的縱向平均應(yīng)變計（標(biāo)距為300 mm的引伸儀）用來測量縱向預(yù)應(yīng)力張拉時的應(yīng)變變化；頂板布置的橫向混凝土應(yīng)變片用來測量橫向預(yù)應(yīng)力張拉時的應(yīng)變變化；跨中截面布置縱向混凝土應(yīng)變片和縱向、橫向平均應(yīng)變計用來測量試驗過程中的應(yīng)變變化。

1.3 預(yù)應(yīng)力張拉及測試

每片試驗梁底部布置6根后張法預(yù)應(yīng)力鋼絞線，采用金屬波紋管成孔，通過BM-3錨具進行錨固。試驗梁澆筑50 d后張拉，采用力傳感器測量張拉力并測試張拉過程中各測點應(yīng)變。縱向預(yù)應(yīng)力筋張拉后進行橫向預(yù)應(yīng)力筋張拉，參考目前箱梁橋的工程實際，頂板內(nèi)的橫向預(yù)壓應(yīng)力目標(biāo)值按3 MPa控制。

為保證混凝土預(yù)壓應(yīng)力分布均勻，在橫向預(yù)應(yīng)力筋兩端錨具下布置如圖3所示剛度較大的鋼墊板。預(yù)應(yīng)力張拉后，采用高性能灌漿料對縱向和橫向預(yù)應(yīng)力筋孔道進行灌漿，灌漿時留取70.7 mm×70.7 mm×70.7 mm的立方體試塊并進行同條件養(yǎng)護，試驗前的強度測試結(jié)果如表1所示。試驗后，鑿開預(yù)應(yīng)力筋管道發(fā)現(xiàn)灌漿質(zhì)量良好。

縱向、橫向預(yù)應(yīng)力張拉后、外荷載施加前各測點應(yīng)變實測結(jié)果見表3，記受壓為“-”，受拉為“+”。試驗梁A1，A2跨中截面上、下緣縱向預(yù)應(yīng)力（由實測應(yīng)變乘以實測彈性模量得到）分別為2.25，2.71，-10.98，-10.84 MPa；頂板內(nèi)的橫向預(yù)應(yīng)力為-2.95 MPa。

1.4 加載方式與測試內(nèi)容

試驗加載裝置如圖4所示。兩點對稱加載，加載點均距跨中400 mm， 每一加載點處千斤頂下設(shè)

有分配梁將荷載直接傳至腹板，采用力傳感器控制加載大小。加載過程中的測試內(nèi)容為：

（1）撓度測試。在跨中、加載點及支座處布置位移傳感器，獲取試驗梁的荷載-撓度曲線。

（2）裂縫觀測。加載過程中對裂縫的發(fā)展和寬度進行測量。

（3）應(yīng)變測試。利用跨中截面頂板粘貼的縱向應(yīng)變片和縱向、橫向平均應(yīng)變計測試不同位置的應(yīng)變。

采用分級加載，試驗梁開裂前以25 kN為一級加載至近開裂荷載，然后以10 kN為一級加載直至混凝土開裂。梁開裂后，以25 kN為一級加載，每級加載完持荷3 min，接近極限荷載時以3 mm為一級進行位移控制加載，當(dāng)出現(xiàn)頂板混凝土壓碎時認為其達到破壞，隨后開始卸載。2 試驗結(jié)果與分析

2.1 試件破壞形態(tài)及裂縫分析

梁A1加載到155 kN時（荷載值為一側(cè)千斤頂下的測力計讀數(shù)，下文同），在跨中純彎區(qū)段出現(xiàn)豎向裂縫；繼續(xù)加載，在剪彎區(qū)段出現(xiàn)斜裂縫，裂縫寬度和長度均隨荷載增大而增加，靠近一側(cè)加載點處的1條豎向裂縫逐漸延伸到翼緣板形成臨界裂縫。加載至496.5 kN時，頂板形成不規(guī)則的貫通裂縫，頂板混凝土壓碎而破壞，試驗梁破壞時裂縫形態(tài)如圖5（a），（b）所示。梁A2加載至157 kN時，在跨中純彎區(qū)段出現(xiàn)豎向裂縫；繼續(xù)加載，其裂縫開展和荷載變化與試驗梁A1相似，當(dāng)加載至503.9 kN時，頂板處混凝土壓碎并在頂板形成貫通的橫向裂縫，破壞時裂縫形態(tài)如圖5（c），（d）所示。橫向預(yù)應(yīng)力的施加對試驗梁的破壞形態(tài)沒有明顯影響。

試驗梁RPC內(nèi)的鋼纖維使裂縫分布密集且裂縫間距較小，梁A1，A2裂縫分布如圖6，7所示。彎曲裂縫在縱向鋼筋處的裂縫間距約為50 mm，如表4所示。試驗梁最大裂縫寬度隨荷載的變化如圖8所示。相同荷載下，2片試驗梁的最大裂縫寬度相近。

式中：ωmax為不考慮鋼纖維影響的普通鋼筋混凝土受彎構(gòu)件的最大裂縫寬度，可按照《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》（GB 50010—2010）計算；βcw為裂縫寬度的鋼纖維影響系數(shù)，宜通過試驗確定；λf為鋼纖維含量特征值，λf=ρflf/df，ρf為鋼纖維體積率，lf為鋼纖維長度，df為鋼纖維直徑或等效直徑，本文試驗中取λf=1.5。

《纖維混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》（CECS 38：2004）中規(guī)定當(dāng)鋼纖維混凝土強度等級高于CF45時，對于采用高強度（抗拉強度不小于1 000 MPa）異形鋼纖維的受彎構(gòu)件，可取βcw=0.5。根據(jù)試驗數(shù)據(jù)分析結(jié)果，對于采用高強度鍍銅光面平直鋼纖維時的RPC，建議取βcw=0.4，結(jié)果比較見圖8。

參照式（1），假定平均裂縫間距l(xiāng)fm跟ωfmax有類似的計算公式，即

lfm=lm（1-βflλf）

（2）

式中：lm為不考慮鋼纖維影響的普通鋼筋混凝土受彎構(gòu)件的平均裂縫間距，可按《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》（GB 50010—2010）計算；βfl為鋼筋鋼纖維混凝土構(gòu)件平均裂縫間距的鋼纖維影響系數(shù)。

基于試驗梁平均裂縫間距的實測結(jié)果，對于采用高強度鍍銅光面平直鋼纖維時的RPC，計算時可取βfl=0.4。

2.2 荷載-撓度曲線

連續(xù)采集的試驗梁截面荷載-跨中撓度曲線見圖9，試驗梁破壞點的荷載及撓度見表5。從圖9可以看出：在跨中撓度達到其極限變形的約80%之前 ，梁A1，A2的荷載-跨中撓度曲線基本重合，極限

承載力相近。雖然梁A2頂板因橫向預(yù)應(yīng)力的施加使其處于雙軸受壓狀態(tài)，但施加的2.95 MPa橫向預(yù)壓應(yīng)力較小，僅為RPC棱柱體抗壓強度94 MPa的3.1%，根據(jù)文獻[14]可知，在此應(yīng)力比下其雙軸抗壓強度約為單軸抗壓強度的1.05倍，故頂板橫向預(yù)應(yīng)力對構(gòu)件這一過程的受力及截面承載能力的影響不明顯。在預(yù)應(yīng)力筋屈服后采用位移控制加載，故頂板處混凝土壓碎時（圖9中的D1，D2點），荷載突然降低至圖9中的E1，E2點，梁A1荷載下降33.2%，撓度增長3.9%；梁A2荷載下降15.6%，撓度增長1.1%，可見橫向預(yù)應(yīng)力使梁破壞時的脆性有所改善。對圖9中的E1，E2點之后進行卸載。梁A1，A2均具有良好的變形能力，跨中最大撓度（圖9中的D1，D2點）分別為98，101.7 mm，均超過梁計算跨徑的1/50。

2.2.1 延性分析

試驗梁為同時配有預(yù)應(yīng)力筋和非預(yù)應(yīng)力筋的部分預(yù)應(yīng)力混凝土梁，預(yù)應(yīng)力筋和非預(yù)應(yīng)力筋的屈服不可能同步，非預(yù)應(yīng)力筋一般先進入屈服狀態(tài)。若沿用傳統(tǒng)的極限位移與屈服位移之比來定義結(jié)構(gòu)的延性不太明確，因此這里采用Naaman等[15]建議的基于能量的延性指標(biāo)定義，即

式中：μ為構(gòu)件的延性指標(biāo)；Etol為總能量，Etol=Eel+Epl，Eel為彈性能量，Epl為塑性能量，其值可根據(jù)圖10所示結(jié)構(gòu)的荷載-撓度（P-Δ）曲線所包圍的相應(yīng)部分面積確定。

圖10中，P1，P2，P3，Pu和Δ1，Δ2，Δ3，Δu分別為混凝土開裂、普通鋼筋屈服、預(yù)應(yīng)力筋屈服和混凝土梁破壞時所對應(yīng)的荷載及撓度。

由式（3）所確定的梁A1和A2的延性指標(biāo)分別為3.81和3.92?？梢?，頂板橫向預(yù)應(yīng)力的施加使頂板混凝土的橫向變形受到約束而導(dǎo)致梁的延性有所提高，梁A2頂板內(nèi)施加2.95 MPa的橫向預(yù)壓應(yīng)力（僅為RPC棱柱體抗壓強度94 MPa的3.1%）后，其延性較梁A1提高2.9%。

2.2.2 撓度計算

混凝土開裂前的彈性工作階段（圖9中的OA段），全截面參與工作，取截面的短期抗彎剛度Bfs=EcI0，其中，I0為換算截面慣性矩。

截面開裂到普通鋼筋屈服階段（圖9中的AB段），其剛度隨彎矩的增大而減小，參照《纖維混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》（CECS 38：2004），受拉區(qū)開裂后其短期抗彎剛度Bfs可按式（4）計算，即

Bfs=Bs（1+βBλf）

（4）

式中：Bs為不考慮鋼纖維影響的普通鋼筋混凝土受彎構(gòu)件的短期剛度，可按《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》（GB 50010—2010）計算；βB為構(gòu)件短期抗彎剛度的鋼纖維影響系數(shù)，宜通過試驗確定。

基于試驗結(jié)果，對于采用高強度鍍銅光面平直鋼纖維時的RPC，可取βB=0.2。

RPC開裂和普通鋼筋屈服時的撓度計算結(jié)果見表6，計算值與試驗值吻合良好。

2.3 開裂彎矩及極限彎矩計算

2.3.1 RPC本構(gòu)關(guān)系

本文采用的RPC受壓和受拉時應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系（圖11）分別如式（5），（6）[11]所示，即

荷載試驗值和計算值；tf3，tf4分別為受拉普通鋼筋屈服時撓度試驗值和計算值；tp5，tp6分別為抗彎承載力時荷載試驗值和計算值。

式中：σc，σt分別為RPC的壓應(yīng)力和拉應(yīng)力；εc，εt分別為RPC相應(yīng)的壓應(yīng)變和拉應(yīng)變；ft為RPC的抗拉強度；ε0，εt0分別為與峰值壓應(yīng)力對應(yīng)的應(yīng)變和峰值拉應(yīng)力對應(yīng)的應(yīng)變；εcu，εtu分別為RPC的壓、拉極限應(yīng)變；各特征點應(yīng)變可取值為[10-11]ε0=0.003，εt0=0.000 2，εcu=0.004 5；εtu=3εt0。

2.3.2 開裂彎矩計算

預(yù)應(yīng)力混凝土受彎構(gòu)件的開裂彎矩Mcr為

Mcr=（σ+γmft）W0

（7）

式中：σ為梁底緣的預(yù)壓應(yīng)力；W0為換算截面對截面受拉邊緣的彈性抵抗矩；ft可取為劈裂強度的75%[13]；γm為受拉塑性系數(shù)，可根據(jù)文獻[11]可取γm=1.38。

試驗梁A1，A2計算結(jié)果見表6，計算值與試驗值吻合良好。

2.3.3 極限彎矩計算

極限狀態(tài)時截面的應(yīng)變、應(yīng)力分布見圖12，其中，bt，bf，bb分別為箱梁頂板、腹板和底板寬度，tt，tb分別為箱梁頂板、腹板和底板高度，xc，xt分別為受壓區(qū)和受拉區(qū)高度，εy，εp分別為頂板達到極限壓應(yīng)變εcu時受拉區(qū)普通鋼筋和預(yù)應(yīng)力筋對應(yīng)的應(yīng)變，k為系數(shù)，α，β均為受壓區(qū)等效矩形應(yīng)力圖塊換算系數(shù)，fpy，fsy分別為預(yù)應(yīng)力筋和非預(yù)應(yīng)力筋的屈服強度。考慮受拉區(qū)混凝土參與工作，且受壓區(qū)和受拉區(qū)的應(yīng)力分布均采用等效矩形應(yīng)力圖塊。根據(jù)受壓區(qū)-混凝土應(yīng)力合力大小和作用點位置不變的原則，可確定受壓區(qū)等效矩形應(yīng)力圖塊換算系數(shù)α，β分別為0.9和0.75；為簡便計算，假定極限狀態(tài)時受拉區(qū)的拉應(yīng)力均勻分布并取抗拉強度fft=kft。

當(dāng)達到極限狀態(tài)且中性軸位于頂板時，則有

αfcbtβxc=fft[bt（tt-xc）+2bftf+bbtb]+

fpyAp+fsyAs

（8）

Mu=fpyAphp+fsyAshs-αfcbtβ2x2c/2+Mt

（9）

受拉區(qū)混凝土的抗彎能力Mt為

Mt=fft[bbtb（h-tb/2）+2bftf（h-tb-tf/2）+

bt（t2t-x2c）/2]

（10）

式中：Mu為截面的極限抗彎能力；，Ap，As分別為預(yù)應(yīng)力筋和非預(yù)應(yīng)力筋截面積；hp，hs分別為受拉區(qū)預(yù)應(yīng)力筋和普通鋼筋重心到頂板的距離；h為箱梁高度；fft=0.5ft[10]。

計算結(jié)果見表6，計算值與試驗值吻合較好且略偏安全。就本文試驗梁而言，受拉區(qū)混凝土拉應(yīng)力對截面抗彎承載能力的貢獻約為8%。

2.4 頂板應(yīng)變

加載過程中實測跨中截面頂板應(yīng)變的橫向分布如圖13所示。由圖13可以看出，箱梁頂板內(nèi)存在較明顯的剪力滯效應(yīng)。

式中：Be為翼緣板的有效分布寬度；B為翼緣板的實際寬度；t為翼緣板的平均厚度；σmax為翼緣與腹板相交處的最大正應(yīng)力；ρ′f為受壓翼緣有效分布寬度系數(shù)；z為沿跨長方向的坐標(biāo)；x為沿橫斷面寬度方向的坐標(biāo)。

根據(jù)式（5）可知，RPC受壓的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系將應(yīng)變分布轉(zhuǎn)化為相應(yīng)的應(yīng)力分布后，可計算加載過程中受壓翼緣的有效分布寬度系數(shù)ρ′f（圖14）。由圖14可見：荷載在300 kN以內(nèi)時，梁A1受壓翼緣的有效分布寬度系數(shù)ρ′f變化較小，其值在0.85左右；荷載超過300 kN以后，受壓區(qū)混凝土逐漸進入明顯的塑性狀態(tài)并在各測點間發(fā)生應(yīng)力重分布，致使剪力滯效應(yīng)逐漸減弱，受壓翼緣的有效分布寬度系數(shù)逐漸增大至極限狀態(tài)時的0.91；梁A2頂板內(nèi)因有橫向預(yù)應(yīng)力的存在，使得翼緣板內(nèi)的縱向應(yīng)變在整個受力過程中沿橫向的分布較均勻，剪力滯效應(yīng)不明顯，其受壓翼緣的有效分布寬度系數(shù)較梁A1的大且基本穩(wěn)定在0.96左右。這主要是由于梁A2內(nèi)橫向預(yù)應(yīng)力的約束作用對箱梁頂板的縱向正應(yīng)力有一定的卸載作用所致[16]。

通過梁跨中截面頂板布置的縱向、橫向平均應(yīng)變計所測縱向、橫向應(yīng)變可獲得頂板處混凝土的橫向變形系數(shù)（圖15）。由圖15可見：受拉普通鋼筋屈服前，梁A1的橫向變形系數(shù)變化較小，其值約為0.16，受拉普通鋼筋屈服后，其值逐漸增大至極限狀態(tài)時的0.25；梁A2的橫向變形系數(shù)在預(yù)應(yīng)力筋屈服前基本保持在0.10左右，其后逐漸減小至極限狀態(tài)時的0.06，橫向預(yù)應(yīng)力對頂板橫向變形的約束明顯且隨橫向變形的發(fā)展，約束作用逐漸加強。

3 結(jié) 語

（1）預(yù)應(yīng)力RPC箱梁具有良好的變形能力，其極限變形可超過跨徑的1/50。

（2）預(yù)應(yīng)力RPC箱梁裂縫密集，平均裂縫間距較小，正常使用階段的裂縫寬度和短期剛度可參照《纖維混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》（CECS 38：2004）中的相應(yīng)公式計算，其中的鋼纖維影響系數(shù)βB分別取0.4和0.2。

（3）提出了預(yù)應(yīng)力RPC箱梁正截面抗裂和抗彎承載能力計算公式，計算結(jié)果與試驗值吻合良好。

（4）箱梁頂板的橫向預(yù)應(yīng)力對截面抗彎承載力的影響較小，但會使受壓區(qū)混凝土的應(yīng)變分布更加均勻，從而使箱梁頂板受壓的剪力滯效應(yīng)明顯減弱并增加構(gòu)件的延性。

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