畢業(yè)設(shè)計×m裝配式預應(yīng)力簡支梁橋設(shè)計

.1.5基基本計算數(shù)數(shù)據(jù)基本計算數(shù)據(jù)表表表1-1名稱項目符號單位數(shù)據(jù)混凝土立方強度彈性模量軸心抗壓標準強強度軸心抗拉標準強強度軸心抗壓設(shè)計強強度軸心抗拉設(shè)計強強度?E????MPaMPaMPaMPaMPaMPa503.45×100432.42.6522.41.83短暫狀態(tài)容許壓應(yīng)力容許拉應(yīng)力0.7?0.7?MPaMPa20.721.757持久狀態(tài)標準荷載組合容許壓應(yīng)力容許主壓應(yīng)力短期效應(yīng)組合容許拉應(yīng)力容許主拉應(yīng)力0.5?0.6?σst-0.855σpc0.6?MPaMPaMPaMPa16.219.4401.59φs15.2鋼絞絲絲標準強度彈性模量抗拉設(shè)計強度最大控制應(yīng)力σσcon?E?0.75?pkkMPaMPaMPaMPa18601.95×100512601395持久狀態(tài)應(yīng)力標準荷載組合0.65?MPa1209材料重度鋼筋混凝土瀝青混凝土鋼絞絲kN/m3kN/m3kN/m325.023.078.5鋼筋與混凝土的的彈性模量量比無量綱5.65本設(shè)計考慮混凝凝土強度達達到C45是開始張張拉預應(yīng)力力鋼束。??和?分別表示示鋼束張拉拉時混凝土土的抗壓、抗抗拉標準強強度，則：：?=29..6MPaa，?=2.551MPaa。1.2橫截面面布置1.2.1主主梁間距與與主梁片數(shù)數(shù)主梁間距通常應(yīng)應(yīng)隨梁高與與跨徑的增增大而加寬寬為經(jīng)濟，同同時加寬翼翼板對提高高主梁截面面效率ρ很有效，故故可在許可可條件下適適當加寬T梁翼板。本本設(shè)計主梁梁翼板寬度度為25000mm，由于跨跨度較大，為保證橋梁的整體受力性能，橋面板采用現(xiàn)澆混凝土剛性接頭。運輸階段的小截面（bi=1600）（主梁比較多的才用1600mm的預制長度）和運營階段的大截面（bi=2500）。凈—14m+2*0.5m的橋?qū)掃x用六片主梁。（如下圖1.1所示）圖1-1結(jié)構(gòu)構(gòu)尺寸圖（尺尺寸單位：：mm）1.2.2主主梁跨中截截面主要尺尺寸擬定主梁高度預應(yīng)力簡支梁橋橋的主梁高高度與其跨跨徑之比通通常在1/15∽1/25，標準設(shè)設(shè)計中高跨跨比約在1/18∽1/19（《公預預規(guī)》：主主梁在沒有有建筑高度度的要求下下，增加高高度是比較較經(jīng)濟的，同同時梁高加加大一般只只是腹板加加高，而混混凝土的用用量增加不不多）。本本算例取用用23000mm的主梁高高度是比較較合適的。主要截面細部尺尺寸T梁的翼板厚度取取用150mmm，翼板根根部加厚到到250mmm以抵抗翼翼緣根部較較大的彎矩矩（《公預預規(guī)》：當當T梁間采用橫橫向整體現(xiàn)現(xiàn)澆連接時時，其懸臂臂端厚度不不應(yīng)小于140mmm，T梁與腹板板連接處的的翼緣厚度度，不應(yīng)小小于梁高的的1/10，當該處處設(shè)有承托托時翼緣厚厚度可計入入承托加厚厚部分厚度度），腹板板厚度取200mmm（《公預預規(guī)》：T形截面梁梁的腹板寬寬度不應(yīng)小小于140mmm，其上下下承托之間間的腹板高高度，腹板板內(nèi)設(shè)有豎豎向預應(yīng)力力筋時，不不應(yīng)大于腹腹板寬度的的20倍，沒有有設(shè)預應(yīng)力力筋時，不不應(yīng)大于腹腹板寬度的的15倍）。初初擬馬蹄寬寬度為550mmm，高度250mmm，馬蹄與與腹板交接接處作三角角過度，高高度150mmm，以減少少局部應(yīng)力力（《公預預規(guī)》：馬馬蹄面積占占截面面積積的10%—20%為宜）。按照以上擬定尺尺寸，就可可繪出梁跨跨中截面圖圖（如圖1.2所示）。圖1-2跨中中截面尺寸寸圖（尺寸寸單位：mm）3）計算截面幾何何特征將主梁跨中截面面劃分成五五個規(guī)則圖圖形的小單單元，截面面幾何特性性列表計算算見表1--2跨中中截面幾何何特性計算算表表1-2分塊名稱分塊面積Ai（cm2）分塊面積形心至至上緣距離離yi（cm）分塊面積對上緣緣靜矩Si=Aiyi（cm3）分塊面積自身慣慣矩Ii（cm4）Di=ys-yi（cm）分塊面積對截面面形心的慣慣矩Ix=AIdi2（cm4）I=II+IXX(cm4)（1）（2）（3）=(1)×（22）(4)（5）（6）=（1）×（5）2（7）=（4）×（6）大毛截面翼板37507.52812570312.5575.79215404665216107778三角承托50018.339166.52777.777864.9572109706621124844腹板3800110418000114316667-26.7127110122141426778下三角262.5200525003281.255-116.73575571135788533馬蹄1375217.5299062..571614.66-134.2247669446248385660∑9687.5806854∑I=662833353小毛截面翼板24007.5180004500088.06186109553186559553三角承托50018.339166.52777.78877.232982005529847833腹板3800110418000114316667-14.44792352122240118下三角262.5200525003281.255-104.42863275528665566馬蹄1375217.5299062..571614.66-121.9204453775205169990∑8337.5796729∑I=572488299注：大毛截面形形心至上緣緣距離:yy=∑S/∑A=83..29（cm）；小毛截面形心至至上緣距離離:y=∑S/∑A=96..56（cm）。檢驗截面效率指指標ρ（希望ρ在0.5以上）上核心距：k===6622833553/96681.55×（230--83.229）=46..64(cm)下核心距：k===82.115(cmm)截面效率指標::ρ==46..64+882.155/2300=0.556>0..5表明以上截面初初擬的主梁梁跨中截面面是合理的的。1.3橫截面面沿跨長變變化在距梁端支座中中心線15500mmm內(nèi)將腹板板加厚到與與馬蹄同寬寬。馬蹄部部分在六分分點開始向向支點逐漸漸抬高，馬馬蹄抬高的的同時腹板板亦開始變變化（《公公預規(guī)》馬馬蹄抬高與與腹板變寬寬的長度不不小于12倍的寬度度差且要在在5m范圍內(nèi)變變化完成），再再距第一道道橫隔梁處處4.2mm變化完成成。1.4橫隔梁梁設(shè)置本設(shè)計在橋跨中中、六分點點、四分點點和支點設(shè)設(shè)置七道橫橫隔梁，其其間距為5.7m（《橋規(guī)規(guī)》：橫隔隔梁的間距距在5—10m設(shè)置一道道為宜）。端端橫隔梁與與主梁同高高，厚度為為上部260mmm，下部240mmm；中橫隔隔梁高度為為20500mm（中橫隔隔梁的高度度與馬蹄的的下坡低端端齊平），厚厚度為上部部180mmm，下部160mmm（內(nèi)橫隔隔梁的厚度度在160—180mmm為宜）。第2章主梁作用效應(yīng)計計算根據(jù)上述梁跨結(jié)結(jié)構(gòu)縱、橫橫截面的布布置，并通通過可變作作用下的梁梁橋荷載橫橫向分布系系數(shù)計算，可可分別求得得主梁控制制截面（一一般取跨中中、四分點點、變化點點截面和支支點截面）的的永久作用用和最大可可變作用效效應(yīng)，然后后再進行主主梁作用效效應(yīng)組合。2.1（邊主主梁）永久久作用效應(yīng)應(yīng)計算永久作用集度（1）預制梁自重跨中截面段主梁梁自重（六六分點截面面至跨中截截面，長11.44m）：G=0.833775×255×11..4=2337.622kN馬蹄抬高與腹板板變寬段梁梁的自重（長5m）：G=（1.4436225+0..833775）×4.22×25/22=1199.56（kN）支點段梁自重（長長1.866m）：G=1.4436625×25×1.866=67..85kNN邊主梁的橫隔梁梁中橫隔梁體積：：0.17×（11.9×0.7--0.5××0.1×0.5--0.1775×0.5×0.15）=0.22196（m3）端橫隔梁體積：：0.25×（22.15××0.5225-0..5×0.0665×0.3225）=0.22795（m3）故半跨內(nèi)橫隔梁梁重力為：：G=(2.5×00.21996+1××0.27795)×25=220.711(kN))預制梁永久作用用集度g=（237.62++119..56+667.855+20..71）/17..48=225.5((kN/mm)則中間橫隔梁的的重力是邊邊梁重力的的2倍。即：g=（237.62++119..56+667.855+41..425）/17..48=226.688(kN//m)（2）二期永久作用現(xiàn)澆T梁翼板集集度g=0.15×00.9×25=33.38((kN/mm)邊梁現(xiàn)澆部分橫橫隔梁一片中橫隔梁（現(xiàn)現(xiàn)澆部分）體體積：0.177×0.455×1.900=0.1145355（m3）一片端橫隔梁（現(xiàn)現(xiàn)澆部分）體體積：0.255×0.455×2.155=0.22418775（m3）故：g=（5×0.145355+2×0.24418755）×25/334.966=0.886(kNN/m)則：g=（5×0.2907++2×0.488375）×25/334.966=1.773(kNN/m)鋪裝10cm厚的瀝瀝青混凝土土：0.1××23×114=322.2(kkN/m))8cm厚的混凝凝土鋪裝：：0.088×25××14=228（kN/m）若將橋面鋪裝均均攤給六片片主梁，則則：g=（28.000+322.20）/6=110.033（kN/m）欄桿一側(cè)防撞欄：77.5（kN/m）；若將防撞欄均攤攤給六片主主梁，則：：g=7.55×2/6==2.5((kN/mm）邊梁二期永久作作用集度：：g=3.338+0..86+110.033+2.55=16..77（kN/m）則中主梁二期永永久作用集集度：g=3.338+1..73+110.033+2.55=17..64(kkN/m))2.1.2永永久作用效效應(yīng)如圖2-1所示示，設(shè)ⅹ為計算截截面離左支支座的距離離，并令α=。主梁彎矩和剪力力的計算公公式分別為為：MM=QQ=永久作用效應(yīng)計計算見表22-1。圖2-1永久久作用效應(yīng)應(yīng)計算圖1號梁永久作用效效應(yīng)表2-1作用效應(yīng)跨中α=0.5四分點α=0.25N7錨固點α=0.04244支點α=0一期彎矩（kN?mm）3677.12757.799594.950剪力（kN）0215.03393.74430.07二期彎矩（kN?mm）2451.8661838.899396.710剪力（kN）0143.38262.54286.77Σ彎矩（kN?mm）6128.9664596.688991.660剪力（kN）0358.41656.28 716.842.2可變作作用效應(yīng)計計算（修正正剛性橫梁梁法）2.2.1沖沖擊系數(shù)和和車道折減減系數(shù)按《橋規(guī)》4..2.3條規(guī)定，結(jié)結(jié)構(gòu)的沖擊擊系數(shù)與結(jié)結(jié)構(gòu)的基頻頻有關(guān)，因因此要先計計算結(jié)構(gòu)的的基頻。簡簡支梁橋的的基頻可采采用下列公公式估算：：?==3.14(HHz)其中：mm=G/gg=0.9968755×25×103/9.881=24468.778（kg/m）根據(jù)本橋的基頻頻，可計算算出汽車荷荷載的沖擊擊系數(shù)為：：μ=0.17677㏑?-0.00157==0.1886根據(jù)《橋規(guī)》44.3.11條，當車車道數(shù)大于于兩車道時時，需進行行車道折減減，三車道道折減22%，四車道道折減33%，但折減減后不得小小于用兩行行車隊不載載的計算結(jié)結(jié)果。本算算例按四車車道設(shè)計，因因此在計算算可變作用用效應(yīng)時需需進行車道道折減。2.2.2計計算主梁的的荷載橫向向分布系數(shù)數(shù)（1）跨中的荷載橫向向分布系數(shù)數(shù)mc如前所述，本橋橋橋跨內(nèi)設(shè)設(shè)五道橫隔隔梁，具有有可靠的橫橫向聯(lián)系，且且承重結(jié)構(gòu)構(gòu)的長寬比比為：=344.2/115=2..28>22所以可按修正的的剛性橫梁梁法來繪制制橫向系數(shù)數(shù)影響線和和計算橫向向分布系數(shù)數(shù)mc.①計算主梁抗扭慣慣矩對于T形梁截面，抗扭扭慣矩可近近似按下列列公式計算算：=式中：，——相相應(yīng)為單個個矩形截面面的寬度和和高度；——系數(shù)；m——梁截面劃劃分成單個個矩形截面面的個數(shù)；；對于跨中截面，翼翼緣板的換換算平均厚厚度：==17.2（ccm）馬蹄部分的換算算平均厚度度：==32.5（ccm）圖2-2(尺尺寸單位：：mm)圖2-2示出了，的計算見見表2-22。IT計算表表2--2分塊名稱bi（cm）ti（cm）bi/ticiITi=ci?bbi?t3i（×103m4）翼緣板①25017.214.534991/34.240377腹板②180.3209.0150.31004.471444馬蹄③5532.51.69230.20983.961122Σ12.672993②計算抗扭修正系系數(shù)β對于本算例主梁梁的間距相相同，并將將主梁近似似的看成等等截面，則則得：β=式中：G=0..4E；l=344.2m；6×0..0126672933=0.0076033758mm4；a1=6.225m，a2=3.775m，a3=1.225m，a4=-1..25m，a5=-3..75m，a6=-6..25m；Ii=0.6662833353mm4。計算得：β=00.96。③按修正的剛性橫橫梁法計算算橫向影響響線豎坐標標值：ηij=式中：n=6，,=2×(6.2552+3.7752+1.2252)=1009.3775(mm2)計算所得的ηiij列于表表2-3內(nèi)ηij值表2--3梁號10.50950.37240.23520.098-0.039-0.17620.37240.290.20780.12550.0432-0.03930.23520.20780.18040.15290.12550.098④計算荷載橫向分分布系數(shù)（1號梁）可變作用用（汽車公公路—I級）（圖圖2-3）：：四車道：mcq=（0.55231++0.4225+0..355++0.2557+0..186++0.0885+0..017--0.00092）×0.677=0.55883三車道：mcq=(0.55231++0.4225+0..355++0.2557+0..186++0.0885)×0.788=0.77141兩車道：mcq=(0.55231++0.4225+0..355++0.2557）×1=0..779故取可變作用（汽汽車）的橫橫向分布系系數(shù)：mcq=0..779。圖2-3跨中中的橫向分分布系數(shù)m計算圖式式（2）支點截面的荷載載橫向分布布系數(shù)m0（圖2-44）圖2-4支點點的橫向分分布系數(shù)m計算圖式式（一號梁）可變變作用（汽汽車）：m0q=0..5×（1.1++0.388）=0.774（3）橫向分布系數(shù)匯匯總（見表表2-4）表2-4位置梁號mm1號梁（公路-II）0.7790.742號梁（公路-II）0.60990.813號梁（公路-II）0.47440.812.2.3車車道荷載的的取值根據(jù)《橋規(guī)》44.3.11條，公路-I級的均布布荷載標準準值q和集中荷荷載標準值值P為：q=10.5（kkN/m）計算彎矩時：PP==2977kN計算剪力時：PP=297×1.2==356..4（kN）2.2.4計計算可變作作用效應(yīng)在可變作用效應(yīng)應(yīng)計算中，本本算例對于于橫向分布布系數(shù)的取取值如下考考慮：支點點橫向分布布系數(shù)取mm，從支點至至第一根橫橫梁段，橫橫向分布系系數(shù)從m直線過渡渡到m，其余梁梁段均取mm。（1）求跨中截面的最最大彎矩和和最大剪力力計算跨中最大彎彎矩和最大大剪力采用用直接求可可變作用效效應(yīng)（如圖圖2-5），計計算公式公公式為：S=mqkΩ++mPky式中：S——所所求截面汽汽車標準荷荷載的彎矩矩或剪力；；qq——車道均布布荷載標準準值；PP——車道集中中荷載標準準值；ΩΩ——影響線上上同號區(qū)段段的面積；；yy——影響線上上最大坐標標值；可變作用（汽車車）標準效效應(yīng)：M=0.5×8..55×34.22×10.55×0.7779-0..039××5.7×10.55×0.955+0.7779×297×8.555=31771.822（kN?m）V=0.5×0..779××10.55×0.5×17.11-0.55×0.0339×5.7×10.55×0.0556+0..779××356..4×0.5==173..72（kN）可變作用（汽車車）沖擊效效應(yīng)：M=3171..82×0.1886=5889.966（kN?m）V=1173.7720×0.1886=322.31（kN）圖2-5跨中截截面作用效效應(yīng)計算圖圖式（2）求四分點截面的的最大彎矩矩和最大剪剪力（圖22-6所示示）圖2-6四分分點截面作作用效應(yīng)計計算圖式可變作用（汽車車）標準效效應(yīng)：Mmax=0.55×0.7779×34.22×10.55×6.41125-00.5×（1.4225）+5.77×0.4775×0.0339×10.55+0.7779×297×6.41125=22378..31（kN?m）Vmax=0.55×0.7779×10.55×0.755×25.665-0..5×0.0339×5.7×10.55×0.0556+0..779××356..4×0.755=2866.84（kN）可變作用（汽車車）沖擊效效應(yīng)：M=2378..31×0.1886=4442.366（kN?m）V=2286.8840×0.1886=533.35((kN)（3）求N7錨固點截截面的最大大彎矩和最最大剪力（圖圖2-7所示示）圖2-7N77錨固截面面作用效應(yīng)應(yīng)計算圖式式由于在該處有預預應(yīng)力筋的的錨固，應(yīng)應(yīng)力有突變變，是控制制截面，位位置離支座座中心1.45531m?？勺冏饔茫ㄆ囓嚕┬?yīng)：：計算N7錨固截面汽車荷荷載產(chǎn)生的的彎矩和剪剪力，應(yīng)特特別注意集集中荷載Pk的作用位位置。集中中荷載若作作用在計算算截面，雖雖然影響線線縱坐標最最大，但其其對應(yīng)的橫橫向分布系系數(shù)較小，荷荷載向跨中中方向移動動，就出現(xiàn)現(xiàn)相反的情情況。通過比較，集中中荷載作用用在第一根根橫梁處為為不利情況況，結(jié)果如如下：Mmax=00.5×10.55×0.7779×34.22×1.3883-0..5×10.55×1.45531×1.3883×0.0336-0..5×10.55×4.22256×0.0228×1.3224-0..5×10.55×0.0339×5.7×0.0661+2997×0.7779×1.20033=4470.661（kN?m）Vmax=0.55×10.55×0.7779×32.77556××0.9558-0..5×10.55×0.0228×4.22256×0.91169-00.5×10.55×0.0339×5.7×0.04422+3356.44×0.7779×0.8334=3559.277（kN）汽車沖擊效應(yīng)：：M=470.661×0.1886=877.53（kN?m）V=359.227×0.1886=666.82((kN)（4）求支點截面的最最大剪力（圖圖2-8所示示）圖2-8支點點截面剪力力計算圖式式可變作用（汽車車）效應(yīng)：：Vmax=0.55×10.55×0.7779×1×34.22-0.55×10.55×0.0339×5.7×（0.0556+0..94）+3566.4×0.7779×0.83333=3370.006（kN）可變作用（汽車車）沖擊效效應(yīng)：V=3770.066×0.1886=688.83（kN）2.3主梁作作用效應(yīng)組組合本設(shè)計按《橋規(guī)規(guī)》4.1..6——4.1..8條規(guī)定，根根據(jù)可能同同時出現(xiàn)的的作用效應(yīng)應(yīng)選擇三種種最不利效效應(yīng)組合：：短期效應(yīng)應(yīng)組合、標標準效應(yīng)組組合和承載載能力極限限狀態(tài)基本本組合，見見表2-55。主梁作用效應(yīng)組組合表2-5序號荷載類別跨中截面四分點截面N7錨固截面支點MmaxVmaxMmaxVmaxMmaxVmaxVmax(kN?m)(kN)(kN?m)(kN)(kN?m)(kN)(kN)(1)一期永久作用3677.102757.799215.03594.95393.74430.07(2)二期永久作用2451.86601838.899143.38396.71262.54286.77(3)總永久作用=（1）+（2）6128.96604596.688358.41991.66656.28716.84(4)可變（汽車）公公路-Ⅱ級3171.822173.722378.311286.84470.61359.27370.06(5)可變作用（汽車車）沖擊589.9632.31442.3653.3587.5366.8268.83（6）標準組合（3）+(4))+（5）9890.744206.037417.355698.61549.81082.3771155.733（7）短期組合（3）+0.77×（4）8349.233121.66261.511559.211321.099907.77975.8822（8）極限組合1.22×（3）+1.44×[(4)+（5）]12621.22288.449464.955906.361971.3991384.0661474.655第3章預應(yīng)力鋼束的估估算及其布布置3.1跨中截截面鋼束的的估算和確確定根據(jù)《公預規(guī)》規(guī)規(guī)定，預應(yīng)應(yīng)力梁應(yīng)滿滿足正常使使用極限狀狀態(tài)的應(yīng)力力要求和承承載能力極極限狀態(tài)的的強度要求求。以下就就跨中截面面在各種作作用效應(yīng)組組合下，分分別按照上上述要求對對主梁所需需鋼束進行行估算，并并按這些估估算的剛束束數(shù)的多少少確定主梁梁的配束。3.1.1按按照正常使使用極限狀狀態(tài)的應(yīng)力力要求估算算鋼束數(shù)對于簡支梁帶馬馬蹄的T形截面，當當截面混凝凝土不出現(xiàn)現(xiàn)拉應(yīng)力控控制時，則則得到鋼束束數(shù)n的估算公公式：n=式中：M——持持久狀態(tài)使使用荷載產(chǎn)產(chǎn)生的跨中中彎矩標準準組合值，按按表1-7取用；；CC——與荷載有有關(guān)的經(jīng)驗驗系數(shù)，對對于公路—I級，取用用0.511；———一股6φs15.2鋼絞線截截面積，一一根鋼絞線線的截面積積是1.4cm2，故=8.44cm22。在一中已計算出出成橋后跨跨中截面y=1466.71ccm,kk=46..64cmm,初估=155cm,則鋼束偏偏心距為e=y－=1466.71－－15=1131.771cm。1號梁n==66.43.1.2按按承載能力力極限狀態(tài)態(tài)估算鋼束束數(shù)根據(jù)極限狀態(tài)的的應(yīng)力計算算圖示，受受壓區(qū)混凝凝土達到極極限強度fcd，應(yīng)力力圖示呈矩矩形，同時時預應(yīng)力鋼鋼束也達到到設(shè)計強度度fpd則鋼束束的估算公公式為：n=式中：M——承承載能力極極限狀態(tài)的的跨中最大大彎矩，按按表2-55取用;——經(jīng)驗系數(shù)，一般般采用0.755~0.777，本橋采采用0.76?！A應(yīng)力鋼絞線的的設(shè)計強度度，見表11-1，為12600MPaa。計算得===6.9933根據(jù)以上兩種極極限狀態(tài)，取取鋼束數(shù)==7。預應(yīng)力鋼束布置置3.2.1跨中中截面及錨錨固端截面面的鋼束位位置（1）對于跨中截面面，在保證布布置預留管管道構(gòu)造要要求的前提提下，盡可可能使鋼束束群重心的的偏心距大大些。本橋橋采用內(nèi)徑徑70mm外徑77mm的預埋鐵鐵皮波紋管管，根據(jù)《公公預規(guī)》9.1..1條規(guī)定，管管道至梁底底和梁側(cè)凈凈距不應(yīng)小小于3cm及管道直直徑的，根根據(jù)《公預預規(guī)》9.4..9條規(guī)定，水水平凈距不不應(yīng)小于4cm及管道直直徑的0.6倍。在豎豎直方向可可疊置。根根據(jù)以上規(guī)規(guī)定，跨中中截面的細細部結(jié)構(gòu)如如圖3-11a所示，由由此可直接接得出鋼束束群重心至至梁底距離離為：==15.07((cm)（2）由于主梁預制時時為小截面面，若鋼束束全部在預預制時張拉拉完畢有可可能會在上上緣出現(xiàn)較較大的拉應(yīng)應(yīng)力，在下下緣出現(xiàn)較較大的壓應(yīng)應(yīng)力。考慮慮到這個原原因本橋預預制時在梁梁端錨固NN1~N66號鋼束，NN7號鋼束束在成橋后后錨固在梁梁頂。對于錨固端界面面，鋼束布布置通?？伎紤]以下兩兩個方面：：一是預應(yīng)應(yīng)力鋼束合合力重心盡盡可能靠近近截面形心心，使截面面均勻受壓壓；二是考考慮錨頭布布置的可能能性，以滿滿足張拉操操作方便的的要求。按按照上述錨錨頭布置的的均勻、分散原則則，錨固端端截面所布布置的鋼束束如圖3--2b。鋼束群群重心至梁梁底距離為為：==96.677（cm）a)錨固截面b))跨中截面圖3-1鋼束束布置圖（尺尺寸單位：：mm）為驗核上述布置置的鋼束群群重心位置置，需計算算錨固端截截面幾何特特性，圖33-2示出出計算圖示示，計算結(jié)結(jié)果見表33-1。鋼束束錨固截面面幾何特性性計算表表3-1分塊名稱AiyiSiIidi=ys-yiIx=Aidi2I=Ii+Ixx(cm2)(cm)(cm3)(cm4)(cm)(cm4)(cm4)⑴⑵⑶=⑴×⑵⑷⑸⑹⑺=⑷+⑹翼板37507.52812570312.5586.27279094223.4279797335.888三角承托211.2517.173626495.8576.612395222.0512700188腹板11825122.51448563345508855.4-28.7397605077.54553113992.944∑15786.22514803133.96845311447其中：==93.777（cm）y=－y=136..23（cm）故計算得ks===39..31（cm）kx==57.110（cm）y=―((y―k)=96..67―(136..23―57.110)=17.54（cm）說明鋼束群重心心處于截面面的核心范范圍內(nèi)。3.2.2鋼鋼束起彎角角和線形的的確定確定鋼束起彎角角時，既要要照顧到由由其彎起產(chǎn)產(chǎn)生足夠的的豎向預剪剪力，又要要考慮到所所引起的摩摩擦預應(yīng)力力損失不宜宜過大。為為此，本橋橋?qū)⒍瞬垮^錨固端界面面分成上下下兩部分（見見圖3-33），上部部鋼束的彎彎起角定為為15°,下部鋼束束彎起角初初定為7°。在梁頂錨錨固的鋼束束彎起角為為18°。N7號鋼束在離支座座中心線15000mm處錨固。為簡化計算和施施工，所有有鋼束布置置的線型均均選用直線線加圓弧再再加一段直直線，并且且整根束都都布置在同同一個豎直直面內(nèi)。3.2.3鋼鋼束計算（1）計算鋼束起彎彎點至跨中中的距離錨固點到支座中中線的水平平距離axi（見圖圖3-3）為：ax1(ax2))=30－40tan7°°=25.009（cm）ax3(ax4)=30－80tann7°=20..18（cm）ax5=30－25taan15°°=23..30（cm）ax6=300－55taan15°°=15..26（cm）ax7=－（1550°－30?sin118°/2）=－145..31（cm）圖3-3鋼束群群重心位置置復核圖式式（尺寸單單位：mm）圖3-4封錨端端混凝土塊塊尺寸圖（尺尺寸單位：：mm）計算點彎起點計算點彎起結(jié)束點跨徑中線αψ錨固點圖3--4為鋼束計算算圖式，鋼束起計算點彎起點計算點彎起結(jié)束點跨徑中線αψ錨固點圖3-4鋼束計計算圖式（尺尺寸單位：：mm）表3-2鋼束號起彎高度y（ccm）y1（cm）y2（cm）L1（cm）x3（cm）R（cm）x2（cm）x1（cm）N1（N3）3112.1918.8110099.2572523.533307.541329.3N3（N4）63.312.1951.1110099.2576856.866835.64795.29N5146.025.88120.1210096.59153525.255912.40724.31N6168.325.88142.4210096.59154179.7111081.799546.88N7184.4830.9153.5810095.11183137.900969.66499.93（2）控制截面的鋼束束重心位置置計算①各束重心位置計計算由圖1-14所所示的幾何何關(guān)系，當當計算截面面在曲線段段時計算公公式為：當計算截面在近近錨固點的的直線段時時計算公式式為：tan式中：—鋼束在在計算截面面處鋼束重重心到梁底底的距離；；—鋼束起彎前到梁梁底的距離離R—鋼束彎起半徑（見見表1-10）②計算鋼束群重心到到梁底距離離ap（見表3--3）各計算截面的鋼鋼束位置及及鋼束重心心位置表3-3截面鋼束號XcmRcmcoscmcmcm四分點N1(N2)未彎起2523.533————9.09.020.00N3(N4)59.716856.8660.00870.99996616.716.97N5130.693525.2550.03710.9993119.011.43N6308.124179.7110.07370.99722216.728.07N7355.073137.9000.11320.99357728.448.58N7錨固點N1(N2)236.392523.5330.09380.99569.020.1068.84N3(N4)769.46856.8660.11220.993716.759.91N5840.383525.2550.23840.97129.0110.53N61017.8114179.7110.24350.969916.7142.51支點直線段yX5x5tan93.09N1(N2)31.0725.093.089.036.92N3(N4)63.3720.182.4816.777.52N5146.01523.306.249.0148.76N6168.31515.264.0916.7180.91（3）鋼束長度計算一根鋼束的長度度為曲線長長度，直線線長度與兩兩端張拉的的工作長度度（2×700cm）之和和，其中鋼鋼束的曲線線長度可按按圓弧半徑徑與彎起角角度進行計計算。通過過每根鋼束束長度計算算，就可得得出一片主主梁和一孔孔橋所需鋼鋼束的總長長度，以利利備料和施施工。計算算結(jié)果見表表3-4所示示。表3-4分點分點R（cm）鋼束彎起角度曲線長度（cmm）直線長度（cmm）x1直線長度（cmm）L1有效長度（cmm）鋼束預留長度（cm）鋼束長度（cm）N1(N2)2523.97308.361328.31003473.3222×703613.322N3(N4)6856.97837.77795.291003473.1221403606.122N53523.315922.89724.311003494.41403634.4N64179.7151094.233546.881003482.2221403022.222N73137.918985.79499.931003170.4441403310.444第4章計算主梁截面幾幾何特性在求得各驗算截截面的毛截截面特性和和鋼束位置置的基礎(chǔ)上上，計算主主梁凈截面面和換算截截面的面積積，慣性矩矩及梁截面面分別對重重心軸，上上梗脅與下下梗脅的靜靜矩，最后后匯總成截截面特性值值總表，為為各受力階階段的應(yīng)力力驗算準備備計算數(shù)據(jù)據(jù)?，F(xiàn)以跨中截面為為例，說明明其計算方方法，在表表4-3中亦亦示出其他他截面的特特性值的計計算結(jié)果。4.1截面面面積及慣矩矩計算4.1.1凈凈截面幾何何特性計算算在預加應(yīng)力階段段只需計算算小截面的的幾何特性性。計算公公式如下：：截面積An=A－截面慣矩In=I－4.1.2換換算截面幾幾何特性計計算（1）整體截面幾何特特性計算在使用荷載揭短短需要計算算大截面（結(jié)結(jié)構(gòu)整體化化以后的截截面）的幾幾何特性，計計算公式如如下：截面積A0==A+截面慣慣矩I0=I+p以上式中：A，I—分別為混混凝土毛截截面面積和和慣矩；，—分別為一一根管道截截面積和鋼鋼束截面積積;—分面積重心到主主梁上緣的的距離；—計算面積積內(nèi)所含的的管道數(shù)目目；—鋼束與混混凝土的彈彈性模量比比值，由表表1-1得αEp=5.655?？缈缰幸砭壢珜捊孛婷婷娣e和慣矩矩計算表表4-1截面分塊名稱分塊面積Ai(㎝2)分塊面積重心至至上緣距離離yi(㎝)分塊面積至上緣緣靜矩si（㎝2）全截面重心至上上緣距離yi(㎝)分塊面積的自身身慣矩Ii(㎝4)di=ys-yi(㎝)Ip=Aidi2(㎝4)I=ΣIi+ΣΣIp(㎝4)b1=160㎝凈截面毛截面8337.595.5679672990.70572482999-4.86196688524146556扣管道面積（nnΔA）-325.966214.93-70059略-124.233-50303311Σ8011.544—726670572482999—-48336443b1=200㎝換算截面毛截面9687.50083.2980685486.906628335533.61126362708914115鋼束換算面積((αep-1)nΔΔAp273.42214.9358766略-128.03344816999Σ9960.922—865620662833553—46080622計算數(shù)據(jù)A=×7.722/4=446.5666cm22,n=77根，=5.655（2）有效分布寬度內(nèi)內(nèi)截面幾何何特性計算算：根據(jù)《公預規(guī)》，4.2.2條，預應(yīng)力混凝土梁在計算預應(yīng)力引起的混凝土應(yīng)力時，預加力作為產(chǎn)生的應(yīng)力按實際翼緣全寬計算，由預應(yīng)力偏心引起的彎矩產(chǎn)生的應(yīng)力按翼緣有效寬度計算。因此表1-12抗彎慣矩應(yīng)該進行折剪。由于采用有效寬度方法計算的等效等效法向應(yīng)力體積和原全寬內(nèi)實際的法向應(yīng)力體積是相等的，因此用有效寬度截面計算等式法向應(yīng)力時，中性軸應(yīng)取原全寬截面的中性軸。①有效分布寬度的的計算。根據(jù)《公預規(guī)》4.2..2條，對于T形截面受受壓區(qū)翼緣緣計算寬度度，應(yīng)采取取下列三者者中的最小小值：≤ι/3=33420//3=11140（cm）≤250（cm）此處，根據(jù)規(guī)范范，取故=250（cmm）②有效分布寬度內(nèi)內(nèi)截面幾何何特性計算算。由于截面寬度不不折剪，截截面的抗彎彎慣矩也不不需要折剪剪，取全寬寬截面值。4.2截面凈凈矩計算預應(yīng)力鋼筋混凝凝土梁在張張拉階段和和使用階段段都要產(chǎn)生生剪應(yīng)力，這這兩個階段段的剪應(yīng)力力應(yīng)該疊加加。在每一一個階段中中，凡是中中和軸位置置和面積突突變處的剪剪應(yīng)力都是是需要計算算的。例如如，張拉階階段和使用用階段的截截面（圖44-1），除除了兩個階階段a-a和b-b位置的剪剪應(yīng)力需要要計算外，還還應(yīng)計算：：圖4-1靜矩矩計算圖式式（尺寸單單位：mm）（1）在張拉階段，凈凈截面的中中和軸（簡簡稱凈軸）位位置產(chǎn)生的的最大剪應(yīng)應(yīng)力，應(yīng)該該與使用階階段在凈軸軸位置產(chǎn)生生的剪應(yīng)力力疊加。（2）在使用階段，換換算截面的的中和軸（簡簡稱換軸）位位置產(chǎn)生的的最大剪應(yīng)應(yīng)力應(yīng)該與與張拉階段段在換軸位位置的剪應(yīng)應(yīng)力疊加。因此，對于每一一個荷載作作用階段，需需要計算四四個位置（共8種）的剪應(yīng)力，即需要計算下面幾種情況的凈矩：a-a線（圖11-15）以上（或或以下）的的面積對中中行軸（凈凈軸和換軸軸）的凈矩矩：b-b線以上（或或以下）的的面積對中中性軸（兩兩個）的凈凈矩：凈軸（n-n）以以上（或以以下）的面面積對中性性軸（兩個個）的凈矩矩：換軸（o-o）以以上（或以以下）的面面積對中性性軸（兩個個）的凈矩矩。計算結(jié)果列于表表4-2中。跨中截面面對重心靜靜矩計算表4-2分塊名稱及序號號b1=160cmys=90..70cmmb1=250cmys=86..90cmm靜矩類別及符號號分塊面積Ai((cm2)分塊面積重心至至全截面重重心距離yi(cm)對凈軸靜矩Sii-j=AAiyi(cm3)靜矩類別及符號號Ai(cm2)yi(cm)對換軸靜矩(ccm3)翼板①翼板部分對凈軸軸靜矩Sa-n(cm3)240083.20199680翼板部分對換軸軸靜矩Sa-o(cm3)375079.40297750三角承托②50072.373618550068.5734285肋部③20070.701414020066.9013380∑————————250005————————345415下三角①馬蹄部分對凈軸軸靜矩Sb-n(cm3)262.5109.3028691馬蹄部分對換軸軸靜矩Sb-o(cm3)262.5113.1029689馬蹄②1375126.801743501375130.60179575肋部③300106.8032040300110.6033180管道或鋼束-325.966124.23-40494260.48128.0333350∑③————————194587————————275794翼板①凈軸以上面積對對凈軸靜矩矩Sb-n(cm3)240083.20199680凈軸以上面積對對換軸靜矩矩Sb-o(cm3)160059.5195216三角承托②50072.373618587051.5144814肋部③151437.8557305786.1529.3123042∑————————293170————————163072翼板①換軸以上面積對對凈軸靜矩矩Sa-n(cm3)240083.2199680換軸以上面積對對換軸靜矩矩Sa-o(cm3)375079.4297750三角承托②50072.373618550068.5734285肋部③143839.7557161143835.9551696∑————————293026————————3837314.3截面幾幾何特性匯匯總其他截面特性值值均可用同同樣的方法法計算，下下面將計算算結(jié)果并列列于表4--3中。主梁截面特性值值總表表4-3名稱符號單位截面跨中四分點N7錨固點支點混凝土凈截面凈面積Ancm28011.5448011.54414156.88514156.885凈慣矩Incm4524146556528056772.1723466775.6731678553凈軸到截面上緣緣距離ynscm90.790.9100.1101.1凈軸到下緣距離離ynxcm139.30139.1129.9128.9截面抵抗矩上緣Wnscm3577890580920..5722744..0723717..6下緣Wnxcm3376272379623..8556941..3567632..7對凈軸靜矩翼緣部分面積Sa-ncm3250005250625269031..9272000..7凈軸以上面積Sb-ncm3293170293901..3439141..9444093..5換軸以上面積Sa-ncm3293026293993..8438258..4446909..02馬蹄部分面積Sb-ncm3194587195872//鋼束群重心到凈凈軸距離encm124.23119.161.0635.81混凝土換算截面面換算面積Aocm29960.9229960.92216020.66116020.661換算慣矩Iocm4708914115705527228.3857225225.5849609224.6換軸到截面上緣緣距離Yoscm86.9086.7795.1594.4換軸到截面下緣緣距離Yoxcm143.1143.23134.9135.6截面抵抗矩上緣Woscm3815782813100..5900919..9900009..8下緣Woxcm3495398492583..5635452..4626555..5對換軸靜矩翼緣部分面積Sa-ocm3345415344955372652..6369425凈軸以上面積Sb-ocm3383587382768..2521147..6512553..7換軸以上面積Sa-ocm3383731383233..6521933..6517192..8馬蹄部分面積Sb-ocm3275794274744//鋼束群重心到換換軸距離eocm128.03123.2366.0142.51鋼束群重心到截截面下緣距距離apcm15.072068.8493.09第5章鋼束預應(yīng)力損失失值根據(jù)“公預規(guī)”第6..2.1條規(guī)定，當當計算主梁梁截面應(yīng)力力和確定鋼鋼束的控制制應(yīng)力時，應(yīng)應(yīng)計算預應(yīng)應(yīng)力損失值值。后張法法梁的預應(yīng)應(yīng)力損失包包括前期預預應(yīng)力損失失（鋼束與與客道壁的的磨擦損失失，錨具變變形，鋼束束回縮引起起的損失，分分批張拉混混凝土彈性性壓縮引起起的損失）與與后期預應(yīng)應(yīng)力損失（鋼鋼絲應(yīng)力權(quán)權(quán)馳，混凝凝土收縮和和徐變引起起的應(yīng)力損損失），而而梁內(nèi)鋼束束的錨固應(yīng)應(yīng)力和有效效應(yīng)力（永永存應(yīng)力）分分別等于張張拉應(yīng)力扣扣除相應(yīng)階階段的預應(yīng)應(yīng)力損失。預應(yīng)力損失值因因梁截面位位置而有差差異，現(xiàn)以以四分點截截面（既有有直線束，又又有曲線束束通過）為為例說明各各項預應(yīng)力力損失的計計算方法。對對于其他截截面均可用用樣方法計計算，它們們的計算結(jié)結(jié)果均列入入鋼束預應(yīng)應(yīng)力損失及及預加內(nèi)力力一覽表內(nèi)內(nèi)（表5--1～表5-77）。5.1預應(yīng)力力鋼束與管管道壁之間間的磨擦引引起的預應(yīng)應(yīng)力損失按《公預規(guī)》66.2.22條規(guī)定，計計算公式為為：式中：——張拉拉鋼束時錨錨下的控制制應(yīng)力；根根據(jù)“公預規(guī)”第6.3..1條規(guī)定，對對于鋼絲束束到張拉控控制應(yīng)力為為：=0.75==0.755×18660=13395Mppa(見表1)；μ——鋼束與管管道壁的磨磨擦系數(shù)，對對于橡膠管管抽芯成型型的管道取取μ=0.220；θ——從張拉端端到計算截截面曲線管管道部分切切線的夾角角之和，以以rad計；；k——管道每米局部偏偏差對磨擦擦的影響系系數(shù)，本設(shè)設(shè)計取k==0.00015x——從張拉端至計算算截面的管管道長度((以m計)，可近似似取其在縱縱軸上的投投影長度（見見圖1-14所示），當當四分點為為計算截面面時，/4四分點截面管道道摩擦損失σl1計算表表5-1鋼束號θ*=φ-α+kx（）（。）（rad）N1（N2）70.122210.0610.03950.038854.06N3(N4)70.122210.0120.03950.038753.96N514.923990.260510.0430.06720.065090.61N612.5090.21829.9630.05860.056979.38N713.719660.23958.30560.06030.058681.705.2由錨具具變形、鋼鋼束回縮引引起的損失失按《公預規(guī)》66.2.33條，對曲曲線預應(yīng)力力筋，在計計算錨具變變形、鋼束束回縮引起起的預應(yīng)力力損失時，應(yīng)應(yīng)考慮錨固固后反向摩摩擦的影響響，根據(jù)《公公預規(guī)》附附錄D，計算公式式如下：反向摩擦影響長長度：式中：—錨具變變形、鋼束束回縮值（mm），按《公預規(guī)》6.2.3條采用，夾片錨=6mm——單位長度度由管道摩摩擦引起的的預應(yīng)力損損失，按下下式計算：：=其中—張拉端端錨嚇控制制應(yīng)力，本本橋為13955MPa,—預應(yīng)力鋼筋扣除除沿途摩擦擦損失后錨錨固端應(yīng)力力，即跨中中截面扣除除后的鋼筋筋應(yīng)力,—張拉端至至錨固端距距離。張拉端錨下預應(yīng)應(yīng)力損失：：=2在反摩擦影響長長度內(nèi)，距距張拉端xx處的錨具變變形、鋼束束回縮損失失：=2；在反摩擦擦影響長度度外，錨具具變形、鋼鋼束回縮損損失=0。四分點截面的計計算結(jié)果見見表5-22。四分點截截面σl2計算表表表5-2鋼束號Δσd影響長度lf((mm)錨固端σl2距張拉端距離σL2N1(N2)0.00370088617761131.751006157.12N3(N4)0.00371106717757131.781001257.48N50.00551131614568160.631004349.89N60.00552222714556160.76996350.73N70.00656673113347175.76830666.225.3混凝土土彈性壓縮縮引起的損損失后張法梁當采用用分批張拉拉時，先張張拉的鋼束束由于張拉拉后批鋼束束產(chǎn)生的混混凝土彈性性壓縮引起起的應(yīng)力損損失，根據(jù)據(jù)《公預規(guī)規(guī)》第6.2..5條規(guī)定，計計算公式為為：式中：—在先張張拉鋼束重重心處，由由后張拉各各批鋼束而而產(chǎn)生的混混凝土法向向應(yīng)力，可可按下式計計算：其中,—分別為為鋼束錨固固時預加的的縱向力和和彎矩；—計算截面上鋼束束重心至截截面凈軸的的距離，，其其中ynx值見表表4-3所示，值見表。本設(shè)計采用逐根根張拉鋼束束，預制時時張拉鋼束束N1~NN6,張拉順序序為N5，N6，N1，N4，N2，N3，待現(xiàn)澆接接縫強度達達到100%后，張拉拉N7號鋼束束。本橋為為了區(qū)分預預制階段和和使用階段段的預應(yīng)力力損失，先先不考慮NN7號束對對其他N1~N66號束的影影響，計算算得預制階階段見表5-33。四分點截面σl4計算表表表5-3鋼束號錨固時預加縱向向力Npo=ΔApσpocosα(0.1KKN)∑Npo(0.1KKN)epi=ynx--ai(cm)預加彎矩Mpoo=Npo×epi(N.m))ΣMpo(N.m))計算應(yīng)力損失的的鋼束號相應(yīng)鋼束到凈軸軸距離epn(cm)ΣΔσpc(MMPa)σl4=αepΣΣΔσpc(MPa))錨固時鋼束應(yīng)力力σpo=σcon-σl1-σl2(MPa))σpo×ΔApcosαNpo合計N31283.56610781.8881.010781.8810781.888122.521320995513209955N2130.221.353.274.6226.09N21257.72210564.8871.010564.8821346.775130.221375758826967533N4122.522.666.298.9550.57N41232.99910357.0091.01035731703.883122.521268949939657533N1130.223.969.8313.7877.87N11205.95510129.9961.010129.9941833.779130.221319124452848266N6118.555.2211.9217.1496.85N61168.0449811.53361.09802.21151636.000118.551162053364468888N5130.226.4515.9722.42126.66N51127.8449473.87771.09473.866861109.887130.2212336588768054665.4由鋼束束應(yīng)力松弛弛引起的預預應(yīng)力損失失《公預規(guī)》6..2.6條規(guī)定，鋼鋼絞線由松松弛引起的的應(yīng)力損失失的終極值值，按下式式計算：式中：—張拉系系數(shù)，本橋橋采用一次次張拉，==1.0；—鋼筋松弛系數(shù)，對對低松弛鋼鋼筋，=00.3；—傳力錨固時的鋼鋼筋應(yīng)力。計算得四分點截截面鋼絞線線由松弛引引起的應(yīng)力力損失終極極值見表55-4。四分點截面σll5計算表表5-4鋼束號σpc(Mpa))σl5N11205.96627.91N21257.72234.57N31283.56638.06N41232.99931.33N51127.84418.71N61168.04423.32N71247.08833.175.5混凝土土收縮和徐徐變引起的的預應(yīng)力損損失根據(jù)《公預規(guī)》6.2..7條規(guī)定，由由混凝土收收縮和徐變變引起的應(yīng)應(yīng)力損失可可按下式計計算：式中：—全部鋼鋼束重心處處由混凝土收收縮和徐變變引起的預預應(yīng)力損失失值。A——鋼束錨固時相應(yīng)應(yīng)的凈截面面面積An,見表1-14?！浣盥?，；—鋼束錨固時全部部鋼束重心心處由預加加應(yīng)力（扣扣除相應(yīng)階階段的應(yīng)力力損失）產(chǎn)產(chǎn)生的混凝凝土法向應(yīng)應(yīng)力，并根根據(jù)張拉受受力情況，考考慮主梁重重力的影響響?！撌褐匦闹两亟孛鎯糨S的的距離，見見表4-33；—截面回轉(zhuǎn)半徑，本本橋為?！虞d齡期為t00，計算齡齡期為t時的混凝凝土徐變系系數(shù)；—加載齡期為t00，計算齡齡期為t時收縮應(yīng)應(yīng)變。5.5.1徐徐變系數(shù)終終極值和收縮應(yīng)變變終極值的的計算構(gòu)件理論厚度計計算公式：：式中：A—主梁梁混凝土截截面面積；；uu—與大氣接接觸的截面面周邊長度度。本設(shè)計考慮混凝凝土收縮和和徐變大部部分在澆筑筑橋面之前前完成，A和u均采用用預制梁的的數(shù)據(jù)。對對于混凝土土毛截面，四四分點截面面與跨中截截面上述數(shù)數(shù)值完全相相同即：A=8337..5(cm2)μ=160+2××（15+220++1165+++25）+55==813..08（cm）故h==2A/μμ=20..51（cm）設(shè)混凝土收縮和和徐變在野野外一般條條件（相對對濕度75%）下完成成，受荷的的混凝土加加載齡期為為20天。按照上述條件查查《公預規(guī)規(guī)》表6.2..7得到=1..79，。5.5.2計計算混凝土收縮和徐徐變引起的的應(yīng)力損失失列表計算算在表1--19內(nèi)。四分點截截面σl6計算表表5-5計算數(shù)據(jù)Npo=71555.6113KNMpoo=87887.8449KN?mMg1==36077.62kkN?mIn=5528055672..1cm4AAn=80011.554cm2en=ep=1199.1cmmEpp=1.995×1005MPa=5.566計算σpc(Mpa)en(Mpa)σpc(Mpa))(1)(2)(3)=(1)++(2)8.39212.05620.988計算應(yīng)力損失計算公式：σll6=分子項分母項(4)αEP×σpc××φ(t,,to)212.2633ⅰ2=In/An6560.65521(5)Ep×εcs(t,too)44.85p=1+e2p//i23.281(6)0.9[(4))+(5))]231.402=5△Ap/An0.7341+15p1.361σl6==1770.022MPa注：和包括N7預應(yīng)力力筋產(chǎn)生的的軸力和彎彎矩，即近近似取N1～N7號鋼束束徐變情況況相同。5.6成橋后后張拉N7號鋼束混混凝土彈性性壓縮引起起的預應(yīng)力力損失成橋后張拉N77號鋼束，此此時將引起起混凝土彈彈性壓縮，這這對已張拉拉的N1~NN6號鋼束會會引起應(yīng)力力損失，計計算結(jié)果見見表5-77。但由于于張拉N7號鋼束時時，N1~NN6號鋼束已已經(jīng)灌漿，故故不能考慮慮該項損失失對混凝土土應(yīng)力的影影響。成橋后四分點計計算表表5-6鋼束號錨固時預加縱向向力Npo=ΔApσpocosα(0.1KKN)epi=yox--ai(cm)預加彎矩Mpoo=Npo×epi(N.m))計算應(yīng)力損失的的鋼束號相應(yīng)鋼束到凈軸軸距離epn(cm)ΣΔσpc(MMPa)=αepΣΔσpcc(MPa))錨固時鋼束應(yīng)力力σpo=σcon-σl1-σl2-σl4-σl5-σl6(MMPa)σpo×ΔApNpo合計N7*1247.08810475.4470.99357710446.22694.65988738..5N3126.451.051.983.0317.10N31075.4889033.99910.9999669033.999126.2611423488N2134.151.052.103.1517.79N21053.1338846.31151.08846.311134.2311867333N4126.451.051.983.0317.10N41031.6338665.71190.9999668665.722126.210957800N1134.151.052.13.1519.79N11008.0228467.34461.08467.355134.211358944N6122.481.051.922.9716.75N6974.708187.48840.9972888179.711115.16941975..4N5134.151.052.103.1517.79N5939.117888.50070..9993317888.500131.810582188N71043.8998768.71180.9935778744.26694.65826857..2Σ*59825.88486550266注：表中N7**：σpo=σcon-σL1-σL2，指N7號鋼束錨錨固時的應(yīng)應(yīng)力?！?：指使用階段扣扣除全部預預應(yīng)力損失失（不包括括）后由N1～N7號鋼束產(chǎn)產(chǎn)生的預加加內(nèi)力合力力。預加力作作用效應(yīng)計計算表表5-7截面鋼束號預加應(yīng)力階段由由張拉鋼束束產(chǎn)生的預預加力作用用效應(yīng)使用階段由張拉拉鋼束產(chǎn)生生的預加力力作用效應(yīng)應(yīng)sinacosaσpo×ΔAp(見表1-17))（0.1Kn）=σpo×ΔAP××cosaa(見表1-17))(kn)=σpo×ΔAP××sinaa(kn)Mpo(見表1-17))(kn.M)σpo×ΔAp(見表1-20))（0.1Kn）=σpo×ΔAP××cosaa(見表1-20))(kn)=σpo×ΔAP××sinaa(kn)Mp(見表1-20))(kn.M)四分點10110129.99608467.355020110564.88708846.311030.00870.99996610781.8889.389033.9997.8640.00870.99996610357.0089.018665.7227.5450.03710.9993119473.88835.157888.51129.2760.07370.9972889811.54472.318187.48860.3470.11320.9935778768.72299.26Σ6110.9887125.857680.54465982.5884204.278655.0226跨中Σ6269.455907925.01116206.577607941.1224N7錨固點Σ6176.8996919.87773842.25575539.8335825.10883759.0884支點Σ6164.88811045.64492348.90015580.8888946.74552487.1118PAGE5.7預加力力計算及鋼鋼束預應(yīng)力力損失匯總總①施工階段傳力錨錨固應(yīng)力及及其產(chǎn)生的的預加力：：=―=―――②由產(chǎn)生的預加力縱向力：：彎矩：剪力：式中：—鋼束彎彎起后與梁梁軸的夾角角，的值參參見表1--11?！獑胃撌慕孛婷娣e，=88.4((cm2)可用上述同樣的的方法計算算出使用階階段由張拉拉鋼束產(chǎn)生生的預加力力，下面將將計算結(jié)果果一并列入入表5-77中。表5-8示出出了各控制制截面的鋼鋼束預應(yīng)力力損失。鋼束預應(yīng)應(yīng)力損失一一覽表表5-8截面鋼束號預加應(yīng)力階段正常使用階段錨固前預應(yīng)力損損失σⅠl=σl1+σl2++σl4錨固時鋼束應(yīng)力力σpo=σcon-σⅠL錨固后預應(yīng)力損損失σⅡL=σL5+σL6++鋼束有效應(yīng)力σσpo=σpo-σⅡlΣl1(MPa))Σl2(MPa))Σl4(MPa))(MPa)Σl5(MPa))Σl6(MPa))(MPa)(MPa)跨中173.530.080.401241.07732.38158.6819.161030.855273.530.026.941294.53339.5819.161077.111373.430.00.01321.57743.418.401101.099473.430.052.211269.36636.1318.401056.1555109.890.0130.951154.16621.719.16954.626109.730.0102.311182.96625.118.40980.787119.960.0--36.90.01079.466四分點154.0657.1277.871205.95527.91170.0217.79990.23254.0657.1226.091257.73334.5717.791035.355353.9657.480.01283.56638.0617.101058.388453.9657.4850.571232.99931.3317.101014.544590.6149.89126.661127.84418.7117.79921.32679.3850.7396.851168.04423.3216.75957.95781.766.22--33.1701043.899N7錨固點112.1118.7335.111229.06630.8395.57-1102.666212.1118.7310.61253.57734.02-1123.98836.48119.1201269.40036.14-1137.69946.48119.1218.781250.62233.63-1121.42259.9141.4726.421217.21129.32-1092.32268.21142.4613.271231.06631.09-1104.400支點10.65129.4427.411237.50031.9285.08-1120.50020.65129.448.171256.74434.44-1137.22230.55129.8401264.61135.49-1144.04440.55129.8414.551250.06633.56-1131.42250.61157.4017.131219.86629.66-1105.12260.44158.414.921231.23331.11-1115.044第6章主梁截面承載力力預應(yīng)力驗驗算預應(yīng)力混凝土梁梁從預加力力開始到受受荷破壞，需經(jīng)受預加應(yīng)力、使用荷載作用、裂縫出現(xiàn)和破壞等四個受力階段，為保證主梁受力可靠并予以控制，應(yīng)對控制面進行各個階段的強度驗算。在以下內(nèi)容中先進行持久狀態(tài)承載能力極限狀態(tài)承載力驗算，再分別驗算持久狀態(tài)抗裂驗算和應(yīng)力驗算，最后進行短暫狀態(tài)構(gòu)件的截面應(yīng)力驗算。對于抗裂驗算，《公預規(guī)》根據(jù)公路簡支梁標準設(shè)計的經(jīng)驗，對于A類預應(yīng)力梁在使用階段短期效應(yīng)組合作用下，只要對截面出現(xiàn)的拉應(yīng)力進行限制就可滿足。6.1持久狀狀況承載能能力極限狀狀態(tài)承載力力驗算在承載能力極限限狀態(tài)下，預預應(yīng)力混凝凝土梁沿正正截面和斜斜截面都有有可能破壞壞。下面驗驗算這兩類類截面的承承載力。6.1.1正正截面承載載力驗算圖6-1示出了正正截面承載載力計算圖圖示。圖6-1正截面承承載力計算算圖（1）確定混凝土受壓壓區(qū)高度根據(jù)《公預規(guī)》5.2..3條規(guī)定對對于帶承托托翼緣板的的T形截面，當當成立時，中中性軸在翼翼緣板內(nèi)，否否則在腹板板內(nèi)。本橋的這一判別別式：左邊邊==12660×588.8×0.1==74088.8（kN）右邊==22.4×2250×15×0.1==84000（kN）左邊＜右邊，即即中性軸在在翼板內(nèi)。設(shè)中性軸到截面面上緣距離離為，則：：=?pdAp/?CCdb=13..23＜=0.44×（230--15.007）=85..97（cm）式中：—預應(yīng)力力受壓區(qū)高高度界限系系數(shù)，按《公公預規(guī)》表表5.2..1采用，對對于C40混凝土和和鋼絞線，=0.4。——梁的有效效高度，以跨中截截面為例，=15.07cm(見表1-14)說明該截面破壞壞時屬于塑塑性破壞狀狀態(tài)。（2）驗算正截面承載載力根據(jù)《公預規(guī)》5.2..2條，正截面面承載力按按下式計算算：式中：—橋梁結(jié)結(jié)構(gòu)重要性性系數(shù)，按按《公預規(guī)規(guī)》5.1..5條取用，本本橋按二級級公路設(shè)計計，故取11.1。則上式為：右邊邊=22.44×1033×2.5×0.13323×(2.3--0.1557-0..13233/2)==154333.644(kN?m)＞=1.11×126221.244=138833.336（kN·m）（跨中中）主梁跨中正截面面承載力滿滿足要求。其其它截面均均可用同樣樣方法驗算算。（3）驗算最小配筋率率由《公預規(guī)》9..1.122條，預應(yīng)應(yīng)力混凝土土受彎構(gòu)件件最小配筋筋率應(yīng)滿足足下列條件件；≥1.0式中：—受彎構(gòu)構(gòu)件正截面面抗彎承載載力設(shè)計值值，由以上上計算可知知=154433.664（kN·m）——受彎構(gòu)件件正截面開開裂彎矩值值，按下式式計算：==2×383731//4953398=11.5499=28.85(MMPa)==（28.85+11.5499×2.655）×4953398×=166325..77（kN·m）由此可見，＜11.0，需配置普普通鋼筋來來滿足最小小配筋率要要求。①計算受壓區(qū)高度度16325.777=222.4×103×2.5××(2.3--0.15507-//2)=0.14(mm)＜=0.44×(2.33-0.1157)==0.866(m)。②計算普通鋼筋AAAS==154（cmm2）在梁底部配置66根直徑為20mm的HRB3335鋼筋，As=18..4cm22,以滿足最最小配筋率率的要求。6.1.2斜斜截面承載載力驗算（1）斜截面抗剪承載載力驗算根據(jù)《公預規(guī)》5.2..6條計算受受彎構(gòu)件斜斜截面抗剪剪承載力時時，其計算位置應(yīng)按按下列規(guī)定定采用：距支座中心h//2處截面面；受拉區(qū)彎起鋼筋筋彎起點處處截面；錨于受拉區(qū)的縱縱向鋼筋開開始不受力力處的截面面；箍筋數(shù)量或間距距改變處的的截面；件腹板寬度變化化處的截面面。首先對N7錨固固處截面進進行斜截面面抗剪承載載力驗算。1）復核主梁截面尺尺寸T形截面梁當進行行斜截面抗抗剪承載力力計算時，其其截面尺寸寸應(yīng)符合《公公預規(guī)》5.2..9條規(guī)定，即即：式中：—經(jīng)內(nèi)力力組合后支支點截面上上的最大剪剪力（kN），見表表1-7，1號梁的為14744.65（kN）；——支點截面面的腹板厚厚度（mmm），即b==550mmm；——支點截面面的有效高高度（mmm），即==23000－930..9=13369.11（mm）—混混凝土強度度等級（MPa）。上式右邊=0..51×10-3××550×13699.1=22715..5（kN）＞γ0Vd=1.11×14774.655=16222.（kN）所以本橋橋主梁的T形截面尺尺寸符合要要求。2)截面抗剪剪承載力驗驗算驗算是否需要進進行斜截面面抗剪承載載力計算。根根據(jù)《公預預規(guī)》5.2..10條規(guī)定，若若符合下列列公式計算算時，則不不需要進行行斜截面抗抗剪承載力力計算。對于N7錨固截截面：b==550mmm，=68..84mmm,=13384.006KN上式右邊=0..50×10-3×1.255×1.833×550×（23000-68..84）=14003.5（kN）＜15222.47（kN）因此次截截面需進行行斜截面抗抗剪承載力力計算。斜截面抗剪承載載力按下式式計算——斜截面受壓端正正截面內(nèi)最最大剪力組組合設(shè)計值值，為11195.338(kNN)——斜截面內(nèi)混凝土土與箍筋共共同的抗剪剪承載力(kN)按下列式式計算：ρ=/b=0.000866，p=1000ρ=0.8866箍筋選用雙肢箍箍直徑為10mm的HRB3335的鋼筋，==280MMPa，間距=2200mmm，則=/bSv=0.00017=1.0×1.225×1.1×0.455×0.0001×451×17455×2.8==14177.97((kN)=840×（2××0.088116++0.17731488+0.11884887+0..2657709）=6633.32（mm2）+=1417.997+6663.322=20881.3((kN)＞=11995.388(kN))此截面處斜截面面抗剪承載載力滿足要要求。非預預應(yīng)力構(gòu)造造筋作為承承載力儲備備，未予考考慮。（2）斜截面抗彎承載載力驗算由于鋼束均錨固固于梁端，鋼鋼束數(shù)量沿沿跨長方向向沒有變化化，且起彎彎角度緩和和，其斜截截面抗彎強度一般不控制制設(shè)計，故故不另行驗驗算。6.2持久狀狀況正常使使用極限狀狀態(tài)抗裂驗驗算長期以來，橋梁梁預應(yīng)力構(gòu)構(gòu)件的抗裂裂驗算，都都是以構(gòu)件件混凝土的的拉應(yīng)力是是否超過規(guī)規(guī)定的限值值來表示的的，分為正正截面抗裂裂和斜截面面抗裂驗算算。6.2.1正正截面抗裂裂驗算根據(jù)《公公預規(guī)》6。3。1條，對預預制的A類預應(yīng)力混混凝土構(gòu)件件，在作用用短期效應(yīng)應(yīng)組合下，應(yīng)應(yīng)符合下列列要求：≦0.7式中：在作用短短期效應(yīng)組組合下構(gòu)件件抗裂驗算算邊緣混凝凝土的法向向拉應(yīng)力，按按下式計算算：==表6-1示出了正正截面抗裂裂驗算的計計算過程和和結(jié)果，可可見其結(jié)果果符合規(guī)范范要求。正截面抗裂驗算算表6-1應(yīng)力部位跨中下緣四分點下緣N7錨固下緣支點下緣Np(0.1KN)62065.77659825.88456398.33555808.888Mp(N.m)79411244754772443759084424871188An(cm2)8011.5448011.54414156.88514156.885Wnx(cm3))376272379623..8556941..3567632..7Wox(cm3))495398492583..5635452..4626555..5Mgl(N.m))36771000275779005949500Ms(N.m)8349234462625100132109000Np/An(MPPa)=⑴/⑶7.757.473.919.94Mp/Wnx(MMPa)⑼=⑵/⑷21.1019.886.754.38σpc(MPa))⑽=⑻+⑼28.8527.3510.6614.32Mgl/Wnxx(MPa))⑾=⑹/⑷9.777.261.070(Ms-Mgl)/WWox(MPa)⑿=（⑺-⑹）/⑸9.437.111.140σst(MPa))⒀=⑾+