#預應(yīng)力混凝土簡支梁橋計算二11B

1、b:計算抗扭修正系數(shù)：本設(shè)計主梁的間距相同，同時將主梁近似看成等截面，則得：一：EI(B)It計算表表1-4分塊名稱bi (cm)t i (cm)ti/biCiTt i = c i b i t i3_34(X 10 m)翼緣板O1160180.11250.30932.88614腹板C2149.5200.13380.30493.64660馬蹄O35032.50.650.20903.7589310.29167注：系數(shù)Ci是根據(jù)t/b值由姚玲森主編的橋梁工程表2 52查得。式中：G=0.43E L=34.00m, l=0.37947313m4, 為與主梁片數(shù)n有關(guān)的系數(shù),當 n=5 時， =1.04

2、2 ； B=8.5m G=0.43E;- =0.8372 ；c:按修正的剛性橫梁法計算橫向影響線豎坐標值：0 = 1 半n丁 2Z aii =1N=5, a1=3.2m，a2=1.6m，a3=0m a4=-1 6m， a5=-32m ；52 2 2 2則ai =2X( 3.2 +1.6 ) =25.6m ;計算所得的j值列表于1 5中：i =1ij值表1-5梁號e (mn i1i4嘰n i2n i313.20.53490.0326-0.13410.36740.221.60.36740.11630.032560.28370.2300.20.20.20.20.2d:計算荷載橫向分布系數(shù)：1, 2,

3、 3號梁的橫向影響線和最不利布載圖示如圖1 6,對1號梁，貝汽一20： mq=1/2' 1j=1/2 (0.5264+0.3306+0.1891-0.0067 ) =0.5197 ;掛一100：皿=1/2、 1j=1/4 (0.4720+0.3741+0.2762+0.1782 ) =0.3251 ;人群荷載：mcr =0.6216;(2) :支點的荷載橫向分布系數(shù)m如圖(1-7 )所示，按杠桿原理法繪制荷載橫向影響線并進行布載，1號梁活載的橫向分布系數(shù)可按計算如下：I爲1 _人群人群mniiiij號梁號梁號梁汽-20 1寸Tv '-官-L 11 'LSXl dZ 11

4、 11 1圖1 6跨中的橫向分布系數(shù) mi計算圖示汽 20:皿=0.5 X 0.8750=0.4375 ;掛一100:皿=0.25 X 0.5625=0.1406 ; 人群荷載：mor=1.4219;人群1號梁2號梁汽-20掛/4汽-20掛-100I + 二-hfFCJ圖1 7支點的橫向分布系數(shù) mo計算圖示(尺寸單位：m)(3) :橫向分布系數(shù)匯總：表1 6；1號梁活荷載橫向分布系數(shù)表16何載類別mimo汽一200.51970.4375掛一1000.32510.1406人群0.62161.42193:計算活荷載內(nèi)力:在活載內(nèi)力計算中，本設(shè)計對于橫向分布系數(shù)的取值作如下考慮；計算主梁活載彎距時

5、，均采用全跨統(tǒng)一的橫向分布系數(shù)mc，鑒于跨中和四分點剪力影響線的較大坐標位于橋跨中部，見圖1 8，故也按不變的me來計算。求支點和變 化點截面活載剪力時，由于主要荷載集中在支點附近而應(yīng)考慮支承條件的影響， 按橫向分布系數(shù)沿橋跨的變化曲線取值，即以支點到L/4之間，橫向分布系數(shù)用 mo與mc值直線插入，其余區(qū)段取 mc值。（見圖1 9和圖1-10）_ _,_ 掛-100411 in9m m'LMrr剪力影響線汽-20掛-100彎距影響線一圖1 8 跨中截面內(nèi)力計算圖式（尺寸單位：cm）（1）：計算跨中截面最大彎距和最大剪力采用直接加載求活載內(nèi)力，圖1 8式出跨中截面內(nèi)力計算圖式，計算公式

6、為：S=（ 1 + 卩）© mc£ Ryi式中：S所求截面的彎距或剪力；J -車輛沖擊系數(shù)；-車道折減系數(shù)；mc主梁荷載橫向分布系數(shù)；Pi車輛荷載的軸重；yi 沿橋跨縱向與荷載位置對應(yīng)的內(nèi)力影響線坐標值； a：對于汽車、掛車荷載內(nèi)力，列表計算在表 1 7內(nèi);表1 7荷載類型汽-20掛-1001+卩1.08251.0最 大 彎 距Pi1307012012060250250250250yi1.53.58.57.85.88.57.95.95.3mc0.51970.3251Mmax=（ 1+卩）-ni送 Ryi2243.19最大 剪力P12012060250250250250yi0

7、.50.45880.34120.50.46470.34710.3118m0.51970.3251Qmax=( 1+卩)£ m送 Pyi131.96b:對于人群荷載：q=0.75X 3=2.25Kn/mMmax=1/8ml 2=0.125 X 0.6216 X 2.25 X 342相應(yīng)：Q=Q Qmax=1/8 mql=0.125 X 0.6216 X 2.25 X 34=5.944Kn 相應(yīng) M=1/16 X 0.6216 X 2.25 X 342=101.049 Kn.m（2）:求四分點截面的最大彎距和最大剪力（按等代荷載計算）計算公式：S=（ 1+）mck' 1式中門為內(nèi)

8、力影響線面積，如圖1 4所示，對于四分點彎距影響線面積為 3L2/32=108.375m2，剪力影響線面積為 9L/32=9.563m2，于是：Mmax=108.375（ 1+） mck ；Qmax=9.563（ 1 +）mck1號梁的內(nèi)力列表計算見表1 8：1號梁梁四分點截面內(nèi)力計算表表18荷載類型項目1+4K (Kn/m)Qm c內(nèi)力值Mmax1.082519.236108.3751172.802（Kn/m）0.5197汽一20Qmax( Kn)23.2049.563124.835Mmax1.045.838108.3751614.997（Kn/m）0.3251掛一100Qmax( Kn)6

9、1.0759.563189.880Mmax1.0108.375151.573（Kn/m）2.250.6216人群Qmax( Kn)9.56313.375（3）:求變化點截面的最大彎距和最大剪力：圖19示出變化點截面內(nèi)力的計算圖式，內(nèi)力計算見表 1 9：1號梁變化點截面內(nèi)力計算表表1-9十卜 Ll-t汽-20掛-100人群荷載內(nèi)力1 +1.08251.01.0最m0.5197032510.6216大P6401000q=2.25彎0.96931.4792Q n=34 X1.9509/2距yMmax=( 1+ ») mPy =348.995KN/m480.88853.043Pi601201

10、20701307250250250250Q=2.250最yi0.940.830.790.560.4400.810.780.660.620.50.88911503032668153885X26大0.9491剪m0.450.480.500.51970.260.280.32510.620.5498706517916 XX力32.20.63707 X6.77Qmax=( 1+ 卩)工 Pi y i mi =186.653KN215.41425.658(4) :求支點截面的最大剪力：圖1 10示出支點最大剪力計算圖式，最大剪力列表計算在表1 10內(nèi);1號梁支點最大剪力計算表表1-10荷汽-20掛-100

11、r人群載1 +1.08251.01.0$Pi6012012070130713250250250250Q=2.2500yi1.00.880.840.540.42000.800.770.650.610.50.91241271945906297767m0.430.470.480.51970.160.220.32510.620.5751332515116 XX34.00.80003 X8.5Qmax=( 1+4 ) 1 Pi y i mi =144.834KN179.89730.792一人48 no0240S07.no CK50O -IrTDo095.20n-3剪力影響線掛-100vu-o29ca9圖

12、1 10支點剪力（1號梁）計算圖式（尺寸單位：m）掛-100人群汽-20彎距影響線剪力影響線LOTT o20圖1 9變化點截面內(nèi)力（1號梁）計算圖式（尺寸單位：m）123 主梁內(nèi)力組合本設(shè)計按“橋規(guī)”第條規(guī)定，根據(jù)可能同時出現(xiàn)的作用荷載選擇了 荷載組合和川,在表1 11中先匯總前面計算所得的內(nèi)力值，然后根據(jù) 公預 規(guī)第條規(guī)定進行內(nèi)力組合及提高荷載系數(shù)，最后用粗線框出控制設(shè)計的 計算內(nèi)力；內(nèi)力組合表表一11序何載類別跨中截面四分點截面變化點截面支點M maxQ maxM maxQ maxM maxQ maxQ max號(KN/m(KN)(KN/m)(KN)(K N/ m)(KN)(KN)1一期橫

13、載:3081.02904621.54181.2375799.61319.83362.472二期橫載757.180567.88544.54167.6778.6089.083總=1+23838.4705189.43225.785967.28398.43451.554人群202.0985.944151.57313.37553.04325.65830.7925汽一201543.7176.251172.802124.835348.995186.653144.8346掛一1002243.19131.961614.997189.88480.888215.414179.8977汽+人=1+51745.8182

14、.191324.38138.21402.04212.31175.638恒+汽+人=3+75584.2882.196512.81363.996369.32610.74627.189恒+掛=3+66081.66131.966804.43415.666448.17613.84631.4510S 1 =1.2X恒 +1.4X (汽+ 人)7050.30115.072561.45464.437723.60775.35787.7411S " =1.2X恒 +1.1X掛7073.67145.168003.81479.807689.70715.07739.7512汽 / ( 8)X 100%28%9

15、3%18%34%5%31%23%13掛 / ( 9)X 100%37%100%24%46%7%35%28%14提高后的S 17050.30115.072561.45464.438109.78798.61811.3715提高后的Sm7427.35149.528404.00494.197689.70715.07739.751.3 預應(yīng)力鋼束的估算及其布置1:按使用階段的應(yīng)力要求估算鋼束數(shù)：n二GAAy Ry(ks 0)式中：M使用荷載產(chǎn)生的跨中彎矩，按表10取用；C i與荷載有關(guān)的經(jīng)驗系數(shù)，對于汽 -20, G=0.51 ;對于掛-100，取 Ci=0.565;Ay 一根32© s5的鋼

16、束截面積，即：Ay=8.4c m2；在第一節(jié)中已計算出成橋后跨中截面yx=119.284cm; ks=42.650cm；初估 ay=15cm 則鋼束偏心距為：ey=yx-ay=104.284cm ；(1) ：對(恒+汽 +人)荷載組合：5584.28 如03n464.80.51 8.4 10* 1860 106(0.4265 1.0428)(2) ；對(恒+掛)荷載組合：n嚴譽34.70.565 8.4 1 01 860 1 06 (0.4265 1.0428):按承載能力極限狀態(tài)估算鋼束數(shù):M jn ahAAyRy式中：Mj 承載能力極限狀態(tài)的跨中最大彎距，按表1 11取用;a- 經(jīng)驗系數(shù)，

17、一般取用0.75 0.77，本設(shè)計取0.76 ；Ry預應(yīng)力鋼鉸線的設(shè)計強度，見表 1 1,為1488MPa3= 4.48404.00X00.76 8.4 10* 1488 1062根據(jù)上述兩種極限狀態(tài)，取鋼束數(shù) n=7；1.3.2 預應(yīng)力鋼束布置1:跨中截面及錨固端截面的鋼束布置：(1) 對于跨中截面，在保證布置預留管道構(gòu)造要求的前提下， 盡可能使 用鋼束群重心到截面形心的偏心距大些。本設(shè)計采用內(nèi)徑 70mm外徑77mm勺預 埋鐵皮波紋管，根據(jù)“公預規(guī)”，管道水平凈距不應(yīng)小于 4cm至梁底凈距不應(yīng) 小于5cm,至梁側(cè)凈距不應(yīng)小于 3.5cm，跨中截面的細部構(gòu)造如圖1 11a所示， 由此可直接得

18、出鋼束群重心至梁底距離為：3 匯(9.0+16.7 )+28.4 ay = 15.07 cma) 跨中截面(2) :由于主梁預制時為小截面，若鋼束全部在預制時張拉完畢，有 可能會在上緣出現(xiàn)較大的拉應(yīng)力?？紤]到這個原因，本設(shè)計預制時在梁端錨固 N1 N6號鋼束，N7號鋼束在成橋后錨固在兩梁頂，布置如圖 1 11C;對于錨固端截面，鋼束布置通?？紤]下述兩方面：一：預應(yīng)力鋼束合力重心 盡可能靠近截面形心，使截面均勻受壓；二：考慮錨頭布置的可能性，以滿足張 拉操作方便的要求；按照上述錨頭布置的“均勻”、“分散”原則，錨固端截面的 鋼束布置如圖1 11b)所示。鋼束群重心至梁底距離為：ay2408012

19、5 1556= 86.67 cm1圖1 11 b)錨固截面J 二J./I48U二（二圖111 c ) N7 號鋼束艮縱向布置為驗證上述布置的鋼束群重心位置， 需計算錨固端截面幾何特性。圖1 12示出 計算圖示計算圖式，錨固端截面特性見表1 12所示。 32ys=三 Si/2 Ai=1018144cm /11944cm =85.24cm 32ys=三 Si/2 Ai=1018480 cm /11980 cm =85.01 cmyx=h-ys=114.76cm故計算得；Ks=三 1/ 2 Ayx=46781334.56/1194!X 114.76=34.13cmKx= 3 1/ 2 Ays=467

20、81334.56/1194!X 85.24=45.85cm；y=ay- Ks- Kx=86.67- （） =6.04cm；說明鋼束群重心處在截面核心范圍內(nèi)。2:鋼束彎起角和線形的確定：確定鋼束彎起角時，既要照顧到由其彎起產(chǎn)生足夠的豎向預剪力， 又要考慮到所 引起的預應(yīng)力摩擦損失不宜過大，為此本設(shè)計將錨固端截面分成上、下兩部分（見 圖1-13），上部鋼束的彎起角為15度；下部鋼束彎起角為7度；在梁頂錨固的 鋼束彎起角為18度；N7號鋼束在離支座中心線1500mn處錨固，如圖（1 11c）；錨固端截面特性表1-12分塊名 稱AyiSI idi =ys-y iIx=A idi2I=I i+Ix(cm

21、i)(cm)(cm5)(cm)(cm)(cm4)(cm)(1)(2)(3 )=(1) +(2)(4)(5)(6)(7) = (4) +(6)翼板18966113762275279.2411909448.7119322007三角承6481610368518469.243106627.093111811.09托腹板940010699640027686133.33-20.764051189.4431737322.7711980101814446781334561 12鋼束群重心位置復核圖式3:鋼束計算：(1) :計算鋼束彎起點至跨中的彎距：錨固點到支座中心線的水平距離 axi (見圖1-13)為：a

22、x1 (ax2) =36-40x tg7 °=31.09cm；ax3 (ax4) =36-80 x tg7 °=26.18cm；ax5=36-15X tg15°=31.98cm；ax6=36-45x tg15 °=23.94cm；ax7= - (150-36X tg18°/2 ) =-144.44cm ;圖1 14示出鋼束計算圖式，鋼束起彎起至跨中的距離x1列表計算在表113;佗0a彎起結(jié)束點錨固點主梁底面線跨 徑 中 線計算點圖1 14鋼束計算圖式（2）:控制截面的鋼束重心位置計算：:各束重心位置計算（見表1 14）:由圖1 14所示的幾何關(guān)

23、系，當計算截面在曲線段時，計算公式為: a=ao+R （1-cosa）sina=X4/R當計算截面在近錨固點的直線段時，計算公式為：a=a°+y-X5tg式中；a-鋼束在計算截面處鋼束重心到梁底的距離；ao-鋼束彎起前到梁底的距離；R-鋼束彎起半徑（見表1-13）表 1-13彎起 高度（cm）y1(cm)y2(cm)L1(cm)X3(cm) (o)R (cm)X2(cm)X1(cm)N (Nb)3112.1918.8110099.2574158.93506.851224.24Nj( Nk)63.312.1951.1110099.2578492.261034.95691.23N5116

24、25.8890.1210094.20153404.34881.11848.87N6138.325.88112.4210094.20154058.791050.49673.45N7156.630.90125.710093.18183199.61988.73566.87：計算鋼束群重心到梁底距離ay （見表1-15 ） 圖1 15繪出了表115的計算結(jié)果：截 面鋼束X4 （ cm）R（ cm）Sin a=x 4/Rcosaa。（ cm）ai （ cm）ay（ cm）四 分 占 八、Ni （ N2）未彎起4158.939.09.017.42N3 （ N4）未彎起8492.2616.716.7N51.

25、133404.340.00033190.9999999.09.0N6176.554058.790.04349820.99905416.720.54N7283.133199.610.08848890.99607728.44095變 化 占八、Ni （ N2）345.764158.930.08313670.9965389.023.4080.62N3（ 2）878.778492.260.10347890.99463216.762.29N5721.133404.340.21182670.9773079.086.26N6896.554058.790.22089100.97529916.7116.96N7

26、1003.163199.610.31352570.949579928.4189.73支占八、Ni （ N2）314158.930.00745380.99997229.016.790.20N3（ NO63.38492.260.00745380.999972216.779.8N51163404.340.03407420.99941939.0109.5No138.34059.790.03407420.999419316.7139.2四分點截面變化點截面支點截面圖1 15鋼束重心的計算位置圖（cm）（3）:鋼束長度計算：一根鋼束的長度為曲線長度、直線長度與兩端張拉的工作長度（ 2X 70cm）之 和，

27、其中鋼束的曲線長度可按圓弧半徑與彎起角度進行計算。 通過每根鋼束長度 計算，就可得出一片主梁和一孔橋所需鋼束的總長度，結(jié)實結(jié)果見表 1 15;鋼 束 號R（ cm）鋼束 彎起角®曲線長度S=兀半 R/180（cm）直線長度（cm）鋼束有效 長度2 X（S+X1）鋼束預 留長度（cm）鋼束長度（cm）1234567=5+6N（ N2）4158.937o507.8521224.243464.18470 X 23604.2(X 2)Nj ( N4)8492.267 01036.999691.233456.4581403596.5(X 2)N53404.3415 0890.802848.87

28、3479.3441403619.4N64058.7915 01062.050673.453471.0001403611.0N73199.6118 01004.678566.873143.0961403283.107z24914.9每孔橋（五片梁）的鋼束（245）計算長度為:2491.49X 5=1245.75m；1.4 計算主梁截面幾何特性：1.4.1 截面面積及慣性矩計算計算公式：對于凈截面：截面積：A=A-n 小截面慣性矩：lj=l- n A（yis-yi）2對于換算截面：截面積：Ao=A+n 5廠1）nA截面慣性矩：2I o=l+ n (ny-1 ) n i A ( y is-y i取用

29、主梁截面（b仁160cm）計算：ny=5.43 ;具體計算見表116：1.4.2 各階段截面對形心軸的靜炬計算在預應(yīng)力混凝土梁在張拉階段和使用階段都要產(chǎn)生剪應(yīng)力，這兩個階段的剪應(yīng)力 應(yīng)該疊加。在每一個階段中，凡是截面中和軸位置和面積突變處的剪應(yīng)力都需要 計算。因此，對于每一個荷載作用階段，需要計算四個位置（共8種）的剪應(yīng)力, 所以需要計算下面幾種情況的截面凈矩：a : aa線（圖1-15 ）以上（或以下）的面積對中性軸凈距；b : bb線以上（或以下）的面積對中性軸（兩個）的凈距；c :凈軸（j j）以上（或以下）的面積對中性軸（兩個）的凈距；d :換軸（oo）以上（或以下）的面積對中性軸（兩

30、個）的凈距； 計算結(jié)果列表1 17；1 18 內(nèi);圖i15靜距計算圖式（cm其他截面特性均可用同樣方法計算，下面將計算結(jié)果一并列表于特性分類 截 面、分塊名稱分塊面積A(cm)分塊面積重心至上緣距離 y (cm)分塊面積對 上緣靜距S(cni)全截面重心到上緣距離ys (cm)分塊面積自 身慣性矩 1 i(cm)di =ys+yi(cm)241 y=Adi (cm)1=戈 1 i/ 戈 I y(cm4)bi=158cm凈截面毛截面745980.71660206175.9837947313.5-4.73616730334290055.5扣管道面積(nEA)-325.96184.3-60074略-

31、108.32-3824561I7133.0454198737947313.5-3657258bi=160cm換算 截 面毛截面 745980.71660206185.0137947313.516.634206383059843647.45混凝土接縫8X 2=16464略93.35139428鋼束換算面 積(ny-1 )n工A260.48184.3266131略-86.9519693075.95I7735.4886825637947313.521896333.9559843647.45計算數(shù)據(jù)AA=? X 7.72=46.566cm2, n=7 根，ny=5.43注：*指凈截面重心軸；*指換截面

32、重心;分 塊 名 稱 及 序 號bi=158cm, ys=85.24cmb1=160cm, ys=85.01cm靜距類 別及符 號分塊面 積A（CR?）分塊面 積重心 至全截 面重心 距離yi（cm）對凈軸*凈 距 Si-j =Ayi凈距類 別及符 號A（cm）yi（cm）對凈軸* 凈距翼 板翼緣部 分對凈 軸*靜距Sa-j（cm5）165679.24131321.44翼緣部 分對換 軸*靜 距 Sa-o（cni）168079.01132736.8角 承 托82869.2457330.7284069.0157968.4肋 部048073.2435155.248073.0135044.8y223

33、707.36225750下角0馬蹄部 分對凈 軸*靜距 Sb-j（cm5）22584.7619071馬蹄部 分對換 軸*靜距 Sb-o（cmi）22584.9919123馬 蹄01250102.261278251250102.49128113肋 部030082.262467830082.4924747管道和鋼束-325.9699.06-32290260.4899.2925863139284197846翼板0凈軸以 上凈面 積對凈 軸靜矩Sj-j（cm5）165679.24131221.44凈軸以 上凈面 積對凈 軸靜矩S-o（cmi）168079.011327368角 承 托082869.24

34、57330.7284069.0157968.4肋 部01704.842.62726591704.840.8269589.95y261211260295.2翼 板換軸以 上凈面 積對凈 軸靜矩So-j(cm3)165679.24131221.44換軸以 上換算 面積對 換軸靜 矩 So-o(cm3)168079.01132736.8角 承 托82869.2457330.7284069.0157968.4肋 部01700.242.51722671700.242.5172275.5y260819.16210980.7名稱符號單位截面跨中四分點變化點凝 土 凈 截 面凈截面Ajcm7133.04713

35、3.048520.6911980凈慣矩Ijcm434290055.534290055.53889393546781434凈軸到截面 上緣距離yjscm75.9875.1887.9285.01凈軸到截面 下緣距離yjxcm124.02124.98112.08114.99截面 抵抗 矩上緣wscm451303.70451303.70442378.70550305.07下緣wxcm276488.11296488.11347019.4140683046對凈 軸靜 距翼緣 部分 面積S-jcm223707223824304764273884凈軸 以上 面積S -jcm261211261478364768

36、483798換軸 以上 面積S-j3 cm260819261206364694483706馬蹄 部分 面積Sb-jcm1392841393362769040鋼束群重心 到凈軸距離ecm99.0697.2333.7630.28混 凝 土 換 算 截 面換算面積Ao2 cm7745.387745.389874.8013468換算慣矩I。cm59843647.455993752.406439460869834636換軸到截面 上緣距離yoscm85.0185.1894.3490.28換軸到截面 下緣距離yoxcm114.99114.82105.62109.72截面 抵抗 矩上緣WoS3 cm7039

37、60.10703624.71682291773534下緣3 cm520424.80521988.79609682363481對換 軸靜 矩翼緣 部分 面積Sa-o3 cm225750225368285368325368凈軸 以上 面積S - o3 cm260295260018361768467818換軸 以上 面積So-o3 cm210981210672380692470692馬蹄 部分 面積Sb-o3 cm1978461975433976430鋼束群重心到凈軸距離e。cm99.2998.6640.1436.17鋼束群重心到截面aycm15.0717.4280.6290.20下緣距離1.5 鋼

38、束預應(yīng)力損失計算1.5.1預應(yīng)力鋼束與管道壁之間的摩擦損失（c si見表1-19 ）；按規(guī)范，計算公式為：j =k1 -e""）c k=0.75R；=0.75 X 1860=1395MPa四分點截面管道摩擦損失 o' s1計算表表1 19鋼束號0 = © - axk 0 +kx1e訃)(O)(rad )(m)MPaNi ( N2)70.12229.32140.03250.032044.64Ni ( N2)70.12229.25310.03240.0319844.50N514.9120：0.26019.36830.05880.057179.65Ns12.50

39、760.21829.26690.05070.049468.91Nz9.92320.17316.76340.03970.038954.27表中©見表1 13,其中有cosa求反得;1.5.2 由錨具變形、鋼束回縮引起的損失 （cs2,見表1-20 ） 按規(guī)范，計算公式為：c s2計算表表1-20鋼束號N (N2)N (N4)NsN6N7L (mm (見表 1-15 )3604.23596.53619.43611.03283.1125s2 =漢 10 l63.2663.40629963.1469.451(MPa注：本設(shè)計未考慮反向摩阻損失。1.5.3 混凝土彈性壓縮引起的損失（c s4見

40、表21） 計算公式為：c s4=nyXA c hl_Z Nyo E Myoeyic s4=+Aj Ij1.5.4 由鋼束預應(yīng)力松弛引起的損失（c s5）按規(guī)范，對于作超張拉的鋼絲束由松弛引起的應(yīng)力損失的終極值, 按下式計算：*5=0.045 c k=0.045 X 1395=62.78MPa數(shù) 據(jù)224Aj=7133.04cm Ay=8.4 cm lo=34290172cm y ix=85.31cm n y=5.43鋼束號錨固時預加縱向軸力Nyo=A Ay t y°cosaI Nyo(0.1KN)eyi =yjx -a i (cm)預加彎 矩Myo=Nyoeyi (No m)龍Myo

41、計算應(yīng)力損失的鋼束號相應(yīng)鋼 束凈軸 距離eyj龍 T h1 ( MpaT s4 =ny戈 Th1(Mpa錨固鋼 束應(yīng)力T yo= Tk-T s1-T s2- T s4(MpaT yoAycosa(見表1-14)Nyo(0.1KN)yNyo/AjyMyo/ljX eyi合計1291.8110851.21.010851.210851.298.2910665651066565Na105.991.523.064.584.71N21266.6110639.521.010639.5221490.73r 105.99 :11276832194248N98.293.016.789.7920.491242.88

42、10440.191.0 一10440.1931930.9298.2910261663220414N105.994.489.2313.7144.22N1216.4810218.41.010218.442149.31r 105.99 1083048430346298.295.9113.3019.2170.62N61173.929860.930.99990549851.63352000.9598.299683175271779Ns105.997.2915.1122.4089.03N51134.609530.640.9999999530.63267531.58P 105.991010152628193

43、11.5.5 混凝土收縮和徐變引起的損失（T S6）按規(guī)范，計算公式如下：n 厲浮（°°,1）+EyE9,i）s6 :1 10口式中：T s6全部鋼束重心處的預應(yīng)力損失值；T h鋼束錨固時，在計算截面上全部鋼束重心處由預加應(yīng)力（扣除相應(yīng) 階段的應(yīng)力損失）產(chǎn)生的混凝土法向應(yīng)力，并根據(jù)張拉受力情況，考慮主梁重力的影響；» _ Ay +Ag +Ay + Ag卩一配筋率，AA為鋼束錨錨固時相應(yīng)的凈截面積 A;p A=1+e/r 2ea鋼束群重心到截面凈軸的距離ej;r截面回轉(zhuǎn)半徑r2=lj/Aj；（二）-加載齡期為T時的混凝土徐變系數(shù)終值； ,）-自混凝土齡期T開始的收縮

44、應(yīng)變終值；2Ah1.徐變系數(shù)（二廠）和收縮應(yīng)變系數(shù)（二，）的計算構(gòu)件理論厚度=v式中：A主梁混凝土截面面積；u與大氣接觸的截面周邊長度。2Ahu=740.16， u =20.15cm,（：，）=2.2， ；（：，）=0.23 X 10_3跨徑四分點截面T s6計算表表1-224計算數(shù)據(jù)4Nyo=6153.158KN Myo=7733.730KN My1=3478.84KN lj=34290172cm25Aj=7133.04cm ea= ej =97.23 cm Ey=1.9 X 10 MPa ny=5.43計 算T hNyo/Aj (MPaMyo-Mgo/Ij X ej ( MPat h (MPa（1）(2)(3) = (1) + (2 ):8.62612.03920.665計算應(yīng)力損失n產(chǎn)泮（牟1） + Ey客仟 口 s6 計算公式：仆0吧分子項分母項(4)nyTh® (°°E246.864r 2=I j/Aj48