先張法預應力混凝土簡支空心板設(shè)計計算書

先張法預應力簡支梁設(shè)計PAGEPAGE44先張法預應力混凝土簡支空心板設(shè)計設(shè)計資料（一）設(shè)計荷載本橋設(shè)計荷載等級確定為汽車荷載（公路—I級），人群荷載為3.5KN/m2（二）橋面跨徑及凈寬標準跨徑：Lk=20m計算跨徑：L=19.50m橋面凈寬：凈—9.0+2×0.75m主梁全長：19.96m。（三）主要材料1．混凝土采用C50混凝土澆注預制主梁，欄桿和人行道板采用C30混凝土，C30防水混凝土和瀝青混凝土磨耗層；鉸縫采用C40混凝土澆注，封錨混凝土也使用C40；橋面連續(xù)采用C30混凝土。2．鋼筋普通鋼筋主要采用HRB335鋼筋，預應力鋼筋為鋼絞線。3．板式橡膠支座采用三元乙丙橡膠，采用耐寒型，尺寸根據(jù)計算確定。（四）施工工藝先張法施工，預應力鋼絞線采用兩端同時對稱張拉。（五）計算方法及理論極限狀態(tài)法設(shè)計。(六)設(shè)計依據(jù)《公路橋涵設(shè)計通用規(guī)范》（JTGD60-2004），以下簡稱《通用規(guī)范》?！豆蜂摻罨炷良邦A應力混凝土橋涵設(shè)計規(guī)范》（JTGD60-2004）。二、構(gòu)造布置及尺寸（一）橋梁橫斷面空心板的橫斷面具體尺寸見圖1。圖1空心板截面構(gòu)造及尺寸（尺寸單位：cm）圖1空心板截面構(gòu)造及尺寸（尺寸單位：cm）三、板的毛截面幾何特性計算本設(shè)計預制空心板的毛截面幾何特性采用分塊面積累加法計算，先按長和寬分別為板輪廓的長和寬的巨型計算，然后與圖2中所示的挖空面積疊加，疊加時挖空部分按負面積計算，最后再用AutoCAD計算校核，計算成果以中板為例，如表1。預制中板的截面幾何特性挖空部分以后得到的截面,其幾何特性用下列公式計算:毛截面面積：對截面上緣面積矩:重心至截面上緣的距離:毛截面對自身重心軸的慣性矩：圖2預制中板、邊板面分塊示意圖圖2預制中板、邊板面分塊示意圖表1預制中板的毛截面積幾何特性分塊號Ai(cm2))Yi(cm)Si(cm3))I1(cm4)Di(cm)I1'=Ai*Dii^2(ccm4)Ii=I1+II1'(cmm4)1-251.67-41.68-34.72-42.90-46013..24-46047..962-70035.00-24500..00-2858333.34-9.57-64087..94-3499211.283-32548.33-15708..23-76284..723.76-4605.998-80890..704-5071.67-3583.335-69.4427.10-36716..72-36786..165-2827.44340.00-1130977.20-6361722.51-4.57-59009..14-6951811.656875542.50372087..5052712399.58-2.0737456.11753086955.76合計4827.57744.57215157..0542728444.85-1729766.8540998688.01電算4827.5666644.5740998677.30四、主梁內(nèi)力計算（一）永久荷載（恒載）產(chǎn)生的內(nèi)力1.預制空心板自重(一期恒載)中板：KN/m2．板間接頭（二期恒載）中板：KN/m3．橋面系自重（二期恒載）（1）單側(cè)人行道8cm方磚：KN/m5cm沙墊層：0.05×0.6×20=0.600KN/m路緣石：KN/m17cm二灰土：KN/m10cm現(xiàn)澆混凝土：KN/m人行道總重：KN/m取6.5KN/m。（2）行車道部分：KN/m（3）單側(cè)欄桿：參照其它橋梁，取單側(cè)4KN/m該橋面系二期恒載重力近似按各板平均分擔考慮，則每塊空心板分攤的每延米橋面系重力為：KN/m。4．上部恒載集度匯總表2表2恒載集度匯總表荷載g1(KN/m)g2(KN/m)g(KN/m))中板12.0698.96721.036邊板14.5117.54522.0565．上部恒載內(nèi)力計算計算圖式如圖3，設(shè)為計算截面離左支座的距離，并令,則：主梁彎矩和剪力的計算公式分別為：其計算結(jié)果如表3圖3恒載內(nèi)力計算圖式圖3恒載內(nèi)力計算圖式表3恒載內(nèi)力匯總表內(nèi)力Mg=gΩMMVg=gΩVVL/2L/4L/2L/40ΩM=α(1-α)L22/247.53122535.64844375ΩV=(1-2α))L/44.8755.48437759.75g1中板573.65430.2458.8466.19117.67邊板689.73517.2970.7479.58141.48g2中板435.18319.6643.7149.1887.43邊板358.62268.9736.7841.3873.56g中板1008.833749.9102.55115.37205.1邊板1048.355786.26107.52120.96215.04（二）可變荷載（活載）產(chǎn)生的內(nèi)力1．荷載橫向分布系數(shù)計算（1）支座處的荷載橫向分布系數(shù)m0的計算（杠桿法）支點處的荷載橫向分布系數(shù)按杠桿原理法計算。首先，繪制橫向影響線圖，在橫向影響線上按最不利荷載布置，根據(jù)對稱性，只需計算1、2、3、4、5號板的荷載橫向分布系數(shù)即可，如圖4。1號板：汽車：=1/2==0.1731人群：==1.1851圖41~5號板支點處橫向分布影響線圖41~5號板支點處橫向分布影響線（2）跨中及L/4處的荷載橫向分布系數(shù)預制板間采用企口縫連接，所以跨中的荷載橫向分布系數(shù)按鉸接板法計算。首先計算空心板的剛度系數(shù)γ：對于中板：計算圖式如圖7mmmmmmmmmmmm4綜上，從<<梁梁橋設(shè)計手手冊>>(上冊)中的鉸接接板荷載橫橫向分布影影響線用表(附表)中查表，在在γ=0.001和γ=0.002內(nèi)插求求得γ=0.00103對對應的影響響線豎標值值η1i—η10ii,計算結(jié)果果如表4。表4跨中及L/4處處影響線豎豎標值板號γ單位荷載作用位位置（i號板中心心）Ση2123456789101號板0.0103182.59159.02131.45110.0392.7679.5869.4662.457.3755.3410002號板0.0103159.02155.02137.6114.1896.8582.6472.4964.4359.457.379993號板0.0103131.45137.6137.75123.45104.0689.7677.6169.5264.4362.4998.034號板0.0103110.03114.18123.45127.63116.3910086.7977.6172.4969.46998.035號板0.010392.7696.85104.06116.39123.57114.3610089.7682.6479.58999.97根據(jù)影響線豎標標值繪制影影響線豎標標圖，再在在豎標圖上上布載，在在計算汽車車荷載時，考考慮多車道道折減，三三車道的折折減系數(shù)，ξ=0.78，影響線加載圖如圖8。1號板：汽車：三列：=1/2=1/22(0.1167311+0.1122922+0.0099211+0.0076355+0.0064699+0.0056311)=0.29344折減后：=0..780..29344=0.22289二列：=11/2=11/2(00.167731+00.122292+00.099921+00.076635)==0.23329>00.22889取兩列：=0..23299人群：=00.18775+0..054663=0..24211(3)支點到L//4處的荷載載橫向分布布系數(shù)支點到L/4處處的荷載橫橫向分布系系數(shù)按直線線內(nèi)插法求求得，計算算結(jié)果匯總總?cè)缦卤?表5橫向分分布系數(shù)匯匯總表荷載類別1號2號3號4號5號mcmomcmomcmomcmomcmo汽車0.23290.17310.23390.50.23470.50.23640.50.23790.5人群0.24211.18510.216400.192500.177500.17170(4)荷載橫向分分布系數(shù)沿沿橋跨的變變化在計算荷載的橫橫向分布系系數(shù)時，通通常用“杠桿原理理法”來計算荷荷載位于支支點處的圖5影響線加載圖圖橫向分布系數(shù)mm0,而用其它它的方法來來計算荷載載位于跨中中的橫向分分布系數(shù)mmc,這是因為為荷載在橋橋跨縱向的的位置不同同，對某一一主梁產(chǎn)生生的橫向分分布系數(shù)也也各異。位位于橋跨其其它位置的的荷載橫向向分布系數(shù)數(shù)的處理方方法是：方方法一，對對于無中間間橫隔梁或或僅有一根根中間橫隔隔梁的情況況，跨中部部分采用不不變的mc,從離支點點l/4處起起至支點的的區(qū)段內(nèi)mmc呈直線形形過渡；方方法二，對對于有多根根內(nèi)橫隔梁梁的情況，mc從第一根內(nèi)橫隔梁起向m0直線過渡。依據(jù)《公路橋涵通用規(guī)范規(guī)》本設(shè)計跨中采用不變的mc，從離支點L/4處起至支點的區(qū)段內(nèi)mx呈直線過渡的方法計算,如圖6所示。圖5影響線加載圖圖2.活載內(nèi)力計算(1)沖擊系系數(shù)μ的計算圖6各板橫向分布系數(shù)沿橋跨方向變化圖《公路橋涵設(shè)計計通用規(guī)范范》（JTTGD660-20044）第4.3.2規(guī)定，汽汽車沖擊系系數(shù)的計算算采用以結(jié)結(jié)構(gòu)基頻為為主要影響響因素的計計算方法，對對于簡支梁梁橋，結(jié)構(gòu)構(gòu)頻率f可采用下下式計算圖6各板橫向分布系數(shù)沿橋跨方向變化圖中板MPa，mm4，m，KN/mm分別代入入公式：HzHz，所以取作為設(shè)設(shè)計值。所求沖擊系數(shù)(2)按《通用用規(guī)范》（JTGD60—2004）第4.3.1規(guī)定，公路—I級車道荷載的均布圖7跨中截面彎矩、剪力圖荷載標準值為KKN/m。圖7跨中截面彎矩、剪力圖集中荷載標準值值內(nèi)插為：：KNN人群荷載：KNN/m計算彎矩所用公公式為：1號板：①L/2截面（圖圖7）1)彎矩=KNN·mKN·mKN·m2)剪力KKNKNKN圖8支點截面彎矩、剪力圖圖8支點截面彎矩、剪力圖圖7L/4截面彎矩、剪力圖同理，可以得到到2、3、4、5號板的跨跨中截面、L/4截面、支點截面的彎矩和剪力，計算結(jié)果匯總于表6中。表6各板活載載內(nèi)力標準準值板號荷載類別彎矩(KN﹒mm)剪力（KN)支點L/4L/2支點L/4L/21汽車0.00289.84386.4671.7557.5439.79人群0.0022.6630.2112.234.022.052汽車0.00291.09388.12173.5658.4839.95人群0.0020.2527.004.153.031.273汽車0.00292.08389.44173.6264.3540.09人群0.0018.0124.023.672.671.134汽車0.00294.20392.27173.7564.8140.37人群0.0016.6122.153.412.461.045汽車0.00296.07394.75173.8665.2240.62人群0.0016.0721.423.302.381.01注：上表中的汽汽車內(nèi)力值值沒有計入入沖擊系數(shù)數(shù)。（三）內(nèi)力組合合公路橋涵結(jié)構(gòu)設(shè)設(shè)計按承載載能力極限限狀態(tài)和正正常使用極極限狀態(tài)進進行作用效效應組合。1．承載能力極限限狀態(tài)效應應組合(組合結(jié)果果見表8)2．正常使用極限限狀態(tài)效應應組合（1）作用短期效應組組合組合結(jié)果見表99。（2）作用長期效應組組合組合結(jié)果見表77。表7空心板各板內(nèi)力力組合表序號荷載情況彎矩(KN﹒mm)剪力（KN)支點L/4L/2支點L/4L/2一期恒載中板0.00430.24573.65117.6766.1958.84邊板0.00517.29689.73141.4879.5870.74二期恒載中板0.00319.66435.1887.4349.1843.71邊板0.00268.97358.6273.5641.3836.78恒載總重中板0.00749.901008.833205.10115.37102.55邊板0.00786.261048.355215.04120.96107.521號板基本組合0.001461.7111948.955393.74247.49198.972號板基本組合0.001417.5001900.766545.87241.27192.413號板基本組合0.001416.6771899.666545.44250.85192.494號板基本組合0.001418.7111902.388545.37251.40192.875號板基本組合0.001421.2991905.788545.43252.00193.26控制設(shè)計的計算算內(nèi)力邊板（1）0.001461.7111948.955393.74247.49198.97中板（5）0.001421.2991905.788545.43252.00193.26從上表中可以看看出，彎矩矩以邊板控控制設(shè)計，但但1號板和5號板的跨跨中彎矩相相接近，而而剪力以55號板控制制設(shè)計。表8短期效應應組合表序號荷載情況彎矩(KN﹒m)剪力（KN)支點L/4L/2支點L/4L/2恒載總重中板0749.91008.833205.1115.37102.55邊板0786.261048.355215.04120.96107.521號板恒0786.261048.355215.04120.96107.520.7*汽0202.8888270.522250.22540.27827.853人022.6630.2112.234.022.05短期組合01011.80081349.0882277.4955165.2588137.42335號板恒0749.91008.833205.1115.37102.550.7*汽0207.2499276.3255121.702245.65428.434人016.0721.423.32.381.01短期組合0973.21991306.5775330.1022163.4044131.9944表9長期效應應組合表序號荷載情況彎矩(KN﹒mm)剪力（KN)支點L/4L/2支點L/4L/2恒載總重中板0749.91008.833205.1115.37102.55邊板0786.261048.355215.04120.96107.521號板恒0786.261048.355215.04120.96107.520.4*汽0115.9366154.584428.723.01615.9160.4人09.06412.0844.8921.6080.82長期組合0911.261215.0118248.6322145.5844124.25665號板恒0749.91008.833205.1115.37102.550.4*汽0118.4288157.969.54426.08816.2480.4*人06.4288.5681.320.9520.404長期組合0874.75661175.2998275.9644142.41119.2022（四）繪制內(nèi)力包包絡(luò)圖五、預應力鋼筋筋面積的估估算及預應應力鋼筋布布置（一）估算預應應力鋼筋面面積圖9內(nèi)力包絡(luò)圖1．按極限狀態(tài)抗彎彎承載能力力估算圖9內(nèi)力包絡(luò)圖由公式和可以以求得預應應力鋼筋面面積為：邊板預應力鋼筋筋的面積為為：mm2中板預應力鋼筋筋的面積為為：mmm2用選定的單根預預應力鋼筋筋束的面積積除可得所需需要的預應應力筋束數(shù)數(shù)。單根預應力鋼筋筋束的面積積為：mm2中板所需筋束數(shù)數(shù)根2．施工和使用階階段的應力力要求估算算空心板的幾何特特性采用毛毛截面特性性以簡化計計算。(1)按預加加應力階段段應力控制制條件，可可以得到該該階段所需需要的預應應力鋼筋承承受的拉力力。①按預拉區(qū)邊緣混混凝土拉應應力控制條條件可得公公式：②按預壓區(qū)邊緣混混凝土壓應應力控制條條件可得公公式：其軸心抗壓強度度標準值MMPa，放張時時構(gòu)件下緣緣混凝土壓壓力限制值值為MPa中板：所以：(A)中板：所以：（B）（2）按使用階段應力力控制條件件，可以得得到該階段段所需要的的預應力鋼鋼筋承受的的拉力。截面幾何特性近近似采用毛毛截面幾何何特性，且且全部預應應力損失張張拉控制應應力的30%來估計，則則有效預加加力，①按受拉區(qū)區(qū)不開裂控控制條件，即即全預應力力條件可得得公式：②按受壓區(qū)區(qū)邊緣混凝凝土壓應力力控制條件件可得公式式：由前面計算可知知：KN·mMPa中板：所以：（C）中板：所以：（D）應滿足上述四個個不等式的的要求，可可以用圖解解法求得。圖14,A，B，C，D四條線所圍的陰影即為可供選擇的范圍。由圖10可知：：當邊板取取mm時，，即KN。此時時mm2所以所需預應力力鋼筋的束束數(shù)為：圖10預應力鋼筋可行區(qū)圖（根根）圖10預應力鋼筋可行區(qū)圖當中板取mm時時，，即KN。此時時mm2所以所需預應力力鋼筋的束束數(shù)為：根3．根據(jù)預應力構(gòu)構(gòu)件正常使使用的抗裂裂性要求估估算鋼筋面面積其計算公式為：：近似采用構(gòu)件的的跨中毛截截面幾何特特性：邊板：mm2，mm3，設(shè)ap=5cm，則則cm；KN·mmKN估算MPa，mmm2，根中板：mm2，mm3，設(shè)cm，cm；KN·mmKN估算MPa，mmm2，（根）根據(jù)上述1、22、3條的估算算結(jié)果，暫暫定邊板和和中板各布布置φs15.2鋼絞線19根，均勻勻在底板布布置。（二）預應力鋼鋼束布置失效后的鋼束有有效長度即即失效位置置見表10?？缰兄泻土憾虽撲撌贾萌缛鐖D10所示。表10鋼筋筋失效長度度表鋼筋編號邊板中板根數(shù)兩端失效位置失效長度（cmm)有效長度(cmm)根數(shù)失效位置（cmm）失效長度(cmm)有效長度(cmm)15距跨中9.9775m019955距跨中9.9775m0199522距跨中8.4mm34516802距跨中8.2mm355164032距跨中7.855m42515702距跨中7.622m471152442距跨中7.3mm53514602距跨中6.999m597139852距跨中6.700m65513402距跨中6.311m733126262距跨中6.066m78312122距跨中5.544m887110872距跨中5.344m92710682距跨中4.655m106593082距跨中4.511m10939022距跨中3.555m1285710圖11跨中、支點截面預應力鋼筋布置圖圖11跨中、支點截面預應力鋼筋布置圖六、主梁換算截截面截面幾幾何特性計計算（一）中板1．換算截面面積積=1.95100/（3.45510）=5.665=4827577+（5.655-1）26600=4955096mmm32．換算截面重心位位置預應力鋼筋換算算截面對空空心毛截面面重心的凈凈距為：=（5.65-1）26600（404--50）=437786266mm3換算截面到毛截截面重心的的距離d=43786226/49950966=9mmm因此，換算截面面重心至下下緣距離和和預應力鋼鋼筋重心的的距離：=404-9=3995mm,,=3955-50==345mmm換算截面重心至至上緣距離離=446+9==455mmm3．換算截面慣性性矩=4099866800770+488275779+（5.655-1）26600345=44255110000000mmm4換算截面彈性抵抵抗矩下緣：=44255110000000/3395=110772240500mm上緣：=44255110000000/4455=9935188681mmm由于其它截面和和跨中截面面的預應力力鋼筋重心心位置一致致，將忽略略鋼筋受力力面積的減減少對換算算截面的重重心位置的的影響。七、主梁截面強強度計算（一）正截面強強度計算將空心板截面按按照等面積積、等慣性性矩和形心心不變的原原則換算成成如圖16所示的的工字形截截面換算方方法如下：：按面積積相等：cm2按慣性性矩相等：：cmm4聯(lián)立求求解上述兩兩式得：cm，cm這樣，在空心板板截面高度度、寬度以以及圓孔的的形心位置置都不變的的條件下，等等效工字形形截面尺寸寸為：上翼板厚度：ccm下翼板厚度：ccm腹板厚度：cmm同理，邊板簡化化后的cm，cm，cm，cm,cmm。截面有效高度==850--50=8800cmm,C50的混凝土土=22..4Mpaa,φs15.22(7φs5)鋼絞線的的抗拉設(shè)計計強度=11260MPa中板跨中截面最大計計算彎矩==19055.78KKN·m,=1122mm,=3448mm，由水平力平衡，即即可求得所所需混凝土土受壓區(qū)面面積為mm2〉10330×1112=11153600mm2說明x軸位于腹腹板內(nèi)，屬屬于第二類類T型梁截面面。所以mmmmm2截面的抗力矩：：=2410.77KN··mKN·m，滿足要要求。（二）斜截面強強度驗算1．箍筋設(shè)計（1）復核主梁截面尺尺寸根據(jù)“公預規(guī)”第5..2.9條，矩形形、T形和I形截面的的受彎構(gòu)件件，其抗剪剪截面應符符合下列要要求：由前面計算知：：圖12空心板截面等效成工字形截面中板：圖12空心板截面等效成工字形截面=5545.443KN,,fcu,,k=500,b=3488mm,h0=8500-50==800mmm代入上式得：KKNKN<10044KN邊板：=3993.744KN,cu,kk=50,,b=4866mm,h0=8500-50==800mmm代入上式得：KNNKN<14022KN所以截面尺寸滿滿足要求。（2）核算是否需要根根據(jù)計算配配置箍筋可不進行斜截面面抗剪承載載力的驗算算，僅需要要按“公預規(guī)”第9.3.13條構(gòu)造造要求配置置箍筋。中板：KNKN對照內(nèi)力匯總表表8各計算截截面控制設(shè)設(shè)計的剪力力值，邊板板可以按構(gòu)構(gòu)造配箍筋筋，中板沿沿跨長相當當一部分區(qū)區(qū)段需按計計算要求配配置箍筋。為為構(gòu)造和施施工方便，本本設(shè)計預應應力混凝土土空心板不不設(shè)斜筋，故故計算剪力力全部由混混凝土和箍箍筋承擔。為為設(shè)計方便便，假定跨跨中距離為為的截面處處的建立按按直線變化化，彎矩按按二次拋物物線變化。圖13剪力包絡(luò)圖圖13剪力包絡(luò)圖圖14剪力分配圖圖14剪力分配圖（3）剪力圖劃分①剪力包絡(luò)圖如圖圖13所示；；剪力圖如如圖14所示。②計算不需要配置置計算剪力筋區(qū)段長度度x求得x=34665mm按計算設(shè)置剪力力鋼筋梁段段長度L1=97550-34465=66285mmm。③計算Vd’（距支座中心hh/2處截截面的計算算剪力）=850/2==425mmm=530.088KN剪力全部由混凝凝土和箍筋筋來承擔。（4）箍筋設(shè)計采用直徑為ф110的雙肢肢箍筋（HRB3335級鋼筋），mm2，則mm2。一般受受彎構(gòu)件中中箍筋常按按等間距布布置，為計計算簡便，計計算公式中中截面有效效高度h0取跨中及及支點截面面的平均值值mm?？缰锌v向配筋百百分率支點縱向配筋百百分率縱向配筋百分率率由混凝土和箍筋筋承受全部部計算剪力力的條件得得：由以前計算可知知:b=3448mm,,hh0=8000mm,P=0.6605代入入上式可得得：mm2．截面抗剪強度度驗算根據(jù)箍筋設(shè)計布布置圖進行行空心板斜斜截面抗剪剪強度驗算算。選擇驗驗算截面的的起點位置置有如下三個：（1）距支座中h/22處（2）距跨中距離xx=8855cm處（箍箍筋間距變變化處）（3）距跨中距離xx=3455cm處（箍箍筋間距變變化處）由“公預規(guī)”第5..2.7條知，斜斜截面抗剪剪承載力計計算應滿足足下式規(guī)定定：因剪力全部由混混凝土和箍箍筋共同承承擔，故（1）距支座中心hh/2處KN<530..08KNN（2）距跨中距離xx=8855cm處（箍箍筋間距變變化處）KNKN>512..9KN（3）距跨中距離xx=3455cm處（箍箍筋間距變變化處）KNKN>317..9KN綜上所述，空心心板各斜截截面抗剪強強度均滿足足要求。3．斜截面抗彎強強度斜截面的抗彎承承載力計算算的基本方方程式可以以式可由所所有力對受受壓區(qū)混凝凝土合力作作用點取矩矩的平衡條條件求得：：首先確定最不利利斜截面位位置。其驗驗算公式如如下：由于沒有設(shè)彎起起鋼筋，所所以可以只只有箍筋來來承擔剪力力。一組（雙雙肢）箍筋筋可承受的的剪力：KN①驗算距支座中心心處斜截面面：箍筋間間距為100cm，若若斜截面通通過6組箍筋時時（約距支支座中心11.05mm）KN<KN②箍筋間距為100cm、15cmm，若斜截截面通過110組箍筋筋時（約距距支座中心心1.5mm）KN<KN③箍筋間距為100cm、15cmm，若斜截截面通過111組箍筋筋時（約距距支座中心心1.711m）KNKN所以，最不利的的斜截面在在距支座中中心1.771m處，此此處的最大大彎矩6009.9KKN·mKNKN屬于第一類T型型梁截面。mmm<1112mm截面的抗力矩：：KN·m>KNN·m說明斜截面滿足足抗彎承載載能力要求求。八、預應力損失失計算按《公預規(guī)》規(guī)規(guī)定，鋼絞絞線的張拉拉控制應力力σ取0.755fpk。即：σ=0.77518660=13395MPPa（一）錨具變形形、鋼筋回回縮引起的的應力損失失σ計算公式：σ=本設(shè)計考慮了這這些，擬采采用張拉臺臺座長為885m,兩端同時時張拉，中中梁四片梁梁均勻分布布在臺座上上，邊梁三三片梁均勻勻分布在臺臺座上，同同時澆注，每每端按6mm考慮，平平均每片中中梁損失為為3mm，邊梁梁損失為44mm。中梁：σ===6.888Mppa(二)加熱養(yǎng)護引起的的損失σ為減少由于溫度度不均引起起的損失，采采用臺座和和混凝土構(gòu)構(gòu)件共同受受熱的措施施。σ=2=0MPaa（三）預應力鋼鋼筋松弛引引起的損失失σ根據(jù)《公預規(guī)》規(guī)規(guī)定，采用用超張拉工工藝，其計計算公式為為：σ=中梁：，，1860MPaaσ=1395--6.888=13888.122MPaaσ==MPa（四）混凝土彈彈性壓縮引引起的應力力損失構(gòu)件受壓時，鋼鋼筋已與混混凝土粘接接，兩者共共同變形，有有混凝土彈彈性壓縮引引起的應力力損失為：：中梁：==（1395-6..88）26600=13888.12226600=369923999N=17.8MMPa=5.65177.8=1100.66MPaa其余截面按跨中中計。(五)混凝土收縮徐變變引起的應應力損失此項損失根據(jù)《公公預規(guī)》公公式（6.2.7-1）計計算，同時時考慮在受受壓區(qū)不設(shè)設(shè)預應力筋筋。中板（1）各參數(shù)計算=0.00544=2.33=50mm=85944mm=1.95100MPa,5.655,117.8MMPa（2）徐變系數(shù)及收縮縮應變橋梁所處環(huán)境的的年平均相相對濕度為為75%，以以跨中截面面計算其理理論厚度hh：大氣接觸的周長長u中不包括括這些部分分的長度，u=1030+600π=2915mm=(2482757))/29115=3331mm在h=300mm和和h=6000mm之間插插出h=3311mm由此查得的徐變變系數(shù)終值值=0.202100收縮應變系數(shù)終終值=1.78=165MPaa（六）永存預應應力值預加力階段：正常使用階段第第二批損失失：全部預應力損失失:預應力鋼筋的永永存預應力力：計算結(jié)果如表111表11預應力力損失匯總總表（單位位：MPaa）板別預應力損失值的的組合傳力錨固時的損損失傳力錨固后的損損失控制應力σcoonσl2σl3σl40.5σl5σpeIσl5σl6σpeII邊板13959.18092.323.91269.623.9157.31088.4中板13956.880100.6241263.5241651074.5九、空心板截面面短暫狀態(tài)態(tài)應力驗算算由于存在應力失失效段，所所以應在在在鋼束面積積有變化處處的截面應應進行驗算算。（一）放松階階段應力驗驗算截面上邊緣混凝凝土應力：：截面下邊緣混凝凝土應力：：計算結(jié)果如表112表12中板板預加力階階段的應力力驗算12345678910序號項目單位跨中距跨中3.555m距跨中4.655m距跨中5.544m距跨中6.311m距跨中6.999m距跨中7.622m距跨中8.2mm距跨中8.755m支點1Np0N33604299.8730067000.4126529700.9522992411.4919455122.0315917822.5712380533.11884323..65884323..65884323..652A0mm2495124..233493822..419492520..605491218..791489916..977488615..163487313..3494860114860114860113NP0/A0MPa6.796.095.394.683.973.262.541.821.821.824ep0mm3453453453453453453453453453455Mp0N.mm11593488305103731116419152749977.887932383314.116712016650.445491649986.7742712833233050916659.333050916659.333050916659.336I0mm442509799300004235484448833421998996472242044944806004188999996499417350551238841580100282664142515544155414251554415541425155441557y0xmm3953953953953953953953953953958y0smm4554554554554554554554554554559MG1KN.mm601039000052498900004705580000415830000036076800003061930000205649000019527900001390220000273840000491049Mp0-MG1KKN.mm5583093305.225123226641.554447169977.883774083314.113104336650.442429719986.7722147933231098126659.331660696659.332777076659.3311I0/y0xmm31076197729.991072274455.441068351180.991064429906.5510605066321056583357.661052660083.111048738808.661048738808.661048738808.6612I0/y0smm4934281117.133930875771.177927470225.211924064779.255920659333.299917253887.344913848441.388910442995.422910442995.422910442995.42213(10/5)*77MPa5.194.784.163.552.932.302.101.051.582.6514(10/5)*88MPa5.985.504.794.083.372.652.421.211.823.0515σtcc=3+113MPa11.9710.879.558.236.905.564.642.873.404.4716σtct=144MPa0.810.580.590.600.600.610.120.610.00-1.2317壓應力限值MPa22.6822.6822.6822.6822.6822.6822.6822.6822.6822.6818拉應力限值MPa-1.855-1.855-1.855-1.855-1.855-1.855-1.855-1.855-1.855-1.85519拉應力限值MPa-3.04755-3.04755-3.04755-3.04755-3.04755-3.04755-3.04755-3.04755-3.04755-3.04755十、空心板截面面持久狀況況應力驗算算按持久狀況設(shè)計計的預應力力混凝土受受彎構(gòu)件，尚尚應計算其其使用階段段正截面混混凝土的法法向應力、受受拉鋼筋的的拉應力及及斜截面的的主拉、主主壓應力。計計算時作用用（或荷載載）取其標準準值，不計計分項系數(shù)數(shù)，汽車荷荷載應考慮慮沖擊系數(shù)數(shù)?？缰薪孛婊炷镣练ㄏ蛘龖獞︱炈?．中板MPa,MPaa,mm=11.37MPaMPa其他截面的驗算算見表17、表18。（二）預應力鋼鋼筋的應力力驗算按《公預規(guī)》要要求，正常常使用階段段預應力鋼鋼筋的應力力要求如下下：是按荷載效應標標準值計算算的預應力力鋼筋重心心處混凝土土的法向應應力扣除全全部預應力力損失后，預預應力鋼筋筋中的最大大拉應力表13中板板各截面混混凝土正應應力驗算表表12345678910序號項目單位跨中距跨中3.555m距跨中4.655m距跨中5.544m距跨中6.311m距跨中6.999m距跨中7.622m距跨中8.2mm距跨中8.755m支點1NpeN28577611.6925569444.6722561277.6519553100.6316544933.6113536766.5910528599.57752042..55752042..551351332A0mm24951244938224925214912194899174886154873134860114860114860113NPe/A0MPa5.775.184.583.983.382.772.161.551.550.284ep0mm3453453453453453453453453453455MpeN.mm9859277783.118821459911.227783640039.336745821167.445708002295.554670184423.663632365551.772594546679.882594546679.884662088856I0mm4425097993000042354844488334219989964722420449448060041889999964994173505512388415801002826641425155441554142515544155414251554415554754y0xmm3953953953953953953953953953958y0smm4554554554554554554554554554559MKN.mm1509674400013095355000116629000001022265500087736000007337340000587562000044184500003076520000010Mpe-MKN.mm-5237466217-4273899088..9-3879255960..8-3476822832..7-3065599704..6-2667155576..5-2243255448..4-1823900320..3-481973320.22546620888511I0/y0xmm31076197729.991072274455.441068351180.991064429906.5510605066321056583357.661052660083.111048738808.661048738808.661048738808.6612I0/y0smm4934281117.133930875771.177927470225.211924064779.255920659333.299917253887.344913848441.388910442995.422910442995.422910442995.42213(10/5)*77MPa-4.87-3.99-3.63-3.27-2.89-2.52-2.13-1.74-0.460.4414(10/5)*88MPa-5.61-4.59-4.18-3.76-3.33-2.91-2.45-2.00-0.530.5115σctt==3+133MPa0.911.190.950.710.490.250.03-0.191.090.7216σcct=14MPa11.389.778.767.746.715.684.623.552.08-0.2317壓應力限值MPa16.2016.2016.2016.2016.2016.2016.2016.2016.2016.2018拉應力限值MPa-1.86-1.86-1.86-1.86-1.86-1.86-1.86-1.86-1.86-1.86先張法預應力簡支梁設(shè)計中梁：=573.655+4355.18++479..42+221.422=15009.677KN·m4250979930000mm5.65=345mmm=12.25Mpa,,=5..65122.25==69.221Mppa=1074.55+69..21=11143..96MMpa<<0.655=0.66518660=12209MMpa滿足規(guī)范要求。（三）空心板截截面混凝土土主應力驗驗算1.剪應力圖15等效工字形截面驗算圖式簡支空心板在使使用階段混混凝土主應應力驗算一一般選支點點截面和L/4截面。驗驗算截面上上的主應力力驗算點，取取圖15所示空空心板等效效工字形截截面的中心心軸（0-0處）、上上翼板與