【正文】 。m=m計沖擊：M汽=++242m=m四車道布載：不計沖擊：M汽=++242m=m計沖擊：M汽=++242m=m2）剪力：V汽=ζm(qkωk+Pkyk)（不計沖擊時）V汽=(1+μ)ζm(qkωk+Pkyk)（計沖擊時）兩車道布載：不計沖擊：V汽=1++=計沖擊：V汽=++=四車道布載：不計沖擊：V汽=++=計沖擊：V汽=++=支點截面由于車道荷載產生的效應，考慮橫向分布系數(shù)沿空心板跨長的變化，同樣均布荷載標準值應滿布于使結構產生最不利效應的同號影響線上，集中荷載標準值只作用于相應影響線中一個最大影響線的峰值處，如圖8所示。兩車道布載：不計沖擊：V汽=1[+12 ++1]kN=計沖擊：V汽==四車道布載：不計沖擊：V汽=[+12 ++1]kN=計沖擊：V汽==人群荷載是一個均布荷載，本設計人行道寬度為凈寬2m，因此q人=23=，人群荷載產生的效應計算如下（參照圖圖圖8）。1） 跨中截面：彎矩：M人=m人q人ωM=剪力：V人=m人q人ωV==2） l/4截面：彎矩：M人=m人q人ωM=剪力：V人=m人q人ωV==3）支點截面剪力：V人=+=可變作用效應匯總于表5，由此看出，車道荷載以兩行車控制設計?？勺冏饔眯獏R總表 表作用效應截面位置作用種類彎矩M/kNm剪力V/kN跨中l(wèi)/4跨中l(wèi)/4支點車道荷載兩行不計沖擊計沖擊四行不計沖擊計沖擊人群荷載按《橋規(guī)》公路橋涵結構設計應按承載能力極限狀態(tài)和正常使用極限狀態(tài)進行效應組合，并用于不同的計算項目。按承載能力極限狀態(tài)設計時的基本組合表達式為： γS=γ（++）式中：γ——結構重要系數(shù)，本橋屬小橋γ=； S——效應組合設計值； S——永久作用效應標準值； S——汽車荷載效應（含汽車沖擊力）的標準值； S——人群荷載效應的標準值。 按正常使用極限狀態(tài)設計時，應根據(jù)不同的設計要求，采用以下兩種效應組合； 作用短期效應組合表達式； S= S+S+S式中：S——作用短期效應組合設計值； S——永久作用效應標準值； S——不計算沖擊的汽車荷載效應標準值； S——人群荷載效應的標準值。 作用長期效應組合表達式： S= S+S+S 式中：各符號意義見上面說明。 《橋規(guī)》還規(guī)定結構構件當需進行彈性階段截面應力計算時，應采用標準值效應組合，即此時效應組合表達式為： S= S+ S+ S式中： S——標準值效應組合設計值； S，S，S——永久作用效應、汽車荷載效應（計入汽車沖擊力）、人群荷載效應的標準值。 根據(jù)計算得到的作用效應，按《橋規(guī)》各種組合表達式可求得各效應組合設計值，現(xiàn)將計算匯總于表6中。 空心板作用效應組合計算匯總表 表6序號作用種類彎矩M（kNm）剪力V（kN）跨中l(wèi)/4跨中l(wèi)/4支點作用效應標準值永久作用效應G0G0G= G+ G ( S)0可變作用效應車道荷載不計沖擊S計沖擊S人群荷載S承載能力極限狀態(tài)基本組合S S （1）0 S （2） S （3）S=（1）+（2）+（3）正常使用極限狀態(tài)作用短期效應組合SS （4）0 S （5）S （6）S=（4）+（5）+（6）使用長期效應組合SS （7）1147．680 S （8） S （9）S=（7）+（8）+（9）彈性階段截面應力計算標準值效應組合SS （10）0S （11）S （12）S=（10）+（11）+（12）5．預應力鋼筋數(shù)量估算及布置．預應力鋼筋數(shù)量的結算本設計采用先張法預應力混凝土空心板構造形式，在進行預應力混凝土橋梁設計時，首先根據(jù)結構在正常使用極限狀態(tài)正截面抗裂性確定預應力鋼筋的數(shù)量，然后根據(jù)構件的承載能力極限狀態(tài)要求確定普通鋼筋的數(shù)量，本設計為部分預應力A類構件，先根據(jù)正常使用極限狀態(tài)正截面抗裂性確定有效預加力Npe。按《公預規(guī)》，A類預應力混凝土構件正截面抗裂性是控制混凝土的法向拉應力，并符合以下條件：在作用短期效應組合下，應滿足σstσpc≤。式中: σst——在作用短期效應組合Msd作用下，構件抗裂驗算邊緣混凝土的法向預應力。 σpc——構件抗裂驗算邊緣混凝土的有效預應力。在設計時，σst和σpc的值可按下式進行計算：σst=MsdWσpc=NpcA+NpeepW式中：A、W——構件毛截面面積及其對毛截面受拉邊緣的彈性地抗矩。 ep——預應力鋼筋重心對毛截面重心軸的偏心矩，ep=yap，ap可預先假定。 Msd——按作用短期效應組合計算的彎矩值。代入σstσpc≤，可求得滿足部分預應力混凝土A類構件正截面抗裂性要求所需的最小有效預加力為：Npe=+epW本設計中，Msd=m=106Nmm，預應力空心板采用C50，ftk=，空心板毛截面面積為A=6293cm2=6293102mm2，彈性抵抗矩為W=Iy下==105cm3=108mm3,假設ap=5cm，ep=yap===。把數(shù)據(jù)代入上式得：Npe=102+108N=1888996N所需預應力鋼束截面面積按下式計算：Ap=Npeσconσl式中：σcon——預應力鋼筋的張拉控制力； σl——全部預應力損失值。本設計采用高強度低松弛7絲捻制的預應力鋼絞線，公稱面積140mm2，標準強度為=1860MPa，設計強度=1260MPa，彈性模量=MPa。按《公預規(guī)》≤，現(xiàn)取=，預應力損失總和近似假定為20%張拉控制應力來估算，則:Ap=Npeσconσl==1860mm2=采用14根?s=，鋼絞線面積Ap=14140=1960mm2≥本設計采用14根?，沿空心板跨長直線布置，鋼絞線中心距下緣的距離ap=5cm，見圖9。先張法混凝土構件預應力鋼絞線之間的凈距，對七股鋼絞線不應小于25mm，在構件端部10倍預應力鋼筋直徑范圍內，設置3~5片鋼筋網(wǎng)。在預應力鋼筋數(shù)量已確定的情況下，可由正截面承載能力極限狀態(tài)要求的條件確定普通鋼筋數(shù)量，暫不考慮在受壓區(qū)配置預應力鋼筋，也暫不考慮普通鋼筋的影響，空心板截面可換算成等效工字形截面來考慮（圖10）。由2bkhk=82704121010cm2以及112bkhk3=112[11282703412101035103)2cm4=上兩式中bk、hk的含義見圖10由以上兩式聯(lián)立求得：hk=，bk=則得等效工字形截面的上翼緣板厚度為：hf39。=yh/2hk2==等效工字形截面的下翼緣板厚度為：hf=yh/2hk2==等效工字形截面的腹板厚度為：b=bf39。2bk=1282=假設截面受壓區(qū)高度x≤hf39。，設有效高度h0=hap=945cm=89cm=890mm≤由《公預規(guī)》，=，C50，=。由表6，跨中=m=106Nmm,=1280mm,代入上式得：106≤1280x(890x2)整理得：x21780x+≤0解得：x=≤hf39。=，故假設正確且滿足。x=≤ζbh0=890mm=356mm上式計算說明中和軸位于翼緣板內，根據(jù)下式計算普通鋼筋面積AsAs=fcdhf39。xfpdApfsd=128019602800說明按受力計算不需要配置縱向普通鋼筋，只需按構造要求配置。普通鋼筋選用HRB335鋼筋，其材料參數(shù)為=280MPa，=2MPa。按《公預規(guī)》，≥==因此普通鋼筋采用12根直徑為12mm的HRB335鋼筋，則As=12π1224mm2=普通鋼筋布置在空心板下緣一排（截面受拉邊緣），沿空心板跨長直線布置，鋼筋重心至板下緣的距離為5cm，即as=5cm。普通鋼筋布置見圖11。6．換算截面幾何特性計算在配置了預應力鋼筋和普通鋼筋之后，需要計算換算截面的幾何特性。．換算截面面積A0而αEP=EpEc=104=,Ap=αES=EsEc=104=,Ap=把以上數(shù)據(jù)代入得：A0=6293++=預應力筋和普通鋼筋換算截面對空心板毛截面重心軸的靜矩為： S01=+=1960+1357=6383875mm3于是得換算截面到空心板毛截面重心軸的距離為：d01= S01A06383875644928=（向下移）則換算截面重心至空心板截面下緣和上緣的距離分別為:y01x==y01s=470++=換算截面重心至預應力鋼筋重心及普通鋼筋重心的距離分別為：e01p==e01s===1010+629300+1960+1357=1010mm4．換算截面彈性抵抗矩下緣：W01x=Ioy01x==108mm3上緣：W01s=Ioy01s==108mm37．承載能力極限狀態(tài)計算．跨中截面正截面抗彎承載力計算跨中截面構造尺寸及配筋見圖11，預應力鋼絞線合力作用點到截面底邊的距離ap=50mm，普通鋼筋合力作用點到截面底邊的距離為as=50mm，則預應力鋼筋和普通鋼筋的合力作用點至空心板截面底邊的距離為：aps=fsdAsas+fpdApapfsdAs+fpdAp=50mm則跨中截面有效高度:h0=haps=94050mm=890mm采用等效工字形截面來計算，見圖10，上翼緣厚度為hf39。=，上翼緣有效寬度為bf39。=1280mm，肋寬b=466mm。首先按公式≤來判斷截面類型。fsdAs+fpdAp=2801357+12601960N=2849560Nfcdbf39。hf39。=1280=3713024N∴≤屬于第一類T形截面，應按寬度bf39。=1280mm的矩形截面來計算其正截面抗彎承載力。由x=0計算混凝土受壓區(qū)高度x：x=fsdAs+fpdAp