【正文】 截面面積為：Ap=36139=2502mm2，采用夾片錨，162。本設計中，計算彎矩時qk=，pk=〔（）+180〕=計算剪力時: pk== KN 計算可變作用效應 對于橫向分布系數(shù)的取值作如下考慮：計算主梁活載跨中彎矩時，采用全跨中統(tǒng)一的橫向分布系數(shù)mc，考慮到跨中和四分點剪力影響線的較大豎標位于橋跨中部，故按不變化的mc計算，計算支點附近應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，即從支點到l/4之間，橫向分布系數(shù)用mc與mo值直線插入，其余均取mc值。 計算主梁的荷載橫向分布系數(shù)（1）跨中的荷載橫向分布系數(shù)mc本橋跨內(nèi)設有七道橫隔梁，具有可靠的橫向聯(lián)結(jié)，且承重結(jié)構(gòu)的長寬比為：==﹤2故可將其簡化比擬為一塊矩形的平板，用比擬正交異性板(G－M法)求荷載橫向分布系數(shù)① 計算主梁的抗彎及抗扭慣性矩I和IT抗彎慣性矩I在前面已求得：I=對于T形梁截面，抗扭慣性矩可近似按下式計算：IT=cibiti3bi，ti—相應為單個矩形截面的寬度和厚度；ci—矩形截面抗扭剛度系數(shù)；根據(jù)t/b查表計算；m—梁截面劃分成單個矩形截面的塊書。為減少對主梁設計起主要控制作用的跨中彎矩，在跨中設置一道橫隔梁；當跨度較大時，應設置較多的橫隔梁。2） 交通部頒《公路橋涵設計通用規(guī)范》（JIG D60—2004）， 簡稱《橋規(guī)》。 鋼筋松弛引起的預應力損失σL5 錯誤！未定義書簽。 圖12 T形梁幾面尺寸圖 計算截面幾何特性凈截面的計算（b=160cm） 表1－2分塊面積到上緣的距離yi(cm)分塊面積Ai(cm2)分塊面積對上緣的靜矩Si(cm3)分塊面積自身慣性矩Ii(cm4)di=ysyi(cm)分塊面積對形心慣性矩Ix(cm4)I=Ii+Ix(cm4)①②③④⑤⑥⑦翼板①4128051204800990三角承托②720813640002095751腹板③8223681941764990734下三角④10015270765625766181馬蹄⑤684113202205776901679Σ⑥515233590419555335ys=∑Si/∑Ai=335904/5152=㎝yx=175－=㎝毛截面的計算（b=170cm） 表1－3分塊面積到上緣的距離yi(cm)分塊面積Ai(cm2)分塊面積對上緣的靜矩Si(cm3)分塊面積自身慣性矩Ii(cm4)di=ysyi(cm)分塊面積對形心慣性矩Ix(cm4)I=Ii+Ix(cm4)①②③④⑤⑥⑦翼板①4136054405101052三角承托②72081364000532095751腹板③8223681941764990734下三角④10015270765625766181馬蹄⑤684113202205776901679Σ⑥523233622419855397 ys=∑Si/∑Ai=336264/5232=㎝yx=175－=㎝ 檢驗截面效率指標ρ上核心距: ks=㎝下核心距: kx=㎝截面效率指標:ρ==＞ 表明以上初步擬訂的主梁跨中截面是合理的 橫截面沿跨長的變化 如圖23所示,本設計主梁采用等高形式,橫截面的T梁翼板厚度沿跨長不變。 恒載內(nèi)力計算（1） 預制梁自重① 跨中截面主梁的自重g（1）=r1=25=G（1）==② 馬蹄抬高與腹板寬段梁的自重g（2）=（+）25/2= KN/mG（2）== KN③ 支點段梁的自重g（3）=25= KN/mG（3）== KN④ 邊主梁的橫隔梁中橫隔梁的體積：〔 （+）－（+）－1（+1）+2〕=端橫隔梁的體積：〔1+〕= m3故半跨內(nèi)橫隔梁重力為：G（4）=（5+2）25= KN⑤ 預制邊主梁的恒載集度為：g1=（+++）/= KN/m預制中主梁的恒載集度為：g1，=（+++2）/= KN/m（2） 二期恒載① 混凝土墊層鋪裝：1424= KN/m6㎝瀝青鋪裝：1423= KN/m若將橋面鋪裝均攤給九片主梁，則：g（5）=（+）/9= KN/m② 欄桿：一側(cè)防撞欄：5 KN/m若將兩側(cè)防撞欄均攤給九片主梁，則：g（6）=52/9= KN/m③ 邊主梁現(xiàn)澆T梁翼板集度：g（7）=25= KN/m中主梁現(xiàn)澆T梁翼板集度：g（7），=25= KN/m④邊主梁二期恒載集度：g2= g（5）+ g（6）+ g（7）=++= KN/m中主梁二期恒載集度：g2，= g（5）+ g（6）+ g（7），= KN/m⑤邊主梁總的恒載集度：g=g1+g2=+=中主梁總的恒載集度：g，=g1，+g2，=+=如圖21所示，設x為計算截面離左支座的距離,并令α=x/L，則主梁彎矩和剪力的計算公式分別為: Mα=α（1－α）l2g/2, Qε=（1－2α）lg/2 圖21恒載內(nèi)力計算表 截面位置邊主梁中主梁MQMQ跨中G100G200Σ00L/4G1G2Σ變截面G1G2Σ支點G100G200Σ00 可變作用效應計算 沖擊系數(shù)和車道折減系數(shù) 按《橋規(guī)》,結(jié)構(gòu)的沖擊系數(shù)與結(jié)構(gòu)的基頻有關(guān),因此要先計算結(jié)構(gòu)的基頻。按照最不利方式布載，并按相應影響線坐標值計算荷載橫向分布系數(shù)。m△Q=[ ]= Vmax= （1+）=(4)主梁內(nèi)力匯總主梁內(nèi)力匯總表 表2－6梁位12345MQMQMQMQMQ恒載跨中00000L/4支點00000活載跨中L/4支點00000 結(jié)構(gòu)重要系數(shù)ro=，基本組合用于承載能力極限狀態(tài)計算（驗算強度），短期基本組合用于正常使用極限狀態(tài)，長期基本組合用于正常極限狀態(tài)（用于驗算裂縫和撓度）內(nèi)力組合表 表2－7截面彎矩（KN/m）剪力（KN）基本組合M（KN/m）/Q（KN）短期組合M（KN/m）/Q（KN）長期組合M（KN/m）/Q（KN）MG1MG2MQVG1VG2VQr0Sud=r0（+）SGik+SGik+1跨中00r0Md=r0Vd=Md=Vd=Md=Vd=L/4變支點0000002跨中00L/4變支點0000003跨中00L/4變支點0000004跨中00L/4變支點0000005跨中00L/4變支點0000003預應力鋼束的估算及其布置根據(jù)跨中截面正截面抗裂要求A類構(gòu)件計算，確定預應力鋼筋數(shù)量。=2846mm彎起點至導線點的水平距離 : lb2==15000tg4176。 設預應力鋼筋和非預應力鋼筋的合力點到截面底邊的距離為a=90 mm，則有：h0=ha=175090=1660 mm hf，==130mm bf，=L/3=，bf，=1700mm，bf，=b+ 2hf，=160+12130=1720mm，∴bf，=1700mmγ0Md= ＜fcdbf，hf，（h0 ）fcdbf，hf，（h0 ）=1700130（1660130/2）106= ∴應按第一類T形梁計算由γ0Md≤fcdbf，x（h0）計算受壓區(qū)高度x，即103=1061700x（1660x/2）109化簡為：x23320x+=0解得：x=＜ξbh0=1660=664mm且＜hf，=130mm則根據(jù)正截面承載力計算要求的非預應力鋼筋截面面積為：As===采用6162。平彎角度為θH=176。在計算NPI和MG1所引起的應力時應采用第一階段截面特性。③錨于受拉區(qū)的縱向鋼筋開始不受力處的截面。 持久狀況正常使用極限狀態(tài)抗裂驗算 正截面抗裂驗算 根據(jù)《公預規(guī)》，A類預應力混凝土構(gòu)件在作用短期效應組合下， σstσpc≤式中：σst—在作用短期效應組合下構(gòu)件抗裂驗算邊緣混凝土的法向拉應力，按下式計算：σst==σpc=以跨中為例：NpⅡ=σpIIApσL6As=2281= KN epn ==㎜∴σpc= Mpa σst= Mpa== Mpaσst σpc==＜ ftk正截面抗裂驗算表 應力部位跨中下緣L/4 下緣變截面下緣支點下緣NP（KN）An（㎜2）102102102102ePN（㎜）Wnb（㎜3）103103103103MG1（KNm）0Ms （KN正截面混凝土壓應力驗算表 應力部位跨中L/4變截面支點上緣下緣上緣下緣上緣下緣上緣下緣NP（KN）An（㎝2）ePN（㎝）Wn（㎝3）W0（㎝3）MG1（KNm）0MG1 en / In000(Mq+ MG2)e0/ I0000σkt000σp=αEPσkt000σpe（MPa）σpe+σp（MPa）（MPa）1209σcx計算表 應力部位跨中L/4變截面支點aannoobbaannoobbaaoonnbbaaoonnbbNP（KN）An（㎝2）ePN（㎝）In（㎝4）yni（㎝2）0000I0（㎝4）yoi（㎝2）0000MG1（KNePN/ Wn（MPa）σP（MPa）超重MG1/ Wn（MPa）失重MG1/ Wn（MPa）超重σct（MPa）失重σct（MPa）8 主梁端部的局部承壓驗算 后張法預應力混凝土梁的端部，由于錨頭集中力的作用，錨下混凝土將承受很大的局部壓力，可能使梁端產(chǎn)生縱向裂縫，需進行局部承壓