【正文】 fcd= II級鋼筋：fsd=280MPa由《公預規(guī)》:計算出各個截面的配筋量，再根據(jù)《公預規(guī)》，其結(jié)果見表85：表85 鋼筋用量表截面彎矩有效高度h0(m)寬度(m)計算鋼筋面積(cm2)計算鋼筋根數(shù)(根)實際鋼筋面積(cm2)實際鋼筋根數(shù)(根)(kNm)110012221233 1244 2855 34注：鋼筋為二級，直徑為28mm（二）剪力作用時配筋 截面抗剪強度承載上下限復核：（參考文獻[2] [19]） 101500*1450==由《公預規(guī)》:V=α1α2α3 式中：α1——異號彎矩影響系數(shù)，計算簡支梁和連續(xù)梁近邊支點梁段的抗剪承載力時，；α2——預應力提高系數(shù)，對鋼筋混凝土受彎構(gòu)件，；α3——受壓翼緣的影響系數(shù)，；P——斜截面內(nèi)縱向受拉鋼筋的配筋百分率，P=100ρ,當P，取P=；P=()100=fcu,k——混凝土強度等級；ρsv——斜截面內(nèi)箍筋配筋率；fsv——箍筋抗拉強度設(shè)計值；可以計算得由混凝土和箍筋共同作用時可抵抗的剪力：V== 此值與最大剪力5258k。 布載長度為：L=+=（m） 計算簡圖見圖82： 圖82 活載反力最大值計算簡圖汽車荷載采用公路—I級。一、 荷載計算參照文獻[16]第Ⅱ部分第一章：（一）上部構(gòu)造恒載計算上部構(gòu)造恒載計算結(jié)果見表81：表81 上部構(gòu)造恒載每片中梁自重（kN/m）一孔上部構(gòu)造總重（kN）每一個支座恒載反力（kN） 1～6號77641～6號1294注：括號里數(shù)值是由于T梁變截面在截面支座中心出的恒載集度（二）蓋梁自重及內(nèi)力計算蓋梁自重及內(nèi)力計算簡圖見圖81： 圖81 蓋梁自重及內(nèi)力計算簡圖（單位m）蓋梁自重及產(chǎn)生的彎矩、剪力計算見下表82：表82 蓋梁自重及產(chǎn)生的彎矩、剪力截面編號自重（kN）彎矩（kNm）剪力（kN）Q左Q右1—1g1=M1=2—2g2=M2=3—3g3=M3=4—4g4=M4=5—5g5=M5=36900蓋梁自重為： g=g5 =（三）活載計算活載橫向分布系數(shù)計算根據(jù)蓋梁的性質(zhì)，荷載對稱布置時用杠桿法，非對稱布置時用偏心壓力法。以跨中截面上、下緣混凝土正應力控制（1）上緣混凝土應力0 （2）下緣混凝土應力 =+ = ＜=計算結(jié)果表明，在預施應力階段，梁的上緣不出現(xiàn)拉應力，下緣混凝土的壓應力滿足規(guī)范要求。 a)上梗肋處= =++ = = b)形心軸= = － ==c)下梗肋處= = == =+==計算結(jié)果匯總于表711 變截面處不同計算點主拉應力匯總表 表711計算點位置正應力剪應力主拉應力 主壓應力上梗肋形心軸下梗肋最大主壓應力= ==。a)上梗肋處 == =++ = =+= b)形心軸處 =+ = = = =+=C）下梗肋處 =+ = = = =+ =計算結(jié)果匯總于表710 變截面處不同計算點主應力匯總表 表710計算點位置正應力（）剪應力（）主拉應力()上梗肋形心軸下梗肋計算表明，上梗肋處主拉應力最大，其數(shù)值力=滿足要求第六節(jié) 持久狀況應力計算（參考文獻[2] [19]）按持久狀況設(shè)計的預應力混凝土受彎構(gòu)件，尚應計算其使用階段正截面混凝土的法向應力，受拉鋼筋的拉應力及斜截面的主壓應力。(2) 斜截面抗裂性驗算 （參考文獻[2] [19]）斜截面抗裂性驗算以主拉應力為控制，一般取變截面點分別計算截面上梗肋、形心軸和下梗肋處在荷載短期效應組合作用下的主拉應力，應滿足＜。按平均預應力損失計算每根筋的應力損失： ——全部鋼筋的預應力扣除相應的預應力損失、——構(gòu)件凈截面面積和慣性矩，=，——張拉鋼筋截面重心至凈截面重心的距離，=1360㎜=各鋼束平均應力松弛 鋼筋應力松弛損失 （參考文獻[2] [19]） 式中：——超張拉系數(shù)，=——鋼筋松弛系數(shù)，采用低松弛鋼絞線，取=——傳力錨固時的鋼筋應力。各截面摩阻損失的計算見表75 摩擦損失計算表 表75 鋼束號截面 1 2 34 總計（）支點x (m)(弧度)（）變截面x (m)(弧度)（）L/4截面x (m)(弧度)（）跨中x (m)(弧度)（） 錨具變形損失 （參考文獻[2] [19]）反摩擦影響長度 =，=式中：——張拉端錨下控制張拉應力； ——錨具變形值，OVM夾片錨有頂壓時取4㎜； ——扣除沿途管道摩擦損失后錨固端預拉應力； ——張拉端到錨固端之間的距離，取=20000㎜。斜截面抗剪承載力按下式計算： ≤ 式中 p= =180 式中：——在變截面處預應力鋼筋的切線與水平線的夾角，其數(shù)值由表5查得，=+=＞=說明截面抗剪承載力滿足要求。 ＜＜計算結(jié)果表明，截面尺寸滿足要求，但需配置抗剪鋼筋。箍筋采用HRB335鋼筋，直徑為8㎜，雙肢箍，間距=200㎜；距支點相當于一倍梁高范圍內(nèi)，箍筋間距=100㎜。m計算結(jié)果表明，支點截面的抗彎承載力滿足要求。由∑X=0的條件，計算混凝土受壓區(qū)高度： x=/= =（）=856㎜將x= =400（）/=m計算結(jié)果表明，跨中截面的抗彎承載力滿足要求。由∑X=0的條件，計算混凝土受壓區(qū)高度： x=/= =（）=856㎜將x=145mm代入下式計算截面承載能力 =2100145（）/=116583kN帶入數(shù)據(jù)得： =12604448=5604480N ==6476064N因為5604486476064，滿足上式要求，屬于第一類T型。本設(shè)計應分為兩個階段，如下： 主梁混凝土澆筑，預應力筋束的張拉（階段1） 成橋后二期荷載及活載作用（階段2） 各階段截面幾何性質(zhì)的計算結(jié)果列于下表全預應力構(gòu)件各階段截面幾何性質(zhì) 表74 階段截面 A㎝㎝㎝IW()=I/=I/=I/階段1支點1370930360變截面1405895跨中14408601280階段2支點1420880360變截面1470830跨中15207801280第三節(jié) 承載能力極限狀態(tài)計算（一） 跨中截面正截面承載力計算跨中截面尺寸及配筋情況見圖71：b=180,上翼緣板厚度為150mm,若考慮承托影響，其平均厚度為 =150+=上翼緣寬度取下列數(shù)值中的較小者： （1）； （2） （3）180+2602+12=綜合上述計算結(jié)果，取=2100mm。采用3束7預應力鋼筋束，HVM158型錨具，供給的預應力筋截面面積=21139=2919，采用金屬波紋管成孔，預留管道直徑為55mm。假設(shè)=200mm，則=780—200=560mm由此得到 =2639399N擬采用鋼絞線，單根鋼絞線的公稱截面面積=139，抗拉強度標準值=1860，張拉控制應力取===1395，預應力損失按張拉控制應力的20％估算。為滿足抗裂要求，所需的有效預加力為（參考文獻[19]）為荷載短期效應彎矩設(shè)計值，= kNm；估計鋼筋數(shù)量時，可近似采用等截面幾何性質(zhì)。采用4束8預應力鋼筋束，HVM158型錨具，供給的預應力筋截面面積=32139=4448，采用金屬波紋管成孔，預留管道直徑為55mm。假設(shè)=200mm，則=1520—200=1320mm由此得到 =10N擬采用鋼絞線，單根鋼絞線的公稱截面面積=139，抗拉強度標準值=1860，張拉控制應力取===1395，預應力損失按張拉控制應力的20％估算。為滿足抗裂要求，所需的有效預加力為（參考文獻[19]）為荷載短期效應彎矩設(shè)計值，= kNm；估計鋼筋數(shù)量時，可近似采用等截面幾何性質(zhì)。表68 承載能力極限狀態(tài)的內(nèi)力組合截面號內(nèi)力最大彎矩最小彎矩最大剪力 最小剪力支點1Q(kN)M(kNm)0000第一跨1/4Q(kN)676M(kNm)第一跨1/2Q(kN)M(kNm)第一跨3/4Q(kN)514M(kNm)53753890支點2Q(kN)M(kNm)17201720第二跨1/4Q(kN)M(kNm)第二跨1/2Q(kN)M(kNm)9434第二跨3/4Q(kN)M(kNm)支點3Q(kN)M(kNm)第三跨1/4Q(kN)M(kNm)第三跨1/2Q(kN)229M(kNm)　　　　　　 表69 正常使用極限狀態(tài)內(nèi)力組合(短期組合)截面號內(nèi)力最大彎矩最小彎矩最大剪力 最小剪力支點1Q(kN)M(kNm)0000第一跨1/4Q(kN)M(kNm)第一跨1/2Q(kN)M(kNm)第一跨3/4Q(kN)M(kNm)支點2Q(kN)M(kNm)第二跨1/4Q(kN)M(kNm)第二跨1/2Q(kN)M(kNm)第二跨3/4Q(kN)M(kNm)支點3Q(kN)M(kNm)第三跨1/4Q(kN)M(kNm)第三跨1/2Q(kN)M(kNm)表610 正常使用極限狀態(tài)內(nèi)力組合(長期組合)截面號內(nèi)力最大彎矩最小彎矩最大剪力 最小剪力支點1Q(kN)M(kNm)0000第一跨1/4Q(kN)M(kNm)第一跨1/2Q(kN)M(kNm)第一跨3/4Q(kN)