【正文】 161718 恒載內力計算MIDAS可以對所有荷載的內力計算，這里的恒載分為一期恒載和二期恒載，其中一期恒載指箱梁自重（不計橫隔板），二期恒載指橋面鋪裝層與防撞護攔之重的和。表32 恒載內力表單元位置剪力（KN)彎矩（KN/m)1I[1]0單元位置剪力（KN)彎矩（KN/m)2I[2]3I[3]4I[4]5I[5]6I[6]59287I[7]8I[8]9I[9]10I[10]11I[11]12I[12]725713I[13]14I[14]15I[15]16I[16]17I[17]18I[18]19I[19]20I[20]21I[21]22I[22]23I[23]24I[24]25I[25]26I[26]27I[27]單元位置剪力（KN)彎矩（KN/m)28I[28]29I[29]30I[30]31I[31]32I[32]33I[33]34I[34]35I[35]44839236I[36]37I[37]38I[38]39I[39]40I[40]41I[41]42I[42]43I[43]44I[44]45I[45]46I[46]47I[47]48I[48]49I[49]50I[50] 圖32 恒載彎矩圖(單位：kNm) 活載內力計算 計算方法預應力混凝土連續(xù)剛構橋屬于超靜定結構，但計算活載內力時依舊采用影響線加載法。同時需要考慮多車道的橫向折減及沖擊效應。查閱相關資料可知當梁寬較小，且橋的寬跨比比較小時，由車道荷載偏載引起的內力增量很小，通常不到5%，比經驗法15%小很多。同時根據《公路橋涵通用設計規(guī)范》 條規(guī)定，橋梁的自振頻率(基頻)宜采用有限元方法計算，對于常規(guī)結構，當無更精確方法計算時，可采用公式計算。經計算，本橋結構基頻為 f =，值可按下式計算：當 時，當 時， 當時， 故可知沖擊系數 單幅橋面布置3 個車道。m）圖36 活載剪力包絡圖（單位：kN根據這些要求可以利用彎矩包絡圖推算各截面所需預應力筋的數目。 預應力筋的估算方法 按承載能力極限計算時滿足正截面強度要求預應力梁到達受彎的極限狀態(tài)時，受壓區(qū)混凝土應力達到混凝土抗壓設計強度，受拉區(qū)鋼筋達到抗拉設計強度。1) 對于僅受單側方向彎矩的單筋截面梁，預應力筋數量按下式計算：計算圖：圖41 單側受彎截面預應力筋估算計算圖， (41)， (42)聯(lián)合求解(41)和(42)，可得受壓區(qū)高度：進而求得所需預應力筋數量： (43)進而求的所需預應力筋數量 (44)式中：Mp ——截面上彎矩組合設計值（，）；——混凝土抗壓設計強度；——預應力筋抗拉設計強度；Ap——單根預應力筋束截面積；b ——截面寬度。其計算的區(qū)別在于(41)式中bx含義及計算公式不同，這一點是相對容易理解的，此處不作贅述。即：在任何階段，都必須保證截面混凝土全部受壓，截面上不允許出現(xiàn)拉應力，同時截面壓應力不能超過過允許壓應力。那么： (45) (46)在最大彎矩Mmax作用下，截面上下翼緣混凝土應力應滿足： (47) (48)式中： 分別指由預加力引起混凝土上下翼緣應力。例如，對于C50級混凝土R=50/=22MPa在最小彎矩Mmin作用下，截面上下翼緣混凝土應力應滿足： (49) (410)聯(lián)立(47)和(49)并綜合(45)、(46)可以得到： （1）下緣最大配筋： (411) （2）上緣最大配筋： (412)聯(lián)立(48)和(410)并綜合(45)、(46)可得： （3）下翼緣最小配筋： (413)（3）下翼緣最小配筋： (414)又有截面上下翼緣預加力可近似為式中：n—預應力鋼束數量—預應力鋼束截面面積—有效預應力，近似為對于已經估算出預應力鋼束數量卻不滿足應力條件而需要進行調整時，需按下面原則調整：當截面承受負彎矩時，若截面下部多配nx根鋼束，則為了防止上部出現(xiàn)拉應力，上部同樣需要增配ns根鋼束；同理，當截面承受正彎矩時，若截面上部多配ns根鋼束，則其下部同樣需要增配nx根鋼束。根據《公路預應力橋涵規(guī)范》 條規(guī)定，鋼絲、 ，即1395MPa。最終確定各截面配置的縱向預應力鋼束數，如表41 所示。（下同）表41 配束表（半結構，另一半對稱布置）位置信息頂板束底板束合龍束單元位置坐標1I[1]04402I[2]34403I[3]64404I[4]94405I[5]104406I[6]114407I[7]158408I[8]1912409I[9]23162010I[10]27202011I[11]31240012I[12]35280013I[13]39320014I[14]43360015I[15]47380016I[16]50420017I[17]53460018I[18]56500019I[19]595200單元位置坐標20I[20]62540021I[21]65560022I[22]68580023I[23]71600024I[24]74620025I[25]75640026I[26]640027I[27]78640028I[28]80640029I[29]82640030I[30]640031I[31]85640032I[32]86620033I[33]89600034I[34]92580035I[35]95560036I[36]98540037I[37]101520038I[38]104500039I[39]107460040I[40]110420041I[41]113380042I[42]117360043I[43]121320044I[44]125280045I[45]1292400單元位置坐標46I[46]133200047I[47]137160248I[48]141120449I[49]14580450I[50]14940451I[51]150404 縱向預應力鋼束的布置一般來說，預應力鋼筋應盡量與吻合術靠近，這樣預應力產生的次彎矩就沒有了。此外，還應考慮以下原則：1) 預應力束的布置，既要符合結構受力的要求，同時要避免在超靜定結構體系中引起過大的結構次內力。3) 預應力束應避免合用多次反向曲率的連續(xù)束，因為這會引起很大的摩阻損失，降低預應力束的效益。5) 縱向預應力索為結構主要受力鋼筋,為了設計和施工方便,進行對稱布束,錨頭盡量靠近壓應力區(qū)。7) 鋼束在橫斷面中布置時頂板束靠近頂板位置,直接錨固在承托或倒角上,腹板束布置在腹板附近,便于下彎錨固。上部最外排鋼束中心距頂板邊緣140mm?？v向預應力鋼束具體布置如圖43。造成斜截面開裂的主要原因就是斜截面主拉應力過大，因此為了防止斜截面開裂以及提高抗剪能力，有必要配置豎向預應力鋼束。本設計通過計算表明：在縱向預應力鋼束的作用下，僅有部分剪應力過大的地方出現(xiàn)了斜截面主拉應力超過規(guī)范限值，因而豎向預應力鋼束大部分承擔抗剪作用。圖43 縱向預應力鋼束布置圖第5章 預應力損失及有效預應力計算 預應力損失計算原理后張法構件的預應力損失主要可分為五種：①管道摩阻損失；②錨頭變形損失；③彈性壓縮損失④鋼筋松弛損失⑤混凝土收縮徐變損失。在本次設計中，預應力損失計算主要依據《公路鋼筋混凝土及預應力鋼筋混凝土橋涵設計規(guī)范》（也即JTG D622004）來進行的。 錨頭變形損失計算當預應力鋼束由錨具變形、鋼筋回縮和接縫壓縮引起的預應力損失，簡稱錨頭變形損失，其計算公式為： （52）其中：—預應力鋼筋張拉時錨具的變形、鋼筋的回縮以及接縫壓縮的長度（mm） —預應力筋張拉時張拉端到錨固端之間的距離（mm） 彈性壓縮損失的計算根據規(guī)范規(guī)定，后張法預應力混凝土構件在采用分批張拉預應力束時，先張拉的鋼筋由張拉后批預應力鋼筋所引起的混凝土彈性壓縮的預應力損失，當后張法分批張拉預應力鋼筋時，此時后張拉的預應力鋼筋會使得混凝土受壓而縮短，這樣使得前面已經錨固的預應力鋼筋變得松弛從而產生預應力損失，這部分預應力損失稱為彈性壓縮損失，具體可按下式計算： （53）其中： —混凝土彈性壓縮而引起的預應力鋼筋的回縮值； —第j根鋼筋張拉時引起的第i塊混凝土的彈性壓縮值 —該預應力鋼束的長度 鋼筋松弛損失由于鋼材的松弛特性使得預應力鋼束在錨固后會發(fā)生松弛，從而引起預應力發(fā)生損失，簡稱為鋼筋松弛損失。根據規(guī)范，得出鋼筋松弛損失的最終值按下式計算： （54）其中：Ψ—張拉系數，當鋼筋一次張拉時，當鋼筋超張拉時， —鋼筋松弛系數，當鋼筋為Ⅰ級松弛時，當鋼筋為Ⅱ級松弛時，—傳力錨固階段時鋼筋應力，對于后張法構件取 混凝土收縮徐變損失在本次設計中，隨著時間的延長，混凝土會產生收縮，徐變這都會引起預應力的損失。根據規(guī)范，可以用下述公式計算其損失值： （55）其中：—鋼束彈性模量，取195000MPa —混凝土收縮終極值，根據規(guī)范，取—混凝土徐變終極值，查規(guī)范，取 有效預應力值計算各個階段有效預應力計算如下所示： （1）傳力錨固時的有效預應力為： （56） （2）使用階段有效預應力應減掉所有預應力損失，具體如下： （57）本設計預應力損失采用MIDAS CIVIL自動計算，這里只列舉部分鋼筋的預應力損失及有效預應力計算的結果，如表51至表54：表51 腹板筋W7預應力損失及有效預應力（單位：MPa