20米空心板計算書1

1、先張法預應力混凝土簡支空心板設計一、 設計資料（一）設計荷載本橋設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=19.50 m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

2、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)法設計。(六)設計依據(jù)公路橋涵設計通用規(guī)范（jtg d60-2004），以下簡稱通用規(guī)范。公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規(guī)范（jtg d60-2004）。二、構造布置及尺寸（一）橋梁橫斷面空心板的橫斷面具體尺寸見圖1。圖 1 空心板截面構造及尺寸（尺寸單位：cm）三、板的毛截面幾何特性計算本設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

3、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*di2(cm4)ii=i1+i1'(cm4)1-251.67-41.68-34.72-42.90-46013.24-46047.962-70035.00-24500.00-285833.34-9.57-64087.94-349921.283-32548.33-15708.23

4、-76284.723.76-4605.98-80890.704-5071.67-3583.35-69.4427.10-36716.72-36786.165-2827.4340.00-113097.20-636172.51-4.57-59009.14-695181.656875542.50372087.505271239.58-2.0737456.175308695.76合計4827.5744.57215157.054272844.85-172976.854099868.01電算4827.566644.574099867.30 四、主梁內力計算 （一）永久荷載（恒載）產(chǎn)生的內力1.預制空心板自重

5、 (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） 單側人行道 8cm方磚： kn/m 5cm沙墊層： 0.05×0.6×20=0.600 kn/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） 單側欄桿：參照其它橋梁，取單側4 kn/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

6、板12.0698.96721.036邊板14.5117.54522.0565上部恒載內力計算計算圖式如圖3，設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： 其計算結果如表3圖 3 恒載內力計算圖式 表3 恒載內力匯總表內力mg=g mvg=g vl/2l/4l/2l/40m=(1-)l2/247.5312535.6484375v=(1-2)l/44.8755.4843759.75g1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35

7、8.62268.9736.7841.3873.56g中板1008.83749.9102.55115.37205.1邊板1048.35786.26107.52120.96215.04（二）可變荷載（活載）產(chǎn)生的內力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4 15號板支點處橫向分布影響線（2）跨中及l(fā)/4處的荷載橫向分布系數(shù)預

8、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)：對于中板：計算圖式如圖7mmmmmm mm mm mm4 綜上，從<<梁橋設計手冊>>(上冊)中的鉸接板荷載橫向分布影響線用表(附表)中查表，在=0.01和=0.02內插求得=0.0103對應的影響線豎標值1i10i,計算結果如表4。 表4 跨中及l(fā)/4處影響線豎標值 板號單位荷載作用位置（i號板中心）2123456789101號板0.0103182.59159.02131.45110.0392.7679.5869.4662.457.3755.3410002號板0.0103159.

9、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)影響線豎標值繪制影響線豎標圖，再在豎標圖上布載，在計算汽車荷載時，考慮多車道折減，三車道

10、的折減系數(shù)，=0.78，影響線加載圖如圖8。1號板：汽車：三列：=1/2=1/2(0.16731+0.12292+0.09921+0.07635+0.06469+0.05631)=0.2934折減后：=0.780.2934=0.2289二列： =1/2=1/2(0.16731+0.12292+0.09921+0.07635)=0.2329>0.2289取兩列：= 0.2329人群： =0.1875+0.05463=0.2421(3) 支點到l/4處的荷載橫向分布系數(shù)支點到l/4處的荷載橫向分布系數(shù)按直線內插法求得，計算結果匯總如下表5表5 橫向分布系數(shù)匯總表 荷載類別1號2號3號4號5號

11、mcmomcmomcmomcmomcmo汽車0.23290.17310.23390.50.23470.50.23640.50.23790.5人群0.24211.18510.216400.192500.177500.17170(4) 荷載橫向分布系數(shù)沿橋跨的變化在計算荷載的橫向分布系數(shù)時，通常用“杠桿原理法”來計算荷載位于支點處的圖 5 影響線加載圖圖橫向分布系數(shù)m0,而用其它的方法來計算荷載位于跨中的橫向分布系數(shù)mc,這是因為荷載在橋跨縱向的位置不同，對某一主梁產(chǎn)生的橫向分布系數(shù)也各異。位于橋跨其它位置的荷載橫向分布系數(shù)的處理方法是：方法一，對于無中間橫隔梁或僅有一根中間橫隔梁的情況，跨中部分

12、采用不變的mc,從離支點l/4處起至支點的區(qū)段內mc呈直線形過渡；方法二，對于有多根內橫隔梁的情況，mc從第一根內橫隔梁起向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mx呈直線過渡的方法計算,如圖6所示。2. 活載內力計算(1) 沖擊系數(shù)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計通用規(guī)范（jtg d60-2004）第4.3.2規(guī)定，汽車沖擊系數(shù)的計算采用以結構基頻為主要影響因素的計算方法，對于簡支梁橋，結構頻率f可采用下式計算中板 mpa，mm4，m，kn/m分別代入公式：hzhz，所以取作為設計值。所求沖擊系數(shù)(2) 按通用

13、規(guī)范（jtg d602004）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kn/m。集中荷載標準值內插為： kn人群荷載：kn/m計算彎矩所用公式為：1號板： l/2截面（圖7） 1) 彎矩 =kn·mkn·m kn·m2) 剪力 knknkn圖 8 支點截面彎矩、剪力圖圖 7 l/4截面彎矩、剪力圖同理，可以得到2、3、4、5號板的跨中截面、l/4截面、支點截面的彎矩和剪力，計算結果匯總于表6中。表6 各板活載內力標準值 板號荷載類別彎矩(knm)剪力（kn)支點l/4l/2支點l/4l/21汽車0.00289.84386.46

14、71.7557.5439.79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

15、中的汽車內力值沒有計入沖擊系數(shù)。（三）內力組合公路橋涵結構設計按承載能力極限狀態(tài)和正常使用極限狀態(tài)進行作用效應組合。1承載能力極限狀態(tài)效應組合(組合結果見表8) 2正常使用極限狀態(tài)效應組合（1） 作用短期效應組合組合結果見表9。（2）作用長期效應組合 組合結果見表7。 表7 空心板各板內力組合表 序號荷載情況彎矩(knm)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0.002

16、68.97358.6273.5641.3836.78恒載總重中板0.00749.901008.83205.10115.37102.55邊板0.00786.261048.35215.04120.96107.521號板基本組合0.001461.711948.95393.74247.49198.972號板基本組合0.001417.501900.76545.87241.27192.413號板基本組合0.001416.671899.66545.44250.85192.494號板基本組合0.001418.711902.38545.37251.40192.875號板基本組合0.001421.291905.7

17、8545.43252.00193.26控制設計的計算內力邊板（1）0.001461.711948.95393.74247.49198.97中板（5）0.001421.291905.78545.43252.00193.26從上表中可以看出，彎矩以邊板控制設計，但1號板和5號板的跨中彎矩相接近，而剪力以5號板控制設計。表8 短期效應組合表 序號荷載情況彎矩(knm)剪力（kn)支點l/4l/2支點l/4l/2恒載總重中板0749.91008.83205.1115.37102.55邊板0786.261048.35215.04120.96107.521號板恒0786.261048.35215.0412

18、0.96107.520.7*汽0202.888270.52250.22540.27827.853人022.6630.2112.234.022.05短期組合01011.8081349.082277.495165.258137.4235號板恒0749.91008.83205.1115.37102.550.7*汽0207.249276.325121.70245.65428.434人016.0721.423.32.381.01短期組合0973.2191306.575330.102163.404131.994表9 長期效應組合表序號荷載情況彎矩(knm)剪力（kn)支點l/4l/2支點l/4l/2恒載總

19、重中板0749.91008.83205.1115.37102.55邊板0786.261048.35215.04120.96107.521號板恒0786.261048.35215.04120.96107.520.4*汽0115.936154.58428.723.01615.9160.4人09.06412.0844.8921.6080.82長期組合0911.261215.018248.632145.584124.2565號板恒0749.91008.83205.1115.37102.550.4*汽0118.428157.969.54426.08816.2480.4*人06.4288.5681.320

20、.9520.404長期組合0874.7561175.298275.964142.41119.202（四）繪制內力包絡圖 五、預應力鋼筋面積的估算及預應力鋼筋布置（一）估算預應力鋼筋面積 圖 9 內力包絡圖1按極限狀態(tài)抗彎承載能力估算由公式和 可以求得預應力鋼筋面積為：邊板預應力鋼筋的面積為：mm2中板預應力鋼筋的面積為： mm2用選定的單根預應力鋼筋束的面積除可得所需要的預應力筋束數(shù)。單根預應力鋼筋束的面積為：mm2中板所需筋束數(shù) 根2施工和使用階段的應力要求估算空心板的幾何特性采用毛截面特性以簡化計算。(1) 按預加應力階段應力控制條件，可以得到該階段所需要的預應力鋼筋承受的拉力。 按預拉區(qū)

21、邊緣混凝土拉應力控制條件可得公式： 按預壓區(qū)邊緣混凝土壓應力控制條件可得公式：其軸心抗壓強度標準值mpa，放張時構件下緣混凝土壓力限制值為mpa中板： 所以： (a)中板： 所以： （b）（2） 按使用階段應力控制條件，可以得到該階段所需要的預應力鋼筋承受的拉力。截面幾何特性近似采用毛截面幾何特性，且全部預應力損失張拉控制應力的30%來估計，則有效預加力， 按受拉區(qū)不開裂控制條件，即全預應力條件可得公式： 按受壓區(qū)邊緣混凝土壓應力控制條件可得公式：由前面計算可知：kn·mmpa中板： 所以： （c） 中板： 所以： （d）應滿足上述四個不等式的要求，可以用圖解法求得。圖14, a，b

22、，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mm時，即kn。此時mm2所以所需預應力鋼筋的束數(shù)為：圖 10 預應力鋼筋可行區(qū)圖（根）當中板取mm時，即kn。此時mm2所以所需預應力鋼筋的束數(shù)為：根3根據(jù)預應力構件正常使用的抗裂性要求估算鋼筋面積其計算公式為：近似采用構件的跨中毛截面幾何特性：邊板：mm2，mm3，設ap=5cm，則cm；kn·mkn估算mpa，mm2，根中板：mm2，mm3，設cm，cm；kn·mkn估算mpa，mm2，（根）根據(jù)上述1、2、3條的估算結果，暫定邊板和中板各布置s15.2鋼絞線19根，均勻在底板布置。（二）預應力鋼束布置

23、失效后的鋼束有效長度即失效位置見表10。跨中和梁端鋼束布置如圖10所示。表10 鋼筋失效長度表 鋼筋編號邊板中板根數(shù)兩端失效位置失效長度（cm)有效長度(cm)根數(shù)失效位置（cm）失效長度(cm)有效長度(cm)15距跨中9.975m019955距跨中9.975m0199522距跨中8.4m34516802距跨中8.2m355164032距跨中7.85m42515702距跨中7.62m471152442距跨中7.3m53514602距跨中6.99m597139852距跨中6.70m65513402距跨中6.31m733126262距跨中6.06m78312122距跨中5.54m88711087

24、2距跨中5.34m92710682距跨中4.65m106593082距跨中4.51m10939022距跨中3.55m1285710圖 11 跨中、支點截面預應力鋼筋布置圖六、主梁換算截面截面幾何特性計算（一）中板1換算截面面積=1.9510/（3.4510）=5.65=482757+（5.65-1）2660=495096mm32 換算截面重心位置預應力鋼筋換算截面對空心毛截面重心的凈距為：=（5.65-1）2660（404-50）=4378626mm3換算截面到毛截面重心的距離d=4378626/495096 =9mm因此，換算截面重心至下緣距離和預應力鋼筋重心的距離：=404-9 = 395

25、mm, =395-50=345mm換算截面重心至上緣距離=446+9=455mm3換算截面慣性矩=40998680070+4827579+（5.65-1）2660345=42551000000mm4換算截面彈性抵抗矩下緣： =42551000000/395=107724050mm上緣： =42551000000/455=93518681mm由于其它截面和跨中截面的預應力鋼筋重心位置一致，將忽略鋼筋受力面積的減少對換算截面的重心位置的影響。七、主梁截面強度計算（一）正截面強度計算將空心板截面按照等面積、等慣性矩和形心不變的原則換算成如圖16所示的工字形截面換算方法如下： 按面積相等： cm2 按

26、慣性矩相等： cm4 聯(lián)立求解上述兩式得：cm，cm這樣，在空心板截面高度、寬度以及圓孔的形心位置都不變的條件下，等效工字形截面尺寸為：上翼板厚度：cm下翼板厚度：cm腹板厚度：cm同理，邊板簡化后的cm，cm，cm，cm,cm。截面有效高度=850-50=800cm ,c50的混凝土=22.4mpa, s15.2(7s5)鋼絞線的抗拉設計強度=1260 mpa中板跨中截面最大計算彎矩=1905.78kn·m, =112mm ,=348mm， 由水平力平衡，即可求得所需混凝土受壓區(qū)面積為mm21030×112=115360mm2說明x軸位于腹板內，屬于第二類t型梁截面。所以

27、 mmmm2截面的抗力矩：=2410.7 kn·m kn·m，滿足要求。（二）斜截面強度驗算1箍筋設計（1）復核主梁截面尺寸根據(jù)“公預規(guī)”第5.2.9條，矩形、t形和i形截面的受彎構件，其抗剪截面應符合下列要求： 由前面計算知：圖 12 空心板截面等效成工字形截面中板： =545.43kn,fcu,k=50, b=348mm, h0=850-50=800mm代入上式得： knkn<1004kn邊板： =393.74kn, cu,k=50, b=486mm, h0=850-50=800mm代入上式得： knkn<1402kn所以截面尺寸滿足要求。（2）核算是否需要

28、根據(jù)計算配置箍筋可不進行斜截面抗剪承載力的驗算，僅需要按“公預規(guī)”第9.3.13條構造要求配置箍筋。中板：knkn對照內力匯總表8各計算截面控制設計的剪力值，邊板可以按構造配箍筋，中板沿跨長相當一部分區(qū)段需按計算要求配置箍筋。為構造和施工方便，本設計預應力混凝土空心板不設斜筋，故計算剪力全部由混凝土和箍筋承擔。為設計方便，假定跨中距離為的截面處的建立按直線變化，彎矩按二次拋物線變化。圖 13 剪力包絡圖圖 14 剪力分配圖（3）剪力圖劃分 剪力包絡圖如圖13所示；剪力圖如圖14所示。 計算不需要配置計算剪力筋區(qū)段長度x求得x=3465mm 按計算設置剪力鋼筋梁段長度l1=9750-3465=6

29、285mm。 計算vd（距支座中心h/2處截面的計算剪力）=850/2=425mm=530.08kn 剪力全部由混凝土和箍筋來承擔。（4）箍筋設計 采用直徑為10的雙肢箍筋（hrb335級鋼筋），mm2，則mm2。一般受彎構件中箍筋常按等間距布置，為計算簡便，計算公式中截面有效高度h0取跨中及支點截面的平均值mm?？缰锌v向配筋百分率 支點縱向配筋百分率 縱向配筋百分率 由混凝土和箍筋承受全部計算剪力的條件得： 由以前計算可知: b=348mm, h0=800mm, p=0.605代入上式可得： mm2截面抗剪強度驗算根據(jù)箍筋設計布置圖進行空心板斜截面抗剪強度驗算。選擇驗算截面的起點位置有如下三

30、個：（1）距支座中h/2處（2）距跨中距離 x=885cm處（箍筋間距變化處）（3）距跨中距離 x=345cm處（箍筋間距變化處）由“公預規(guī)”第5.2.7條知，斜截面抗剪承載力計算應滿足下式規(guī)定：因剪力全部由混凝土和箍筋共同承擔，故（1）距支座中心h/2處 kn<530.08kn（2）距跨中距離 x=885cm處（箍筋間距變化處）kn kn>512.9kn（3）距跨中距離 x=345cm處（箍筋間距變化處）kn kn>317.9kn綜上所述，空心板各斜截面抗剪強度均滿足要求。3斜截面抗彎強度斜截面的抗彎承載力計算的基本方程式可以式可由所有力對受壓區(qū)混凝土合力作用點取矩的平衡條

31、件求得：首先確定最不利斜截面位置。其驗算公式如下：由于沒有設彎起鋼筋，所以可以只有箍筋來承擔剪力。一組（雙肢）箍筋可承受的剪力：kn 驗算距支座中心處斜截面：箍筋間距為10cm，若斜截面通過6組箍筋時（約距支座中心1.05m）kn<kn 箍筋間距為10cm、15cm，若斜截面通過10組箍筋時（約距支座中心1.5m）kn<kn 箍筋間距為10cm、15cm，若斜截面通過11組箍筋時（約距支座中心1.71m）knkn所以，最不利的斜截面在距支座中心1.71m處，此處的最大彎矩609.9kn·mknkn屬于第一類t型梁截面。 mm<112mm截面的抗力矩：kn·

32、m>kn·m說明斜截面滿足抗彎承載能力要求。八、預應力損失計算按公預規(guī)規(guī)定，鋼絞線的張拉控制應力取0.75fpk。即：=0.751860=1395mpa（一）錨具變形、鋼筋回縮引起的應力損失計算公式： =本設計考慮了這些，擬采用張拉臺座長為85m,兩端同時張拉，中梁四片梁均勻分布在臺座上，邊梁三片梁均勻分布在臺座上，同時澆注，每端按6mm考慮，平均每片中梁損失為3mm，邊梁損失為4mm。中梁： =6.88 mpa(二) 加熱養(yǎng)護引起的損失為減少由于溫度不均引起的損失，采用臺座和混凝土構件共同受熱的措施。=2=0mpa（三）預應力鋼筋松弛引起的損失根據(jù)公預規(guī)規(guī)定，采用超張拉工藝，

33、其計算公式為：=中梁：，1860mpa =1395-6.88=1388.12 mpa=mpa（四）混凝土彈性壓縮引起的應力損失構件受壓時，鋼筋已與混凝土粘接，兩者共同變形，有混凝土彈性壓縮引起的應力損失為：中梁：=（1395-6.88）2660=1388.122660=3692399n=17.8 mpa=5.6517.8=100.6 mpa其余截面按跨中計。(五) 混凝土收縮徐變引起的應力損失此項損失根據(jù)公預規(guī)公式（6.2.7-1）計算，同時考慮在受壓區(qū)不設預應力筋。中板（1）各參數(shù)計算=0.0054=2.33=50mm=85944 mm=1.9510mpa,5.65 ,17.8mpa （2）

34、徐變系數(shù)及收縮應變橋梁所處環(huán)境的年平均相對濕度為75%，以跨中截面計算其理論厚度h：大氣接觸的周長u中不包括這些部分的長度，u=1030+600=2915mm=(2482757)/2915=331mm在h=300mm和h=600mm之間插出h=331mm由此查得的徐變系數(shù)終值=0.20210收縮應變系數(shù)終值 =1.78=165mpa（六）永存預應力值 預加力階段：正常使用階段第二批損失：全部預應力損失: 預應力鋼筋的永存預應力：計算結果如表11表11 預應力損失匯總表（單位：mpa） 板別預應力損失值的組合傳力錨固時的損失傳力錨固后的損失控制應力conl2l3l40.5l5peil5l6pei

35、i邊板13959.18092.323.91269.623.9157.31088.4中板13956.880100.6241263.5241651074.5九、空心板截面短暫狀態(tài)應力驗算由于存在應力失效段，所以應在在鋼束面積有變化處的截面應進行驗算。（一） 放松階段應力驗算截面上邊緣混凝土應力：截面下邊緣混凝土應力：計算結果如表12 表12 中板預加力階段的應力驗算12345678910序號項目單位跨中距跨中3.55m距跨中4.65m距跨中5.54m距跨中6.31m距跨中6.99m距跨中7.62m距跨中8.2m距跨中8.75m支點1np0n3360429.873006700.412652970.9

36、52299241.491945512.031591782.571238053.11884323.65884323.65884323.652a0mm2495124.233493822.419492520.605491218.791489916.977488615.163487313.3494860114860114860113np0/a0mpa6.796.095.394.683.973.262.541.821.821.824ep0mm3453453453453453453453453453455mp0n.mm11593483051037311641915274977.8793238314.167

37、1201650.4549164986.7427128323305091659.3305091659.3305091659.36i0mm4425097930004235484488342199896472420449480604188999964941735051238415801028264142515441541425154415414251544157y0xmm3953953953953953953953953953958y0smm4554554554554554554554554554559mg1kn.mm60103900052498900047055800041583000036076

38、8000306193000205649000195279000139022000273840004910mp0-mg1kn.mm558309305.2512322641.5444716977.8377408314.1310433650.4242971986.7221479323109812659.3166069659.3277707659.311i0/y0xmm3107619729.9107227455.4106835180.9106442906.5106050632105658357.6105266083.1104873808.6104873808.6104873808.612i0/y0sm

39、m493428117.1393087571.1792747025.2192406479.2592065933.2991725387.3491384841.3891044295.4291044295.4291044295.4213(10/5)*7mpa5.194.784.163.552.932.302.101.051.582.6514(10/5)*8mpa5.985.504.794.083.372.652.421.211.823.0515tcc =3+13mpa11.9710.879.558.236.905.564.642.873.404.4716tct =14mpa0.810.580.590.

40、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-3.0475-3.0475-3.0475-3.0475-3.0475-3.0475-3.0475-3.0475-3.0475-3.0475十、空心板截面持久狀況應力驗算按持久狀況設計的預應力混凝土受彎構件，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

41、及斜截面的主拉、主壓應力。計算時作用（或荷載）取其標準值，不計分項系數(shù)，汽車荷載應考慮沖擊系數(shù)。（一） 跨中截面混凝土法向正應力驗算1中板mpa,mpa,mm=11.37 mpa mpa其他截面的驗算見表17、表18。（二）預應力鋼筋的應力驗算按公預規(guī)要求，正常使用階段預應力鋼筋的應力要求如下：是按荷載效應標準值計算的預應力鋼筋重心處混凝土的法向應力扣除全部預應力損失后，預應力鋼筋中的最大拉應力 表13 中板各截面混凝土正應力驗算表12345678910序號項目單位跨中距跨中3.55m距跨中4.65m距跨中5.54m距跨中6.31m距跨中6.99m距跨中7.62m距跨中8.2m距跨中8.75m

42、支點1npen2857761.692556944.672256127.651955310.631654493.611353676.591052859.57752042.55752042.551351332a0mm24951244938224925214912194899174886154873134860114860114860113npe/a0mpa5.775.184.583.983.382.772.161.551.550.284ep0mm3453453453453453453453453453455mpen.mm985927783.1882145911.2778364039.3674582

43、167.4570800295.5467018423.6363236551.7259454679.8259454679.8466208856i0mm442509793000423548448834219989647242044948060418899996494173505123841580102826414251544154142515441541425154415547y0xmm3953953953953953953953953953958y0smm4554554554554554554554554554559mkn.mm15096740001309535000116629000010222

44、65000877360000733734000587562000441845000307652000010mpe-mkn.mm-523746217-427389088.9-387925960.8-347682832.7-306559704.6-266715576.5-224325448.4-182390320.3-48197320.254662088511i0/y0xmm3107619729.9107227455.4106835180.9106442906.5106050632105658357.6105266083.1104873808.6104873808.6104873808.612i0

45、/y0smm493428117.1393087571.1792747025.2192406479.2592065933.2991725387.3491384841.3891044295.4291044295.4291044295.4213(10/5)*7mpa-4.87-3.99-3.63-3.27-2.89-2.52-2.13-1.74-0.460.4414(10/5)*8mpa-5.61-4.59-4.18-3.76-3.33-2.91-2.45-2.00-0.530.5115ctt =3+13mpa0.911.190.950.710.490.250.03-0.191.090.7216cct =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.