四跨一聯(lián)預(yù)應(yīng)力混凝土變截面連續(xù)箱形梁畢業(yè)設(shè)計

1、 第一章 方案簡介及上部結(jié)構(gòu)尺寸擬定第一節(jié) 概 述本設(shè)計方案，采用四跨一聯(lián)預(yù)應(yīng)力混凝土變截面連續(xù)箱形梁,三向預(yù)應(yīng)力結(jié)構(gòu)。全橋長372m,采用對稱平衡懸臂施工方法建造，根據(jù)當(dāng)?shù)厮?、地址及橋下通航凈空要求，主跨擬定為110m。全橋?qū)?9m,本橋兩側(cè)各設(shè)管道過橋預(yù)留位置。 上部結(jié)構(gòu)根據(jù)通行雙向六車道要求，定為公路級，采用雙箱單室截面，箱寬14.5m，本箱下部寬度為7.5m，采用寬翼板，懸臂長3.5m，屬大懸臂，故采用直腹板。第二節(jié) 主跨徑的擬定根據(jù)公路橋涵設(shè)計手冊規(guī)定，邊跨一般為中跨的0.50.8倍，本設(shè)計采用0.6909倍的中跨徑，即76m，則全聯(lián)跨徑為：（76+2110+76m）372m,固定

2、支座設(shè)在聯(lián)內(nèi)第二個支座。第三節(jié) 順橋向梁的尺寸擬定連續(xù)梁橋的支座設(shè)計負(fù)彎矩一般比跨中設(shè)計正彎矩大，采用變高度形式比較合理，主跨跨徑大于80m的大跨連續(xù)梁橋一般主梁采用變高度形式，高度變化基本與內(nèi)力變化相適應(yīng)，梁底曲線可采用2.0次拋物線形式。一、 支點處梁高根據(jù)文獻【1】表2-16，支點梁高h=(1/161/20)l,取h=l/18.33,即6.00m。二、 跨中梁高根據(jù)文獻【1】表2-16，跨中梁高h=(1/301/50)l,取1/40，即2.75m。三、梁底曲線根據(jù)文獻【1】表2-16規(guī)定，選用2次拋物線。圖1.3.1 曲線示意圖（單位：m）如圖1.3.1所示，以第二跨（主跨）中點為圓心，

3、建立直角坐標(biāo)系。設(shè)曲線方程為，由圖可知，當(dāng)x=0時，y=0；當(dāng)x=53.0時，y=-3.25；當(dāng)x=-53.0時，y=-3.25。將這三點的坐標(biāo)代入曲線方程得：a=-0.001156995。故，得梁底的曲線方程為。根據(jù)要求，主橋橋面寬定為29m，具體尺寸見圖。桃源大橋平面寬度示意圖。橋的兩端連接著引橋，引橋的寬度比主橋要小為24m。而主橋的寬度為29m。圖1.3.2 平面寬度示意圖（單位：m）第四節(jié) 橫橋向梁的尺寸擬定頂板厚取28cm，跨中處底板厚取30cm，以便布置預(yù)應(yīng)力筋束。支點處底板厚75cm。中間底板厚呈線性變化；腹板厚度由于要布置預(yù)應(yīng)力筋束錨頭，故跨中采用40cm，支點處取80cm；

4、本設(shè)計不設(shè)承托，跨中和四分點也不設(shè)置橫隔板和橫隔梁，支點處設(shè)有橫隔板，上設(shè)有過人孔。在邊支座出，梁底板、頂板以及腹板尺寸需要局部加大。主梁截面細部尺寸擬定結(jié)果見構(gòu)造圖2.3.1。圖1.4.1 主梁細部尺寸構(gòu)造圖（單位：cm）第二章 梁段劃分及截面幾何特性計算第一節(jié) 梁段劃分為了便于橋梁的施工和在設(shè)計中用sap90計算各階段荷載內(nèi)力，將橋梁劃分為116個單元，其中25和26單元58和59單元91和92單元作為施工的零號塊首先澆筑，然后其它塊分別對稱施工，跨中合攏部分在支架上現(xiàn)澆，為了便于預(yù)制和吊裝施工塊最大長度為4.5m,詳細分段圖如下各圖所示： 圖1.1.1 第一邊跨梁段劃分圖1.1.2 第二

5、跨主梁左半部分梁段劃分圖1.1.3 第二跨主梁右半部分梁段劃分圖1.1.4 第三跨主梁左半部分梁段劃分圖1.1.5 第三跨主梁有半部分梁段劃分 圖 1.1.6 第四邊跨梁段劃分第二節(jié) 毛截面幾何特性一、毛截面幾何特性 用autocad畫出每個截面的平面圖后，能直接求出，見下圖：表2.2.1 毛截面幾何特性節(jié)點截面高(mm) 腹板厚(mm)頂板厚(mm)底板厚(mm)質(zhì)心y0（m)慣性矩(m4)面積(m2 )12758060601.67715.71617.0622758060601.67715.71617.0632754028301.720210.46299.42642754028301.720

6、210.46299.42652754028301.720210.46299.42662754028301.720210.46299.42672754028301.720210.46299.42682754028301.720210.46299.42692754028301.720210.46299.426102754028301.720210.46299.42611278.54028301.706910.78619.45412286.64528301.78411.68169.747413297.74528301.85212.80169.847314312.54528301.942214.384

7、99.9805153315528302.034616.928310.69316353.25528302.16619.804510.937217379.15528402.213625.772911.86218404.85528402.358130.160612.144819433.36028502.414138.404913.453620460.16028502.557944.350413.775221488.96028602.620754.036614.750822519.86528602.780163.243915.553423547.27028702.920972.359116.36882

8、4575.97528753.06882.830417.258525600801101203.6074149.41732.2526600801101203.6074149.41732.25二、單元幾何特性表2.2.2 單元幾何特性單元號面積（m2)體積（m3)自重（kn)梁段長（mm)慣性矩(m4)134.1227.296709.6968030.3432226.48679.4562065.59130025.6345318.85239.58921029.31921020.9258418.85237.704980.30420020.9258518.85237.704980.30420020.9258

9、618.85256.5561470.45630020.9258718.85256.5561470.45630020.9258818.85256.5561470.45630020.9258918.85256.5561470.45630020.92581018.8884.962208.9645021.2491119.201486.40632246.5645022.46771219.597478.37882037.8440024.48321319.827879.31122060.140027.18651420.673682.6942150.0440031.31321521.630286.52.082

10、249.5440036.73281622.799391.19722371.1240045.57741724.006984.02422184.6235055.93551825.598489.59442329.4435068.56551927.228881.68642123.8430082.75532028.52685.5782225.0230098.3872130.304290.91262363.72300117.28452231.914279.80552074.94250135.6032333.727384.06822185.76250155.18972449.508599.0172574.4

11、4200232.24772564.51293354200298.8342第三章 內(nèi)力計算及組合第一節(jié) 恒載內(nèi)力計算主梁恒載內(nèi)力，包括主梁自重（一期恒載）引起的主梁自重內(nèi)力和二期恒載引起的橋面鋪裝恒載內(nèi)力，總稱為恒載內(nèi)力。本橋采用平衡懸臂施工方法，二者均采用sap90程序計算。一、一期恒載的平衡懸臂施工法一般分為五步(一)無論采用的是懸臂澆筑還是懸臂拼裝施工，都是從中間墩開始，對稱向兩邊逐段懸出，此時，墩梁通過臨時支座固接；主梁自重內(nèi)力如圖所示。 圖3.1.1 平衡懸臂施工第一階段內(nèi)力圖(單位：knm)(二)懸臂施工結(jié)束，進行邊跨合攏段支架施工；圖3.1.2. 平衡懸臂施工第二階段內(nèi)力圖(單位：

12、knm)(三)當(dāng)雙懸臂與邊孔合攏梁段連成整體后，可拆除臨時錨固，因階段（2）邊孔合攏時在臨時錨固中的力被“釋放”，此時相當(dāng)于對主梁施加一對方向相反的力，此力將在單懸臂結(jié)構(gòu)體系上引起內(nèi)力；圖3.1.3 平衡懸臂施工第三階段內(nèi)力圖(單位：knm)(四)當(dāng)中孔梁段合攏時，現(xiàn)澆結(jié)合段的自重由吊桿傳至單懸臂梁的懸臂端，也產(chǎn)生內(nèi)力； 圖3.1.4 平衡懸臂施工第四階段內(nèi)力圖(單位：knm)(五)當(dāng)結(jié)合段混凝土凝固并與兩邊相連成連續(xù)梁后，吊桿拆除，就相當(dāng)于對主梁施加一對方向相反的力。 圖3.1.5 平衡懸臂施工第五階段內(nèi)力圖(單位：knm)（六）拆除臨時錨固，因階段（5）中跨合攏時在臨時錨固中的力被“釋放”

13、，此時相當(dāng)于對主梁施加一對方向相反的力，此力將在單懸臂結(jié)構(gòu)體系上引起內(nèi)力；圖3.1.6 平衡懸臂施工第六階段內(nèi)力圖(單位：knm)二、恒載內(nèi)力計算（一）控制截面一期恒載內(nèi)力計算：表3.1.1 一期恒載匯總表計算一期恒載內(nèi)力按照上述的六個施工階段來計算，然后將得到的六個內(nèi)力迭加，得到全梁內(nèi)力。（二）二期恒載內(nèi)力計算，見表3.1.2二期恒載集度為橋面鋪裝集度與防撞護欄集度之和，即橋面鋪裝集度+防撞護欄集度 =（0.1424.5）24+0.301224=96.768kn/m 上式中橋面鋪裝厚度按14cm 計，鋪裝層寬度為24.5m；防撞護欄每10m按3.01混凝土計，混凝土容重按24kn/計，人行道

14、寬度為2.25m,兩則均設(shè)人行道。圖3.1.7 二期恒載內(nèi)力圖(單位：knm)二期恒載內(nèi)力匯總見下表：表3.1.2 二期恒載匯總表（三）恒載內(nèi)力匯總表如下：表3.1.3 恒載內(nèi)力匯總表控制截面邊支座11/4處91/2處14內(nèi)力 m(knm) q(kn) m(knm) q(kn) m(knm) q(kn)第一階段0000-71960.6-8555.46第二階段08468.7862428.94-1578.532225.19-3126.27第三階段01494.6928249.581494.6958143.31494.69第四階段0-170.19-3216.615-170.19-6620.43-170

15、.19第五階段0-97.76-1847.59-97.76-3802.71-97.76合計09695.5285614.315-351.79-22015.29-10454.99二期恒載02141.4623190.43312.5510087.82-1622.81合計011836.98108804.7-39.24-11927.5-12077.8控制截面3/4處19二支座26內(nèi)力 m(knm) q(kn)m(knm) 左 q(kn)右q(knm)第一階段-349837-19840.2-856843-36741.936741.94-36741.936741.94第二階段-57173.9-3126.27-1

16、13446.7-3126.27-3126.273126.27第三階段86542.361494.69113446.721494.69-1494.691494.69-1494.69第四階段-9854.07-170.19-12917.51-170.19511.83-511.83170.19第五階段-5660.08-97.76-7419.69-97.76163.21-163.2197.76合計-335982.5-21739.75-877180.7-38641.4735922.29-39048.5638641.47二期恒載-38212.2-3461.4-116193.9-5203.235224.26-5

17、224.265203.23合計-374195-25201.2-993375-43844.741146.55-44272.843844.7控制截面1/4處36跨中423/4處49內(nèi)力 m(knm) q(kn) m(knm) q(kn)m(knm) q(kn)第一階段-157804-12955000-157804-12955第二階段0000000第三階段0000000第四階段1925.37511.8314720.955511.83-223.41-9691.68-958.635第五階段-2686.53163.211393.78163.21898.4418544.46653.36合計-158564.8

18、-1228016114.735675.04675.03-148950.9-13260.32二期恒載-5381.292417.9924828.39-1.21-1.21-10476.3-2613.95合計-163946-9862.0140943.13673.83673.82-159427-15874.3控制截面中支座593/4處69內(nèi)力 m(knm) 左q(kn)右q(kn)m(knm) q(kn)第一階段-856843-36741.936741.94-36741.93674104第二階段0000000第三階段0000000第四階段-37492.04-958.635

19、00958.635-9691.68958.635第五階段37492.03653.36-653.36653.36-653.3618544.46-653.36合計-856843.5-37047.2236088.58-36088.5837047.215-148950.913260.315二期恒載-126971.8-5420.225420.22-5420.225420.22-10476.32613.95合計-983815-42467.441508.8-41508.84246727第二節(jié) 活載內(nèi)力計算 該橋設(shè)計荷載為公路級。則根據(jù)公路鋼筋混凝土及預(yù)應(yīng)力混凝土橋涵設(shè)計規(guī)范(

20、jtg d60-2004)第4.3.1.4條，公路級車道荷載的均布荷載標(biāo)準(zhǔn)值為qk =10.5kn/m;集中荷載標(biāo)準(zhǔn)值按以下規(guī)定選?。簶蛄河嬎憧鐝叫∮诨虻扔?m時，pk =180kn；橋梁計算跨徑等于或大于50m時，pk=360kn；橋梁計算跨徑在5m50m時，pk值采用直線內(nèi)插求得。 計算剪力效應(yīng)時，上述集中荷載標(biāo)準(zhǔn)值pk應(yīng)乘以1.2的系數(shù)。根據(jù)根據(jù)公路橋涵設(shè)計通用規(guī)范 (jtg d60-2004)4.3.1設(shè)計車道數(shù)目n與行車道總寬度的關(guān)系,可以按照表3.2.1來確定 表3.2.1 設(shè)計車道數(shù)目與車道總寬度的關(guān)系表設(shè)計車道數(shù)n雙向行車車道寬度(m)7.017.014.026.014.010

21、.514.5314.517.5414.021.017.521.0521.024.5621.028.024.528.0728.031.5828.035.0由于該橋?qū)挒?9m所以行車道采用為6車道，根據(jù)根據(jù)公路橋涵設(shè)計通用規(guī)范 (jtg d60-2004)第4.3.1-4條需要折減，車道的縱向折減不予考慮。車道橫向折減系數(shù)見下表： 表3.2.2 橫向折減系數(shù)表設(shè)計車道數(shù)目折減系數(shù)11.0021.0030.7840.6750.6060.55（一）連續(xù)梁的內(nèi)力影響線繪制連續(xù)梁是超靜定結(jié)構(gòu)，計算各截面可變荷載內(nèi)力仍以繪制影響線為主。對于變截面連續(xù)梁，可采用靜力法或機動法繪制影響線，在本設(shè)計中，采用機動法

22、繪制影響線。 圖3.2.1 彎矩影響線圖3.2.2 剪力影響線（二）人群及汽車荷載的內(nèi)力的計算將汽車荷載和人群荷載分別加到影響線上找出各控制截面的最不利位置，并用sap90計算此時各控制截面的內(nèi)力，此值為該截面活載內(nèi)力最大值，然后加載到影響線的負(fù)值上得到活載內(nèi)力的最小值。（三）人群荷載計算匯總表本橋按照設(shè)計任務(wù)書可知人群荷載設(shè)置為2.5kn/m, 人群荷載不計沖擊，與車道荷載同時考慮。所以,人群荷載為=2.52.252=11.25kn/m，各見面內(nèi)里見下表：表3.2.1 人群荷載匯總表 內(nèi)力截面mmax(knm)mmin(knm)qmax(kn)qmin(kn)邊支座10 0441.16-17

23、5.441/3邊跨96194.96-3318.961/2邊跨148082.00-6831.04第二支座26左4905.24-19314.2064.64-779.52右4905.24-19314.20779.52-64.641/4中跨362203.88-2871.201/2中跨427490.72-4414.883/4中跨494782.92-6082.08中支座59左5178.56-20924.08112.52-784.68右5178.56-20924.08784.68-112.52（四）汽車荷載內(nèi)力計算匯總表：表3.2.2 汽車荷載匯總表 內(nèi)力截面mmax(knm)mmin(knm)qmax(k

24、n)qmin(kn)邊支座1 0 02952.549-868.1231/3邊跨923760.108-16786.3571/2邊跨1445005.560-12321.803第二支座26左25572.651-82188.457331.044-3808.084右25572.651-82188.4573808.084-331.0441/4中跨3621884.845-8500.0691/2中跨4244408.206-20061.983/4中跨4932060.063-32549.793中支座59左24452.857-91462.046570.077-4048.608右24452.857-91462.046

25、4048.608-570.077第三節(jié) 內(nèi)力組合及包絡(luò)圖參照公路橋涵通用設(shè)計規(guī)范之規(guī)定，進行正常使用極限狀態(tài)的內(nèi)力組合和承載能力極限狀態(tài)的內(nèi)力組合。一、正常使用極限狀態(tài)的內(nèi)力組合公路橋涵結(jié)構(gòu)按正常使用極限狀態(tài)設(shè)計時，應(yīng)根據(jù)不同的設(shè)計要求，采用以下兩種效應(yīng)組合：組合 作用短期效應(yīng)組合 ssd=1.0sgk+0.7sqk+1.0sr ssd作用短期效應(yīng)組合設(shè)計值.sgk永久作用效應(yīng)的標(biāo)準(zhǔn)值.sqk汽車荷載效應(yīng)sr人群荷載效應(yīng)表3.3.1 正常使用極限狀態(tài)內(nèi)力組合表 內(nèi)力截面mmax（knm） mmin（knm）qmax(kn)qmin(kn)邊支座10014344.92411053.8741/3邊

26、跨9131631.7893735.341/2邊跨1427658.42-27383.77第二支座左-970568.42-1070220.6-43548.33-47289.88右-970568.42-1070220.647474.8743934.571/4中跨36-146422.82-172767.41/2中跨4287708.21430673.5833/4中跨49-132202.20-188293.4中支座59左-961519.7-1068762.74-50036.79-57507.82右-961519.7-1068762.7457507.8050036.79組合 作用長期效應(yīng)組合。ssd=1.0

27、sgk+0.4sqk+0.4srssd作用長期效應(yīng)組合設(shè)計值.sgk永久作用效應(yīng)的標(biāo)準(zhǔn)值.sqk汽車荷載效應(yīng)sr人群荷載效應(yīng)表3.3.2 作用長期效應(yīng)組合表內(nèi)力截面mmax（knm）mmin（knm）qmax(kn)qmin(kn)邊支座10013194.4811419.571/3邊跨9135042.84100762.621/2邊跨149307.55-19588.607第二支座左-981183.36-1018524.22-43686.43-45679.74右-981183.36-1018524.2245784.0743920.011/4中跨36-15431.06-168494.591/2中跨4

28、261702.7034684.283/4中跨4944689.97-174879.51中支座左-971962.66-1028769.68-42194.40-43773.09右-971962.66-1028769.6842194.4043773.09二、承載能力極限狀態(tài)的內(nèi)力組合當(dāng)結(jié)構(gòu)重力產(chǎn)生的效應(yīng)與汽車荷載產(chǎn)生的效應(yīng)同號時： 1.2+1.4當(dāng)結(jié)構(gòu)重力產(chǎn)生的效應(yīng)與汽車荷載產(chǎn)生的效應(yīng)異號時：0.9+1.4式中：永久荷載中結(jié)構(gòu)重力產(chǎn)生的效應(yīng)；基本可變荷載中汽車(包括沖擊力)、人群產(chǎn)生的效應(yīng)；按以上方法進行組合，則可得到承載能力極限狀態(tài)的內(nèi)力組合值，見下表：表3.3.3 承載能力極限狀態(tài)內(nèi)力組合表內(nèi)力截

29、面mmax(knm)mmin（knm）qmax(kn)qmin(kn)邊支座008477.20466427.0888三單元 2.2米處49746.8695206.0750941/4邊跨104194.022389.407461/2邊跨-194653.3-363616.0533/4邊跨-1342848-1536624.1第二支座左-1530568-1781390.08-48088.94-51249.5右-1530568-1781390.08-45384.64-48517.021/4中跨-700858.8-724770.361/2中跨85575.98613614.733883/4中跨-28466.0

30、9-142304.576中支座左-1642792-1838780.5-62105.55-65101右-1642792-1838780.5-59524.77-62947.51三、內(nèi)力包絡(luò)圖-1500000-1000000-50000005000001265992117圖3.3.1 承載能力極限狀態(tài)彎矩包絡(luò)圖-80000-60000-40000-20000020000400006000080000050100150200250300350400圖3.3.2 承載能力極限狀態(tài)剪力包絡(luò)圖圖3.4.3 正常使用極限狀態(tài)組合彎矩包絡(luò)圖(單位：knm)圖3.3.4 正常使用極限狀態(tài)組合剪力包絡(luò)圖（kn）第四

31、章 預(yù)應(yīng)力筋配估算及配筋第一節(jié) 預(yù)應(yīng)力筋的估算原理一、配束原則預(yù)應(yīng)力配筋應(yīng)滿足各施工階段及成橋營運的受力要求，布筋符合構(gòu)造要求，包括錨具布設(shè)，束型空間布置等，并盡量方便施工。1 力筋布置成折線或曲線，變化偏心距e，能使預(yù)應(yīng)力發(fā)揮最大的作用；2 總的力筋用量最??；3 端部永久應(yīng)力小而且均勻，這樣可避免過分的應(yīng)力集中而引起的裂縫；4 應(yīng)力損失越小越好；5 盡量使預(yù)應(yīng)力彎矩與外荷載的一部分或全部相抵消，達到平衡狀態(tài)；二、配束計算公式根據(jù)公路鋼筋混凝土及預(yù)應(yīng)力混凝土橋涵設(shè)計規(guī)范的規(guī)定，預(yù)應(yīng)力梁應(yīng)滿足彈性階段的應(yīng)力要求和塑性階段的強度要求。預(yù)應(yīng)力混凝土構(gòu)件在預(yù)加應(yīng)力階段及使用荷載階段，截面上下緣的應(yīng)力應(yīng)

32、滿足允許的需求，一般情況下，由于梁截面較高，受壓面積較大，壓應(yīng)力不是控制因素，為分別，可只考慮拉應(yīng)力這個條件，假設(shè)混凝土允許抗拉強度rl=0,混凝土允許抗壓強度為ra,取ra0.5rab，由于預(yù)應(yīng)力引起的截面混凝土壓應(yīng)力為y上、y下，以壓應(yīng)力為正，有：y上+mmin/w上0 (4-1)y上+mmax/w上ra (4-2)y下+mmin/w下0 (4-3)y下+mmax/w下ra (4-4)式中：w上、w下分別為上下緣截面抗彎模量； mmax、mmin截面最大、最小彎矩值，正彎矩取正值，負(fù)彎矩取負(fù)值；(一) 從應(yīng)力條件出發(fā),在mmax作用下，兩下元不出現(xiàn)拉應(yīng)力，上緣壓應(yīng)力小于限值；在mmin作用

33、下，糧商元不出現(xiàn)拉應(yīng)力，下緣壓應(yīng)力小于限值。1、 截面下緣配置預(yù)應(yīng)力筋以抵抗正彎矩時： (4-5) (4-6)（二）截面下緣配置預(yù)應(yīng)力筋以抵抗正彎矩時： （4-7） （4-8）上式中令：； 則得截面最小配束數(shù)為： (4-9) (4-10) 另外，截面的最大配束數(shù)： （4-11） （4-12） ； =1/3 （4-13）； =1860 mpa (4-14) （4-15） （4-16） 式中： ，截面上、下緣估算的預(yù)應(yīng)力鋼筋束數(shù)； 單根鋼絞線的面積，=140mm2，采用12根一束。 預(yù)應(yīng)力鋼筋的永存預(yù)應(yīng)力；預(yù)應(yīng)力鋼筋的張拉控制應(yīng)力； 預(yù)應(yīng)力損失值，此處近似取為1/3的張拉控制應(yīng)力。截面上、下緣預(yù)應(yīng)

34、力鋼筋重心至截面重心的距離；、截面上、下緣預(yù)應(yīng)力鋼筋重心至截面上、下緣的距離；=12；=10截面上、下核心距，k上w下/a、k下w上/a ； a混凝土面積，可取毛截面面積計算； ra混凝土允許抗壓強度；w上、w下截面上、下緣的截面模量；第二節(jié) 配束計算過程主梁配筋設(shè)計按承載能力極限狀態(tài)的強度要求計算。預(yù)應(yīng)力梁到達受彎的極限狀態(tài)時，受壓區(qū)混凝土應(yīng)力應(yīng)達到其抗壓設(shè)計強度，受拉區(qū)鋼筋達到抗拉設(shè)計強度。一、預(yù)應(yīng)力鋼束估算原則為估算預(yù)應(yīng)力鋼筋數(shù)量，首先應(yīng)按正常使用狀態(tài)正截面抗裂性或裂縫寬度限制要求，確定有效預(yù)加力。計算公式如下： (4-17)式中：構(gòu)件截面面積和對截面受拉邊緣的彈性抵抗矩，在設(shè)計時均可采

35、用混凝土毛截面計算； 預(yù)應(yīng)力鋼筋重心對混凝土截面重心軸的偏心距，此處假定mm。 求得有效預(yù)應(yīng)力后，所需預(yù)應(yīng)力鋼筋截面面積按下式計算： (4-18)式中：預(yù)應(yīng)力鋼筋得張拉控制應(yīng)力，； 預(yù)應(yīng)力損失總值，估算時對先張法構(gòu)件可取2030得張拉控制應(yīng)力；對后張法構(gòu)件可取2535得張拉控制應(yīng)力。 (4-19)預(yù)應(yīng)力筋采用標(biāo)準(zhǔn)型15.21860gb/t 52241995鋼絞線，單根鋼絞線的公稱截面面積ap1=139mm2,抗拉強度標(biāo)準(zhǔn)值mpa，預(yù)應(yīng)力損失按張控制應(yīng)力的30估算。二、控制截面筋束估算（一）邊跨最大彎矩處（約為1/3處，9、104） knm knm 根據(jù)公式（4-5）（4-6）預(yù)應(yīng)力筋束最小根數(shù)

36、： 根據(jù)公式（4-7）（4-8）預(yù)應(yīng)力筋束最大根數(shù)：所以： （二）主跨1/4（36、82） knm knm 根據(jù)公式（4-5）（4-6）預(yù)應(yīng)力筋束最小根數(shù)： 根據(jù)公式（4-7）（4-8）預(yù)應(yīng)力筋束最大根數(shù)：所以： （三）主跨1/2（42、76） knm knm 根據(jù)公式（4-5）（4-6）預(yù)應(yīng)力筋束最小根數(shù)：根據(jù)公式（4-7）（4-8）預(yù)應(yīng)力筋束最大根數(shù)：所以： （四）主跨3/4（49、69） knm knm 根據(jù)公式（4-5）（4-6）預(yù)應(yīng)力筋束最小根數(shù)：根據(jù)公式（4-7）（4-8）預(yù)應(yīng)力筋束最大根數(shù)：所以： （五）邊支座（26、92） knm knm 根據(jù)公式（4-5）（4-6）預(yù)應(yīng)力筋束

37、最小根數(shù)：根據(jù)公式（4-7）（4-8）預(yù)應(yīng)力筋束最大根數(shù)： 所以： （六）中支座（59） knm knm 根據(jù)公式（4-5）（4-6）預(yù)應(yīng)力筋束最小根數(shù)： 根據(jù)公式（4-7）（4-8）預(yù)應(yīng)力筋束最大根數(shù)：所以： （七）預(yù)應(yīng)力估算匯總表 （n表示實際配筋數(shù)）表4.2.1 鋼束估計表選項截面mmax（knm）mmin(knm)（束）（束）邊跨1/3（9、109）138759.81899699.433621 邊支座（26、92）-962896.624-1094877.172700主跨1/4（36、82）-139857.365-175317.359300主跨1/2（42、76）101030.67624

38、654.989425主跨3/4（49、69）-122584.177-198058.033300中支座（59）-954183.808-1096201.351700第三節(jié) 預(yù)應(yīng)力筋布置圖一、鋼束布置原則1.縱向預(yù)應(yīng)力鋼束為結(jié)構(gòu)的主要受力鋼筋，為了設(shè)計和施工的方便，進行對稱布束，錨頭布置盡量靠近壓應(yīng)力區(qū)。2.在橫斷面中布置時，直束靠近頂板位置，彎束位于或靠近腹板，便于下彎錨固。3.置應(yīng)使其重心不超出束界范圍。4.鋼束布置應(yīng)符合構(gòu)造要求。二、控制截面預(yù)應(yīng)力鋼束布置 （一）邊跨1/3（9、109） 根據(jù)配筋要求和估算出的預(yù)應(yīng)力筋數(shù)，箱梁上部配預(yù)應(yīng)力筋6束，下部配筋21束（具體尺寸見詳圖），配筋圖如下：圖

39、4.3.1 邊跨1/3處配筋圖（單位：cm）（二）邊支座（26、92） 根據(jù)配筋要求和估算出的預(yù)應(yīng)力筋數(shù)，箱梁上部配預(yù)應(yīng)力筋70束，下部配筋0束（具體尺寸見詳圖），配筋圖如下：圖4.3.2 邊支座配筋圖（單位：cm）（三）主跨1/2（42、76）根據(jù)配筋要求和估算出的預(yù)應(yīng)力筋數(shù)，箱梁上部配預(yù)應(yīng)力筋4束，下部配筋25束（具體尺寸見詳圖），配筋圖如下：圖4.3.3 主跨1/2處配筋圖（單位：cm） （四）中支座（59）根據(jù)配筋要求和估算出的預(yù)應(yīng)力筋數(shù)，箱梁上部配預(yù)應(yīng)力筋70束，下部配筋0束（具體尺寸見詳圖），配筋圖如下：圖4.3.4 中支座處配筋圖（單位：cm）第五章 結(jié)構(gòu)強度檢算第一節(jié) 承載能力

40、極限狀態(tài)的驗算預(yù)應(yīng)力混凝土受彎構(gòu)件截面承載能力的檢算內(nèi)容包括兩大類，即正截面承載能力檢算和斜截面承載能力檢算。本橋總長372m，彈孔最大跨徑110m，為大橋，設(shè)計安全等級為二級，=1.0。一、正截面抗彎承載力檢算圖6.1.1 承載力計算簡圖根據(jù)橋規(guī)，矩形截面，其正截面抗彎承載力計算應(yīng)為：混凝土受壓區(qū)高度應(yīng)按下式計算：截面受壓區(qū)高度應(yīng)符合下列要求：橋梁的承載能力極限狀態(tài)計算，應(yīng)采用下列表達式: 彎矩組合設(shè)計值； 構(gòu)件承載力設(shè)計值；混凝土軸心抗壓強度設(shè)計值，按規(guī)范采用；縱向預(yù)應(yīng)力鋼筋的抗拉強度設(shè)計值，按規(guī)范采用；受拉區(qū)縱向預(yù)應(yīng)力鋼筋的截面面積；截面有效高度，此處為截面全高；如果兩側(cè)配筋的情況，則有

41、混凝土受壓區(qū)高度應(yīng)為： 橋梁的承載能力極限狀態(tài)計算，應(yīng)采用下列表達式：縱向預(yù)應(yīng)力鋼筋的抗壓強度設(shè)計值，按規(guī)范采用；受壓區(qū)縱向預(yù)應(yīng)力鋼筋的截面面積；受壓區(qū)混凝土面積；（一）、支點截面承載力驗算圖6.1.2 支點界面配束圖(單位：cm) 圖為59節(jié)點截面頂板的鋼束布置斷面圖。根據(jù)布筋情況，預(yù)應(yīng)力筋的重心距截面上緣的距離： 截面有效高度根據(jù)， 受壓區(qū)高度：根據(jù)規(guī)范查得，則2a （沒有超筋） =-0.5（1.2867146.59+1.491462.046+0.81.420924.08） =-596028.874 knm根據(jù)，如圖所示：圖6.1.3 正截面抗彎計算簡圖則： knm正截面承載力滿足規(guī)范要求

42、。（二）主跨跨中截面驗算 圖6.1.4 主跨配束圖（單位：cm） 圖為42節(jié)點截面頂板的鋼束布置斷面圖。根據(jù)布浸情況，預(yù)應(yīng)力筋的重心距截面上緣的距離：頂板預(yù)應(yīng)力筋的重心距截面上緣的距離：頂板預(yù)應(yīng)力筋的重心距截面下緣的距離： 預(yù)應(yīng)力筋的合力： kn合力的偏心距： 由預(yù)應(yīng)力產(chǎn)生的受壓區(qū)混凝土法向壓應(yīng)力為： mpa受壓區(qū)預(yù)應(yīng)力鋼筋合力點處混凝土法向應(yīng)力等于零時的預(yù)應(yīng)力鋼筋應(yīng)力： mpa預(yù)應(yīng)力鋼絞線的抗壓強度設(shè)計值：mpa預(yù)應(yīng)力鋼絞線的抗拉強度設(shè)計值：mpac50混凝土抗壓強度設(shè)計值：mpaknkn根據(jù)，所以 受壓區(qū)高度： （沒有超筋） knm根據(jù)，則， knm綜所上述受彎構(gòu)件正截面承載力驗算滿足要求

43、。二、受彎構(gòu)件斜截面承載力驗算中支點處：式中 斜截面內(nèi)混凝土和箍筋共同的抗剪承載力設(shè)計值（）； 異號彎矩影響線系數(shù)，計算簡支梁和連續(xù)梁近支點梁段的抗剪承載力；計算連續(xù)梁和懸臂梁近中間支點梁段的抗剪承載力時，； 預(yù)應(yīng)力提高系數(shù)，對鋼筋混凝土受彎構(gòu)件，；對預(yù)應(yīng)力鋼筋混凝土受彎構(gòu)件，但當(dāng)由鋼筋合理引起的截面彎矩與外彎矩的方向相同時，或允許出現(xiàn)裂縫的預(yù)應(yīng)力混凝土受彎構(gòu)件。??； 受壓翼緣的影響系數(shù)，取； 斜截面受壓端正截面處，矩形截面寬度（mm），或t形和i形截面腹板寬度（mm）； 斜截面受壓端正截面德有效高度，自縱向受拉鋼筋合力點至受壓邊緣的距離（mm）； 斜截面內(nèi)縱向受拉鋼筋的配筋百分率，當(dāng)時，取 邊長為150mm的混凝土立方體抗壓強度標(biāo)準(zhǔn)值（mpa），即為混凝土強度等級； 斜截面內(nèi)箍筋配筋率，； 箍筋抗拉強度設(shè)計值，按表采用； 斜截面內(nèi)箍筋的間距（mm）。 kn kn綜所上述斜截面承載力驗算滿足要求。 第二節(jié) 抗裂性驗算公路橋涵的持久狀況應(yīng)按照正常使用極限狀態(tài)的要求，對構(gòu)件進行抗裂性的計算。在進行抗裂性驗算時，采用作用（或荷載）的效應(yīng)（其中汽車荷載不計沖擊系數(shù)）應(yīng)采用其短期效