4×30m裝配式預應力混凝土簡支T梁橋施工圖設計

畢業(yè)設計（）畢業(yè)設計（）4×30m裝配式預應力混凝土簡支4×30m裝配式預應力混凝土簡支T梁橋施工圖設計111122目錄第1章.橋梁設計基本資料 1濱德高速K72+943.5中橋工程地質資料 1氣候條件 1地質資料 2設計規(guī)范 3第2章橋型設計方案 5方案一：預應力鋼筋混凝土簡支梁（錐型錨具） 5基本構造布置 5設計荷載 5方案二：鋼筋混凝土箱形拱橋 6方案簡介 6尺寸擬定 6橋面鋪裝及縱橫坡度 7施工方法 7總結 7第3章上部結構設計 8設計資料及結構布置 8設計資料 8橫截面布置 8橫截面沿跨長變化 11橫隔梁的布置 11主梁作用效應計算 11恒載內力計算 11活載內力計算 13計算橫向分布系數 13計算最大彎矩和最大剪力 17主梁效應作用組合 21鋼筋面積的估算及鋼束布置 21受壓翼緣有效寬度b'f的計算 21鋼束預應力損失估算 30預應力鋼筋與管道間摩擦引起的預應力損失l1 30錨具變形、鋼絲回縮引起的應力損失（l2） 30預應力鋼筋分批張拉時混凝土彈性壓縮引起的應力損失（l4） 32鋼筋松弛引起的預應力損失（l5） 32混凝土收縮、徐變引起的損失（l6） 32應力驗算 35短暫狀況的正應力驗算 35持久狀況的正應力驗算 35第4章基礎的設計 37蓋梁的計算 37荷載計算 37內力計算 45橋墩墩柱計算 45荷載計算 45截面配筋計算及應力驗算 47鉆孔灌注樁計算 49荷載計算 49樁長計算 50樁的內力計算（m法） 51樁的計算寬度的計算 51樁的變形系數的計算 51彎矩與水平壓力的計算 52樁身彎矩MZ 52樁身截面配筋與強度驗算 53樁頂縱向水平位移驗算 54水平位移和轉角計算 54樁頂縱向水平位移驗算 55結論 56致謝 57參考文獻 58畢業(yè)設計（）畢業(yè)設計（）4×30m裝配式預應力混凝土簡支4×30m裝配式預應力混凝土簡支T梁橋施工圖設計PAGE13PAGE1311PAGEPAGE12前言T工簡單且進度迅速等優(yōu)點。設計內容包括擬定橋梁縱,橫斷面尺寸、上部結構計算，下部結構計算，施工組織管理與運營，施工圖繪制,各結構配筋計算，書寫計算說明書、編制設計文件這幾項任務。在設計中，橋梁上部結構的計算著重分析了橋梁在施工及使用過程中恒載以及活荷載進行布置活載，并進行了梁的配筋計算，估算了鋼絞線的各種預應力損失，并進行預應力階段和使用階段主梁截面的強度，正應力及主應力的驗算。下部結構采用以鉆孔灌注樁為基礎的墩柱，并分別對橋墩和樁基礎進行了計算和驗算。主要依據《公路鋼筋（JTGD062-2004）,《公路橋涵地基與基礎設計JTGD60—2004（）在此，對老師和同學們表示衷心的感謝。由于公路橋梁工程技術的不斷進步，技術標準的不斷更新，加之本人能力所限，設計過程中的錯誤和不足再所難免，敬請各位老師給予批評指正。第1章.橋梁設計基本資料濱德高速K72+943.5氣候條件山東氣候屬暖溫帶季風氣候類型。降水集中、雨熱同季，春秋短暫、冬夏較長。年11～14℃，由東北沿海向西南內陸遞增，膠東半島、黃河三角洲年均在12℃14℃14℃1℃，724℃遞增27℃左右。極端最低氣溫在零下11～20℃之間，極端最高氣溫36～43℃。全180220600，3～5100旱象。地質資料1（Q4al12.70m，7.5m松散，可塑，稍濕，以亞粘土為主，表層為灰土墊層。2（Q4al11.20～11.70m1.00～3.80m黃色，可塑，濕，光滑，中等韌性，中等干強度。3（Q4al5.70～7.20m6.00～4.00m色、灰褐色，中密，濕，搖震反應迅速，低干強度，低韌性。4（Q4al1.70～4.00m4.00～3.20m密實，飽和，以石英、長石、云母為主，級配良好，分選性差，磨圓度較高。5（Q4al：層底標高-3.80～-2.80m，4.50～7.80m褐色，可塑，濕，稍有光滑，中等韌性，中等干強度，局部夾亞砂土薄層。6（Q4al：層底標高-6.10～-5.50m，1.70～3.30m色，可塑～硬塑，濕，光滑，高干強度，中等韌性。7（Q2+3al+pl-10.30～-10.00m4.20～4.50m灰黃色，密實，飽和，以石英、長石、云母為主，級配良好，分選性差，磨圓度較高。8（Q2+3al+pl-11.30～-11.00m1.00m褐色，可塑，濕，光滑，中等干強度，中等韌性。9（Q2+3al+pl：未揭穿，厚度≥29.00m?；液稚?，密實，和，以石英、長石、云母為主，級配良好，分選性差，磨圓度較高?？辈靺^(qū)在勘察深度范圍內，地下水為第四系孔隙潛水-微承壓水，勘察期間地下水84.19mg/L，S042-84.05mg/L，HCO3-372.22mg/L，無侵蝕性CO2條款（按環(huán)境Ⅱ類）判定，地下水對砼結構在干濕交替與長期浸水條件下均無腐蝕性；地下水對砼結構中鋼筋在干濕交替條件下有弱腐蝕性，在長期浸水條件下無腐蝕性。1層次巖性層底標高（m）容許承載力值（kpa）1素填土12.70/2亞粘土11.20～11.701203亞砂土5.70～7.201304粉砂1.70～4.001305亞粘土-3.80～-2.801706粘土-6.10～-5.501807粉砂-10.30～-10.002008亞粘土-11.30～-11.001309細砂未揭穿240層次巖性樁尖土極限承載力（kpa）樁周土極限摩阻力（kpa）抗剪強度C（kpa）φ（度）1素填土/30//2亞粘土/40//3亞砂土20040526.74粉砂40040432.75亞粘土500401118.26粘土60055//7粉砂70045530.78亞粘土30045//9細砂90050729.73基土各土層比例系數mm0層次巖性m0（KN/m4）1素填土/2亞粘土50003亞砂土60004粉砂70005亞粘土100006粘土120007粉砂80008亞粘土40009細砂12000設計規(guī)范中華人民共和國交通部部頒標準：（JTGD60-2004）（JTGD62-2004）（JTJ024-85）（JTJD61-2005）（JTJ004-89）第2章 橋型設計方案根據現橋位地形、水文條件，并綜合考慮工程的經濟性和施工難易程度，本橋橋T橋型方案來進行方案比（錐型錨具）基本構造布置設計資料橋梁跨徑及橋寬30m（墩中心距1204主梁全長：29.94m，—13m+20.5m=14m；計算跨徑：28.86m。1.7m；下部構造為柱式墩身，肋板式橋臺，樁基礎；采用簡支轉連續(xù)施工。4*30T4*302.1設計荷載2.99kN/m。材料及工藝本橋為預應力鋼筋混凝土T型梁橋，錐形錨具；混凝土：主梁采用50號混凝土，橋面鋪裝用30號混凝土；（JTGD62—2004）的ф15.2fpk=1860MPa。簡支梁的優(yōu)點是構造、設計計算簡單，受力明確，缺點是中部受彎矩較大，并且的情況方案二：鋼筋混凝土箱形拱橋方案簡介本方案為鋼筋混凝土等截面懸鏈線無鉸拱橋。全橋分兩跨，每跨均采用標準跨60mU尺寸擬定1/81.2m。8 108 8881088168 108 88810881688208101201022084682.2120102208468140cm。動棒的要求，一般需有10cm，若采用附著式震搗器分段震搗，可減少為8cm,取8cm。10～16cm，16cm。10cm。蓋板：有鋼筋混凝土板和微彎板兩種型式，最小厚度6～8cm,這里取8cm。現澆頂部混凝土厚度：一般不小于10cm，這里取10cm。6cm。橋面鋪裝及縱橫坡度0.10m2.0%。為了φ10cm0.6%。施工方法采用無支架纜索吊裝施工方法，拱箱分段預制。采用裝配——整體式結構型式，分階段施工，最后組拼成一個整體?？偨Y了大噸位支座，日后維護費用要增加。（比較方案）90m空心矩形截面墩身、肋板式橋臺，樁基礎；采用掛籃懸臂澆筑施工。預應力混凝土連續(xù)剛構橋外型美觀，是目前公路大跨徑橋梁中經常采用的橋型之一，尤其是墩身高度很高時,更能體現出它的優(yōu)勢。該橋型連續(xù)，行車舒適；但上部T70m，28m資規(guī)模、和考慮施工的難度，本橋不適合于修建連續(xù)剛構橋。方案的最終確定：經考慮，簡直梁的設計較簡單，受力的點明確，比較適合初學者作為畢業(yè)設計用，因此我選著了方案一。第3章 上部結構設計設計資料及結構布置設計資料橋梁跨徑及橋寬30m（墩中心距離主梁全長：29.94m；28.86m；橋面凈空：凈—11m+20.5m=12m；設計荷載公路I級，每側防撞欄重力的作用力為2.99KN/m。材料及工藝混凝土：主梁用C50，橋面鋪裝用C30。（JTGD62—2004）的ф15.2fpk=1860MPa。12mmHRB33512mmR23570mm77mm設計依據（JTGB01—2003）（JTGD60—2004）（JTGD62—2004）基本計算數據（見表3.1）橫截面布置主梁間距與主梁片數很有效，故在許可條件下應適當加寬T梁翼板。翼板的寬度為2000mm,由于寬度較大，為了保證橋梁的整體受力性能，橋面板采用現澆混凝土剛性接頭，因此主梁2.13.1名稱項目符號單位數據土立方體軸心抗拉設計強度fcu,kEcfckftkfcdftdMPa503.4510432.42.6522.41.83短暫狀態(tài)容許壓應力0.7f'ckMPa20.72容許拉應力0.7f'tkMPa1.757持久狀態(tài)標準荷載組合容許壓應力0.5fckMPa16.2容許主壓應力0.6fckMPa19.44短期效應組合容許拉應力st0.85pcMPa0容許主拉應力0.6ftkMPa1.59鋼絞線抗拉設計強度最大控制應力Epfpd0.75fpkMPa18601.9510512601395容許壓應力容許拉應力0.65fpkMPa1209材料重度標準荷載組合1KN/m25容許壓應力2KN/m23容許主壓應力3KN/m78.5無量綱5.651）主梁高度預應力簡支梁橋的主要高度與其跨徑之比通常在1/15—1/25，標準設計中高跨比2）主梁截面細部尺寸面板承受車輪局部荷載的要求，還應考慮能否滿足主梁受彎時上翼板受壓的強度110mm，185mm彎矩。在預應力混凝土梁中腹板內主拉應力較小，腹板厚度一般由布置預置孔道的構造1/1510%—20%為合適。主梁立面圖主梁立面圖3.1按照以上擬訂的外形尺寸就可以繪出預制梁的跨中截面圖（見圖2.2）跨中截面圖3-23）計算截面幾何特征將主梁跨中截面劃分成五個規(guī)則圖形的小單元，截面幾何特征列表計算見表1.2。3.2分塊名稱分塊面積i（cm2)緣距離yi(cm)距SiAiyi(cm3)矩diysyi（cm)慣矩IAd2x ii（cm4)IIiIx(cm4)(1)(2)(3)(4)(5)2（7（）+（6）①22005.51210022183.356.837105227.587127411②30013.54050937.548.83715310.67716248③208580.5167842.53357024-18.176883604045386④165146.33324144.91101.7-8411642401188385⑤90016014400030000-97.67858548687294865650352137.421806914橫截面沿跨長變化到與馬蹄等寬，主梁的基本布置到這里就基本結束了。橫隔梁的布置6.75m。主梁作用效應計算恒載內力計算1）主梁g10.5652514.125KN/m2）橫隔梁

g1.490.155250.975KN/m2 28.86

g320.9751.950KN/m3)橋面鋪裝 8cm混凝土鋪裝：0.08132526(KN/m)

若將橋面鋪裝均攤給七片主梁，則：g(4)(2614.95)/75.85(KN/m)4）欄桿 若將兩側防撞欄均攤給七片主梁，則：g(5)4.992/71.426(KN/m)作用于邊主梁的全部恒載g為g6gi55566N作用于中主梁的恒載強度為恒載內力主梁彎矩和剪力的計算公式分別為：M1glx1gx2 Q1glgx 2 2 2l=l=28.86mMx=al(1-a)x=al(1-a)a(1-a)a1-aa1-a3.33.3作用效應跨中xl2四分點xl4變化點xl8支點x0彎矩（KN.m)2297.411723.01005.10剪力(KN)0160.3240.48320.6活載內力計算沖擊系數和車道折減系數的頻率。簡支梁橋的頻率可采用下列公式估算：2l2mc3.14 3.452l2mc3.14 3.4510100.2181228.662 2.281103GmcgG

22.3761039.81

2.281103

(Kgm)根據本橋的基頻，可計算出汽車荷載的沖擊系數為：0.1767Inf0.01570.2041）跨中的荷載橫向分布系數mc本橋跨中內設5道橫隔梁，具有可靠地橫向聯系，且承重結構的長寬比為：B 14l

0.4850.5(屬于窄橋）計算橫向分布系數荷載位于跨中時，按偏心壓力法計算n=7a1=6m,a2=4m,a3=2m,a4=0m,a5=-2m,a6=-4m,a7=-6mia2=62422206242222m2i1#梁1/762/1120.46

1/762/1120.18x/0.46=(2×6-x)/0.18 x=8.6254×30m4×30m裝配式預應力混凝土簡支T梁橋施工圖設計畢業(yè)設計（）畢業(yè)設計（）PAGEPAGE14PAGE15PAGE1515m 1n1nn

n

n ncq 2 q 2 q1

q3

q5 q6111xx

x

x x2x q1 q2

q3

q5 q62#梁

10.468.6256.8255.5253.7252.4250.62528.6250.74 1/742/1120.29x=2×6=12

1/742/1120m 1n1nn

n

n ncq 2 q 2 q1

q3

q5 q6121xx

x

x x2x q1

q3

q5 q610.291210.28.97.15.842120.583#梁 1/722/1120.18 1/722/1120.11x/0.18=(x-2×6)/0.11 x=30.9m 1n1nn

n

n ncq 2 q 2 q1

q3

q5 q6131xx

x

x x2x q1

q3

q5 q610.1830.929.127.82624.722.9230.90.474#梁4147

10.1437m 1n1nn

n

n ncq 2 q 2 q1

q3

q5 q6141xx

x

x x2x q1

q3

q5 q610.143620.43 當荷載位于支點時1如圖，按《橋規(guī)》在橫向影響線上確定的最不利荷載布置位置4×30m裝配式預應力混凝土簡支4×30m裝配式預應力混凝土簡支T梁橋施工圖設計畢業(yè)設計（）畢業(yè)設計（）PAGEPAGE54PAGE53PAGE5317

m 110.10.55oq 2

m 110.110.350.73oq 23，4，5，62對于7號梁：m 110.110.55oq 23.4橫向分布系數跨中支點1mcq=0.74moq=0.552mcq=0.58moq=0.733mcq=0.47moq=0.734mcq=0.43moq=0.73567m0q0.55計算最大彎矩和最大剪力qk10.5KN/m

/，

1.

36跨中截面的最大彎矩和最大剪力28.86m剪力影響線彎矩影響線0.740.740.740.74M汽l2 1 2 2L/2 彎 矩 影 響 線 面 積

w 8 8

102.67mM11qkwkyq21.20410.7410.5102.672807.1652747.93KNmL/2剪力影響線面積

w1128.660.53.58m22 2Q11.20410.7410.53.581.22800.5q2183.17KN四分點截面的最大彎矩和最大剪力0.750.750.25剪力影響線5.3745.374彎矩影響線0.740.740.740.74M1 ab ab L/4彎矩影響線面積

w l 77m2 l 2 32M11qkwkyq41.20410.7410.5772805.3742060.99KNm剪力影響線面積w13l075

28.8

m282 4 811qkw.2kyq41.20410.7410.58.061.22800.75299.92KN（L/8）0.1250.1250.875剪力影響線3.13彎矩影響線0.55

0.6450.740.74M0.6450.740.742

.

0.55L/8彎矩影響線面積

w1l3.1344.85m22M11qkwkyq41.20410.64510.544.852803.131046.3KNmL/8剪力影響線面積

w17l0.87510.97m22 811qkw.2kyq41.20410.64510.510.971.22800.875317.76KN4）1.01.0剪力影響線0.740.740.740.55 0.55M汽w1l114.33m2211qkw.2kyq41.20410.7410.514.331.22801433.42KN主梁效應作用組合3.5序號荷載類別跨中截面四分點截面變化點截面支點VmaxVmaxVmaxVmax1恒載作用2297.401723.0160.31005.1240.48320.62汽車荷載標準值（不計沖擊系數）2747.93183.172060.99299.921046.3317.76433.423汽車荷載標準值（計沖擊系數）2187.35145.801640.55238.74832.85252.94345.004標準組合（汽）2187.35145.801640.55238.74832.85252.94345.005短期組合（0.7）1923.55128.221442.69209.94732.41222.43224.426極限組合1.0（1.2恒+1.4）5819.17204.12436.437526.602372.11642.69867.72鋼筋面積的估算及鋼束布置受壓翼緣有效寬度bf的計算按《公路橋規(guī)》規(guī)定，Tbf，取下列三者中的最小值:(2)2000mm；(3)(b2b12h')bb為承托長度，這里承托長度b0，h'為受壓區(qū)翼緣h f h h ffh懸出板的厚度，h'可取跨中截面翼板厚度的平均值，即fh

'f(b2b12h')1502400121853170fh f所以，受壓板翼緣的有效寬度bf=2000mm預應力鋼筋面積估算按構件正截面抗裂性要求估算預應力鋼筋數量。可得跨中截面所需的有效預加力為NpeMs/W0.7ftk(1ep)

（或荷載短期效應組合計算的彎矩值有：A W設預應力鋼筋截面重心距截面下緣為ap100mm，則預應力鋼筋的合力作用點至截面重心軸的距離為epybap1076100976mm；鋼筋估算時，截面性質近似取用全截面的性質來計算，由表一

IyW Iyb

1091076

202.67106

mm2

；所以有效預加力為Ms0.7f

106

N W

202.6710 2.88106N

預加力鋼筋的張拉控制應力pe 1A

epW

1 565000

976202.67106con0.75fpk0.7518601395MPa，預應力損失按張拉控制應力的20%估算，則可得需要預應力鋼筋的面積為Npe

2.88106 2

con

2581mm0.81395紋管成孔。3.3.3跨中截面預應力鋼筋的布置后張法預應力混凝土構件的預應力管道布置應符合《公路橋規(guī)》中的有關構造要求。參考已有的設計圖紙并按《公路橋規(guī)》中的構造要求，對夸張那個截面預應力鋼筋進行初步布置（如圖）錨固面鋼筋束布置N1，N23.6鋼筋布置圖其他截面鋼束位置及傾角計算1、2 1、鋼束彎起形狀、彎起腳及彎曲半徑。采用直線段中接圓弧曲線的方式彎曲；為使NNN0RN1=45000mm；RN21、2 2N3號鋼束為例，其彎起布置如圖所示。200 267 直線段 200 267 直線段 彎止點導線點242298 Lz Lb1 Lb2LdLw Xk 38880/22300 1600600 1003.7鋼筋彎起布置圖Ldccot0Ldccot0=2525mmLb2RtanLb2Rtan=1180mm2 2LwLdLb2=2525+1180=3705mmXk=（38880/2+312）-3705=11177mm根據圓弧切線的性質，彎起點沿切線方向至導線點的距離與彎起點至導線點水平距離相等，所彎止

Lb1Lb2cos0=1165mm

xkLb1Lb2=11177+1165+1180=13522mm。同理，可以計算N1、N2的控制點位置，將各鋼束的控制參數匯于下表：3.6鋼束號c（mm）彎起角θ0（°）彎起半徑R（mm）（mm）xk（mm）彎止點距跨中截面水平距離（mm）N1151084500015618068846N2800830000256747012163N340081500031211177135223、各截面鋼束位置及其傾角計算N3iaiaci及該點處鋼束的傾角i，式中aa100mmci為i點所在計算截面處鋼束位置的升高值。ici及i，即當(xixk0時，ici0,故aia100mm;0當0xixkLb1Lb2時，ici及i按下式計算，即ciR

,isin1(xixk)R2R2(xixk)2(ik)(1b2)i點位于靠近錨固端的直線段此時io8,i按下式計算，即iikb2tn0各截面鋼束位置ai及其傾角見下表：3.7面鋼束編號x（mm）Lb1+Lb2（mm）（xixkmm）ci（mm）ai=a+ci（mm）xi=0N11806704000100N274704693N3111772345L/4截面xi=9720mmN118067040xi－xk＞Lb1+Lb28418518N2747046930＜xi－xk＜Lb1+Lb20.7052102N3111772345負值未彎起00100截面xi=9720mmN118067040xi－xk＞Lb1+Lb289681068N2747046930＜xi－xk＜Lb1+Lb27.34225125N3111772345負值未彎起00100面xi=19440mmN118067040xi－xk＞Lb1+Lb2814881588N274704693xi－xk＞Lb1+Lb28764864N3111772345xi－xk＞Lb1+Lb283564564、鋼束平彎段的位置及平彎角N3鋼束平彎示意圖 跨中截N2鋼束平彎示意圖 面中心線、N2、N3N2、N3N2、N3彎段有兩段曲線弧，每段曲線弧的彎曲角為

6388000

093.3.4 非預應力鋼筋截面積估算及布置按構件承載能力極限狀態(tài)要求估算非預應力鋼筋數量：在確定預應力鋼筋數量后，非預應力鋼筋根據正截面承載能力極限狀態(tài)的要求來確定。

，則有h0220Mdfcdbf'0hha1700801620mm。先假定為第一類h0220Mdfcdbf'0f 22.4MPa b'2000mmXx=82.3mm＜h'=185mm。Md5819.17106KN.m；cd f f則根據正截面承載力計算需要的非預應力鋼筋截面積為As

fcd

b'xfffsdf

pdAp

22.4200082.312602940280

1068mm2518HRB335As1727mm。在梁底布置成一排其287.5mm，as45mm.圖3.8非預應力鋼筋布置后張法預應力混凝土梁主梁截面幾何應根據不同的受力階段分別計算。（1）主梁預制并張拉預應力根據計入非預應力鋼筋影響（將非預應力鋼筋換算為混凝土）的凈截面，該截面的截面特性計算中應扣除預應力管道的影響，T1600mm（2）橋面、欄桿及人行道施工和運營階段此時主梁即為全截面參與工作，此時截面特性計算采用計入非預應力鋼筋和預應力鋼筋影響的換算截面，T2000mm。3.8分塊名稱分塊面積Ai（mm2）Yi（mm）Si=Aiyi（mm3）Ii（mm）4x=Ai（yu－y）2mm4iＩ=Ｉi+Ｉx（mm4）混凝土全477×103728.1347.3×182.95－5.3-0.134×109截面106×109非預應力（αES－1）158037.029×0-918.61.978×109鋼筋換算=2.34×103S106面積預留管道—3××1580—44.1450-904.9-2.879×109面積702/4=－27.9×106×103凈截面面An=451.44×yun=753=340.184182.95-1.035×109181.915 ×積103×106×109109持久狀況截面承載能力極限狀態(tài)計算1）正截面承載力計算2）x先按第一類T形截面梁，略去構造鋼筋影響，可得混凝土受壓區(qū)高度x，x

fpdApfsdAs12602940280106889.4mmhf'185mmfcdb'f

22.42000T3）正截面承載力計算跨中截面的預應力鋼筋和非預應力鋼筋的見圖，預應力鋼筋和非預應力鋼筋的合力作用點到截面底邊距離（a）為afpdApapfsdAsas1260294010028010684595.9fpdApfsdAs 126029402801068所以 h0ha170095.91604.1mm截面抗彎承載力x2Mfb'x(h )22.4200089.4(1604.189.4x2

)6245.5841060Md(5819.17kNm)u cdf 0 2(4)斜截面抗剪承載力計算首先，根據公式進行截面抗剪強度上、下限復核，即0.51032ftdbh00Vd0.51103

fcukbh0式中的Vd為驗算截面處剪力組合設計值，這里fcu,kfcu,k50MPab150mmh0為相應于剪力組合設計值處的截面）至混凝土受壓邊緣的距離，這里縱向受拉鋼筋合力點至截面下緣的距離為fsdAsas12602940504.7280106845470.4mmfpdApfsdAs 29402801068h0ha1700470.41229.6mm22=1.25。帶入上式得

fcu,kbh00.51103

1501229.6652.1kN642.96kN計算表明，截面尺寸滿足要求，但需配置抗剪鋼筋。斜截面抗剪承載力按式13—8即r0vd≤vcs+vpd 其中：a1為異號彎矩應力提高系數，a2=1.25；a3為受壓翼緣的影響系數a3=1.1。箍筋選用雙肢直徑為10mm的HRB335鋼筋，fsv=280MPa，間距Sv=200mm，則Asv=2×78.54=157.08mm2。故ρ所以，Vcs=668.135KN,Vpd= 0.75×10-3×1260×2940×0.089=247.269KN。Vcs+Vpd=915.404KN＞r0vd=642.96KN。所以變化點截面處斜截面抗剪滿足要求。非預應力構造鋼筋作為承載力儲備，未予考慮。（2）斜截面抗彎承載力一般不控制設計，故不另行驗算。鋼束預應力損失估算預應力鋼筋與管道間摩擦引起的預應力損失l1由l1o1e(x)其中x=l/2+d d為錨固點到支點中線的水平距離；,k分別為預應力鋼筋與管道壁的摩擦系數及管道每米局部偏差對摩擦的影響系數，采用預埋金屬波紋管成型時，由附表2-5查的0.25k0.0015。3.9跨中截面摩擦應力損失l1計算鋼束編號θxkx1(kx)con(MPa)l1(MPa)（°）弧度N180.13960.034919.5270.02930.0622139582.58N212.1450.21200.053019.6540.02950.08151395104.486N312.1450.21200.053019.7380.02960.08161395104.625平均值97.233.10各設計控制截面l1平均值截面跨中L/4L/8(變化點)支點σl1平均值（MPa）92.7754.0625.040．50錨具變形、鋼絲回縮引起的應力損失（l2）計算錨具變形、鋼筋回縮引起的應力損失，后張法曲線布筋的構件應考慮錨固后摩阻的影響。llEp/dlf

式中的l為張拉端錨具變形值，由附表2-6查得夾片式錨具頂壓張拉時l4mm；d為單位長度由管道摩阻引起的預應力損失，d0ll;0為張拉端錨下張拉ll0l1；l為張拉端至錨固端的

lf

llf

lx處的截面由錨具變形和鋼筋回縮引起的考慮反阻摩擦后的預應力損失x(l2)按下式計算，即x(l2lfx式中的lf

為張拉端由錨具變形引起的考慮反阻摩擦后的預應力損失，2dlf。3.11鋼束編號σ0=σconσl1（MPa）σl=σ0－σl1（MPa）l（mm）△σd=（σ0－σl）/l（MPa/mm）lf（mm）N1139582.581312.42144620.00571011688N21395104.4861290.51145750.00716910431N31395106.6251290.38146380.00714710447截面鋼束編號X（mm）lf（mm）σl2（MPa）各控制截面σl2平均值（MPa）跨中截面N11446211688133.48X＞lf截面不受反摩阻影響0N21457510431149.56N31463810441149.33L/4N172979124.8170.9634.2546.29N274107992.8195.1814.23N374738018.9194.5413.24L/8N13714.56877.6226.82104.3296.65N23827.55983260.7493.94N33890.56021.8259.0691.69支點截面N11321324880.9480.3979.93N22451161280.8379.92N33081163080.7779.48預應力鋼筋分批張拉時混凝土彈性壓縮引起的應力損失（l4）對于簡支梁可取L/4l4m1EPpc2m式中 張拉批數，m=3；pc

A

pI

3796.25103103

3796.25103959.72282.847109

所以l4m1EPpc315.8217.1133.19MPa2m 23鋼筋松弛引起的預應力損失（l5）l50.52

fpk

0.26pe式中 ——張拉系數，采用超張拉，取=0.9——鋼筋松弛系數，對于低松弛鋼絞線，取=0.3；pe——傳力錨固時的鋼筋應力，peconl1l2l4

l/4截面的peconl1l2l4139554.0646.2933.191261.46MPa 所以l50.90.3(0.521261.460.26)1261.4631.56MP1860混凝土收縮、徐變引起的損失（l6）混凝土收縮、徐變終極值引起的受拉區(qū)預應力鋼筋的應力損失可按下式計算，即l6u)su,t0)Ppu,t0)115ps式中es(tu,t0)、(tu,t0)——加載齡期為t0時混凝土收縮應變終極值和徐變系數終極值；t0——加載齡期，即達到設計強度為90的齡期，近似按標準養(yǎng)護條件計算則有

logt0log28

，則可得到t020d對于二期恒載G2的加載齡期t0，假定為t090d。75%2Acu26648006482205，由此可查表12-3并插值得相應的徐變系數終極值為(tu,t0)(tu,20)1.784,(tu,t0')(tu,90)1.32;混凝土收縮應變終極值為es(tu,20)2104pcl/4NPIMG1MG2所引起的混凝土正應力的平均值?？紤]到加載齡期不同，MG2按徐變系數變小乘以折減系數(tu,t0')/(tu,20)。計算NPI和MG1引起的應力時采用第一階段截面特性，計算MG2引起的應力時采用第二階段截面特性。

NpIAn

NpIe2p)In

MG1Wnp

(tu,90)(tu,12)

MG2W0p3730.981033730.9810311232

2297.4106

1.32697.5106451.441038.54MPa

218.069109

2.484108

1.78

2.874108pc,l/4(

NpIAn

NpIe2p)In

MG1Wnp

(tu,90)(tu,12)

MG2W0p3708.691033708.6910311232

2297.4106

1.32697.5106451.441037.21MPa

218.069109

2.484108

1.78

2.874108所以pc8.547.2127.88MPaApAsA

29401068893.827103

未計構造鋼筋影響)ps1

e2psi2

1

e2ps

l/4截面的平均值計算，則有

epsApepAses29401132.610681187.61147.3mmApAs 29401068截面

epsApepAses2940973.710681189.71033.7mmApAs

29401068所以eps1090.5mm；Io323.488109mm4ps11090.52/(323.488109/893.827103)4.29將各項代入即得l6tu)stu,t0)Pptu,t0)115ps0.9(1.9510521045.657.882.18)1150.004484.29

95.07MPaσLI=σL1+σL2+σL4（MPa）使用階段σpLIσL5σL6(MPa)（MPa）σLIσL2σL4σLIσL5σL6σLＩＩ預加力階段σpＩ=σcon－σLI使用階段σpLII=σcon－σLI－σLＩＩ跨中截面92.77033.19125.9631.5695.07126.631269.041142.41L/4截面54.0646.2933.19133.5431.5695.07126.631261.461134.83L/8截面25.0490.3933.19148.6231.5695.07126.631246.381119.75支點截0．50137.4933.19171.1731.5695.07126.631223.831097.2面應力驗算短暫狀況的正應力驗算短暫狀況下（預加力階段）梁跨中截面上、下緣的正應力上緣：tNpINpIepnMG1An Wnu Wnu下緣：tNpINpIepnMG1An Wnb Wnb階段的截面特性，代入上式得t

NpINpIepnMG1An Wnu Wnu3730.981033730.9810311232297.4106798.559103

108

108

0.75MPa(壓)t

NpINpIepnMG1An Wnb Wnb3730.981033730.9810311232297.4106

798.559103)

2.281108

2.281108

)

0.7f'ck(

0.7

20.72MPa0.2%的縱向鋼筋即可。（2）支點截面或運輸、安裝階段的吊點截面的應力驗算，其方法與此相同，但應注意計算圖式，預加應力和截面幾何特性等的變化情況。持久狀況的正應力驗算對跨中截面進行驗算：MG12654.13kN.mMG2MQ1759.82kNm,跨中截面混凝土上邊緣壓應力計算值為NpIINpIIepnMG1MG2MQAn Wnu Wnu W0u103(872.551103

2916.9410310688 5.0878

2654.131065.087108

270.031065.241085.87MPa0.5fck0.532.416.2MPa持久狀況下跨中截面混凝土正應力驗算滿足要求。持久狀況下預應力鋼筋的應力驗算2MQ6.11MPaW0p

pIIEPkt1185.175.6526.111219.70MPa4蓋梁的計算荷載計算上部構造恒載592.579KN，74109.525KN，286.66KN。蓋梁自重及內力計算q1q2q3q4q5488.38KN計算見表3.1，計算見圖示3.1400400150 580 100400400150 580 100702002002002002002004.14.1截面編號自重（KN）彎矩（KN.m)剪力(KN)VV1—1q135.63M112.19-35.65-35.652—2-71.9-71.93—3q376.5-148.4-148.44—4276.25276.255—5467.9700荷載計算力法。I單列車、對稱布置（見圖3.2）時：170260350.529420.2647p/2 p/2

公路I級2#2#0.52943#0.47064#5#6#0.47060.52944.2雙列車對稱布置（見圖3.3）時；170260.529420.2647351/2(0.55880.3824)0.4706p/2 p/2

p/2

p/2

公路I級1，7#2#3#4#5#6#

0.44120.5588

0.38240.55880.6176

0.55880.44124.3三列車對稱布置（見圖3.4）時；170.3529/20.1765261/2(0.64710.2941)0.4706351/2(0.70590.5294)0.6131p/2

p/2

p/2

p/2

p/2

p/21# 0.35922#0.64713#4#5#6#7#

0.29410.7059

0.52940.4706

0.47060.5294

0.70590.2941 0.64710.35924.4單列車非對稱布置時（3.5e.雙列車非對稱布置時（f.三列車非對稱布置時（p/2

180

p/2p/2p/2180p/2130p/2p/2180 p/2130p/2180p/2130p/22002002004.5單列車時：i知：n=7,l=4.09,2a281.02則：i14.095.040.39481 7 81.0214.093.360.31252 7 81.0214.091.680.2277

10.14293 7 81.02 4 750.14290.08650.056470.14290.25190.109雙列車時：

60.14290.16960.026711.545.040.2387 11.543.360.20681 7 81.02 2 7 81.0211.541.680.1748

10.14293 7 81.02 4 750.14290.03190.11170.14290.09580.0471三列車時：i知：n=7,l=0.99,2a281.02i

60.14290.06390.07910.995.040.2045 10.993.360.18401 7 81.02 2 7 81.0210.991.680.1634

10.14293 7 81.02 4 750.14290.02050.122470.14290.06160.0813

60.14290.04110.10182)按順橋向荷載移動情況，求得支座荷載反力的最大值（3.61.00010.5KN1.00010.5KN/m268KN

4.6B28.86210.5280580.93(KN)22B2580.931161.86(KN)B28.8610.5280430.465(KN)22B860.93(KN)）可變荷載橫向分布后各梁支點反力（ii3.2。4.2荷載橫向分布情況I（KN）計算方法系數單孔雙孔BRiBRi對稱布置單列車10430.4650580.930200030.2647108.461145.98240.4706192.828259.53650.2647108.461145.98260007000雙列車10860.9301161.860180.461243.322385.657519.072502.026675.6980.4706385.657519.072180.461243.3227000三列車I1291.395216.9631742.79292.019578.485778.60830.6177759.3081021.985578.485778.608759.3081021.98560.4706578.485778.60870.1765216.963292.0194.2荷載橫向分布情況I（KN）計算方法荷載布置系數單孔雙孔BRiBRi非對稱布受壓法計算）單列車430.465161.769580.93217.732128.047172.3440.227793.3125.57758.55378.80923.10931.105-10.94-14.72570.109-44.663-60.114雙列車0.2387860.93195.6151161.86263.286169.473228.130.1748143.249192.804117.107157.61950.11190.965122.43364.74187.13770.047138.59851.951三列車1291.395251.3821742.79338.3450.184226.182304.428200.859270.345175.66236.428150.46202.511125.138168.42870.081399.938134.511各梁永久荷載、可變荷載反力組合：

11.204（單位：KN）編號荷載情況1#R12#R23#R34#R45#R56#R67#R7橫載573.315592.579592.579592.579592.579592.579573.315I369.696985.7181293.833985.7181293.833985.718369.696稱428.344385.406342.257299.318256.379213.23170.291 943.0111578.2971886.4121578.2971886.4121578.297943.011 1001.659977.985916.836891.897848.958805.809743.606雙柱反力計算表見表3.4當荷載組合6時，立柱反力最大。由荷載組合6控制設計。4.4組合情況計算式反力Gi(KN)組合（943.0118.291578.2976.611886.4124.931578.2973.25277111/55196.87組合（1001.6598.29977.9856.61916.8364.93891.8973.25879161/53400.016，6

5196.87R1 R2 R3 R4 R5 R6 R71300130020020020020020020010010070400400G1G2 各截面彎矩計算式M—=0M—=R10.75943.011

0.75=-707.26

4.7M—=-R12.4G10.75R20.75450.7M—=-R15.65R24G24R32=-1685.4-2889.8+15569-1907.2=17999.83各截面剪力計算截面剪力計算截面— Q左=0 Q右=943.011KN— Q左= Q右=943.011KN— Q左= 943.011KN Q右=G1-R1=5218KN— Q左=5218KN Q右=4315KN— Q左=4315KN Q右=3105KN橋墩墩柱計算120cm，混凝土為20號，采用I級鋼筋。荷載計算恒載計算蓋梁自重（半根蓋梁）304.8KN；作用在墩柱底面的橫載垂直力為：N1/24109.525+304.8+256.2=2615.76KN活載計算（1）I單孔荷載、單列車時；B1=0,B2=497.472KN B1+B2=497KNTT=(550+200)0.1=75KN30%T=5500.3=165KN雙孔荷載、單列車時；B1=355.932KN B2=257.317KN 相應的制動力：T=(550+200)0.1=75KN<165KN）I

4093251.1296502110.129

0.73696502110.2631409單列車409單列車650154單列車6504.8（4）荷載組合最大最小垂直反力時，計算見表3.54.5編號荷載情況最大垂直反力最小垂直反力iBiiBiI單列車1.129692.358-0.129-79.109雙列車0.7369903.8060.2631322.692

4.6荷載情況墩柱頂反力計算Bi(1)垂直反力水平對墩頂中心彎矩B1B2B3上部+蓋梁2359.56汽車單孔三列9940.7369732.4790732.47982.5183.1294.05截面配筋計算及應力驗算作用于墩柱頂的外力IMHMHd=150cm4.9

水平力：H=82.5KN故取用Mmax277.17KN.m作用于墩柱底的外力Nmax3263.366256.23519.566KNNmin3092.039256.23348.239KNMmax277.1782.55.8755.67KN截面配筋計算：20號[a]=7000KPa，1216[g]=135000KPagA24.13cm2。g雙孔荷載，最大垂直力時；墩柱按軸心客觀存在壓構件計算 Nmaxnn （AmA）ngn式中：=0.96，AR21.767m2，m=17n

2027.75KPa[]n 67730） a單孔荷載，最大彎矩時；按小偏心受壓構件計算。e'oeoe'

Ag

uAg

nu100.14%0.0141R23.147521按圓形鋼筋混凝土截面桿件強度計算式hh'h

NM'N

e' o (T

o.S)Ao Wo R R121gn'ngn

2KR1Rrg(其中K2KR

h )'1 n hT 1 1 0.9861nu 10.014S 4 4

3.905拉應力：

12nu(rg/R) 120.0140.932 2

'3348.239(0.9860.33.905)351.47kPa[h 0.752

zl]650kPa3348.239(0.9860.33.905)4087.85kPa[h

zl]7000kPa

4087.85351.47

1.094104087.8521.0940.750.0539633kPa[g 21.0940.75

]135000kPa柱配筋滿足規(guī)范要求，箍筋可按構件要求配置。鉆孔灌注樁直徑為1.5m，混凝土為20號，采用I級鋼筋。荷載計算（1）兩孔恒載反力： N1=4109.525/2=2054.76KN蓋梁恒重反力： N2=304.8KN系梁恒重反力： N3=150KN一根墩柱恒重： 作用于樁頂的恒載反力（如圖2.10）N=N1+N2+N3+N4=2765.76KN灌注樁每延米自重：q41.521526.5KNm(已扣除浮力）活載反力：兩跨活載反力 N5=903.806KN單跨活載反力 N6=734.479KN制動力T=82.5KN，作用點在支座中心，距樁頂距離為：1/2+0.042+1.5+5.8=7.321m縱向風力（不考慮）橫向風力（不考慮）（6）作用于地面的反力（地面處（3.11）N5/2 N5/2NNN5NHMNoHoMo最大沖刷線150cmN3N44.10恒載作用示意圖 4.11樁頂外力作用示意圖Mo82.5KN

NmaxNmin

2765.76903.80626.53696.076KN2765.76732.47926.53524.749KNMo183.1282.57.321787.10KN.m樁長計算H，則：[N]1Ul

3)2 ii

o o 22 3式中：U—U1.54.7124i40KN/m；=0.75；om—清底截面積，A=R=1.767m2；K2—深度修正系數，K2=4.0；oh3—一般沖刷線以下深度；R—19N/m3（已扣除浮重代入得：[N]1[4.869(2.643H)40]0.70.81.767[350419(2.643H3)]2=577.541+172.62H樁底最大垂直力為：Nmax

3696.0762.64326.511qH2=3766.142+13.255H故： 3766.142+13.255H=577.541+172.62HH=20.01mH=21m樁的內力計算（m）樁的計算寬度的計算b1=kf(d+1)=0.9×(