公路預應力混凝土連續(xù)梁橋上部結構設計個人本科畢業(yè)設計

第1章概述11.1設計資料11.1.1設計資料及構造布置11.1.2施工方法21.1.3設計依據(jù)21.2設計特點2第2章橋梁結構總體布置42.1立面布置42.2截面布置42.2.1截面形式42.2.2主梁跨中截面主要尺寸擬定42.2.3主梁間距和主梁片數(shù)52.2.4橫截面沿跨長的變化62.2.5橫隔梁的設置62.2.6主梁尺寸計算7第3章結構內力計算123.1主梁內力計算123.1.1預制主梁自重（第一期恒載）12133.2活載內力計算143.2.1活載沖擊系數(shù)143.2.2車道折減系數(shù)143.2.3計算活載內力19第4章預應力鋼束估算及其布置2424244.1.2跨中截面的鋼束估算與確定244.1.3支點截面所需抵抗負彎矩的上部預應力鋼束的估算結合確定254.2預應力鋼束的布置264.2.1連續(xù)梁預應力鋼束的配置原則264.2.2跨中截面鋼束布置274.2.3錨固截面的鋼束布置274.2.4鋼束起彎角和線形的確定284.3鋼束計算29SKIPIF1<0計算294.3.2控制截面的鋼束重心位置計算294.3.3鋼束長度計算31第5章計算主梁截面幾何特性335.1截面面積及慣矩計算335.1.1凈截面幾何特性計算335.1.2換算截面幾何特性計算335.2各階段截面對重心軸的靜矩計算36第6章次內力的計算43第7章鋼筋預應力損失計算457.1預應力鋼筋與管道壁之間的摩擦：SKIPIF1<0457.2由錨具變形、鋼筋回縮和接縫壓縮引起的預應力損失（考慮反摩擦）：SKIPIF1<0467.3混凝土的彈性壓縮損失：SKIPIF1<0487.4由預應力鋼筋松弛引起的應力損失：SKIPIF1<0497.5混凝土的收縮和徐變引起的損失：SKIPIF1<050第8章主梁截面強度與應力驗算538.1持久狀況承載能力極限狀態(tài)計算538.1.1正截面抗彎承載能力驗算538.1.2斜截面抗彎強度驗算598.1.3斜截面抗剪承載力驗算598.1.4局部承壓驗算648.2持久狀態(tài)正常使用極限狀態(tài)計算668.2.1抗裂驗算668.2.2撓度驗算748.3持久狀況構件的應力計算768.3.1受壓區(qū)混凝土最大壓應力和受拉區(qū)預應力鋼筋最大拉應力驗算768.3.2混凝土的主壓應力驗算83第9章行車道板計算859.1懸臂板荷載效應計算859.1.1恒載效應859.1.2活載效應879.2連續(xù)板荷載計算889.2.1恒載效應889.2.2活載效應909.2.3荷載組合929.3截面設計配筋與強度驗算92致謝94參考文獻95附錄196附錄2102第1章概述1.1設計資料題目：730m設計資料及構造布置1.設計資料橋孔布置形式：7-30=210m標準跨徑：30m；梁長：；計算跨徑：橋寬：為分離式左右幅均為凈—設計荷載：公路—Ⅰ級2.材料(1).上部T梁C50混凝土：彈性模量SKIPIF1<0容重γ＝25kN/m3SKIPIF1<0SKIPIF1<0低松弛鋼絞線：彈性模量SKIPIF1<0SKIPIF1<0張拉控制應力SKIPIF1<0SKIPIF1<0、其他鋼材(2).護攔：C30鋼筋混凝土(3).橋面層：C40鋼筋混凝土＋瀝青混凝土瀝青容重γ＝23kN/m33.工藝按后張法工藝制作主梁。1.1.2施工方法上部結構施工方案采用（負彎矩筋）的方法，預制簡支—連續(xù)施工程序：預制簡支，分支進行預制安裝，預制時按預制簡支梁的受力狀態(tài)進行第一次預應力筋（正彎矩筋）的張拉錨固，安裝完成后經(jīng)調整位置，澆筑墩頂接頭處混凝土，更換支座，進行第二次預應力筋（負彎矩筋）的張拉錨固，進而完成一聯(lián)預應力混凝土連續(xù)梁的施工。1.1.3設計依據(jù)1.《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規(guī)范》（JDGD60—2004）以下簡稱《橋規(guī)》·人民交通出版社·20042.《公路橋涵設計通用規(guī)范》（JDGD60—2004）以下簡稱《通規(guī)》·人民交通出版社·20043.《橋梁工程》·姚玲森主編·人民交通出版社·19854.《結構設計原理》·葉見曙主編·人民交通出版社·19965.《橋梁施工及組織管理》以下簡稱《橋施》·黃繩武主編·人民交通出版社6.《預應力混凝土連續(xù)梁橋設計》以下簡稱《預混連橋》·徐岳主編·人民交通出版社1.2設計特點簡支轉連續(xù)是橋梁施工中較為常見的一種方法，一般先架設預制主梁，形成簡支梁狀態(tài)；進而再將主梁再墩頂連成整體，最終形成連續(xù)梁體系。該施工方法的主要特點是施工方法簡單可行，施工質量可靠，實現(xiàn)了橋梁施工的工廠化、標準化和裝配化。概括地講，簡支轉連續(xù)施工法是采用簡支梁地施工工藝，卻可達到建造連續(xù)梁橋地目的。目前隨著高等公路地發(fā)展，為改善橋梁行車地舒適性，簡支轉連續(xù)梁橋再中、小跨徑地連續(xù)梁橋中得到了廣泛地應用。簡支轉連續(xù)梁橋中由簡支狀態(tài)轉換為連續(xù)梁狀態(tài)地常見方法有下列幾種：1將主梁內的普通鋼筋再墩頂連續(xù)；2將主梁內的縱向預應力鋼束再墩頂采用特殊的連接器進行連接；3在墩頂兩側一定范圍內的主梁上部布設局部預應力短束來實現(xiàn)連接。第一種方法雖然簡單易行，但常在墩頂負彎矩區(qū)內發(fā)生橫向裂縫，影響橋梁的正常使用。第二種方法效果最好，但是施工很困難，故一般不采用。第三種方法不僅施工可行，而且具有方法二的優(yōu)點，同時又克服了僅有普通鋼筋連續(xù)的開裂問題。所以一般簡支轉連續(xù)梁橋多采用墩頂短束和普通鋼筋連續(xù)這樣的構造處理來實現(xiàn)簡支轉連續(xù)。由于簡支轉連續(xù)梁橋在施工過程中常存在體系轉換，那么必須依據(jù)具體的施工過程來分析結構的受力。施工的第一階段是形成簡支梁，此階段主梁承受一期恒載自重產(chǎn)生的內力及在簡支梁上施加的預應力；第二階段首先澆筑墩頂連續(xù)段混凝土，待混凝土達到要求的強度后張拉墩頂負彎矩束（局部短束），最終形成連續(xù)梁。連續(xù)梁成橋狀態(tài)主要承受二期恒載、活載、溫度、支座沉降產(chǎn)生的內力及其負彎矩束的預應力、預加力的二次矩、徐變二次矩等.由上面的分析可知,簡支轉連續(xù)梁橋跨中正彎矩要比現(xiàn)澆一次落架大,而支點的負彎矩要比現(xiàn)澆一次落架小。因此，在主梁內要配置足夠數(shù)量的正彎矩束筋，以滿足連續(xù)梁狀態(tài)的承載要求和簡支狀態(tài)下承受結構自重和施工荷載的需要。簡支轉連續(xù)梁橋施工程序對結構內力也有一定影響。目前施工有兩種方法：（1）先將每片簡支梁轉換為連續(xù)梁后，在進行橫向整體化；（2）先將簡支梁橫向整體化，在進行結構的體系轉換。前者按平面結構進行計算分析較為合理；而后者體系轉換后已屬空間結構，要進行較為精確分析，比較復雜。本設計采用的是第一種方法。第2章橋梁結構總體布置立面布置在預應力混凝土連續(xù)梁橋的設計中，連續(xù)梁體系的選擇、主跨大小、分跨或跨徑組合、主梁高度、橫截面形式和主要尺寸的擬定等問題是方案設計的關鍵所在。橋型方案的確定，不但要考慮其實用、合理性，而且要滿足經(jīng)濟和美觀的要求。在大型橋梁工程中，往往個別聯(lián)跨的橋型及尺寸擬定要服從整體布局的要求。本設計為彭水～武隆高速公路橋其中的沖溪溝1號右線大橋，其設計孔為：30+30+30+30+30+30+30m。設計橋段左右兩側與主梁相連需分別預留5cm的伸縮縫。按全橋縱斷面布置，本橋段橋面縱坡為-2.8%，橋面橫坡為2.5%。2.2截面布置截面形式采用的是T形截面，此種截面用料省，模板安裝、拆除方便，支座受力均勻。橋面橫坡：設為雙向排水，以支座高度控制橋面鋪裝：鋪設15㎝的混凝土主梁跨中截面主要尺寸擬定1.主梁高度預應力混凝土連續(xù)橋的主梁高度與其跨徑之比通常在SKIPIF1<0～SKIPIF1<0之間。當建筑高度不受限制時，增大梁高往往是較經(jīng)濟的方案，因為增大梁高可節(jié)省預應力鋼束用量，同時梁高加大一般只是腹板加高，而混凝土用量增加不多。綜上所述，對于30m跨徑的連續(xù)梁橋取用180cm的主梁高度是比較合適的。2.主梁截面細部尺寸如圖2—1SKIPIF1<0圖2—1主梁各截面細部尺寸（單位：cm）T梁翼板的厚度主要取決于橋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要求。根據(jù)《橋規(guī)》規(guī)定本設計預制T梁的翼板厚度取用16cm，翼板根部加厚到30cm以抵抗翼緣根部較大的彎矩。為使翼板與腹板連接和順，在截面轉角處設置圓角，以減小局部力和便于脫模。在預應力混凝土梁中腹板內因主拉應力甚小，腹板厚度一般由布置制孔管的構造決定，同時從腹板本身的穩(wěn)定條件出發(fā)，腹板厚度不宜小于其高度的SKIPIF1<0。本設計的T梁腹板厚度取20cm。馬蹄尺寸基本由布置預應力鋼束的需要確定的，設計實踐表明，馬蹄面積占截面總面積的10％～20％為合適。初擬馬蹄寬度48cm，高度26cm。馬蹄與腹板交接處做成SKIPIF1<0斜坡的折線鈍角，以減小局部應力。主梁間距和主梁片數(shù)主梁間距通常應隨梁高與跨徑的增大而加寬為經(jīng)濟，同時加寬翼板對提高主梁截面效率指標SKIPIF1<0很有效，故在許可條件下應適當加寬T梁翼板。但標準設計主要為配合各種橋面寬度，使橋梁尺寸標準化而采用統(tǒng)一的主梁間距。交通部《公路橋涵標準圖》中，鋼筋混凝土和預應力混凝土裝配式簡支T形梁跨徑30m，為減少下部結構工作量，主梁間距均為(留60cm工作縫，T梁上翼緣寬度為190cm)邊梁懸臂長度為，采用5片T梁?？紤]人行道適當挑當，附2SKIPIF1<0的橋寬則選用五片主梁（如下圖2－2所示）。SKIPIF1<0圖2—2結構尺寸圖(單位:cm)橫截面沿跨長的變化如圖2—2所示，本設計主梁采用等高度形式，橫截面的T玲翼板厚度沿跨長不變，馬蹄部分為配合鋼束彎起而從四分點開始向支點逐漸抬高。梁端部區(qū)段由于錨頭集中力的作用而引起較大的局部應力，也由于布置錨具的需要，在梁端一定的范圍內將腹板加厚到與馬蹄同寬，變化截面（腹板開始加厚處）到支點的距離為3m，中間還設有的腹板加厚過渡段橫隔梁的設置模型試驗結果表明（參見同濟大學路橋教研組《公路橋梁荷載橫向分布計算》第五章），在荷載作用處的主梁彎矩橫向分布，當該處有內橫隔梁時它比較均勻，否則直接在荷載作用下的主梁彎矩很大。為減小對主梁設計起主要控制作用的跨中彎矩，在跨中設置一道中橫隔梁；當跨度較大時，四分點處也宜設置內橫隔梁。本設計每跨在橋跨中點兩個四分點及梁端共設置五道橫隔梁，其間距為。橫隔梁采用開洞形式，為便脫模工作，做成上寬下窄，上緣厚16cm，下緣厚14cm，平均厚度為15cm。主梁尺寸計算根據(jù)擬定的主梁尺寸計算出毛截面（凈截面）面積及幾何特性。主梁跨中截面的幾何特性計算見表2—1和表2—2，截面分塊見如圖2—3SKIPIF1<0圖2-3截面分塊圖(單位:cm)表2－1邊梁跨中截面幾何特性表分面積編號名稱截面各分面積Ai分面積型心至上緣距離Yi分面積對上緣的一次靜距Si分面積自身慣距Idi=Ys-Yi分面積對截面型心軸慣距Ii大毛截面1上翼緣3800830400102439112上承托5883梁肋27608523460043801204下三角1965馬蹄12481672084167030414309521859228762201Ys=I=33302228小毛截面1上翼緣3320826560100404442上承托58810532473梁肋276085234600438012013366904下三角1965馬蹄12481672084167030413500185811227391667Ys=I=31921454表2－2中梁跨中截面幾何特性分面積編號名稱截面各分面積Ai分面積型心至上緣距離Yi分面積對上緣的一次靜距分面積自身慣距Iodi=Ys-Yi分面積對截面型心軸慣距Ii大毛截面1上翼緣4000832000102980592上承托5883梁肋27608523460043801204下三角1965馬蹄12481672084167030414626932879229289089Ys=I=33833383小毛截面1上翼緣30408243202上承托5883梁肋27608523460043801204下三角1965馬蹄12481672084167030412994621783226514609Ys=I=31038423表2—3主梁變化點截面的幾何特性分面積編號名稱截面各分面積Ai分面積型心至上緣距離Yi分面積對上緣的一次靜距分面積自身慣距Iodi=Ys-Yi分面積對截面型心軸慣距Ii大毛截面1上翼緣4000832000136668762上承托5883梁肋1960651274004下三角1965馬蹄3168147465696114998420553561991235817443Ys=I=38629951小毛截面1上翼緣3040824320127340132上承托58815930783梁肋1960651274004下三角1965馬蹄3168147465696114998417478984895232185645Ys=I=34977672表2—4主梁臨時支點截面的幾何特性分面積編號名稱截面各分面積Ai分面積型心至上緣距離Yi分面積對上緣的一次靜距分面積自身慣距Iodi=Ys-Yi分面積對截面型心軸慣距Ii大毛截面1上翼緣4000832000137501542上承托3梁肋787298771456176437761773037422086663Ys=I=39817037小毛截面1上翼緣3040824320123229842上承托3梁肋7872987714561764377654582451770989418503091Ys=I=36212985第3章結構內力計算3.1主梁內力計算3.1.1預制主梁自重（第一期恒載）按跨中截面計算主梁每延米的自重SKIPIF1<0由于馬蹄抬高形成四個橫置的三棱柱，折算成恒載集度為SKIPIF1<0由于梁端腹板加寬所增加的重力折算成線荷載SKIPIF1<0橫隔梁折算成每延米的重量。中間橫隔梁的體積為：SKIPIF1<0端橫隔梁的體積為SKIPIF1<0邊梁的橫隔梁折算成線荷載SKIPIF1<0中梁的橫隔梁折算成線荷載SKIPIF1<0第一期恒載及預制梁的恒載集度為SKIPIF1<0第二期恒載現(xiàn)澆T梁翼緣板恒載集度SKIPIF1<0現(xiàn)澆橫隔梁恒載集度SKIPIF1<0鋪裝層恒載集度SKIPIF1<0SKIPIF1<0若將橋面鋪裝均攤給5片主梁SKIPIF1<0護欄恒載集度若將兩側護欄均攤給5片主梁SKIPIF1<0則二期恒載集度為SKIPIF1<0各號梁各期恒載集度見下表3-1表3－1各號梁各期恒載集度一期恒載集度二期恒載集度123活載內力計算活載沖擊系數(shù)沖擊系數(shù)μ可以按下式計算《通規(guī)》4·3·2第5條當SKIPIF1<0對于連續(xù)梁橋：①計算沖擊力引起的正彎矩效應和剪力效應時，采用SKIPIF1<0SKIPIF1<0計算沖擊力引起的負彎矩效應時采用SKIPIF1<0SKIPIF1<0式中SKIPIF1<0—結構的計算跨徑本設計SKIPIF1<0（m）E—結構材料的彈性模量SKIPIF1<0SKIPIF1<0—結構跨中截面的慣矩SKIPIF1<0SKIPIF1<0—結構跨中的單位長度質量SKIPIF1<0，當換算成G—結構跨中處沿米結構重力SKIPIF1<0重力計算時，其單位應為SKIPIF1<0g—重力加速度，SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0車道折減系數(shù)根據(jù)《通規(guī)》表-4因為有三個車道，所以橫向折減系數(shù)為0.781.計算主梁的荷載橫向分布系數(shù)跨中的荷載橫向分布系數(shù)SKIPIF1<0一段橋跨內設有三道橫隔梁，具有可靠的橫向聯(lián)結，且承重結構的長寬比為SKIPIF1<0所以可以按修正的剛性橫梁法繪制橫向影響線和計算橫向分布系數(shù)SKIPIF1<0(1).計算主梁抗扭慣矩SKIPIF1<0對于T形梁截面，抗扭慣矩可近似按下式計算SKIPIF1<0SKIPIF1<0——相應為單個矩形截面的寬度和厚度SKIPIF1<0——矩形截面抗扭剛度系數(shù)m——梁截面劃分成單個矩形截面的個數(shù)對于跨中截面翼緣本的換算平均厚度SKIPIF1<0馬蹄部分的換算平均厚度SKIPIF1<0圖3—1示出了SKIPIF1<0的計算圖示，SKIPIF1<0計算見表3—2SKIPIF1<0圖3—1SKIPIF1<0的計算圖示表3—2SKIPIF1<0計算表分塊名稱SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0翼緣板①250SKIPIF1<0腹板②20馬蹄③4833∑（SKIPIF1<0由《橋梁工程》表2－5－2查的）(2).計算抗扭修正系數(shù)β主梁的間距相同，并將主梁近似看成等截面，則得SKIPIF1<0SKIPIF1<0ξ—與主梁條數(shù)有關，取值見《橋梁工程》表2-5-1SKIPIF1<0G—混凝土的剪切摸量，按《規(guī)范》3·1·6取SKIPIF1<0SKIPIF1<0(3).按修正的剛性橫梁法計算橫向影響線的豎坐標值SKIPIF1<0式中：SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0則SKIPIF1<0計算所得的SKIPIF1<0值見表3—3表3—3SKIPIF1<0的計算表梁號e（m）SKIPIF1<0SKIPIF1<015230跨中的橫向分布系數(shù)SKIPIF1<0的計算圖見圖3—2SKIPIF1<0圖3—2跨中的橫向分布系數(shù)SKIPIF1<0計算圖(單位:cm)(4).計算荷載橫向分布系數(shù)1，2，3號主梁的橫向影響線和最不利布載圖示見圖3—2對于1號梁SKIPIF1<0對于2號梁SKIPIF1<0對于3號梁SKIPIF1<02.支點的荷載橫向分布系數(shù)SKIPIF1<0如圖3—3按杠桿原理法繪制荷載橫向影響線并進行分布SKIPIF1<0圖3—3支點的橫向分布系數(shù)SKIPIF1<0計算圖示（尺寸單位：cm）對于1號梁：SKIPIF1<0對于2號梁：SKIPIF1<0對于3號梁：SKIPIF1<03.橫向分布系數(shù)表3—4主梁活載橫向分布系數(shù)表梁號SKIPIF1<0SKIPIF1<0123計算活載內力根據(jù)擬定的結構尺寸，估算梁段的重量，同時考慮BSAS（教學版）對梁段總數(shù)的限制（最多70段），把整個梁體分為68段。劃分單元時，應將支點和《橋規(guī)》規(guī)定的驗算截面位于單元的節(jié)點處，同時在截面構造尺寸變化處也應布置節(jié)點。單元分段圖見圖附錄2圖A—1“全橋節(jié)點及梁段劃分圖”。在此基礎上編寫B(tài)SAS輸入數(shù)據(jù)文件進行內力計算，數(shù)據(jù)文件見附錄1。正常使用狀態(tài)下的結構包絡圖見附錄2圖A—2承載能力極限狀態(tài)下的結構包絡圖見附錄2圖A—3主梁內力組合：根據(jù)BSAS計算結果整理成內力組合表和包絡圖可以看出其最大彎矩和最不利截面都在邊跨出現(xiàn)，故以下表格只列出邊跨的計算數(shù)據(jù)，即1-10號單元。其中3單元和7單元的i截面表示腹板加厚起變點；4單元和6單元的i截面表示四分點截面；5單元的i截面表示跨中截面，8單元的i截面表示臨時支座截面；10單元的i截面表示永久支座截面。正常使用極限狀態(tài)各驗算截面的內力見表3—5承載能力極限狀態(tài)各驗算截面的內力見表3—6恒載引起的內力見表3—7汽車引起的內力見表3—9表3—5正常使用極限狀態(tài)各驗算截面內力(i截面)單元號相應Mz相應Nx相應Qy12345678910表3—6承載能力極限狀態(tài)各驗算截面內力(i截面)單元號相應Mz相應Nx相應Qy12345678910表3—7恒載引起的內力單元桿端彎矩-M軸力-N剪力-Q1ij2ij3ij4ij5ij6ij7ij8ij9ij10ij表3—9汽車引起的內力單元號相應Mz相應Nx相應Qy12345678910第4章預應力鋼束估算及其布置從內力計算數(shù)據(jù)中可以看出，邊主梁和中主梁的內力相差不大，為方便施工，各主梁擬采用相同的配筋形式。預應力鋼束的估算鋼絞線及錨具按設計任務書建議，預應力鋼材采用SKIPIF1<04低松弛鋼絞線，抗拉強度標準值SKIPIF1<0，抗拉強度設計值SKIPIF1<0，抗壓強度設計值SKIPIF1<0，張拉控制應力SKIPIF1<0。根據(jù)內力計算結果，參照其它梁段設計，腹板內每束預應力筋采用5股鋼絞線，相應錨具型號為OVM13-67，波紋管內徑尺寸60mm；跨中截面的鋼束估算與確定在所有的跨中截面中，截面4的彎矩值是最大的（Mmax＝6790.63kN.m），所以以截面4的鋼束需要量定為所有跨中截面的鋼束需要量。1.按承載能力極限狀態(tài)估算鋼束數(shù)SKIPIF1<02.按正常使用狀態(tài)估算鋼束SKIPIF1<0當由上緣不出現(xiàn)拉應力控制時SKIPIF1<0當由下緣不出現(xiàn)拉應力控制時SKIPIF1<0支點截面所需抵抗負彎矩的上部預應力鋼束的估算結合確定1.按承載能力極限狀態(tài)估算鋼束數(shù)SKIPIF1<02.按正常使用狀態(tài)估算鋼束SKIPIF1<0當由上緣不出現(xiàn)拉應力控制時SKIPIF1<0當由下緣不出現(xiàn)拉應力控制時SKIPIF1<0綜上所述下部所需抵抗正彎矩的預應力鋼筋數(shù)n=7根，上部所需抵抗負彎矩的預應力鋼筋數(shù)n=4根。從內力包絡圖中可以看出，從跨中直到變化點截面時出現(xiàn)負彎矩，所以上部所需抵抗負彎矩的預應力鋼筋數(shù)在過變化點處截斷。4.2預應力鋼束的布置連續(xù)梁預應力鋼束的配置原則參考《預混連橋設計》，連續(xù)梁預應力鋼束的配置除滿足《橋規(guī)》的構造要求外，還應該考慮以下的原則：應選擇適當?shù)念A應力鋼筋的型式與錨具型式。預應力鋼筋的布置要考慮施工的方便，也不能象鋼筋混凝土構件中任意截斷鋼筋那樣去截斷預應力鋼筋，而導致在結構中布置過多的錨具。預應力鋼筋的布置既要符合結構受力的要求，又要注意在超靜定結構體系中避免引起過大的次內力。預應力鋼筋配置，應考慮材料經(jīng)濟指標的先進性，這往往與橋梁體系、結構尺寸、施工方法的選擇都有密切關系。預應力鋼筋應避免使用多次反向曲率的連續(xù)束。預應力鋼筋的布置，不但要考慮結構在使用階段的彈性受力狀態(tài)的需要，而且也要考慮到結構在破壞階段時的需要?？缰薪孛驿撌贾脤τ诳缰薪孛妫诒ＷC布置預留管道構造的前提下，盡可能使鋼束群重心的偏心距大些。本設計采用直徑6cm的預埋鐵皮波紋管道，根據(jù)《公預規(guī)》規(guī)定，取管道凈距4cm，至梁底凈距5cm，細部構造如圖4—1：SKIPIF1<0圖4—1跨中截面鋼束布置圖（尺寸單位：cm）由上圖可直接得出鋼束群重心至梁底距離為：SKIPIF1<0錨固截面的鋼束布置為了方便張拉操作，本設計將所有鋼束都錨固在梁端。對于錨固端截面，鋼束布置通?？紤]下述兩個方面：一是預應力鋼束合力重心盡可能靠近截面形心，使截面均勻受壓；二是考慮錨頭布置的可能性，以滿足張拉操作方便等要求。按照上述錨頭布置的“均勻”、“分散”等原則，錨固端截面所布置的鋼束如下圖4—2所示：SKIPIF1<0圖4—2錨固截面鋼束布置圖（尺寸單位：cm）N8～N11為主梁安裝好后再張拉的預應力鋼筋由上圖可直接得出N1~N7鋼束群重心至梁底距離為：SKIPIF1<0算上N8~N11時，鋼束群重心至梁底距離為：SKIPIF1<0驗算上述布置的鋼筋群重心位置，計算圖式見圖4—3SKIPIF1<0說明鋼束群重心處于截面的核心范圍內。SKIPIF1<0圖4—3鋼束群重心位置復核圖式（單位：cm）4.鋼束起彎角和線形的確定為了配合彎矩和剪力的變化，鋼束需要再離跨中一定位置彎起，跨中彎矩大，需要鋼束多，端部剪力大，鋼束彎起有利于抗剪，也便于梁端錨頭的均勻布置，減少梁端壓應力集中，起彎角在較好，小于對抗裂及強度有好處，但預剪力小，大于摩擦損失大，起彎的最小半徑不小于鋼束直徑的800倍，也不小于4m，N1～N4的起彎角定為SKIPIF1<0，N5～N7的起彎角為SKIPIF1<0N8～N11的起彎角定為SKIPIF1<0。4.3鋼束計算鋼束起彎點到跨中截面的距離SKIPIF1<0計算計算圖式見圖4—4，計算結果見表4—1SKIPIF1<0圖4—4鋼束計算圖式表4-1鋼束計算表（一）鋼束號鋼束彎起高度c（cm）SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0錨固點距支座中心線距離axi（cm）SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0N1（N2）17N3（N4）32N5829N6979N71129控制截面的鋼束重心位置計算1.各束重心位置計算由圖4—4所示的幾何關系，得到計算公式為：SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0式中：SKIPIF1<0――錨固點距支座中心線距離SKIPIF1<0——鋼束起彎后，在計算截面處鋼束重心到梁底的距離（見表4—2）；C——計算截面處鋼束的升高值；SKIPIF1<0——鋼束起彎前到梁底的距離；R——鋼束彎起半徑（見表4—1）。表4—2計算截面處鋼束重心到梁底的距離截面鋼束號四分點N1（N2）尚未彎起88N3（N4）1818N58N618N728變化點N1（N2）尚未彎起88N3（N4）18N58N618N728支點N1（N2）8N518N68N718282.計算鋼束群重心到梁底距離SKIPIF1<0（見表4－3）表4—3鋼束群重心到梁底距離SKIPIF1<0跨中的a（cm）四分點的a（cm）變化點的a（cm）臨時支點的a（cm）錨固點的a（cm）N1（N2）88825N3（N4）181850N5890N618115N728140圖4—5繪出了表4—3的計算結果SKIPIF1<0圖4—5各截面鋼束群重心到梁底距離鋼束長度計算一根鋼束的長度為曲線長度、直線長度與兩端張拉的工作長度（2SKIPIF1<070cm）之和，其中鋼束的曲線長度可按圓弧半徑與彎起角度進行計算。通過每根鋼束長度計算，就可得出一片主梁和一孔橋所需鋼束的總長度，以利備料和施工。計算結果見表4－4所示：表4－4鋼束長度計算表鋼束號1234567=5+6N1（N2）140N3（N4）140N59140N69140N79140SKIPIF1<0第5章計算主梁截面幾何特性在求得各驗算截面的毛截面特性和鋼束位置的基礎上，計算主梁凈截面和換算截面的面積、慣性矩及梁截面分別對重心軸、上梗肋與下梗肋的靜矩，最后匯總成截面特性值總表，為各受力階段的應力驗算準備計算數(shù)據(jù)。5.1截面面積及慣矩計算凈截面幾何特性計算在預加應力階段，只需要計算小截面的幾何特性，計算公式如下：截面積：SKIPIF1<0截面慣矩SKIPIF1<0換算截面幾何特性計算在使用階段需要計算大截面（結構整體化后的截面）幾何特性，計算公式如下SKIPIF1<0式中：SKIPIF1<0—鋼束與混凝土彈性模量比SKIPIF1<0具體計算見下表5—1至5—5表5—1跨中截面面積和慣性矩計算表截面分塊名稱b1=190(cm)凈截面毛截面7832—-2079009——-2026471b1=250cm換算截面毛截面879220———表5—2四分點截面面積和慣性矩計算表截面分塊名稱b1=190(cm)·凈截面毛截面見表2783250875931038423-31305—-1809885—47745531038423—-1764148b1=250cm換算截面毛截面879251643933833383—2139932—55247333833383—2195381表5—3變化點截面面積和慣性矩計算表截面分塊名稱b1=190(cm)凈截面毛截面89526509983.5E+07-28770-1306546222283.5E+07-126114b1=250cm換算截面毛截面99126586773.9E+07102706917943.9E+07234513表5—4臨時支點截面面積和慣性矩計算表截面分塊名稱b1=190(cm)凈截面毛截面8007703.6E+07-22894——7778763.6E+07—b1=250cm換算截面毛截面8084444E+07——8347974E+07—表5—5永久支點截面面積和慣性矩計算表截面分塊名稱b1=250cm凈截面毛截面8084444E+078——8094854E+07—b=250cm換算截面毛面積8084444E+078—-396115—8075394E+07—-3924235.2各階段截面對重心軸的靜矩計算在預應力混凝土梁在張拉階段和使用階段都要產(chǎn)生剪應力，這兩個階段的剪應力應該疊加。在每一個階段中，凡是截面中和軸位置和面積突變處的剪應力都需要計算。圖5—1繪出了跨中截面的計算圖式除需要計算兩個階段在a—a和b—b位置的剪應力外，還應該計算：SKIPIF1<0圖5-1跨中截面計算圖式在張拉階段，凈截面的中和軸（簡稱靜軸）位置產(chǎn)生的最大剪應力，與使用階段在靜軸位置產(chǎn)生的剪應力疊加，在使用階段在換算截面中和軸（簡稱換軸）位置產(chǎn)生的最大剪應力，在張拉階段在換軸位置的剪應力疊加。因此，對于每一個荷載作用階段，需要計算4個位置（共8種）的剪應力，因此需要計算下面幾種情況的截面凈矩a——a線以上（或以下）的面積對中和軸（凈軸和換軸）的凈矩；b——b線以上（或以下）的面積對中和軸（凈軸和換軸）的凈矩凈軸（n——n）以上（或以下）的面積對中和軸（凈軸和換軸）的凈矩凈軸（o——o）以上（或以下）的面積對中和軸（凈軸和換軸）的凈矩計算結果見表5—6表5—6跨中截面對重心軸靜矩計算表靜矩類型分塊名稱b1=190ys=靜矩類型b2=250yos=Ai(cm2)yi(cm)Si(cm3)Ai(cm2)yi(cm)Si(cm3)翼緣對凈軸靜矩翼板翼緣對換軸靜矩翼板三角承托三角承托肋板肋板馬蹄部分對凈軸靜矩下三角馬蹄部分對換軸靜矩下三角馬蹄馬蹄肋板肋板管道管道凈軸以上面積對凈軸靜矩翼板凈軸以上面積對換軸靜矩翼板三角承托三角承托肋板肋板換軸以上面積對凈軸靜矩靜矩翼板換軸以上面積對換軸靜矩靜矩翼板三角承托三角承托肋板肋板圖5-7四分點截面對重心軸靜矩計算b1=190yns=b2=250yos=靜矩類型Ai(cm2)yi(cm)Si(cm3)靜矩類型Ai(cm2)yi(cm)Si(cm3)翼緣對凈軸靜矩翼板翼緣對換軸靜矩翼板三角承托三角承托肋板肋板馬蹄部分對凈軸靜矩下三角馬蹄部分對換軸靜矩下三角馬蹄馬蹄肋板肋板管道管道凈軸以上面積對凈軸靜矩翼板凈軸以上面積對換軸靜矩翼板三角承托三角承托肋板肋板換軸以上面積對凈軸靜矩靜矩翼板換軸以上面積對換軸靜矩靜矩翼板三角承托三角承托肋板肋板表5-8變化點截面對重心軸靜矩計算表b1=190yns=b2=250yos=靜矩類型Ai(cm2)yi(cm)Si(cm3)靜矩類型Ai(cm2)yi(cm)Si(cm3)翼緣對凈軸靜矩翼板翼緣對換軸靜矩翼板三角承托三角承托肋板肋板馬蹄部分對凈軸靜矩下三角馬蹄部分對換軸靜矩下三角馬蹄馬蹄肋板肋板管道管道凈軸以上面積對凈軸靜矩翼板凈軸以上面積對換軸靜矩翼板三角承托三角承托肋板肋板換軸以上面積對凈軸靜矩靜矩翼板換軸以上面積對換軸靜矩靜矩翼板三角承托三角承托肋板肋板表5—9臨時支點截面對重心軸靜矩計算b1=190yns=b2=250yos=靜矩類型Ai(cm2)yi(cm)Si(cm3)靜矩類型Ai(cm2)yi(cm)Si(cm3)翼緣對凈軸靜矩翼板翼緣對換軸靜矩翼板三角承托三角承托肋板肋板凈軸以上面積對凈軸靜矩翼板凈軸以上面積對換軸靜矩翼板三角承托三角承托肋板肋板換軸以上面積對凈軸靜矩靜矩翼板換軸以上面積對換軸靜矩靜矩翼板三角承托三角承托肋板肋板表5—10永久支點截面對重心軸靜矩計算支點yns=b2=250yos=靜矩類型Ai(cm2)yi(cm)Si(cm3)靜矩類型Ai(cm2)yi(cm)Si(cm3)翼緣對凈軸靜矩翼板翼緣對換軸靜矩翼板三角承托三角承托肋板肋板凈軸以上面積對凈軸靜矩翼板凈軸以上面積對換軸靜矩翼板三角承托三角承托肋板肋板換軸以上面積對凈軸靜矩靜矩翼板換軸以上面積對換軸靜矩靜矩翼板三角承托三角承托肋板肋板表5—11截面特性匯總名稱符號單位截面跨中四分點變化點臨時支點永久支點混凝土凈截面凈面積Ancm2凈慣矩Incm4截面形心至上緣距離ynscm截面形心至下緣距離ynxcm截面抗彎模量梁上邊緣Wnscm3梁下邊緣Wnxcm3對形心軸靜矩翼緣部分面積Sa-ncm3凈軸以上面積Sn-ncm3換軸以上面積So-ncm3馬蹄部分面積Sh-ncm3鋼束群重心到凈軸距離encm換算截面換算面積Aocm2換算慣距Iocm4截面形心至上緣距離yoscm截面形心至下緣距離yoxcm截面抗彎模量梁上邊緣Woscm3梁下邊緣Woxcm3對形心軸靜矩翼緣部分面積Sa-ocm3凈軸以上面積Sj-ocm3換軸以上面積So-ocm3馬蹄部分面積Sh-ocm3鋼束群重心到換軸距離eocm鋼束群重心到下緣距離apcm第6章次內力的計算用力法求解預應力次內力由于上部短束彎起的范圍很小，可近似的看作是直線配筋，如圖6—1所示，預應力束筋有效預加力為SKIPIF1<0，偏心矩為SKIPIF1<0，則SKIPIF1<0＝·m取簡支梁為基本結構，取中間支點截面彎矩SKIPIF1<0為贅余力。SKIPIF1<0圖6-1在預加力作用下，支座B、C、D、E處的變形協(xié)調方程組為SKIPIF1<0由圖6—1，由力法知識求得SKIPIF1<0代入上面的方程組，求得SKIPIF1<0則次內力SKIPIF1<0所以永久支點處SKIPIF1<0臨時支點處SKIPIF1<0變化點處SKIPIF1<0四分點處SKIPIF1<0跨中處SKIPIF1<0第7章鋼筋預應力損失計算根據(jù)《橋規(guī)》（JTGD62－2004）第條規(guī)定：預應力混凝土構件在正常使用極限狀態(tài)計算中，應計算預應力鋼筋與管道壁之間的摩擦：SKIPIF1<0；錨具變形、鋼筋回縮和接縫壓縮：SKIPIF1<0；混凝土的彈性壓縮：SKIPIF1<0；預應力鋼筋的應力松弛：SKIPIF1<0；混凝土的收縮和徐變：SKIPIF1<0；此外，尚應考慮預應力鋼筋與錨圈口之間的摩擦、臺座的彈性變形等因素引起的其他預應力損失。7.1預應力鋼筋與管道壁之間的摩擦：SKIPIF1<0根據(jù)《橋規(guī)》第條規(guī)定，計算公式?。篠KIPIF1<0SKIPIF1<0－預應力鋼筋錨下的張拉控制應力（MPa）。SKIPIF1<0－預應力鋼筋與管道壁的摩擦系數(shù)。（鋼絞線：SKIPIF1<0＝0.2）K－管道每米局部偏差對摩擦的影響系數(shù)。X－從張拉端至計算截面的管道長度。（可近似地取該段管道在構件縱軸上的投影長度）計算結果見下表7—1：表7—1截面管道摩擦損失σl1截面位置鋼束θ=Φ-αx(m)μ*θ+k*x1-e-(μθ+kx)σcon[1-e-(μθ+kx)](Mpa)角度弧度1/4點N1(N2)N3(N4)N5N6N7跨中N1(N2)7N3(N4)N5N6N7變化點N1(N2)N3(N4)N5N6N7支點N1(N2)N3(N4)N5N6N7錨固點N8~~N11007.2由錨具變形、鋼筋回縮和接縫壓縮引起的預應力損失（考慮反摩擦）：SKIPIF1<0由《橋規(guī)》表為SKIPIF1<0。反摩擦影響長度SKIPIF1<0，按《橋規(guī)》公式D.0.2-1計算：SKIPIF1<0SKIPIF1<0式中：SKIPIF1<0SKIPIF1<0－張拉端至錨固端摩擦損失SKIPIF1<0SKIPIF1<0－張拉端至錨固摩擦損失計算長度計算結果如表7—2表7—2錨具變形，鋼束回縮引起的損失σs2（Mpa)鋼束號μ*θ+k*x△σdlf(mm)lσl2la=1/4點N1(N2)N3（N4）N5N6N7跨中N1(N2)N3（N4）N5N6N7變化點N1(N2)N3（N4）N5N6N7支點N1(N2)N3（N4）N5N6N77.3混凝土的彈性壓縮損失：SKIPIF1<0按《橋規(guī)》第條：后張法預應力混凝土構件當采用分批張拉時，先張拉的鋼筋由張拉后批鋼筋所引起的混凝土彈性壓縮的預應力損失，可按下式計算：SKIPIF1<0SKIPIF1<0對于后張法預應力混凝土構件，可按《橋規(guī)》附錄E簡化計算：SKIPIF1<0上式中，m為鋼束根數(shù)，m＝7，SKIPIF1<0為一束預應力鋼筋在全部鋼筋的重心處產(chǎn)生的混凝土應力，可取7束平均值。SKIPIF1<0可按《橋規(guī)》公式（-4）計算：SKIPIF1<0SKIPIF1<0設鋼束張拉程序為5、6、7、3、4、1、2計算結果見表7—3：表7-3混凝土彈性壓縮損失σl4計算表σpeApNpa1YpnepnaYn△σpcσl41/4點An=763408In=2.93E+11Yns=ap=N1-N43762073N5-N72837512跨中An=763405In=2.9012E+11Yns=ap=N1-N43724353N5-N72781171變化點N1-N4An=864099In=3.48516E+11Yns=ap=N5-N738028613942890458支點An=1086232In=3.62118E+11Yns=ap=N1-N43890535N5-N77.4由預應力鋼筋松弛引起的應力損失：SKIPIF1<0按《橋規(guī)》第條規(guī)定：由預應力鋼筋松弛引起的應力損失終極值的計算公式為：SKIPIF1<0式中SKIPIF1<0＝1.0（一次張拉系數(shù)）SKIPIF1<0＝0.3（低松弛鋼絞線的鋼筋松弛系數(shù)）SKIPIF1<0計算結果見表7—4：表7-4預應力鋼筋松弛引起的應力損失σl5鋼束σpeσl51/4點N1-N4N5-N7跨中N1-N4N5-N7變化點N1-N4N5-N7臨時支點N1-N4N5-N77.5混凝土的收縮和徐變引起的損失：SKIPIF1<0根據(jù)《橋規(guī)》第條，混凝土的收縮和徐變引起的損失按下面公式計算：SKIPIF1<0上式中各參數(shù)分項計算如下：SKIPIF1<0SKIPIF1<0設傳力錨固期為SKIPIF1<0＝7天，計算齡期為徐變終極值tu。橋梁所處環(huán)境的年平均相對濕度為55%計算結果見表7—5：表7—5混凝土的收縮和徐變引起的損失SKIPIF1<01/4點已知數(shù)據(jù)AnInapM1M2AoIoynsyosΦ(∞,т)ξ（tu,to）7634082.9E+1123839019823.6E+11σpeNpyPnepnσpcσtσ'pcρρpsσl6N1-N43581762956N5-N72699973跨中已知數(shù)據(jù)AnInapM1M2AoIoynsyosΦ(∞,т)ξ（tu,to）7634082.9E+1117879019823.6E+11σpeNpyPnepnσpcσtσ'pcρρpsσl6N1-N435524081025N5-N72652212變化點已知數(shù)據(jù)AnInapM1M2AoIoynsyosΦ(∞,т)ξ（tu,to）8640993.5E+1110204913.9E+11σpeNpyPnepnσpcσtσ'pcρρpsσl6N1-N43621833N5-N72749006支點已知數(shù)據(jù)AnInapM1M2AoIoynsyosΦ(∞,т)ξ（tu,to）1E+063.6E+110012941334E+11σpeNpyPnepnσpcσtσ'pcρρpsσl6N1-N437048230N5-N72785221鋼筋預應力損失匯總見表7—6表7-6鋼筋預應力損失匯總鋼束號損失合計有效預應力1/4點N1-N4N5-N7跨中N1-N4N5-N7變化點N1-N4N5-N7臨時支點N1-N4N5-N7第8章主梁截面強度與應力驗算8.1持久狀況承載能力極限狀態(tài)計算根據(jù)《橋規(guī)》公路橋涵的持久狀況設計應按承載能力極限狀態(tài)的要求，對構件進行承載能力及穩(wěn)定計算。在進行承載能力極限狀態(tài)計算時，作用（或荷載）的效應（其中汽車荷載應該計入沖擊系數(shù)）應采用其組合設計值；結構材料性能采用其強度設計值。根據(jù)《橋規(guī)》5.1.5SKIPIF1<0SKIPIF1<0——橋梁結構的重要性系數(shù)，此橋梁為一級，所以取用S——作用（或荷載）的效應（其中汽車荷載應該計入沖擊系數(shù)）的組合設計值，當進行預應力混凝土連續(xù)梁等超靜定結構的承載能力極限狀態(tài)計算時，公式中作用（或荷載）的效應項應改為SKIPIF1<0,其中SKIPIF1<0為預應力（扣除全部預應力損失）引起的次效應；SKIPIF1<0為預應力分項系數(shù)，當預應力效應對結構有利時，取SKIPIF1<0，；對結構不利時取SKIPIF1<0SKIPIF1<0正截面抗彎承載能力驗算按《橋規(guī)》第條規(guī)定，內梁翼緣有效工作寬度取下列三者中較小者。對連續(xù)梁邊跨正彎矩區(qū)段，取該跨計算跨徑的倍×＝各中間支點負彎矩區(qū)段，取該支點相鄰兩計算跨徑之和的倍×2×＝2）相鄰兩梁平均間距=2500mm3）SKIPIF1<0mm上式中：b—腹板寬度SKIPIF1<0—承托長度SKIPIF1<0—T形截面受壓區(qū)的翼緣厚度綜上：取b=2500mm確定混泥土受壓區(qū)高度：按《橋規(guī)》第條，當SKIPIF1<0時，中心軸在矩形截面內。式中：SKIPIF1<0—普通鋼筋抗壓強度設計值SKIPIF1<0—預應力鋼筋抗壓強度設計值，取1260MPaSKIPIF1<0—構件受拉區(qū)縱向普通鋼筋、縱向預應力鋼筋的截面面積；SKIPIF1<0—混泥土軸心抗壓強度設計值，取SKIPIF1<0—普通鋼筋抗壓強度設計值SKIPIF1<0—預應力抗壓強度設計值SKIPIF1<0—截面受壓區(qū)縱向預應力鋼筋合力作用點處混泥土法向應力等于0時預應力鋼筋繁榮應力SKIPIF1<0—構件受壓區(qū)縱向普通鋼筋的截面面積截面受壓區(qū)高度應符合SKIPIF1<0查表5.C50號混凝土和鋼絞線取SKIPIF1<01.跨中截面（下部受拉）計算圖式見圖8—1—1SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0圖8-1-1跨中正截面抗彎計算圖SKIPIF1<02.四分點截面（下部受拉）計算圖式見圖8—1—2SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0圖8-1-2四分點正截面抗彎計算圖3.變化點截面（除N1N2都已經(jīng)起彎）（上部受拉）計算圖式見圖8—1—3SKIPIF1<0圖8-1-3變化點正截面抗彎計算圖SKIPIF1<0根據(jù)《橋規(guī)》-3SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0根據(jù)《橋規(guī)》-4SKIPIF1<0根據(jù)《橋規(guī)》-4由預應力產(chǎn)生的混凝土法向應力壓應力SKIPIF1<0SKIPIF1<0根據(jù)《橋規(guī)》-5預應力鋼筋合力點處法向應力等于0時的預應力鋼筋應力SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<04.臨時支點截面（上部受拉）計算圖式見圖8—1—4SKIPIF1<0圖8-1-4臨時支點正截面抗彎計算圖SKIPIF1<0根據(jù)《橋規(guī)》-3SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<05.永久支點截面（上部受拉）計算圖式見圖8—1—5SKIPIF1<0圖8-1-5永久支點正截面抗彎計算圖SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0斜截面抗彎強度驗算本設計中，由于梁內預應力鋼束根數(shù)沿梁跨沒有變化，可不必進行該項強度驗算。斜截面抗剪承載力驗算1.基本原理根據(jù)《橋規(guī)》第條規(guī)定：計算受彎構件斜截面抗剪承載能力時，其計算位置應按下列規(guī)定采用：簡支梁和連續(xù)梁近邊支點的梁段（1）距支座中心SKIPIF1<0處截面；（2）受拉區(qū)彎起鋼筋彎起點處截面；（3）錨于受拉區(qū)的縱向鋼筋開始不受力處的截面；（4）箍筋數(shù)量或間距改變處的截面；（5）構件腹板寬度變化處的截面。連續(xù)梁和懸臂梁近中間支點梁段（1）支點橫閣梁邊緣處截面；（2）變高度梁高度突變處截面；（3）參照簡支梁的要求，需要進行驗算的截面。根據(jù)《橋規(guī)》第條規(guī)定：T形截面受彎構件，當配置箍筋和彎起鋼筋時，其截面抗剪承載力應符合下式規(guī)定：SKIPIF1<0式中：Vd—斜截面受壓端上由作用（或荷載）效應所產(chǎn)生的剪力組合設計值（KN）；Vcs—斜截面內混泥土和箍筋共同的抗剪承載力設計值（KN）；Vsb—與斜截面相交的普通彎起鋼筋抗剪承載力設計值（KN）；Vpb—與斜截面相交的預應力彎起鋼筋抗剪承載力設計值（KN）；SKIPIF1<0—異號彎矩影響系數(shù)，計算簡支梁和連續(xù)梁近邊支點的梁段的抗剪承載力時，SKIPIF1<0=1.0；計算連續(xù)梁和懸臂梁近中間支點梁段的抗剪承載力時，SKIPIF1<0=0.9；SKIPIF1<0—預應力提高系數(shù)，對于預混凝土受彎構件，SKIPIF1<0，但當由鋼筋合力引起的截面彎矩與外彎矩的方向相同時，或允許出現(xiàn)裂縫的預應力混凝土受彎構件，取SKIPIF1<0；SKIPIF1<0—受壓翼緣的影響系數(shù)，取SKIPIF1<0；SKIPIF1<0—斜截面內縱向受拉鋼筋的配筋百分率，SKIPIF1<0=SKIPIF1<0，SKIPIF1<0，當SKIPIF1<0時，取SKIPIF1<0；SKIPIF1<0—混凝土強度等級；SKIPIF1<0—箍筋抗拉強度設計值；SKIPIF1<0—斜截面內箍筋配筋率，SKIPIF1<0；SKIPIF1<0—斜截面內箍筋間距；SKIPIF1<0、SKIPIF1<0—斜截面內在同一彎起平面的普通彎起鋼筋、預應力鋼筋截面面積；SKIPIF1<0、SKIPIF1<0—普通彎起鋼筋、預應力鋼筋（在斜截面受壓端正截面處）的切線與水平線的夾角。根據(jù)《橋規(guī)》第條規(guī)定：進行斜截面承載力驗算時，計算斜截面水平投影長度SKIPIF1<0的公式如下：SKIPIF1<0式中：m—斜截面受壓端正截面處的廣義剪跨比，SKIPIF1<0SKIPIF1<0—相應于最大剪力組合設計值處的彎矩組合設計值。JTGD62—2004第條規(guī)定：T形截面的受彎構件，其抗剪截面應符合下列要求：SKIPIF1<0式中：Vd—驗算截面處由作用（或荷載）產(chǎn)生的剪力組合設計值（KN）；b—相應于剪力組合設計值處的T形截面腹板寬度（mm）；h0—相應于剪力組合設計值處截面的有效高度（mm）據(jù)《橋規(guī)》根第條規(guī)定：當T形截面受彎構件，符合下列條件時，SKIPIF1<0（KN）可不進行斜截面抗剪承載力驗算，僅按根據(jù)《橋規(guī)》第條按構造要求配置箍筋。式中：ftd—混泥土抗拉強度設計值2.復核截面尺寸（1）.永久支座中心線截面從剪力包絡圖中知，此截面上的剪力有最大值：SKIPIF1<0腹板寬度b=480mm；截面有效高度SKIPIF1<0；主梁梁體使用SKIPIF1<0混凝土，則SKIPIF1<0；將上面各參數(shù)代入根據(jù)《橋規(guī)》第條公式的右邊，可得：SKIPIF1<0（2）.變化點截面從剪力包絡圖中知，此截面上的剪力有最大值：SKIPIF1<0腹板寬度b=200mm；截面有效高度SKIPIF1<0；主梁梁體使用SKIPIF1<0混凝土，則SKIPIF1<0；將上面各參數(shù)代入JTGD62—2004第條公式的右邊，可得：SKIPIF1<03.斜截面抗剪驗承載力算（1）.變化點截面（計算圖式見圖8—1—6）SKIPIF1<0圖8-1-6變化點斜截面抗剪計算圖驗算是否需要進行抗剪承載力驗算根據(jù)《橋規(guī)》第條公式：SKIPIF1<0則有：SKIPIF1<0，需要進行抗剪承載力驗算。計算斜截面水平投影長度SKIPIF1<0其中：SKIPIF1<0則有：SKIPIF1<0。箍筋計算在斜截面設2肢SKIPIF1<0箍筋，間距SKIPIF1<0=200mm，但在離支點一倍梁高的范圍內，根據(jù)《橋規(guī)》第條規(guī)定，采用間距100mm。SKIPIF1<0；SKIPIF1<0；根據(jù)《橋規(guī)》第條規(guī)定，HRB330鋼筋的含箍筋率不應小于0.18%?，F(xiàn)SKIPIF1<0SKIPIF1<0>0.18%,滿足規(guī)范要求?？辜舫休d力計算SKIPIF1<0箍筋抗拉強度設計值SKIPIF1<0；主梁梁體使用SKIPIF1<0混凝土，則SKIPIF1<0；將各參數(shù)代入《橋規(guī)》第條公式可求得（在此截面上部受拉，上部的預應力筋都已經(jīng)起彎，所以無沒有彎起的受拉鋼筋所以p=o）：SKIPIF1<0SKIPIF1<0，在C長度內下部受壓區(qū)有5束（N1N2沒有起彎）彎起預應力鋼束，其中有2束彎起角為SKIPIF1<0，3束彎起角為SKIPIF1<0SKIPIF1<0，則有：SKIPIF1<0SKIPIF1<0（2）.永久支座中心線截面計算圖式見圖8—1—7SKIPIF1<0圖8-1-7永久支座斜截面抗剪計算圖驗算是否需要進行抗剪承載力驗算SKIPIF1<0則有：SKIPIF1<0，需要進行抗剪承載力驗算。計算斜截面水平投影長度根據(jù)《橋規(guī)》第條公式計算：SKIPIF1<0其中：SKIPIF1<0則有：SKIPIF1<0?？辜舫休d力計算根據(jù)規(guī)定在此處采用SKIPIF1<0箍筋，間距100mm（在斜截面內沒有彎起的受拉鋼筋為上部的4束），所以SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0在C長度內下部受壓區(qū)有7束彎起預應力鋼束，其中有4束彎起角為SKIPIF1<0，3束彎起角為SKIPIF1<0SKIPIF1<0，則有：SKIPIF1<0SKIPIF1<0局部承壓驗算后張法預應力混凝土梁的端部，由于錨頭集中力的作用，錨下混凝土將承受很大的局部應力可能使梁端產(chǎn)生縱向裂縫。設計時，除在錨下設置的鋼束墊板和鋼筋網(wǎng)應符合構造要求外，還應驗算在預應力作用下局部承壓強度和梁端的抗裂計算。根據(jù)《橋規(guī)》第條規(guī)定：截面尺寸應滿足：SKIPIF1<0預應力控制張應力：SKIPIF1<0每束預應力鋼筋為SKIPIF1<0鋼絞線，其截面積2每束預應力鋼筋張拉力SKIPIF1<0故局部壓力設計值為SKIPIF1<0NSKIPIF1<0錨圈直徑分別為100mm、74mm。t＝32mm錨圈底面應力以45度通過墊板向梁體擴散，張拉時混凝土強度達C50，SKIPIF1<0，采用夾片式錨具。計算圖式見圖8—1—8SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0故符合規(guī)定。SKIPIF1<0圖8－1－8混凝土局部承壓（架片式錨具）1－錨圈；2－墊板；3－梁體根據(jù)《橋規(guī)》第條：配置間接鋼筋的局部受壓構件其局部抗壓承載力應按下列規(guī)定計算：SKIPIF1<0螺旋形鋼筋中心直徑為220mm，間距s＝60mmSKIPIF1<0符合規(guī)定螺旋筋布置范圍，按《橋規(guī)》圖規(guī)定采用SKIPIF1<0局部承壓配筋見圖8—1—9SKIPIF1<0圖8-1-9局部承壓配筋圖8.2持久狀態(tài)正常使用極限狀態(tài)計算根據(jù)《橋規(guī)》公路橋涵的持久狀況設計應按正常使用極限狀態(tài)的要求，采用作用（或活載）的短期效應組合、長期效應組合或短期效應組合并考慮長期效應組合的影響，對構件的抗裂、裂縫寬度和撓度進行驗算，并使各項計算值不超過本規(guī)范規(guī)定的各相應限值。在上述各種組合中，汽車荷載效應可不計入沖擊系數(shù)。對連續(xù)梁等超靜定結構，尚應計入由預應力作用引起的次效應。抗裂驗算1.正截面抗裂驗算根據(jù)《橋規(guī)》第一條正截面抗裂應對構件正截面混凝土的拉應力進行驗算，并應符合下列要求SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0（由預加應力產(chǎn)生的法向壓應力）SKIPIF1<0——后張拉構件的預應力鋼筋和普通鋼筋的合力；SKIPIF1<0——凈截面重心到預應力鋼筋和普通鋼筋合力點的距離；SKIPIF1<0——凈截面重心到計算纖維處的距離；SKIPIF1<0——由預應力SKIPIF1<0在后張拉法預應力鋼筋混凝土連續(xù)梁等超靜定構件中產(chǎn)生的彎矩。根據(jù)《橋規(guī)》第2條SKIPIF1<0（1）.跨中截面計算圖式見圖8—2—1SKIPIF1<0圖8-2-1跨中正截面抗裂計算圖SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0SKIPIF1<0（2）.