一座橋梁完整的設計計算書

1、 目錄第一部分 橋梁設計1第一章 水文計算11.1原始資料11.2 水文計算3第二章 方案比選62.1 方案一：預應力鋼筋混凝土簡支梁（錐型錨具）62.2方案二：鋼筋混凝土箱形拱橋10第三章 總體布置及主梁的設計113.1設計資料及構(gòu)造布置113.2主梁內(nèi)力計算12第四章 預應力鋼束的估算及其布置214.1跨中截面鋼束的估算與確定214.2鋼束預應力損失計算254.3截面強度驗算284.4預加內(nèi)力計算344.5主梁斜截面驗算354.6截面應力驗算414.7主梁端部的局部承壓驗算46第五章 下部結(jié)構(gòu)的計算505.1蓋梁的計算505.2橋墩墩柱計算575.3鉆孔灌注樁的設計計算59第二部分 英文翻

2、譯62Reliability analysis :62可靠性分析73結(jié)束語錯誤！未定義書簽。第一部分 橋梁設計第一章 水文計算1.1原始資料1.1.1水文資料：渾河發(fā)源于遼寧省新賓縣的滾馬苓，從東向西流過沈陽后，折向西南，至海城市三岔河與太子河相匯，而后匯入遼河。渾河干流長364公里，流域面積11085平方公里。本橋位上游45公里的大伙房水庫，于1958年建成，該水庫控制匯流面積5563平方公里，對沈陽地區(qū)的渾河洪峰流量起到很大的削減作用。根據(jù)水文部門的資料，建庫前渾河的沈陽水文站百年一遇洪峰流量位11700立方米/秒，建庫后百年一遇推算值為4780立方米/秒。渾河沒年12月初開始結(jié)冰，次年3

3、月開始化凍。汛期一般在7月初至9月上旬，河流無通航要求。橋為處河段屬于平原區(qū)次穩(wěn)定河段。1.1.2設計流量根據(jù)沈陽水文站資料，近50年的較大的洪峰流量如下：大伙房水庫建庫前1935年 5550立方米/秒1936年 3700立方米/秒1939年 3270立方米/秒1942年 3070立方米/秒 1947年 2980立方米/秒 1950年 2360立方米/秒 1951年 2590立方米/秒 1953年 3600立方米/秒1954年 3030立方米/秒大伙房水庫建庫后1960年 2650立方米/秒1964年 2090立方米/秒1971年 2090立方米/秒1975年 2200立方米/秒1985年 2

4、160立方米/秒根據(jù)1996年沈陽年鑒，渾河1995年最大洪峰流量4900立方米/秒（沈陽水文站）為百年一遇大洪水。1995年洪水距今較近，現(xiàn)場洪痕清晰可見，根據(jù)實測洪水位，采用形態(tài)斷面計算1995年洪峰流量為5095立方米/秒，與年鑒資料相差在5之內(nèi)。故1995年洪峰流量可作為百年一遇流量，洪水比降采用渾河洪水比降0.0528。經(jīng)計算確定設計流量為Qs4976.00立方米/秒，設計水位16米。1.1.3地質(zhì)資料：一、自然地理本橋址區(qū)地處渾河流域的沖擊平原，地勢較平闊。河水為季節(jié)性河流，主要受底下徑流或大氣降水所補給。汛期每年七月下旬至八月下旬，近幾年，尤其是2000年河水位歷史少見的下降，以

5、致影響工農(nóng)業(yè)、甚至民眾生活用水。本區(qū)于北寒溫帶氣候類型，為類型凍土區(qū)，凍結(jié)深度1.401.45米。冬季漫長，氣候比較干燥；春秋較短，稍較溫濕，宜植被生長。二、大地構(gòu)造橋地區(qū)正位于走向北東、傾向北西二界溝斷裂上，此斷裂南西至營口，北東至沈陽40公里，走向北東、傾向北西的撫順營口斷裂相交。這兩斷裂均屬郯城廬江大斷裂帶系統(tǒng)。二界溝斷裂最后一次活動時期為白堊紀。三、地層及巖性橋址區(qū)地層，上部為第四紀厚611米的圓礫層，d2mm為7080；d20mm為3237，為卵石層。但通過橋位附近采礫場，從河底下67米深挖采處的砂礫中最大可達2535cm，個別甚至達40cm左右。從實際使用地址資料出發(fā)，d80-10

6、0mm顆粒，一般未予計入百分含量內(nèi)，且無代表性。礫石顆粒，尤其稍大顆粒，巖石強度較高，無棱角，磨圓程度良好。其巖性或礦物成份由花崗巖類或砂頁巖、石灰?guī)r以及其他暗色礦物構(gòu)成。礫石層底或風化巖頂面標高自南而北為2.8米4.9米，由低而高坡形上升，高差2.1米左右，但由于鉆孔間距較遠，不知其間有無起伏。礫石層下部為前震旦紀花崗巖，上部為全風化，下部為強風化或局部全風化。上部為散體狀，下部為碎石狀且散裝體。1、圓礫：褐黃色或褐灰色，d2mm為7380，松散，其間含粗礫砂薄層。砂礫顆粒強度較高，軟弱顆粒含量較少。drp15.5mm，d9573.1mm，d100.77mm，CU=73.1,，。 2、圓礫：

7、褐黃色或褐灰色，d2mm為7380，中密，其間夾含粗礫砂薄層。砂礫顆粒強度較高，磨圓或磨光程度良好。drp15.5mm，d9574mm，d100.77mm，CU=67.1,，。3混和巖：全風化，散體狀，砂礫狀或土狀。，。4、混和巖：褐黃色，全風化或含強風化，碎石狀或局部為散體裝，砂礫狀。，5、混和巖：褐黃色，強風化，碎石狀。，6、混和巖：強風化，碎石狀。，7、混和巖：褐黃色，強風化或全風化，碎石狀或散體狀。，8、混和巖：褐黃色，強風化，節(jié)理裂縫發(fā)育，巖石破碎，碎石狀。，9、混和巖：褐黃色，強風化，節(jié)理裂縫發(fā)育，巖石破碎，碎石狀，不能提取巖芯。，10、混和巖：褐黃色，強風化，節(jié)理裂縫發(fā)育，巖石破

8、碎，碎石狀，不能提取巖芯。，11、混和巖：褐黃色，強風化，節(jié)理裂縫發(fā)育，巖石較比破碎，碎石狀，不能提取巖芯。，1.1.4工程地質(zhì)評價1、工程地質(zhì)條件良好，無不良工程地質(zhì)現(xiàn)象或地段。2、地下水位深0.775.40米，砂礫顆粒較大，地下水較豐富。鉆孔過程中于標高36米左右地段常常孔壁塌落，有時越發(fā)嚴重，以致鉆孔無法繼續(xù)鉆進，成為廢孔。由于采用膨潤土同聚丙乙烯胺混和成漿糊流體護壁，才能得到有效控制。1.2 水文計算1.2.1橋孔長度確定：a.單寬流量公式水流壓縮系數(shù)次穩(wěn)定河段 0.92則河槽平均單寬流量最小橋孔凈長mb過水面積法沖刷前橋下毛過水面積Wq式中：沖刷系數(shù)P取1.3 設計流速VS=Vc1.

9、84因橋墩阻水而引起的橋下過水面積折減系數(shù) 6050 壓縮系數(shù)Wq凈過水面積Wj（1-橋孔凈長m1.2.2壅水計算橋前最大壅水高度河灘路堤阻斷流量與設計流量的比值572+129-45.9655.1m系數(shù)橋下平均流速Vm斷面平均流速V0=m橋下壅水高度波浪高度hb10.4728m VW=15m/s平均水深，良程D8102m本橋設計水位：16.0+0.095+上部結(jié)構(gòu)底標高為17.73m1 沖刷深度A 河槽的一般沖刷一般沖刷后的最大水深hpQ1=Q2=4275m3,B1=B2=533.43m,k=1.04,1.0，0.0625，hmax10.1mA單寬流量集中系數(shù)，AhpmB 河槽處橋墩的局部沖刷

10、橋位處的沖止流速h=13.73m,d=3m,查表得：V00.9648m/s，V00.31V0VzV0 ，1.0，B4m，（1.3919+0.0409）1/21.19700.8588hbkB0.6（V0- V0）（V/ V0）n =1.01.197040.6（0.9648-0.31）（1.84/0.9648）0.8588 3.1349m 總沖刷深度hshp+ hb13.73+3.1316.86m不考慮標高因素，總沖刷深度為16.86-160.86m1.2.3結(jié)論百年一遇底設計流量為Qs4976立方米/秒，設計水位16米。計算最小橋孔凈長Lj505.6米，實際最小橋孔凈長為538.3米。橋前最大壅

11、水高度，橋下壅水高度米。本橋設計水位：16米，上部結(jié)構(gòu)標高為17.9米。計算水位距上部結(jié)構(gòu)底面最小距離1.9米（按橋規(guī)最小距離為0.50米）。以上標高均為假定標高系統(tǒng)。 第二章 方案比選2.1 方案一：預應力鋼筋混凝土簡支梁（錐型錨具）2.1.1 基本構(gòu)造布置（一）設計資料 1、橋梁跨徑及橋?qū)挊藴士鐝剑?0m（墩中心距），全橋共：480米，分12跨，主梁全長：39.96m，橋面凈空：凈9米，21.5人行道，計算跨徑：38.88m。立面及平面圖圖表 1（二）設計荷載汽20，掛100，人群荷載3.5kN/m，兩側(cè)人行道、欄桿重量分別為3.6 kN/m和1.52 kN/m。2.1.2材料及工藝本橋為

12、預應力鋼筋混凝土T型梁橋，錐形錨具；混凝土：主梁采用40號混凝土，人行道、欄桿及橋面鋪裝用20號混凝土；預應力鋼筋：冶金部TB64標準的5碳素鋼絲，每束32根。橫斷面圖如下： 圖2主梁截面沿縱向的變化示例：圖表 3簡直梁的優(yōu)點是構(gòu)造、設計計算簡單，受力明確，缺點是中部受彎矩較大，并且沒有平衡的方法，而支點處受剪力最大，如果處理不好主梁的連接，就會出現(xiàn)行車不穩(wěn)的情況1.4 橋孔長度確定：a.單寬流量公式水流壓縮系數(shù)次穩(wěn)定河段 0.92則河槽平均單寬流量最小橋孔凈長mb過水面積法沖刷前橋下毛過水面積Wq式中：沖刷系數(shù)P取1.3 設計流速VS=Vc1.84因橋墩阻水而引起的橋下過水面積折減系數(shù) 60

13、50 壓縮系數(shù)Wq凈過水面積Wj（1-橋孔凈長m1.5壅水計算橋前最大壅水高度河灘路堤阻斷流量與設計流量的比值572+129-45.9655.1m系數(shù)橋下平均流速Vm斷面平均流速V0=m橋下壅水高度波浪高度hb10.4728m VW=15m/s平均水深，良程D8102m本橋設計水位：16.0+0.095+上部結(jié)構(gòu)底標高為17.73m1.6沖刷深度A 河槽的一般沖刷一般沖刷后的最大水深hpQ1=Q2=4275m3,B1=B2=533.43m,k=1.04,1.0，0.0625，hmax10.1mA單寬流量集中系數(shù)，AhpmB 河槽處橋墩的局部沖刷橋位處的沖止流速h=13.73m,d=3m,查表得

14、：V00.9648m/s，V00.31V0VzV0 ，1.0，B4m，（1.3919+0.0409）1/21.19700.8588hbkB0.6（V0- V0）（V/ V0）n =1.01.197040.6（0.9648-0.31）（1.84/0.9648）0.8588 3.1349m 總沖刷深度hshp+ hb13.73+3.1316.86m不考慮標高因素，總沖刷深度為16.86-160.86m2.2方案二：鋼筋混凝土箱形拱橋（1）方案簡介 本方案為鋼筋混凝土等截面懸鏈線無鉸拱橋。全橋分八跨，每跨均采用標準跨徑60m。采用箱形截面的拱圈。橋墩為重力式橋墩，橋臺為U型橋臺。（2）尺寸擬定 本橋

15、擬用拱軸系數(shù)m=2.24，凈跨徑為60.0m，矢跨比為1/8。橋面行車道寬9.0m,兩邊各設1.5m的人行道。拱圈采用單箱多室閉合箱，全寬11.2m，由8個拱箱組成，高為1.2m。拱箱尺寸擬定如圖1-1：圖41）拱箱寬度：由構(gòu)件強度、剛度和起吊能力等因素決定，一般為130160cm。取140cm。2）拱壁厚度：預制箱壁厚度主要受震搗條件限制，按箱壁鋼筋保護層和插入式震動棒的要求，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。3）相鄰箱壁間凈寬：這部分空間以后用現(xiàn)澆混凝土填筑，構(gòu)成拱圈的受力部分，一般用1016cm，這里取16cm。4）底板厚度：614cm。太厚則吊裝重

16、量大，太薄則局部穩(wěn)定性差且中性軸上移。這里取10cm。5）蓋板：有鋼筋混凝土板和微彎板兩種型式，最小厚度68cm,這里取8cm。6）現(xiàn)澆頂部混凝土厚度：一般不小于10cm，這里取10cm。7）橫隔板：多采用挖空的鋼筋混凝土預制板，厚68cm，間距3.05.0m。橫隔板應預留人行孔，以便于維修養(yǎng)護。這里取厚6cm。（3）橋面鋪裝及縱橫坡度 橋面采用瀝青混凝土橋面鋪裝，厚0.10m。橋面設雙向橫坡，坡度為2.0%。為了排除橋面積水，橋面設置預制混凝土集水井和10cm鑄鐵泄水管，布置在拱頂實腹區(qū)段。雙向縱坡，坡度為0.6%。（4）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(jié)構(gòu)

17、型式，分階段施工，最后組拼成一個整體。方案的最終確定：經(jīng)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。第三章 總體布置及主梁的設計3.1設計資料及構(gòu)造布置（一）設計資料 1、橋梁跨徑及橋?qū)挊藴士鐝剑?0m（墩中心距），全橋共：480米，分12跨，主梁全長：39.96m，橋面凈空：凈9米，21.5人行道，計算跨徑：38.88m。2、設計荷載汽20，掛100，人群荷載3.5kN/m，兩側(cè)人行道、欄桿重量分別為3.6 kN/m和1.52 kN/m。3、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：主梁用40號，人行道、欄桿及橋面鋪裝用20號；

18、預應力鋼筋：冶金部TB64標準的5碳素鋼絲，每束32根；其他內(nèi)容鮮見設計說明書。（二）橫截面布置本設計采用公路橋涵標準圖40米跨徑的定型設計，因此主要尺寸已經(jīng)大致定下，以下為初步選定截面尺寸。1、主梁間距與主梁片數(shù)全橋?qū)?2米，主梁間距1.6米（T梁上翼緣寬度為158cm，留2cm施工縫），因此共設7片主梁，根據(jù)一些資料，主梁的梁高選用230米詳細布置見下圖：圖表 4 2、橫截面沿跨長的變化，該梁的翼板厚度不變，馬蹄部分逐漸抬高，梁端處腹板加厚到與馬蹄等寬，主梁的基本布置到這里就基本結(jié)束了。（三）橫隔梁的布置由于主梁很長，為了減小跨中彎矩的影響，全梁共設了五道橫隔梁，分別布置在跨中截面、兩個四

19、分點及梁端.3.2主梁內(nèi)力計算3.2.1恒載內(nèi)力計算 1、恒載集度 （由于一直到這里，我的設計均參照預應力混凝土簡支梁橋算例，故恒載集度已知，結(jié)果如下：邊主梁的恒載集度為： g1=17.813 KN/m. 中主梁的恒載集度為： KN/m （2）第二期恒載 欄 桿：g!1)=1.52KN/m 人行道：g(2)=3.60KN/m 橋面鋪裝層(見圖3): g(4)=0.5(0.07+0.15)5.10+0.5(0.075+0.15)4.9024 =26.694KN/m 若將各恒載均攤給7片主梁，則： g2=（1.52+3.6+7.754+26.694）=5.653KN/m 2、恒載內(nèi)力 如圖6所示，

20、設x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：1 恒載內(nèi)力計算見表2恒載內(nèi)力計算表 表2計算數(shù)據(jù)L=38.88m項目g1跨中四分點變化點四分點變化點支點0.1250.250.0530.250.0530第一期恒載17.7073345.8572510.371671.848172.112307.736344.224第二期恒載5.037951.775714.212191.11648.96087.54097.919（二）活載內(nèi)力計算1、沖擊系數(shù)和車道折減系數(shù)對汽20，1+u=1.04,其他活載不計。以下為荷載橫向分布系數(shù)的計算： （1）跨中截面的荷載橫向分布系數(shù)mc 本橋跨內(nèi)有三道橫

21、隔梁，具有可靠的橫向聯(lián)結(jié)，且承重結(jié)構(gòu)的長寬比為： 所以可選用偏心壓力法來繪制橫向影響線和計算橫向分布系數(shù)mc a.計算主梁抗扭慣矩IT 對于T梁截面式中bi和ti相應為單個矩形截面的寬度和厚度； ci矩形截面抗扭剛度系數(shù)（可查橋梁工程表2-5-2）；2 橋孔長度確定：a.單寬流量公式水流壓縮系數(shù)次穩(wěn)定河段 0.92則河槽平均單寬流量最小橋孔凈長mb過水面積法沖刷前橋下毛過水面積Wq式中：沖刷系數(shù)P取1.3 設計流速VS=Vc1.84因橋墩阻水而引起的橋下過水面積折減系數(shù) 6050 壓縮系數(shù)Wq凈過水面積Wj（1-橋孔凈長m3 壅水計算橋前最大壅水高度河灘路堤阻斷流量與設計流量的比值572+12

22、9-45.9655.1m系數(shù)橋下平均流速Vm斷面平均流速V0=m橋下壅水高度波浪高度hb10.4728m VW=15m/s平均水深，良程D8102m本橋設計水位：16.0+0.095+上部結(jié)構(gòu)底標高為17.73m4 沖刷深度A 河槽的一般沖刷一般沖刷后的最大水深hpQ1=Q2=4275m3,B1=B2=533.43m,k=1.04,1.0，0.0625，hmax10.1mA單寬流量集中系數(shù)，AhpmB 河槽處橋墩的局部沖刷橋位處的沖止流速h=13.73m,d=3m,查表得：V00.9648m/s，V00.31V0VzV0 ，1.0，B4m，（1.3919+0.0409）1/21.19700.8

23、588hbkB0.6（V0- V0）（V/ V0）n =1.01.197040.6（0.9648-0.31）（1.84/0.9648）0.8588 3.1349m 總沖刷深度hshp+ hb13.73+3.1316.86m不考慮標高因素，總沖刷深度為16.86-160.86m5 結(jié)論百年一遇底設計流量為Qs4976立方米/秒，設計水位16米。計算最小橋孔凈長Lj505.6米，實際最小橋孔凈長為538.3米。橋前最大壅水高度，橋下壅水高度米。本橋設計水位：16米，上部結(jié)構(gòu)標高為17.9米。計算水位距上部結(jié)構(gòu)底面最小距離1.9米（按橋規(guī)最小距離為0.50米）。b.計算抗扭修正系數(shù)其中IT=5.93

24、75610-3m4，I=0.42564186m4，查橋梁工程表2-5-1，n=7時，=1.021，并取G=0.425E c.按偏心壓力法計算橫向影響線豎標值 求出一號梁在兩個邊主梁的橫向分不影響線豎標值為： 圖5計算荷載橫向分布系數(shù) 如圖8所示1、2、4號梁的橫向影響線和最不利布載，因為很顯然1號梁的橫向分布系數(shù)最大，故只需計算1號梁的橫向分布系數(shù)：汽-20： 掛-100： 人群荷載： 支點截面的橫向荷載分布系數(shù)計算，該截面用杠桿原理法計算，繪制荷載橫向影響線并進行布載如下圖 汽-20： 掛-100： 人群荷載：3.2.2活載內(nèi)力計算 活載的內(nèi)力計算主要考慮的是最不利荷載布置時的主梁各截面受力

25、情況，其中包括最大彎矩及最大剪力作用時的截面內(nèi)力值：祥見下表: 1號梁跨中截面最大內(nèi)力計算表類別汽-20掛-1001+1.041.0mc0.4640.272最大彎矩及相應剪力Pi6012012070130250250250250yi2.724.729.729.027.029.129.727.727.127.020.36119.020.4649.720.50.472-0.257.12-0.1397.120.36637.720.3979.720.59.12-0.462相應Q（KN）相應Q（KN）3354102.1638420198.5751號梁內(nèi)力值1618.50649.302290.2454.0

26、11最大剪力及相應彎矩合力P2120+60=3002504=1000Y0.45788.90.41778.12Py137.442670417.781201號梁內(nèi)力值66.2751288.43113.6142208.64 1號梁支點最大剪力計算表 荷載類別汽-20掛-100人群1+1.04591.01.0Pi601201207013070130250250250250q=3.0yi1.00.89710.86110.60390.50100.11520.01230.83130.80040.69750.6667y人=0.9167mi0.3750.43630.45780.5240.23720.26070.

27、2990.47836.820.50.8977.66Qmax=（1+）Piyimi=186.292（KN）203.43635.848各個截面的荷載均已求出，因此可以得出每個截面的最大內(nèi)力值，以下即為主梁的恒載組合： 主梁內(nèi)力組合表序號荷載類別跨中截面四分點截面變化點截面支點截面Mmax Qmax Mmax Qmax MmaxQmaxQmax 1第一期恒載3345.8602510.7172.1671.85307.74344.222第二期恒載951.7750714.2248.96191.12875.497.9193總恒載=1+24296.2403224.9221.1862.961183.1442.1

28、44人群325.388.369244.0418.8365.70641.0247.985汽-201915.5266.2751315.5122.5357.88169.61184.16掛-1002290.2454.0111776.9181.7484.51189.15187.757汽+人1987.3274.6441559.5141.3423.59210.63232.088恒+汽+人6241.5874.6444784.5362.41286.61393.8674.229恒+掛6587.8754.0114991.9402.71347.51372.3629.8910Si7878.61045.56053.328

29、5110949144935630.611Sj7676.4259.4125813.6465.11568.51627.8737.09121.4(7)/Si35%100%36%42%36%17%38%131.1掛/Si33%100%33%25%34%13%32%14提高后的Si8114.96104.536234.94771667.41800.4881.1515提高后的Sj7676.4261.195813.6789.31568.51627.9648.67第四章 預應力鋼束的估算及其布置4.1跨中截面鋼束的估算與確定4.1.1鋼束數(shù)量的估算 1按使用階段的應力要求估算鋼束數(shù) 式中：M使用荷載產(chǎn)生的跨中彎

30、矩，按表10取用； C1與荷載有關(guān)的經(jīng)驗系數(shù)，對于汽-20，C1=0.51；對于掛-100， 取C1=0.565； 一根32s5的鋼束截面積，即：=320.52/4=5.891cm2 -s5碳素鋼絲的標準強度，=1600MPa； ks上核心距，在前以算出ks=48.258cm； ey鋼束偏心距，初估ay=17cm，則 ey=yx-ay=139.03-17=122.03cm （1）對（恒+汽+人）荷載組合 （2）對（恒+掛）荷載組合 2按承載能力極限狀態(tài)估算鋼束數(shù) 式中：Mj經(jīng)荷載組合并提高后的跨中計算彎距，按表9取用； C2估計鋼束群重心到混凝土合力作用點力臂長度的經(jīng)驗系數(shù)， 汽-20：C2

31、=0.78，掛-100：C2 =0.76； h0主梁有效高度，即h0=h-ay=2.30-0.17=2.13m（1） 對于荷載組合 （2） 對于荷載組合 為方便鋼束布置和施工，各主梁統(tǒng)一確定為10束。4.1.2確定跨中及錨固截面的鋼束位置 1、 （1）對于跨中截面，在保證布置預留管道構(gòu)造要求的前提下，盡可能使鋼束群重心的偏心距大些，選用直徑5cm抽拔橡膠成型的管道，取管道凈距4cm，至梁底凈距5cm，如圖13-a所示。 （2）對于錨固截面，為了方便張拉操作，將所有鋼束都錨固在梁端，所以鋼束布置要考慮到錨頭布置的可能性以滿足張拉要求，也要使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。祥

32、圖如下：圖 7由上圖可知，預應力鋼筋為9根，布置在主梁的不同截面上，其中3根最終拉倒上翼緣。 2、鋼束位子的確定（1）彎起角度的確定：上部：12下部：7.5（3） 彎起點的確定：A1=a2=39-30*tan7.5=35.051cmA3=a4=31.1cmA5=a6=27.15cmA7=30.710cmA8=25.396cmA9=20.082cm(4)各截面鋼束位子彎起點到跨中的距離鋼束號彎起高度角度cossinRX1，222.57.50.99140.1312625.516363，443.57.50.99140.1315081.81313.85，664.57.50.99140.13175359

33、87.67147.5120.97810.2086735.2574.478163.5120.97810.2087465.8417.279179.5120.97810.2088196.3260.06 鋼束中心到下邊緣的距離截面鋼束號XRCA0A四 分 點N1，N27.57.5N3，N416.516.5N5，N622.525.5N7397.536735.1611.7337.519.233N8554.7347468.7520.635816.537.136N9711.9388196.3530.97822.556.478變 化 點N1，N2102.052625.511.9787.59.484N3，N442

34、4.245081.7817.73816.534.238N5，N6750.147535.0537.458522.562.96N71163.536735.05101.2647.5108.76N81320.737465.65117.95916.5134.46N91477.948196.35134.41622.5159.92支 點 N1，N2308.052625.5118.1167.525.62N3，N4630.2245081.7839.2316.555.73N5，N6956.47535.0560.9422.586.443N71369.536735.16147.157.5154.65N81.5E+07

35、7465.75157.77816.5174.28N91683.978196.37174.85522.5200.354.2鋼束預應力損失計算預應力損失值因梁截面位置不同而有差異，選四分點截面（即有直線束又有曲線束通過）計算。 4.2.1預應力鋼束與管道壁之間的摩擦損失（s1見表16） 按規(guī)范，計算公式為： 式中：k張拉鋼束時錨下的控制應力；根據(jù)規(guī)定，對于鋼絲束取張拉控制應力為：k=0.75Rby=0.751600=1200MPa； 鋼束與管道壁的摩擦系數(shù)，對于橡膠管抽芯成型的管道取 =0.55； 從張拉端到計算截面曲線管道部分切線的夾角之和，以rad計； k管道每米局部偏差對摩擦的影響系數(shù)，取k

36、=0.0015； x從張拉端到計算截面的管道長度（以m計），可近似取其在縱軸上的投影長度（見圖15所示），當四分點為計算截面時，x=axi+l/4；4.2.2由錨具變形、鋼束回縮引起的損失（s2，見表17） 按規(guī)范，計算公式為： 四分點預應力損失計算表鋼束號=-uxkxu=xeg0radN1.N27.50.1310.110.10.020.0870.083100.08N3.N47.50.1310.1100.020.0870.083100.02N5.N67.50.1310.19.990.010.0870.08399.948N77.20.1260.110.10.020.0840.08197.152N

37、86.350.1110.1100.020.0760.07388.176N95.680.0990.1100.020.070.06881.036N105.120.08909.950.010.0640.06274.532式中：l錨具變形、鋼束回縮值（以mm計），按橋規(guī)表5.2.7采用；對于鋼制錐形錨l=6mm，本設計采用兩端同時張拉，則l=12mm； l預應力鋼束的有效長度（以mm計）。 s2計算表 表17項目N1,N2N3,N4N5,N6N7N8N9N10l（mm）（見表12）39600395403947939753396833964139544（MPa）60.6066069860.79260.3

38、7360.47960.58560.6924.2.3混凝土彈性壓縮引起的損失（s4見表18） 后張法梁當采用分批張拉時，先張拉的鋼束由于張拉后批鋼束所產(chǎn)生的混凝土彈性壓縮引起的應力損失，根據(jù)橋規(guī)第5.2.9條規(guī)定，計算公式為： s4=nyhl式中：hl在先張拉鋼束重心處，由后張拉各批鋼束而產(chǎn)生的混凝土法向應力，可按下式計算： 式中：Ny0、My0分別為鋼束錨固時預加的縱向力和彎矩； eyi計算截面上鋼束重心到截面凈軸的距離，eyi=yjx-ai，其yjx值見表15所示，ai值見表134.2.4由鋼束預應力松弛引起的損失（s5） 按規(guī)范，對于作超張拉的鋼絲束由松弛引起的應力損失的終極值，按下式計算

39、： s5=0.045k=0.0451200=54MPa4.2.5混凝土收縮和徐變引起的損失（s6） 按規(guī)范，計算公式如下： 式中：s6全部鋼束重心處的預應力損失值； h鋼束錨固時，在計算截面上全部鋼束重心處由預加應力（扣除相應階段的應力損失）產(chǎn)生的混凝土法向應力，并根據(jù)張拉受力情況，考慮主梁重力的影響； 配筋率，； A為鋼束錨錨固時相應的凈截面積Aj，見表15； A=1+eA2/r2 eA鋼束群重心到截面凈軸的距離ej，見表15 r截面回轉(zhuǎn)半徑r2=Ij/Aj； -加載齡期為時的混凝土徐變系數(shù)終值； -自混凝土齡期開始的收縮應變終值； 1.徐變系數(shù)和收縮應變系數(shù)的計算構(gòu)件理論厚度=式中：Ah主

40、梁混凝土截面面積； u與大氣接觸的截面周邊長度。4.3截面強度驗算 4.3.1 T形截面受壓區(qū)翼緣計算（1）按規(guī)定，對于T形截面受壓區(qū)翼緣計算寬度b1，應取用下列三者中的最小值： b1l/3=3888/3=1296cm； b1160cm（主梁間距）； b1b+2c+12 h1=16+271+128=254cm故取b1=160cm （2）確定混凝土受壓區(qū)高度 按規(guī)范，對于帶承托翼緣板的T形截面：當RgAg+RyAyRabihi+RgAg+yaAy成立時，中性軸載翼緣部分內(nèi)，否則在腹板內(nèi)，所以：左邊= RyAy=128010-147.12=6031.36KN右邊= Rab1h1+0.5 Ra（b+

41、b2）h1=23.01608+0.5（16+158）1210-1=5345.2KN左邊右邊，即中性軸在腹板內(nèi)。 設中性軸到截面上緣距離為x，則： 即 KN式中：b=16cm，h2=8cm，h1=12cm，Ra=23.0MPa，得 x=38.65cm。 同時公預規(guī)要求混凝土受壓區(qū)高度應符合： xjyh0式中：jy預應力受壓區(qū)高度界限系數(shù)，對于預應力碳素鋼絲jy=0.4跨中截面ay=18.3cm則： h0=h-ay=230-18.3=211.7cm jyh0=0.4211.7=84.68cmx說明該截面破壞時屬于塑性破壞狀態(tài)。 （3）驗算正截面強度 按規(guī)范，計算公式為： 式中：c混凝土安全系數(shù)，取

42、用1.25。 則上式：右邊= 由表9可知控制跨中截面設計得計算彎矩為7867.969KN.m右邊，主梁跨中正截面滿足強度要求4.4截面強度驗算4.4.1斜截面抗剪強度驗算 選腹板寬度改變處的截面（變化點截面）驗算： 1）復核主梁截面尺寸 T形截面梁當進行斜截面抗剪強度計算時，其截面尺寸應符合： Qj0.051式中：Qj經(jīng)內(nèi)力組合后支點截面上的最大剪力，見表9得支點截面處最大為Qj 為898.734KN； b支點截面得腹板厚度（cm），即b=36cm； h0支點截面得有效高度，即： h0=h-ay=230-98.54=131.46cm R混凝土標號（MPa）；上式右邊= 所以主梁的T形截面尺寸符

43、合要求。 2）斜截面抗剪強度驗算 a.驗算是否需要進行斜截面抗剪強度計算 根據(jù)規(guī)范，若符合下列公式要求時，則不需要進行斜截面抗剪計算： Qj0.038R1bh0式中：R1混凝土抗拉設計強度（MPa）； Qj、b、h0的單位同上述說明一致。 對于變化點截面：b=16cm，ay=72.96cm，Qj=821.676KN，故：上式右邊=0.0382.1516（230-72.96）=205.283 Qj因此需要進行斜截面抗剪強度計算。 b.計算斜面水平投影長度c 計算公式為： c=0.6mh0式中：m斜截面頂端正截面處的剪跨比，m=M/Qh0，當m1.7時，取 m=1.7 Q通過斜截面頂端正截面內(nèi)由使

44、用荷載產(chǎn)生的最大剪力； M相應于上述最大剪力時的彎矩； h0通過斜截面受壓區(qū)頂端截面上的有效高度，自受拉縱向主鋼筋的合力點至受壓邊緣的距離（以cm計） 上述的Q、M、h0近似取變化點截面的最大剪力、最大彎矩和截面有效高度，則： ，取m=1.7，故： c=0.61.7157.04=160.18cm c.箍筋計算 若選用820cm的雙肢箍筋，則箍筋的總截面的總截面積為 Ak=20.053=1.006cm2箍筋間距sk=20cm，箍筋抗拉設計強度Rgk=240MPa，箍筋配筋率： 在錨固端設置兩塊厚20mm的鋼墊板，即在N7-N10的四根鋼束錨下設置200962mm的墊板1；在N1-N6的六根鋼束下

45、設置350766mm的墊板2。在墊板下等于梁高（230cm）的范圍內(nèi)并且布置21層8的間接鋼筋網(wǎng)，鋼筋網(wǎng)的間距為10cm，其中錨下第一層鋼筋網(wǎng)的布置如圖16-b所示，根據(jù)錨下鋼墊板的布置情況，分上、下兩部分各自驗算混凝土局部承壓強度。計算公式如下： 式中：Nc局部承壓時的縱向力，在梁端兩塊鋼墊板中，分別考慮除最后張拉的一束為控制應力外，其余各束均為傳力錨固應力，可計算出墊板1、2的Nc各為2166.146KN和3184.825KN； 混凝土局部承壓時的縱向力，按下式計算： = Ad局部承壓的計算底面積（扣除孔道面積）； Ac局部承壓（扣孔道）面積； he配置間接鋼筋時局部承壓強度提高系數(shù)，按下式計算： Ahe包羅在鋼筋網(wǎng)配筋范圍內(nèi)的混凝土核心面積； Ra混凝土抗壓設計強度，對于40號混凝土，Ra=23.0MPa，考慮在主梁混凝土達到90%強度時開始張拉鋼束，所以=0.9 Ra=20.7MPa； Rg間接鋼筋抗拉設計強度，對于級鋼筋Rg=240MPa； t間接鋼筋的體積配筋率，對于方格鋼筋網(wǎng)n1、aj1和n2、aj2鋼筋網(wǎng)分別沿縱橫方向的鋼筋數(shù)即單鋼筋的截面積； s鋼筋網(wǎng)的間距。對于鋼墊板1（見圖16）： =4421.46cm2 =1845.46cm2 =3831.46