20m簡支t梁橋畢業(yè)設(shè)計

.5.2錨具具變形、鋼束束回縮引起的的應(yīng)力損失按《公公橋規(guī)》6.2.3條規(guī)定，對對曲線預(yù)應(yīng)力力筋，在計算算錨具變形、鋼鋼束回縮英氣氣的應(yīng)力損失失時，應(yīng)考慮慮錨固后反向向摩擦的影響響。根據(jù)《公公橋規(guī)》附錄錄D，的計算公式式如下：首先計算反向摩摩擦影響長度度，即式中：——錨具變形、鋼鋼束回縮值（mm），對于夾夾片錨取6mm；——單位長度由由管道摩擦引引起的預(yù)應(yīng)力力損失。按下下式計算：。其中：——為張拉端錨錨下控制應(yīng)力力，取1395..00Mpaa；——為預(yù)應(yīng)力鋼鋼筋扣除沿摩摩擦損失后錨錨固端應(yīng)力，即即跨中截面扣扣除后鋼筋應(yīng)應(yīng)力；——為張拉端至至錨固端距離離，取439600mm。表2—22跨中中截面預(yù)應(yīng)力力鋼筋反向摩摩擦影響長度度鋼束號（MPa）（MPa）（MPa）（mm）（MPa）（mm）N11395.00043.521351.48818960.0000.00230022577.007N21395.00055.231339.77718960.0000.00291120041.224N31395.00066.831328.17718960.0000.00352218219.008N41395.00078.341316.66618960.0000.00413316827.553表2—23跨中中截面錨具變變形引起的應(yīng)應(yīng)力損失計算算表截面鋼束號（mm）（mm）（MPa）（MPa）總計（MPa）跨中截面N19480.00022577.007103.8560.25243.93N29480.00020041.224116.6461.47N39480.00018219.008128.2661.52N49480.00016827.553139.0060.69張拉端端錨下應(yīng)力損損失：；在反向向摩擦影響長長度內(nèi)，距張張拉端x處的錨具變變形、鋼束回回縮損失：在反向向摩擦影響長長度外，錨具具變形、鋼束束回縮損失：：。將各束束預(yù)應(yīng)力鋼筋筋反向摩擦長長度列于表2—22。求得后后可知四束預(yù)預(yù)應(yīng)力鋼絞線線均滿足要求求，所以距張張拉端為X的截面由錨錨具變形和鋼鋼筋回縮引起起的考慮反摩摩阻后的應(yīng)力力損失，即：：將各控控制截面的計計算列于表2—23。同理，可計算出出其他控制截截面處的值。2.5.3分批批張拉時混凝凝土彈性壓縮縮引起的預(yù)應(yīng)應(yīng)力損失后張法法梁當采用分分批張拉時，先先張拉的鋼束束由于張拉后后批鋼束產(chǎn)生生的混凝土彈彈性壓縮引起起的應(yīng)力損失失，按下式計計算，即：式中：其中，——分別為鋼束束錨固同時預(yù)預(yù)加的縱向力力和彎矩；——為計算截面面上重心到截截面凈軸的距距離，。本設(shè)計采用逐根根張拉鋼束，張張拉順序為N1,N22,N3,NN4,N5,,N6,N77,N8，N9，計算時應(yīng)應(yīng)從最后張拉拉的一束逐步步向前推進。跨跨中截面分批批張拉時混凝凝土彈性壓縮縮引起的預(yù)應(yīng)應(yīng)力損失的計計算見表2—24。同理，可可以計算得出出其他控制截截面處的值。表2—24分批批張拉時混凝凝土彈性壓縮縮引起的預(yù)應(yīng)應(yīng)力損失σl4An=81155.00cmm2，In=286550000ccm4，?Ap=5.600cm2，ynx=1011cm，αEp=5.665σl4(MPa)25.9145.0261.87—Σ?σpe（MMPa）合計4.597.9710.95—ΣMp0·eppi/In2.845.357.44—ΣNp0/Ann1.742.623.51—epn(cmm)799191—計算應(yīng)力損失的的鋼束號N3N2N1—ΣMp0(N·m)471239..9410316055.9016830277.5823410388.39Mp0=Np00×epi(N·m)471239..94560365..96651421..68658010..81epi=ynx-ai(cm)67799191ΣNp0(0.1KN))7033.43314126.66721285.11528516.004錨固時預(yù)加縱向向里Np0=?Apσp0cosα（0.1KN）Np07033.43327093.2447158.4887230.8888cosα1.001.001.001.00σp0×?App7033.43327093.2447158.4887230.8888錨固時鋼束應(yīng)力力σp0=σcon-σl1-σl2-σl4（MPa）1229.3661233.2881240.7441255.977鋼束號N4N3N2N1截面2.5.4鋼筋筋松弛引起的的預(yù)應(yīng)力損失失對于超超張拉工藝的的低松弛級鋼鋼絞線，鋼絞絞線由松弛引引起的預(yù)應(yīng)力力損失的終極極值，可按下下式計算，即即：式中：。跨中截截面鋼筋松弛弛引起的預(yù)應(yīng)應(yīng)力損失見表2—25。表2—25跨中中截面鋼筋松松弛引起的預(yù)預(yù)應(yīng)力損失鋼束號（MPa）（MPa）N11229.36625.56N21233.28826.01N31240.74426.86N41255.97728.64同理，可得其他他控制截面處處的值。2.5.5混凝凝土收縮、徐徐變引起的預(yù)預(yù)應(yīng)力損失混凝土土收縮、徐變變終極值引起起的受拉區(qū)預(yù)預(yù)應(yīng)力鋼筋的的應(yīng)力損失可可按下式計算算：式中：——為構(gòu)件受拉拉區(qū)、受壓區(qū)區(qū)全部縱向鋼鋼筋截面重心心處由預(yù)應(yīng)力力產(chǎn)生的混凝凝土法相相壓力；A——為構(gòu)件截面面面積，對后后張法構(gòu)件，A=An，即凈面積積；I——為截面回旋旋半徑，i^2=II/A，后張法構(gòu)構(gòu)件取I=In。考慮混混凝土收縮和和徐變大部分分在成橋之前前完成，即設(shè)設(shè)橋梁所處環(huán)環(huán)境的年平均均相對適度為為80%，受荷時混混凝土的加載載齡期t0=28d，計算時間t=∞。按上述條條件，查《公公橋規(guī)》表6.2.7得到：?？缰兄薪孛婊炷镣潦湛s、徐變變引起的預(yù)應(yīng)應(yīng)力損失見表2—26。表2—26跨中中截面混凝土土收縮、徐變變引起的預(yù)應(yīng)應(yīng)力損失計算數(shù)據(jù)Np0=28551.60KKN，Mp0=23441.04KKN·m，Mg1=13733.81KNN·m，An=81155.00cmm2αep=5.665，In=2886500000cm,ii2=In/An=35300.50，ep=en=82.55cm，Ep=1.955×105MPa計算（MPa）（MPa）（MPa）（1）（2）（3）=（1）+（2）3.513.38=6.899計算應(yīng)力損失（4）63.572.93（5）41.930.345%0.9[（4）+（5）]105.501.152（MPa）同理，可可得其他控制制截面處的值值。2.5.6預(yù)加加力計算及鋼鋼束預(yù)應(yīng)力損損失匯總表2—27鋼束束預(yù)應(yīng)力損失失匯總表截面鋼束號預(yù)加應(yīng)力階段正常使用階段錨固的預(yù)應(yīng)力損損失錨固時鋼束有效效預(yù)應(yīng)力σp0=σσco-σl1錨固后鋼束有效效預(yù)應(yīng)力σpe=σp00-σl1’跨中截面N143.5260.2561.87196.921229.36625.5691.58117.141112.222N255.2361.4745.02181.421233.28826.01117.591115.699N366.8361.5225.91169.651240.74426.86118.441122.300N478.3460.690.00157.361255.97728.64120.221135.755施工階段傳力力錨固應(yīng)力及及產(chǎn)生的預(yù)加加力：由產(chǎn)生的預(yù)加力力縱向力力：；彎矩：：；剪力。計算結(jié)果見表22—27。同理，可可得到其他控控制截面處的的鋼束預(yù)應(yīng)力力損失匯總。2.6主梁截截面承載能力力與應(yīng)力驗算算預(yù)應(yīng)力力混凝土梁從從預(yù)加力起至至受荷破壞，需需經(jīng)受預(yù)加應(yīng)應(yīng)力、使用荷荷載作用、裂縫出現(xiàn)和和破壞等四個個受力階段，為為確保主梁受力力可靠并加以以控制，應(yīng)對控制截截面進行各個個階段的驗算算。先進行持持久狀態(tài)下承載能力極極限狀態(tài)的驗算，再分分別驗算持久久狀態(tài)下的抗裂驗算算和應(yīng)力驗算算，最后進行行短暫狀態(tài)下下的構(gòu)件截面面應(yīng)力驗算。對對于抗裂驗算算，根據(jù)《公公預(yù)規(guī)》規(guī)定定，對于全預(yù)預(yù)應(yīng)力梁在使使用階段短期期效應(yīng)組合作作用下，只要要截面不出現(xiàn)現(xiàn)拉應(yīng)力即可滿足。2.6.1持持久狀況下承承載能力極限限狀態(tài)的驗算算在承載載力極限狀態(tài)態(tài)下，預(yù)應(yīng)力力混凝土梁沿沿正截面和斜斜截面均可能破壞，分分別對這兩類類截面進行驗驗算。1.正正截面承載力力驗算（1）確確定混凝土受受壓區(qū)高度按《公公預(yù)規(guī)》5.2.3條，對于帶帶承托翼緣板板的T形截面（見圖圖2-14）：當成立立時，中性軸軸在翼緣板內(nèi)，否則在在腹板內(nèi)。本設(shè)計計的這一判別別式為：即受壓壓區(qū)位于翼緣緣板內(nèi)，屬于于第一類T形截面梁。設(shè)中性性軸至截面上緣距距離為x，則：式中：—預(yù)應(yīng)力力受壓區(qū)高度度界限系數(shù)，查《公預(yù)規(guī)》表5.2.1得，對于鋼絞線和C50混凝土，=0.40；。說明明該截面破壞時處于于塑性破壞狀狀態(tài)。（2）驗驗算正截面承承載力按《公公預(yù)規(guī)》5.2.5條，正截面面承載力按下下式計算：式中：—橋梁結(jié)結(jié)構(gòu)的重要性性系數(shù)，按《公公預(yù)規(guī)》5.1.5條，取=1.0。則故跨中中正截面承載載力滿足要求求，經(jīng)驗算其其他截面同樣樣滿足要求。（3）驗驗算最小配筋筋率按《公公預(yù)規(guī)》9.1.122條，預(yù)應(yīng)力力混凝土受彎彎構(gòu)件最小配配筋率應(yīng)滿足足下列條件：：式中：—受彎構(gòu)構(gòu)件正截面抗抗彎承載力設(shè)設(shè)計值，=3146..16；——受彎構(gòu)件正正截面開裂彎彎矩值，按下下式計算：，式中：S0—全全截面換算截截面重心軸以以上（或以下下）部分截面面對重心軸的的面積矩；WW0—換算截面抗抗裂邊緣的彈彈性抵抗矩；；σσpc—扣除預(yù)應(yīng)力力損失預(yù)應(yīng)力力筋在構(gòu)件抗抗裂邊緣產(chǎn)生生的混凝土預(yù)預(yù)壓應(yīng)力。跨中截面：可得，無需配置普通通鋼筋來滿足足最小配筋率率要求。2.斜斜截面承載力力驗算驗算受彎彎構(gòu)件斜截面面抗剪承載力力時，其計算算位置有：距支座中中心h/2處截面面；受拉區(qū)彎彎起鋼筋彎起起點處截面；；箍筋數(shù)量或或間距改變處處的截面；構(gòu)構(gòu)件腹板寬度度變化處的截面和支點截截面。本設(shè)計計驗算距支座中中心h/2處截面。（1）斜截面面承載力驗算算①復(fù)核主主梁截面尺寸寸T形截面面梁進行斜截截面抗剪承載載力計算時，其其截面尺寸應(yīng)應(yīng)符合《公預(yù)預(yù)規(guī)》5.2.9條規(guī)定，即即式中：—經(jīng)內(nèi)內(nèi)力組合后支支點截面的最最大剪力，；；—支點截面的的腹板厚度（mm）,即=450mm；—支點截面的的有效高度（mm），即—混凝土強度度等級（MPa）。則有所以本本設(shè)計主梁的的截面尺寸符符合要求。②截面面抗剪承載力力驗算根據(jù)《公公預(yù)規(guī)》5.2.110條規(guī)定，若若符合下式要要求時，則不不需要進行斜斜截面抗剪承承載力驗算。式中：—混凝土土抗拉強度設(shè)設(shè)計值（MPa）；——預(yù)應(yīng)力提高高系數(shù)，取1.25。則因此無無需進行斜截截面抗剪承載載力計算。a)箍箍筋計算按《公公預(yù)規(guī)》9.4.1條，腹板內(nèi)內(nèi)箍筋直徑應(yīng)應(yīng)大于10mm，且應(yīng)采采用帶肋鋼筋筋，間距應(yīng)小小于250mm。本設(shè)計計選用φ10@200mm的雙肢箍箍筋，則箍筋筋的總截面積積為：箍筋間間距，箍筋抗抗拉強度設(shè)計計值，箍筋配配筋率為：滿足《公公預(yù)規(guī)》9.3.122條“箍筋配筋率率，HRB335鋼筋不應(yīng)大于于0.12％”的要求。另按按《公預(yù)規(guī)》9.4.1條，在距支支點約一倍梁梁高范圍內(nèi)，間間距縮小至100mm。（2）斜斜截面抗彎承承載力的計算算由于預(yù)預(yù)應(yīng)力鋼束均均錨固在梁端，鋼束束數(shù)量沿跨長幾乎無改變，可不不必對該項承載力力驗算，可通過構(gòu)造來確確保。2.6.2持持久狀況下正正常使用極限限狀態(tài)抗裂性性驗算長期以以來，橋梁預(yù)預(yù)應(yīng)力構(gòu)件的的抗裂驗算，都都是以構(gòu)件混混凝土的拉應(yīng)應(yīng)力是否超過過規(guī)定的限值值來表示的，分分為正截面抗抗裂和斜截面面抗裂驗算。1.在作用短期期效應(yīng)組合下下的正截面抗抗裂驗算對預(yù)制制的全預(yù)應(yīng)力力混凝土構(gòu)件件，在作用短短期效應(yīng)組合合下，應(yīng)符合合下式要求。即即：本題正正截面抗裂性性驗算取跨中中截面下緣。由由前面計算可可知：，，,，，，，則則：其結(jié)果果符合規(guī)范要要求。同理，可可進行其他控控制截面的驗驗算。2.在在作用短期效效應(yīng)組合下的的斜截面抗裂裂驗算在預(yù)制制的全預(yù)應(yīng)力力混凝土構(gòu)件件，在作用短短期效應(yīng)組合合下，斜截面面混凝土的主主拉應(yīng)力，應(yīng)應(yīng)符合下式要要求。即：式中：——由由作用短期效效應(yīng)組合和預(yù)預(yù)應(yīng)力產(chǎn)生的的混凝土主拉拉應(yīng)力，按下下式計算：其中：式中：——在在計算主應(yīng)力力點，由作用用短期效應(yīng)組組合和預(yù)應(yīng)力力產(chǎn)生的混凝凝土法向應(yīng)力力；——在計算主應(yīng)應(yīng)力點，由作作用短期效應(yīng)應(yīng)組合和預(yù)應(yīng)應(yīng)力產(chǎn)生的混混凝土剪應(yīng)力力。斜截面抗裂驗算算應(yīng)取剪力和和彎矩較大值值的最不利荷荷載面進行，這這里仍取跨中中截面進行計計算。。表2-28跨跨中截面計算算表應(yīng)力部位a-an-no-ob-b(0.1)(1)28516.00428516.00428516.00428516.004(2)23410388.423410388.423410388.423410388.4(3)8115811581158115(4)286150000286150000286150000286150000(5)39150-61(6)315090000315090000315090000315090000(7)240-15-73(8)13738100137381001373810013738100(9)21160300211603002116030021160300(10)3.513.513.513.51(11)3.191.230.00-4.99(12)=(110)-(111)0.322.293.518.50(13)1.870.720.00-2.93(14)1.010.390.00-1.58(15)=(113)+(114)2.881.110.00-4.51(16)=(112)+(115)3.213.403.513.99表2-29跨跨中截面計算算表項目一期恒載短期組合（無一一期荷載）預(yù)加力短期組合剪應(yīng)力力0.001340.7000.001340.700286150000315090000腹板寬20上肋a-a250320_250320__240420__0.000.510.000.51續(xù)表2-29凈軸n-n294690_294690__285450__0.000.610.000.61換軸o-o310445..20_310445..20__259837..2__0.000.550.000.55下肋b-b122396..05_122396..05__166637..26__0.000.350.000.35表2-30跨跨中截面計算算表主應(yīng)力部位a-a3.210.51-0.08o-o3.400.61-0.11n-n3.510.55-0.08b-b3.990.35-0.03由表2-30可可見其結(jié)果符符合規(guī)范要求求。同理，可可進行其他控控制截面的驗驗算。2.6.3持久久狀態(tài)下構(gòu)件件的應(yīng)力驗算算按持久久狀態(tài)設(shè)計的的預(yù)應(yīng)力混凝凝土梁，應(yīng)分分別對其使用用階段正截面面混凝土的法法向壓應(yīng)力、預(yù)預(yù)應(yīng)力鋼束中中的拉應(yīng)力和和斜截面混凝凝土的主壓應(yīng)應(yīng)力進行驗算算。應(yīng)力計算算的作用取標標準值，汽車車荷載應(yīng)考慮慮沖擊系數(shù)。本本題僅對跨中中截面進行驗驗算，其他控控制截面的驗驗算同理可得得。1.正正截面混凝土土壓應(yīng)力驗算算根據(jù)《公公橋規(guī)》7.1.5條，使用階階段正截面應(yīng)應(yīng)力應(yīng)符合下下式要求。即即：式中：，；———為標準效應(yīng)應(yīng)組合的彎矩矩值，見表2-31。持久狀況下跨中中正截面混凝凝土的壓應(yīng)力力驗算結(jié)果見見表2-31，滿足要求求。表2-31正正截面混凝土土壓應(yīng)力驗算算表應(yīng)力部位跨中上緣跨中下緣(1)28516.00428516.004(2)23410388.423410388.4(3)81158115(4)414710..14283316..83(5)583500271629..31(6)1373810013738100(7)2486500024865000(8)=（1）/（3）3.513.51(9)=±(22)/(4))-5.648.26(10)=(88)+(9))-2.1311.77(11)=±((6)/(44)3.31-8.45(12)=±1.91-4.10(13)=(111)+(112)5.22-12.55(14)=(110)+(113)3.09-0.78[注]計算上緣緣最大壓應(yīng)力力時，為荷載載標準值的最最大彎矩組合合；計算下緣緣最大應(yīng)力時時，為最小彎彎矩組合，即即活載效應(yīng)為為0.00。2.預(yù)應(yīng)力鋼束束中的拉應(yīng)力力驗算根據(jù)《公公橋規(guī)》7.1.5條，使用階階段預(yù)應(yīng)力筋筋拉應(yīng)力應(yīng)符符合下式要求求。即：式中：，、——分別為鋼束束重心到截面面凈軸和換軸軸的距離，即即，，取最不利利的外層鋼筋筋N2進行驗算，其其結(jié)果見表2-32，符合規(guī)范范要求。表2-32N2號預(yù)應(yīng)力筋筋拉應(yīng)力驗算算表應(yīng)力部位跨中（1）286150000.00（2）315090000.00(cm)（3）91(cm)（4）106(N·M)（5）13738100(N·M)（6）24865000(MPa)（7）4.37(MPa)（8）4.54(MPa)（9）=（7）+（8）8.91(MPa)（10）50.34(MPa)（11）1116.344(MPa)（12）=（110）+（11）1166.6883.斜斜截面混凝土土主壓應(yīng)力驗驗算根據(jù)《公公橋規(guī)》7.1.6條，斜截面面混凝土主壓壓應(yīng)力應(yīng)符合合公式（4-55）要求，即即：式中：由作用標準準效應(yīng)組合和和預(yù)應(yīng)力產(chǎn)生生的混凝土主主壓應(yīng)力，按按下式計算：：其中：斜截截面抗裂驗算算應(yīng)取剪力和和彎矩較大值值的最不利荷荷載截面進行行，這里仍取取跨中截面進進行計算，計算結(jié)果見見表2-34，符合規(guī)范范要求。表2-33跨中中截面計算表表項目一期恒載(1)短期組合（無一一期恒載）(2)預(yù)加力(3)短期組合剪應(yīng)力力(4)=(11)+(2))+(3)0.001340.7000.001340.700286150000315090000腹板寬20上肋a-a250320_250320__240420__0.000.510.000.51凈軸n-n294690_294690__285450__0.000.610.000.61換軸o-o310445..20_310445..20__259837..2__0.000.550.000.55下肋b-b122396..05_122396..05__166637..26__0.000.350.000.35表2-34跨中中截面計算表表主應(yīng)力部位a-a3.040.51-0.08o-o3.010.61-0.12n-n2.980.55-0.10b-b2.990.35-0.04表2-35跨中中截面計算表表應(yīng)力部位a-ao-on-nb-b(0.1)(1)28516.00428516.00428516.00428516.004(2)23410388.423410388.423410388.423410388.4(3)8115811581158115(4)286150000286150000286150000286150000(5)39150-61(6)315090000315090000315090000315090000(7)240-15-73(8)13738100137381001373810013738100(9)24865000248650002486500024865000(10)3.513.513.513.51(11)3.191.230.00-4.99(12)=(110)-(111)0.322.293.518.50(13)1.870.720.00-2.93(14)0.850-0.53-2.58(15)=(113)+(114)2.720.72-0.53-5.51(16)=(112)+(115)3.043.012.982.992.6.4短短暫狀態(tài)下構(gòu)構(gòu)件的應(yīng)力計計算橋梁構(gòu)構(gòu)件在短暫狀狀態(tài)下，應(yīng)計計算其在制作作、運輸及安安裝等施工階階段混凝土截截面邊緣的法法向應(yīng)力。1.預(yù)加應(yīng)力階階段的應(yīng)力驗驗算此階段段指初始預(yù)加加力和主梁自自重共同作用用的階段，驗驗算混凝土截截面下邊緣的的最大壓應(yīng)力力和上邊緣的的最大拉應(yīng)力力應(yīng)符合要求求。根據(jù)《公公橋規(guī)》7.2.8條，施工階階段正截面應(yīng)應(yīng)力應(yīng)符合下下列要求：式中：預(yù)加應(yīng)力階階段混凝土的的法向拉應(yīng)力、壓壓應(yīng)力，按式式（4-56）和式（4-57）計算。即即：式中：與與構(gòu)件在制作作、運輸及安安裝等各施工工階段混凝土土立方體抗壓壓強度相應(yīng)的的抗壓強度抗抗拉強度標準準值。本例考考慮混凝土強強度達到C50時開始張張拉預(yù)應(yīng)力束束，則：表2-36預(yù)加加應(yīng)力階段的的法向應(yīng)力計計算表應(yīng)力部位跨中上緣跨中下緣(1)28516.00428516.004(2)23410388.423410388.4(3)81158115(4)414710..14283316..83(5)1373810013738100(6)3.513.51(7)5.648.26(8)3.314.85(9)=(6))+(7)--(8)5.856.93(10)=(66)-(7))+(8)1.180.10表2-37吊吊裝階段的法法向應(yīng)力計算算表應(yīng)力部位跨中上緣跨中下緣(1)28516.00428516.004(2)23410388.423410388.4(3)81158115(4)414710..14283316..83超重(5)1648572216485722失重(6)11677388.511677388.5(7)3.513.51(8)=(2))/(4)-5.648.26(9)=(7))+(8)-2.1311.77超重(10)=(55)/(4))3.98-5.82失重(11)=(66)/(4))2.82-4.12超重(12)=(99)+(100)1.855.95失重(13)=(99)+(111)0.697.65預(yù)加應(yīng)力階段的的正截面應(yīng)力力驗算結(jié)果見見表2-37，滿足要求求。表明在主主梁混凝土達達到C50強度是可可以開始張拉拉鋼束。2.吊裝應(yīng)力驗驗算本例采采用兩點吊裝裝，吊點設(shè)在在兩支點內(nèi)移移50cm處。對于1號梁，一期期恒載集度為為g1=244.05KNN/M。根據(jù)《橋橋規(guī)》4.1.110條規(guī)定，構(gòu)構(gòu)件在吊裝、運運輸時，構(gòu)件件重力應(yīng)乘以以動力系數(shù)1.20或0.85，分別考慮慮超重和失重重兩種情況，其其驗算過程列列于表2-37。可見跨中中截面混凝土土法向應(yīng)力驗驗算滿足施工工階段要求。2.7主梁端端部錨固區(qū)局局部承壓驗算算后張法預(yù)應(yīng)力力混凝土梁的的端部，由于于錨頭集中力力的作用，錨錨下混凝土將將承受很大的的局部壓力，可可能使梁端產(chǎn)產(chǎn)生縱向裂縫縫，需進行局局部承壓驗算算。2.7.1局局部承壓區(qū)的的截面尺寸驗驗算配置間接鋼筋的的混凝土構(gòu)件件，其局部受受壓區(qū)的截面面尺寸應(yīng)滿足足下式要求：：式中：1.0；；。本設(shè)計采用夾片片式錨具，該該錨具的墊板板與其后的喇喇叭管連成整整體。錨墊板板尺寸為180mmm×180mmm，喇叭管尾尾端接內(nèi)徑70mm的波紋管。根根據(jù)錨具的布布置情況（圖圖3-14），進行局局部承壓驗算算：則：所以主梁局部受受壓區(qū)的截面面尺寸滿足規(guī)規(guī)范要求。圖2-13錨具的布置置圖（尺寸單單位：mm）2.7.2局局部抗壓承載載力驗算對錨下設(shè)置間接接鋼筋的局部部承載壓構(gòu)件件，按下式進進行局部抗壓壓承載力驗算算：式中：k為間接接鋼筋影響系系數(shù)，按《公公橋規(guī)》知，當當混凝土強度度等級在C50以下時，取k＝2.0；=14066.16；=。本設(shè)計采用的間間接鋼筋為HRB3335級的螺旋形形鋼筋，＝280MPPa，直徑12mm，間距s=50mmm(《公橋規(guī)》推推薦為30mm--80mm）,螺旋形鋼筋筋中心直徑180mm。則：＝200－－12＝188mm，=0.833將上述各計算算值帶入局部部抗壓承載力力計算公式，可可得：＝0.9×（11.0×1..5×20.550＋2.0×00.04811×0.833×280）×361533×＝1727.998因此局部抗壓承承載力驗算滿滿足規(guī)范要求求。2.8主梁變形形驗算為了掌握主梁在在各受力階段段的變形，需需要計算各階階段的撓度值值，并且對體體現(xiàn)結(jié)構(gòu)剛度度的活撓度進進行驗算。2.8.1計算算由預(yù)加力引引起的跨中反反拱度根據(jù)《公橋規(guī)》6.5.4條，計算預(yù)預(yù)加力引起的的反拱度值時時，采用計算算公式：式中：——扣除除全部預(yù)應(yīng)力力損失后的預(yù)預(yù)加力作用下下的跨中撓度度；——預(yù)應(yīng)力力產(chǎn)生的彎矩矩；——預(yù)加力力所產(chǎn)生的彎彎矩。采用跨中截面處處的預(yù)加力矩矩作為全梁平平均預(yù)加力矩矩值，將全梁梁近似處理為為等截面桿件件計算，在使使用階段的預(yù)預(yù)加力矩為：：則主梁跨中截面面反拱度值為為：根據(jù)《公橋規(guī)》6.5.4條，考慮長長期效應(yīng)的影影響，預(yù)應(yīng)力力引起的反拱拱度值應(yīng)乘以以長期增長系系數(shù)2.0，則考慮長長期效應(yīng)的反反拱度值為：：2.8.2計算算由荷載引起起的跨中撓度度1.恒載作用引引起的撓度根據(jù)《公橋規(guī)》6.5.2條，全預(yù)應(yīng)應(yīng)力混凝土構(gòu)構(gòu)件的剛度采采用,則恒載效應(yīng)應(yīng)產(chǎn)生的跨中中撓度可近似似按下列公式式計算：2.短期荷載載作用引起的的撓度短期荷載效應(yīng)組組合產(chǎn)生的跨跨中撓度可近近似按下列計計算：3.長期效應(yīng)的的影響根據(jù)《公橋規(guī)》6.5.3條，受彎構(gòu)構(gòu)件在使用階階段的撓度應(yīng)應(yīng)考慮荷載長長期效應(yīng)的影影響，即按荷荷載短期效應(yīng)應(yīng)組合計算的的撓度值，乘乘以撓度長期期增長系數(shù),,按下式計算算。對C50混凝土，，則則由恒載引起起的長期撓度度值為:由荷載短期效應(yīng)應(yīng)組合引起的的長期撓度值值為：2.8.3結(jié)構(gòu)構(gòu)剛度驗算按《公橋規(guī)》規(guī)規(guī)定，預(yù)應(yīng)力力混凝土受彎彎構(gòu)件計算的的長期效應(yīng)值值，在消除結(jié)結(jié)構(gòu)自重產(chǎn)生生的長期撓度度后梁的最大大撓度不應(yīng)超超過計算結(jié)構(gòu)構(gòu)的，即：可見，結(jié)構(gòu)的剛剛度滿足規(guī)范范要求。2.8.4預(yù)預(yù)撓度的設(shè)置置根據(jù)《公橋規(guī)規(guī)》6.5.5條，當預(yù)加加力產(chǎn)生的長長期反拱值大大于按荷載短短期效應(yīng)組合合計算的長期期撓度時，可可不設(shè)預(yù)拱度度。即：所以滿足規(guī)范要要求，可不設(shè)設(shè)預(yù)拱度。2.9橫隔梁梁的設(shè)計2.9.1橫隔梁上的的可變作用計計算（G-M法）具有多根內(nèi)內(nèi)橫隔梁的橋橋梁，應(yīng)選取取最大受力處處橫隔梁計算算其作用效應(yīng)應(yīng)，其余橫隔隔梁依據(jù)該處處橫隔梁偏安安全地選用相相同的截面尺尺寸和配筋。在在計算最大受受力處橫隔梁梁的作用效應(yīng)應(yīng)時，偏安全全地假設(shè)橫梁梁位于跨中，按按跨中截面進進行計算。從主梁的計算中中已知，，當時，查G-M法計算用表表并進行內(nèi)插插計算，計算算結(jié)果見下表表。荷載位置置從0到-B間的各項數(shù)數(shù)值與0～B間數(shù)值對稱稱。圖2-14橫橫梁跨中截面面彎矩影響線線（尺寸單位位：cm）表2-38橫向彎矩影影響系數(shù)計算算表荷載位位置系數(shù)項B3B/4B/2B/40-2.300-0.116-0.008-0.1180.240-0.08400-0.0360.0200.0900.192-0.14600-0.08000-0.02800-0.208000.0480-0.02077-0.01133-0.00400-0.029550.0068-0.25077-0.12733-0.01200-0.147550.2468繪制橫梁跨中截截面的彎矩影影響線，加載載求（見圖2-114）.當兩列汽車分開開靠兩邊排列列時當兩列汽車同時時靠中間作用用時集中荷載換算成成正弦荷載的的峰值計算，可可采用下式式中——正正弦荷載的峰峰值；———主梁計算跨跨徑；———集中荷載的的數(shù)值；———集中荷載離支支點的距離。==33..897kNN/m橫梁跨徑為100m，沖擊系數(shù)數(shù)，可變荷載載彎矩效應(yīng)值值可按下式計計算式中———一半橋?qū)?m)，；——橫隔梁間距(m)，。在兩列汽車作用用下，所產(chǎn)生生的最大正彎彎矩為=313.333kN·m最大負彎矩為kN·m荷載組合：因為為橫梁彎矩影影響線的正負負面積很接近近，并且為預(yù)預(yù)制架設(shè)，恒恒載產(chǎn)生內(nèi)力力很小，故組組合時不計入入恒載內(nèi)力。汽車荷載效應(yīng)的的分項系數(shù)取取為1.4，則在承載載能力極限狀狀態(tài)下基本組組合設(shè)計值為為kN·mkN·m2.9.2橫梁梁截面配筋與與驗算（1）正彎矩配配筋：確定橫橫梁翼板有效效寬度。計算算跨徑的1/3：1000ccm/3=3333.3ccm相鄰鄰兩梁的平均均間距：475cmm式中———受壓區(qū)翼板板懸出板的厚厚度，=177.17cmm。橫梁翼板有效寬寬度取上述三三者中的較小小值，即，先先假設(shè)，則得得橫隔梁的有有效高度為。假設(shè)中性軸位于于上翼緣板內(nèi)內(nèi)，則有故整理得解得滿足要求的的最小的采用HRB3335鋼筋，鋼筋筋截面積，可可由下式計算算選用4根直徑為為20mm的HRB3335鋼筋，則，此此時，。而，滿滿足要求，其其中。驗算截面抗彎承承載力kN·m＞kN·m（2）負彎矩配配筋：取，則則，則有整理得：解得滿足條件的的最小采用HRB3335鋼筋，則負負彎矩區(qū)鋼筋筋截面積為選用4根直徑為為20mm的HRB3335鋼筋，則。此時驗算截面抗彎承承載力kN·m=464..49kN··m＞kN·m橫梁正截面配筋筋率計算＞＞最小配筋滿足要要求。2.9.3橫橫梁剪力效應(yīng)應(yīng)計算及配筋筋設(shè)計橫隔梁彎矩在靠靠近橋中線的的截面較大，而而剪力則在靠靠近兩側(cè)邊緣緣處的截面較較大。因此，本本設(shè)計可以只只取1號主梁右側(cè)側(cè)和2號主梁右側(cè)側(cè)截面計算剪剪力。（1）繪制剪力力影響線1）1號主梁右右側(cè)截面的影影響線計算eq\o\aac(○,1)當作用在計算算截面以右時時：（即為1號梁的的荷載橫向分分布影響線）eq\o\aac(○,2)當作用在計算算截面以左時時：2）2號主梁右右截面的剪力力影響線計算算eq\o\aac(○,1)當作用在計算算截面以右時時：如作用在3號梁梁軸上時：如作用在5號梁梁軸上時：eq\o\aac(○,2)當作用在計算算截面以左時時：如作用在1號梁梁軸上時：上述計算過程中中，表示當單單位荷載作用用于號梁軸上上時，號梁軸軸所受的作用用，可據(jù)前述述計算橫向分分布影響線的的過程求得。1號梁右截面2號梁梁右截面荷載以以軸重計算剪力效效應(yīng)計算kN考慮汽汽車組合系數(shù)數(shù)，并取汽車車荷載效應(yīng)的的分項系數(shù)為為1.4，取用的剪剪力效應(yīng)值為為kN抗剪承承載力驗算要要求kN＞kN=1777.65kkN則抗剪剪截面尺寸符符合要求。kN由于，可可不必進行斜斜截面抗剪承承載力的驗算算，只需按構(gòu)構(gòu)造進行配筋筋即可。選用RR235鋼筋為雙肢肢箍筋，間距距，則，箍筋配配筋率為＞，滿足要求求。2.10行車車道板的設(shè)計計行車道道板可按懸臂臂板（邊梁）和和兩端固結(jié)的的連續(xù)板（中中梁）兩種情情況來計算。2.10.1懸臂荷載效效應(yīng)計算因為寬寬跨比大于2，故按單向向板計算，懸懸臂長度為11.15m。1.永永久作用（1）主主梁架設(shè)完畢畢時橋面板板可視作800mm的單向懸懸臂板，計算算圖示見下圖圖。圖2-16懸臂臂板計算圖式式(尺寸單位:cm)懸臂板板根部一期永永久作用效應(yīng)應(yīng)為：彎矩：：Mg1=-0.55×0.188×1.15×255×0.82-1/33×0.5××0.12×1.15×255×0.82=-2.0224kN·m剪力：：Vg1=0.18×1.15×255×0.8+0.5××0.12×1.15×255×0.8=5.52kNN（2）成成橋后橋面現(xiàn)澆澆部分完工后，施加二期永久久作用，此時時橋面板可看看作凈跨徑為1.15m的懸臂單向向板，見上圖圖（c）。圖中：=00.18×1.15×255=5.1775kN/m，為現(xiàn)澆部部分懸臂板自自重；P=1.522kN，為人行行欄桿重力。二二期永久作用用效應(yīng)如下：：彎矩：：Mg2=-4.5×0..3×(1.155-0.5××0.3)-1.552×1=-2.877kN·m剪力：：Vg2=4.5×0..3+1.522=2.877kN（3）總總永久作用效效應(yīng)綜上，懸懸臂根部永久久作用效應(yīng)為為：彎矩：：Mg=-2.2004-2.87=-5.0774kN·m剪力：：Vg=5.52+2.87=8.39kNN2.可可變作用在邊梁梁懸臂處，僅僅有人群作用，見上圖圖（d）。彎矩：：Mr=-0.55×3.0××1.152==-1.988kN·m剪力：：Vr=3.0××1.15=3.97kNN3.承承載力極限狀狀態(tài)作用基本本組合按《橋橋通規(guī)》4.6.1條，Md=1.2MMg+1.4××0.8×MMr=-(1..2×5.0074+1..4×0.88×1.988)=-8.331kN·mVg=1.2Vg+1.4××0.8×VVg=1.2××8.39+11.4×0..8×3.997=14.511kN2.10.2連續(xù)板荷載載效應(yīng)計算對于梁梁肋間的行車車道板，在橋橋面現(xiàn)澆部分分完工后，實質(zhì)質(zhì)上是一個支支承在一系列列彈性支承上上的多跨連續(xù)續(xù)板，一般采用較簡便的近似方方法進行計算算。對于彎矩矩，先計算出出一跨度相等等的簡支板在在永久作用和和活載作用下下的跨中彎矩矩，再乘以偏偏安全的經(jīng)驗驗系數(shù)多加修正。彎矩修正系系數(shù)可據(jù)板厚t與梁肋高度度h的比值來取用。本設(shè)計計，即主梁抗抗扭能力較大大，取跨中彎彎矩：MC=+0.55m0；支點彎矩矩MR=-0.77m0。對于剪力力，可不考慮慮板和主梁的的彈性固結(jié)作作用，將簡支板的支支點剪力視為連續(xù)板的的支點剪力。以下分別計算連續(xù)板的跨中及支點作用效應(yīng)值。1.永永久作用（1）主主梁架設(shè)完畢畢時橋面板板可視作800mm長的懸臂單單向板，其根根部一期永久久作用效應(yīng)為為：彎矩：：MG1=-2.0224kN·m剪力：：VG1=5.52kNN（2）成成橋后據(jù)《公公預(yù)規(guī)》4.1.2條，梁肋間間的板，其計計算跨徑照下列原則取用：計算彎彎矩時，，但但不大于，本本設(shè)計=2.3+0..18=2.48m計算剪剪力時，；本本設(shè)計=2.3m。式中：—板的計計算跨徑——板的凈跨徑徑TT—板的厚度bb—梁肋的寬度度計算圖圖示見下圖。圖2-17二二期永久作用用圖式(尺寸單位:cm)上圖中中：g1=4.5kN/m；g2=(1.42++6.26++8.02))/3=5..233kNN/m，取橋面鋪裝裝層重的均值值，是二期永永久作用。計算得得到簡支板跨跨中二期永久久作用彎矩和和支點二期永永久作用剪力力為：Mg22=(0.4445+0.62)×00.3×4.5+0..5×2.448×0.62×5.2333=5.46kNN·mVg22=0.5×（0.64++0.36）×0.7×4.5+0.5×1..15×2.0×5.2333=7.59kNN(3)總總永久作用效效應(yīng)綜上可可得，支點截截面永久作用用彎矩為：mmsg=-2.0224-0.77×5.466=-5.855kN·m支點截截面永久作用用剪力為：VVsg=5.52+7.59=13.111kN跨中截截面永久作用用彎矩為：MMcg=0.55×5.466=2.73kNN·m2.可可變作用按《橋橋通規(guī)》4.3.1條，橋梁結(jié)結(jié)構(gòu)局部加載載時，汽車荷荷載采用車輛輛荷載。由《橋通規(guī)》表4.3.11-2知，后輪著地地寬度b1及長度a1為：a1=0.2m，b1=0.6m平行于于板跨徑方向向的荷載分布布寬度：b=b1+2h=0.6++2×（0.08++0.2）/2=0.888m（1）車車輪在板的跨跨徑中部時垂直于于板跨徑方向向的荷載分布布寬度：a=aa1+2h+=0.2++2×(0.08++0.2)//2+2.445/3=11.30m≤=1.65m，取a=1.65m，此刻后輪的有有效分布寬度度產(chǎn)生疊加，應(yīng)求兩車輪的的有效分布寬寬度a=1.65+1.44=3.055m,折合成一個個荷載的有效效分布寬度aa=3.05/22=1.5225m。（2）車車輪在板的支支承處垂直于板跨徑方方向荷載的有有效分布寬度度：a′=a1+22h+t=0.2++2×（0.08++0.2）/2+0.118=0.66m（3）車車輪在板的支支承周圍，距支點點為時垂直于于板跨徑方向向荷載的有效效分布跨度：：a=a1+2h+t+2=0.66+2將增車車后輪作用于于板中央，求求得簡支板跨跨中最大可變變作用的彎矩矩為：計算支點點剪力時，可可變作用盡可可能布置梁肋肋邊緣近端?？紤]了了對應(yīng)的有效分分布工作寬度度后，一米板寬承受受的分布荷載載如圖1-118所示。支點剪剪力Vsp的計算公公式為：，式中：代入上式，得到到Vsp=1.33×(45.9×00.809+14.788×0.9++45.9×0.36++4.75××0.10))=87.666kN綜上，可得連續(xù)續(xù)板可變作用用效應(yīng)如下：：支點截面彎矩：：Msp=-0..7×30..43=-21.330kN·m支點截面剪力：：Vsp=87.666kN跨中截面彎矩：：mCp=0.5××30.433=15.22kNN·m圖2-18簡簡支板可變作作用(汽車)計算圖示(尺寸單位:cm)3.作作用效應(yīng)組合合按《橋橋通規(guī)》4.6.1條，進行承載能能力極限狀態(tài)態(tài)作用效應(yīng)基基本組合。支點截截面彎矩：1.2MsG+1.4Msp=-1..2×5.885-1.44×21.330=-36.884kN·m支點截截面剪力：1.2VsG+1.4Vsp=1.22×13.111+1.44×87.666=138.446kN跨中截截面彎矩：1.2MCG+1.44MCp=1.2××2.73+11.4×15.22=224.58kNN·m2.10.3截面設(shè)計、配配筋和承載力力驗算懸臂板板和連續(xù)板支點點采用同樣的抗彎鋼鋼筋，故僅需按其中最最不利荷載效效應(yīng)配筋，即即。高度為3000mm，保護層層凈厚度a=30mm，若選用用的HRB335鋼筋，則有有效高度h0為：按《公公預(yù)規(guī)》5.2.2條有：，即解方程得x=00.005888m驗算ξξbh0=0.566×0.2664=0.114784mm＞0.005588m，滿滿足要求。按《公公預(yù)規(guī)》5.2.2條：查每米米寬板內(nèi)的鋼鋼筋截面表，當當選用的HRB335鋼筋時，鋼鋼筋間距為115cm，As=754mm2。實際配筋面面積大于計算算面積，故承承載力驗算可可忽略。連續(xù)板跨中截面面處的抗彎鋼鋼筋計算同上上，為了使施施工方便，取取板上下翼緣緣配筋相同，均均采用的HRB335鋼筋。按《公公預(yù)規(guī)》5.2.9條，矩形截截面受彎構(gòu)件件的截面尺寸寸應(yīng)符合以下下要求，即：：滿足最最小尺寸要求求。按《公公預(yù)規(guī)》5.2.110條，若結(jié)果符符合以下公式式，則不需要要進行斜截面面抗剪承載力力驗算，有：：故不需需進行斜截面面抗剪強度驗驗算，僅按構(gòu)構(gòu)造要求配筋筋。按《公預(yù)規(guī)》第第9.2.5條，板內(nèi)應(yīng)應(yīng)設(shè)垂直于主主筋的分布鋼鋼筋，直徑應(yīng)應(yīng)大于8mm，間距不應(yīng)大大于200mm，因此本本設(shè)計中板內(nèi)內(nèi)分布鋼筋采采用φ8@200mm。2.11雙柱柱式橋墩和鉆鉆孔灌注樁的的設(shè)計資料1.地地質(zhì)水文資料料地基土土為密實細砂砂夾礫石，地地基土比例系系數(shù)為；地基土土的極限摩阻阻力為；地基土土的內(nèi)摩擦角角，粘結(jié)力；地基容容許承載力為為；土重度度；地面標標高335.334m，常水位338.220m，最大沖刷刷線高程為330.660m。2.材材料及工藝混凝土土：蓋梁和墩墩柱采用C30混凝土，系系梁及鉆孔灌灌注樁均采用用C25混凝土。鋼筋：蓋梁及墩墩柱主筋采用用HRB4000鋼筋，其它它均用HRB3335鋼筋；3.橋橋墩尺寸參考標標準圖，選用用圖2-19所示的結(jié)構(gòu)構(gòu)尺寸。圖2-19橋橋墩尺寸（尺尺寸單位：cm)2.12蓋梁計計算2.12.1荷載計算1.上部構(gòu)造恒恒載上部構(gòu)構(gòu)造恒載如表表2-39所示示表2-39上部部構(gòu)造恒載每片邊梁自重KKN/m每片中梁自重KKN/m一孔上部結(jié)構(gòu)總總重（KN）每個支座的恒載載反力（KN）1,5號梁2,4號梁3號梁3642.4331、5號梁2,4號梁3號梁31.3232.2634.02312.57321.95339.522.蓋蓋梁自重及內(nèi)內(nèi)力計算：圖2-20蓋蓋梁尺寸圖（尺尺寸單位：cm）表3-40蓋蓋梁自重及內(nèi)內(nèi)力計算截面編號自重（KN）彎矩（KN/mm）剪力（KN）Q左Q右1-1-31.25-31.252-2-121.255-121.2553-3-176.2553854-42862865-50.000.003.可可變荷載計算算（1）可可變荷載橫向向分布系數(shù)計計算荷載對對稱布置時用用杠桿原理法法，非對稱布布置時用偏心心受壓法。①對稱稱布置公路--Ⅱ級車輛荷載載布置見圖2-21～圖2-24圖2-21單單列車、對稱稱布置（尺寸寸單位：cm）圖2-22雙雙列車、對稱稱布置（尺寸寸單位：cm）圖2-23三三列車、對稱稱布置（尺寸寸單位：cm）圖2-24人人群荷載（尺尺寸單位：cm）橫向分布系數(shù)的的計算列于表表2-41。表2-41對稱布置時時可變荷載橫橫向分布系數(shù)數(shù)可變荷載布置單列車0.000.180.640.180.00雙列車0.000.620.380.620.00三列車0.300.820.860.820.30人群荷載1.10-0.100.000-0.101.10②非對對稱布置公路--Ⅱ級車輛荷載載布置見圖2-25人群荷荷載（圖2-26）；單側(cè)有有人群圖2-25非非對稱布置（尺尺寸單位：cm）由，已知n=55，，橫向分布布系數(shù)的計算算列于表2-41。表2-42非對稱布置置時可變荷載載的橫向分布布系數(shù)可變荷載布置e單列車3.10.450.320.200.08-0.05雙列車1.550.320.260.200.140.08三列車00.200.200.200.200.20人群荷載5.250.620.410.20-0.01-0.22(2))按順橋向可可變荷載移動動情況，求得得支座荷載反反力的最大值值①公路路-Ⅱ級A.單單孔布載（圖圖2-27）單列車車：,雙列車：2B==592.995kN;三列車：3B==889.442kN;B.雙雙孔布載（圖圖2-27）圖2-26單單孔、雙孔布布載圖2-27人人群荷載單列車車：雙列車車：2B=8886.85kkN；三列車：3B=13330.277kN；②人群群荷載（圖2-28）單孔布布置（一側(cè)）：：,雙孔布置（一側(cè)側(cè)）：計算方法對稱布置按杠桿桿法計算梁號12345公路-Ⅱ級單行列車單孔B296.47R10.0053.36189.7453.360.00雙孔B443.42R10.0079.82283.7979.820.00雙行列車單孔B592.95R10.00367.63225.32367.630.00雙孔B886.85R10.00549.85337.00549.850.00三行列車單孔B889.42R1266.83729.32764.90729.32266.83雙孔B1330.277R1399.081090.8221144.0331090.822399.08人群荷載單孔B27.99R130.79-2.800.00-2.8030.79雙孔B55.98R161.58-5.600.00-5.6061.58計算方法非對稱布置按偏偏心壓力法計計算梁號12345公路-Ⅱ級單行列車單孔B296.47R1133.4194.8759.2923.72-14.82雙孔B443.42R1199.54141.8988.6835.47-22.17雙行列車單孔B592.95R1189.74154.17118.5983.0147.44雙孔B886.85R1283.79230.58177.37124.1670.95三行列車單孔B889.42R1177.88177.88177.88177.88177.88雙孔B1330.277R1266.05266.05266.05266.05266.05人群荷載單孔B27.99R117.3511.485.60-0.28-6.16雙孔B55.98R134.7122.9511.20-0.56-12.32表2-43可變變荷載橫向分分布后各梁的的支點反力可變荷荷載橫向分布布后各梁的支支點反力計算算公式：可變荷荷載橫向分布布后各梁的支支點反力見表表2-43。（4）各各梁永久荷載載和可變荷載載的反力組合合表2-44各梁永久荷荷載和可變荷荷載的反力組組合（單位：kN）編號荷載情況1號梁2號梁3號梁4號梁5號梁1恒載625.14643.90679.04634.90625.142單車對稱0.0098.82351.3398.820.003單車非對稱247.03175.66109.7943.91-27.454雙車對稱0.00680.71417.21680.710.005雙車非對稱351.33285.46219.58153.7187.846三車對稱494.061350.4441416.3111350.444494.067三車非對稱329.37329.37329.37329.37329.378人群對稱76.24-6.930.00-6.9376.249人群非對稱42.9728.4113.87-0.69-15.25101+2+8701.38735.791030.377726.79701.38111+2+9668.11771.131044.244733.03609.89121+3+8948.41812.63788.83671.88673.93131+3+9915.14847.97802.7678.12582.44141+4+8701.381317.6881096.2551308.688701.38151+4+9668.111353.0221110.1221314.922609.89161+5+81052.711922.43898.62781.68789.22171+5+91019.4442534.1552480.3442431.2442291.777181+6+81195.4441987.4112095.3551978.4111195.444191+6+91162.1772022.7552109.2221984.6551103.955201+7+81030.755966.341008.411957.341030.755211+7+9997.481001.6881022.288963.58939.26影響線長度按雙雙孔計，即為為，表中汽車車荷載已計入入沖擊系數(shù)和和多車道橫向向折減系數(shù)。計計算結(jié)果見表表2-44。4.雙雙柱反力計算算（圖2-29）雙柱反反力的計算公公式為：由表22-45可知，偏載載右邊的立柱柱反力最大（），并由荷載組合17時控制設(shè)計。此時=4512kN，=6244kN。圖2-28雙雙柱反力計算算（尺寸單位位：cm）表2-45雙柱反力計算算編號荷載組合反力編號荷載組合反力（kN）G1（kN）G1101+2+81951.100161+5+82460.088111+2+91968.255171+5+94512.166121+3+82193.399181+6+84229.277131+3+92210.555191+6+94246.422141+4+82565.933201+7+82500.044151+4+92583.088211+7+92517.1992.12.22內(nèi)力計算1.恒恒載加可變荷荷載作用下的的各截面的內(nèi)內(nèi)力（1）彎彎矩計算為求得得最大彎矩值值，支點負彎彎矩取非對稱稱布置時的數(shù)數(shù)值，跨中彎彎矩取對稱布布置時的數(shù)值值。表2-46各截面彎矩矩計算荷載組合情況墩柱反力（kNN）梁的反力（kNN）各截面彎矩（kkN?m）截面2-2截面3-3截面4-4截面5-5101951.100701.38735.79-1951.110-3902.11972.682110.288111968.255668.11771.13-1968.225-3936.550167.962211.500122193.399948.41812.63-2193.339-4386.778-302.1331770.399132210.555915.14847.97-2210.555-4421.110-206.8441871.644142565.933701.381317.688-2565.993-5131.885626.032749.277152583.088668.111353.022-2583.008-5166.116721.312850.499162460.0881052.711922.43-2460.008-4920.116-312.4332001.122174512.1661019.4442534.155-4512.116-9024.3331614.2995126.011184229.2771195.4441987.411-4229.227-8458.553937.294853.422194246.4221162.1772022.755-4246.442-8492.8841032.5774954.644202500.0441030.755966.34-2500.004-5000.007-223.7662114.666212517.199997.481001.688-2517.119-5034.338-128.4882215.888按圖2--30給出的位置置，各截面彎彎矩計算公式式如下：（2）相相應(yīng)最大彎矩矩值時的剪力力計算計算公公式為：截面11-1：，截面22-2：截面33-3：，截面44-4：，截面5-5：，表2-47各各截面剪力計計算荷載組合情況梁的反力（kNN）截面1-1截面2-2G1R1R2R3R4Q左Q右Q左Q右101951.100701.38735.791030.377726.790.00-701.388-701.388-701.388111968.255668.11771.131044.244733.030.00-668.111-668.111-668.111122193.399948.41812.63788.83671.880.00-948.411-948.411-948.411132210.555915.14847.97802.70678.120.00-915.144-915.144-915.144142565.933701.381317.6881096.2551308.6880.00-701.388-701.388-701.388152583.088668.111353.0221110.1221314.9220.00-668.111-668.111-668.111162460.0881052.711922.43898.62781.680.00-1052.771-1052.771-1052.771174512.1661019.4442534.1552480.3442431.2440.00-1019.444-1019.444-1019.444184229.2771195.4441987.4112095.3551978.4110.00-1195.444-1195.444-1195.444194246.4221162.1772022.7552109.2221984.6550.00-1162.117-1162.117-1162.117202500.0441030.755966.341008.411957.340.00-1030.775-1030.775-1030.775212517.199997.481001.6881022.288963.580.00-997.488-997.488-997.488續(xù)表2-47荷載組合情況截面3-3截面4-4截面5-5Q左Q右Q左Q右Q左Q右10-701.3881249.7221249.7221249.722513.93-516.44411-668.1111300.1441300.1441300.144529.01-515.23312-948.4111244.9881244.9881244.988432.35-356.48813-915.1441295.4111295.4111295.411447.44-355.26614-701.3881864.5551864.5551864.555546.87-549.38815-668.1111914.9771914.9771914.977561.95-548.17716-1052.7711407.3771407.3771407.377484.94-413.68817-1019.4443492.7223492.7223492.722958.57-1521.77718-1195.4443033.8333033.8333033.8331046.422-1048.99319-1162.1173084.2553084.2553084.2551061.500-1047.77220-1030.7751469.2991469.2991469.299502.95-505.46621-997.4881519.7111519.7111519.711518.03-504.255表2-48蓋蓋梁內(nèi)力匯總總各截面內(nèi)力1-12-23-34-45-5彎矩M（kN?m）自重-6.88-120.000-305.000114.311324.100荷載0-4512.116-9024.3331614.2995126.011計算-6.88-4632.116-9329.3331728.6006450.111剪力Q（kN）自重左-31.25-121.255-176.255286.000.00右-31.25-121.255385.00286.000.00荷載左0-1019.444-1019.4443492.722958.57右-1019.444-1019.4443492.7223492.722-1521.777計算左-31.25-1140.669-1195.6693778.722958.57右-1050.669-1140.6693877.7223778.722-1521.7772.蓋蓋梁內(nèi)力匯總總表2--48中各截面內(nèi)內(nèi)力均取表2-46和表2-47中的最大值值2.12.3蓋梁各截面面的配筋設(shè)計計與承載力校校核采用CC30混凝土，HRB4000鋼筋，保護護層厚度為5cm，，。正截面面抗彎承載力力驗算計算公公式為：以下取取5-5截面作配筋筋設(shè)計。已知知：跨中高，寬寬，則有效高高度，取，-93299.33kNN?m，即解得：：，滿足要求求。所需要要的鋼筋面積積：選用32鋼筋，根。實實際選用22根32鋼筋，。配筋筋率：。以實際際承載力為：：表2-49各截面鋼筋筋量計算表截面號彎矩M（kN??m）所需鋼筋面積（）32鋼筋根數(shù)實際選用含筋率（%）根數(shù)（）1-1-6.88——1187.960.2052-2-4632.11684.994.741187.960.2053-3-9329.333163.4521.0122173.950.2634-41728.60030.274.371187.960.2055-56450.111113.0115.1216124.180.247驗算符合合要求。其他他截面的配筋筋設(shè)計過程略略，結(jié)果列于于表2-49。1.斜斜截面抗剪承承載力驗算按《公公橋規(guī)》5.2.9條規(guī)定：當當時，則構(gòu)件件截面尺寸滿滿足構(gòu)造要求求?，F(xiàn)取最大大剪力，對于于3-3截面，，因為為，所以構(gòu)件件截面尺寸滿滿足要求。按《公公橋規(guī)》5.2.9條規(guī)定：當當可不進行斜斜截面抗剪承承載力計算，僅僅需按《公橋橋規(guī)》9.3.113條構(gòu)造要求求配置箍筋，此此處需進行斜斜截面抗剪承承載力計算，過過程略。2.全全梁承載力校校核由表22-48可繪制蓋梁梁的彎矩包絡(luò)絡(luò)圖，并進行行全梁承載力力校核。2.13橋墩墩墩柱計算墩柱尺尺寸見圖3-19,墩柱直徑為1.8m，采用C30混凝土，R335級鋼筋。2.13.1荷載計算1.恒載計算由前面面的計算結(jié)果果得（1）上上部構(gòu)造恒重重，一孔重（2）蓋蓋梁自重（半半根蓋梁）：：（3）墩墩柱自重：（4）橫橫系梁重：作用在在墩柱底面恒恒載垂直力為為：2.汽車荷載計計算（1）公公路--Ⅱ級①單孔孔荷載單列車車：,,=+=296..47相應(yīng)的的制動力：T=2966.47210%=559.29按《橋橋規(guī)》取制動動力為165.000KN雙列車車：2B=5922.95KNN相應(yīng)的制動力：：按《橋橋規(guī)》取制動動力為165.000KN三列車車：相應(yīng)的的制動力:②雙孔孔荷載單列車車:,,==443..42KN相應(yīng)的的制動力:,取制動力為為雙列車車:相應(yīng)的的制動力:三列車車:相應(yīng)的的制動力:（2）人人群荷載①單孔孔行人（單側(cè)側(cè)）：,②雙孔孔行人（單側(cè)側(cè)）：,汽車荷荷載中雙孔荷荷載產(chǎn)生支點點處最大的反反力值，即產(chǎn)產(chǎn)生最大的墩墩柱垂直力；；汽車荷載中中單孔荷載產(chǎn)產(chǎn)生最大的偏偏心彎矩，即即產(chǎn)生最大的的墩柱底彎矩矩。3.雙雙柱反力橫向向分布計算(1))汽車荷載單列車車：雙列車車：三列車車：（2）人人群荷載（圖圖2-30）單側(cè)：：雙側(cè)：圖2-29汽汽車及人群荷荷載（尺寸單單位:cm）4.荷荷載組合(1))最大最小垂垂直反力計算算最大最最小垂直反力力計算見表2-50。表2-50可可變荷載組合合垂直反力計計算（雙孔）編號荷載情況最大垂直反力（KN）最小垂直反力（KN）橫向分布i()橫向分布BX1汽車荷載單列車0.943492.57-0.057-29.772雙列車0.721753.230.289301.923三列車0.5×0.778611.150.5×0.778611.154人群荷載單側(cè)行人1.2541.22-0.25-8.245雙側(cè)行人0.50032.970.5032.97（2）最最大彎矩計算算最大彎矩計算見見表2-512.13.2截面配筋計計算及應(yīng)力驗驗算1.作作用于墩柱頂頂?shù)耐饬Γ▓D圖2－32）（1）垂垂直力編號荷載情況墩柱頂反力計算算垂直力（KN）水平力（KN）對柱頂中心的彎彎矩（KN.M）()X0.251上部構(gòu)造與蓋梁梁重－－－2382.4660.000.000.002汽車荷載雙列車296.47xx2x0.772x1.1178503.610.00503.61165.0/22=82.55125.90186.45三列車296.47xx3x0.339x0.778x1.1178408.620.00408.62270.5/22=135..25102.15305.673人群單孔雙側(cè)55.98x22x0.532.970.0032.97－8.24－表2-51可可變荷載組合合最大值彎矩矩計算（單孔孔）（2）最最大垂直力:（3）最最小垂直力（需需要考慮與最最大彎矩相適適應(yīng)）得：水平力力：彎矩：：2.作作用于墩柱底底的外力3.截截面配筋計算算已知墩柱頂用CC30混凝土，采采用3018R3335鋼筋，，則縱縱向鋼筋配筋筋率由于/（）==2x5.55/（2x0.9）=6.111<7,故不計3偏心增加系系數(shù)，取==1.0。（1）雙雙孔荷載最大垂垂直力時，墩墩柱頂按軸心心受壓構(gòu)件驗驗算，根據(jù)《公公橋規(guī)》5.3.1條規(guī)定：滿足規(guī)規(guī)范要求。（2）單單孔荷載最大彎彎矩時，墩柱柱頂按最小偏偏心受壓構(gòu)件件驗算:取=11.0，。根據(jù)《公公橋規(guī)》5.3.9規(guī)定，偏心心受壓構(gòu)件承承載力計算應(yīng)應(yīng)符合下列規(guī)規(guī)定：設(shè)g==0.88，代入整理得得：按《公公橋規(guī)》提供供的附錄C表C.O.2“圓形截面鋼鋼筋混凝土偏偏心構(gòu)件正截截面抗壓承載載力計算系數(shù)數(shù)表”，經(jīng)試算得得各系數(shù)A,B,CC,D為：設(shè)=1..14，A=2.99001，B=0.22040，C=2.66084，D=0.44486代入后：則墩柱承承載力規(guī)范要要求。2.14鉆孔灌灌注樁計算鉆孔灌灌注樁直徑為為1.8m，采用C25水下混凝土土，R335鋼筋，樁身身混凝土的受受壓彈性模量量為=。2.14.1荷荷載設(shè)計每一根根樁承受的荷荷載為（圖2-32）1.一一孔恒載反力力：2.蓋蓋梁恒重反力力：3.系系梁恒重反力力：4.一一根墩柱恒重重：作用于于樁頂?shù)暮爿d載反力：5.灌灌注樁每延米米自重：6.可可變荷載反力力：（1）兩兩跨可變荷載載反力：=7790.855(三列車)，=41..60(人群荷載單單側(cè)）（2）單單跨可變荷載載反力：=503.661（兩列車車），=332.97((人群荷載雙雙側(cè))（3）制制動力：作用在在支座中心距距樁頂距離為為。7.作作用于樁頂?shù)牡耐饬Γ?（雙孔)=（單孔）8..作用于地面面處樁的外力力（圖2-33）：圖2-31一根樁承受受的荷載圖2-32樁樁頂?shù)耐饬?.14.2樁樁長計算由于假假定土層是單單一的，可由由確定單樁容容許承載力的的經(jīng)驗公式初初步計算樁長長。灌注樁最最大重刷線以以下的樁長為為h，則有[N]=式中：U樁周長?？伎紤]用旋轉(zhuǎn)式式鉆機，成孔孔直徑增大5cm，則U=5.002m;樁壁極