預應力混凝土空心板橋設計畢業(yè)設計

目錄 一、水文計算 41.1橋位計算 41.1.1設計流量 41.1.2設計水位 6 8 81.3.1一般沖刷 81.3.2局部沖刷(按“65-1”修正式計算) 二、設計資料 2.1設計荷載 h....................2.2橋面跨徑及橋?qū)?2.3主要材料 2.3.3板式橡膠支座 2.3.4施工工藝 2.3.6設計依據(jù) 三、預應力簡支空心板橋結(jié)構(gòu)計算 3.3.6主梁內(nèi)力組合 32 363.5.1換算截面面積 3.5.2換算截面重心位置 523.8變形計算 55 3.9.2跨中截面預應力鋼絞線拉應力P驗算 3.9.3斜截面主應力驗算 3.10短暫狀態(tài)應力驗算 3.10.1跨中截面 3.10.3支點截面 3.11最小配筋率復核 3.12鉸縫計算 3.12.1鉸縫剪力計算 3.13.2確定支座的厚度 3.13.3驗算支座的偏轉(zhuǎn)情況 4.1蓋梁計算 4.1.1上部結(jié)構(gòu)永久荷載見表4-1 4.1.2蓋梁自重及內(nèi)力計算(圖4-1)見表4-2 4.1.3.可變荷載計算 4.1.4上部荷載與活載反力匯總結(jié)果(表5-6) 4.1.6蓋梁的配筋設計 4.3樁基設計 4.3.2樁的內(nèi)力計算 4.3.4支座摩阻力 4.5荷載組合匯總 4.6地基承載力驗算 4.6.2基底壓力計算 4.7基底的偏心距驗算 致謝 參考文獻 1越濱江南路后與長江南路平交，另外河西岸設有半在設計過程中，得到了楊俊老師及路橋教研室其他老師的悉心指導，謹此表示感謝!2關鍵詞：預應力混凝土空心板橋樁柱式橋墩埋置式橋臺3Thedesignusesaprestressedconcreteslabbridge,spanarmainbeamofvariablecross-sectionhollow.Theheightoftheslabonthesupportis0.85m,anddThisessayfocusesonthedesignandcalculatiainbridgedesign.SecondlyperformthefdKeywords:PrestressedconcteteHollowSlabPost-41.1橋位計算1.1.1設計流量平山水文站水文基線位于擬建橋梁上游80m處，該站可提供1962年至1990年的逐年最大流量Q,與相應水位H,的連續(xù)觀測資料。過水面積A和水面寬度B可根據(jù)河流橫斷面以下以下以下心心心心1樁號名26千名.古古+十高色名名4罩圖1-1河流橫斷面圖連續(xù)觀測資料年限，n=1990-1962+1=29(年),現(xiàn)將Q系列資料按遞降排列。5序號備注序號備注1236435266748296332136變差系數(shù)：則設計流量1.1.2設計水位橋位河段比降i=0.0038橋位中線斷面設計水位：1.1.3橋孔凈長7有關參數(shù)詳見下表。樁號距離水位水深h/m始000002終0∑水力半徑平均水深8糙率系數(shù)選取m=36,則斷面流量可見誤差很小。橋孔凈長：故橋梁布孔方案按240m左右為宜。布孔方案為：12×20m1.2橋面標高從橋軸中線位置計算。該橋橋面凈空：凈7.0+2×0.75m。根據(jù)現(xiàn)場調(diào)查壅水值0.4m,浪高取0.6m,共為1.0m,主梁高1.5m,橋面鋪裝為10cm厚防水混凝土(C30)上鋪5cm厚瀝青混凝土，橋面設雙向橫坡i=0.015。則橋軸中線處橋面設計標高為：=129.5+1.00+0.5+(1.5+0.03+0.06+41.3.1一般沖刷(1)用“64-2”計算，取墩柱直徑1.0m。故表1.3過水面積計算表9樁號距離D/m地面高程000一一一一0∑—一(2)用“64-1”式計算橋臺臺前錐坡阻水平均寬，兩臺共暫取4m,則實際橋孔凈長：L;=L-nb-ZB?利用河床土質(zhì)篩分資料計算其平均粒徑：墩前沖刷后流速泥沙啟動流速起沖流速按動床沖刷情況計算橋位中線斷面設計水位(按65-2式)1.3.3墩臺基礎最大沖刷橋墩處的最低沖刷線高程橋墩處最大沖刷深度2.1設計荷載本橋設計荷載等級確定為汽車荷載(公路-I級),人群荷載為3.0kN/m2。2.3主要材料2.3.1混凝土2.3.2鋼筋抗拉標準強度fk=1860MP,彈性模量E,=1.95×10?MP。采用后張法施工工藝，預應力2.3.3板式橡膠支座2.3.4施工工藝2.3.6設計依據(jù)三、預應力簡支空心板橋結(jié)構(gòu)計算3.1構(gòu)造形式以及尺寸選定板，6塊中板)每塊中板寬1m,板厚85cmfa=1260MP,彈性模量E,=1.95×10?MP。C50混凝土空心板的抗拉強度標準值圖3-1橋梁橫斷面圖(單位：cm)圖3-2空心板截面構(gòu)造尺寸圖(單位：cm)3.2空心板毛截面幾何特性計算本設計預制空心板的毛截面幾何特性采用分塊面積累加法計算，如圖3-3所示，過預制中板預制邊板圖3-3預制中板、邊板斷面分塊示意圖(單位：cm)先按長和寬分別為板輪廓的長和寬的矩形計算，然后與圖中所示的挖空面積疊加，疊加時挖空部分按負面積計算，最后再用邁達斯civil進行校核。3.2.1.3毛截面對重心軸的慣性矩I=ZI;+ZI1=42728449-169837表3.1預制中板的毛截面幾何特性分塊號各分塊面積A/cm2重心距上緣面積矩對重心慣性矩重心到截面重12335455659全截面合計893.2.2邊板3.2.2.1毛截面面積3.2.2.2毛截面重心至截面上緣距離3.2.2.3毛截面對重心軸的慣性矩I=ZI;+ZI!=42770062+223表3-2預制邊板的毛截面幾何特性分塊號各分塊面積重心距上緣面積矩對重心慣性矩，/cm4重心到截面重心D,/cm12384556578全截面合計3.3作用效應計算3.3.1永久作用效應計算中板：g?=A,y=4827×10?×25=12.07(KN/m)邊板：g?=A,y=5394×10?×25=13.49(KN/m)中板：g?=(104×85-π×302-4827×10?×24=2.845kN/m邊板：g?=(100×85+10×25+5×25÷2-π×302-5394×10?3.3.1.3橋面系自重(三期恒載)(1)單側(cè)人行道5cm沙墊層：0.05×0.6×20=0.6kN/m路緣石：0.15×0.35×24=1.26kN/m17cm二灰土：0.17×0.6×19=1.93kN/m10cm現(xiàn)澆混凝土：0.1×0.6×24+0.05×0.15×24=1.62kN/m人行道總重：1.104+0.6+1.26+1.938+1.62=6.522kN/m取6.5kN/m。(2)行車道部分：橋面鋪裝采用等厚度10cm厚C40防水混凝土，和5cm厚瀝青混凝土，則全橋?qū)掍伱?3)單側(cè)欄桿：參照其他橋梁，取單側(cè)1.5kN/m則邊板：g?=6.5+1.5=8kN/m3.3.1.4恒載內(nèi)力計算(1)主梁恒載總和表3-3主梁恒載綜合表板荷載第一期荷載g第二期荷載g?第三期荷載g?中板邊板8(2)計算公式：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：簡支梁恒載內(nèi)力計算結(jié)果見下表。表3-4恒載內(nèi)力匯總表項目內(nèi)力支點——————一期恒載中板邊板二期恒載中板邊板7三期恒載中板邊板中板邊板3.3.2可變作用效應計算汽車荷載采用公路-I級荷載，它由車道荷載級車輛荷載組成?！锻ㄓ靡?guī)范》規(guī)定橋梁結(jié)構(gòu)整體計算采用車道荷載。3.3.2.1荷載橫向分布系數(shù)計算(1)支座處的荷載橫向分布系數(shù)m。計算按杠桿原理法計算。首先，繪制橫向影響線圖，在橫向線上按最不利荷載布置，如圖4-6所示車輛荷教車輛奇教①1號板：②2號板：③3號板：④4號板：3.3.2.2跨中的荷載橫向分布系數(shù)m。計算預制板間采用企口縫連接，所以跨中的荷載橫向分布系數(shù)按鉸接板法計算?？招陌宓膭偠葏?shù)代入剛度參數(shù)計算公式得剛度參數(shù)3.3.2.3計算跨中荷載橫向分布系數(shù)從《橋梁設計手冊》(上冊)中的鉸接板荷載很想分布影響線用表(附表)中查表，表3-5鉸接板荷載橫向分布影響線板號Y單位荷載作用位置(i號板中心)123456781234茁180車輛荷載車輛菊載車輛荷載車輛荷載事輛荷載180車輛荷載圖3-6按鉸接板法計算荷載橫向分布系數(shù)3.3.2.4計算各塊板的荷載橫向分布系數(shù)在影響線上橫向按最不利位置布置荷載后，就可以通過相應影響線坐標值求得各板的首先，繪制影響線于上圖中。根據(jù)“通規(guī)”要求，計算汽車荷載時，多車道折減系數(shù)不見得橫向布置的車隊越多，荷載橫向分布系數(shù)就越大。①1號板：汽車荷載：按兩列布置：人群荷載：m=Ση=0.189+0.08②2號板：按兩列布置：人群荷載：m=Ση=0.163+0③3號板：汽車荷載：按兩列布置：人群荷載：m=Ση=0.138+0.099=0.2④4號板：汽車荷載：按兩列布置：人群荷載：m=Zη=0.103+0.123.3.3荷載橫向分布系數(shù)匯總表3-6橫向分布系數(shù)匯總表荷載類別l234m汽車人群000根據(jù)上述結(jié)果可以繪出荷載橫向系數(shù)沿橋跨變化的情況。對于無中間橫隔梁或者僅有3.3.4活載內(nèi)力計算采用直接加載求汽車荷載內(nèi)力及人群荷載內(nèi)力，計算公式為：3.3.4.1公路-1級荷載計算計算彎矩效應時計算剪力效應時P=1.2×238=285.6kN3.3.4.2計算沖擊系數(shù)μ因為1.5Hz≤f≤14Hz,所以μ=0.1767nf-0.0157=0.265-0.0157=0.2503.3.4.3以一號板為例，來求解活載內(nèi)力當計算簡支梁個截面的最大彎矩和跨中最大剪力時，可以近似的取用不變的跨中橫向數(shù)在梁端區(qū)段內(nèi)發(fā)生變化所產(chǎn)生的影響。圖3-8跨中截面內(nèi)力計算圖示跨中截面彎矩影響線面積：M?=(1+μ)×5[mqΩ+mpeyk]跨中截面剪力影響線面積：Q=1.25×1.0×(0.271×10.5×2.438+0.271×1.2×238×0.5)=57.05kN1)彎矩：L/4截面彎矩影響線面積：M,=0.278×(3.0×0.75)×35.65=22.30kN·m2)剪力：L/4截面剪力影響線面積：Q?=1.25×1.0×(0.271×10.5×5.484+0.271×1.1)彎矩：L/8截面彎矩影響線面積：M,=0.278×(3.0×0.75)×20.8=13.01kN·m2)剪力：L/8截面剪力影響線面積：Q,=1.25×1.0×(0.271×10.5×6.4+0.271×1.Q?影響線支點截面剪力影響線面積：=L/2=9.75mm變化區(qū)荷載重心處的內(nèi)力影響線坐標為3.3.5計算作用效應組合3——永久作用效應標準值；式中：3——作用短期效應組合設計值；3——永久作用效應標準值；SS+S十Sa,So,Sg——永久作用效應、汽車荷載效應(計入汽車沖擊力)、人群荷載效應的標準值。計算結(jié)果列于下表表3-7一號板內(nèi)力組合序號荷載類型彎矩M(kN·m)剪力Q(kN)梁端1恒載2汽車荷載3人群荷載41.2×恒載51.4×汽車荷載60.8×1.4×人群荷載7承載能力極限基本組合(4+5+6)80.7×汽車荷載/1.2590.4×汽車荷載/1.250.4×人群荷載8正常極限設計值短期組合(1+8+3)正常極限設計值長期組合(1+9+10)控制設計的計算內(nèi)力3.3.6主梁內(nèi)力組合1~5號板的控制內(nèi)力列于下表表3-8各板內(nèi)力組合匯總表梁號荷載類別彎矩M(kN·m)剪力Q(kN)梁端1號正常極限設計值短期組合正常極限設計值長期組合承載力極限設計值基本組合2號正常極限設計值短期組合正常極限設計值長期組合承載力極限設計值基本組合3號正常極限設計值短期組合正常極限設計值長期組合承載力極限設計值基本組合4號正常極限設計值短期組合正常極限設計值長期組合承載力極限設計值基本組合控制設計的計算內(nèi)力3.4.1估算預應力鋼筋面積ep=h-y,-ap=850-420-85=345mm;取用全截面的性質(zhì)來計算，截面面積A=482700mm2,全截面對抗裂驗算邊緣的彈性抵3.4.2.1跨中截面鋼束的布置后張法預應力混凝土受彎構(gòu)件的預應力管道布置應符合《公橋規(guī)》中的有關構(gòu)造要求，參考已有的設計圖紙并按《公橋規(guī)》中的構(gòu)造要求，對跨中截面的預應力鋼筋進行初步布3.4.2.2錨固面預應力鋼筋布置全部4束均錨于梁端；同時，為減小支點和錨固面上預應力的偏心距和避免過大的局部集中應力，將預應力鋼筋盡量布置的分散和均勻一些。3.4.2.3普通鋼筋的數(shù)量及布置在預應力鋼筋數(shù)量已經(jīng)確定的情況下可由正截面承載能力極限狀態(tài)要求的條件確定普通鋼筋數(shù)量，暫不考慮在受壓區(qū)配置預應力鋼筋，也暫不考慮普通鋼筋的影響?？招陌褰孛婵蓳Q算成等效工字形截面來考慮，計算中可按照T形截面處理。根據(jù)面積，慣性積和按照面積相等：按照慣性矩相等：這樣，在空心板截面寬度，高度以及圓孔的形心位置不變的條件下，等效工字型截面尺寸為：腹板厚度：b=b,-√3Dπ/6=103-54=49cmy?為圓形空洞的圓心至板下翼緣的距離；估算普通鋼筋時，可先假定x≤h1,則由下式求得受壓區(qū)高度x,設x=119.1mm≤h1=140mm,且x<h?=0.4×810=324nmA≥0.003bh,=0.003×490×8103.5換算截面和凈截面幾何特性計算3.5.1換算截面面積;As=1206nm2A?=482700+(5.5-1)×2800+(5.6-A?=539400+(5.5-1)×2800+(5.6-3.5.2換算截面重心位置所以鋼筋換算截面對毛截面重心的靜矩為：邊板：=4.5×2800×344.8+4.6×換算截面重心至空心板毛截面重心的距離為：則換算截面重心至空心板截面下緣的距離為：中板：換算截面重心至空心板截面上緣的距離為：換算截面重心至預應力鋼筋重心的距離為：換算截面重心至普通鋼筋重心的距離為：3.5.3換算截面慣性矩I3.5.4換算截面彈性抵抗矩中板：3.5.5凈截面的幾何特性計算凈截面幾何特性的計算列于下表。表3-9中板凈截面幾何特性截面類別分塊名稱分塊面積A(cm2)頂距離y:(cm)對梁頂邊的面積矩自身慣性矩I(10°cm)截面慣性矩凈截面毛截面預留孔道面積0混凝土凈截面表3-10邊板凈截面幾何特性截面類別分塊名稱分塊面積A(cm2)頂距離y,(cm)對梁頂邊的面積矩自身慣性矩I(10°cm?)截面慣性矩凈截面毛截面預留孔道面積0混凝土凈截面一3.6承載能力極限狀態(tài)計算3.6.1跨中截面正截面抗彎承載力計算≥fb1h1=18.4×1030×140f,A+fAp=fa(bx+(b)-b)h;]3.6.2斜截面抗剪承載力計算3.6.2.1截面抗剪承載力計算f=1.83MPa;代入上述公式：y?V?=1.0×525.42kN=52計算結(jié)果表明空心板截面尺寸符合要求。按《公預規(guī)》第5.2.10條：由于y?Va=525.42kN>1.25×0.5×103×fbh,=4說明需要通過計算配置抗剪鋼筋。為了構(gòu)造方便和便于施工，本橋預應力混凝土空心板不設彎起鋼筋，計算剪力全部由混凝土及箍筋承受，則斜截面抗剪承載力按下式計算：y?V≤VV=aa?a?×0.45×10°bh√(2+0.6P)fPf式中，各系數(shù)值按《公預規(guī)》5.2.7條規(guī)定取用：——異號彎矩影響系數(shù)，簡支梁α?=1.0;——預應力提高系數(shù)，本橋為部分預應力A類構(gòu)件，偏安全取α?=1.0;——受壓翼緣的影響系數(shù)，取α?=1.1;b,h?——等效工字形截面的肋寬及有效高度；P——縱向鋼筋的配筋率，P——箍筋的配箍率，箍筋選用雙股10,(mm2),則寫出箍筋間距1,的計算式為：fuk=50MPa;圖3-15空心板箍筋布置圖(尺寸單位：cm)3.6.2.2斜截面抗剪承載力計算由圖4-14,選取以下兩個位置進行空心板斜截面抗剪承載力計算：②距跨中位置x=8000mm處截面(箍筋間距變化處);由于空心板的預應力筋及普通鋼筋時直線配筋，故此截面的有效高度取與跨中近似相同，h?=769mm,其等效工字形截則fu=50MPa,fv=280MPaY?V?=1.0×525.42=525.12kN<V=抗剪承載力滿足要求。此處，箍筋間距s,=200mm,Va=460.75kN。y?Va=1.0×460.75=460.75kN<V=計算表明均滿足斜截面抗剪承載力要求。1860MPa,控制應力取3.6.3預應力損失估算3.6.3.1力筋與管道間摩擦引起的應力損失ol對于跨中截面：x=L/2+d;θ=θ?式中σcon————預應力鋼筋錨下的張拉控制應力(MPa);μ————預應力鋼筋與管道壁的摩擦系數(shù)；θ————從張拉端至計算截面曲線管道部分切線的夾角之和(rad);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(gòu)件縱軸上的投影長度(m)?？缰薪孛婀艿滥ψ钃p失計算見表3-11.表3-11跨中截面管道摩阻計算表鋼束編號0弧度8平均值一—同理，可以計算出其他控制截面處的σn值，得到各截面管道摩阻值得平均值，列于表3-12.表3-12各截面管道摩阻平均值截面跨中支點平均值(MPa)3.6.3.2錨具變形、鋼絲回縮引起的應力損失σ?按考慮反摩阻作用時計算鋼束的應力損失σ??,首先確定反摩阻影響長度l,:式中Σ△l為張拉端錨具變形，兩端同時張拉時△l為4mm;△σa為單位長度由管道摩張拉應力；1為張拉端至錨固端的距離，I=9900mm,這里的錨固端為跨中截面。反摩阻影響長度列于表3-13.表3-13反摩阻影響長度計算表鋼束編號求得1,可知，四束預應力鋼絞線均滿足1,≤1,所以距張拉端x處的截面由錨具變形和鋼筋回縮引起的考慮反摩阻后的預應力損失△o(o??)為：考慮反摩阻作用時鋼束在各控制截面處的應力損失的計算列于表3-14表3-14各截面鋼絲回縮引起應力損失截面鋼束編號X各控制截面跨中000支點3.6.3.3分批張拉是混凝土彈性壓縮引起的應力損失σ?此項應力損失，對于簡支梁一般取L/4截面計算，以其計算結(jié)果作為全梁各鋼束的平均值。3.6.3.4混凝土松弛引起的預應力損失σ??對于采用張拉工藝的普通松弛鋼絞線，由鋼筋松弛引起的預應力損失為：式中：y——張拉系數(shù)，y=0.9;5——鋼筋松弛系數(shù)，對于普通鋼絞線，取ξ=1.0;σ=σco-σn-o??-o?=1395-63.64-67.所以：3.6.3.5混凝土收縮徐變引起的預應力損失σφ(1,t)——加載齡期為，,計算考慮的齡期為時的徐變系數(shù)：1——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；該梁所屬的橋位野外一般地區(qū)，相對濕度為75%,其理論厚度為：查表并內(nèi)插值可得到相應的徐變系數(shù)終極值：——構(gòu)件受拉區(qū)全部縱向鋼筋的含筋率；——構(gòu)件截面受拉區(qū)全部縱向鋼筋截面重心至構(gòu)件重心的距離，,——構(gòu)件受拉區(qū)全部縱向鋼筋重心處，由預應力(扣除相應階段的預應力損失)和結(jié)構(gòu)自重產(chǎn)生的混凝土法向壓應力。L/4截面：N=(g-σ)?,=(1395-63.64-67.05-32.48-93.56)×2800=3187NE=195×X0MR取跨中和L/4截面的平均值計算，則有：3.6,4預應力損失組合工作階段計算截面預加應力階段σ=ση+o?+o(MPa)使用階段o0支點截面表3-16各截面有效應力匯總表計算截面有效預應力支點截面預加應力階段(MPa)使用階段(MPa)3.7.1正截面抗裂性驗算邊板：值為：邊板：N,=σAp-σ?A,=101819×2800-171.5×1206=264410βN)中板：N,=σA,-o?A=101819×2800-171.5×1206=264410$N)——在荷載的長期效應組合下，構(gòu)件抗裂驗算邊緣產(chǎn)生的混凝土法向拉應力，由表4.6,中板跨中截面Mu=108867kN·m=108867×10N·mm,邊板跨中入公式，則得：邊板：σ,-σ=13.68-13.32=0.36MPa)<0.7f=0.7×2.64σ-σ=12.4-14.78=-2.38(MPa)<0.7f=0.7×2.6符合《公預規(guī)》對A類構(gòu)件的規(guī)定。3.7.2斜截面抗裂性驗算斜截面抗裂性是由斜截面混凝土的主拉應力控制的。計算混凝土主拉應力時應選擇跨徑中最不利位置，對該截面的重心處和寬度急劇改變處進行驗算。這里仍取剪力和彎矩都比較打的L/4截面進行計算，對其上梗肋(a-a,見圖2-13所示)、形心軸(n-n)、和下梗等三處分別進行主拉應力驗算，其他截面采用同樣的方法驗算，計算過程及結(jié)果見表29～表31。預制的全預應力混凝土構(gòu)件在作用短期效應組合下，斜截面混凝土的主拉應力應符合下列要求：式中：σa——在計算主應力點，由作用短期效應組合和預應力產(chǎn)生的混凝土法向應z——在計算主應力點，由作用短期效應組合和預應力產(chǎn)生的混凝土剪應力。(1)剪應力σm=σ-σ,=1395-111.75-2N,=σA,-σ?A=101819×2800-171.5×1206=264410$N)(3)主應力形心軸處：(1)剪應力(2)正應力：N,=σAp-σ?A,=101819×2800-171.5×1206=2644106N)(3)主應力下梗肋處：(1)剪應力(2)正應力：σ=σ-σ,=1395-111.75-26506=N,=σAp-σ?A,=101819×2800-171.5×1206=264410$N)(3)主應力主應力計算結(jié)果表明，形心軸處注拉應力最大：σpmx=0.2MPa<0.6f=0.6說明斜截面抗裂性滿足要求。3.8變形計算3.8.1正常使用階段的撓度計算使用階段的撓度值，按短期荷載效應組合計算，并考慮撓度長期增長系數(shù)，對于C50混凝土，通過插值可得η=1.425,對于部分預應力A類構(gòu)件，使用階段的撓度計算時，抗彎剛度B=095FL。取跨中截面尺寸及配筋情況確定1:1、可變荷載作用引起的撓度現(xiàn)將可變荷載作為均布荷載作用在主梁上，則荷載短期效應的可變荷載值為：M=314.72+29.71=344.43kN·m由可變荷載引起的簡支梁跨中截面的撓度值為：考慮長期效應的可變荷載引起的撓度值為：2、考慮長期效應的恒載引起的撓度3.8.2預應力引起的上拱度計算采用L/4截面處的使用階段那永存預加預加力矩作為全梁平均預加力矩計算值，即：N,=σA,-o?A,=101819×2800-1715×1206=264410βN)M,=N,em=2644103k3509=9考慮長期效應的預加力引起的上拱值為：3.8.3預拱度的設置梁在預加力和荷載短期效應組合共同作用下并考慮長期效應值的撓度值為：fi=fa+fa-δ=12.34+31.55-預加力產(chǎn)生的長期反拱值大于按荷載短期效應組合計算的長期撓度值，故此不需要設置預拱度。3.9持久狀態(tài)應力計算持久狀態(tài)應力驗算應計算使用階段正截面混凝土的法向壓應力σ、預應力鋼筋的拉應力σ,及斜截面的主壓應力σ。計算時作用取標準值，不計分項系數(shù)，汽車荷載考慮沖跨中截面的有效預應力：σ=σ-σ,=1395-111.75-265063.9.3斜截面主應力驗算斜截面主應力計算選取支點截面的對其上梗肋(a-a)、形心軸(n-n)、和下梗肋(b-b)等三處分別進行主拉應力驗算，在標準值效應組合和預加力作用下產(chǎn)生的主壓應力σ和主拉應力σ,計算，并滿足σ≤0.6fx=0.6×32.4=19.44(MPa)的要求。a-a纖維(上梗肋):由前面計算得：混凝土主壓凝土主壓限值為19.44MPa形心軸處：em=3509σ=5混凝土主壓凝土主壓限值為19.44MPa5.22MPa下梗肋處：T=0.298MPaσ=101819(MPa)N,=264410βN)此時配箍率：不大于400mm的構(gòu)造要求。預應力混凝土受彎構(gòu)件按短暫狀態(tài)計算時，應計算構(gòu)件在制造、運輸及安裝等施工階段，由預加力(扣除相應的應力損失)、構(gòu)件自重及其他施工荷載引起的截面應力，并滿足《公預規(guī)》要求。為此，對于本橋應計算預應力鋼絞線時預制空心板的板底壓應力和板頂拉應力。空心板截面法向應力計算取跨中、1/4、支點三個截面，計算如下。3.10.1跨中截面(1)由預加力產(chǎn)生的混凝土法向應力(由《公預規(guī)》6.1.5條):N,=σA,-σ??A=101819×2800-1715×1206=264410βN)(2)由板自重產(chǎn)生的板截面上、下緣應力的截面法向應力為：由預加力及板自重共同作用，空心板上下緣產(chǎn)生的法向應力為：下緣應力：上緣應力：N,=σA,-o??A,=101819×2800-171.5×1206=264410βN)(3)由板自重產(chǎn)生的板截面上、下緣應力由預加力及板自重共同作用，空心板上下緣產(chǎn)生的法向應力為：下緣應力：上緣應力：N,=σA,-o?A=101819×2800-171.5×1206=264410$N)o?=3.19MPa>1.15fk=1.15×2上述配筋率為A'為預拉區(qū)普通鋼筋截面積，A為截面毛截面面積，A=,由上述規(guī)定得到σ?=3.19MPa時的縱向鋼筋配筋率為0.004,則A'=0.004預拉區(qū)的縱向鋼筋宜采用帶肋鋼筋，其直徑不宜大于14mm,現(xiàn)采用HRB335鋼筋，14φ14,則,大于2058(mm2),滿足要求，布置在空普通鋼筋A's圖3-16空心板支點截面鋼筋布置圖(尺寸單位：cm)按《公預規(guī)》9.1.12條，預應力混凝土受彎構(gòu)件最小配筋率應滿足下列要求：M=(o,+yf)W=(14.78+1.24×2.64)滿足《公預規(guī)》要求。3.12鉸縫計算8n?n23.12.1鉸縫剪力計算(1)鉸縫剪力影響線的計算：鉸縫剪力近似按荷載橫向分布理論計算。設鉸縫剪力沿空心板跨長方向按半波正弦曲線分布，則由鉸縫半橫向分布系數(shù)計算可求得鉸縫剪力影響鉸縫剪力影響線的計算表達式為：當單位荷載P=1作用在鉸縫i以左時，鉸縫i處的剪力當單位荷載P=1作用在鉸縫i以右時，鉸縫i處的剪力式中：鉸縫i以左各版的荷載橫向分布影響線豎坐標之和。計算結(jié)果見表3-17,據(jù)此可繪制鉸縫的剪力影響線。表3-17鉸縫剪力影響線計算表123456787Y(2)鉸縫剪力計算Va=1.2V?+1,4V=1.4×23.51=32.92kN,其中假設鉸縫自重V?≈0。則3.13支座計算3.13.1確定支座平面尺寸(1)計算支座的平面形狀系數(shù)S:(2)計算橡膠支座的彈性模量(3)驗算橡膠支座的承壓強度(合格)3.13.2確定支座的厚度(1)主梁的計算溫度為△t=36℃,溫度變形由兩端的支座均攤，則每一支座承受的水平位移△為：則其制動力標準值為432.75×10%=43.275kN;但按《橋規(guī)》,不得小于90kN。經(jīng)比較，去取總制動為90kN參與計算，八塊板共32個支座，每個支座承受水平不計汽車制動力t.≥2△。=2×0.354=0.70&m計入汽車制動力《橋規(guī)》的其他規(guī)定t≤0.2d=0.2×18=3.6cm選用4層鋼板和5層橡膠片組成的支座，上下層橡膠片厚0.25cm,中間層厚0.5cm,薄鋼板厚0.2cm,則：橡膠片總厚度t=3×0.5+2×0.25=2.0>0.70&cm,并<3.6cm(合格)(4)支座總厚：h=t,+4×0.2=2.0+0.8=2.8cm3.13.3驗算支座的偏轉(zhuǎn)情況式中：δ——平均壓縮變形(忽略薄鋼板的變形);(合格)(合格)3.13.4驗算支座的抗滑穩(wěn)定性驗算滑動穩(wěn)定性：μR≥1.4H,+F4.1蓋梁計算4.1.1上部結(jié)構(gòu)永久荷載見表4-1.每片邊梁自重每片中梁自重一孔上部結(jié)構(gòu)自重(kN)每一個支座恒載反力(kN)1、8號2-7號1、8號2-7號4.1.2蓋梁自重及內(nèi)力計算(圖4-1)見表4-2.表4-2蓋梁自重產(chǎn)生的彎矩、剪力效應計算截面編號自重(kN)剪力(kN)VV004.1.3.可變荷載計算(1)可變荷載橫向分布系數(shù)計算：荷載對稱布置時用杠桿法，非對稱布置時用偏心1)公路—I級a.單列車，對稱布置(圖5-2)時；1b.雙列車，對稱布置(圖4-3)時：3c.單、雙列車，非對稱布置(圖4-4)NN以的三以的三中uuoo6號板7號板8號板板號2345678單車列雙車列板號12345678系數(shù)值a.單孔單列荷載(圖4-6)圖4-6單孔荷載計算圖b.雙孔單列荷載(圖4-7)PB=238×1.013+10.5×(19.75×1.013)=(2)汽車荷載橫向分布后各梁支點反力(計表4-5各梁支點反力計算公路-I級人群荷載計算橫向分布單孔雙孔單孔雙孔BBRBBR對稱按杠桿原理法計算單列行車000000000000雙列行車000 一000人群0000000000000續(xù)表4-5各梁支點反力計算公路-I級人群荷載計算橫向分布系數(shù)單孔雙孔單孔雙孔BRBRBRBR非對稱布置按偏心受壓法計算單列行車雙列行車一0荷載情況1號板2號板3號板4號板5號板6號板7號板8號板上部構(gòu)造恒載00人群荷載對稱布置000000人群荷載非對稱布置4.1.5墩柱反力G計算計算結(jié)果見表4-7。表4-7墩柱反力計算表上部荷載人群荷載對人群荷載非4.1.6蓋梁各截面彎矩計算及組合表(表4-8)M?-4=-2.2R?-1.16R?-0.Ms-5=-3.85R?-2.81R?-1.77R?-0.7表4-8蓋梁各截面彎矩計算及組合表荷載情況墩柱反力梁的反力各截面彎矩上部恒載汽車荷載對稱非對稱人群荷載對稱非對稱墩帽自重 一—一組合值對稱—非對稱—表5-9剪力計算表荷載情況墩柱反力梁的反力各截面剪力G左右左右左右左右左右上部恒載00汽車荷載對稱00非對稱00人群荷載對稱00非對稱00墩帽自重00組合結(jié)果對稱00非對稱004.1.6蓋梁的配筋設計(1)跨中配筋設計h=1300mm,b=1400mm,h=h-a,=1300-60解得(1)抗彎承載力校驗(跨中截面)根據(jù)《公預規(guī)》規(guī)定，5-5截面滿足要求。(2)截面抗剪校驗根據(jù)《公預規(guī)》第8.2.5條，抗剪截面應符合滿足要求。分布鋼筋選用HPB335鋼筋直徑為12mm。箍筋選用HPB235級鋼筋取直徑10mm,箍筋間距取150mm。(3)斜截面抗剪承載力校驗根據(jù)《公預規(guī)》第8.2.6條，斜截面的抗剪承載力計算滿足要求。4.2.1恒載計算蓋梁自重339.18kN.一根墩柱自重作用墩柱底面的恒載垂直力為：1、汽車荷載計算(1)活載計算：荷載布置及行駛情況見前述，由蓋梁計算得知：1)單孔荷載：單列車時：2)雙孔荷載：單列車時：1)單孔行人(單側(cè))B?=0,B?=30.01kN,B?+B2)雙孔行人(單側(cè))活載中雙孔荷載產(chǎn)生支點處最大反力值，即產(chǎn)生最大墩柱垂直力；活載中單孔荷載產(chǎn)生最大偏心彎矩，即產(chǎn)生最大墩柱底彎矩。(3)雙柱反力橫向分布計算(活載位置見圖4-8).(1)公路-1級單列布載.(一)大最小垂直反力時，計算見表4-10表4-10活載組合垂直反力計算編號最大垂直反力(kN)最小垂直反力(kN)橫向分布”1公路-1級雙孔單列車2雙孔雙列車3人群荷載單孔5公路-I級單孔單列車6單孔雙列車7人群荷載雙孔(二)大彎矩計算表(單孔布載),見表4-13表4-13最大彎矩計算表式η公路-I級單孔單列0單孔雙列0人群荷載單孔04.2.2截面配筋計算及應力驗算最小垂直力：(需考慮與最大彎矩值相適應)由表4-14得到：N=951.59+3448+30.01=13264(kN)表4-14活載組合最大彎矩計算(單孔)編號墩柱頂反力計算式垂直力(kN)水平力對柱頂中心彎矩1上部構(gòu)造與蓋梁荷載一002公路-I級03人群單孔雙側(cè)0注；表5-14內(nèi)水平力由兩柱墩平均分配。(一彎矩M=86.17+7.50+51.3=144.97kN·m(2)作用于墩柱底的外力Nn=1627.84+132.9=1760.74kNNin=1326.4+132.9=1469.3kN(3)截面配筋計算(截面I-I,見圖4-9)(一)假定按墩柱一端固定一端自由，則1?=21,長細比,rg=r-ag=55cm,g=r/r=0.917,)(一)(1)雙孔荷載，按最大垂直力時，墩柱頂按軸心受壓構(gòu)件驗算，根據(jù)《公預規(guī)》滿足規(guī)范要求。(2)單孔荷載，最大彎矩時，墩柱頂按小偏心受壓構(gòu)件驗算：N?=13264kN則根據(jù)《公預規(guī)》5.3.9條偏心受壓構(gòu)件承載力計算應符合下列規(guī)定：y?N≤Ar2fa+Cpr2fy?N,ne?≤Br3fa+Dpgr3f則Ar2fa+Cp2fi=(2.2540×13.8+1.8029×0.00249×=1165038548(N)=11650385kN>y?=1779927442N·mm)=17799kN·m>y?N?neo4.3樁基設計4.3.1樁長的確定樁基直徑為1.4m,成孔直徑1.5m樁周長U=π×1.45=4.455(mn),修正系數(shù)λ=0.65,清孔系數(shù)m=0.7,樁底截面面積樁底土的容許承每延米置換土跨人群荷載反力：最大沖刷線(即地面線)以下樁身自重與置換土的差值也作為外荷載考N,=N?+N?+N?+N?+N?+N?+(q-q?=1664+169.54+81/2+169.8+614.69+91.83+(38.465-4.3.2樁的內(nèi)力計算1)計算寬度2)變形計算式中3)樁的換算深度h=ah=0.361×22=7.943(m)>2故按彈性樁計算，當h>4.0時，按h=4m計算。P?=1.2×(1664+169.54+81/2+16965)+1.4×459.51+0.7×1.4×45.91M?=45×1.2+M=54+N×0.3+T×6.814=517.032kN-m)5)最大沖刷線以下深度Z處的樁截面上的彎矩M,(圖4-10)以及水平壓應力σx;算見表4-15.表4-15截面彎矩MZAB0010σ_(圖4-11)值計算見表4-16.ZAB000001)樁在最大沖刷線處的水平位移x,和轉(zhuǎn)角φ符合規(guī)范要求。=-7.996×10-?(rad)2)墩頂至最大沖刷線處距離縱向水平力(制動力及溫度影響力)引起的墩頂位移彎矩(單孔雙列汽車荷載、單孔人群荷載、制動力、溫度影響)引起的墩頂位移3)墩頂縱向水平位移x?=x?+4·1+xp+xw=5.37+7.996×10?×6×10=13.27(mm)4)水平允許位移允許值4.3.4樁基配筋設計1)樁身材料截面強度驗算最大彎矩出現(xiàn)在Z=1.1Im處，該截面上M,=533403KN·m根據(jù)規(guī)范按滿足構(gòu)造要求配筋，取配筋率p=0.5%,則選用16根直徑為25的HRB335型鋼筋進行配置，p=0.51%,滿足構(gòu)造要求。由于是單排樁，非巖石土層，且故按凌志平編《基礎工程》表3-14得樁的計算長度為由《公預規(guī)》第5.3.10條規(guī)定，不再考慮構(gòu)件在彎矩作用平面內(nèi)的撓曲對軸向力偏心距的影響。根據(jù)公式，偏心距假設ξ=5,試算后得ξ=0.91時，查得系數(shù)Np=Ar2fa+Cpr2f可見，樁身材料足夠安全，故裂縫寬不再進行驗算。4.4埋置式橋臺設計4.4.1橋臺和基礎構(gòu)造尺寸擬定1)基礎分為兩層，每層的厚度為0.6m,臺前襟邊和臺階的寬度為相同值0.5m,臺后襟邊和臺階大的寬度為相同值0.3m?；A采用C25素混凝土，,容重為24kN/m3?；炷磷銊傂越堑囊?。4.4.2荷載的計算表4-17橋臺恒載計算表1234567890000注：表中彎矩以順時針方向為正，逆時針為負，水平力以向右為ZP=11180.8kNZM=2386.66kN·m2.土壓力計算背與填土間外摩擦角：1)臺后填土表面沒有活載時的土壓力計算臺后填土自重引起的主動土壓力計算式為：式中：錯誤!未找到引用源。;B為橋臺的寬度取為8.5m;H為基底至填土表面的距離，取為10錯誤!未找到引用源。為主動土壓力系數(shù)。(1)水平的分向力作用點距基底形心軸的距離水平力產(chǎn)生的彎矩May=Eax×ey=-1784.58×3.作用點距基底形心軸的距離豎向力產(chǎn)生的彎矩May=Eay×ex=536.03×3.25=1744.05(kN·m)2)臺后填土表面有汽車荷載時的土壓力計算由于汽車的荷載換算的等代均布土層厚度為對于臺背豎直，錯誤!未找到引用源。,H=8.5m,錯誤!未找到引用源。lo=Htanθ=10×0.583=5.在破壞棱體的長度范圍內(nèi)只能布下一輛重車，因是雙向車道，所以則臺背在填土自重連同車輛荷載作用下所引起的土壓力計算式為：作用點距基底形心軸的距離水平力產(chǎn)生的彎矩May=Ea×ey=-1928作用點距基底形心軸的距離豎向力產(chǎn)生的彎矩May=Eay×ex=608.01×3.25=1976.03(kN·m)3)臺前溜坡填土自重對橋臺前側(cè)面上的主動土壓力以基礎的前側(cè)邊緣垂線作為假想的臺背，土表面的傾斜度以溜坡度為1:1.5,求得錯誤!未找到引用源。,則基礎的前邊緣至坡面的垂直距離為主動土壓力系數(shù)所以主動土壓力Eax1=Ea'cos(α+δ)=267.18×c作用點距基底形心軸的距離水平力產(chǎn)生的彎矩May'=Eax1×e,'=218.86×1.作用點距基底形心軸的距離豎向力產(chǎn)生的彎矩May'=Eay'×ex1=-3.25×153.24.3.3支座活載反力計算1)橋上有汽車和人群作用且后臺無荷載橋跨上的汽車荷載布置采用等代荷載與反力影響線面積乘積求得，如圖4-13所示。汽車支座反力人群荷載產(chǎn)生的支座反力支座反力作用點離基底形心的距離支座反力對基底形心產(chǎn)生的彎矩Mg?=(680.75+90)×2.6=200(2)汽車制動力制動力為車道荷載標準值在加載長度上總重量的10%計算，但不小于90kN。根據(jù)橋墩計算結(jié)果，按照墩臺剛度分配至橋臺的制動力為錯誤!未找到引用源。。2)橋上和臺后均有汽車荷載且車輛在臺后(1)汽車和人群荷載反力汽車荷載布置圖如圖4-12所示，由于支座作用點在基底形心的右側(cè)，為了在活載作用下得到最大的逆時針向的力矩，應使橋跨上活載產(chǎn)生的順時針力矩最小。則汽車支座反力人群支座反力對基底形心產(chǎn)生的彎矩Mg1=(204.74+90)×2.6=76(2)汽車制動力根據(jù)橋墩計算結(jié)果，按照墩臺剛度分配至橋臺的制動力為錯誤!未找到引用源。。4.3.4支座摩阻力橡膠支座摩擦系數(shù)取錯誤!未找到引用源。,則支座摩阻力為4.5荷載組合匯總1、在荷載組合匯總表(表4-18)中，考慮荷載布置工況為四種：