預應力混凝土簡支t型梁橋設計

題目：40m預應力混凝土簡支T型梁橋設計院(系):水利與環(huán)境學院2011年6月1日V數進行估算。按后法制作主梁，采用錐型錨具和直徑50mm的抽拔橡膠管，計longitudinalsectimethodofcorrectpre-burrycorrectedtubeanchoristress,andtransformDrive-wayplankdesigning:InthiKeywords:T-beam;pre-stress;目錄摘要I第1章縱橫截面布置11.2基本資料11.6橫隔梁的設置6第2章主梁計算62.1.2恒載力72.2活載力計算(修正剛性橫梁法)82.3主梁力組合142.4.2預應力鋼束布置162.5計算主梁截面幾何特性222.5.1凈截面幾何特性計算222.5.2換算截面幾何特性計算232.5.3有效分布寬度截面幾何特性計算242.5.4各階段截面對形心軸的靜矩計算252.6鋼束預應力損失計算282.6.2由錨具變形，鋼束回縮引起的損失292.6.3混凝土彈性壓縮引起的損失332.6.4由鋼束應力松弛引起的損失342.6.5混凝土收縮和徐變引起的損失342.6.6預加力計算即鋼束預應力損失匯總362.7主梁截面承載力與應力驗算392.7.2持久狀況構件的應力驗算442.7.3短暫狀況構件的應力驗算542.8主梁端部的局部承壓驗算542.9主梁變形驗算572.9.1計算由預加應力引起的跨中反拱度582.9.2計算由荷載引起的跨中撓度592.9.3結構剛度驗算602.9.4預拱度的設置60第3章橫隔梁計算603.3截面作用效應計算653.4截面配筋計算66第4章行車道板計算664.2荷載效應組合69結束語72參考文獻73致73第1章縱橫截面布置(1)橋面跨徑及橋寬凈空標準跨徑：L=40.00m(墩中心距離);計算跨徑：Lp=38.80n(支座中心距離);橋面凈空：凈—7m+2×0.75人行道工藝：按后工藝制作主梁，采用45號優(yōu)質碳素結構鋼的維形錨具和直徑(4)基本計算數據單位數據V混凝土立方強度R彈性模量軸心抗壓標準強度R抗拉標準強度軸心抗壓設計強度抗拉設計強度極限壓應力極限拉應力荷載組合1:極限壓應力極限主拉應力極限主壓應力極限壓應力極限主拉應力極限主壓應力標準強度R彈性模量E抗拉設計強度R容重車混凝土2n無量鋼V1.3主梁間距與主梁片數從16m到40m,主梁間距均為1.6m,考慮人行道適當挑出，凈—7附2×0.75m的橋寬則選用五片主梁。(1)主梁高度預應力混凝土簡支橋橋梁的主梁高度與其跨徑之比通常在1/15~1/25,標準設計中高跨比約在1/13~1/19。當建筑高度不受限制時，增大梁高往往是較經高，而混凝土用量增加不多。綜上所述，標準設計中對取用230cm的主梁高度是比較合適的。公宮公宮VT梁翼板的厚度主要取決于橋面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。本示例預制T梁的翼板厚度取用10cm,翼板根部加厚到22cm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，以減少局部應力和便于脫模。1.4主梁跨中界面尺寸擬定在預應力混凝土梁中腹板因主拉應力甚小，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1/15,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。本示例考慮到主梁需要配置較多的鋼束，將鋼束按三層布置每層排三束，同時還根據《橋規(guī)》互6、2、26條對鋼束凈距及預留管道的構造要求，初擬馬蹄寬度36cm,高度38cm。馬蹄與腹板交接處做成45°斜坡的折線鈍角，以減少局部應力。如此布置的馬蹄面積約占整個截面積按照以上擬定的外形尺寸，就可繪出預制梁的跨中截面布置圖(見圖2)。V圖2跨中截面尺寸圖(尺寸單位：mm)(1).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(2).檢驗截面效率指標表2核心距計算結果分塊名稱分塊面積分塊面積形至上緣距離y,分塊面積至緣分塊面積的自身慣矩!分塊面積對截面形心的慣矩1Ad2(cm?)翼板4三角下三角馬蹄∑注：截面效率指標：表明以上初擬的主梁跨中截面尺寸時合理的。1.5橫截面沿跨長的變化如圖1所示，本設計主梁采用等高形式，橫截面的T梁翼板厚度沿跨長不變，馬蹄部分為配合鋼束彎起而從跨徑四分點附近開始向支點逐漸抬高。梁端部區(qū)段由于錨頭集V中力的作用而引起較大的局部應力，同時也為布置錨具的需要，在距梁端2060mm圍將腹板加厚到與馬蹄同寬。變化點截面(腹板開始加厚處)到支點的距離為2060mm,其中還設置一段長300mm的腹板加厚過渡段。模型試驗結果表明，主梁在荷載作用位置的彎矩橫向分布，在當該位置有橫隔梁在跨中位置設置一道中橫隔梁；當跨度較大時，還應在其它衛(wèi)士設置較多的橫隔梁。本設計在橋跨中、四分點、支點處共設置五道橫隔梁，其間距為1097mm。橫隔梁采用開洞形式，他的高度取2060mm平均厚度150mm,詳見圖1所示。第2章主梁計算根據上述梁跨結構縱、橫截面的布置，并通過活載作用下的梁橋荷載橫向分布計算，可分別求得主梁隔控制截面(一般取跨中、四分點、變化點截面和支點截面)的恒載和最大活載力，然后再進行主梁力組合。2.1.1恒載集度(1)預制梁自重①按跨中截面計，主梁的恒載集度：②由于馬蹄抬高形成四個橫置的三棱柱，折算成恒載集度為：③由于腹板加厚所增加的重量折算成恒載集度為：④邊主梁的橫隔梁中橫隔梁體積：V(2)二期恒載，欄桿及鋪裝人行道板：4.0KN/m2若將兩側人行道板、欄桿均攤給5片主梁，則：2.1.2恒載力如圖3所示，社x為計算截面離左支座的距離，并令99B④A主梁彎矩和剪力的計算公式分別為：恒載力計算見表3。表31號梁永久作用效應變化點V期0剪力(kN)0期0剪力(kN)02.2活載力計算(修正剛性橫梁法)2.2.1沖擊系數和車道折減系數按《橋規(guī)》4.3.2條規(guī)定，結構的沖擊系數與結構的基頻有關，因此要先計算結構的基頻。簡支梁橋的基頻可采用下列公式估算：其中：根據本橋的基頻，可以計算出汽車荷載的沖擊系數為：按“橋規(guī)”規(guī)定，當車道當車道數多于兩道時，需進行車道折減，三車道折減22%,四車道折減33%,本次是雙車道不需考慮車道折減系數為1。2.2.2計算主梁的荷載橫向分部系數(1)跨中的荷載橫向分布系數m如前所示，本例橋跨設五道橫隔梁，具有可靠的橫向聯系，且承重結構的長寬比為：所以可以按修正的剛性橫梁法來繪制橫向影響線并計算橫向分布系數m①計算主梁抗扭慣矩I對于T形梁截面，抗扭慣矩可近似按下式計算式中；b,和1,——相應為單個矩形截面的寬度和高度；c,——矩形截面的抗扭剛度系數；m——梁截面劃分成單個矩形截面的個數。V對于跨中截面，翼緣板的換算平均厚度：馬蹄部分的換算平均厚度：圖4示出了I的計算圖式，I的計算見表4分塊名稱C馬蹄③∑②.計算抗扭修正系數β主梁間距相同，同時將主梁近似的看成等截面，則得：計算得：β=0.8704。③按修正的剛性橫梁計算橫向影響線豎向影響線豎坐標值：式中：計算所得的n,值列于表5。1230④計算荷載橫向分布系數。V2號梁3號梁3號梁：M=0.4M=0.2V1號梁(2)支點截面的何在橫向分布系數m。如圖6所示，按杠桿原理法繪制荷載橫向分布影響線并進行布載，1號梁可可變作用(汽車):m=0.5×0.8750=0.4375(3)橫向分布系數匯總(見表6)可變作用類別m公路-l級VMMV支點影響線V095汽車mV計算跨中截面最大彎矩和最大剪力采用直接加載求可變作用效應，圖4-7示出跨中截面作用效應計算圖示，計算公式為：式中：S—所求截面汽車(人群)標準荷載的彎矩或剪力；qk——車道均布荷載標準值；P——車道集中荷載標準值；Q——影響線上同號區(qū)段的面積；可變作用(汽車)標準效應：可變作用(汽車)沖擊效應：可變作用(人群)效應Mmax=0.4689×2.25×0.5×43.88×0.5×0.25×43.88+0.8003×43.88×0.25×0.5Vmax=0.5×0.4689×2.25×0.5×0.5×43.88+0.5×0.8003×0.25×43.88×2.25(2)求四分點截面的最大彎矩和最大剪力圖7四分點截面作用效應的計算圖示?？勺冏饔?汽車)標準效應：可變作用(汽車)沖擊效應：可變作用(人群)效應(3)求截面變化點的彎距和剪力圖7有變化點截面作用效應的計算圖示。位置離支座中心2.06m?？勺冏饔?汽車)效應：計算變化點截面汽車荷載產生的彎矩和剪力時，應特別注意集中荷載P的V作用位置。集中荷載若作用在計算截面，雖然影響線縱坐標最大，但其對應的橫向分布系數較小，荷載向跨中方向移動，就出現相反的情況。因此應對兩個截面進行比較，即影響線縱坐標最大截面和橫向分布系數達到最大值的截面，然后取一個最大的作為所求值。通過比較，集中荷載作用在變化點為最不利情況，結果如下：可變作用(汽車)沖擊效應：可變作用(人群)效應：(4)求支點截面的最大剪力圖7出支點截面最大剪力計算圖示?？勺冏饔?汽車)效應：可變作用(汽車)沖擊效應：可變作用(人群)效應：2.3主梁力組合本設計按《橋規(guī)》4.1.6~4.1.8條規(guī)定，根據可能同時出現的作用效應應選擇了三種最不利效應組合：短期效應組合、標準效應組合和能力極限狀態(tài)基本組合，見表7表7主梁作用效應組合序號荷載類別四分點截面支點第一類永久作用0第二類永久作用0總永久作用=(1)+(2)0可變作用(汽車)可變作用(人群)V短期組合=(3)+0.7×2.4預應力鋼束的估算及其布置式中：M一持久狀態(tài)使用荷載產生的跨中彎距標準組合值，按表4-7取用；V1號梁：(2).按承載能力極限狀態(tài)估算鋼束數根據極限狀態(tài)的應力計算圖式，受壓區(qū)混凝土達到極限強度f,應力圖式呈矩形，同預應力鋼束也達到設計強度f,則鋼束數的估算公式為：式中：M.一承載能力極限狀態(tài)的跨中最大彎矩，按表4-7取用；a一經驗系數，一般采用0.75～0.77,本算例取用0.76;f一預應力鋼絞線的設計強度，見表4-1,為1280MPa。計根據上述兩種極限狀態(tài)，取鋼束數n=132.4.2預應力鋼束布置跨中截面及錨固端截面布置(1)對于跨中截面，在保證布置預留管道構造要求的前提下，盡可能使鋼束群重心的偏心距大些，本算例采用直徑50mm的抽拔橡膠管成型的管道，根據《公預規(guī)》6.2.26條規(guī)定，管道至梁底和梁側凈矩不應小于5cm,管道凈距為40mm。根據以上規(guī)定，跨中截面的細部構造如圖8)所示。由此可得出鋼束群重心至梁底距離為：(2)為方便拉操作，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，以滿足拉操作方便的要求。VA圖8鋼束布置圖(尺寸單位：mm)a);跨中截面；b);錨固截面按照上述錨頭布置的“均勻”、“分散”原則，錨固端截面所布置的鋼束如圖8b)所示。鋼束群重心至梁底距離為：為驗核上述布置的鋼束群重心位置，需計算錨固端截面幾何特性。圖9示出計算圖示，錨固端截面特性計算見表8所示。表8鋼束錨固截面幾何特性計算表分塊名稱1翼板5∑故計算得：V說明鋼束群重心處于截面的核心圍。鋼束起彎角及線形的確定確定鋼束起彎角時，既要照顧到由其彎起產生足夠的豎向預剪力，又要考慮到所引起的摩擦預應力損失不宜過大。為此，本算例將端部錨固端截面分成上、下兩部分(見圖4-10),上部鋼束的彎起角定為10°,下部鋼束彎起角定為7.5為簡化計算和施工，所有鋼束布置的線形均為直線加圓弧，并且整根鋼束都布置在同一個豎直面。V支座中線支座中線圖10封錨端混凝土塊尺寸圖鋼束計算(1)計算鋼束起彎點至跨中的距離圖11示出鋼束計算圖示，鋼束起彎點至跨中的距離×列表計算在表9。0R錨固點計算截面位置X跨徑中線跨徑中線C圖11鋼束計算圖式(尺寸單位：mm)(2)控制截面的鋼束重心位置計算由圖11所示的幾何關系，當計算截面在曲線段時，計算公式為：其中：a—鋼束在計算截面處鋼束重心到梁底的距離；a。一鋼束起彎前到梁底的距離；R一鋼束彎起半徑②計算鋼束群重心到梁底距離鋼束號四分點未彎起一一V點支點表10各鋼束在各個變化點距底部距離鋼束號跨中四分點變化點支點錨固點(3)鋼束長度計算見表11所示。表11各鋼束總長度計算結果鋼束號R鋼束彎起角度曲線長度(cm)S直線長度x?(見表有效長度留長度鋼束長度V152.5計算主梁截面幾何特性本節(jié)在求得各驗算的毛截面特征和鋼束位置的基礎上，計算主梁凈截面和換算截面的面積、慣性距及梁截面分別對重心軸、上匯總成截面特征植總表，為各受力階級的應力驗算準備計算數據?，F以跨中截面為例，說明其計算方法，在表12中亦出其它截面特征值的計算結果。2.5.1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征。計算結果見表13。V2.5.2換算截面幾何特性計算在使用荷載階段需要計算大截面(結構整體化以后的截面)的幾何特性，其結果列于表12△4,△4,一分別為一根管道截面面積和鋼束截面積；y,-分面積重心到主梁上緣的距離；n--計算面積所含的管道(鋼束)數；跨中翼緣全寬截面面積和慣矩計算表αp一鋼束與混凝土的彈性模量比值；由表1得α=6.06V分塊名稱分塊面積分塊面積重心至上緣分塊面緣靜矩重心到上緣距分塊面積的自身慣矩m凈截面毛截面3扣管道面積略∑3-7m換算截面毛截面3面積略4∑一3一7△A=19.635(cm2)n=13根=6.062.5.3有效分布寬度截面幾何特性計算根據《公預規(guī)》4.2.2條，預應力混凝土梁在計算預應力引起的混凝土應力時，預加力作為軸向力產生的應力按實際翼緣全寬計算，由預加力偏心引起的彎矩產生的應力按翼緣有效寬度計算。因此表中的抗彎慣矩應進行折減。由于采用有效寬度方法計算的等效法向應力體積和原全寬實際的法向應力體積是相等的因此用有效寬度截面計算等代法向應力時，中性軸應取原全寬截面的中性軸。(1)有效分布寬度的計算V根據《公預規(guī)》4.2.2條，對于T形截面受壓區(qū)翼緣計算寬度b',應取用(2)有效分布寬度截面幾何特性計算由于截面寬度不折減，截面的抗彎慣矩也不需折減，取全寬截面值。2.5.4各階段截面對形心軸的靜矩計算預應力鋼筋混凝土梁在拉階段和使用階段都要產生剪應力，這兩個階段的剪應力應該疊加。在每一個階段中，凡是中和軸位置和面積突變處的剪應力，都是需要計算的。例如，拉階段和使用階段的截面，除了兩個階段a-a和b-b位(1)在拉階段，凈截面的中和軸位置產生的最大剪應力，與使用階段在凈V截面的中和軸(簡稱凈軸)位置產生的剪應力疊加；(2)在使用階段，換算截面的中和軸(簡稱換軸)產生的最大剪應力，與因此，對于每一個荷載作用階段，需要計算四個位置(共8種)的剪應力，①a-a線以上(或以下)的面積對中性軸(凈軸和換軸)的靜矩；②b-b線以上(或以下)的面積對中性軸(凈軸和換軸)的靜矩；③凈軸(n-n)以上(或以下)的面積對中性軸(凈軸和換軸)的靜矩；④換軸(0-0)以上(或以下)的面積對中性軸(凈軸和換軸)的靜矩；計算結果列于表13表13跨中截面對重心軸靜矩計算分塊名稱及序號靜矩類別及符號分塊面積分塊面積重心至全截面重心距離Ai(cm)號y翼緣部分翼緣部分對凈軸對換軸靜矩S。?！葡氯洽荞R蹄部分馬蹄部分對換馬蹄⑤矩管道或鋼束∑凈軸以上凈軸以上換算V凈面積對凈軸凈矩矩S(cm3)8Z換軸以上凈面積對凈軸凈矩換軸以上換面積對換軸靜矩9∑其它截面特性值均可用同樣方法計算，下面將計算結果列表如表14名稱符號跨中四分點變化點支點混凝土凈截面凈面積凈慣矩凈軸到截面上緣距離Y凈軸到截面下緣距離Y上緣W下緣W翼緣部分面積凈軸以上面積S換軸以上面積S馬蹄部分面積S鋼束群重心到凈軸距離e混凝土換算截面換算面積換算慣矩換軸到截面上緣的距離換軸到截面下緣的距離上緣W下緣WV翼緣部分面積凈軸以上面積S換軸以上面積馬蹄部分面積S鋼束群重心到截面下緣距離2.6鋼束預應力損失計算根據《公預規(guī)》6.2.1條規(guī)定，當計算主梁截面應力和確定鋼束的控制應力時，應計算預應力損失值。后法梁的預應力損失包括前期預應力損失(鋼束與管道壁的摩擦損失，錨具變形，鋼束回縮引起的損失，分批的損失)和后期預應力損失(鋼絞線應力松弛，混凝土收縮和徐變引起的應力損失),而梁鋼束的錨固應力和有效應力(永存應力)分別等于拉應力扣除相應階段的預應力損失。預應力損失值因梁截面位置不同而有差異，現以四分點截面(既有直線束，又有曲線束通過)為例說明各項預應力損失的計算方法。對于其它截面均可用同樣方法計算，它們的計算結果均列入鋼束預應力損失及預加力一覽表2.6.1預應力鋼束與管道壁之間的摩擦損失按《公預規(guī)》6.2.2條規(guī)定，計算公式為：式中：——拉鋼束時錨下的控制應力；根據《公預規(guī)》6.1.3條規(guī)定，μ——鋼束與管道壁的摩擦系數，對于預埋波紋管取μ=0.25;θ——從拉端到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，取k=0.015;Vx——從拉端到計算截面的管道長度(m),可近似取其在縱軸上的投影長度(如圖-14),當四分點為計算截面時，鋼束號X2.6.2由錨具變形，鋼束回縮引起的損失根據《公預規(guī)》Oi2計算公式如下：L——預應力鋼束有效長度。四分點截面2的計算結果見表16表16四分點截面2的計算結果鋼束號LVV鋼束號錨固時預加縱向力a力損失的鋼束號ZA?N表18四分點截面6計算表數據=計算應力損失分子項分母項2.6.3混凝土彈性壓縮引起的損失后法梁當采用分批拉時，先拉的鋼束由于拉后批鋼束產生的混凝土彈性壓縮引起的引力損失，根據《公預規(guī)》6.2.5條規(guī)定，計算公式為；式中：在先拉鋼束中心處，由后拉各批鋼束而產生的混凝土法其中N,M——分別為鋼束錨固時預加的縱向力和彎矩，V本算例采用逐根拉鋼束，預制時拉鋼束N1~N13,拉順序為N1~N13順序拉。計算時應從最后拉的一束逐步向前推進。2.6.4由鋼束應力松弛引起的損失《公預規(guī)》5.2.11條規(guī)定，對于作超拉的鋼絲由松弛引起的應力損失公式為2.6.5混凝土收縮和徐變引起的損失根據《公預規(guī)》6.2.7條規(guī)定，由混凝土收縮和徐變引起的應力損失可按下式計算式中：?——全部鋼束重心處由混凝土收縮、徐變引起的預應力損失；σ——鋼束錨固時，全部鋼束重心處由預加應力(扣除相應階段的應力損失)A——本設計為鋼束錨固時相應得凈截面面積A。e,——本設計即為鋼束群重心至截面凈軸得距離e,i——截面回轉半徑，本設計為(t,to)——加載齡期為to、計算齡期為t時得混凝土徐變系數；&(t,t?)——加載齡期為t?、計算齡期為t時收縮應變。(1)徐變系數終極值φ(1,to)和收縮應變終極值&(t,t?)的計算構件理論厚度得計算公式為：U——與大氣接觸得截面周邊長度。設混凝土和徐變在野外一般條件(相對濕度為75%)下完成，受荷時混凝土加載齡期為20d。(2)計算σ?截面鋼束號(表17)M(表17)四分點101020103010401050106010701080109VZ跨中20變化點Z支點Z表20各控制點使用階段消失的預加力截面鋼束號使用階段消失的預加力四分點3Z中Z0化點Z點Z2.6.6預加力計算即鋼束預應力損失匯總施工階段傳力錨固應力σ及其產生的預加力：V可用上述同樣的方法計算出使用階段由拉鋼束產生的預加力N,V,M。,下面將計算結果一并列入表21。表22示出了各控制截面得鋼束預應力損失。表21鋼束預應力損失一覽表鋼束號正常使用階段錨固鋼束應力鋼束有效應力跨中123456789V0四分點1234567890變化點1234567890支點1V2345678902.7主梁截面承載力與應力驗算預應力混凝土梁從預加力開始到受荷破壞，需經受預應力、使用荷載作用、裂縫出現和破壞等四個受力階段，為保證主梁受力可靠并予以控制，應對控制截面進行各個階段的驗算。在以下容中，先進行持久狀態(tài)承載能力極限狀態(tài)承載能力驗算，再分別驗算持久狀態(tài)抗裂驗算和應力驗算，最后進行短暫狀態(tài)構件的截預應力梁在使用階段短期效應組合作用下，只要截面不出現拉應力就可滿足。V2.7.1持久狀況承載能力極限狀態(tài)承載力驗算=X在承載能力極限狀態(tài)下，預應力混凝土沿正截面和斜截面都有可能破壞，下面驗算這兩類截面的承載力。圖13示出正截面承載力計算圖示。(1)確定混凝土受壓區(qū)高度根據《公預規(guī)》5.3.2條規(guī)定，對于帶承托翼緣板的T形截面：當R,A,≤Rb'h'+0.5R.(b+b?)A成立時，中性軸在翼緣板，否則在腹板。本設計的V考慮三角承托的影響，可近似看成第一類截面計算。設中性軸到截面上緣的距離為x,則：求得X=69.8cm要求X≤5h式中：x,一預應力受壓區(qū)高度界限系數，按《公預規(guī)》表5.2.1采用，對于C50混凝土，說明該截面破壞時屬于塑性破壞狀態(tài)。(2)驗算正截面承載力由《公預規(guī)》5.2.2條，正截面承載力按下式計算：式中：y.——橋梁結構的重要性系數，按《公預規(guī)》5.1.5條取用，本設計按公路Ⅱ級公路設計，故取1.25.則上式為：右邊=129224(kN·m)>M=11756(kN·m)(跨中)主梁跨中正截面承載力滿足要求。其它截面均可用同樣方法驗算。(1)斜截面抗剪承載力驗算根據《公預規(guī)》5.2.6條，計算受彎構件斜截面抗剪承載力時，其計算位置①距支座中心h/2處截面；V②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箍筋數量或間距改變處的截面；⑤構件腹板寬度變化處的截面。本設計以變化點為例進行斜截面抗剪承載力驗算a)復核主梁截面尺寸條規(guī)定，即式中：V——經力組合后支點截面上最大剪力(kN),各梁最大的Va為989.8kN;b——支點截面的腹板厚度(mm),即b=360mm;h?——支點截面的有效高度(mm),即h=h-a。=2300-980=1320mm)Swk——混凝土強度等級(MPa)上式=0.51×103×√40×360×1320=1527>r?Va=9898(kN)所以本設計主梁的T形截面尺寸符合要求。b)截面抗剪承載力驗算驗算是否需要進行斜截面抗剪承載力計算。根據《公預規(guī)》5.2.10條規(guī)定，若符合下列公式要求時，則不需進行斜截面抗V0.12×0.00314×240×16567.5+493=1060.5≥989.8KN式中：f——混凝土抗拉設計強度(MPa);a?——預應力提高系數，對預應力混凝土受彎構件，取1.25.所以本設計需進行斜截面抗剪承載力計算。①計算斜截面水平投影長度C按《公預規(guī)》5.2.8條，計算斜截面水平投影長度C:式中：m——斜截面受壓端正截面處的廣義剪跨比，V——斜截面受壓端正截面由使用荷載產生的最大剪力組合設計值；M——相應于上述最大剪力時的彎矩組合設計值；h?——通過斜截面受壓區(qū)頂端正截面上的有效高度，自受拉縱向主鋼筋的合力點至受壓邊緣的距離。V對應M=20394KN·m得m=1.31m=1.31取m=1.7式中：Q,——斜截面受壓端正截面最大剪力組合設計值，為989.8kN;QH——斜截面混凝土與箍筋共同的抗剪承載力(kK),按下式計算：Rm——預應力彎起鋼筋得抗拉設計強度取1280MPa(2)斜截面抗彎承載力驗算V式中：σ——在作用標準效應組合下混凝土的法向壓應力，按下式計算：σ——由預應力產生的混凝土法向拉應力，按下式計算：跨中N,(0.1kN)四分點aN7錨固點可a支點aV表23t計算表項目V寬b上梗肋下梗肋SC跨中一期恒載07964短期組合7694預加力07964短期組合剪力四分點短期組合剪力N7錨固點短期組合剪力支點短期組合剪力跨中四分點支點注：在混凝土主應力計算中，習慣上在計算剪力時取用各計算截面的最大剪力，計算法向應力時取用各計算截面的最大彎矩，實際上，由于對同一計算結面不可能同時出現最大剪力和彎矩，因此上表所計算的主應力值稍偏大。V應力部位跨中上緣跨中下緣四分點上緣四分點下緣變化點上緣變化點下緣支點上緣支點下緣N,(0.1kN)0000k00·預應力筋拉應力驗算根據《公預規(guī)》7.1.5條，使用階段預應力筋拉應力應符合下列要求：式中：σ——預應力筋扣除全部預應力損失后的有效預應力；,——在作用標準效應組合下受拉區(qū)預應力筋產生的拉應力，按下式計算：ea,e?！謩e為鋼束重心到截面凈軸和換軸的距離，即——在作用標準效應組合下預應力筋重心處混凝土的法向拉應力；α——預應力筋與混凝土的彈性模量比。取最不利的外層鋼筋N2進行驗算，表示出了N2號預應力筋拉應力的計算過程和結果，最大拉應力在跨中截面，為1298.84MPa,可見其結果符合規(guī)要求。截面混凝土主壓應力驗算此項驗算主要為了保證混凝土在沿主壓應力方向破壞時也具有足夠的安全度。以1號梁的跨中截面為例，對其上肋(a-a)、和下肋(b-b)等四處分別進行主壓應力驗算，其它截面均可用同樣方法計算。根據《公預規(guī)》7.1.6條，斜截面混凝土主壓應力應符合下列要求：主壓應力，按下式計算：式中：σ——在計算主應力點，由荷載標準值組合和預應力產生的混凝土法向應T——在計算主應力點，由荷載標準值組合和預應力產生的混凝土剪應力。表30示出了σ的計算過程，表示出了r的計算過程，混凝土主壓應力計算V跨中N(0.1kN)A.[cm2}四分點N7錨固點a支點V項目V寬b上梗肋下梗肋SC跨中一期恒載05067短期組合5710預加力05067短期組合剪力四分點短期組合剪力N7錨固點短期組合剪力支點短期組合剪力截面主應力部位T標準組合標準組合標準組合跨中四分點N10錨固點支點注：在混凝土主應力計算中，習慣上在計算剪力時取用各計算截面的最大剪力，計算法向應力時取用各計算截面的最大彎矩，實際上，由于對同一計算結面不可能同時出現最大剪力和彎矩，因此上表所計算的主應力值稍偏大。V法向應力.f,f——與構件制作、運輸、安裝各施工階段混凝土立方體抗壓強度相表28示出了預加應力階段混凝土法向應力的計算過程。本設計采用兩點吊裝，吊點設在兩支點移59cm2.8主梁端部的局部承壓驗算如圖18a所示，在錨固端設置兩塊厚20mm的鋼墊板，即在N?~N?的3根鋼束錨下設置200×712mm的墊板，在1N?~N??的六根鋼束錨下設置350×1166mm的墊板2。在鋼墊板下等于梁高(230mm)的圍并且布置21層48的V間接鋼筋網，鋼筋網的間距為10cm,其中錨下第一層鋼筋網的布置見圖14b所示。根據錨下鋼墊板的布置情況，以下分上、下兩部分各自驗算混凝土局部承壓強度。亦亦a墊板1墊板2按《橋規(guī)》第5.1.16條和第4.1.24條規(guī)定，預應力混凝土梁局部承壓強度式中：N——局部承壓時的縱向力。在梁端兩塊鋼墊板中，分別考慮除最后拉的一束為控制應力外其余各束均勻為傳力錨固應力，可計算出墊板1、2的N各為1614.2KN和4782.6KN;β——混凝土局部承壓強度的提高系數，按下式計算：A——局部承壓時的計算底面積(扣除孔道面積);A——局部承壓(扣孔道)面積；β——配置間接鋼筋時局部承壓強度提高系數，按下式計算：A——包羅在鋼筋網配筋圍的混凝土核心面積；V在主梁混凝土達到90%強度時開始拉鋼束，所以R1=0.9R=20.7MPa;R——間接鋼筋抗拉設計強度，對于I級鋼筋R,=24MPa;截面面積；對于鋼墊板1(見圖18a):公式右邊=0.6×(1.6×21.7+2×0.01065×1.442×240)×11365×10對于鋼墊板2:注：在墊板1和2的局部承壓強度計算中，上述強度計算公式等號右邊由第二項算得的數值均未超過第一項的50%。VN——考慮局部承壓時的縱向力(KN),數值與前節(jié)計算的相同；V——與墊板形式及構件相對尺寸有關的系數，對于本例的方型墊板V=2;λ——局部承壓板垂直于計算截面(受剪面)方向的邊長與間接配筋深度(本例為230cm)之比；A——梁端部區(qū)段沿荷載軸線切割的計算截面積(其高度等于間接配筋深度),其中應扣除孔道沿荷載軸線的截面面積(cm2);R,——混凝土抗拉設計強度(MPa),考慮40號混凝土達90%強度時拉鋼束，則R}=0.9RI=0.9×2.15=1.935MPa.∴N=16142KN<右邊(符合要求)A=36×230-2×5×230=598至此，便完全說明了在主梁混凝土達到90%強度時可以拉預應力鋼束。2.9主梁變形驗算為了掌握主梁在各受力階段的變形(通常指豎向撓度)情況，要求計算各階段的撓度值，并且對體現結構剛度的活載撓度進點截面為平均值將全梁近似處理為等截面桿件，然后按材料力學方法計算1號V梁跨中撓度。2.9.1計算由預加應力引起的跨中反拱度M——拉錨固時各根鋼束的預加彎矩；M——單位力作用在跨中時所產生的彎矩。上述積分按圖乘法計算，即單束反拱度。凈截面形心軸四分點圓弧段直線段直線段圓弧段直線段表29分塊面積及形心位置為A和d計算公式形心處的M值三角形V弓形半個M,。圖表中：h?為錨固點截面的鋼束重心到凈軸的豎直距離h?為鋼束起彎點至凈軸的豎直距離，φ為鋼束彎起角?？缰蟹垂岸雀鶕豆A規(guī)》6.5.4條，考慮長期效應的影響，預應力引起的反拱值應乘以長期增長系數2.0,即：2.9.2計算由荷載引起的跨中撓度根據《公預規(guī)》6.5.2條，全預應力混凝土構件的剛度采用0載效應產生的跨中撓度可近似按下列公式計算；短期何在效應組合產生的跨中撓度可近似按下列公式計算：表30各束引起的反拱度計算表分塊束號MNNNNNNN矩形158矩形28183川角形5弓形406圖A5VDNM根據《公預規(guī)》6.5.3條，受彎構件在使用階段的撓度應考慮何在長期效應的影響，即按荷載短期效應組合計算的撓度值，乘以撓度長期增長系數n。,對C50混凝土，7=1.6,則荷載短期效應組合引起的長期撓度值為：恒載引起的長期撓度值：2.9.3結構剛度驗算按《公預規(guī)》6.5.3條規(guī)定，預應力混凝土受彎構件計算的長期撓度值，在消除結構自重產生的長期撓度后梁的最大撓度不應超過計算結構的1/600,可見，結構剛度滿足規(guī)要求。2.9.4預拱度的設置按《公預規(guī)》6.5.3條規(guī)定，當預加力產生的長期反拱值大于荷載短期效應組合計算的長期撓度時，可不設預拱度。本設計中預加力產生的長期反拱值為21cm,大于按荷載短期效應組合計算的長期撓度值16.8cm,滿足規(guī)要求可不第3章橫隔梁計算V鑒于具有多根橫隔梁的橋梁跨中處的橫隔梁受力最大，通常只計算跨中橫隔梁的作用效應，其余橫隔梁可依據跨中橫隔梁偏安全的選用相同的截面尺寸和根據《橋規(guī)》4.3.1條規(guī)定，橋梁結構的局部加載計算應采用車輛荷載，圖16表示出跨中橫隔梁縱向的最不利荷載布置?？v向一行車輪和人群荷載對跨中橫隔梁的計算荷載為：跨中橫隔梁受力影響線的面積：通常橫隔梁的彎矩為靠近橋中線的截面較大，而剪力則靠近兩側邊緣處的截面較大，如圖22跨中橫隔梁，本設計只取A、B兩個截面計算橫隔梁的彎矩，V效應，先需作出相應的相應影響線。3.2.1繪制彎矩影響線按照玲主編《橋梁工程》的式(2-6-33)、(2-5-34)和式導求得：e,——單位荷載p=1作用位置到橫截面中心的距離，當e;在中心之左時取正值，在中心之右時取負值。其它符號均同本例第二節(jié)中說明。當p=1作用在1號梁軸上時，e,=2d=3.2m,同時VI=5.93756×103m?(見表4)當p=1作用在5號梁軸上時，e,=-2d,則當p=1作用在2號梁軸上時，e,=d,則同理p=1作用在1號梁軸上時：=(-0.1482×1.5×1.6+0.0259×0.5×1.6+2×(-0.0以上述三點坐標和A截面的位置，便可繪出M影響線。(1)對于1號主梁右截面的剪力Q"影響線可計算如下：p=1作用在計算截面以左時：(2)對于2號主梁右截面的剪力Q右影響線可計算如下：如p=1作用在3號梁軸上時；Vp=1作用在計算截面以左時:繪成的Q影響線p=1作用在計算截面以左時:繪成的Q影響線國MA聯冒物MBMA聯冒物耳3.3截面作用效應計算計算公式：截面力S=(1+μ)dPoZ?式中：擬地取用主梁的沖擊系數；計算荷載P。和P。。在相應影響線上的最不利位置加載見圖17所示，截面力的計算均列入表。圖18和圖19分別表示橫隔梁正彎矩配筋(4φ18布置在下緣)和負彎矩配筋(2φ18布置在上緣),并且示出配筋計算的相應截面。剪力鋼筋選用間距S為20cm的248雙肢筋筋。經過橫隔梁正截面和斜截面強度的驗算，上述配筋均能滿足規(guī)的有關規(guī)定。由于這部分的計算容與主梁截面強度驗算雷同，故從略。表31橫隔梁截面作用效應計算表汽車PolkN)人群q。(kN/m)7M7nVvVV次=0.5×(0.4514+0.4452}×0.15×19.5=1.3{kN)v控制力圖18和圖19分別表示橫隔梁正彎矩配筋(4φ20布置在下緣)和負彎矩配筋(2φ20布置在上緣),并且示出配筋幾的相應截面。剪力鋼筋選用間距為S=200mm的2φ8雙肢箍筋。經過橫隔梁正截面和斜截面承載力的驗算，上述配筋均能滿足規(guī)的有關規(guī)定。由于這部分的計算與主梁截面承載力的驗算雷同，故從略。第4章行車道板計算V考慮到主梁翼緣板鋼筋是連續(xù)的，故行車道板可按懸臂板(邊梁)和兩端固結的連續(xù)板(中梁)兩種情況來計算。4.1懸臂板荷載效應計算由于寬跨比大于2,故按單向板計算，懸臂長度為0.72m,中間鉸接.主梁架設完畢時橋面板可看成72cm長的單向懸臂板，計算圖式見圖20圖20懸臂板計算圖式(尺寸單位：mm)計算如圖取P=140kn,a?=0.2m,b?=0.6mVb?H圖21車輛荷載在板上的分布由圖得(1)車輪在板的跨徑中部時垂直于板的跨徑方向的荷載分布寬度：(2)車輪在板的支承處時垂直于板的跨徑方向荷載的有效分布寬度：(3)車輪在板的支承附近，距支點距離為x時垂直于板的跨徑方向荷載的有效分布寬度：V將加重車后輪作用于板的中央，求得簡支板跨中最大可變作用(汽車)的彎矩為：計算支點剪力時，可變作用必須盡量靠近梁肋邊緣布置?？紤]了相應的有效工作寬度后，每米板寬承受的分布荷載：綜上所述，可得到連續(xù)板可變作用(汽車)效應如下：跨中斷面彎矩：Mep=0.5×25.3=12.65(KN-m)。作用效應組合按《橋規(guī)》4.1.6條進行承載能力極限狀態(tài)作用效應基本組合。支點斷面彎矩：1.2M+1.4M=-1.2×1.8-1.4×17.7=-27(KN·m)支點斷面剪力：1.2V+1.4V=1.2×5+1.4×85.8=126KN)跨中斷面彎矩：1.2M+1.4M,=1.2×0.9+1.4×12.65=18.8(KN·m)懸臂板及連續(xù)板支點采用相同的抗彎鋼筋，故只需按其中最不利荷載效應V配筋，即Ma=-27kN·m。其高度h=22cm,凈保護層a=3cm。若選用φ12鋼查有關板寬1m鋼筋截面與距離表，當選用φ12鋼筋時，需要鋼筋間距為12cm,此時所提供的鋼筋面積為：A=9.42>9.34cm2。由于此處鋼筋保護層于4試算值相同，實際配筋面積又大于計算面積，則其承載能力肯定大于作用效應，連續(xù)板跨中截面處的抗彎鋼筋計算同上，此處從略。計算結果需在板的下緣配置鋼筋間距為12cm的φ12鋼筋。為使施工簡便，取板上下緣配筋相同，均為φ12120mm。配筋布置如圖22。按《公預規(guī)》5.2.9條規(guī)定，矩形截面受彎構件的截面尺寸應符合下列要求。 rV=126KN≤0.51×10?3√Jbh=0.51×103×√40×1600×213=1滿足抗剪最小尺寸要求。按《公預規(guī)》5.2.10條，y?V≤0.50×10?3a?fbh,即：yV≤0.50×10?×1.0×1.83×1600×213=310.4(KN)時，不需要進行斜截面抗剪強度計算，僅按構造要求配置鋼筋。V間距不應大于200mm,因此本例中板分布附近用φ8200mm。甜圖22行車道板受力鋼筋布置圖示(尺寸單位：mm)V結束語兩個多月過去了，我的畢業(yè)設計也在今天完工。畢業(yè)設計是我們在校期演練，提高了自己綜合運用所學知識能力和實踐創(chuàng)新能力。因此，通過此次畢業(yè)設計，我掌握了T型梁橋設計的容、步驟和方法提高了對計算機應用的技能，特別是對CAD的熟練操作；還培養(yǎng)了自己正確、熟練運用規(guī)、手冊及參考書的能力。我做的是T型梁橋設計，涉及到的容就比較多。但是遇見問題最多還是主梁截面特性和各截面的應力計算上，這部分涉及到的知識點和公式很多，要考慮的因素也很多，是專業(yè)知識的一個很全面的貫通，做好這部料。還得感清富老師的細心指點讓我有了頭緒。整個設計下來，總結了一些設計過程中應該注意的問題：(1)在動手設計之前，先了解本次設計容、查閱相關參考資料是十分必要的，在了解基本要求后認真熟悉規(guī)的規(guī)定更是關鍵所在；另外，還應該認真的學習院系下發(fā)的關于畢業(yè)設計的每個文件，嚴格按要求進行設計；(2)在動手設計后，應根據任務要求合理安排和及時、靈活的調整進度；(3)不要害怕設計會犯錯誤，而是要勇于面對任何的錯誤和挫折，不斷地(4)積極查閱各種參考資料，主動向指導老師請教，熱心與同學討論交流，團結協作，這都對設計有著很大幫助。V[1]齡嘉，橋梁工程[M],,人民交通，2007.1[2]葉見曙，結構設計原理[M],,人民交通，2005.6[5]河海大學、理工大學、理工大學、清華大學合編，水工鋼筋混凝土結構學[6]徐光輝、胡明義，公路橋涵設計手冊梁橋(上冊)[M].,人民交通，1996[7]龍馭球、包世華，結構力學教程(1)[M],,高等教育，2000.7[8]GotthardFranz,Konstruktionslehre[9]訓方、方孝淑、關來泰，材料力學[M].,高等教育，1994.9[10]高島simply-supportedcomstructure,1993.15致V的信心!朋杰Ultimatestrengthofcontinuouscompositebox-girderbridgeswithprecastdconstructionandthereplacementofdeteribecausethesystemcanensurethequalitworkingenvironmentsVconnections,shearconnectionbetweensteelslabandtransversejointsbetweenprecastpanels.Fig.1overviewofacompositeTherehavebeenseveralexperimentsoncompositebeamswithprecastdecks.Throughobservationofthebehaviourofshearconnectionsequationforshearstiffnessoftheconnectionwassuggesbeamshowedthecapacityforstuds.Fromthesefatigueenduranceofstudshearconnectioninprecastdeckcompoprecastdeckshadfemale-tVthatitdoesnotpermittensiinvestigatecrackingbehaviouratthetranTensilestressesoccurringatthejointslocallyareimportathemagnitudeoftheeffectiveprestress.Lossesofcompreconcreteshrinkagestrain.Prestressedctimeaftercastingprecastconcrete,shouldbeconsiderNumerousexperimentalworksandanestablishthedesignbasisforcstudies,experimentsoncontinuouscompositebeamswerecarriedoutVtopreventtencalculateaflexuralresistanceofcompositesection,sectionalexperimentalstudies,itwasconcludedthattheultimatestrecross-sectionalareaofthestudshankanddecreaseswithanincreaseofthebeddinglayertevaluatedandcomparedwiththetestresultsfordesignofcontinuouscompcalculationofultimatestrengths,fullSpecificationswereconsVmoment-curvaturerelationshipandmomentofconstruction.Twodifferenttypesofboxgirdersmaybeopen‘U'sectionisfabricated.Foreislabscouldbeeffectivelyappliedfotheopen-toppedsteeesbecauseformworkforcastingcompositebox-girderbridgeoftrapezoidal'U'sectionwithprefabricateVintothedeckandabolt-tCBG2,thecompositshearconnectorswereinstalledontopflangesofthesteelglocatedbetweensupports.Insidethesteelbox,lEUROCODE4,theclassificationofcroasfollows.ThewebplateinthenegativemomentregionislinaccordingtoEq.(1),andalsothelowerflangeinthenegativemomentregionsareallcompactsecplasticglobalanalysis,anMaterialpropertiesofthesteelsections,Vablesland2,respectively.FiveinternaltendonsweredadditionallytwoexternaltendonswereinstalledinCto1000,000cycleswerecarriedout.Afterthesesupportandthenthelastloadingwasmadeuntillargedemid-spanwithlinearvaStraindistributionsofsectionsA,BandCwereobserveVstudshearconnectorwasdeterminedasthestrengthoftheshearconnectioninashearspan,asarengthrequiredforfullshearconnections3.2.Cracking.yieldiPreviousresearchhasbeenfocusedoningbehaviourtoconfirmtheserviceabilityinpevaluatedandthencomparedwithtestresultsasshowninTable3.Vdeckjointshadbecrackingofslabsandtheyieldingofthegithetests,yieldingoccurredatalmostthesametimeinmaximumusingmomentredistribution.AftermomentredistributionfVconsideredtobeduetoresidsomewhatandanchoragesectionwereneglectedinthecalculatiTheultimateloadwascalculatedusingtheconceptofaplthisevaluation,theeffectoftheshearwasnotconsideredbecagnificantcomparedwiththebendingeffect.incontinuouscompositebox-girderbridgeswite,theevaluationoftheultimateloadbytheplasticglosectionsuchasFig.5.InV(Fig.5(b)).InCBG2,inaddition,thplasticmomenfforthenegativemomentsectiThus,intheevaluationoftheultimateloadbythemechanismianalysis.Therefore,theultimateloadcalculatedbythemechanismwaewhatoverestimated.FromTable3,itisconsideredthattalanalysisusingtheassumptionofuncrackedandcrackedsectionfortheVsteelsectionshouldbereachedatstrainhardeningbeforetheconcshed.Therefore,theductilityparametershouldbehigherwhereF'istheconcretecompcompressivestrainofconcrete,Dcisthedepthoftheslab,D,isthedepthofthegirder,Ayisthesteelgirdersectionarea,Fy,istheyieldingfevaluated,TheductilityparameterofallspethetestgoodductilityinpositivemomentregionsoftheultimatestateoncludedthattheRotterductilityparametercouldbeuVforCompositeBeams)wasdeveloped.Thematerialnonlinearitywered,asshowninFig.6.Inthesteel,strainhardeningwastheconcreteoftension,thelinearelasticcurvewasusedbelowthngthbutoverthetensilestrength,alinearsotensionstiffeningeffects.ThereinforcementwasmodeledasalgirderdidnotoccurthusthesectionbehavedasafullcoVofconcrete,strengthofsteelgirder,reinforcementandtendonwereconsideredasreinforcementhavingequivalentdiameaninitiallinearcurthree-dimensionalfiniteelementandthesteelgirderweremohemodelwasassumedtobehavFig.7.Inthe“elaVanalysiswassimilarInthecaseofCBG1,thecurveofnuamaximumnegativemomentregioninFig.8(b),thecurvmomentsectionhadalreadybecamealmoseCBG1hadmanyloadingcyclesoverthecrackingload[8thethetestresultswell.Inamaximumnegativemomentregion(Fig.lyticalsolutionisvecycleultimateloadinghistoryafteronecyclecrackincouldbeobservedthattheflexuralstiffnesswasdecreasebridgeswithprefabricatedVasthecompositionofgiinternaltendonorexternaltendonsuchasthenu5(b)or(c).distributioncontinu-ousbeamisnotinagreementwiththemomentdiuncrackedcompositesection.Aftercrackingandyieldingcompositesection,therealmomentsinacontinuouscdistributed.ThereforetheandthenmomentredistributioncouldbeestimaisdefinedthataratioofmomentredistributionthenonlinearanalysiswhichproducedtheabovecurveinFigs.8shownintheultimateloadbytheplasticglobalanalysisissimilartotheresulVInthispaper,jinordertoevaluateultandanalyticalstudiesoftwo-spancontinuouscompositeswithprefabricatedslabswereconductedandf(1)Eqs.(6)and(7)areeffectiveinestimshearconnectionandthedegreeofshearconnectiontoobtainfulforthepositiveandnegativemomentregionrespectively,couldbeoprecastdeckcompositeboxgirderbridges.Also,theductilityofprecastdeckbridgVglobalanalysiscanbemad以及預制板的橫向連接。圖1大體概述了在本文中涉及到的全縱深預制橋面組合橋梁。勞耐力。V當它處于服務荷載作用下時節(jié)點不允許拉應力出現。為了調查研究預制橋面的橋梁的橫向接縫的開裂特點開展了試驗工作和分析研究。從這項研究，建議了幾點設計時應考應力對確定預應力是很重要的。節(jié)點頂部的壓應力損失是可觀的，應仔細評估以確定初始的拉控制應力。很明顯，降低由混凝土收縮產生的拉應力可以有效地減少預應力損失。預應力組合橋梁因為混凝土長期的行為產生的應力損失可能是不合算的，因此，預應力的優(yōu)點例如澆注完預應力中考慮。為了確定預制橋面的連續(xù)組合橋的設計基礎理論已經做過無數的實驗和分析。在這些研究中，進行連續(xù)組合梁的實驗是為了觀察連續(xù)梁的行為和驗證擬定的防止節(jié)點裂縫的設計標準。在連續(xù)預制橋面板橋梁的節(jié)點處防止拉應力出現就足夠了。滿足服務的極限狀態(tài)的橋梁，也應該評估極限強算出組合部位的撓曲阻力，需要評估剪力連接的截面分類和概率。從以往的實驗研究中得出的結論是，預制橋面板的橋梁的剪力連接螺柱的橫截面面積而隨著層間厚度的增加而減小。在本文中，進行了兩跨連續(xù)組合箱形梁橋的實驗與分析研究。評估了開裂、屈的連續(xù)組合橋的實驗結果做了比較。為了評估連續(xù)梁橋的屈服荷載，考慮了一個不開裂截面的方法，該方法考慮了彎矩的重分配，在EUROCODE4對彎矩重分配下了定義。在極限強度的計算中，考慮了全部或部EUROCODE4或者AASHTOLRFD的說明中對上述概念下了定義。同時，考慮材料的非線性，彎矩-曲率關系和彎矩重分配了通過數值分析進行了估計。V2.1實例對于中等跨徑的橋梁，組合式箱形梁是很有吸引力的組合式梯形“U”截面的箱形梁橋。建了兩座分別命名為CBG1和CBG2的裝配式連續(xù)組合箱形梁橋。CBG1是10-10的兩跨而CBG2是20-20的兩跨連續(xù)梁橋。兩個箱形梁橋具有一樣的截面尺寸如圖2(a)所示。在CBG的模型中，每個預制梁有6個為設置剪力連接器的挖空的塊和5個40mm為后法預留的管道。為了引入縱向預應力，5個在負彎矩區(qū)域的組合部分是在剪力連接后由外部鋼筋施加預應力的(圖2(c))。剪力連接器安裝在主梁頂部法蘭以實現充分的剪力連接。每個支撐上都放置了隔板并且額外在支撐間設置了K型支