[畢業(yè)設計精品]跨度度為458045米連續(xù)鋼構橋設計

1、前前 言言 畢業(yè)設計是教學計劃中的一個重要環(huán)節(jié)，是在完成學校所有規(guī)定的基礎 課、專業(yè)基礎課和專業(yè)課后進行的，是培養(yǎng)學生綜合運用所學的基礎知識和 專業(yè)知識能力的綜合體現。本設計是在臧華和張偉老師的耐心指導下完成的。 畢業(yè)設計主要進行了橋梁方案的設計與比較，橋梁的結構內力計算，預應力 筋的配置設計，截面應力、撓度驗算以及訓練了手工制圖和cad 制圖的基 本技能和方法。橋梁的方案設計與比較是按照實用、經濟、安全、美觀的基 本原則進行的，從擬訂的五個方案中，選出三個進行了詳細的技術經濟比較。 橋梁的結構計算中，首先應用橋梁博士電算程序進行內力的計算，然后，根 據電算結果分析，得出各控制截面的內力組合結

2、果，并利用組合結果進行配 筋、驗算。橋梁施工方法的設計是根據當地的地形條件，施工設備和能力以 及工程的可行性而進行的。 和以往的理論教學不同，畢業(yè)設計是要學生在老師的指導下，獨立地、 系統(tǒng)地完成一個工程設計，以期能掌握一個工程設計的全過程，在鞏固已學 課程的基礎上，學會考慮問題、分析問題和解決問題，并可以繼續(xù)學習到一 些新的專業(yè)知識，有所創(chuàng)新。作為一名交通工程方向的本科生應該做好這次 設計。 通過本次的畢業(yè)設計，我對橋梁工程設計的過程及內容有了一個初步的了 解。由于知識水平有限，在本次設計中難免會有不少錯誤和不足，懇請各位老 師和同學批評、指正！ 20112011 年年 5 5 月月 第第一一

3、章章 方方案案比比選選 本章主要根據橋址的地形、地貌、水文地質條件和技術標準的要求，綜合 考慮經濟與安全、時間與空間環(huán)境等方面的因素，初擬方案。初擬方案完成后， 通過初步分析，將其中明顯競爭性不大的體系刪去，提出 23 個具有特色的體 系作進一步分析評比，這 23 個比選方案應力求受力合理，施工可行。比選標 準主要依據安全、適用、經濟和美觀，其中以安全和經濟為重。最終確定方案 以設計出“安全適用、經濟合理、美觀環(huán)保”的橋梁。 1 1. .1 1 方方案案比比較較 1 1. .1 1. .1 1 實實用用性性比比較較 本次設計選取第二、三、四方案進行比較。 1.預應力混凝土連續(xù)梁橋：伸縮縫少，結

4、構剛度大，變性小，動力性能 好，主梁性能好，主梁變形撓曲線平緩，行車平順，通暢，安全，可滿足交 通運輸要求，且施工簡單，但工期長。 2.連續(xù)剛構橋：行車平順，通暢，安全，可滿足交通運輸要求，施工技 術成熟，易保證工程質量，橋下凈空大，可滿足通航要求，屬有推力體系， 對地基要求比連續(xù)梁高，此處地勢平緩，地質條件不好，跨徑大，墩高小， 溫度，混凝土收縮產生較大位移，對橋墩不利。 3.斜拉橋：跨度大，行車性能好，不用作大量基礎工程，由于拉鎖多點 支撐作用，梁高小，可采用懸臂施工，不影響通航，梁可以預制，可加快施 工速度。 1 1. .1 1. .2 2 安安全全性性比比較較 1.預應力混凝土連續(xù)梁橋

5、：技術成熟，計算簡單，施工方法簡單，質量 好，整體性好，剛度大，可保證工程本身安全，同時行車性能良好，可保證 司機正常行車，滿足交通運輸安全要求。 2.連續(xù)剛構橋：一般做成薄壁墩，墩的剛度小，難以承受船舶撞擊，但 此處不通航，對橋墩有利，因墩梁固結墩處可承受較大彎矩，梁高可做薄， 基礎沉降對結構影響大。 3.斜拉橋：拉索是柔性體系，風力作用下會震動，會影響橋上行車何橋 本身安全，橫向剛度小，變性大。 1 1. .1 1. .3 3 經經濟濟性性比比較較 1. 預應力混凝土連續(xù)梁橋：施工技術成熟，方法簡單，易掌握，需要 的機具少，無需大型設備，可充分降低施工成本，所用材料普通，價格低， 成橋后養(yǎng)

6、護費用少，需要大型支座，需較多預應力鋼筋，基礎施工復雜。 2. 連續(xù)剛構：無需支座，節(jié)省大型支座費用，其他于連續(xù)梁基本相同。 3. 斜拉橋：需大量拉索鋼絲，預應力束，主塔構造復雜，高空作業(yè)多， 成橋后養(yǎng)護費用高，基礎施工復雜，還需減震裝置。 1 1. .1 1. .4 4 外外觀觀比比較較 1. 預應力混凝土連續(xù)梁橋：形式簡單，造型單一。 2. 連續(xù)剛構：墩梁固結作用可降低梁高，使梁看來更纖巧。 3. 斜拉橋：現代感強，可通過索塔與拉索布置形式獲得滿意造型，塔 較高，使橋向縱向和橫向延伸，比例協(xié)調，均勻。 1 1. .2 2 方方案案確確定定 通過以上的方案比選，綜合考慮該橋的經濟性、技術性、

7、施工可行性及 實用性選擇連續(xù)剛構方案為最后的實施方案，其優(yōu)點如下： 1.橋型美觀度：此種橋型與周圍環(huán)境較吻合，整個橋型輕盈美觀，簡潔 而有氣勢。 2.施工方法：采用懸臂澆注施工最為合理，混凝土連續(xù)剛構橋施工期間 抗風能力強，可不需在施工期間采用附加的抗風措施，而混凝土長懸臂施工 時會帶來抗風引起的風險。 3.經濟性指標：混凝土連續(xù)剛構橋造價比斜拉橋低。 第第二二章章 結結構構設設計計 本章主要介紹當方案確定以后，如何進一步進行結構設計。結構設計應 包括上部結構設計和下部結構設計。上部結構設計的主要內容有：截面尺寸 的擬定，內力計算（包括橫載內力、活載內力和附加內力的計算，內力組合， 內力包絡圖

8、的繪制），配筋設計，施工階段和使用階段的應力驗算，最終承 載力極限狀態(tài)強度驗算、剛度驗算，預拱度設置等。下部結構設計的主要內 容為橋墩（臺）的設計計算。 2 2. .1 1設設計計資資料料 2 2. .1 1. .1 1方方案案簡簡述述 本設計采用主橋 35+80+35m 預應力混凝土連續(xù)剛構體系。具體尺寸為跨 中截面梁高 1.5m，為主跨徑的 1/53.3；主墩頂梁高 4.5m，為主跨徑的 1/17.7。采用雙支薄壁橋墩，壁厚為 3m，中心距為 7m，橋墩高度為 20m。 2 2. .1 1. .2 2設設計計依依據據 1.主要技術指標 a.主跨：80m b.橋面凈寬：凈 -14+21.75

9、m。 c.技術標準： 設計荷載為公路 -i 級；環(huán)境標準為 i 類環(huán)境；設計安全 等級為二級。 d.相關參數：體系均勻升溫 15和降溫20，同時需考慮不均勻溫差； 人行欄桿每側重量分別為 1.5kn/m，單側防撞欄為 7.0kn/m，橋面鋪裝用 8cm 厚防水混凝土 8cm 厚瀝青混凝土。 2.材料參數 a.上部結構混凝土采用 c55，c55混凝土強度指標： 抗壓強度設計值=24.4mpa, cd f 抗拉強度設計值=1.89mpa, sd f 彈性模量=3.55104mpa。 c e b.橋面鋪裝及下部結構混凝土采用c35，c35混凝土強度指標： 抗壓強度設計值=16.1mpa， cd f

10、抗拉強度設計值=1.52mpa, sd f 彈性模量=3.15104mpa。 c e c.預應力鋼筋采用 標準強度 為 1860mpa 的低松弛鋼絞線 ，張15.24 j 拉控制應力取 為 0.75，預應力筋的錨固方式為群錨，按后張法施工。強 pk f 度指標為： 抗拉強度標準值=1860mpa， pk f 抗拉強度設計值=1260mpa， pd f 彈性模量=1.95105mpa。 c e d.普通鋼筋采用 hrb400 鋼筋。其強度指標為： 抗拉強度設計值=330mpa， sd f 彈性模量=2.0105mpa， c e 箍筋及構造鋼筋采用 hrb335 鋼筋，其強度指標為 抗拉強度設計值

11、=280mpa， sd f 彈性模量=2.0105mpa。 c e 3.設計依據 a.jtg d60-2004公路橋涵設計通用規(guī)范 。 b.jtg d62-2004公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規(guī)范。 2 2. .2 2 上上部部構構造造主主梁梁細細部部尺尺寸寸 2 2. .2 2. .1 1 主主梁梁尺尺寸寸擬擬定定 根據已成橋資料及 梁橋、橋梁工程 （上冊）手冊有關連續(xù)剛 構截面形式及尺寸的相關內容，擬訂主梁尺寸如下： 采用單箱單室主梁截面，箱頂寬17.5m，底面寬 9.5m。 變截面梁墩頂處梁高與最大跨徑的關系：梁高為1/171/20l，取 l/17.7，即 =90/17.7=4.

12、5m 取 4.5m。 1 h 變截面梁跨中處梁高與最大跨徑的關系：梁高為1/501/60l，取 l/53.3，即 =90/53.3=1.5m 取 1.5m。 2 h 梁底縱向變化曲線可以是拋物線、正弦曲線、三次曲線、圓弧線及曲線 選，為使線形圓順，本設計采用拋物線。以跨中梁底為原點，曲線方程為： h=-0.003333x2支點處頂板后為 40cm，底板后為 80cm，腹板后為 55cm； 跨中和支座處選擇同樣尺寸，頂板后為25cm，底板后為 32cm，腹板后為 40cm。板的厚度變化均采取線性變化，頂板厚度變化方程為：y=0.5 x+25,腹板厚度變化方程為 y=0.5 x+40，底板厚度變化

13、方程為 y=1.6x+32(板的厚度變化方程中單位均為cm)。共設橫隔板四道，兩個支 點各設兩道，厚度為 80cm，中間留有人道，尺寸為 200cm200cm。 1750 950400 150 15 25 40 2532 50 x50 50 x50 20 x20 圖 2.1 跨中和邊支座處截面 1750 450 950400 40 55 4080 50 x50 50 x50 20 x20 15 圖 2.2 墩頂處截面 2.2.22.2.2 截面特性及單元重量計算成果表截面特性及單元重量計算成果表 表 2-1 單元數量列表 單元號左梁高左面積左單位重右梁高右面積右單位重單元重量 11.50 8.

14、352091.51 8.79220428 21.51 8.792201.55 9.25231451 31.55 9.252311.62 9.73243474 41.62 9.732431.71 10.2256499 51.71 10.22561.83 10.8269525 61.83 10.82691.98 11.3283553 71.98 11.32832.15 11.9298581 82.15 11.92982.35 12.5314612 92.35 12.53142.58 13.2330644 102.58 13.23302.83 13.9347677 112.83 13.93473.1

15、1 14.6365712 123.11 14.63653.42 15.4384750 133.42 15.43843.75 16.2404789 143.75 16.24044.11 17425829 154.11 174254.50 17.9447873 164.50 17.94474.50 17.9447492 174.50 41.31.03e+034.50 41.31.03e+03826 184.50 17.94474.50 17.9447895 194.50 17.94474.50 17.9447895 204.50 17.94474.50 17.9447984 214.50 41.3

16、1.03e+034.50 41.31.03e+03826 224.50 17.94474.50 17.9447492 234.50 17.94474.11 17425873 244.11 174253.75 16.2404829 253.75 16.24043.42 15.4384789 263.42 15.43843.11 14.6365750 273.11 14.63652.83 13.9347712 282.83 13.93472.58 13.2330677 292.58 13.23302.35 12.5314644 302.35 12.53142.15 11.9298612 312.1

17、5 11.92981.98 11.3283581 321.98 11.32831.83 10.8269553 331.83 10.82691.71 10.2256525 341.71 10.22561.62 9.73243499 351.62 9.732431.55 9.25231474 361.55 9.252311.51 8.79220451 371.51 8.792201.50 8.35209428 381.50 8.352091.50 8.35209417 391.50 8.352091.50 8.35209417 401.50 8.352091.50 8.35209417 411.5

18、0 8.352091.50 8.35209417 421.50 8.352091.50 8.35209417 431.50 8.352091.51 8.79220428 441.51 8.792201.55 9.25231451 451.55 9.252311.62 9.73243474 461.62 9.732431.71 10.2256499 471.71 10.22561.83 10.8269525 481.83 10.82691.98 11.3283553 491.98 11.32832.15 11.9298581 502.15 11.92982.35 12.5314612 512.3

19、5 12.53142.58 13.2330644 522.58 13.23302.83 13.9347677 532.83 13.93473.11 14.6365712 543.11 14.63653.42 15.4384750 553.42 15.43843.75 16.2404789 563.75 16.24044.11 17425829 574.11 174254.50 17.9447873 584.50 17.94474.50 41.31.03e+03492 594.50 41.31.03e+034.50 17.9447826 604.50 17.94474.50 17.9447895

20、 614.50 17.94474.50 17.9447895 624.50 17.94474.50 41.31.03e+03984 634.50 41.31.03e+034.50 17.9447826 644.50 17.94474.50 17.9447492 654.50 17.94474.11 17425873 664.11 174253.75 16.2404829 673.75 16.24043.42 15.4384789 683.42 15.43843.11 14.6365750 693.11 14.63652.83 13.9347712 702.83 13.93472.58 13.2

21、330677 712.58 13.23302.35 12.5314644 722.35 12.53142.15 11.9298612 732.15 11.92981.98 11.3283581 741.98 11.32831.83 10.8269553 751.83 10.82691.71 10.2256525 761.71 10.22561.62 9.73243499 771.62 9.732431.55 9.25231474 781.55 9.252311.51 8.79220451 791.51 8.792201.50 8.35209428 80547.51.19e+03547.51.1

22、9e+033.56e+03 81547.51.19e+03547.51.19e+033.56e+03 82547.51.19e+03547.51.19e+033.56e+03 83547.51.19e+03547.51.19e+033.56e+03 84547.51.19e+03547.51.19e+033.56e+03 85547.51.19e+03547.51.19e+033.56e+03 86547.51.19e+03547.51.19e+033.56e+03 87547.51.19e+03547.51.19e+033.56e+03 88547.51.19e+03547.51.19e+0

23、33.56e+03 89547.51.19e+03547.51.19e+033.56e+03 90547.51.19e+03547.51.19e+033.56e+03 91547.51.19e+03547.51.19e+033.56e+03 92547.51.19e+03547.51.19e+033.56e+03 93547.51.19e+03547.51.19e+033.56e+03 94547.51.19e+03547.51.19e+033.56e+03 95547.51.19e+03547.51.19e+033.56e+03 2.32.3 荷載內力計算荷載內力計算 內力計算采用橋梁博士軟

24、件進行分析計算。 2.3.12.3.1 建模及數據的輸入建模及數據的輸入 1.單元劃分 根據施工情況及構造要求，全橋共分為 95 個單元，100 個截面。具體劃分 情況如下： 123456789101112131415232425262728293031323334353637434445464748495051525354555657656667686970717273747576777879 80 3839404142 84 8185 8387 8286 8892 8993 9094 9195 1819206061621721596316225864 圖 2.3 計算簡圖 圖 2.4 全橋

25、立面模型 2.全橋施工階段劃分 為了方便全橋施工，特用橋梁博士軟件計算出了全橋上部結構控制截 面的幾何特性，具體情況如下： 表 2-2 控制截面幾何信息 節(jié)點（） c empa()a 2 m()i 4 my()m 5（邊跨 1/4l）3.45e0410.24.270.94 8（邊跨 3/8l）3.45e0411.98.111.15 10（邊跨 l/2）3.45e0413.213.31.36 16（根部）3.45e0417.957.62.26 23（根部）3.45e0417.957.62.26 30（中跨 1/4l）3.45e0412.510.31.25 35（中跨 3/8l）3.45e049.

26、733.630.899 41（中跨 1/2l）3.45e048.242.730.886 3.施工過程模擬 此橋采用懸臂施工法模擬如下： 0 號塊采用現澆，其余號梁段采用掛籃施工，然后懸臂現澆邊跨及中跨， 最后合攏中跨。本次設計為簡單起見，全橋共分 3 個施工階段，第一施工階段 為主梁的澆筑階段，第二階段為鋪裝階段，第三階段為隨后的養(yǎng)護及運營階段。 中跨合攏后進行橋面鋪裝施工，在全橋范圍內加向下均布力每延米- 58.7。mkn / 橫隔板在全橋截面計算中已經計入，故此處不必重復計算， 人行欄桿 q1=1.5,mkn / 防撞欄 q2=7.0，mkn / 橋面鋪裝層 q3=(0.08*25+0.0

27、8*21)*17.5=64.4,mkn / 施工階段 q=58.7。mkn / 2 2. .3 3. .2 2 計計算算結結果果及及數數據據處處理理 所有數據輸完并檢查無誤后，進入結構計算模塊，輸出單元截面內力如 下表所示： 1.恒載內力 表 2-3 控制截面結構重力結構內力表 節(jié)點mv 517900-354 816500-982 108940-2380 16-7220016300 23-20500064900 30-496007000 35176002970 4133400-37.9 表 2-4 控制截面第一階段永久荷載結構內力表 節(jié)點mv 510400342 87590-1320 10-5

28、960-2570 16-574007200 23-11900010400 30-267005130 3553502360 4116500-251 表 2-5 控制截面第二階段永久荷載結構內力表 節(jié)點mv 5278056 81800381 10304673 16-13600-1550 23-328002540 30-87001520 351420790 4153500 2.活載內力 為了適應新規(guī)范，本設計汽車荷載和人群荷載所產生的截面內力均采用 手工加載。 a.根據通用規(guī)范 （jtg d602004）取計算活載所需的參數。 a)沖擊系數： 基頻： hz（當計算沖723 . 0 21276 73

29、. 2 1055 . 3 8014 . 3 2 616.13 2 616.13 10 22 1 c c m ei l f 擊里引起的正彎矩效應和剪力效應時用） hz（當計算沖擊力引起的負彎矩效應時用）256 . 1 616.13 651.23 12 ff b)汽車荷載的局部加載在箱梁懸臂板上的沖擊系數采用1.3 c)結構的安全等級為二級其重要性系數取1.0。 d)人群荷載標準值 3.5 2 /mkn b.根據影響線求得活載內力 a)內力影響線 圖 2.6 邊跨 1/4l 截面內力影響線 圖 2.7 邊跨 3/8l 截面內力影響線 圖 2.8 邊跨 1/2l 截面內力影響線 圖 2.9 墩頂截面

30、內力影響線 圖 2.10 中跨 1/4l 截面內力影響線 圖 2.11 中跨 3/8l 截面內力影響線 圖 2.12 跨中截面內力影響線 b)汽車活載作用下結構內力表 表 2-6 控制截面汽車結構內力表 max m 節(jié)點mv 51760-20 81330-394 1078617.5 1600 2300 30617-4.3 351620-35.4 412530-243 表 2-7 控制截面汽車結構內力表 min m 節(jié)點mv 500 800 10-689-297 1600 23-9780702 30-3190482 35-494188 4100 表 2-8 控制截面汽車結構內力表 max q 節(jié)

31、點mv 51610235 81210101 1075149.2 160432 23-5420786 30-790631 351220475 412140248 表 2-9 控制截面汽車結構內力表 min q 節(jié)點mv 51510-251 81.18-406 10566-488 1600 2300 30596-23.9 351490-99 412140-290 表 2-10 控制截面汽車結構內力表 max n 節(jié)點mv 500 800 1000 1600 23-8480573 30-3020447 35112342 412190-216 c)人群活載作用下結構內力表 表 2-11 控制截面人群結

32、構內力表 max m 節(jié)點mv 52354.78 8154-31.1 1062.6-16.2 1600 2300 3070.9-13. 3521828.9 41450-6.95 表 2-12 控制截面人群結構內力表 min m 節(jié)點mv 500 800 10-85.4-40.2 1600 23-2410-201 30-589-102 35-96.737.4 4100 表 2-13 控制截面人群結構內力表 max q 節(jié)點mv 514718.3 886.36.14 1042.82.36 1603.35 23-2410-201 3052.81.91 35-16.674.6 4122527.3 表

33、2-14 控制截面人群結構內力表 min q 節(jié)點mv 587.9-13.5 867.4-38.1 10-65.9-58.8 1600 2300 3037.1-1.18 35138-8.21 41225-34.4 表 2-15 控制截面人群結構內力表 max n 節(jié)點mv 500 800 1000 1600 23-2410-201 30-518-116 3512166.3 41450-7.11 3.次內力計算 a.支座沉降次內力計算方法及結果 在橋梁設計中，支座沉降工況的選取是應慎重考慮的問題。一般應綜合 考慮橋址處的地質、水文等情況，根據已建橋梁的設計經驗來定。有時需選 取幾種沉降工況計算，

34、這樣就存在一個工況組合的問題。程序一般對每一個 截面挑最不利的工況內力值作為沉降次內力。本設計考慮2 號墩下降 2 ，4 號墩下降 1。cmcm a)2 號墩下降 2cm 表 2-16 控制截面支座沉降結構內力表 節(jié)點mv 57600760 811000760 1014400760 1626600-8180 238760-2120 305250-218 352290-218 41-2.26-218 b)4 號墩下降 1cm 控制截面所受內力很小，可忽略不計。 b.溫差引起的次內力計算 本次設計考慮升溫 20 度和降溫 20 度兩種情況。平均氣溫取為10 度。 并考慮不均勻溫差引起的次內力，分為

35、梁頂板下緣溫度為0 度線性過渡到 梁頂板上緣溫度為 10 度和梁頂板下緣溫度為 0 度線性過渡到梁頂板上緣 溫度為-5 度兩種情況考慮不均勻溫差引起的次內力。 a)溫度升高 20 度 表 2-17 控制截面升溫結構內力表 節(jié)點mv 5-1480-148 8-2150-148 10-2820-148 16-3100020700 2331900-21300 3030600 35-12000 41-21600 a) 溫度降低 20 度 表 2-18 控制截面降溫結構內力表 節(jié)點mv 51480148 82150148 102820148 1631000-20700 23-3190021300 30-

36、30600 3512000 4121600 b)不均勻溫差引起的結構次內力 表 2-19 控制截面溫 1 結構內力表 節(jié)點mv 58110811 811800811 1015400811 16217006540 2330400775 30853046.4 35775046.4 41792046.4 表 2-20 控制截面溫 2 結構內力表 節(jié)點mv 5-4050-405 8-5880-405 10-7700-405 16-10900-3230 23-15600-113 30-49800 35-42900 41-41400 c.混凝土收縮引起的次內力 表 2-21 控制截面混凝土收縮結構內力表

37、節(jié)點mv 574.27.42 81087.42 101417.42 164050-2000 23-44102940 30-4220 351650 412980 d.混凝土徐變引起的次內力 表 2-22 控制截面混凝土徐變結構內力表 節(jié)點mv 530.13.01 843.63.01 1057.23.01 16105-49.1 2379.60 3089.70 3593.90 4194.90 2 2. .3 3. .3 3 荷荷載載組組合合及及其其原原理理 1.原理 根據公路橋涵設計通用規(guī)范 （jtg2004）第 4.1.6 條和第 4.1.7 條。有以下兩種組合。 a.承載能力極限狀態(tài)的效應組合

38、根據“橋規(guī)”應采用以下兩種作用效應組合： a)基本組合。永久作用的設計值效應與可變作用設計值效應相組合，其 效應組合表達式為： （2- m i n j qjkqjckqqgikgiud ssss 12 110 1） 或 （2- m i n j qjdcdqgidud ssss 12 10 2） 式中 sud承載能力極限狀態(tài)下作用基本組合的效應組合設計值； 結構重要性系數 0 第 i 個永久作用效應的分項系數； gi 第 i 個永久作用效應的標準值和設計值； gidgik ss、 汽車荷載效應（含汽車沖擊力、離心力）的分項系數； 1q 汽車荷載效應（含汽車沖擊力、離心力）的標準值和設 dqkq

39、ss 11、 計值； 在作用效應組合中除汽車荷載效應（含汽車沖擊力、離心力） 、 qj 風荷載外的其他第 j 個可變作用效應的分項系數； 在作用效應組合中除汽車荷載效應（含汽車沖擊力、離心 qjdqjk ss、 力） 、風荷載外的其他第 j 個可變作用效應的標準值和設計值； 在作用效應組合中除汽車荷載效應（含汽車沖擊力、離心力） c 外的其他可變作用效應的組合系數。 根據以上條文本設計采用以下三種組合： 組合 1.2（1.0）恒+1.4汽 組合 1.2（1.0）恒+1.4汽+0.8 1.4人群 組合 1.2（1.0）恒+1.4汽+0.8 1.4（人群+溫升或溫降） b)偶然組合。永久作用標準值

40、效應與可變作用某種代表值效應、一種偶 然作用標準值效應相結合。偶然作用的效應分項系數取1.0；與偶然作用 同時出現的可變作用，可根據觀測資料和工程經驗取用適當的代表值。地震 作用標準值及其表達式按現行 公路工程抗震設計規(guī)范 規(guī)定采用。 b.正常使用極限狀態(tài)的效應組合 根據“橋規(guī)”應根據不同的設計要求，采用以下兩種效應組合： a)作用短期效應組合。永久作用標準值效應與可變作用頻遇值效應相組 合，其效應組合表達式為： （2- qjk n j j m ii giksd sss 1 1 3） 式中 ssd作用短期效應組合設計值； 第 j 個可變作用效應的頻遇值系數； j1 sqjk第 j 個可變作用效

41、應的頻遇值。 j1 b)作用長期效應組合。永久作用標準值效應與可變作用準永久值效應相 組合，其效應組合表達式為： （2- qjk n j j m ii gikld sss 1 2 4） 式中 sld作用長期效應組合設計值； 第 j 個可變作用效應的準永久值系數； j2 sqjk第 j 個可變作用效應的準永久值。 j2 2.內力組合表 表 2-23 內力組合表 承載能力極限狀態(tài)正常使用極限狀態(tài) 節(jié)點號 max m min m max v min v max m min m max v min v 54430011700-525-48003610013100397-2180 84770074809

42、48-3210415009620743-1850 1042000-2110-717-527040300-225-722-3340 16-173000-3270001860012500-174000-2410009460041000 30-32500-86000112006780-30600-6150077706750 35413001120055102340302001270035202620 4164100263001220-12404590027900304-562 注：彎矩單位為,剪力單位為。mkn kn 2 2. .4 4 縱縱向向預預應應力力鋼鋼束束估估算算及及布布置置 2 2. .

43、4 4. .1 1 縱縱向向預預應應力力鋼鋼束束估估算算 1.預應力束估算原理 根據橋梁設計規(guī)范 ，預應力混凝土連續(xù)梁應滿足使用荷載下應力要 求和承載能力極限狀態(tài)下的正截面強度的要求。因此預應力鋼筋的數量可以 從這兩個方面綜合確定。 a.按正常使用極限狀態(tài)的應力要求 預應力混凝土梁在預加應力和使用荷載作用下的應力狀態(tài)應滿足的條件 是：截面上、下緣均不產生拉應力，且上、下緣的混凝土均不被壓碎。 上緣應力： （2-0 min s ys w m 5） （2-0 max x yx w m 6） （2- max w s ys w m 7） （2- min w x yx w m 8） 式中： 由預加力在截

44、面上緣和下緣所產生的應力； yxys , 分別為截面上、下緣的抗彎模量（可按毛截面考慮） ； xs ww , 荷載最不利組合時的計算截面內力，當為正彎矩時取正值， minmax,m m 當為負彎矩時取負值； 混凝土彎壓應力限值。 w 一般情況下，由于梁截面較高，受壓區(qū)面積較大，上、下緣的壓應力不 是控制因素，為簡便計，可只考慮上緣和下緣的拉應力的這個限值條件。在 公路橋規(guī) 中，當預拉區(qū)配置受力的非預應力鋼筋時，容許截面出現少許 拉應力，但在估算數量時，依然假設等于零。 t r 根據截面受力情況，其配筋由三種形式：截面上、下緣均布置力筋以抵 抗正、負彎矩；僅在截面下緣布置力筋以抵抗正彎矩或僅在上

45、緣布置力筋以 抵抗負彎矩。下面就分這三種情況討論： a)截面上下緣均配置有力筋和以抵抗截面正負彎矩，由力筋 s n x n 和在截面上下緣產生的應力分別是： s n x n （2- ys s xxx s sss w en a n w en a n 9） （2- yx x xxx x sss w en a n w en a n 10） 將式（1）（4）分別代入（ 5） 、 （6） ，解聯立方程式后得到： （2- )( )()( minmax xsxs xsxx s eekk ekmkem n 11） （2- )( )()( minmax xsxs sssx x eekk ekmekm n 12）

46、 式中： 分別是上緣的預應力力筋重心和下緣的預應力力筋重心離開截面 xs ee , 重心的距離； 分別是截面的上核心矩和下核心矩； xs kk , 混凝土截面積，可取毛截面計算。a 令 （2- aass fnn 13） （2- aaxx fnn 14） 代入式（ 7） 、 （8）中得到： （2- aaxsxs xsxx s feekk ekmkem n 1 )( )()( minmax 15） （2- aaxsxs sssx x feekk ekmekm n 1 )( )()( minmax 16） 式中： 上緣和下緣預應力筋的數目； xs nn , 每束預應力筋的面積； a f 預應力筋的永

47、存應力。 a b)當截面只在下緣布置力筋以抵抗正彎矩時： x n 當上緣不出現拉應力控制時： 由得到 ss xxx w m w en a n min （2- xx x ke m n min 17） （2- aaxx x fke m n 1 min 18） 當下緣不出現拉應力控制時： 由得到： xx xxx w m w en a n max （2- xs x ek m n max 19） （2- aaxs x fek m n 1 max 20） c)當截面中只在上緣布置力筋以抵抗負彎矩時： s n 當由上緣不出現拉應力控制時 由得到： ss sss w m w en a n min （2- xs

48、 s ke m n min 21） （2- aaxs s fke m n 1 min 22） 當由下緣不出現拉應力控制時： 由得到： xx sss w m w en a n max （2- ss s ek m n max 23） （2- aass s fek m n 1 max 24） b.按承載能力極限狀態(tài)的強度要求 預應力梁到達受彎的極限狀態(tài)時，受壓區(qū)混凝土應力達到混凝土抗壓設 計強度，受拉區(qū)鋼筋達到抗拉設計強度。截面安全性時通過計算截面抗彎安 全系數來保證的。在初步估算預應力力筋數量時，t 型或箱形截面，當中 性軸位于受壓翼緣內可按矩形截面計算，但是當忽略實際上存在的雙筋影響 時（受拉區(qū)

49、、受壓區(qū)均有預應力筋）會使計算結果偏大，作為力筋數量的估 算是允許的。按破壞階段估算預應力筋的基本公式是： （2- 0xbxrn ay 25） （2- 0m) 2 ( 0 x hbxrmm apc 26） 由（18）式解得： （2- br m hhx a c 2 2 00 27） 將（19）式代入（ 17）式，整理后得： 或 （2-) 2 ( 2 00 br m hhbrn a c ay ya a c ay rf br m hhbrn/ ) 2 ( 2 00 28） 式中： 預應力筋數目； y n 混凝土抗壓設計強度； a r 預應力筋抗拉設計強度； y r 混凝土安全系數，通常取1.25；

50、c 截面有效高度。 0 h 若截面承受雙向彎矩時，可視為單筋截面，分別計算上、下緣所需得力 筋數量。 t 型或箱形截面，當中性軸位于腹板內，則應考慮截面腹板部分受壓混凝土得工作， 相應計算方法與公式可以參照公路橋規(guī) 。 2.預應力束估算 我們要求橋梁在正常運營使用階段滿足要求，故按正常使用極限狀態(tài)的 應力要求進行預應力的配筋計算： 擬采用 鋼絞線，單根鋼絞線的公稱截面面積，24.15 j 2 140mmapl 強標準值為 1860mpa,張拉控制應力取，mpafpk con 1395186075 . 0 75 . 0 預應力損失按張拉控制預應力的20%估算。 a.5 截面估束 2 2 . 10

51、 ma mys77 . 0 myx94. 0 4 27 . 4 mi 3 545 . 5 mws 3 543 . 4 mwx m a w k m a w k x x s s 445 . 0 2 . 10 543 . 4 544 . 0 2 . 10 545 . 5 正常使用狀態(tài)：，mknm36100 max mknm13100 min 假設預應力筋的重心距截面下緣15cm mes79. 015 . 0 94. 0 應力鋼筋的損失考慮為 0.2，則，mpaf pky 1116186075. 08 . 08 . 0 混凝土彎壓應力限值可取為 mpafck w 5 . 17 4 . 325 . 05

52、 . 0 因為截面只是承受正彎矩，只需在截面下緣布置預應力鋼筋，以抵抗截 面所承受的正彎矩。 a)當截面上緣不出現拉應力時截面下緣的配筋束 0 )79 . 0 445 . 0 (10111610139 445 . 0 )545 . 5 /10131000( 2 . 10 )( )/( 66 3 min sxyy xs s ekf kwma ns 取 0 根。 b)當截面下緣不出現拉應力時截面下緣的配筋束 0 )79 . 0 544 . 0 (10111610139 662 . 0 )543 . 4 /1036100( 2 . 10 )( )/( 66 3 max ssyy sx x ekf k

53、wma nx 取 0 根。 c)當截面上緣不致壓碎時截面下緣的配筋束 59.358 )79 . 0 445 . 0 (10111610139 445 . 0 ) 545 . 5 1013100 10 5 . 17( 2 . 10 )( )( 66 3 6 min sxyy x s w sy ekf k w m a ns 取 359 根。 d)當截面下緣不致壓碎時截面下緣的配筋束 0 )79 . 0 544. 0(10111610139 544 . 0 ) 543 . 4 1036100 105 .17( 2 . 10 )( )( 66 3 6 max ssyy s x w xy ekf k w

54、 m a ns 取 0 根。 故截面的鋼筋數?。?359 根（下緣 ） 。 b.23 截面估束 2 9 . 17 ma mys24 . 2 myx26 . 2 4 6 . 57 mi 3 714.25mws 3 487.25mwx m a w k m a w k x x s s 424 . 1 9 . 17 487.25 437 . 1 9 . 17 714.25 正常使用狀態(tài)：，mknm 174000 max mknm 241000 min 假設預應力筋的重心距截面上緣20cm mes04 . 2 20 . 0 24 . 2 應力鋼筋的損失考慮為 0.2，則，mpaf pky 1116186

55、075. 08 . 08 . 0 混凝土彎壓應力限值可取為 mpafck w 5 . 17 4 . 325 . 05 . 0 因為截面只是承受負彎矩，只需在截面上緣布置預應力鋼筋，以抵抗截 面所承受的負彎矩。 a)當截面上緣不出現拉應力時截面上緣的配筋束 6 . 444 )04 . 2 424. 1 (10111610139 424 . 1 )714.25/10241000( 9 . 17 )( )/( 66 3 min sxyy xs s ekf kwma ns 取 445 根。 b)當截面下緣不出現拉應力時截面上緣的配筋束 1877.3 )04 . 2 437. 1 (1011161013

56、9 437 . 1 )487.25/10174000( 9 . 17 )( )/( 66 3 max ssyy sx x ekf kwma nx 取 1878 根。 c)當截面上緣不致壓碎時截面上緣的配筋束 1274.6 )04 . 2 424. 1 (10111610139 424 . 1 ) 714.25 10241000 10 5 . 17( 9 . 17 )( )( 66 3 6 min sxyy x s w sy ekf k w m a ns 取 1275 根。 d)當截面下緣不致壓碎時截面上緣的配筋束 0 )04, 2437. 1 (10111610139 437 . 1 ) 48

57、7.25 10174000 10 5 . 17( 9 . 17 )( )( 66 3 6 max ssyy s x w xy ekf k w m a ns 取 0 根。 故截面的鋼筋數取： 4451878 根（上緣 ） 。 c.30 截面估束 2 5 . 12 ma mys1 . 1myx25 . 1 4 3 . 10 mi 3 364 . 9 mws 3 24. 8mwx m a w k m a w k x x s s 659 . 0 5 . 12 24 . 8 749 . 0 5 . 12 364 . 9 正常使用狀態(tài)：，mknm 30600 max mknm 61500 min 假設預應

58、力筋的重心距截面上緣20cm mes9 . 020 . 0 1 . 1 應力鋼筋的損失考慮為 0.2，則，mpaf pky 1116186075. 08 . 08 . 0 混凝土彎壓應力限值可取為 mpafck w 5 . 17 4 . 325 . 05 . 0 因為截面只是承受負彎矩，只需在截面上緣布置預應力鋼筋，以抵抗截 面所承受的負彎矩。 a)當截面上緣不出現拉應力時截面上緣的配筋束 223.7 )9 . 0659 . 0 (10111610139 659 . 0 )364 . 9 /1061500( 5 . 12 )( )/( 66 3 min sxyy xs s ekf kwma n

59、s 取 224 根。 b)當截面下緣不出現拉應力時截面上緣的配筋束 0 )9 . 0749 . 0 (10111610139 749 . 0 )24 . 8 /1030600( 5 . 12 )( )/( 66 3 max ssyy sx x ekf kwma nx 取 0 根。 c)當截面上緣不致壓碎時截面上緣的配筋束 9 . 819 )9 . 0659 . 0 (10111610139 659 . 0 ) 364 . 9 1061500 10 5 . 17( 5 . 12 )( )( 66 3 6 min sxyy x s w sy ekf k w m a ns 取 820 根。 d)當截

60、面下緣不致壓碎時截面上緣的配筋束 0 )9 . 0749 . 0 (10111610139 749 . 0 ) 24 . 8 1030600 10 5 . 17( 5 . 12 )( )( 66 3 6 max ssyy s x w xy ekf k w m a ns 取 0 根。 故截面的鋼筋數取： 224820 根（上緣） 。 d.41 截面估束 2 24 . 8 ma mys614 . 0 myx886 . 0 4 73 . 2 mi 3 446. 4mws 3 081 . 3 mwx m a w k m a w k x x s s 374 . 0 24 . 8 081 . 3 540