橋梁優(yōu)秀畢業(yè)設計計算書

文華財經(jīng)指標公式盤整震蕩過濾只做單邊趨勢指標第1章緒論1.1選題的目的及意義我是黑龍江工程學院土木工程系土木工程專業(yè)的應屆畢業(yè)生。就業(yè)的方向主要是橋梁設計與施工方面，所以本次畢業(yè)設計我選擇橋梁設計。為以后能夠快速地適應工作打下了良好的基礎。辰清河河段地處孫吳縣境內(nèi)，位于黑龍江省北部邊陲，小興安嶺北麓，與俄羅斯的康斯坦丁諾夫卡隔黑龍江相望。橋位所處地段屬旅游業(yè)發(fā)達地區(qū)，交通量大，道路等級為二級公路，汽車荷載等級為公路一u級，考慮孫吳縣旅游區(qū)及其周邊經(jīng)濟的迅速發(fā)展，決定在此修建一座橋梁一一辰清河橋，本橋的修筑對帶動孫吳縣旅游業(yè)的發(fā)展有重要意義。將辰清河橋兩階段施工圖設計作為畢業(yè)設計，是因為該選題能把所學過的基本理論和專業(yè)知識綜合應用于實際工程設計中，不僅能檢驗自己所學的各門專業(yè)知識是否扎實，而且還為將來從事路橋事業(yè)奠定良好而堅實的基礎。獨立地完成辰清河橋的設計任務，可以使我掌握橋梁設計和施工的全過程，綜合訓練我應用各種手段查閱資料、獲取信息的基本能力，熟悉和理解公路工程技術標準，正確地應用公路橋涵設計規(guī)范，熟練繪制和閱讀橋梁施工圖，提高獨立考慮問題、分析問題和解決問題的能力，為今后走向工作崗位，能獨立進行橋梁的設計奠定堅實的基礎。通過這次設計，把所學過的知識作了系統(tǒng)地總結(jié)和應用，使理論與生產(chǎn)實踐相結(jié)合，提高了工程設計的能力，達到了獨立完成一般橋梁設計的目的。1.2國內(nèi)外研究概況預應力混凝土T形梁有結(jié)構(gòu)簡單，受力明確、節(jié)省材料、架設安裝方便，跨越能力較大等優(yōu)點。其最大跨徑以不超過50m為宜，再加大跨徑不論從受力、構(gòu)造、經(jīng)濟上都不合理了。大于50m跨徑以選擇箱形截面為宜。預應力混凝土簡支T形梁橋由于其具有外形簡單，制造方便，結(jié)構(gòu)受力合理，主梁高跨比小，橫向借助橫隔梁聯(lián)結(jié)，結(jié)構(gòu)整體性好，橋梁下部結(jié)構(gòu)尺寸小和橋型美觀等優(yōu)點，目前在公路橋梁工程中應用非常廣泛。預應力混凝土梁橋還具有以下特點⑴：能有效的利用現(xiàn)代高強度材料，減小構(gòu)件截面，顯著降低自重所占全部設計荷載的比重，增大跨越能力，并擴大混凝土結(jié)構(gòu)的適用范圍。與鋼筋混凝土梁橋相比，一般可以節(jié)省鋼材30%~40%，跨徑愈大節(jié)省愈多＜：全預應力混凝土梁在使用荷載下不出現(xiàn)裂縫，即使是部分預應力混凝土梁在常遇荷載作用下也無裂縫，鑒于能全截面參與工作，梁的剛度就比通常開裂的鋼筋混凝土梁要大。因此，預應力混凝土梁可顯著減小建筑高度，使大跨徑橋梁做得輕柔美觀。由于能消除裂縫，這就擴大了對多種橋型的適應性，并更加提高了結(jié)構(gòu)的耐久性。預應力技術的采用，為現(xiàn)代裝配式結(jié)構(gòu)提供了最有效的接頭和拼裝手段。根據(jù)需要，可在縱向、橫向和豎向等施加預應力，使裝配式結(jié)構(gòu)集整成理想的整體，這就擴大了裝配式橋梁的適用范圍，提高了營運質(zhì)量。簡支梁橋?qū)凫o定結(jié)構(gòu)且相鄰橋孔各自單獨受力。故最易設計成標準跨徑的裝配式構(gòu)件。鑒于多孔簡支梁橋各跨的構(gòu)造和尺寸標準化，從而就能簡化施工管理工作，并降低了施工費用。連續(xù)梁橋由于荷載作用下支點截面產(chǎn)生負彎矩，從而顯著減小了跨中截面的正彎矩。相應的減小了跨中的建筑高度，而節(jié)省了材料用量，在跨徑較大時較明顯。截面形式大部分偏向于T梁，與箱形截面相比較，T梁減輕了自重提高了承載力。設計方法均采用規(guī)范規(guī)定的極限狀態(tài)設計法。施工方法方面，上部結(jié)構(gòu)一般采用預制裝配式，下部結(jié)構(gòu)一般采用明挖法施工。綜上，本次設計考慮截面標準化，設計理論創(chuàng)新化，施工方法先進化，采用與國內(nèi)外先進水平一致的設計理論進行設計。我國預應力技術起步較晚，但發(fā)展迅速，應用數(shù)量龐大。近年來在土木工程投資方面，建設規(guī)模方面均居世界前列⑵。近二三十年來我國預應力混凝土橋梁發(fā)展很快，無論在橋型、跨度以及施工方法與技術已達到國際先進水平。目前無粘結(jié)預應力混凝土在國外應用非常廣泛，體外預應力在混凝土中的應用是近年來建筑工業(yè)發(fā)展的方向之一。展望未來，預應力技術的發(fā)展主要從材料、預加力的方法、張拉設備等方面著手進行創(chuàng)新。1.3工程概述辰清河位于孫吳縣西南部是黑龍江南岸二級支流。發(fā)源于小興安嶺北段西側(cè)，流經(jīng)德都縣北部和孫吳縣西南部，在孫吳縣城北注入遜河。本河段地質(zhì)條件較好，河床下為粉質(zhì)粘土可塑，其下為粉質(zhì)粘土硬塑，最下層為砂礫，承載力較高。每年 11月上旬至次年4月中旬為結(jié)冰期。1.4技術標準和設計依據(jù)1.4.1技術標準《公路工程技術標準》(JTGB01—2003)；《公路橋涵通用技術規(guī)范》(JTGD60—2004))《公路鋼筋混凝土和預應力混凝土技術規(guī)范》 (JTGD62—2004)；《公路橋涵地基與基礎設計規(guī)范》(JTGD63—2007)；《公路橋涵施工技術規(guī)范》(JTJ041—2000)。142設計依據(jù)1、 橋面凈寬凈9+2X1.0m(人行道)2、 設計荷載汽車荷載為公路一U級，人群荷載3.0KN/m23、 設計水位設計水位是99.5m4、 技術指標標準跨徑：40m計算跨徑：38.86m主梁全長：39.96m支點距梁端：0.55m梁高：2.30m1.5結(jié)構(gòu)形式上部采用40m裝配式預應力混凝土簡支T梁。下部采用雙柱式橋墩，肋板式橋臺，鉆孔灌注樁基礎。1.6主要材料規(guī)格1、 混凝土主梁采用C40混凝土，人行道、欄桿及鋪裝層采用 C30混凝土。2、 預應力鋼束采用「15.2鋼絞線，技術標準符合冶金部YB255-64標準規(guī)定。3、 普通鋼筋采用HRB400、HRB335鋼筋。1.7施工要點1.7.1上部結(jié)構(gòu)施工要點上部結(jié)構(gòu)采用后張法施工工藝制作主梁，采用門70mm的預埋金屬波紋管和HVM錨。支架模板，保證工程構(gòu)造物的形狀，尺寸及各部分相互間位置的正確性。預應力剛束采用后張法，嚴格按規(guī)程操作。（3） 管道或成孔要保證質(zhì)量，保證孔道暢通。（4） 主梁翼緣板濕接縫的混凝土表面必須鑿毛、沖洗，以保證新老混凝土的結(jié)合。1.7.2下部結(jié)構(gòu)施工要點下部結(jié)構(gòu)采用鉆孔灌注樁基礎。（1） 預防鉆孔坍塌、隨時檢查泥漿的濃度、封底混凝土厚度的確定。（2） 蓋梁混凝土澆筑應采取先懸臂后跨中，然后逐次向支點合攏的順序。（3） 注意基礎底面標咼的準確性。（4） 做好安全防護工作。第2章水文計算2.1已知設計水位求設計流速和流量由辰清河水文斷面圖知，水流截面面積A=1078.23卅，濕周X=127.86m，從而［3］A1078.23求出水力半徑 R= =8.43m。7- 127.861由《橋涵水文》查表得：—=22.22，洪水比降i=0.5%。。n1坯 (2.1)1坯 (2.1)=22.22x4.142X0.022=2.06mS1筈Vr3n21由公式（2.1）得：22.228.433 0.0005二又???無河灘代=A,Vc=2.06m/s,A=0,Vt=0Q二AMAVt （2.2）???Q=AVc=2221.15m3/s式中：Q——全斷面總流量（m3/s）;A——過水斷面面積；Ac――河槽過水斷面面積；Vc——河槽水流速度。2.2橋孔長度計算2.2.1最小橋孔凈長度用橋孔凈長度經(jīng)驗公式［3］計算:式中：Qs 設計流量（m3/s）;Qc――天然河槽流量，因無灘，故Qs=Qc;Bc――河槽寬度，等于123.69m；k,n——反映河床穩(wěn)定性的系數(shù)和指數(shù)，本河段為穩(wěn)定河段，查《橋涵水文》^取k=0.90,n=0.84。/.Lj=103.90m2.2.2布置橋孔根據(jù)橋孔布置原則⑻，結(jié)合橋位所在處的地形地質(zhì)條件，確定橋孔布置方案為，標準跨徑40m，布置3孔，橋長為3X40=120m。2.2.3驗算Lj實二L標跨（nOnB墩寬 （2?4）式中：n——墩數(shù)，3跨，n=2;B——墩寬，標準跨徑40m，取B=1.8m。Lj實=3X40—2X1.8=116.40m>Bc=103.90m經(jīng)計算標準跨徑40m,橋孔布置三跨的方案是合理的。2.3橋梁高度的確定橋梁橫斷面為雙向橫坡i=1.5%,橋面鋪裝層厚度為hp丄0.0154.50.0^0.137mHmin=Hs thhhh■ （2.5）式中：Hs——設計水位，Hs=99.50m;xh――水面升高值總和，本設計取0.5m；■hj――橋下凈空安全值⑷，本河段不通航取0.5m；hp 橋梁上部構(gòu)造建筑高度，本設計為2.3m。橋面最低高程：Hmin二Hs'Lh hjhphp=99.50+0.5+0.5+2.3+0.137=102.937m2.4沖刷計算2.4.1橋墩一般沖刷（粘性土）

Q2 Q2 (hcm)"3-I廠)(2.6)0.33(式中：A――單寬流量集中系數(shù)，取1.1；Ilq2沖刷范圍內(nèi)粘性土液性指數(shù)，粉質(zhì)粘土可塑查規(guī)范 [5]取Ilq2橋下河槽通過的流量，Q2=Qc=2221.15m3/s；J――橋墩河流側(cè)向壓縮系數(shù)，查規(guī)范取 0.98;Bc——橋下河槽部分橋孔過水凈寬， Bc=123.69-2銘8-3.69=116.4m；hcm 最大水深為12.63m；A1078.23hcq 平均水深， hcq 8.72m。qL123.69???hp=14.51m，沖去h=hp-hcm=14.51-12.63=1.88m2.4.2橋墩局部沖刷(粘性土)■/hp=14.51m2.5B=2.51.8=4.5m???局部沖刷按下式計算1%=0.83kB^0.6Il1.2^ (2.7)式中：k——墩形系數(shù)，本設計為雙柱式墩，取 1.0；B1——墩寬，1.8m；Il――液性指數(shù)，0.6；v速，2.06m/so?hb=1.28m橋墩的最低沖刷線高程Hmin二Hs-hp-hb=99.50-14.51-1.28=83.71m2.4.3橋臺沖刷(粘性土)3 -hs-IqX——1.05e1.97'18CCa (2.8)-扎式中：q――天然條件下河床平均單寬流量q=2二2221.15=i7.96m/s；L123.69入一―臺路堤阻水比，二且二衛(wèi)免=0.03;B123.69IL――液性指數(shù)，粉質(zhì)粘土硬塑，取0.2;Ld――橋臺路堤阻水長度，3.69m；C――挑角系數(shù)［5］，取1.0;CA 橋臺形狀系數(shù)⑸，本橋臺前墻帶邊坡（埋入式橋臺），上下游設錐坡，取CA=0.85。hs=4.64m橋臺最低沖刷線高程為，右槽平均水深為 1.84m，Hmin=99.50-1.84-4.64=93.02m。2.5方案確定經(jīng)以上橋長計算，可確定上部結(jié)構(gòu)采用標準跨徑為40m的裝配式預應力簡支T梁,3跨；經(jīng)沖刷計算，確定下部結(jié)構(gòu)采用雙柱式墩，肋板式臺，鉆孔灌注樁基礎。2.6本章小結(jié)本章通過給定設計水位計算出河道流量、流速等水文要素，進一步的計算出橋長及橋面中心最底標高，同時根據(jù)地質(zhì)水文圖確定出橋孔布置方案。根據(jù)地質(zhì)水文條件計算出橋墩的一般沖刷、局部沖刷，從而確定橋墩的一般沖刷線和最大沖刷線；橋臺的沖刷，確定橋臺的一般沖刷線和最大沖刷線。本章的內(nèi)容將作為以后設計工作的基礎，為第四章的下部基礎設計提供了詳細的資料和數(shù)據(jù)。第3章上部結(jié)構(gòu)設計3.1設計原則：安全、適用、經(jīng)濟、美觀、環(huán)保3.2上部結(jié)構(gòu)設計3.2.1設計原始資料標準跨徑：40m,計算跨徑：38.86m,梁長：39.96。1、 設計技術指標公路等級：二級汽車荷載：公路一U級，人群荷載為 3.0KN/m橋面凈空：凈9+2Xl.0m,不通航結(jié)構(gòu)形式：裝配式預應力混凝土簡支T梁2、 材料技術指標混凝土：主梁強度等級C40預應力鋼筋：1X7標準型-15.2-1860鋼絞線⑹普通鋼筋：主梁HRB400;箍筋HRB3353、 跨中截面主梁尺寸擬定及主梁上部結(jié)構(gòu)物擬定主梁設9道橫隔梁，梁高2.3m，高跨比⑺:23二丄在丄、丄之間?？缰欣邔?0 17.4 16 25200mm；采用5片T梁，主梁間距2.2m;雙向橫坡ih=1.5%,雙向縱坡iz=1.5%。橋面鋪裝采用C30防水混凝土，人行道鋪裝采用C20水泥砂漿。橋面中心鋪裝厚度為0.137m。人行道塊件寬1.0m，高0.33m；欄桿寬0.13m，高1.0m。橫隔梁不挖空,采用大濕接縫。橫斷面圖圖3.1主梁橫斷面圖322跨中截面主梁尺寸擬定如圖3.2跨中截面尺寸圖如圖3.2跨中截面尺寸圖將主梁跨中截面劃分成五個規(guī)則圖形的小單元，截面幾何特性列表計算如下表3.1截面幾何性質(zhì)分塊名稱分塊面積Ai(c就)分塊面積形心至上緣距離yi(mm)分塊面積形心至上緣靜矩Si=Ayi(mm3)分塊面積的自身慣性矩Ii(mm4)di="yi(mm)分塊面積對截面形心慣性矩21y=Ai，di(mm4)I=|.+|1o 1i 1x(mm4)(1)X104(2)(3)=(1)X(2)X106(4)X08(5)(6)=(1)X(5)X08(7)=(4)+(6)X108大毛截面翼板441004414.66667691.532104.120752118.78692三角承托7.525018.750.9375541.53219.93836220.87586腹板371125416.251055.27-333.47411.456491466.73下三角2.891993.3357.607330.46400-1201.81417.41404417.87804馬蹄13.52175293.6257.03125-1383.472583.897882590.92913104.89—830.23233El=6815.19727小毛截面翼板351003210.66667780.861951.181961.85三角承托7.525018.750.9375630.86298.48976299.42726腹板371125416.251055.27-244.44220.533181275.8

續(xù)上表分塊名稱分塊面積Ai(Cm2)分塊面積形心至上緣距離yi(mm)分塊面積形心至上緣靜矩Si=Ayi(mm3)分塊面積的自身慣性矩Ii(mm4)di=ys-yi(mm)分塊面積對截面形心慣性矩21y=Ai-di(mm4)l°=li+lx(mm4)(1)X104(2)(3)=(1)X(2)X106(4)X108(5)(6)=(1)X(5)X108(7)=(4)+(6)X108小毛截面下三角2.891993.3357.607330.46400-1112.47357.66448358.12849馬蹄13.52175293.6257.03125-1294.142260.972268.0092.89—818.23233El=6163.21ys Vs注：大毛截面形心至上緣距離： y二=791.53mm，小毛截面形心至上緣距離： y二=880.86mmZa 乞a根據(jù)上表所計算結(jié)果，計算截面效率指標⑺r:大毛截面：上核心距：Ks I=820.83；下核心距：Kx I=430.73s無Ayx Ays...-(Ks K) o.54h小毛截面：上核心距： Ks I=753.24;下核心距：Kx I=467.53s2：Ayx AysKs?=0.53h又???0.45：：T<0.55???初擬主梁跨中截面尺寸滿足要求3.2.3橫隔梁沿跨長的變化本設計主梁采用等高形式，橫截面的T梁翼緣板厚度沿跨長不變，馬蹄部分為配合鋼束彎起而在四分點附近開始向支點逐漸將馬蹄抬高，將腹板逐漸加寬到與馬蹄同寬。具體情況見下圖圖3.3半跨內(nèi)橫隔梁沿跨長變化示意圖3.2.4橫隔梁的設置主梁在荷載作用位置的彎矩橫向分布，當該處有橫隔梁時比較均勻，否則主梁彎矩較大。本橋在跨中截面開始設置橫隔梁，共 9道，支點設1道。3.3主梁作用效應計算一期永久作用（預制梁自重）1、 跨中截面段主梁的自重邊、中梁：g（i）=0.92892410=222.94KN2、 馬蹄抬高與腹板變寬段梁的自重邊、中梁：g（2）（1.486670.9289）9.624“2=278.27KN3、 支點梁的自重邊、中梁：g（3）=1.48667240.55=19.62KN4、 邊主梁的橫隔梁中橫隔梁體積：30.15（0.71.85-0.50.50.15-0.50.170.17^0.1864m端橫隔梁體積：0.16（2.10.53-0.50.330.099）=0.1755m3半跨內(nèi)邊橫隔梁的自重為：gw（3.50.186410.1755）24=19.87KN5、 中主梁的橫隔梁g（5）=2g（4）=39.74KN6、 預制梁永久作用集度邊梁：g1=（222.94 278.27 19.8719.62）"19.98=27.06KN/m中梁：g2=(222.94 278.27 39.7419.62)19.98=28.06KN/m3.3.2二期永久作用1、 現(xiàn)澆T梁翼緣板集度邊梁：g(i)=0.20.324=1.44KN/m中梁：g⑴=0.20.624=2.88KN/m2、 邊梁現(xiàn)澆部分橫隔梁一片中橫隔梁(現(xiàn)澆部分)體積：0.150.31.85=0.08325m3一片端橫隔梁(現(xiàn)澆部分)體積：0.160.32.1=0.1008m3???g(2)=(70.0832520.1008)24“39.96=0.47KN/m3、 中梁現(xiàn)澆部分橫隔梁g(3)=2g(2)=0.98KN/m?二期恒載集度邊梁：g2=1.440.47=1.91KN/m中梁：g2=2.880.98=3.86KN/m3.3.3三期永久作用1、 橋面鋪裝0.137mC30防水混凝土鋪裝0.5(0.137 0.07)924=22.36KN/m若將橋面鋪裝均攤給5片主梁，則g⑴=22.36"5=4.47KN/m2、 欄桿設欄桿集度為1.86(KN/m),人行道集度為16.21(KN/m),若均攤給5片T梁,則1 (KN/m)5?三期永久作用集度為邊、中梁：g3=4.473.61=8.08KN/m

334永久作用效應如下圖，設x為計算截面到支座的距離，并令：=1x。主梁彎矩和剪力的計算公2式為：2m-q=22-1qi(3.1)(3.2)q剪力圖彎矩圖Q：二〔-2：g(3.1)(3.2)q剪力圖彎矩圖圖3.4彎矩、剪力圖主梁恒載內(nèi)力計算見下表表3.21號梁恒截內(nèi)力計算表階段'''''''''''''''''作用點支點截面a=0.0距支點h/2截面a=0.03L/4截面a=0.25跨中截面a=0.5一期彎矩KN.m0595.003833.765111.69gi=27.06KN/m剪力KN526.16494.59263.080二期彎矩KN.m041.97270.40360.54g2=1.91KN/m剪力KN37.1135.6318.560三期彎矩KN.m0177.531143.906997.43g3=8.08KN/m剪力KN156.99147.5778.500彎矩KN.m0814.505248.0612469.66剪力KN720.26677.79360.140黑龍江工程學院本科生畢業(yè)設計

表3.32號梁恒截內(nèi)力計算表階段作用點支點截面a=0.0距支點h/2截面a=0.03L/4截面a=0.25跨中截面a=0.5一期彎矩KN.m0616.533972.505296.67g1=27.06KN/m剪力KN545.20512.49272.600二期彎矩KN.m084.81546.47728.62g2=1.91KN/m剪力KN75.0070.5037.500三期彎矩KN.m0177.531143.901525.20g3=8.08KN/m剪力KN156.99147.5778.500彎矩KN.m0878.875662.877550.49剪力KN777.19730.56388.603.4活載內(nèi)力計算（修正剛性橫梁法）3.4.1計算主梁的汽車沖擊系數(shù)簡支梁的結(jié)構(gòu)基頻⑹：(3.3)12 4式中：lc=0.68151972710mm(見表3.1);GG=1.048924103N/m,g=9.81KN/m,叫gE——混凝土的彈性模量，查表知E=3.25104MPaJI238.8623.25JI238.8623.251041060.6815197271.04892410^9.81=3.056HZ在1.5Hz?14Hz之間符合要求。???汽車沖擊系數(shù)」=0.1767Inf-0.0157=0.1823.4.2計算主梁的荷載橫向分布系數(shù)38.8611本橋跨內(nèi)設有938.8611=3.53 2，所以可按修正的剛性橫梁法來繪制影響線，并且計算跨中橫向

分布系數(shù)me。1、主梁抗扭慣性矩It對于T形梁截面，抗扭慣性矩It可近似按下式計算得m3It-'Cibiti (3.4)i3式中：bi，ti――相應為單個矩形截面得寬度和高度；Ci――矩形截面抗扭剛度系數(shù)；m――梁截面劃分成單個矩形面的個數(shù)。跨中截面翼緣板的換算平均厚度：丄2200 200 0.5 150 1000^I二 —234.th9n2200馬蹄部分的換算平均厚度：250420t? 335mm2表3.4主梁抗扭慣性矩It計算表分塊名稱bi(mm)ti(mm)tibiei3 8 4It=eibK來(>10mm)翼緣板2200234.090.1060.31186.1129腹板1734.092000.1150.30942.82468馬蹄5403350.620.20541.61808170.555662、計算抗扭修正系數(shù)本橋主梁間距相同為2.2m，并將主梁近似看成等截面，抗扭修正系數(shù)計算公式如下:(3.5)式中：E――主梁片數(shù)n有關的系數(shù)，當n=5時E為1.042;B——主梁橫向?qū)挾?，B=9,21.0=11m;取G=0.43E，It按表3.4取值。代入計算公式(3.5)求得

■-=0.883、按修正的剛性橫隔梁法計算橫向影響線豎坐標值計算公式如下：(3.6)n 1十paiaj(3.6)ij 2-n zai式中：n為主梁片數(shù)，n=5;22222'a.=22 4.4 (-2.2) (-4.4)=48.4。將計算所得的結(jié)果列于下表表3.5各號梁影響線豎標匯總表梁號i1ni2%m4i4i510.5520.3760.20.024-0.15220.3760.2880.20.1120.02430.20.20.20.20.24、計算荷載橫向分布系數(shù)根據(jù)表3.5計算所得數(shù)據(jù)繪制各號梁的橫向影響線， 按橫向最不利布置車輪荷載。1.81.31.8n4 -- 1j 、rLIrn1n2h3P/2P/2跨中影響線支點影響線1號梁跨中荷載橫向分布系數(shù)meP/2P/2跨中影響線支點影響線2.22.22.22.251234p/2 p/2圖3.51號梁跨中、支點影響線圖(單位： m)

???跨中：d0.5526.50.52???跨中：d0.5526.50.526.90.5524.70.3766.9“c0.5523.40.2726.9由上圖可求得:.1284』552J66.950.552r 0.66.911支點：1」81=0.8182.2人群荷載：=0.6n汽車荷載：人群荷載：=0.6n汽車荷載：%冷1二0.409r=2.2匚2.2=1.273人群荷載：m°r二r=1.2732號梁跨中荷載橫向分布系數(shù)mc計算2.22.22.22.22.251234-1.8-1.31.8二-1.8-1.31.8二]1n2n3 n4p/2 p/2 p/2 p/2?跨中影響線p/2 p/2 p/2支點影響線圖3.62號梁跨中、支點影響線圖(單位:m)2號梁跨中的荷載橫向分布系數(shù):跨中：齊0.376x9門》0.369.4竹c0.37吒7.2ccc0.2889.4" 0. 3 76 5. 90. 2369.4…0. 3 76 4. 1 _0. 1649.4031^%04支點：“ 0.4x1.010.1822.2心 0. 9 1. 0門，皿2 0.4092.2???汽車荷載:moq???汽車荷載:moq?汽車荷載：11mcq:人群荷載：mcr=0.4=0.796=0.796=-f1l+l+，12)=-x(0482+1+0.409)人群荷載：mor=0表3.6荷載橫向分布系數(shù)匯總表梁號作用類別mcm。1汽車0.6480.409人群0.61.2732汽車0.5240.796人群0.403.4.3活載內(nèi)力計算計算跨中截面最大彎矩及相應荷載位置的剪力和最大剪力及相應荷載位置的彎矩，采用直接加載求活載內(nèi)力。公路一U級車道均布荷載qk=0.75>10.5=7.875KN/m，集中荷載pk為，橋梁計算跨徑為38.86m,所以內(nèi)插法求得pk=0.7545360一18011.14=236.58KN，計算剪45力時pk為PkT.2236.58=283.896KN,q「=1.153.0=3.45KN/m

汽車荷載作用下的內(nèi)力計算公式如下:(3.7)Sq=1」mcq PkYi(3.7)式中：Sq――汽車荷載作用下的截面的彎矩和剪力；（1我—一汽車荷載的沖擊系數(shù)；'汽車荷載的橫向折減系數(shù);mcq汽車荷載的橫向分布系數(shù);Pk車道荷載的集中荷載標準值；——彎矩或剪力影響線的面積；qk車道荷載的均布荷載標準值；yi 與車道荷載的集中荷載對應的內(nèi)力影響線豎標值。人群荷載作用下的內(nèi)力計算公式如下：二m^qr （3.8）式中：Sr――人群荷載作用下的截面的彎矩和剪力；mcr 人群荷載的橫向分布系數(shù)；qr 人群荷載標準值1跨中截面活載內(nèi)力計算1號梁：可變作用（汽車）標準效應maxJ0.6487.87538862 4maxJ0.6487.87538862 4-0.239^4.欽7.875?76738.864=2445.96KNm1Vmax_21Vmax_2r.i心「込86 122-匚一：「 ：一0.648< :--2=116.KN可變作用（汽車）沖擊效應M=2445.960.182 K45.m6V=116.600.182 12N.2可變作用(人群)效應Mrmax二-〔J； 3886 1沁、IH匸宀-<：.KNm41V—2-L=38.86m1號梁0.4091號梁1.2732號梁0.7960.5242號梁圖3.7跨中影響線及橫向分布系數(shù)圖222 :”1、1V—2-L=38.86m1號梁0.4091號梁1.2732號梁0.7960.5242號梁圖3.7跨中影響線及橫向分布系數(shù)圖222 :”1、■、■*'1、L/2 ~*———0.039 一L/2qk=7.875KN/m剪力影響線一一—F—0.767 __ ——-0.6480.4彎矩影響線mqmrmqmr2號梁：可變作用（汽車）標準效應38.8638862Mmax0.5247.875:38.864 4-1990.83KNmVmax」江0V24x7總8書861X+o.272x4.6x—70.更52>4曲和妙癱x」22222=94.6CN可變作用（汽車）沖擊效應M=1990.830.182 K62.r33V=94.62 0.1毛2K7N2可變作用（人群）效應rmax1=-x0.4x3,45xrmax1=-x0.4x3,45x2238.864+0.2<4,6<3.45<0.767VrmaxJ〕，人138.86'1C.：: 「.匸宀 -"."/.S22222、四分點（變化點）截面活載內(nèi)力計算四分點截面作用效應的計算圖示如下1.2730.7961.2730.7960.75 0.03l0.250.0391.15I7.28625 0.38310.6480.409PkL=38.86m ,0.6qk=7.875KN/m剪力影響線彎矩影響線0.5241號梁mq1號梁mr2號梁mq2號梁mrMmax0.2392號梁mrMmax0.239+0.648X236.58^38.863160.4=1832.82KNmVmaxJH菽圖3.8L截面影響線及橫向分布系數(shù)圖1號梁：可變作用（汽車）標準效應38862疋3 10.6487.875;-162-861 ，： ?廠」：*圖3.8L截面影響線及橫向分布系數(shù)圖1號梁：可變作用（汽車）標準效應38862疋3 10.6487.875;1622 16 2 4=156.KN可變作用(汽車)沖擊效應M=1832.82 0.182 K3N3.r57V=156.400.182 12N.4可變作用(人群)效應rmax1=-x0.6x3,45xrmax1=-x0.6x3,45x238.8623161+—(1,15+O.383)x4.6<3.45x(1,273」—―3昱863 1I；，■-； -.■ .r\rmax_ - 1 - 12162'''''''"''''2號梁：可變作用（汽車）標準效應max」0.5247.8752238.86 3161+^(1,15+O.383y<4.6x7.87^(0.75)6切.52職：236.58x38.8616-1495.01KNm8.863 1ax_— +—'（0.796-O.524）x4.6<7?S75^0.039ax_34=126.KN可變作用（汽車）沖擊效應M=1495.01 0.182 K7N2.m9V=126.800.182=23.08KN可變作用（人群）效應rmax1=-xo.4x3,45x2238.8623 1 . +-用1,15+O.383V<1624,6<3.45^0.21V1Vrmax2=5.09K\38.863 1 +-x0,2x4.6<3.45x0.0391623、2截面處活載內(nèi)力計算PkL=38.86mqk=7.875KN/m"W.030.970.0390.0460.7961.130.4090.6481.2730.60.524剪力影響線彎矩影響線1號梁mq1號梁mr2號梁mq0.42號梁mr圖3.9-截面影響線及橫向分布系數(shù)圖21號梁：可變作用（汽車）標準效應11Mmax0.6487.87538.861】.：三亠屮忑、］：免沁1.13=285.08KNmVmax^ 1Mrmax 1.1338.86 KNm 21 1-=-x0.4x3,45x113+一 4.6<3.45^0.039 1Mrmax 1.1338.86 KNm 21 1-=-x0.4x3,45x113+一 4.6<3.45^0.039 =0.8驅(qū)2 24、支點截面活載內(nèi)力計算1號梁：可變作用（汽車）標準效應11Vmax=—"血荻兒刃馭1^38.86+-x（0.96+0.039y<4.6<7.S75^（0 —0.無）0.648 0.96=179.KN可變作用（汽車）沖擊效應M=285.080.182KN.818可變作用（汽車）沖擊效應M=285.080.182KN.818V=179.320.182KN.6可變作用（人群）效應MMrmax38.86 KN11Vrmax 1.13-:.'<'2號梁：可變作用（汽車）標準效應11Mmax0.5247.8751.1338.86：二1.13=230.91KNm11Vmax 1.13-0.524 1.13-170.KN可變作用（汽車）沖擊效應M=230.910.可變作用（汽車）沖擊效應M=230.910.182 14N0r2V=170.V=170.620.182 13N.可變作用（人群）效應可變作用（人群）效應VrmaxVrmax0.648m；■/1=278.KN!-r，-■，-.L=38.86mqk=7.875KN/mPk1剪力影響線0.0390.4091.2730.6481號梁mq1號梁mr2號梁mq0.60.7960.40.4091.2730.6481號梁mq1號梁mr2號梁mq0.60.7960.42號梁mr圖3.10支點截面影響線及橫向分布系數(shù)圖可變作用（汽車）沖擊效應V=278.790.182I5N.7可變作用（人群）效應11Vrmax 138.86?.2號梁：可變作用(汽車)標準效應11Vmax 138.86- ..0.524 1=42.S9K\=233.KN可變作用（汽車）沖擊效應V=233.860.182-42.56KN可變作用（人群）效應11Vrmax 138.863.4.4主梁內(nèi)力組合（1）基本組合：Md=1.2(MG1MG2Mg3)1.4Mq1.12Mr(2)短期組合：Ms二MG1MG2Mg3 M^Mr1+R(3.9)(3.10)(3)長期組合：Ml=MgiMg2Mg30.4^-QMr (3.11)表3.71號梁內(nèi)力組合序號何載類別支點截面h截面2L（變化點）截4面跨中截面彎矩KN.m剪力KN彎矩KN.m剪力KN彎矩KN.m剪力KN彎矩KN.m剪力KN1第一期永久作用0526.16595.00494.593833.76263.085111.6902第二期永久作用037.1141.9735.63270.4018.56360.5403第三期永久作用0156.99177.53147.571143.9078.501525.2004總永久作用=1+2+30720.26814.50677.795248.06360.146997.4305可變作用汽車標準0278.79285.08179.321832.82156.402445.96116.606可變作用汽車沖擊050.7451.8832.64333.5728.46445.1621.227可變作用人群042.8945.691.38301.247.75402.1410.358標準組合=4+5+6+701092.681197.15891.137715.69552.7510290.69148.179基本組合=1.2>4+1.4X(5+6)+1.12X01375.111501.90112.979678.21700.3512908.46204.5410短期組合=4+0.7X+70959.481061.07805.806840.77477.959123.0691.9711長期組合=4+0.4(5+7)0886.90948.13751.186110.18426.388147.9950.78表3.82號梁內(nèi)力組合序號何載類別支點截面-截面2-（變化點）截4面跨中截面彎矩KN.m剪力KN彎矩KN.m剪力KN彎矩KN.m剪力KN彎矩KN.m剪力KN1第一期永久作用0545.20616.53512.493972.50272.605296.6702第二期永久作用075.0084.8170.50546.4737.50728.6203第三期永久作用0156.99177.53147.571143.9078.501525.2004總永久作用=1+2+30777.19878.87730.565662.87388.607550.4905可變作用汽車標準0233.86230.91170.621495.01126.801990.8394.62續(xù)上表序號何載類別支點截面h截面2上（變化點）截4面跨中截面彎矩KN.m剪力KN彎矩KN.m剪力KN彎矩KN.m剪力KN彎矩KN.m剪力KN6可變作用汽車沖擊042.5642.0231.05272.0923.08362.3317.227可變作用人群028.4030.370.84197.805.09262.936.768標準組合=4+5+6+701082.011182.17933.077627.77543.5710166.58118.609基本組合=1.2>4+1.4X(5+6)+1.12X01352.961472.611161.469502.82682.6712665.36164.1510短期組合=4+0.7>5+70970.661072.42852.126917.10483.139220.2272.9911長期組合=4+0.4(5+7)0883.46984.92800.436349.91442.048465.2140.553.5預應力鋼筋數(shù)量的確定與布置3.5.1全預應力混凝土梁設計根據(jù)跨中截面正截面抗裂要求，確定預應力鋼筋數(shù)量。為滿足抗裂要求，所需的有效預加力［9］為：peWx10.85—peWx10.85—A+電Wx丿(3.12)式中：Ms――荷載短期效應彎矩組合設計值， Ms=9123.06KN.m；A——毛截面幾何性質(zhì)，Ao=1.0489106mm2；ycx 下核心距，ycx=1508.47mm；ycs 上核心距，ycs=791.53mm；I?！孛娴膽T性矩，1。=0.6815197271012mm4；W丄=0.451795K09mm3,ep為預應力鋼筋重心至毛截面重心地距離，yx

ep二ycx-ap，假設ap=150mm則ep=1508.47-150=1358.47mm。69123.0610--Npe-0.45179510--Npe-0.4517951090.8511.04891061358.470.451795109=5998769.614N擬采用為j15.2鋼絞線，單根鋼絞線公稱截面面積Ap1=139mm2，抗拉強度標準值fpk=1860Mpa，張拉控制應力二跡=0.75fpk=0.75X800=1395Mpa。預應力損失按張拉(3.13)np=應力的(3.13)np=帶入以上數(shù)據(jù)求得：磁8769?4 =39p:--.一:：NpefAp根據(jù)題意取42根。采用6束7”15.2預應力鋼筋束，HVM15-7型錨具，供給的預應力筋截面面積A0=42X139=5838(mm2)采用為70金屬波紋管成孔，預留管道直徑為75mm，預應力筋布置如圖：66336415253412圖3.11預應力筋布置圖3.5.2預應力筋縱向布置1、各鋼束起彎點及其半徑計算預應力筋采用圓弧加直線，上部按11°彎起，下部按8。彎起。錨固點至支座中心線的水平距離[10]axi為:

ag=400—500tan8?=329.7mm

ax3,4=400-1000tan8°=253.4mm

ax5=400-250tanil=351.4mm

ax6=400-625tanil=273.6mm各鋼束起彎點及其半徑計算見下表表3.9各鋼束起彎點及其半徑計算表鋼束號升高值C(mm)%(度)COS日0cp_sin也Lw=Rsin%(mm)支點至錨固點的距離d(mm)起彎點k至跨中水平距離xkR一1—cos€lo(mm)61630110.981699456.50.190818977.2273.6726.451220110.981684782.60.190816176.5351.43604.93，469080.990381443.30.139211336.9253.48352.51，242080.9903432990.13926027.2329.713732.5、、 L汪：xk d-Lw22、各截面鋼束位置及其傾角計算以各鋼束支點截面處為例有：N6:L6二贏-d6=18977.2-273.6=18073.6mm1L6 118073.6二6二sin -二sin 10.8395R6 99456.5q=Re] cosr6=1774.5mma^a/C6=2101774.5=1984.5mmN5:L5=65-d5=16176.5-351.4=15825.1mm

口?4L5 ?-15825.1n0r5=sin sin 10.7576R5 84782.6C5二R5：「Hcosr5=1490mm

a5=a5c5=801490=1570mmN3,4:L3A=Lw3,4—d3,4=11336.9—259.4=11077.5mm氏“肘邑用十咤=7.8173。R3,4 81443.3c3,4=R3,4(1-cos日3,4)=756.9mma3,4=a3：才c32410+756.S96r6m9N1,2:L|,2=LW12—dh2=6027.2—329.7=5697.5mmB12=sin'￡=sin°5697.5=7.5612°R,2 43299c1,^R1(2co§ 「)2=376m5na1,2=a1,2=a1,2c待刃76.5=45mm5各截面鋼束位置及其傾角計算見下表表3.10各截面鋼束位置及其傾角計算表算面計截鋼束編號R啊8—n?s0s0aa+mm--(ma忖面=0跨人60^1OO212205一80883,4一O212208088O0^1面M截97mL一4為一一m6-O21580^1^1O211,2?O0^1O8088

續(xù)上表算面計截鋼束編號1RIdn?s0soa(mm)+)am一一(mh-6o2125一88X280訕o211,288■截占小6o21面5一88-7o21188二二3.5.3計算主梁截面幾何性質(zhì)截面幾何性質(zhì)的計算需根據(jù)不同的受力階段分別計算 [10]o1、主梁混凝土澆筑，預應力筋束張拉（階段 1）混凝土澆注并達到設計強度后，進行預應力筋束的張拉，但此時管道尚未灌漿，因此，其截面幾何性質(zhì)為計入了普通鋼筋的換算面積，但應扣除預應力筋預留管道的影響。該階段頂板的寬度為1600mm。2灌漿封錨，吊裝并現(xiàn)澆頂板600mm的連接段（階段2）預應力筋束張拉完成并進行管道灌漿、封錨后，預應力束就已經(jīng)能夠參與全截面受力。再將主梁吊裝就位，并現(xiàn)澆頂板600mm的連接段時，該段的自重荷載由上一階段的截面承受，此時，截面幾何性質(zhì)應為計入了普通鋼筋、預應力鋼筋的換算截面性質(zhì)。該階段頂板的寬度為1600mm。3、二期恒載及活載作用（階段3）該階段主梁截面全部參與工作，頂板的寬度為 2200mm,截面幾何性質(zhì)為計入了普通鋼筋和預應力鋼筋的換算截面性質(zhì)。

540540圖3.12跨中截面尺寸圖(單位： mm)二6=2.651104mm二6=2.651104mm2；截面類別分塊名稱分塊面積A心042(mm)A重心至梁頂距離yi(mm)對梁頂邊的面積矩S=Axyi漢1063(mm)自身慣性矩存1084(mm)ys—y(mm)ix=A(ys-x勺0§mm4)截面慣性矩)1=li+lxxio^mm4^凈截面毛截面92.89880.86818.232336163.21-37.4313.01393預留管道面積-2.6512155-57.122580-1311.57-455.97762砼凈面積90.239843.43761.109746163.21-442.963695720.24631換算鋼束換算面積2.919215562.904450-1235.32445.44392毛截面92.89880.86818.232336163.2138.6213.99845界面換算截面面積95.809919.68881.136786163.21459.442376622.65237換算鋼束換算面積2.919215562.904450-1326.56513.67436毛截面104.89791.53830.232336815.19736.9114.289669界面換算截面面積107.81828.44893.136786815.197527.964037343.16130注：1、預留管道面積丄 1951502、鋼束換算面積二＞EP—1n.：Ap， :-Ep為鋼束與混凝土彈性模量比，〉FP 6，5140

圖3.13L/4截面尺寸圖(單位：mm)表3,124(變化點)截面的凈截面與換算截面的幾何特性計算表2、鋼束換算面積二：口-】n「：2、鋼束換算面積二：口-】n「：Ap〉EP為鋼束與混凝土彈性模量比，''-EP1.95104=6，3.2510截面類別分塊名稱分塊面積Ax1042(mm)A重心至梁頂距yi(mm)對梁頂邊的面積矩S=2、y漢1063(mm)自身慣性矩1芒1084(mm)ys—y(mm)ix=A(y$-xxiO^mm4j截面慣性矩)1=li+lxxiO^mm4^凈截毛截面92.89880.86818.232336163.21-34.2410.89022預留管道面積-2.6512046.62-54.249760-1200-381.7008面砼凈面積90.239846.62763.982576163.21-370.810585792.39942換算鋼束換算面積2.9192046.6259.740840-1130.24372.88545毛截面92.89880.86818.232336163.2135.5211.71966界面換算截面面積95.809916.38877.973176163.21384.605116547.81511換算鋼束換算面積2.9192046.6259.740840-1221.11435.25490毛截面104.89791.53830.232336815.19733.9812.11102界面換算截面面積107.81825.51889.973176815.197447.365927262.56319注：1、預留管道面積=752二6=2.651 104mm2；2 4 2=Ap=139mm，n=67=42根，所以鋼束換算面積代=2.91910mm22054032205403TOC\o"1-5"\h\z圖3.14h/2截面尺寸圖(單位： mm)表3.13h截面的凈截面與換算截面的幾何特性計算表2截面類別分塊名稱分塊面積Ax1042(mm)A重心至梁頂距離yi(mm)對梁頂邊的面積矩S=2、y漢1063(mm)自身慣性矩hX1084(mm)ys-y(mm)ix=A(ys—%)xio^mm4)截面慣性矩1=1.+11 1i 1xxiO^mm4^凈截毛截面147.28963.731419.437257641.97-7.980.93792預留管道面積-2.6511399.24-37.089650-443.49-52.13486面砼凈面積144.64955.751382.34767641.97-51.196947590.77457換算鋼束換算面積2.9191399.2440.843820-427.0553.2343毛截面147.28963.731419.437257641.978.461.05415界面換算截面面積150.20972.191460.281077641.9754.288457696.25996換算鋼束換算面積2.9191399.2440.843820-471.8564.98932毛截面159.28918.741463.426798493.808.651.191816界面換算截面面積162.20927.391504.270618493.8066.181148559.98145注:1、預留管道面積二號2二6=2.651104mm2；TOC\o"1-5"\h\z195102、鋼束換算面積二：-epT?n*p， :-EP為鋼束與混凝土彈性模量比，〉EP 4 6，51402 4 2=Ap=139mm，n=67=42根，所以鋼束換算面積代=2.91910mm。

一540一.圖3.15支點截面尺寸圖(單位：mm)二6=2.651104mm二6=2.651104mm2；截面類別分塊名稱分塊面積A心042(mm)A重心至梁頂距離yi(mm)對梁頂邊的面積矩S=Axyi漢1063(mm)自身慣性矩存1084(mm)興7\(mm)ix=A(y$-y)xiO^mm4)截面慣性矩1=1.+11 1i 4 2 4 2=AP=139mm，n=67=42根，所以鋼束換算面積A,=2.91910mmxio^mm4^凈截面毛截面148.67980.121457.112117665.36-4.60.31579預留管道面積-2.6511233.13-32.686580-257.61-17.590817砼凈面積146.02975.521424.425537665.36-17.296247648.08566換算鋼束換算面積2.9191233.1335.995060-248.1417.97329毛截面148.67980.121457.112117665.364.870.35259界面換算截面面積151.59984.991493.107177665.3618.325887683.68778換算鋼束換算面積2.9191233.1335.995060-313.0628.60812毛截面160.67914.381469.112118529.4665.690.52018界面換算截面面積163.59920.071505.107178529.46629.12838558.59426注：1、預留管道面積丄 1951502、鋼束換算面積二＞EP—1n.：Ap， :-Ep為鋼束與混凝土彈性模量比，〉FP 6，5140

表3.15各控制截面各階段幾何特性計算匯總表\截面類別計算截面\\Ax1042mmysmmyxmmeymmIx1084mmIWs一ysx1083mmIWx=—yxx1083mmWy= eyx108mm3跨中截面階段190.2393843.431456.571311.575720.256.782123.927204.36137階段295.809919.681380.321235.326622.657.201044.797915.36108階段3107.809828.441471.561326.567343.168.863844.990055.53549L+卜—截4面階段190.2393846.621453.3812005792.406.841793.985474.82700階段295.809916.381383.621130.246547.827.145304.732375.79330階段3107.809825.511474.491211.117262.568.797674.925475.94751h斗—截2面階段1144.635955.751344.25443.497590.777.942225.6468517.11600階段2150.205972.191327.81427.057696.267.916425.7962018.02192階段3162.205927.391372.61471.858559.9890230186.2362818.14132支點截面階段1146.016975.521324.48257.617648.087.840015.7744129.68862階段2151.586984.991315.01248.147683.697.800785.8430630.96513階段3163.586920.071379.93313.068558.599.302116.2021927.338513.5.4預應力損失計算1、摩阻損失'~L1(3.15)式中：匚con――張拉控制應力，In=0.75fpk=0.751860=1395MPa；J――摩擦系數(shù)［10］，查表?。?0.25；k――每米管道局部偏差對摩擦的影響系數(shù)，查表取k=0.0015;

二一一從張拉端至計算截面曲線管道部分切線的夾角之和（rad）表3.16各鋼束摩阻損失計算表、 鋼束號截面1，23，456均值(MPa)支點截面X(m)0.32970.25940.35140.27362.290(rad)0.00760.00320.00420.0028<jL1(MPa)3.341.662.201.15h截面2X(m)1.47971.40941.50141.423610.910(rad)0.03440.01740.01800.0146<rL1(MPa)15.018.999.398.05L截面4x(m)10.04479.974410.06649.988662.87日(rad)0.13960.12290.11980.1015<rL1(MPa)67.9962.3061.4555.18跨中截面x(m)19.759719.689419.781419.703692.800(rad)0.13960.13960.19200.1920%(MPa)87.1987.05104.25104.102、錨具變形、鋼絲回縮引起的應力損失L2不考慮反摩阻作用，則ZA1-L^-Ep （3.16）式中：兇——錨具變形，鋼筋回縮和接縫壓縮值（以mm計），根據(jù)《公橋規(guī)》規(guī)定查表知鋼絲束的夾片（有頂壓）錨具l=4mm,兩端同時張拉，工二l=2X4=8mm；l――預應力鋼筋張拉至錨固端距離（mm）o各束錨固點距支座中心線平均距離0.3m，梁全長39.96m,1=39.96-2%.3=39.36m；Ep――預應力鋼筋的彈性模量，查表取Ep=1.95105MPa。0.008 c二二L2 39.63MPa39.363、分批張拉時混凝土彈性壓縮引起的應力損失 G4m—1 s丿r、；-L4=EP—-Pc■--~ (3?17)25式中：匚EP――預應力鋼筋彈性模量與混凝土彈性模量之比；「EPW?9510 6;Ec3.25I04pc 在計算截面鋼筋重心，由后張各批鋼筋產(chǎn)生的混凝土法向應力(MPa);. Np1epn；「pc (3.18)mAn In其中：m 張拉批數(shù)，m=6;Np――所有鋼筋預加應力(扣除相應階段的應力損失和后)的合力；Np=：；peAp=(；「con—；「L1一二L2)=(1395—67.89—39.63)5838=7545615.00*epn 鋼筋預加應力的合力Np至凈截面重心軸距離；An,In――混凝土梁的凈截面面積與慣性矩。此應力損失，對于簡支梁一般可取丄截面進行計算，并以其計算結(jié)果作為全梁各4鋼束的平均值。-L4口67545615.00」 12002-L42 6 902393 5792399420004、鋼筋松弛引起的應力損失-L5此應力損失采用丄截面的應力值作為全梁各鋼束的平均值。4(3.19)二L5八「0.52-^-〔?pefpk(3.19)式中：宇——張拉系數(shù)，一次張拉時Tr=1.0; 鋼筋松弛系數(shù)， =0.3;

傳力錨固時的鋼筋應力，對后張法構(gòu)件pe傳力錨固時的鋼筋應力，對后張法構(gòu)件pe二：??con L1-：-L2-：-L4。二匚L5=30.27MPa5、混凝土收縮和徐變引起的應力損失(3.20)0.9[Ep%s(tu,to)+dp尹pc%tu,to)]

，L6tu= 115"s(3.20)式中：名cs(tu,to)沖(tu,to)――加載齡期為to時混凝土收縮應變終極值和徐變系數(shù)終極值;to――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0.9"。鬻可得to=20d，對于二期恒載G2的加載齡期to假定為90d；匚pc――受拉區(qū)縱向鋼筋截面重心處由預應力(扣除相應階段的預應力損失)和結(jié)構(gòu)自重產(chǎn)生的混凝土法向應力(MPa);「一一構(gòu)件受拉區(qū)全部縱向鋼筋配筋率；i――截面回轉(zhuǎn)半徑，i=4。An該橋位于野外一般地區(qū)，相對濕度為 75%，其構(gòu)件理論厚度由跨中截面計算h=經(jīng)，u為構(gòu)件與大氣接觸的周邊長度，u=7.625m，所以h=275mm。由此查表并u內(nèi)插得相應的徐變系數(shù)終極值為Tu,to「tu,20「'tu," tu,90乞二、；混凝土收縮應變終極值psS20=二二工匚?？紤]到加載齡期不同， Mg2按徐變系數(shù)變小乘以折減系數(shù) tu,to。計算Np!和蚣,20)MG1引起的應力時采用第一階段截面特性，MG2引起的應力時采用第三階段截面特性?？缰薪孛妫篘p1=二con_；「L1Ap-h-、「_「、- ■">m-■■2Np1 Np1ep MG1 *(tu,90)MG2 (321)-l (3.21)pC，2 An In Wnp tu,20 W.p帶入數(shù)據(jù)求得：匚L=18.68MPapc2

L截面：Npi「-■-> -「…仝、:、L=16.2MPapc，41???二pc MPat二ApA：=5838°=o.oo54i5i(未計構(gòu)造鋼筋影響)A10780902eps2eps一.1 EL■ps 2i=1取跨中和-截面的平均值計算，則有4跨中截面：3號f任6^截面：eps=1221.11mm?eps=1273.84mm,貝U匚=3.40更 147.85MPa1■15i. :-.現(xiàn)將各截面鋼束預應力平均值及有效預應力匯總于下表表3.17各截面鋼束預應力損失平均值及有效預應力匯總表\工作階段應力損失項目\預加應力階段°L1=%1+°L2+°L4(MPa)使用階段口」=%5+叭6(Mpa)鋼束有效預應力(Mpa)\\應力損失AaL2%4aLl%5aL6^LJI預加力階段°PI=°con-使用階段bp^Hbcon一坊口"^LII跨中截面92.8039.6367.8200.330.27147.8178.11194.71016.6L截面462.8739.6367.8170.330.27147.8178.11224.71046.6—截面210.9139.6367.8118.330.27147.8178.11276.71098.6支點截面2.2939.6367.8109.730.27147.8178.11285.31107.23.6承載能力極限狀態(tài)計算3.6.1跨中截面抗彎承載力計算1、 求受壓區(qū)高度x80+210已知a= =145mm，b=200mm，上翼緣板厚度為200mm,考慮承托影p2響，其平均厚度為：hf丄二mmv2200—200丿上翼緣有效寬度［10］取下列數(shù)據(jù)中較小者(1)bfms=2200mm⑵bf亠=12953.3mm3(3)bf乜b12hf，因承托坡度hh二型=0.3丿，故不計承托影響，hf?按上翼緣bh500 3平均厚度計算，所以b/=20012237.^3050mm。綜合上述計算結(jié)果，取bf丄二工Cmm。按公式fpdAp乞fcdbfhf判斷截面類型fpdAp=12605838=7355880Nfcdbfh/^18.42200237.5=9614000N因為7355880<9614000,滿足上式要求，屬于第一類T形，應按寬度為bf?的矩形截面計算其承載力。由ax=0,計算混凝土受壓區(qū)高度fpdAp12605838x 181.7mm：hf=237.5mmx：：bh°=0.42155=862mm2fcdbf 18.422002、 正截面承載力計算選取距支點-截面和變化點截面進行斜截面抗剪承載力計算， 復核。本題取距支2點h截面抗剪承載力計算。2首先進行截面抗剪強度上、下限復核0.510「2協(xié)匕0乞oV^-0.51107f7kbho (3.22)

Vd為驗算截面處剪力組合設計值，按內(nèi)插法求得距支點夕截面處的Vd"12.97KN預應力提高系數(shù)：.2=1.25,b為驗算截面處腹板寬度b=476.1mm,h。=1399.24mmoVd::0.5110<,40476.11399.24=2148.77KN0.510-1.251.65476.11399.24=687.00KN：：：oVd計算結(jié)果表明，截面尺寸滿足要求。但需配置抗剪鋼筋。(2)斜截面抗剪承載力計算oVd化Vpd (3.23)Vcs為混凝土和鋼筋共同的抗剪承載力Vcs「1：2：30.4510^bho(20.6p).,f；k?fsd,v (3.24)式中：：-1——異號變距影響系數(shù)，取1.0；>2――預應力提高系數(shù)，取1.25；5838：3 受壓翼緣影響系數(shù)，取1.1；5838bho476.11399.24一0.00876p=100心0.876PSV250.3476.1100PSV250.3476.1100=0.00211Vc^=1.001?25漢1.1匯0.環(huán)510 476込 辺8=1266.26KNVpb為預應力彎起鋼筋的抗剪承載力Vpb=0.75Xl0」xfpd送Apdsin— (3.25)式中：二p――在斜截面受壓區(qū)端正截面處的預應力彎起鋼筋切線與水平線的夾角其數(shù)

值可由表2給出的曲線方程計算。邛1一升2=6.0286

邛3-鄧4二7.0014°邛5二9.9676容=10.1657Vp「0.75W1260過整J2Sin6.0286°+跖7.0014八6 l+sin9.9676°+sin10.1657=738.74KNVdu二VCSVpb=1266.26 738.74=2005KNVdVd為斜截面受壓端正截面處的剪力設計值，此值應按x=-?0.6mho進行內(nèi)插求2得，m得，m為剪跨比，mVdh°1112.971.39924h 2300二x 0.6mho 0.61.71399.24=2577.22mm22111297—70035Vd=1112.97 1427.2210^=1044.21KN8.565???°Vd=1044.21KN::VcsVp^2005KN，說明截面抗剪承載力滿足要求。3.6.2斜截面抗剪承載力計算首先進行截面抗剪強度上、下限復核0.510亠2^皿空0.5110[T；7bho其中：Vd=700.35KN,b=200mm,h°=2046.62mm?！鉜d<0.5110^.402002046.62=1320.28KN0.510"1.251.652002046.62=422.12KN：：oVd計算結(jié)果表明，截面尺寸滿足要求。但需配置抗剪鋼筋。斜截面抗剪承載力計算oVdZesVpdVcs為混凝土和鋼筋共同的抗剪承載力Ves「1：2：30.4510“bho；(20.6p),.fU?；vfsd,v (3.26)

式中：：1――異號變距影響系數(shù)，取1.0；：2 預應力提高系數(shù)，取1.25;：'3 受壓翼緣影響系數(shù)，取1.1；鼻5838 0.0143；bho2002046.62p=100t=1.43?！?Vcs=903.60KNVpb為預應力彎起鋼筋的抗剪承載力Vpb=0.75為0”fpd'ApdSiZp???Vpb=180.13KNVdu=VcsVpb=903.60180.13=1083.73KN?-oVd=700.35KN:::Vcs，Vpb“083.73KN,說明截面抗