一座橋梁完整的設(shè)計(jì)計(jì)算書

./目錄第一部分橋梁設(shè)計(jì)1第一章水文計(jì)算11.1原始資料11.2水文計(jì)算3第二章方案比選62.1方案一：預(yù)應(yīng)力鋼筋混凝土簡(jiǎn)支梁〔錐型錨具62.2方案二：鋼筋混凝土箱形拱橋10第三章總體布置及主梁的設(shè)計(jì)113.1設(shè)計(jì)資料及構(gòu)造布置113.2主梁內(nèi)力計(jì)算12第四章預(yù)應(yīng)力鋼束的估算及其布置214.1跨中截面鋼束的估算與確定214.2鋼束預(yù)應(yīng)力損失計(jì)算254.3截面強(qiáng)度驗(yàn)算284.4預(yù)加內(nèi)力計(jì)算344.5主梁斜截面驗(yàn)算354.6截面應(yīng)力驗(yàn)算414.7主梁端部的局部承壓驗(yàn)算46第五章下部結(jié)構(gòu)的計(jì)算505.1蓋梁的計(jì)算505.2橋墩墩柱計(jì)算575.3鉆孔灌注樁的設(shè)計(jì)計(jì)算59第二部分英文翻譯62Reliabilityanalysis:62可靠性分析73結(jié)束語(yǔ)錯(cuò)誤！未定義書簽。.第一部分橋梁設(shè)計(jì)第一章水文計(jì)算1.1原始資料1.1.1水文資料：渾河發(fā)源于XX省新賓縣的滾馬苓,從東向西流過(guò)XX后,折向西南,至海城市三岔河與太子河相匯,而后匯入遼河。渾河干流長(zhǎng)364公里,流域面積11085平方公里。本橋位上游45公里的大伙房水庫(kù),于1958年建成,該水庫(kù)控制匯流面積5563平方公里,對(duì)XX地區(qū)的渾河洪峰流量起到很大的削減作用。根據(jù)水文部門的資料,建庫(kù)前渾河的XX水文站百年一遇洪峰流量位11700立方米/秒,建庫(kù)后百年一遇推算值為4780立方米/秒。渾河沒(méi)年12月初開始結(jié)冰,次年3月開始化凍。汛期一般在7月初至9月上旬,河流無(wú)通航要求。橋?yàn)樘幒佣螌儆谄皆瓍^(qū)次穩(wěn)定河段。1.1.2設(shè)計(jì)流量根據(jù)XX水文站資料,近50年的較大的洪峰流量如下：大伙房水庫(kù)建庫(kù)前5550立方米/秒3700立方米/秒1939年3270立方米/秒1942年3070立方米/秒1947年2980立方米/秒1950年2360立方米/秒1951年2590立方米/秒1953年3600立方米/秒3030立方米/秒大伙房水庫(kù)建庫(kù)后2650立方米/秒2090立方米/秒2090立方米/秒2200立方米/秒2160立方米/秒根據(jù)1996年XX年鑒,渾河1995年最大洪峰流量4900立方米/秒〔XX水文站為百年一遇大洪水。1995年洪水距今較近,現(xiàn)場(chǎng)洪痕清晰可見(jiàn),根據(jù)實(shí)測(cè)洪水位,采用形態(tài)斷面計(jì)算1995年洪峰流量為5095立方米/秒,與年鑒資料相差在5％之內(nèi)。故1995年洪峰流量可作為百年一遇流量,洪水比降采用渾河洪水比降0.0528％。經(jīng)計(jì)算確定設(shè)計(jì)流量為Qs＝4976.00立方米/秒,設(shè)計(jì)水位16米。1.1.3地質(zhì)資料：一、自然地理本橋址區(qū)地處渾河流域的沖擊平原,地勢(shì)較平闊。河水為季節(jié)性河流,主要受底下徑流或大氣降水所補(bǔ)給。汛期每年七月下旬至八月下旬,近幾年,尤其是2000年河水位歷史少見(jiàn)的下降,以致影響工農(nóng)業(yè)、甚至民眾生活用水。本區(qū)于北寒溫帶氣候類型,為類型凍土區(qū),凍結(jié)深度1.40－1.45米。冬季漫長(zhǎng),氣候比較干燥；春秋較短,稍較溫濕,宜植被生長(zhǎng)。二、大地構(gòu)造橋地區(qū)正位于走向北東、傾向北西二界溝斷裂上,此斷裂南西至XX,北東至XX40公里,走向北東、傾向北西的XX－XX斷裂相交。這兩斷裂均屬郯城－廬江大斷裂帶系統(tǒng)。二界溝斷裂最后一次活動(dòng)時(shí)期為白堊紀(jì)。三、地層及巖性橋址區(qū)地層,上部為第四紀(jì)厚6－11米的圓礫層,d>2mm為70－80％；d>20mm為32－37％,為卵石層。但通過(guò)橋位附近采礫場(chǎng),從河底下6－7米深挖采處的砂礫中最大可達(dá)25－35cm,個(gè)別甚至達(dá)40cm左右。從實(shí)際使用地址資料出發(fā),d>80-100mm顆粒,一般未予計(jì)入百分含量?jī)?nèi),且無(wú)代表性。礫石顆粒,尤其稍大顆粒,巖石強(qiáng)度較高,無(wú)棱角,磨圓程度良好。其巖性或礦物成份由花崗巖類或砂頁(yè)巖、石灰?guī)r以及其他暗色礦物構(gòu)成。礫石層底或風(fēng)化巖頂面標(biāo)高自南而北為2.8米－4.9米,由低而高坡形上升,高差2.1米左右,但由于鉆孔間距較遠(yuǎn),不知其間有無(wú)起伏。礫石層下部為前震旦紀(jì)花崗巖,上部為全風(fēng)化,下部為強(qiáng)風(fēng)化或局部全風(fēng)化。上部為散體狀,下部為碎石狀且散裝體。1、圓礫：褐黃色或褐灰色,d>2mm為73－80％,松散,其間含粗礫砂薄層。砂礫顆粒強(qiáng)度較高,軟弱顆粒含量較少。drp＝15.5mm,d95＝73.1mm,d10＝0.77mm,CU=73.1,,。2、圓礫：褐黃色或褐灰色,d>2mm為73－80％,中密,其間夾含粗礫砂薄層。砂礫顆粒強(qiáng)度較高,磨圓或磨光程度良好。drp＝15.5mm,d95＝74mm,d10＝0.77mm,CU=67.1,,。3混和巖：全風(fēng)化,散體狀,砂礫狀或土狀。,。4、混和巖：褐黃色,全風(fēng)化或含強(qiáng)風(fēng)化,碎石狀或局部為散體裝,砂礫狀。,5、混和巖：褐黃色,強(qiáng)風(fēng)化,碎石狀。,6、混和巖：強(qiáng)風(fēng)化,碎石狀。,7、混和巖：褐黃色,強(qiáng)風(fēng)化或全風(fēng)化,碎石狀或散體狀。,8、混和巖：褐黃色,強(qiáng)風(fēng)化,節(jié)理裂縫發(fā)育,巖石破碎,碎石狀。,9、混和巖：褐黃色,強(qiáng)風(fēng)化,節(jié)理裂縫發(fā)育,巖石破碎,碎石狀,不能提取巖芯。,10、混和巖：褐黃色,強(qiáng)風(fēng)化,節(jié)理裂縫發(fā)育,巖石破碎,碎石狀,不能提取巖芯。,11、混和巖：褐黃色,強(qiáng)風(fēng)化,節(jié)理裂縫發(fā)育,巖石較比破碎,碎石狀,不能提取巖芯。,1.1.4工程地質(zhì)評(píng)價(jià)1、工程地質(zhì)條件良好,無(wú)不良工程地質(zhì)現(xiàn)象或地段。2、地下水位深0.77－5.40米,砂礫顆粒較大,地下水較豐富。鉆孔過(guò)程中于標(biāo)高3－6米左右地段常?？妆谒?有時(shí)越發(fā)嚴(yán)重,以致鉆孔無(wú)法繼續(xù)鉆進(jìn),成為廢孔。由于采用膨潤(rùn)土同聚丙乙烯胺混和成漿糊流體護(hù)壁,才能得到有效控制。1.2水文計(jì)算1.2.1橋孔長(zhǎng)度確定：a.單寬流量公式＝水流壓縮系數(shù)次穩(wěn)定河段＝0.92則河槽平均單寬流量＝最小橋孔凈長(zhǎng)＝mb．過(guò)水面積法沖刷前橋下毛過(guò)水面積Wq＝式中：沖刷系數(shù)P取1.3設(shè)計(jì)流速VS=Vc＝1.84因橋墩阻水而引起的橋下過(guò)水面積折減系數(shù)＝60>50壓縮系數(shù)Wq凈過(guò)水面積Wj＝〔1-橋孔凈長(zhǎng)m1.2.2壅水計(jì)算橋前最大壅水高度河灘路堤阻斷流量與設(shè)計(jì)流量的比值＝572+129-45.9＝655.1m系數(shù)橋下平均流速Vm＝斷面平均流速V0=m橋下壅水高度波浪高度hb1％＝0.4728mVW=15m/s平均水深,良程D＝8×102m本橋設(shè)計(jì)水位：16.0+0.095+上部結(jié)構(gòu)底標(biāo)高為17.73m沖刷深度A河槽的一般沖刷一般沖刷后的最大水深hp＝Q1=Q2=4275m3,B1=B2=533.43m,k=1.04,μ＝1.0,λ＝0.0625,hmax＝10.1mA——單寬流量集中系數(shù),A＝hp＝mB河槽處橋墩的局部沖刷橋位處的沖止流速h=13.73m,d=3m,查表得：V0＝0.9648m/s,V0′＝0.31∵V0＝Vz﹥V0,＝1.0,B＝4m,＝〔1.3919+0.04091/2＝1.1970η＝＝＝0.8588hb＝kηB0.6〔V0-V0′〔V/V0n=1.0×1.1970×40.6×〔0.9648-0.31×〔1.84/0.96480.8588＝3.1349m總沖刷深度hs＝hp+hb＝13.73+3.13＝16.86m不考慮標(biāo)高因素,總沖刷深度為16.86-16＝0.86m1.2.3結(jié)論百年一遇底設(shè)計(jì)流量為Qs＝4976立方米/秒,設(shè)計(jì)水位16米。計(jì)算最小橋孔凈長(zhǎng)Lj＝505.6米,實(shí)際最小橋孔凈長(zhǎng)為538.3米。橋前最大壅水高度,橋下壅水高度米。本橋設(shè)計(jì)水位：16米,上部結(jié)構(gòu)標(biāo)高為17.9米。計(jì)算水位距上部結(jié)構(gòu)底面最小距離1.9米〔按《橋規(guī)》最小距離為0.50米。以上標(biāo)高均為假定標(biāo)高系統(tǒng)。第二章方案比選2.1方案一：預(yù)應(yīng)力鋼筋混凝土簡(jiǎn)支梁〔錐型錨具2.1.1基本構(gòu)造布置〔一設(shè)計(jì)資料1、橋梁跨徑及橋?qū)挊?biāo)準(zhǔn)跨徑：40m〔墩中心距,全橋共：480米,分12跨,主梁全長(zhǎng)：39.96m,橋面凈空：凈—9米,2×1.5人行道,計(jì)算跨徑：38.88m。立面及平面圖圖表SEQ圖表\*ARABIC1〔二設(shè)計(jì)荷載汽—20,掛—100,人群荷載3.5kN/m,兩側(cè)人行道、欄桿重量分別為3.6kN/m和1.52kN/m。2.1.2材料及工藝本橋?yàn)轭A(yù)應(yīng)力鋼筋混凝土T型梁橋,錐形錨具；混凝土：主梁采用40號(hào)混凝土,人行道、欄桿及橋面鋪裝用20號(hào)混凝土；預(yù)應(yīng)力鋼筋：冶金部TB—64標(biāo)準(zhǔn)的5㎜碳素鋼絲,每束32根。橫斷面圖如下：圖SEQ圖表\*ARABIC2主梁截面沿縱向的變化示例：圖表SEQ圖表\*ARABIC3簡(jiǎn)直梁的優(yōu)點(diǎn)是構(gòu)造、設(shè)計(jì)計(jì)算簡(jiǎn)單,受力明確,缺點(diǎn)是中部受彎矩較大,并且沒(méi)有平衡的方法,而支點(diǎn)處受剪力最大,如果處理不好主梁的連接,就會(huì)出現(xiàn)行車不穩(wěn)的情況橋孔長(zhǎng)度確定：a.單寬流量公式＝水流壓縮系數(shù)次穩(wěn)定河段＝0.92則河槽平均單寬流量＝最小橋孔凈長(zhǎng)＝mb．過(guò)水面積法沖刷前橋下毛過(guò)水面積Wq＝式中：沖刷系數(shù)P取1.3設(shè)計(jì)流速VS=Vc＝1.84因橋墩阻水而引起的橋下過(guò)水面積折減系數(shù)＝60>50壓縮系數(shù)Wq凈過(guò)水面積Wj＝〔1-橋孔凈長(zhǎng)m1.5壅水計(jì)算橋前最大壅水高度河灘路堤阻斷流量與設(shè)計(jì)流量的比值＝572+129-45.9＝655.1m系數(shù)橋下平均流速Vm＝斷面平均流速V0=m橋下壅水高度波浪高度hb1％＝0.4728mVW=15m/s平均水深,良程D＝8×102m本橋設(shè)計(jì)水位：16.0+0.095+上部結(jié)構(gòu)底標(biāo)高為17.73m1.6沖刷深度A河槽的一般沖刷一般沖刷后的最大水深hp＝Q1=Q2=4275m3,B1=B2=533.43m,k=1.04,μ＝1.0,λ＝0.0625,hmax＝10.1mA——單寬流量集中系數(shù),A＝hp＝mB河槽處橋墩的局部沖刷橋位處的沖止流速h=13.73m,d=3m,查表得：V0＝0.9648m/s,V0′＝0.31∵V0＝Vz﹥V0,＝1.0,B＝4m,＝〔1.3919+0.04091/2＝1.1970η＝＝＝0.8588hb＝kηB0.6〔V0-V0′〔V/V0n=1.0×1.1970×40.6×〔0.9648-0.31×〔1.84/0.96480.8588＝3.1349m總沖刷深度hs＝hp+hb＝13.73+3.13＝16.86m不考慮標(biāo)高因素,總沖刷深度為16.86-16＝0.86m2.2方案二：鋼筋混凝土箱形拱橋〔1方案簡(jiǎn)介本方案為鋼筋混凝土等截面懸鏈線無(wú)鉸拱橋。全橋分八跨,每跨均采用標(biāo)準(zhǔn)跨徑60m。采用箱形截面的拱圈。橋墩為重力式橋墩,橋臺(tái)為U型橋臺(tái)?！?尺寸擬定本橋擬用拱軸系數(shù)m=2.24,凈跨徑為60.0m,矢跨比為1/8。橋面行車道寬9.0m,兩邊各設(shè)1.5m的人行道。拱圈采用單箱多室閉合箱,全寬11.2m,由8個(gè)拱箱組成,高為1.2m。拱箱尺寸擬定如圖1-1：圖41拱箱寬度：由構(gòu)件強(qiáng)度、剛度和起吊能力等因素決定,一般為130～160cm。取140cm。2拱壁厚度：預(yù)制箱壁厚度主要受震搗條件限制,按箱壁鋼筋保護(hù)層和插入式震動(dòng)棒的要求,一般需有10cm,若采用附著式震搗器分段震搗,可減少為8cm,取8cm。3相鄰箱壁間凈寬：這部分空間以后用現(xiàn)澆混凝土填筑,構(gòu)成拱圈的受力部分,一般用10～16cm,這里取16cm。4底板厚度：6～14cm。太厚則吊裝重量大,太薄則局部穩(wěn)定性差且中性軸上移。這里取10cm。5蓋板：有鋼筋混凝土板和微彎板兩種型式,最小厚度6～8cm,這里取8cm。6現(xiàn)澆頂部混凝土厚度：一般不小于10cm,這里取10cm。7橫隔板：多采用挖空的鋼筋混凝土預(yù)制板,厚6～8cm,間距3.0～5.0m。橫隔板應(yīng)預(yù)留人行孔,以便于維修養(yǎng)護(hù)。這里取厚6cm?！?橋面鋪裝及縱橫坡度橋面采用瀝青混凝土橋面鋪裝,厚0.10m。橋面設(shè)雙向橫坡,坡度為2.0%。為了排除橋面積水,橋面設(shè)置預(yù)制混凝土集水井和φ10cm鑄鐵泄水管,布置在拱頂實(shí)腹區(qū)段。雙向縱坡,坡度為0.6%?！?施工方法采用無(wú)支架纜索吊裝施工方法,拱箱分段預(yù)制。采用裝配——整體式結(jié)構(gòu)型式,分階段施工,最后組拼成一個(gè)整體。方案的最終確定：經(jīng)考慮,簡(jiǎn)直梁的設(shè)計(jì)較簡(jiǎn)單,受力的點(diǎn)明確,比較適合初學(xué)者作為畢業(yè)設(shè)計(jì)用,因此我選著了方案一。第三章總體布置及主梁的設(shè)計(jì)3.1設(shè)計(jì)資料及構(gòu)造布置〔一設(shè)計(jì)資料1、橋梁跨徑及橋?qū)挊?biāo)準(zhǔn)跨徑：40m〔墩中心距,全橋共：480米,分12跨,主梁全長(zhǎng)：39.96m,橋面凈空：凈—9米,2×1.5人行道,計(jì)算跨徑：38.88m。2、設(shè)計(jì)荷載汽—20,掛—100,人群荷載3.5kN/m,兩側(cè)人行道、欄桿重量分別為3.6kN/m和1.52kN/m。3、材料及工藝本橋?yàn)轭A(yù)應(yīng)力鋼筋混凝土T型梁橋,錐形錨具；混凝土：主梁用40號(hào),人行道、欄桿及橋面鋪裝用20號(hào)；預(yù)應(yīng)力鋼筋：冶金部TB—64標(biāo)準(zhǔn)的5㎜碳素鋼絲,每束32根；其他內(nèi)容鮮見(jiàn)設(shè)計(jì)說(shuō)明書。〔二橫截面布置本設(shè)計(jì)采用公路橋涵標(biāo)準(zhǔn)圖40米跨徑的定型設(shè)計(jì),因此主要尺寸已經(jīng)大致定下,,以下為初步選定截面尺寸。1、主梁間距與主梁片數(shù)全橋?qū)?2米,主梁間距1.6米〔T梁上翼緣寬度為158cm,留2cm施工縫,因此共設(shè)7片主梁,根據(jù)一些資料,主梁的梁高選用230米詳細(xì)布置見(jiàn)下圖：圖表SEQ圖表\*ARABIC42、橫截面沿跨長(zhǎng)的變化,該梁的翼板厚度不變,馬蹄部分逐漸抬高,梁端處腹板加厚到與馬蹄等寬,主梁的基本布置到這里就基本結(jié)束了。〔三橫隔梁的布置由于主梁很長(zhǎng),為了減小跨中彎矩的影響,全梁共設(shè)了五道橫隔梁,分別布置在跨中截面、兩個(gè)四分點(diǎn)及梁端.3.2主梁內(nèi)力計(jì)算3.2.1恒載內(nèi)力計(jì)算1、恒載集度〔由于一直到這里,我的設(shè)計(jì)均參照《預(yù)應(yīng)力混凝土簡(jiǎn)支梁橋算例》,故恒載集度已知,結(jié)果如下：邊主梁的恒載集度為：g1=17.813KN/m.中主梁的恒載集度為：KN/m〔2第二期恒載欄桿：g!1>=1.52KN/m人行道：g<2>=3.60KN/m橋面鋪裝層<見(jiàn)圖3>:g<4>=[0.5×<0.07+0.15>×5.10+0.5×<0.075+0.15>×4.90]×24=26.694KN/m若將各恒載均攤給7片主梁,則：g2=〔1.52+3.6+7.754+26.694=5.653KN/m2、恒載內(nèi)力如圖6所示,設(shè)x為計(jì)算截面離左支座的距離并令則主梁彎矩和剪力的計(jì)算公式分別為：1恒載內(nèi)力計(jì)算見(jiàn)表2恒載內(nèi)力計(jì)算表表2計(jì)算數(shù)據(jù)L=38.88m項(xiàng)目g1跨中四分點(diǎn)變化點(diǎn)四分點(diǎn)變化點(diǎn)支點(diǎn)0.1250.250.0530.250.0530第一期恒載17.7073345.8572510.371671.848172.112307.736344.224第二期恒載5.037951.775714.212191.11648.96087.54097.919〔二活載內(nèi)力計(jì)算1、沖擊系數(shù)和車道折減系數(shù)對(duì)汽—20,1+u=1.04,其他活載不計(jì)。以下為荷載橫向分布系數(shù)的計(jì)算：〔1跨中截面的荷載橫向分布系數(shù)mc本橋跨內(nèi)有三道橫隔梁,具有可靠的橫向聯(lián)結(jié),且承重結(jié)構(gòu)的長(zhǎng)寬比為：所以可選用偏心壓力法來(lái)繪制橫向影響線和計(jì)算橫向分布系數(shù)mca.計(jì)算主梁抗扭慣矩IT對(duì)于T梁截面式中bi和ti—相應(yīng)為單個(gè)矩形截面的寬度和厚度；ci—矩形截面抗扭剛度系數(shù)〔可查《橋梁工程》表2-5-2；橋孔長(zhǎng)度確定：a.單寬流量公式＝水流壓縮系數(shù)次穩(wěn)定河段＝0.92則河槽平均單寬流量＝最小橋孔凈長(zhǎng)＝mb．過(guò)水面積法沖刷前橋下毛過(guò)水面積Wq＝式中：沖刷系數(shù)P取1.3設(shè)計(jì)流速VS=Vc＝1.84因橋墩阻水而引起的橋下過(guò)水面積折減系數(shù)＝60>50壓縮系數(shù)Wq凈過(guò)水面積Wj＝〔1-橋孔凈長(zhǎng)m壅水計(jì)算橋前最大壅水高度河灘路堤阻斷流量與設(shè)計(jì)流量的比值＝572+129-45.9＝655.1m系數(shù)橋下平均流速Vm＝斷面平均流速V0=m橋下壅水高度波浪高度hb1％＝0.4728mVW=15m/s平均水深,良程D＝8×102m本橋設(shè)計(jì)水位：16.0+0.095+上部結(jié)構(gòu)底標(biāo)高為17.73m沖刷深度A河槽的一般沖刷一般沖刷后的最大水深hp＝Q1=Q2=4275m3,B1=B2=533.43m,k=1.04,μ＝1.0,λ＝0.0625,hmax＝10.1mA——單寬流量集中系數(shù),A＝hp＝mB河槽處橋墩的局部沖刷橋位處的沖止流速h=13.73m,d=3m,查表得：V0＝0.9648m/s,V0′＝0.31∵V0＝Vz﹥V0,＝1.0,B＝4m,＝〔1.3919+0.04091/2＝1.1970η＝＝＝0.8588hb＝kηB0.6〔V0-V0′〔V/V0n=1.0×1.1970×40.6×〔0.9648-0.31×〔1.84/0.96480.8588＝3.1349m總沖刷深度hs＝hp+hb＝13.73+3.13＝16.86m不考慮標(biāo)高因素,總沖刷深度為16.86-16＝0.86m結(jié)論百年一遇底設(shè)計(jì)流量為Qs＝4976立方米/秒,設(shè)計(jì)水位16米。計(jì)算最小橋孔凈長(zhǎng)Lj＝505.6米,實(shí)際最小橋孔凈長(zhǎng)為538.3米。橋前最大壅水高度,橋下壅水高度米。本橋設(shè)計(jì)水位：16米,上部結(jié)構(gòu)標(biāo)高為17.9米。計(jì)算水位距上部結(jié)構(gòu)底面最小距離1.9米〔按《橋規(guī)》最小距離為0.50米。b.計(jì)算抗扭修正系數(shù)β其中IT=5.93756×10-3m4,I=0.42564186m4,查《橋梁工程》表2-5-1,n=7時(shí),ξ=1.021,并取G=0.425E∴c.按偏心壓力法計(jì)算橫向影響線豎標(biāo)值求出一號(hào)梁在兩個(gè)邊主梁的橫向分不影響線豎標(biāo)值為：圖5計(jì)算荷載橫向分布系數(shù)如圖8所示1、2、4號(hào)梁的橫向影響線和最不利布載,因?yàn)楹茱@然1號(hào)梁的橫向分布系數(shù)最大,故只需計(jì)算1號(hào)梁的橫向分布系數(shù)：汽-20：掛-100：人群荷載：支點(diǎn)截面的橫向荷載分布系數(shù)計(jì)算,該截面用杠桿原理法計(jì)算,繪制荷載橫向影響線并進(jìn)行布載如下圖汽-20：掛-100：人群荷載：3.2.2活載內(nèi)力計(jì)算活載的內(nèi)力計(jì)算主要考慮的是最不利荷載布置時(shí)的主梁各截面受力情況,其中包括最大彎矩及最大剪力作用時(shí)的截面內(nèi)力值：祥見(jiàn)下表:1號(hào)梁跨中截面最大內(nèi)力計(jì)算表類別汽-20掛-1001+μ1.041.0mc0.4640.272最大彎矩及相應(yīng)剪力Pi6012012070130250250250250yi2.724.729.729.027.029.129.727.727.127.020.36119.020.4640.472-0.257.12-0.1397.120.36637.720.3979.720.59.12-0.462相應(yīng)Q〔KN相應(yīng)Q〔KN3354102.1638420198.5751號(hào)梁內(nèi)力值1618.50649.302290.2454.011最大剪力及相應(yīng)彎矩合力P2×120+60=300250×4=1000Y0.45788.90.41778.12Py137.442670417.781201號(hào)梁內(nèi)力值66.2751288.43113.6142208.641號(hào)梁支點(diǎn)最大剪力計(jì)算表荷載類別汽-20掛-100人群1+μ1.04591.01.0Pi601201207013070130250250250250q=3.0yi1.00.89710.86110.60390.50100.11520.01230.83130.80040.69750.6667y人=0.9167mi0.3750.43630.45780.5240.23720.26070.2990.478×36.820.5×0.897×7.66Qmax=〔1+μ∑Piyimi=186.292〔KN203.43635.848各個(gè)截面的荷載均已求出,因此可以得出每個(gè)截面的最大內(nèi)力值,以下即為主梁的恒載組合：主梁內(nèi)力組合表序號(hào)荷載類別跨中截面四分點(diǎn)截面變化點(diǎn)截面支點(diǎn)截面MmaxQmaxMmaxQmaxMmaxQmaxQmax1第一期恒載3345.8602510.7172.1671.85307.74344.222第二期恒載951.7750714.2248.96191.12875.497.9193總恒載=1+24296.2403224.9221.1862.961183.1442.144人群325.388.369244.0418.8365.70641.0247.985汽-201915.5266.2751315.5122.5357.88169.61184.16掛-1002290.2454.0111776.9181.7484.51189.15187.757汽+人1987.3274.6441559.5141.3423.59210.63232.088恒+汽+人6241.5874.6444784.5362.41286.61393.8674.229恒+掛6587.8754.0114991.9402.71347.51372.3629.8910Si7878.61045.56053.3285110949144935630.611Sj7676.4259.4125813.6465.11568.51627.8737.09121.4<7>/Si35%100%36%42%36%17%38%131.1掛/Si33%100%33%25%34%13%32%14提高后的Si8114.96104.536234.94771667.41800.4881.1515提高后的Sj7676.4261.195813.6789.31568.51627.9648.67第四章預(yù)應(yīng)力鋼束的估算及其布置4.1跨中截面鋼束的估算與確定4.1.1鋼束數(shù)量的估算1．按使用階段的應(yīng)力要求估算鋼束數(shù)式中：M—使用荷載產(chǎn)生的跨中彎矩,按表10取用；C1—與荷載有關(guān)的經(jīng)驗(yàn)系數(shù),對(duì)于汽-20,C1=0.51；對(duì)于掛-100,取C1=0.565；—一根32φs5的鋼束截面積,即：=32×π×0.52/4=5.891cm2--φs5碳素鋼絲的標(biāo)準(zhǔn)強(qiáng)度,=1600MPa；ks—上核心距,在前以算出ks=48.258cm；ey—鋼束偏心距,初估ay=17cm,則ey=yx-ay=139.03-17=122.03cm〔1對(duì)〔恒+汽+人荷載組合〔2對(duì)〔恒+掛荷載組合2．按承載能力極限狀態(tài)估算鋼束數(shù)式中：Mj—經(jīng)荷載組合并提高后的跨中計(jì)算彎距,按表9取用；C2—估計(jì)鋼束群重心到混凝土合力作用點(diǎn)力臂長(zhǎng)度的經(jīng)驗(yàn)系數(shù),汽-20：C2=0.78,掛-100：C2=0.76；h0—主梁有效高度,即h0=h-ay=2.30-0.17=2.13m對(duì)于荷載組合Ⅰ對(duì)于荷載組合Ⅲ為方便鋼束布置和施工,各主梁統(tǒng)一確定為10束。4.1.2確定跨中及錨固截面的鋼束位置1、〔1對(duì)于跨中截面,在保證布置預(yù)留管道構(gòu)造要求的前提下,盡可能使鋼束群重心的偏心距大些,選用直徑5cm抽拔橡膠成型的管道,取管道凈距4cm,至梁底凈距5cm,如圖13-a所示?！?對(duì)于錨固截面,為了方便張拉操作,將所有鋼束都錨固在梁端,所以鋼束布置要考慮到錨頭布置的可能性以滿足張拉要求,也要使預(yù)應(yīng)力鋼束合力重心盡可能靠近截面形心,使截面均勻受壓。祥圖如下：圖7由上圖可知,預(yù)應(yīng)力鋼筋為9根,布置在主梁的不同截面上,其中3根最終拉倒上翼緣。2、鋼束位子的確定〔1彎起角度的確定：上部：12下部：7.5彎起點(diǎn)的確定：A1=a2=39-30*tan7.5=35.051cmA3=a4=31.1cmA5=a6=27.15cmA7=30.710cmA8=25.396cmA9=20.082cm<4>各截面鋼束位子彎起點(diǎn)到跨中的距離鋼束號(hào)彎起高度角度cossinRX1,222.57.50.99140.1312625.516363,443.57.50.99140.1315081.81313.85,664.57.50.99140.1317535987.67147.5120.97810.2086735.2574.478163.5120.97810.2087465.8417.279179.5120.97810.2088196.3260.06鋼束中心到下邊緣的距離截面鋼束號(hào)XRCA0A四分點(diǎn)N1,N27.57.5N3,N416.516.5N5,N622.525.5N7397.536735.1611.7337.519.233N8554.7347468.7520.635816.537.136N9711.9388196.3530.97822.556.478變化點(diǎn)N1,N2102.052625.511.9787.59.484N3,N4424.245081.7817.73816.534.238N5,N6750.147535.0537.458522.562.96N71163.536735.05101.2647.5108.76N81320.737465.65117.95916.5134.46N91477.948196.35134.41622.5159.92支點(diǎn)N1,N2308.052625.5118.1167.525.62N3,N4630.2245081.7839.2316.555.73N5,N6956.47535.0560.9422.586.443N71369.536735.16147.157.5154.65N81.5E+077465.75157.77816.5174.28N91683.978196.37174.85522.5200.354.2鋼束預(yù)應(yīng)力損失計(jì)算預(yù)應(yīng)力損失值因梁截面位置不同而有差異,選四分點(diǎn)截面〔即有直線束又有曲線束通過(guò)計(jì)算。4.2.1預(yù)應(yīng)力鋼束與管道壁之間的摩擦損失〔σs1見(jiàn)表16按規(guī)范,計(jì)算公式為：式中：σk—張拉鋼束時(shí)錨下的控制應(yīng)力；根據(jù)規(guī)定,對(duì)于鋼絲束取張拉控制應(yīng)力為：σk=0.75Rby=0.75×1600=1200MPa；μ—鋼束與管道壁的摩擦系數(shù),對(duì)于橡膠管抽芯成型的管道取μ=0.55；θ—從張拉端到計(jì)算截面曲線管道部分切線的夾角之和,以rad計(jì)；k—管道每米局部偏差對(duì)摩擦的影響系數(shù),取k=0.0015；x—從張拉端到計(jì)算截面的管道長(zhǎng)度〔以m計(jì),可近似取其在縱軸上的投影長(zhǎng)度〔見(jiàn)圖15所示,當(dāng)四分點(diǎn)為計(jì)算截面時(shí),x=axi+l/4；4.2.2由錨具變形、鋼束回縮引起的損失〔σs2,見(jiàn)表17按規(guī)范,計(jì)算公式為：四分點(diǎn)預(yù)應(yīng)力損失計(jì)算表鋼束號(hào)θ=φ-αuxkxu=xeg0radN1.N27.50.1310.110.10.020.0870.083100.08N3.N47.50.1310.1100.020.0870.083100.02N5.N67.50.1310.19.990.010.0870.08399.948N77.20.1260.110.10.020.0840.08197.152N86.350.1110.1100.020.0760.07388.176N95.680.0990.1100.020.070.06881.036N105.120.08909.950.010.0640.06274.532式中：△l—錨具變形、鋼束回縮值〔以mm計(jì),按《橋規(guī)》表5.2.7采用；對(duì)于鋼制錐形錨△l=6mm,本設(shè)計(jì)采用兩端同時(shí)張拉,則∑△l=12mm；l—預(yù)應(yīng)力鋼束的有效長(zhǎng)度〔以mm計(jì)。σs2計(jì)算表表17項(xiàng)目N1,N2N3,N4N5,N6N7N8N9N10l〔mm〔見(jiàn)表1239600395403947939753396833964139544〔MPa60.6066069860.79260.37360.47960.58560.6924.2.3混凝土彈性壓縮引起的損失〔σs4見(jiàn)表18后張法梁當(dāng)采用分批張拉時(shí),先張拉的鋼束由于張拉后批鋼束所產(chǎn)生的混凝土彈性壓縮引起的應(yīng)力損失,根據(jù)《橋規(guī)》第5.2.9條規(guī)定,計(jì)算公式為：σs4=ny∑△σhl式中：∑△σhl—在先張拉鋼束重心處,由后張拉各批鋼束而產(chǎn)生的混凝土法向應(yīng)力,可按下式計(jì)算：式中：Ny0、My0—分別為鋼束錨固時(shí)預(yù)加的縱向力和彎矩；eyi—計(jì)算截面上鋼束重心到截面凈軸的距離,eyi=yjx-ai,其yjx值見(jiàn)表15所示,ai值見(jiàn)表134.2.4由鋼束預(yù)應(yīng)力松弛引起的損失〔σs5按規(guī)范,對(duì)于作超張拉的鋼絲束由松弛引起的應(yīng)力損失的終極值,按下式計(jì)算：σs5=0.045σk=0.045×1200=54MPa4.2.5混凝土收縮和徐變引起的損失〔σs6按規(guī)范,計(jì)算公式如下：式中：σs6—全部鋼束重心處的預(yù)應(yīng)力損失值；σh—鋼束錨固時(shí),在計(jì)算截面上全部鋼束重心處由預(yù)加應(yīng)力〔扣除相應(yīng)階段的應(yīng)力損失產(chǎn)生的混凝土法向應(yīng)力,并根據(jù)張拉受力情況,考慮主梁重力的影響；μ—配筋率,；A—為鋼束錨錨固時(shí)相應(yīng)的凈截面積Aj,見(jiàn)表15；ρA=1+eA2/r2eA—鋼束群重心到截面凈軸的距離ej,見(jiàn)表15r—截面回轉(zhuǎn)半徑r2=Ij/Aj；--加載齡期為τ時(shí)的混凝土徐變系數(shù)終值；--自混凝土齡期τ開始的收縮應(yīng)變終值；1.徐變系數(shù)和收縮應(yīng)變系數(shù)的計(jì)算構(gòu)件理論厚度=式中：Ah—主梁混凝土截面面積；u—與大氣接觸的截面周邊長(zhǎng)度。4.3截面強(qiáng)度驗(yàn)算4.3.1T形截面受壓區(qū)翼緣計(jì)算〔1按規(guī)定,對(duì)于T形截面受壓區(qū)翼緣計(jì)算寬度b1‘,應(yīng)取用下列三者中的最小值：b1‘≤l/3=3888/3=1296cm；b1‘≤160cm〔主梁間距；b1‘≤b+2c+12h1‘=16+2×71+12×8=254cm故取b1‘=160cm〔2確定混凝土受壓區(qū)高度按規(guī)范,對(duì)于帶承托翼緣板的T形截面：當(dāng)RgAg+RyAy≤Rabi‘hi‘+Rg‘Ag‘+σya‘Ay‘成立時(shí),中性軸載翼緣部分內(nèi),否則在腹板內(nèi),所以：左邊=RyAy=1280×10-1×47.12=6031.36KN右邊=Rab1‘h1‘+0.5Ra〔b+b2‘h1‘=23.0×[160×8+0.5〔16+158×12]×10-1=5345.2KN左邊>右邊,即中性軸在腹板內(nèi)。設(shè)中性軸到截面上緣距離為x,則：即KN式中：b=16cm,h2‘=8cm,h1‘=12cm,Ra=23.0MPa,得x=38.65cm。同時(shí)公預(yù)規(guī)要求混凝土受壓區(qū)高度應(yīng)符合：x≤ξjyh0式中：ξjy—預(yù)應(yīng)力受壓區(qū)高度界限系數(shù),對(duì)于預(yù)應(yīng)力碳素鋼絲ξjy=0.4跨中截面ay=18.3cm則：h0=h-ay=230-18.3=211.7cmξjyh0=0.4×211.7=84.68cm>x說(shuō)明該截面破壞時(shí)屬于塑性破壞狀態(tài)?！?驗(yàn)算正截面強(qiáng)度按規(guī)范,計(jì)算公式為：式中：γc—混凝土安全系數(shù),取用1.25。則上式：右邊=由表9可知控制跨中截面設(shè)計(jì)得計(jì)算彎矩為<右邊,主梁跨中正截面滿足強(qiáng)度要求4.4截面強(qiáng)度驗(yàn)算4.4.1斜截面抗剪強(qiáng)度驗(yàn)算選腹板寬度改變處的截面〔變化點(diǎn)截面驗(yàn)算：1復(fù)核主梁截面尺寸T形截面梁當(dāng)進(jìn)行斜截面抗剪強(qiáng)度計(jì)算時(shí),其截面尺寸應(yīng)符合：Qj≤0.051式中：Qj—經(jīng)內(nèi)力組合后支點(diǎn)截面上的最大剪力,見(jiàn)表9得支點(diǎn)截面處最大為Qj為898.734KN；b—支點(diǎn)截面得腹板厚度〔cm,即b=36cm；h0—支點(diǎn)截面得有效高度,即：h0=h-ay=230-98.54=131.46cmR—混凝土標(biāo)號(hào)〔MPa；上式右邊=所以主梁的T形截面尺寸符合要求。2斜截面抗剪強(qiáng)度驗(yàn)算a.驗(yàn)算是否需要進(jìn)行斜截面抗剪強(qiáng)度計(jì)算根據(jù)規(guī)范,若符合下列公式要求時(shí),則不需要進(jìn)行斜截面抗剪計(jì)算：Qj≤0.038R1bh0式中：R1—混凝土抗拉設(shè)計(jì)強(qiáng)度〔MPa；Qj、b、h0的單位同上述說(shuō)明一致。對(duì)于變化點(diǎn)截面：b=16cm,ay=72.96cm,Qj=821.676KN,故：上式右邊=0.038×2.15×16×〔230-72.96=205.283<Qj因此需要進(jìn)行斜截面抗剪強(qiáng)度計(jì)算。b.計(jì)算斜面水平投影長(zhǎng)度c計(jì)算公式為：c=0.6mh0式中：m—斜截面頂端正截面處的剪跨比,m=M/Qh0,當(dāng)m<1.7時(shí),取m=1.7Q—通過(guò)斜截面頂端正截面內(nèi)由使用荷載產(chǎn)生的最大剪力；M—相應(yīng)于上述最大剪力時(shí)的彎矩；h0—通過(guò)斜截面受壓區(qū)頂端截面上的有效高度,自受拉縱向主鋼筋的合力點(diǎn)至受壓邊緣的距離〔以cm計(jì)上述的Q、M、h0近似取變化點(diǎn)截面的最大剪力、最大彎矩和截面有效高度,則：,取m=1.7,故：c=0.6×1.7×157.04=160.18cmc.箍筋計(jì)算若選用Φ8@20cm的雙肢箍筋,則箍筋的總截面的總截面積為Ak=2×0.053=1.006cm2箍筋間距sk=20cm,箍筋抗拉設(shè)計(jì)強(qiáng)度Rgk=240MPa,箍筋配筋率：在錨固端設(shè)置兩塊厚20mm的鋼墊板,即在N7-N10的四根鋼束錨下設(shè)置200×962mm的墊板1；在N1-N6的六根鋼束下設(shè)置350×766mm的墊板2。在墊板下等于梁高〔230cm的范圍內(nèi)并且布置21層φ8的間接鋼筋網(wǎng),鋼筋網(wǎng)的間距為10cm,其中錨下第一層鋼筋網(wǎng)的布置如圖16-b所示,根據(jù)錨下鋼墊板的布置情況,分上、下兩部分各自驗(yàn)算混凝土局部承壓強(qiáng)度。計(jì)算公式如下：式中：Nc—局部承壓時(shí)的縱向力,在梁端兩塊鋼墊板中,分別考慮除最后張拉的一束為控制應(yīng)力外,其余各束均為傳力錨固應(yīng)力,可計(jì)算出墊板1、2的Nc各為2166.146KN和3184.825KN；β—混凝土局部承壓時(shí)的縱向力,按下式計(jì)算：β=Ad—局部承壓的計(jì)算底面積〔扣除孔道面積；Ac—局部承壓〔扣孔道面積；βhe—配置間接鋼筋時(shí)局部承壓強(qiáng)度提高系數(shù),按下式計(jì)算：Ahe—包羅在鋼筋網(wǎng)配筋范圍內(nèi)的混凝土核心面積；Ra—混凝土抗壓設(shè)計(jì)強(qiáng)度,對(duì)于40號(hào)混凝土,Ra=23.0MPa,考慮在主梁混凝土達(dá)到90%強(qiáng)度時(shí)開始張拉鋼束,所以=0.9Ra=20.7MPa；Rg—間接鋼筋抗拉設(shè)計(jì)強(qiáng)度,對(duì)于Ⅰ級(jí)鋼筋Rg=240MPa；μt—間接鋼筋的體積配筋率,對(duì)于方格鋼筋網(wǎng)n1、aj1和n2、aj2—鋼筋網(wǎng)分別沿縱橫方向的鋼筋數(shù)即單鋼筋的截面積；s—鋼筋網(wǎng)的間距。對(duì)于鋼墊板1〔見(jiàn)圖16：=4421.46cm2=1845.46cm2=3831.46cm2強(qiáng)度系數(shù)為：間接鋼筋體積配筋率：把計(jì)算數(shù)值代入上述公式得：公式右邊=0.6×〔1.55×20.7+2×0.00864×1.442×240×1845.46×10-1=4504.912KNNc=2166.146<右邊,符合要求。d.抗剪強(qiáng)度計(jì)算主梁斜截面抗剪強(qiáng)度應(yīng)按下式計(jì)算：Qj≤Qhk+Qw式中：Qj—經(jīng)組合后通過(guò)斜截面頂端正截面內(nèi)的最大剪力〔KN,對(duì)于變化點(diǎn)截面Qj=832.294KN；本設(shè)計(jì)考慮混凝土收縮和徐變大部分在澆筑橋面之前完成,Ah和u均采用預(yù)制梁的數(shù)據(jù)。對(duì)于混凝土毛截面,四分點(diǎn)截面與跨中截面上述數(shù)值完全相同,即：Ah=6328cm2〔見(jiàn)表1u=158+2×〔8+72+172+14+28+36=782cm〔見(jiàn)圖3∴設(shè)混凝土收縮和徐變?cè)谝巴庖话銞l件〔相對(duì)濕度為75%下完成,受荷時(shí)混凝土加載齡期為28天。查《橋規(guī)》附表4.2得到：=2.2=0.23×10-3計(jì)算數(shù)據(jù)Ny0=4620.388KNMy0=5224.774KN.mMg1=2510.731KN.mIj=39742163cm4Aj=6131.65cm2eA=ej=114.02cmEy=2.0×105MPany=6.06計(jì)算σhσh〔MPa〔1〔2〔37.5357.78715.322計(jì)算應(yīng)力損失計(jì)算公式：分子項(xiàng)分母項(xiàng)<4>204.273r2=Ij/Aj6481.479<5>46ρA=1+eA2/r23.006<6>〔4+〔5250.273μ=10△Ay/Aj0.768%1+10μρA1.230864.4預(yù)加內(nèi)力計(jì)算傳力錨固應(yīng)力σy0及其產(chǎn)生的預(yù)加內(nèi)力：1.σy0=σk-σs1=σk-σs1-σs2-σs32.由σy0產(chǎn)生的預(yù)加內(nèi)力縱向力：Ny0=∑σy0△Aycosα彎矩：My0=Ny0eyi剪力：Qy0=∑σy0△Aysinα式中：α—鋼束彎起后與梁軸的夾角,sinα與cosα的值見(jiàn)表12；△Ay—單根鋼束的截面積,△Ay=4.71cm2使用荷載階段的有效預(yù)加應(yīng)力：四分點(diǎn)愈加內(nèi)力計(jì)算表鋼束號(hào)預(yù)加應(yīng)力由張拉鋼束產(chǎn)生內(nèi)力由σsⅡ而消失的預(yù)加內(nèi)力SinaCosaσy0△AyQy0△NyQyMy123578910101425.020257.3121.2652.11210.859×1.0669201432.660301442.340401449.530501458.030601464.73070.04860.9988472.622.96480.06350.998484.6730.78690.07540.9972494.0637.233∑0.27259.99034620.4133.6015225121133.021291.9縱向力：Ny=Ny0-Ny‘=4620.388-1210.859=3409.529剪力：Qy=Qy0-Qy‘=133.601-33.022=100.579彎矩：My=My0-My‘=5224.774-1291.865=3932.9094.5主梁斜截面驗(yàn)算4.5.1斜截面強(qiáng)度驗(yàn)算1.斜截面強(qiáng)度驗(yàn)算〔1按規(guī)定,對(duì)于T形截面受壓區(qū)翼緣計(jì)算寬度b1‘,應(yīng)取用下列三者中的最小值：b1‘≤l/3=3888/3=1296cm；b1‘≤160cm〔主梁間距；b1‘≤b+2c+12h1‘=16+2×71+12×8=254cm故取b1‘=160cm〔2確定混凝土受壓區(qū)高度按規(guī)范,對(duì)于帶承托翼緣板的T形截面：當(dāng)RgAg+RyAy≤Rabi‘hi‘+Rg‘Ag‘+σya‘Ay‘成立時(shí),中性軸載翼緣部分內(nèi),否則在腹板內(nèi),所以：左邊=RyAy=1280×10-1×47.12=6031.36KN右邊=Rab1‘h1‘+0.5Ra〔b+b2‘h1‘=23.0×[160×8+0.5〔16+158×12]×10-1=5345.2KN左邊>右邊,即中性軸在腹板內(nèi)。設(shè)中性軸到截面上緣距離為x,則：即KN式中：b=16cm,h2‘=8cm,h1‘=12cm,Ra=23.0MPa,得x=38.65cm。同時(shí)公預(yù)規(guī)要求混凝土受壓區(qū)高度應(yīng)符合：x≤ξjyh0式中：ξjy—預(yù)應(yīng)力受壓區(qū)高度界限系數(shù),對(duì)于預(yù)應(yīng)力碳素鋼絲ξjy=0.4跨中截面ay=18.3cm則：h0=h-ay=230-18.3=211.7cmξjyh0=0.4×211.7=84.68cm>x說(shuō)明該截面破壞時(shí)屬于塑性破壞狀態(tài)。應(yīng)力部位Ny〔0.1KNMy〔NmAj〔cm2Mg1〔NmWj〔cm3±〔MPa〔MPa〔MPaWc〔cm3Mg2〔Nm〔1〔2〔3〔4〔5〔9〔10上緣33212.654199.26×1036131.653345.85×1034483747.4625.417-9.366477695999.58×103下緣27592712.12615.299339850應(yīng)力部位組合Ⅰ組合ⅢM汽+人〔Nmσh〔MPaM掛〔Nmσh〔MPa〔11〔13=〔6+〔7+〔8+〔12〔14〔16=〔6+〔7+〔8+〔13上緣2087.356×1036.4629.9752737.342×1037.82311.336下緣-9.083-0.573-10.996-2.486〔3驗(yàn)算正截面強(qiáng)度按規(guī)范,計(jì)算公式為：式中：γc—混凝土安全系數(shù),取用1.25。則上式：右邊=由表9可知控制跨中截面設(shè)計(jì)得計(jì)算彎矩為<右邊,主梁跨中正截面滿足強(qiáng)度要求4.5.2斜截面強(qiáng)度驗(yàn)算〔1斜截面抗剪強(qiáng)度驗(yàn)算選腹板寬度改變處的截面〔變化點(diǎn)截面驗(yàn)算：1復(fù)核主梁截面尺寸T形截面梁當(dāng)進(jìn)行斜截面抗剪強(qiáng)度計(jì)算時(shí),其截面尺寸應(yīng)符合：Qj≤0.051式中：Qj—經(jīng)內(nèi)力組合后支點(diǎn)截面上的最大剪力,見(jiàn)表9得支點(diǎn)截面處最大為Qj為898.734KN；b—支點(diǎn)截面得腹板厚度〔cm,即b=36cm；h0—支點(diǎn)截面得有效高度,即：h0=h-ay=230-98.54=131.46cmR—混凝土標(biāo)號(hào)〔MPa；上式右邊=所以主梁的T形截面尺寸符合要求。2斜截面抗剪強(qiáng)度驗(yàn)算a.驗(yàn)算是否需要進(jìn)行斜截面抗剪強(qiáng)度計(jì)算根據(jù)規(guī)范,若符合下列公式要求時(shí),則不需要進(jìn)行斜截面抗剪計(jì)算：Qj≤0.038R1bh0式中：R1—混凝土抗拉設(shè)計(jì)強(qiáng)度〔MPa；Qj、b、h0的單位同上述說(shuō)明一致。對(duì)于變化點(diǎn)截面：b=16cm,ay=72.96cm,Qj=821.676KN,故：上式右邊=0.038×2.15×16×〔230-72.96=205.283<Qj因此需要進(jìn)行斜截面抗剪強(qiáng)度計(jì)算。b.計(jì)算斜面水平投影長(zhǎng)度c計(jì)算公式為：c=0.6mh0式中：m—斜截面頂端正截面處的剪跨比,m=M/Qh0,當(dāng)m<1.7時(shí),取m=1.7Q—通過(guò)斜截面頂端正截面內(nèi)由使用荷載產(chǎn)生的最大剪力；M—相應(yīng)于上述最大剪力時(shí)的彎矩；h0—通過(guò)斜截面受壓區(qū)頂端截面上的有效高度,自受拉縱向主鋼筋的合力點(diǎn)至受壓邊緣的距離〔以cm計(jì)上述的Q、M、h0近似取變化點(diǎn)截面的最大剪力、最大彎矩和截面有效高度,則：,取m=1.7,故：c=0.6×1.7×157.04=160.18cmc.箍筋計(jì)算若選用Φ8@20cm的雙肢箍筋,則箍筋的總截面的總截面積為Ak=2×0.053=1.006cm2箍筋間距sk=20cm,箍筋抗拉設(shè)計(jì)強(qiáng)度Rgk=240MPa,箍筋配筋率：d.抗剪強(qiáng)度計(jì)算主梁斜截面抗剪強(qiáng)度應(yīng)按下式計(jì)算：Qj≤Qhk+Qw式中：Qj—經(jīng)組合后通過(guò)斜截面頂端正截面內(nèi)的最大剪力〔KN,對(duì)于變化點(diǎn)截面Qj=832.294KN；Qhk—斜截面內(nèi)混凝土與箍筋共同的抗剪能力〔KN,按下式計(jì)算：Qw—與斜截面相交的彎起鋼束的抗剪能力〔KN,按下式計(jì)算：Qw=0.068Ryw∑Aywsinα式中：Ryw—預(yù)應(yīng)力彎起鋼束的抗拉設(shè)計(jì)強(qiáng)度〔MPa,取Ryw=1280MPa；Ayw—預(yù)應(yīng)力彎起鋼束的截面面積〔cm2；α—與斜截面相交的彎起鋼束與構(gòu)件縱軸線的交角〔如圖15所示,sinα值見(jiàn)表12,p=100μ=1.875∴KN∑Aywsinα=4.71×[2×〔0.03882+0.08387+0.09958+0.1458+0.14753+0.15067+0.15322]=4.896cm2∴Qw=0.068×1280×4.896=426.148KNQhk+Qw=517.027+426.148=943.175KN故Qj=832.294KN<Qhk+Qw,說(shuō)明主梁腹板寬度改變處的斜截面抗剪強(qiáng)度滿足要求,同時(shí)也表明上述箍筋的配置是合理的?！?斜截面抗彎強(qiáng)度驗(yàn)算由于梁內(nèi)預(yù)應(yīng)力鋼束根數(shù)沿梁跨沒(méi)有變化,可不用進(jìn)行驗(yàn)算。4.6截面應(yīng)力驗(yàn)算4.6.1使用荷載作用階段計(jì)算〔1混凝土法向應(yīng)力驗(yàn)算此階段為有預(yù)加力和全部恒載作用的階段,通常是跨中截面上緣可能出現(xiàn)最大壓應(yīng)力和下緣最大拉應(yīng)力〔或最小應(yīng)力。計(jì)算公式如下：式中：Ny、My—由有效預(yù)加力產(chǎn)生的預(yù)加內(nèi)力；Wjs、Wjx—分別為對(duì)上、下緣的凈截面抵抗矩；W0s、W0x—分別為對(duì)上、下緣的換算截面抵抗矩；Wg1、Wg2—分別由第一期、第二期恒載產(chǎn)生的彎矩；Mp—由活載產(chǎn)生的彎矩,有組合Ⅰ和Ⅲ的兩種情況；混凝土法向應(yīng)力驗(yàn)算：按規(guī)定,載使用荷載使用下,混凝土法向壓應(yīng)力極限值如下：荷載組合Ⅰ：0.5Rab=14MPa〔見(jiàn)表10荷載組合Ⅲ：0.6Rab=16.8MPa在使用荷載〔組合Ⅰ作用下,全預(yù)應(yīng)力梁截面受拉邊緣由預(yù)加力引起的預(yù)壓應(yīng)力必須大于或等于由使用荷載引起的拉應(yīng)力,即σh≥0通過(guò)各截面上下緣混凝土法向應(yīng)力計(jì)算,其結(jié)果表明受拉區(qū)〔組合Ⅰ都未出現(xiàn)拉應(yīng)力,最大壓應(yīng)力為11.336MPa,故符合上述各項(xiàng)規(guī)定?！?混凝土主應(yīng)力驗(yàn)算此項(xiàng)驗(yàn)算包括混凝土主拉應(yīng)力和主壓應(yīng)力,對(duì)前者驗(yàn)算主要為了保證主梁斜截面具有與正截面同等的抗裂安全度,而驗(yàn)算后者是保證混凝土在沿主壓應(yīng)力方向破壞時(shí)也具有足夠的安全度。計(jì)算混凝土主應(yīng)力時(shí)應(yīng)選擇跨徑中最不利位置截面,對(duì)該截面的重心處和寬度急劇改變處進(jìn)行驗(yàn)算,所以選擇1號(hào)梁的變化點(diǎn)截面,對(duì)其上梗脅、凈軸、換軸和下梗脅等四處分別進(jìn)行主應(yīng)力驗(yàn)算：a.剪應(yīng)力計(jì)算計(jì)算公式：τ=τg1+τp+g2-τy式中：τ—由使用荷載和彎起的預(yù)應(yīng)力鋼束在主應(yīng)力計(jì)算點(diǎn)上產(chǎn)生的混凝土剪應(yīng)力；τg1—第一期恒載引起的剪應(yīng)力,其中載截面凈軸〔j-j上τg1=；在換軸〔o-o上τg1=；τp+g2—活載及第二期恒載共同引起的剪應(yīng)力,其中在凈軸〔j-j上；在o-o上的；Qp—活載剪力,有〔汽-20+人群和掛-100兩種情況；τy—預(yù)加力引起的剪應(yīng)力,由鋼束錨固時(shí)產(chǎn)生的和σsⅡ損失產(chǎn)生的剪應(yīng)力組合而成；各項(xiàng)剪應(yīng)力計(jì)算和組合情況見(jiàn)表22所示。b.主應(yīng)力計(jì)算按規(guī)定,當(dāng)只在主梁縱向有預(yù)應(yīng)力時(shí),計(jì)算公式為：式中：σhx—預(yù)加力和使用荷載在計(jì)算主應(yīng)力點(diǎn)上產(chǎn)生的混凝土法向應(yīng)力,按σhx=σh±σ計(jì)算；σh—在計(jì)算主應(yīng)力點(diǎn)上由預(yù)加應(yīng)力〔扣除全部應(yīng)力損失產(chǎn)生的混凝土法向應(yīng)力,由鋼束錨固時(shí)產(chǎn)生的和σsⅡ損失產(chǎn)生的法向應(yīng)力組合而成〔見(jiàn)表23；σ—在計(jì)算主應(yīng)力點(diǎn)上由使用荷載產(chǎn)生的混凝土法向應(yīng)力,按下式計(jì)算：yi、yo—分別為各計(jì)算的主應(yīng)力點(diǎn)到截面凈軸和換軸的距離；Mp—活載引起的彎矩,有〔汽+人和掛-100兩種情況。表24示出了σhx的計(jì)算過(guò)程,混凝土主應(yīng)力計(jì)算結(jié)果見(jiàn)表25通過(guò)各控制截面的混凝土主應(yīng)力計(jì)算,其結(jié)果如下：maxσzl〔MPa組合Ⅰ組合Ⅲ〔由變化點(diǎn)截面控制0.0750.083maxσza〔MPa〔由跨中截面控制9.10410.183在使用荷載作用下混凝土主應(yīng)力應(yīng)符合下列規(guī)定：荷載組合Ⅰ：σzl≤0.8Rlb=2.08MPa〔見(jiàn)表10,以下同σza≤0.6Rab=16.8MPa<3>驗(yàn)算鋼束中的最大應(yīng)力計(jì)算公式：式中：σy—有效預(yù)應(yīng)力；Mg1、Mg2—第一、第二期恒載產(chǎn)生的梁內(nèi)彎矩；Mp—活載產(chǎn)生的梁內(nèi)彎矩,分〔汽+人和掛-100兩種情況；eji、eoi—分別為鋼束重心到截面凈軸和換軸的距離,即：eji=yjx-ai,eoi=yox-ai計(jì)算1號(hào)梁跨中截面鋼束應(yīng)力,見(jiàn)表26。對(duì)于鋼束載使用荷載作用下,預(yù)應(yīng)力鋼束的應(yīng)力〔扣除全部預(yù)應(yīng)力損失應(yīng)符合下列要求：荷載組合Ⅰ：σy≤0.65Ryb=1040MPa〔見(jiàn)表10,下同荷載組合Ⅲ：σy≤0.70Ryb=1120MPa由表26可以看出兩種荷載組合的鋼束最大應(yīng)力均滿足上述要求。1號(hào)梁跨中截面鋼束應(yīng)力〔MPa計(jì)算表表26鋼束項(xiàng)目N1N2N3N4N5N6N7N8N9N10有效應(yīng)力σy<1>641.433657.456678.343693.426711.820725.898711.058728.031744.702758.447第一期恒載<2>eji<cm><3>134.88125.88116.88134.8125.88116.88107.8<4>=<2>×<3>69.61264.96760.32269.6164.96660.32255.67第二期恒載<5>eoj<cm><6>126.89117.89108.89126.9117.89108.8999.89<7>=<5>×<6>16.82615.63214.43016.8225.63214.43913.25汽+人<8><9>=<8>×<6>35.14932.65630.16335.1532.65630.16327.67掛車<10><11>=<0>×<6>46.08642.81839.54946.0942.81839.54936.28鋼束應(yīng)力σymin=σy+σg1+σg2<12>727.871743.894758.942774.025786.581800.659797.496809.530819.463827.369荷載組合Ⅰσymax=σymin+σpⅠ<13>763.020779.043791.598806.681816.744830.822832.645842.186849.626855.039荷載組合Ⅲσymax=σymin+σpⅢ<14>733.957789.980801.760816.843826.130840.208843.582852.343859.012863.6494.6.2施工階段計(jì)算〔1預(yù)加應(yīng)力階段的應(yīng)力驗(yàn)算此階段指初始預(yù)加力與主梁自重力共同作用,為預(yù)加力最大而荷載最小的受力階段,鑒于支點(diǎn)附近截面的荷載彎矩很小,故通常演算這些截面下緣的壓應(yīng)力和上緣的拉應(yīng)力。1號(hào)梁變化點(diǎn)截面的計(jì)算如下：式中：Nyo、Myo—鋼束錨固時(shí),由預(yù)加力產(chǎn)生的預(yù)內(nèi)力；Wjs、Wjx—分別為上、下緣的凈截面抵抗矩；代入數(shù)據(jù)得：對(duì)于40號(hào)混凝土,截面邊緣混凝土的法向應(yīng)力應(yīng)符合下列規(guī)定：σha≤0.70’=0.70×0.9×28=17.64MPa〔見(jiàn)表10σhl≤0.70’=0.70×0.9×2.60=1.638MPa通過(guò)各控制截面計(jì)算,得知截面邊緣的混凝土法向應(yīng)力均能符合上述規(guī)定。因此就法向應(yīng)力而言,表明在主梁混凝土達(dá)到90%強(qiáng)度時(shí)可以開始張拉鋼束。〔2吊裝應(yīng)力驗(yàn)算由于本設(shè)計(jì)采用兩點(diǎn)吊裝,吊點(diǎn)設(shè)在兩支點(diǎn)內(nèi)移59cm處,則兩吊點(diǎn)間的距離小于主梁的計(jì)算跨徑,故吊裝應(yīng)力可以不需要驗(yàn)算。4.7主梁端部的局部承壓驗(yàn)算后張預(yù)應(yīng)力混凝土梁的端部,由于錨頭集中力的作用,錨下混凝土將承受很大的局部應(yīng)力,它可能使梁端產(chǎn)生縱向裂縫。設(shè)計(jì)時(shí),除了在錨下設(shè)置鋼墊板和鋼筋網(wǎng)符合構(gòu)造要求外,還應(yīng)驗(yàn)算其在預(yù)應(yīng)力作用下的局部承壓強(qiáng)度并進(jìn)行梁端的抗裂計(jì)算。4.7.1局部承壓強(qiáng)度驗(yàn)算圖8如圖16-a所示,在錨固端設(shè)置兩塊厚20mm的鋼墊板,即在N7-N10的四根鋼束錨下設(shè)置200×962mm的墊板1；在N1-N6的六根鋼束下設(shè)置350×766mm的墊板2。在墊板下等于梁高〔230cm的范圍內(nèi)并且布置21層φ8的間接鋼筋網(wǎng),鋼筋網(wǎng)的間距為10cm,其中錨下第一層鋼筋網(wǎng)的布置如圖16-b所示,根據(jù)錨下鋼墊板的布置情況,分上、下兩部分各自驗(yàn)算混凝土局部承壓強(qiáng)度。計(jì)算公式如下：式中：Nc—局部承壓時(shí)的縱向力,在梁端兩塊鋼墊板中,分別考慮除最后張拉的一束為控制應(yīng)力外,其余各束均為傳力錨固應(yīng)力,可計(jì)算出墊板1、2的Nc各為2166.146KN和3184.825KN；β—混凝土局部承壓時(shí)的縱向力,按下式計(jì)算：β=Ad—局部承壓的計(jì)算底面積〔扣除孔道面積；Ac—局部承壓〔扣孔道面積；βhe—配置間接鋼筋時(shí)局部承壓強(qiáng)度提高系數(shù),按下式計(jì)算：Ahe—包羅在鋼筋網(wǎng)配筋范圍內(nèi)的混凝土核心面積；Ra—混凝土抗壓設(shè)計(jì)強(qiáng)度,對(duì)于40號(hào)混凝土,Ra=23.0MPa,考慮在主梁混凝土達(dá)到90%強(qiáng)度時(shí)開始張拉鋼束,所以=0.9Ra=20.7MPa；Rg—間接鋼筋抗拉設(shè)計(jì)強(qiáng)度,對(duì)于Ⅰ級(jí)鋼筋Rg=240MPa；μt—間接鋼筋的體積配筋率,對(duì)于方格鋼筋網(wǎng)n1、aj1和n2、aj2—鋼筋網(wǎng)分別沿縱橫方向的鋼筋數(shù)即單鋼筋的截面積；s—鋼筋網(wǎng)的間距。對(duì)于鋼墊板1：=4421.46cm2=1845.46cm2=3831.46cm2強(qiáng)度系數(shù)為：間接鋼筋體積配筋率：把計(jì)算數(shù)值代入上述公式得：公式右邊=0.6×〔1.55×20.7+2×0.00864×1.442×240×1845.46×10-1=4504.912KNNc=2166.146<右邊,符合要求。對(duì)于鋼墊板2：公式右邊=0.6×〔1.28×20.7+2×0.00799×1.192×240×2563.19×10-1=4910.102KN∴Nc=3184.825KN<右邊,符合要求。4.7.2梁端局部承壓的抗裂驗(yàn)算計(jì)算公式如下：Nc≤0.09α<ARl+45Ag>式中：Nc—考慮局部承壓時(shí)的縱向力〔KN,數(shù)值與前節(jié)計(jì)算的相同；α—系數(shù),按下式計(jì)算：V—與墊板形式及構(gòu)件相對(duì)尺寸有關(guān)的系數(shù),取V=2；λ—局部承壓板垂直于計(jì)算截面〔受剪面方向的邊長(zhǎng)與間接配筋〔230cm之比；A—梁端部區(qū)段沿荷載軸線切割的計(jì)算截面積〔其高度等于間接配筋深度,其中應(yīng)扣除孔道沿荷載軸線的截面面積〔cm2；Ag—通過(guò)計(jì)算截面A的間接鋼筋截面積〔cm2；R1—混凝土抗拉設(shè)計(jì)強(qiáng)度〔MPa,考慮40號(hào)混凝土達(dá)90%強(qiáng)度時(shí)張拉鋼束,則：對(duì)于鋼墊板1：A=36×230-5×230=7130cm2鑒于沿截面A的深度方向布置21層間接鋼筋網(wǎng),并且每層有2兩根鋼筋通過(guò)截面A,則：Ag=2×21×0.503=21.126cm2代入計(jì)算公式：右邊=0.09α<AR1+45Ag>=0.09×3.438×<7130×1.935+45×21.216>=4563.085KN∴Nc=2166.146KN<右邊,符合要求。對(duì)于鋼墊板2：A=36×230-2×5×230=5980cm2公式右邊=0.09×2.999×<5980×1.935+45×21.216>=3379.805KN∴Nc=3184.825<右邊,符合要求。至此便完全說(shuō)明了在主梁混凝土達(dá)到90%強(qiáng)度時(shí)可以張拉預(yù)應(yīng)力鋼束。第五章下部結(jié)構(gòu)的計(jì)算概述,下部結(jié)構(gòu)的設(shè)計(jì)主要包括蓋梁、橋墩、樁柱以及橋臺(tái)等構(gòu)件的尺寸設(shè)計(jì),荷載計(jì)算和驗(yàn)算,在這里我只做蓋梁和橋墩、樁柱的設(shè)計(jì),由于時(shí)間的關(guān)系橋臺(tái)設(shè)計(jì),我沒(méi)有做。5.1蓋梁的計(jì)算5.1.1蓋梁的尺寸初定〔如圖：圖95.1.2荷載計(jì)算1、上部荷載列表每邊梁自重〔KN/M每片中梁自重〔KN/M每孔總重支座恒載反力17.70718.1224914.936345.29353.382、蓋梁自重產(chǎn)生的彎矩、剪力計(jì)算蓋梁自重力匯總截面編號(hào)自重彎矩剪力KNKN*mQ左Q右1--122.5-5.21-22.5-22.52--273.5-41.71-73.5-73.53--363.75-52.12-107.85240.14--4180-10.241801805--5183.72378.825003、活載計(jì)算〔1活載橫向分布系數(shù)計(jì)算,荷載對(duì)稱布置時(shí)用杠桿原理法,非對(duì)稱時(shí)用偏心壓力法。1雙列車對(duì)稱布置n=7,e=2.15,2=2=143.36人群?jiǎn)蝹?cè)不對(duì)稱：各梁支點(diǎn)反力計(jì)算表荷載橫向分布情況荷載〔KN計(jì)算方法荷載布置橫線荷載分布系數(shù)單孔雙孔BRBR對(duì)稱布置雙行汽車0582.70860.100.266155228.80.438255.2376.70.594346.1510.90.438255.2376.70.266155228.8000掛車0935.30950.300000.281262.82670.438409.6416.20.281262.8267000000人群1.42270.0999.67140.2199.3-0.422-29.6-59.2000000000-0.422-29.6-59.21.42299.67199.3非對(duì)稱布置汽車雙行0.2148582.7125.2860.1184.70.1908111.2164.10.166897.2143.50.1428683.25122.90.118969.29102.30.094955.381.620.070941.3160.98掛車0.2349935.3219.7950.3223.20.20421911940.17355162.3164.90.1428133.6135.70.1122104.9106.60.081576.2277.450.0507847.4948.25人群0.318770.0922.34140.244.680.2600818.2336.460.2014714.1228.240.1428610.0120.030.084265.90611.810.025641.7973.594-0.03297-2.31-4.62〔4各梁恒載、活載反力組合：計(jì)算見(jiàn)下表,表中取各梁的最大值,其中沖擊系數(shù)為：1+=1.04各梁恒載、活載反力組合計(jì)算表編號(hào)荷載情況1號(hào)梁2號(hào)梁3號(hào)梁4號(hào)梁5號(hào)梁6號(hào)梁7號(hào)梁1恒載707.572724.155724.16721.36724.16724.16707.572汽雙列對(duì)稱0228.781376.72510.89376.72228.7803汽雙列非對(duì)稱184.745164.103143.46122.87102.2681.62260.984掛-10000267.02416.21267.02005非對(duì)稱223.214194.041164.92135.7106.6277.44548.2546人對(duì)稱199.336-59.156000-59.16199.347非對(duì)稱44.675436.45828.24220.02611.8123.5942-4.6228eq\o\ac<○,1>+eq\o\ac<○,2>+eq\o\ac<○,6>906.908893.781100.91232.21100.9893.78906.919eq\o\ac<○,1>+eq\o\ac<○,2>+eq\o\ac<○,7>752.247989.3941129.11252.31112.7956.53702.9510eq\o\ac<○,1>+eq\o\ac<○,3>+eq\o\ac<○,6>1091.65829.102867.62844.23826.42746.62967.8911eq\o\ac<○,1>+eq\o\ac<○,3>+eq\o\ac<○,7>936.992924.716895.86864.25838.23809.37763.9312eq\o\ac<○,1>+0.8eq\o\ac<○,4>707.572724.155937.771054.3937.77724.16707.5713eq\o\ac<○,1>+0.8eq\o\ac<○,5>886.143879.388856.09829.91809.45786.11746.174、雙柱反力G1計(jì)算,偏載時(shí)左邊的柱受力最大。雙柱反力G1計(jì)算表荷載組合情況反力G1<KN>組合83517.6807組合93505.1059組合103805.5418組合113792.9670組合122896.6607組合133059.9079由上表可見(jiàn),組合10產(chǎn)生的內(nèi)力最大,控制設(shè)計(jì)。5.1.2內(nèi)力計(jì)算1、恒載加活載作用下各截面的內(nèi)力〔1彎矩計(jì)算：截面位子見(jiàn)圖示。為求得彎矩最大值,支點(diǎn)負(fù)彎矩取用非對(duì)稱布置時(shí)數(shù)值,跨中的彎矩取用對(duì)稱布置時(shí)數(shù)值。按下圖給出的截面位置,各截面彎矩計(jì)算〔按最大荷載布置:Meq\o\ac<○,1>-eq\o\ac<○,1>=0Meq\o\ac<○,2>-eq\o\ac<○,2>=-0.8=-1021.128；Meq\o\ac<○,3>-eq\o\ac<○,3>=-1.6=-2042.256Meq\o\ac<○,4>-eq\o\ac<○,4>=-2.4-0.8+=52.4126Meq\o\ac<○,5>-eq\o\ac<○,5>=-4.8-3.2-1.6+3.2=1254.9242上面的彎矩計(jì)算均未考慮施工荷載的影響。各截面的相應(yīng)最大彎矩時(shí)剪力計(jì)算如下：截面eq\o\ac<○,1>-eq\o\ac<○,1>：Q左=0,Q右=-R1=-1276.41截面eq\o\ac<○,2>-eq\o\ac<○,2>：Q左=Q右=-R1=-1276.41截面eq\o\ac<○,3>-eq\o\ac<○,3>：Q左=-R1=-1276.41,Q右=G1-R1=3805.5418-1276.41=2529.062；截面eq\o\ac<○,4>-eq\o\ac<○,4>：Q左=-R1,=2529.062,Q右=G1-R1-R2=2529.062-993.213=1535.8488；截面eq\o\ac<○,5>-eq\o\ac<○,5>：Q左=G1-R1-R2=1535.8488；Q右=G1-R1-R2-R3=1535.8488-1011.1=524.7488蓋梁內(nèi)力匯總表蓋梁內(nèi)力匯總表內(nèi)力1--12--23--34--45--5彎矩〔KN*m自重-5.21-41.71-52.12-10.24378.825荷載0-1021.13-2024.352.41261254.924總合-5.21-1062.84-2076.442.17261633.749剪力〔KN自重-22.5-73.5240.11800荷載-1276.4-1276.412529.062529.0621535.849總合-1298.9-1349.912769.162709.0621535.8495.1.3截面配筋設(shè)計(jì)與承載力校核采用25號(hào)混凝土,主筋用16錳鋼,保護(hù)層用5㎝〔鋼筋支混凝土邊緣。查"橋規(guī)"得到[]=11000kPa,[]=185000kPa.彎矩作用時(shí)配筋計(jì)算各截面所需鋼筋量,見(jiàn)下表。配筋圖如下各截面鋼筋量計(jì)算表截面號(hào)M總bh.ruA<cm2>鋼筋數(shù)1--1-5.2120.9564093.10.001670.31820.07372--2-106321.5783.280.1370441.11179.51813--3-207621.5400.9390.2677280.316518.5954--442.1721.519740.30.005441.631280.37775--5163421.5509.5640.2106563.195214.631建立作用時(shí)配筋計(jì)算各截面主拉應(yīng)力計(jì)算,在蓋梁懸臂部分變高度區(qū)間主拉應(yīng)力的計(jì)算公式為：其它等高區(qū)間用計(jì)算式為：具體計(jì)算表如下,查橋規(guī),25號(hào)混凝土容許主拉應(yīng)力值為：斜筋、箍筋的配置。由于各截面的主拉應(yīng)力5.2橋墩墩柱計(jì)算墩柱直徑為150㎝,用20號(hào)混凝土,I級(jí)鋼筋。如于該橋很長(zhǎng)墩柱很多,而各處水深差別很大,故不同橋墩的高差很大,最小處不足10m,最大處超過(guò)20m,但是無(wú)論長(zhǎng)短,不影響垂直應(yīng)力的布置,在考慮彎矩作用時(shí),墩柱越長(zhǎng)受力越大,所以,取最大的墩柱長(zhǎng)進(jìn)行設(shè)計(jì)。5.2.1荷載計(jì)算1、恒載計(jì)算:〔1上部構(gòu)造恒載,一孔總重6180.29kN；〔2蓋梁自重,723.5kN；〔3墩柱自重,44.18×21=927.78kN/m。作用于墩柱底面的恒載垂