1、上 部 結 構一.設計資料及構造布置(一).設計資料1.橋梁跨徑及橋寬標準跨徑:30m(墩中心距離)；主梁全長:29.96m；計算跨徑：29.0m； 橋面凈空:凈9m+2x1.5m=12m.2.設計荷載 公路級(qk=0.75×10.5=0.875KN/m；Pk=0.75×276=207KN) 人群荷載3.0KN/m2,欄桿及人行道板的每延米重取6.0KN/m。3.材料及工藝混泥土:主梁用C50,欄桿及橋面鋪裝用C30, 預應力鋼筋采用公路鋼筋混凝土及預應力混泥土橋涵設計規范(JTG D62-2004)的s15.2鋼絞線,每束6根,全梁配5束,fpk=1860MPa,普通鋼

2、筋直徑大于和等于12mm的采用HRB335鋼筋；直徑小于12mm的均用R235鋼筋,按后張法施工工藝制作主梁,采用內徑70mm、外徑77mm的預埋波紋管和夾片錨具。4.設計依據 (1)交通部頒公路工程技術標準(JTG B01-2003),簡稱標準； (2)交通部頒公路橋涵設計通用規范(JTG D60-2004),簡稱橋規； (3)交通部頒公路鋼筋混泥土及預應力混泥土橋涵設計規范(JTG D62-2004),簡稱公預規；5. 基本設計數據(見表1-1) 基本計算數據 表1-1名稱項目符號單位數據混凝土立方強度fcu,kMPa50彈性模量EcMPa3.45×104軸心抗壓標準強度fckM

3、Pa32.4軸心抗拉標準強度ftkMPa2.65軸心抗壓設計強度fcdMPa22.4軸心抗拉設計強度ftdMPa1.83短暫狀態容許壓應力0.7fckMPa20.72容許拉應力0.7ftkMPa1.757持久狀態標準荷載組合：容許壓應力0.5fckMPa16.2容許主壓應力0.6fckMPa19.44短期效應組合：容許拉應力st -0.85pcMPa0容許主拉應力0.6ftkMPa1.59s15.2鋼絞線標準強度fpkMPa1860彈性模量EpMPa1.95×105抗拉設計強度fpdMPa1260最大控制應力con0.75fpkMPa1395持久狀態應力(標準荷載組合)0.65fpk

4、MPa1209材料重度鋼筋混凝土1KN/m325瀝青混泥土2KN/m323鋼絞線3KN/m378.5鋼束于混凝土的彈性模量比Ep無量綱5.65(二).橫斷面布置1.主梁間距于主梁片數主梁間距通常應隨梁高于跨徑的增大而加寬為經濟,同時加寬翼板對提高主梁截面效率指標很有效,故在許可條件下應適當加寬T梁翼板,本設計主梁翼板寬度為2400mm,有于寬度較大,為保證橋梁的整體受力性能,橋面板采用現澆混凝土剛性接頭,因此主梁的工作截面有兩種:預施應力、運輸、吊裝階段的小截面(bi=2200mm)和運營階段的大截面(bi=2400mm),凈9m+2x1.5m的橋寬選用五片主梁,如圖1-1所示。 圖1-1 結

5、構尺寸圖(尺寸單位:mm)2.主梁跨中截面主要尺寸擬定(1)主梁高度 預應力混凝土簡支梁橋的主梁高度于其跨徑之比通常在1/151/25,標準設計中高跨比約在1/181/19,當建筑高度不受限制時,增大梁高往往是較經濟的方案,因為增大梁高可以節省預應力鋼束用量,同時梁高加大一般只是腹板加高,而混凝土用量增加不多,綜上所述,本設計取用2000 mm的主梁高度比較合適的。(2)主梁截面細部尺寸 T梁翼板的厚度主要取決于橋面板受車輪局部荷載的要求,還應考慮是否滿足主梁受彎時上翼板受壓的強度要求,本設計T梁的翼板厚度取用180mm,翼板根部加厚到300mm以抵抗翼緣板根部較大的彎矩。 在預應力混凝土梁中

6、腹板內主拉應力較小,腹板厚度一般有布置預制孔管的構造決定,同時從腹板本身的穩定性條件出發,腹板厚度不宜小于其高度的1/15.本設計腹板厚度取180mm。 馬蹄尺寸基本有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,根據公預規9.4.9條對鋼束凈距的要求,初擬馬蹄寬度為400mm,高度為250mm,馬蹄與腹板交接處作三角過渡,高度為150mm。按照以上擬定的外形尺寸,就可繪出預制梁的跨中截面(見圖12) 圖 1-2 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則圖形的小單元,截面幾何特性列表計算見表1-2 跨中截面幾何特

7、性計算表 表1-2分塊名稱分塊面積Ai (cm2)分塊面積形心至上緣距離yi(cm)分塊面積對上緣靜距Si=Aiyi(cm3)分塊面積的自身慣距Ii(cm4)di=ys-yb(cm)分塊面積對截面形心的慣距Ix=Ai×di 2(cm4)I=Ii+Ix (cm4)(2)(3)=(1)×(2)(4)(5)(6)=(1)×(5)2(7)=(4)+(6) 大毛截面翼板432093888011664050.721111327911229919三角承托10802223760864037.7215366221545262腹板314096.53030106449821.667-3

8、6.78424769310697515下三角150170255001875-110.2818242521826127馬蹄1000187.518750052083.333-127.7816327728163798119690578650I=41678634小毛截面翼板36009324009720054.791080699910904199三角承托10802223760864041.7918861161894756腹板314096.53030106449821.667-32.7133596249809446下三角150170255001875-106.2116920851693960馬蹄10001

9、87.518750052083.333-123.7115304164153562478970572170I=39658608 大毛截面形心至上緣距離:ys=Si/Ai=578650÷9690=59.72(cm)，yb=140.28(cm)小毛截面形心至上緣距離:ys=Si/Ai=572170÷8970=63.79(cm)，yb=136.21(cm)表明以上初擬的主梁跨中截面是合理的。(三)橫截面沿跨長的變化如圖1-1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,梁端部區段由于錨頭集中力的作用而引起較大的局部應力,也為布置錨具的需要,在距梁端1480mm范圍內

10、將腹板加厚到與馬蹄同寛,馬蹄部分為配合鋼束彎起而從四分點附近(第一道橫隔梁處)開始向支點逐漸抬高,在馬蹄抬高的同時腹板寬度亦開始變化。(四)橫隔梁的設置 模型試驗結果表明,在荷載作用處的主梁彎矩橫向分布,當該處有橫隔梁時比較均勻,否則直接在荷載作用下的主梁彎矩很大,為減小對主梁設計起主要控制作用的跨中彎矩,在跨中設置一道中橫隔梁；當跨度較 大時,應設置較多的橫隔梁,本設計在橋跨中點、四分點和支點處設置五道橫隔梁,其間距為7.25m,由于主梁全長為29.96m,故設置端橫隔梁的高度與主梁同高,厚度為上部為250mm,下部為230mm,中橫隔梁高度為1750mm,厚度為上部為170mm,下部為15

11、0mm,詳見圖1-1所示。二.主梁作用效應計算根據上述梁跨結構縱,橫截面的布置,并通過可變作用下的梁橋荷載橫向分布計算,可分別求得各主梁控制截面(一般取跨中、四分點、變化點和支點截面)的永久作用和最大可變作用效應,然后再進行主梁作用效應組合,本設計以邊梁作用效應計算為例。(一).永久作用效應計算 1.永久作用集度 (1)預制梁自重 .跨中截面段主梁的自重(四分點截面至跨中截面,長7.25m):G(1)=0.8970×25×7.25=162.58(KN) .馬蹄抬高與腹板寬度段梁的自重(長6.25m):G(2)(1.173333+0.8970)×25×6.

12、25/2=161.74(KN) .支點段梁的自重(長1.48m):G(3)=1.173333×25×1.48=43.41(KN) .邊主梁的橫隔梁 中橫隔梁體積:V=0.16×(1.57×0.9-0.5×0.9×0.12-0.5×0.1×0.15)=0.21624(m3) 端橫隔梁體積:V=0.24×(1.82×0.8-0.5×0.8×0.32÷3)=0.3392(m3) 故邊半跨內橫梁重力為:G(4)=(1.5×0.21624+1×0.3392

13、)×25=16.59(KN) 2號、3號梁半跨內橫梁重力為:G(4)=(3×0.21624+2×0.3392)×25=33.18(KN) .邊預制梁永久作用集度 g=(162.58+161.74+43.41+16.59)÷14.98=25.66(KN/m) 2號、3號預制梁永久作用集度 g=(162.58+161.74+43.41+33.18)÷14.98=26.76(KN/m) (2)二期永久作用 .現澆T梁翼板集度 g2=0.18×0.4×25=1.8(KN/m) .邊梁現澆部分橫隔梁 一片中橫隔梁(現澆部分)

14、體積:V=0.16×0.2×1.57=0.05024(m3 ) 一片端橫隔梁(現澆部分)體積:V=0.24×0.2×1.82=0.08736(m3 ) 故邊梁在整跨內橫梁重力集度為: g3=(3×0.05024+2×0.08736)×25÷29.96=0.27(KN/m) 2號、3號梁在整跨內橫梁橫梁重力為: g3=(6×0.05024+4×0.08736)×25÷29.96=0.54(KN/m) .鋪裝 8cm混凝土鋪裝:0.08×9×25=18(KN/

15、m) 5cm瀝青鋪裝:0.05×9×23=10.35(KN/m) 若將橋面鋪裝均攤給五片主梁，則:g4=(18+10.35)÷5=5.67(KN/m) .欄桿及人行道板每延米重取為6.0KN/m 若將兩側欄桿及人行道板均攤給五片主梁，則:g5=6×2÷5=2.4(KN/m) .邊梁二期永久作用集度:g=1.8+0.27+5.67+2.4=10.14（KN/m） 2號、3號梁二期永久作用集度:g=1.8+0.54+5.67+2.4=10.41(KN/m) 2.永久作用效應 如圖1-3所示,設x為計算截面離左支座的距離,并設a=x/l圖 1-3 永

16、久作用效應計算圖 主梁彎矩和剪力的計算公式分別為: 永久作用效應見表1-3： 各梁永久作用效應 表1-31號梁永久作用效應跨中截面 =0.5四分點(變化點)截面=0.25支點截面 =0一期 彎矩(KN·m)2697.51 2023.13 0.00 剪力(KN)0.00 186.04 372.07 二期 彎矩(KN·m)1065.97 799.48 0.00 剪力(KN)0.00 73.52 147.03 彎矩(KN·m)3763.48 2822.61 0.00 剪力(KN)0.00 259.56 519.10 2，3號梁永久作用效應跨中截面 =0.5四分點(變化點

17、)截面=0.25支點截面 =0一期 彎矩(KN·m)2813.15 2109.86 0.00 剪力(KN)0.00 194.01 388.02 二期 彎矩(KN·m)1094.35 820.76 0.00 剪力(KN)0.00 75.47 150.95 彎矩(KN·m)3907.50 2930.62 0.00 剪力(KN)0.00 269.48 538.97 （二）.可變作用效應計算(修正剛性橫梁法)1.沖擊系數和車道折減系數按橋規4.3.2條規定,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右列公式估算:其中: 根據本橋的基頻,可計

18、算出汽車荷載的沖擊系數為: 按橋規4.3.1條,當車道大于兩車道時,需進行車道折減,三車道折減22,四車道折減33%,但折減后不得小于用兩行車隊布載的計算結果。2.計算主梁的荷載橫向分布系數 (1)跨中的荷載橫向分布系數如前所述,本設計橋跨內設五道橫隔梁,具有可靠的橫向聯系,且承重結構的長寬比:, 所以可以按修正的剛性橫梁法來繪制橫向影響線和計算橫向分布系數 .計算主梁抗扭慣距 .計算主梁抗扭慣距: 對于T形梁截面，抗扭慣距可以近似按下式計算: 式中:bi、ti為單個矩形截面的寬度和高度；ci為矩形截面抗扭剛度系數；n為梁截面劃分成單個矩形截面 的個數； 對于跨中截面，翼緣板的換算平均厚度:t

19、1=(240×18+0.5×12×180)/240=22.5(cm) 馬蹄部分的換算平均厚度:t3=(25+40)/2=32.5(cm) 圖1-4示出了的計算圖示,的計算見表1-4圖 1-4 計算圖式（尺寸單位:mm） 計算表 表1-4分塊名稱bitibi/tici翼板240.00 22.50 10.6667 0.3333 9.11250 腹板145.00 20.00 7.2500 0.3040 3.52640 馬蹄40.00 32.50 1.2308 0.1664 2.28488 14.92378 .計算抗扭修正系數:對于本設計主梁的間距相同，并將主梁近似看成等

20、截面，則得:取G=0.4E,L=29m,a1=4.8m,a2=2.4m,a3=0,a4=-2.4m,a5=-4.8mI=0.41678634(m4)，a2iIi=(4.82×2+2.42×2)×0.41678634,則得=0.92.按修正的剛性橫梁法計算橫向影響線豎坐標值,可按下式計算: 式中:n=5, ,計算所得的 列于表1-5內 值的計算表 表1-5梁號i1i2i3i4i510.5680.3840.20.016-0.16820.3840.2920.20.1080.01630.20.20.20.20.2.計算荷載橫向分布系數mc 各號梁的橫向影響線和最不利荷載圖

21、式如圖15所示 1號梁的橫向分布系數:可變作用(公路-):mcq1=0.5×(0.507+0.369+0.269+0.131=0.638 可變作用(人群):mcr1=0.603 2號梁的橫向分布系數:可變作用(公路-):mcq2=0.5×(0.353+0.284+0.235+0.166)=0.519 可變作用(人群):mcr2=0.401 3號梁的橫向分布系數:可變作用(公路-):mcq3=0.5×0.78×(0.2+0.2+0.2+0.2+0.2+0.2)=0.468 可變作用(人群):mcr3=0.400(2).支點截面的荷載橫向分布系數m0 如圖1

22、6所示,按杠桿原理法繪制荷載橫向分布系數影響線并進行布載,梁可變作用的橫向分布系 數可計算如下： 1號梁:可變作用(汽車):m0q1=0.5×0.667=0.334；可變作用(人群):m0r1=1.188 2號梁:可變作用(汽車):m0q2=0.5×(0.333+0.917+0.375)=0.813；可變作用(人群):m0r2=0 3號梁:可變作用(汽車):m0q3=0.5×(0.083+1.000+0.458)=0.771；可變作用(人群):m0r3=0圖1-5 跨中橫向分布系數mc的計算圖式（尺寸單位:mm）圖 1-6 支點橫向分布系數m0計算圖式（尺寸單位:

23、mm）(3).橫向分布系數匯總(見表1-6) 各號梁可變作用橫向分布系數 表1-6梁號可變作用類型mcm01 公路-級0.638 0.334 人群0.603 1.188 2 公路-級0.519 0.813 人群0.401 0.000 3 公路-級0.468 0.771 人群0.400 0.000 3.車道荷載的取值 根據橋規4.3.1條，公路-級的均布荷載標準值qk和集中荷載標準值Pk 為: qk=0.75×10.5=7.875(KN/m) 計算彎矩時:Pk=0.75×(360-180)/(50-5)×(29.0-5)+180=207.0(KN) 計算剪力時:Pk

24、=207.0×1.2=248.4(KN)4.計算可變作用效應在可變作用效應計算中,本設計對于橫向分布系數的取值作如下考慮:支點處橫向分布系數m0 ,從支點至第一根橫梁系段，橫向分布系數從m0直線過渡到mc；其余梁段均取mc(1).求跨中截面的最大彎矩和最大剪力 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17示出跨中截面作用效應計算圖示 計算公式為: 汽車荷載:Sq=（1+）··mcq·（Pkyk+qk） 人群荷載:Sr=mcr·qr· 各符號意義詳見橋梁工程書P155 公路-級汽車可變作用效應(含沖擊力): 1號梁

25、Mmax=(1+0.25)×1×0.638×(207×7.25+7.875×0.5×29×7.25)=1857.07(KN·m) Vmax=(1+0.25)×1×0.638×(248.4×0.5+7.875×0.5×29×0.5×0.5)=121.82(KN) 2號梁 Mmax=(1+0.25)×1×0.519×(207×7.25+7.875×0.5×29×7.25)

26、=1510.69(KN·m) Vmax=(1+0.25)×1×0.519×(248.4×0.5+7.875×0.5×29×0.5×0.5)=99.09(KN) 3號梁 Mmax=(1+0.25)×1×0.468×(207×7.25+7.875×0.5×29×7.25)=1362.24(KN·m) Vmax=(1+0.25)×1×0.468×(248.4×0.5+7.875×0.

27、5×29×0.5×0.5)=89.36(KN) 人群可變作用效應： 1號梁 Mmax=0.603×4.5×7.25×29×0.5=285.26(KN·m) Vmax=0.603×4.5×0.5×29×0.5×0.5=9.84(KN) 2號梁 Mmax=0.401×4.5×7.25×29×0.5=189.70(KN·m) Vmax=0.401×4.5×0.5×29×0.5

28、5;0.5=6.54(KN) 3號梁 Mmax=0.400×4.5×7.25×29×0.5=189.23(KN·m) Vmax=0.400×4.5×0.5×29×0.5×0.5=6.53(KN)圖 1-7 跨中截面作用效應計算圖式 (2).求L/4（變化點）截面處的最大彎矩和最大剪力，如圖1-8所示圖 1-8 L/4（變化點）截面作用效應計算圖式 公路-級汽車可變作用效應(含沖擊力): 1號梁 Mmax=(1+0.25)×1×0.638×(207×5.43

29、8+7.875×0.5×29×5.438)=1392.93(KN·m) Vmax=(1+0.25)×1×0.638×(248.4×0.75+7.875×0.75×29×3/4×0.5)=199.80(KN) 2號梁 Mmax=(1+0.25)×1×0.519×(207×5.438+7.875×0.5×29×5.438)=1133.12(KN·m) Vmax=(1+0.25)×1×

30、;0.519×(248.4×0.75+7.875×0.75×29×3/4×0.5)=162.53(KN) 3號梁 Mmax=(1+0.25)×1×0.468×(207×5.438+7.875×0.5×29×5.438)=1021.77(KN·m) Vmax=(1+0.25)×1×0.468×(248.4×0.75+7.875×0.75×29×3/4×0.5)=146.56(KN

31、) 人群可變作用效應: 1號梁 Mmax=0.603×4.5×5.438×29×0.5=213.96(KN·m) Vmax=0.603×4.5×0.75×29×3/4×0.5=22.13(KN) 2號梁 Mmax=0.401×4.5×5.438×29×0.5=142.29(KN·m) Vmax=0.401×4.5×0.75×29×3/4×0.5=14.72(KN) 3號梁 Mmax=0.400&#

32、215;4.5×5.438×29×0.5=141.93(KN·m) Vmax=0.400×4.5×0.75×29×3/4×0.5=14.68(KN)(3).求支點截面處的最大彎矩和最大剪力，如圖1-9所示圖 1-9 支點截面作用效應計算圖式 計算公式為: 汽車荷載:Sq=(1+)··mcq·(Pkyk+qk)+(1+)··qk1,人群荷載:Sr=mcr·qr·+qr1 式中yk=1,為三角形面積,對于汽車荷載,而對于人群荷載；各符號意義

33、詳見橋梁工程書P155公路-級汽車可變作用效應(含沖擊力):1號梁 Vmax=(1+0.25)×1×0.638×(248.4×1+7.875×0.5×29×1)+(1+0.25)×1×7.875×0.5×(0.334- 0.638)×7.25×0.916+0.5×(0.334-0.638)×7.25×0.083=278.33(KN)2號梁 Vmax=(1+0.25)×1×0.519×(248.4×

34、1+7.875×0.5×29×1)+(1+0.25)×1×7.875×0.5×(0.813- 0.519)×7.25×0.916+0.5×(0.813-0.519)×7.25×0.083=245.71(KN)3號梁 Vmax=(1+0.25)×1×0.468×(248.4×1+7.875×0.5×29×1)+(1+0.25)×1×7.875×0.5×(0.771- 0

35、.468)×7.25×0.916+0.5×(0.771-0.468)×7.25×0.083=222.92(KN)人群可變作用效應:1號梁 Vmax=0.603×4.5×1×29×0.5+4.5×0.5×(1.188-0.603)×7.25×0.916+0.5×(1.188-0.603)×7.25 ×0.083=48.88(KN)2號梁 Vmax=0.401×4.5×1×29×0.5+4.5

36、5;0.5×(0-0.401)×7.25×0.916+0.5×(0-0.401)×7.25 ×0.083=19.63(KN)3號梁 Vmax=0.4×4.5×1×29×0.5+4.5×0.5×(0-0.4)×7.25×0.916+0.5×(0-0.4)×7.25 ×0.083=19.58(KN)(三).主梁作用效應組合 本設計按橋規4.1.6-4.1.8條規定,根據可能同時出現的作用效應選擇了三種最不利的效應組合；短期效應組合

37、,長期效應組合和承載能力極限狀態基本組合。(見表17) 1號梁作用效應組合 表17序號荷載類型跨中截面 四分點（變化點）截面 支點截面 MmaxQmaxMmaxQmaxQmaxKN·mKNKN·mKNKN一期恒載標準值G12697.51 0.00 2023.13 186.04 372.07 二期恒載標準值G21065.97 0.00 799.48 73.52 147.03 總永久作用=+3763.48 0.00 2822.61 259.56 519.10 公路-汽車荷載標準值 (含沖擊力,=0.25)1857.07 121.82 1392.93 199.80 278.33

38、公路-汽車荷載標準值 (不計沖擊力)1485.65 97.45 1114.34 159.84 222.66 人群荷載標準值Q2285.26 9.84 213.96 22.13 48.88 作用長期效應組合 1.0×(+0.4×+0.4×)4471.84 42.92 3353.93 332.35 627.72 作用短期效應組合 1.0×(+0.7×+1.0×)5088.69 78.06 3816.60 393.58 723.84 承載能力極限狀態下的基本組合 1.2×+1.4×+0.8×1.4×7

39、435.56 181.57 5576.86 615.98 1067.33 2號梁作用效應組合 表17序號荷載類型跨中截面 四分點（變化點）截面支點截面MmaxQmaxMmaxQmaxQmaxKN·mKNKN·mKNKN一期恒載標準值G12697.51 0.00 2023.13 186.04 372.07 二期恒載標準值G21065.97 0.00 799.48 73.52 147.03 總永久作用=+3763.48 0.00 2822.61 259.56 519.10 公路-汽車荷載標準值 (含沖擊力,=0.25)1510.69 99.09 1133.12 162.53 2

40、45.71 公路-汽車荷載標準值 （不計沖擊力）1208.55 79.28 906.49 130.03 196.57 人群荷載標準值Q2189.70 6.54 142.29 14.72 19.63 作用長期效應組合 1.0×(+0.4×+0.4×)4322.78 34.33 3242.12 317.46 605.58 作用短期效應組合 1.0×(+0.7×+1.0×)4799.17 62.04 3599.44 365.30 676.33 承載能力極限狀態下的基本組合 1.2×+1.4×+0.8×1.4&#

41、215;6843.61 146.05 5132.86 555.50 988.90 3號梁作用效應組合 表17序號荷載類型跨中截面 四分點（變化點）截面支點截面MmaxQmaxMmaxQmaxQmaxKN·mKNKN·mKNKN一期恒載標準值G12697.51 0.00 2023.13 186.04 372.07 二期恒載標準值G21065.97 0.00 799.48 73.52 147.03 總永久作用=+3763.48 0.00 2822.61 259.56 519.10 公路-汽車荷載標準值 (含沖擊力,=0.25)1362.2489.36 1021.77 146.5

42、6 222.92 公路-汽車荷載標準值 （不計沖擊力）1089.7971.49 817.42 117.25 178.33 人群荷載標準值Q2189.236.53 141.93 14.68 19.58 作用長期效應組合 1.0×(+0.4×+0.4×)4275.09 31.21 3206.35 312.33 598.26 作用短期效應組合 1.0×(+0.7×+1.0×)4715.56 56.57 3536.73 356.32 663.51 承載能力極限狀態下的基本組合 1.2×+1.4×+0.8×1.4&

43、#215;6635.25 132.42 4976.57 533.10 956.94 三.預應力鋼束的估算和確定(一)跨中截面鋼束的估算和確定 1.按正常使用極限狀態的應力要求估算鋼束數對于全預應力混凝土構件,根據跨中截面抗裂要求,由下式可得出跨中截面所需的有效預加力為: 式中的MS為正常使用極限狀態按作用短期效應組合計算的彎矩值；可由表17查得MS=4993.61KN·m設預應力鋼筋截面重心距截面下緣為ap=150mm,則預應力鋼筋的合力作用點至截面重心軸的距離為: ep=yb-ap=1402.8-150=1252.8mm 鋼筋估算時,截面性質近似取用全截面的性質來計算,由表1-2可

44、得跨中截面全截面面積A=969000mm2,全截面對抗裂驗算邊緣的彈性抵抗距為: W=I/yb=416.78634×109/1402.8=297.110308×106mm3所以有效預應力為: 擬采用s15.2鋼絞線,單根鋼絞線的公稱截面面積Ap=139mm2,抗拉強度標準值fpk=1860MPa ,張拉控制應力取con=0.75fpk=0.75×1860=1395MPa ,預應力損失按控制應力的20%估算。所需預應力鋼絞線的根數為: 采用5束6s15.2預應力鋼絞線,則預應力鋼筋的截面積為AP=30×139=4170mm2,采用70的金屬波紋管成孔。(二

45、).預應力鋼束布置 1.跨中截面及錨固端截面的鋼束位置對于跨中截面,在保證布置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,本設計采用內徑70mm,外徑77mm的預埋鐵皮波形管,根據公預規9.1.1條規定，管道至梁底和梁側凈距不應小于3cm級管道直徑的1/2,根據公預規9.4.9條規定,水平凈距不應小于4cm及管道直徑的0.6倍,在豎直方向可疊置,根據以上規定跨中截面的細部結構如圖1 11a)所示。由此可直接得出鋼束群重心至梁底距離為:對于錨固端截面,鋼束布置通常考慮下述兩個方面: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,以滿足張拉操作方便的要

46、求；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111b)所示，鋼束群重心至梁底距離為: 圖 1-11 鋼束布置圖（尺寸單位：mm）a）跨中截面 b）錨固截面 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112示出計算圖式,錨固端截面特性計算見表18所示:圖 1-12 鋼束群心位置復核圖式（尺寸單位：mm） 鋼束錨固截面幾何特性計算表 表18分塊名稱AiyisiIidi=ys-yiIx=Ai×d2iI=Ii+Ixcm2cmcm3cm4cmcm4cm4翼板432093888011664059.3215201485.57 15318125.57 三

47、角承托853.3321.56183985393.9146.761865804.00 1871197.91 腹板728010979352020095226.67-40.6812047398.27 32142624.94 12453.33 85079849331948 其中:；,故計算得: 說明鋼束群重心處于截面的核心范圍內。2.鋼束起彎角的確定 確定鋼束起彎角時,既要照顧到由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,本設計將端部錨固端截面分成上、下兩部分(見圖113),上部鋼束的彎起角度定為15º,下部鋼束彎起角度為7º,為簡化計算和施工,所有

48、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豎直面內。3. 鋼束計算（1） 計算鋼束彎起點至跨中的距離錨固點至支座中心線的水平距離為axi(見圖113)為: 設各鋼束的彎曲半徑為:RN1（RN3）=10000mm；RN2=25000mm；RN4=10000mm；RN5=20000mm,以N1鋼筋為例，圖1-14為鋼束彎起計算圖示,計算公式為: .由確定導線點距錨固點的水平距 .由確定彎起點至導線點的水平距離 .彎起點至錨固點的水平距離為； .彎起點至跨中截面的水平距離為圖 1-14 曲線預應力鋼筋計算圖（尺寸單位：mm） 根據圓弧切線的性質,圖中彎止點沿切線方向至導線點的距離與彎起點

49、至導線點的水平距離相等,所以彎止點至導線點的水平距離為:；故彎止點至跨中截面的水平距離為: 各鋼束的控制參數匯總于表1-9中 各鋼束彎曲控制要素表 表1-9 鋼束編號彎起高度c(mm)彎起角0(º)彎起半徑R(mm)支點至錨固點的水平距離d(mm)彎起點距跨中截面水平距離xk(mm)彎止點距跨中截面水平距離(mm)N1(N3)3007º10000310.9 11756.0 12974.6 N27007º25000261.8 7531.7 10578.5 N4128015º10000293.0 8699.5 11287.6 N5147015º20

50、000212.6 6593.5 11769.8 (2) 各截面鋼束位置及傾角計算計算鋼束上任一點i離梁底距離ai=a+ci及該點處鋼束的傾角i,式中a為鋼束彎起前其重心至梁底的距離,ci為i點所在計算截面處鋼束位置的彎起高度。計算時,首先應先判斷出i點所在處的區段,然后計算ci及i,即:當(xi-xk)0時,i點位于直線段還未彎起,ci=0,故ai=a；i=0當0<(xi-xk)Lb1+Lb2時,i點位于圓弧彎曲段,當(xi-xk)>Lb1+Lb2時,i點位于靠近錨固端的直線段,此時i=0 ,ci按下式計算:各截面鋼束位置ai及其傾角i計算值詳見表1-10 各截面鋼束位置(ai)及

51、其傾角（i）計算表 表1-10計算截面鋼束編號Xk(mm)(Lb1+Lb2)(mm)(xi-xk)(mm)(º)ci(mm)ai=a+ci(mm)跨中截面(-)xi=0N1(N3)11756.0 1218.6xi-xk<00º0100N27531.7 3046.8xi-xk<00º0100N48699.5 2588.1xi-xk<00º0170N56593.5 5176.3xi-xk<00º0280L/4(變化點)截面xi=7250mmN1(N3)11756.0 1218.6xi-xk<00º0100N27531.7 3046.8xi-xk<00º0100N48699.5 2588.1xi-xk<00º0170N56593.5 5176.30<xi-xk<Lb1+Lb21.881º10.8 290.8 支點截面xi=14500mmN1(N3)11756.0 1218.6xi-xk>Lb1+Lb2