1、文檔可能無法思考全面，請瀏覽后下載! 計算說明書兩跨等截面預應力混凝土連續梁橋課程設計55 / 58目 錄一. 設計資料41. 橋梁跨徑及橋寬42. 設計荷載43. 材料及工藝44. 基本計算數據45. 設計依據5二. 尺寸擬定61. 主梁跨中截面尺寸62. 橫截面布置73. 橫截面沿跨長的變化74. 橫隔梁的設置8三. 主梁橫向分布計算91. 永久荷載92. 可變荷載10四. 建模151. 總體信息152. 單元信息153. 施工信息184. 使用信息20五. 主梁內力計算及組合241. 恒載的徐變次內力242. 內力組合253. 內力包絡圖26六. 預應力鋼束配置281. 內力282. 預

2、應力筋數量估計283. 預應力鋼束布置31七. 主梁驗算381. 強度驗算382. 應力驗算403. 剛度驗算52一. 設計資料1. 橋梁跨徑及橋寬主梁跨徑：35m橋梁跨數：2主梁間距：2.1m橋面寬度：0.25m(欄桿)+1.5m(人行道)+7m(車行道)+1.5m(人行道)+0.25m(欄桿)=10.5m2. 設計荷載公路級車道數：2人群荷載：3KN/m2每側人行道及欄桿重量：6.29KN/m3. 材料及工藝主梁：混凝土采用C50，欄桿及橋面鋪裝用C25。C50鋼筋混凝土容重為26KN/m3，C25素混凝土容重為24KN/m3。橋面鋪裝：8cm厚C25素混凝土（容重24KN/m3）和6cm

3、厚瀝青混凝土（容重23KN/m3）預應力鋼材：采用s15.2高強低松弛鋼絞線普通鋼筋：凡直徑大于或等于12mm者用HRB335熱軋帶肋鋼筋，直徑小于12mm者一律用R235熱軋光圓鋼筋錨具形式：采用OVM15-7，BM15-5橋面坡度：橋面縱坡0%，橋面橫坡為1.5%施工方法：簡支連續，主梁采用整孔吊裝4. 基本計算數據公預規3.1.1規定混凝土強度等級按邊長15cm立方體試件采用標準方法制作、養護至28d齡期，以標準試驗方法測得的具有95%保證率的抗壓強度。混凝土材料特性表強度等級ftk（MPa）fck（MPa）ftd（MPa）fcd（MPa）Ec（MPa）Gc（MPa）cC251.7816

4、.71.2311.52.8×1040.7×1040.2C502.6532.41.8322.43.45×1041.38×1040.2公預規3.1.1規定鋼筋的抗拉強度標準值應具有不小于95%的保證率。普通鋼筋和預應力鋼筋材料特性見下表。普通鋼筋材料特性表鋼筋種類符號fsk（MPa）fsd（MPa）fsd（MPa）Es（MPa）R235(d=820mm)2351951952.1×105HRB335(d=650mm)3352802802.0×105預應力鋼筋材料特性表鋼筋種類符號直徑d（mm）fpk（MPa）fpd（MPa）fpd（MPa）

5、Es（MPa）截面面積（mm2）公稱質量（kg/m）鋼絞線s15.24186012603901.95×105139.01.1015. 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凝土及預應力混凝土橋涵設計規范（JTG D62-2004），簡稱公預規二. 尺寸擬定1. 主梁跨中截面尺寸1.1. 主梁高度預應力混凝土簡支梁橋的主梁高度與其跨徑之比通常在1/151/25之間，常用1/17。預應力混凝土連續梁橋的主梁高度與其跨徑之比通常在1/201/30之間，

6、常用1/201/22之間。由于本設計的施工方法是簡支連續，所以，再取值的是需要偏于簡支梁的取值。因此，梁高為1.9m，約為1/19。1.2. 主梁翼板厚度T梁翼板的厚度主要取決于橋面板承受車輪局部荷載的要求及梁頂預應力鋼筋的錨固情況，還應考慮能否滿足主梁受彎時上翼板受壓的強度要求。按公預規第9.3.3條規定：預制T形截面梁翼緣懸臂端的厚度不應小于100mm，在與腹板相連處的翼緣，不應小于梁高的1/10。當設有承托時，承托厚度可計入翼緣厚度，承托底坡tan大于1/3時，取1/3。本設計預制T梁的翼板厚度取用180mm，翼板根部加厚到270mm，以抵抗翼緣根部較大的彎矩。1.3. 主梁腹板厚度在預

7、應力混凝土梁中腹板內主拉應力較小，腹板厚度一般由 布置預制孔管的構造決定，同時兼顧腹板本身的穩定性。公預規9.3.3條規定，T形截面梁的腹板寬度不應小于140mm。同時，不應小于其高度的1/15，即120mm。本設計中腹板厚度取200mm。1.4. 下馬蹄尺寸寬度需考慮端部錨墊板的布置以及跨中預應力管道的凈距要求。端部按水平放置2塊錨墊板設計。查OVM錨技術參數，OVM15-7錨具的錨墊板為210×210mm2，對應金屬波紋管內徑70mm，外徑77mm，與YCW150B張拉千斤頂配套。考慮混凝土等級為C50，所以錨墊板最小中心距為235mm，邊距140mm，按兩個錨板并排，最小空間為

8、235+2×140=515mm。擬定馬蹄寬度為550mm，高度為300mm。馬蹄與腹板交接處作三角形過渡，高度為175mm，以減小局部應力。1.5. 主梁寬度預制T形梁的寬度為1.7m，規定現澆接頭每邊寬度為0.2m，變梁的外側不現澆。按以上擬定的主梁尺寸，就可繪出預制T梁的跨中截面圖。如圖所示。2. 橫截面布置本設計主梁翼板寬度為2100mm，由于寬度較大，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=1700mm）和運營階段的大截面（bi=2100mm）。凈0.25m+1.5m+7m+1.5m+0.25m

9、橋寬選用5片主梁。如圖所示。3. 橫截面沿跨長的變化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，梁端部區段和中間支點區段由于矛頭集中力的作用引起較大的局部應力，也為布置錨具的需要，馬蹄和腹板需要太高和加寬。從四分點開始到支點前1.4m截面，馬蹄逐漸太高，腹板逐漸加寬。在這個區間，馬蹄高度由300mm抬高到650mm。同時，腹板寬度由跨中的200mm加寬到與下馬蹄同寬，為550mm。在中間支座區段，從四分點到離中間支座1.4m的截面，馬蹄高度由300mm抬高到650mm。同時，腹板寬度由200mm加寬到與下馬蹄同寬，為550mm。4. 橫隔梁的設置本設計中共設置9道橫隔梁，分別設在支

10、點、四分點和跨中截面處。橫梁的間距為8.75m。橫隔梁分為支點處端橫梁和中間橫梁，其尺寸為：端橫梁：高度與主梁同高，頂部厚度為22cm，底部厚度為20cm。中橫梁：底部與主梁下馬蹄平齊，高度為1.42m，頂部厚度為16cm，底部厚度為14cm。三. 主梁橫向分布計算1. 永久荷載1.1. 橫隔板自重端橫隔板：梁高與主梁同高，頂部厚度為17cm，底部厚度為15cm。中橫隔板：底端與主梁下馬蹄平齊，頂部厚度為17cm，底部厚度為15cm。另外，橫隔板不是一次施工完成的，它由預制部分和現澆部分兩部分構成。預制部分：端橫隔板的面積：A1=987495.83mm2端橫隔板的自重：G1=987495.83

11、×160×26×10-9=4.108KN中橫隔板的面積：A2=1037537.5mm2中橫隔板的自重：G2=1037537.5×160×26×10-9=4.316KN現澆部分：端橫隔板的面積：A3=200×1900-180=344000mm2端橫隔板的自重：G3=344000×160×26×10-9=1.431KN中橫隔板的面積：A4=200×1900-180-300=284000mm2中橫隔板的自重：G4=284000×160×26×10-9=1.181

12、KN中墩連接處的橫隔板在縱向連接之后澆筑，自重等于端橫隔板預制部分與現澆部分的總和，即：G5=G1+G3=4.108+1.431=5.539KN。一期恒載中施加在橫隔板節點處的集中力為端橫隔板處4.108KN，中橫隔板節點處為4.316KN。二期現澆段中施加在端橫隔板處的集中力為端橫隔板處為1.431KN，中橫隔板處為1.181KN，中墩橫隔板處為5.539KN。1.2. 橋面鋪裝上面層采用6cm厚瀝青混凝土（容重23KN/m3），下面層采用C25素混凝土三角墊層（容重24KN/m3），最邊緣的厚度為8cm。為了簡化計算，將橋面鋪裝均攤到5片主梁上，則每片主梁上的鋪裝重量：g=0.06

13、5;23+0.08×24×2.1=6.93KNm1.3. 欄桿及人行道板欄桿、人行道重量按每側6.29KN/m計算。假設5片主梁均勻承擔，則每片主梁承擔的重量為：g=6.29×2÷5=2.516KNm綜上，二期恒載為g=6.93+2.516=9.446KNm2. 可變荷載2.1. 沖擊系數按公路橋涵設計通用規范第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。計算連續梁橋的沖擊力引起的正彎矩效應和剪力效應時，采用f1；計算連續梁橋的沖擊力引起的負彎矩效應時，采用f2。連續梁橋的基頻可采用下列公式估算：f1=13.6162l2EI

14、cmc=13.6162×3523.45×1010×0.410272339.8=4.351Hzf2=23.6512l2EIcmc=23.6512×3523.45×1010×0.410272339.8=7.558Hz其中：mc=Gg=881925×10-6×26×1039.8=2339.8kgmIc=0.41027m4汽車荷載的沖擊系數為：1=0.1767lnf1-0.0157=0.24412=0.1767lnf2-0.0157=0.34172.2. 主梁的荷載橫向分布系數2.2.1. 跨中的荷載橫向分布系數

15、mc本設計中共設9道橫隔板，具有可靠的橫向聯系，因此可以采用剛性橫梁法來計算荷載橫向分布系數。為了消除邊梁的影響，得到較精確的值，采用修正的剛性橫梁法來計算主梁跨中的荷載橫向分布系數mc。2.2.1.1. 主梁抗扭慣矩IT抗扭慣矩的計算公式為：IT=cibiti3式中：ci矩形截面抗扭慣性剛度系數（查表）；bi，ti相應各矩形的寬度和高度。翼緣板換算平均厚度：t1=2100×180+270×902100=191.6mm b1/t1=10.960，查表得c1=1/3。下馬蹄t3=300+1752=387.5mm，b3t3=550387.5=1.419，查表得c3=0.1871

16、。腹板b2=1900-191.6-387.5=1320.9mm，t2=200mm，b2t2=1320.9200=6.605，查表得，c2=0.3014。邊梁的抗扭慣矩為：I=13×210×19.163+0.3014×132.09×203+0.1871×55×38.753=1409615.81cm42.2.1.2. 抗扭修正系數采用等代簡支梁法：按剛度相等原則把非簡支體系的某一橋跨變換為跨度相等的具有等截面的簡支梁。所謂等剛度是指在跨中施加一個集中力或一個集中扭矩，則它們的跨中撓度或扭轉角分別相等。 抗彎慣矩換算系數：cw=w簡支w連續

17、 抗扭慣矩換算系數：c=簡支連續，當為等截面為1。根據結構力學中力法的計算，簡支梁跨中的撓度為w簡=Pl348EI兩跨連續梁單跨跨中撓度為w連=23Pl31536EI代入得：cw=3223=1.39=11+Gl2Ii12Eai2Ii其中：G=0.4E=11+0.4×34.462×5×0.0140960512×2×2.12+4.22×0.41026728×3223=0.90022.2.1.3. 按修正的剛性橫梁法計算影響線豎坐標值考慮主梁抗扭剛度影響時的影響線豎坐標值公式為：ij=IiIi+eaiIiai2Ii式中：e單位荷載

18、到橋梁中心線距離；ai各片主梁中心線到橋梁中心線距離；修正系數采用橋梁博士計算得到：影響線數值：坐標X1#梁2#梁3#梁4#梁5#梁0.0000.5600.3800.2000.020-0.1602.1000.3800.2900.2000.1100.0204.2000.2000.2000.2000.2000.2006.3000.0200.1100.2000.2900.3808.400-0.1600.0200.2000.3800.5602.2.1.4. 跨中截面荷載橫向分布系數按公路橋涵設計通用規范4.3.1條和4.3.5條規定：汽車荷載距人行道邊緣不小于0.5m，本設計為公路級2車道，繪制各梁的

19、活荷載（汽車）影響線加載圖如圖所示，求各梁的橫向分布系數如下：橫向分布系數計算結果：梁號汽車掛車人群滿人特載車列10.4920.0000.8442.3050.0000.00020.4460.0000.6012.0020.0000.00030.4000.0000.5981.9990.0000.00040.4460.0000.6002.0000.0000.00050.4920.0000.8352.3000.0000.0002.2.2. 支點截面的荷載橫向分布系數m0支點處按杠桿原理法繪制荷載橫向分布影響線并進行布載，各梁的可變作用橫向分布系數可計算如下：橫向分布系數計算結果：梁號汽車掛車人群滿人特

20、載車列10.2130.0001.5322.0020.0000.00020.5710.0000.1132.1000.0000.00030.7320.0000.0002.1000.0000.00040.5710.0000.1132.1000.0000.00050.2120.0001.5141.9890.0000.0002.2.3. 橫向分布系數圖將以上求得的主梁跨中和支點橫向分布系數統計起來，如表所示：橫向分布系數梁號汽車荷載人群荷載跨中截面支點截面跨中截面支點截面mcqm0qmcrm0r1號梁0.4920.2130.8441.5322號梁0.4460.5710.6010.1133號梁0.4000

21、.7320.5980.0004號梁0.4460.5710.6000.1135號梁0.4920.2120.8351.514橫向分布系數沿橋梁縱向變化：支點取杠桿法計算得到的橫向分布系數m0q和m0r，跨中取修正的剛性橫梁法計算得到的橫向分布系數mcq和mcr，從1/4截面到支點截面進行線性內插。從橫向分布系數可以看出，1號梁的活載橫向分布系數最大，則以下進行計算均以1號梁為基本梁。四. 建模1. 總體信息計算類別首先選擇“只計算內力位移”。計算內容選擇“計算收縮”“計算徐變”“計算活載”。規范需改為“中交04規范”。同時，橋面為豎直截面。2. 單元信息2.1. 劃分單元本設計中，本梁單跨跨徑35

22、m，共兩跨。為保證在主梁截面變化點、永久支承、臨時支承和橫隔板處有節點，因此局部單元長度不相同。全橋共劃分了78個單元，單跨38個單元，單跨中每個單元的具體長度：1單元0.5m；2-3單元0.7m；4單元0.81m；5-18單元1m；19-20單元0.75m；21-34單元1m；35-36單元0.675m；37單元0.55m；38單元0.5m。另一跨的單元與此跨對稱，第77、78單元為中間縱向現澆單元，分別為0.35m。2.2. 建立單元模型利用快速編輯器中的直線建模功能，采用直線內插的方式，輸入各個控制斷面的參數、距起點的距離單元的分段長度可以一次將整個一跨（左跨）的單元全部建立起來。由于混

23、凝土的重度為26KN/m，則自重系數應為1.04。在截面幾何特征描述中，在各控制斷面的幾何形狀進行描述，同時應注意將材料類型都改為中交新混凝土：C50混凝土。端截面預制部分的參數：中截面預制部分的參數：現澆部分通過附加截面來表示：線性內插快速得到模型：建立好左跨的梁單元模型后，采用快速編輯器中的對稱方法可以快速地建立好右跨梁的單元模型，由于單元和節點對稱，因此在生成的單元和節點應該依照從右到左的順序填寫以保證全橋單元和節點號的正確順序，如圖所示：現澆階段建模： 全橋的三維圖形如圖所示：3. 施工信息本橋的施工進度安排如圖所示：3.1. 第1施工階段第一施工階段的任務是：制作第一片主梁，并在第2

24、8天張拉預應力筋，施工周期為30天。由于在單元信息中的加載齡期已經輸入28天，則此處的施工周期只需輸入2天，表示張拉預應力鋼束的時間。安裝單元號：1-38，張拉、灌漿預應力鋼束3、4、1、2、5，永久荷載為4個（橫隔板重）。邊界條件：在2號節點（永久支座）和38號節點（臨時支座）處分別添加活動鉸支座和固定鉸支座（在豎向只進行正向約束），進行豎直方向和水平方向的約束。永久荷載：將橫隔板以集中力的形式加上，分別添加在跨中（20節點）、四分點（11、29節點）和支點（2號節點）。這里只考慮預制橫隔板的重量，現澆橫隔板的部分要在后面的施工階段考慮。由前面內力計算的結果，預制橫隔板中，端橫隔板自重4.1

25、08KN，中間橫隔板自重4.316KN。3.2. 第2施工階段第二施工階段的任務是：制作第二片主梁，并在第58天張拉預應力筋。安裝單元號：39-76，永久荷載為4個，張拉、灌漿鋼束8、9、6、7、10邊界條件：在77號節點（永久支座）和41號節點（臨時支座）處分別添加活動鉸支座和固定鉸支座，進行豎直方向和水平方向的約束.永久荷載：分別在右跨的跨中（59號節點）、四分點（50、68節點）和支點（77號節點）添加集中荷載，端橫隔板自重4.108KN，中間橫隔板自重4.316KN。3.3. 第3施工階段第3施工階段的任務是，養護45天，邊界條件不變。3.4. 第4施工階段第4施工階段的任務是：吊裝，

26、采用兩點吊裝的方式吊點與臨時支座的位置相同，施工周期為10天。無安裝單元號，無永久荷載。3.5. 第5施工階段第5施工階段的任務是：主梁縱向連接，本階段施工周期為3天。安裝單元77,78。永久荷載：在79號節點添加集中荷載，即為端橫隔板的自重4.108KN。邊界條件不變。3.6. 第6施工階段第6施工階段的任務是，張拉中墩墩頂的預應力鋼束，本階段施工周期為6天。張拉、灌漿鋼束11-18。3.7. 第7施工階段第7施工階段的任務是，實現體系轉化，施工周期為1天。邊界條件發生變化，38、41節點處的臨時支座取消，安裝中墩79號節點的固定支座（豎向約束為雙向）。3.8. 第8施工階段第8施工階段的任

27、務是，橫向連接，施工周期為10天。邊界條件不變。同時施加橫向連接中現澆段的重量：從前面計算中可知現澆段中橫隔板的重量為端橫隔板1.431KN/m，中橫隔板中1.181KN/m。3.9. 第9施工階段第9施工階段的主要任務是橋面鋪裝，施工周期30天。邊界條件不發生變化，施加二期恒載9.15KN/m。3.10. 第10施工階段本施工階段的主要任務是，成橋3年的收縮徐變計算。4. 使用信息用數據菜單輸入使用信息命令，輸入項目的使用信息。在使用信息中主要需進行活荷載的輸入：（1） 選擇公路級，車道荷載，不及掛車荷載。（2） 填入人群集度3KN/m2和人行道寬1.5m，滿人總寬度不考慮。（3） 設定沖擊

28、系數：1=0.2441（正彎矩效應）；2=0.3417（負彎矩效應）（4） 輸入橋梁的特征計算跨徑24.46m。（5） 橫向分布調整系數中，主梁的橫向分布系數選擇“折線系數”，以反映主梁的橫向分布系數沿橋梁縱向的變化。同時，應該考慮溫度影響以及支座的不均勻沉降：根據公路橋涵設計通用規范中第4.3.10條規定，升溫時的非線性溫度為：頂緣為5.6攝氏度，距頂緣260mm處為0攝氏度，降溫時則是升溫的情況乘以-0.5。支座的不均勻沉降出了要考慮每個支座獨立沉降外，還應考慮不同組合下的沉降，根據結構力學的知識，則可知最兩端的支座組合沉降時對中墩的負彎矩影響最大，支座沉降5mm：五. 主梁內力計算及組合

29、1. 恒載的徐變次內力在建完幾何模型后，我們可以利用橋梁博士計算恒載引起的徐變次內力，時間為從成橋狀態到成橋后3年。也就是說，從第9施工階段結束到第10施工階段結束這段時間：（1） 在輸入總體信息的面板中，去掉“計算活載”這一項。（2） 重新執行項目。（3） 輸出施工階段結果，顯示內容為“徐變效應”，階段號為9、10。輸出圖形后，可以得到如圖所示的圖形：第9施工階段第10施工階段從圖中可以看出，恒載的徐變效應引起兩跨連續梁的結構內力相當于一個集中力作用在簡支梁的跨中，而徐變次內力也是均勻的變化，要計算它的數值，需要第9、10施工階段中徐變效應數值。以79號節點（中支承位置）為例，來計算徐變次內

30、力值：由表可以看出，第79號節點第9階段徐變效應引起的剪力值為V=4.22KN，第10階段徐變效應引起的剪力值為V=36.1KN，第9階段徐變效應引起的彎矩值為M=145KN·m，第10階段徐變效應引起的彎矩值為M=1240KN·m。可以計算，從剛剛成橋到成橋后3年，混凝土徐變引起的中間支座的支座反力改變值為：p=36.1-4.22=31.88KN2. 內力組合2.1. 承載能力極限狀態內力組合按橋規（JTG D60-2004）第4.1.6條進行。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：0Sud=0i=1mGiSGik+Q1SQ1k+c

31、j=2nQjSQjk其中：Sud承載能力極限狀態下作用基本組合的效應組合設計值；0結構重要性系數，對于二級公路橋可以取0=1.0；G永久作用效應的分項系數，取1.2；SG永久作用效應的標準值；Q1汽車荷載效應（含汽車沖擊力、離心力）的分項系數，取Q1=1.4；SQ1k汽車荷載效應（含汽車沖擊力、離心力）的標準值；2.2. 正常使用極限狀態內力組合按橋規（JTG D60-2004）第4.1.7條和4.1.8條進行正常使用極限狀態內力組合。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：Ssd=i=1mSGik+j=1n1jSQjk其中：Ssd作用短期效應組合設

32、計值；1j第j個可變作用效應的頻遇值系數，取0.7；1j SQjk第j個可變作用效應的頻遇值。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：Sld=i=1mSGik+j=1n2jSQjk其中：Sld作用長期效應組合設計值；2j第j個可變作用效應的準永久值系數；2j SQjk第j個可變作用效應的準永久值。3. 內力包絡圖使用項目菜單中“重新執行項目”計算命令執行項目的計算，輸出使用階段結果后，可以得到組合內力包絡圖形，以便于接下來的預應力配筋。但為了得到圖形上的數值，需要采用橋梁博士中“圖形編輯器”這一功能，即采用DBGraph輸出圖形，見圖所示：承載能力

33、極限狀態組合結構彎矩包絡圖承載能力極限狀態組合結構剪力包絡圖正常使用極限狀態組合結構彎矩包絡圖正常使用極限狀態組合結構剪力包絡圖正常使用極限狀態組合結構彎矩包絡圖正常使用極限狀態組合結構剪力包絡圖六. 預應力鋼束配置1. 內力根據公預規的規定，主要驗算三個狀態：1、承載能力極限狀態；2、正常使用極限狀態；3、短暫狀況（施工階段）應力狀況。它們對應于公預規的5.1.5、6.3.1、7.1.5、7.2.8條。運行橋梁博士，輸出使用階段結果如下表。彎矩（KN·m）承載極限組合（基本組合）使用內力組合（短期效應組合）使用內力組合（標準組合）跨中最大691549755678中支點最大71145

34、41260892. 預應力筋數量估計2.1. 按承載能力估算按經驗公式估算力筋面積：Ap=0Mdhfpd其中，為經驗系數，取0.75-0.77，不妨取0.77。跨中正彎矩區Md=6915KN·m，預應力筋設計強度1260MPa，h=190cm，得Ap=3751mm2，支點負彎矩區Ap'=3859mm2。2.2. 按使用狀態估算跨中截面特性：面積A=881925mm2；截面慣矩I=4.1027×1011mm4；形心至上緣距離ys=712mm；形心至下緣距離yx=1188mm；w上=Iys=576221910mm3；w下=345345118mm3；上核心距ks=w下A=

35、392mm；下核心距kx=653mm。跨中截面僅承受正彎矩，只配置下緣預應力筋，需滿足下述不等式：上=N下A-N下e下w上+Mmax1w上16.2MPa下=N下A+N下e下w下Mmax2w下0上=N下A-N下e下w上+Mmin1w上0下=N下A+N下e下w下-Mmin2w下16.2MPa其中，Mmax1=5678KN·m，Mmax2=4975KN·m，Mmin1=2739KN·m，Mmin2=2919KN·m初步估計下邊緣預應力偏心距e下=967mm，代入截面特性后得正彎矩區3362KNN下6267KN，考慮到傳力錨固是的有效預加力近似為張拉控制應力的0

36、.8倍，而con=0.75fpk，故有N=0.8×0.75×1860×Ap，所以跨中3281mm2Ap5616mm2。支點截面特性：面積A=1327008mm2；截面慣矩I=4.7899×1011mm4；形心至上緣距離ys=767mm；形心至下緣距離yx=1133mm；w上=Iys=624498044mm3；w下=422762577mm3；上核心距ks=w下A=319mm；下核心距kx=471mm。初步估計下邊緣預應力偏心距e上=677mm，支點截面僅受負彎矩，只配置上緣預應力筋，需滿足下列不等式：上=N上A+N上e上w上+Mmax1w上16.2MPa下

37、=N上A-N上e上w下Mmax2w下0上=N上A+N上e上w上+Mmin1w上0下=N上A-N上e上w下-Mmin2w下16.2MPa其中，Mmax1=-5412KN·m，Mmax2=-6089KN·m，Mmin1=-2949KN·m，Mmin2=-2848KN·m。代入截面特性后的負彎矩區2570KNN上13532KN，所以支點處2303mm2Ap'12125mm2。在截面承受正、負彎矩的區段，需要在截面上下緣同時布置預應力筋，并滿足下式：當承受正彎矩Mmax時：上=N上A+N上e上w上+N下A-N下e下w上+Mmaxw上0.5fck下=N上A

38、-N上e上w下+N下A+N下e下w下-Mmaxw下0當承受負彎矩Mmin時：上=N上A+N上e上w上+N下A-N下e下w上+Mminw上0下=N上A-N上e上w下+N下A+N下e下w下-Mminw下0.5fck化簡后可以表達為：A上-MminK上+e下-MmaxK下-e下K上+K下e上+e下RyA下MmanK下+e上+MminK上-e上K上+K下e上+e下Ry對于正負彎矩區段，可通過橋博調束功能調節錨固位置和預應力筋在主梁中的位置，使應力滿足要求。2.3. 確定鋼束根數單根s15.24鋼絞線面積139mm2，用OVM15-7錨具時一根力筋包含7根鋼絞線，139*7=973mm2，用BM15-5

39、錨具時一束鋼束中5根鋼絞線，139*5=695mm2。則根據承載能力和使用狀態可以定出預應力筋束數。2.3.1. 按承載能力跨中正彎矩區：Ap=3751mm2，n=3.86；支點負彎矩區Ap'=3859mm2，n=5.55。2.3.2. 按使用狀態正彎矩區3.37n5.77，先取5束布置在下緣。負彎矩區3.31n17.45，先取8束布置在上緣。具體的布置借助于橋梁博士的調束后定下。3. 預應力鋼束布置本設計中共布置18束預應力鋼絞線，分別編號為N1、N2、N3、N4、N5、N6、N7、N8、N9、N10、N11、N12、N13、N14、N15、N16、N17、N18。N1、N2、N3、

40、N4、N5為左跨主梁下緣正彎矩區預應力鋼束；N6、N7、N8、N9、N10為右跨主梁下緣正彎矩區預應力鋼束；N11、N12、N13、N14、N15、N16、N17、N18為中間支點附近主梁上緣負彎矩區預應力鋼束。3.1. 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。本設計采用內徑70mm，外徑77mm的預埋波紋管，在橋博中輸入時采用自定義方式輸入局部偏差系數和摩阻系數，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及管道直徑1/2，本設計為38.5mm。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，本設計為46.2mm，

41、在豎直方向可疊置。鋼束距下馬蹄斜邊的凈距大于6cm。根據以上規定，初步擬定跨中截面的細部構造如圖所示。跨中截面的鋼束布置圖3.2. 梁端截面對于錨固端截面，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求。錨墊板尺寸為210×210mm，錨墊板布置最小間距應滿足：（1） 錨墊板中心間距a=235mm；（2） 錨墊板中心與混凝土梁邊緣的距離b=140mm。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下圖所示：端截面鋼束布置圖3.3. 縱向布置確定鋼束起彎角時，應使其起彎產生足

42、夠的豎向預剪力，同時引起的摩擦預應力損失不宜過大。為此將端部錨固端截面分成上，下兩部分，上部鋼束的彎起角為15°，下部鋼束彎起角定為8°。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豎直面內，即只有豎彎，沒有平彎。預應力筋從距跨中一定距離處開始按圓曲線向上彎起，由于不允許曲線段進入錨具部分，因此在錨下鋼束必須保持一定的直線長度，取直線段長度l1=1.0m。端支點錨塊和中間支點錨塊的構造如圖所示： 端支點錨塊構造 中間支點錨塊構造主梁下緣正彎矩區的預應力鋼束布置方式見下圖所示：正彎矩區的預應力鋼束布置負彎矩區鋼束布置見下圖所示：主梁上緣負彎矩區

43、的預應力鋼束布置方式見下表所示：注：N11、N12、N13、N14、N15、N16、N17、N18在主梁中線左右對稱布置。3.4. 預應力鋼束建模用數據菜單“輸入鋼束信息”中對每束預應力鋼束分別建模。每根鋼束的屬性選擇如圖：對每根鋼束進行鋼束幾何描述，由于鋼束沒有平彎，只有豎彎，故用導線輸入法，根據之前計算的預應力鋼束布置計算表設定每根鋼束的幾何參數，如圖：注意到，由于在之前確定每根鋼束的幾何信息時， 并沒有考慮各根鋼束之間的位置關系，有可能鋼束之間位置沖突，因此，在橋博中對每根鋼束進行鋼束幾何描述是，有必要對明顯發生沖突的鋼束進行位置微調。設定完每根鋼束后，重新修改施工階段信息，將鋼束信息添

44、加進去：施工階段1：張拉，灌漿鋼束號，1-5施工階段2：張拉，灌漿鋼束號，6-10施工階段6：張拉，灌漿鋼束號，11-18各施工階段的階段鋼束圖如圖所示：第1施工階段鋼束圖第25施工階段鋼束圖第610施工階段鋼束圖七. 主梁驗算1. 強度驗算主梁在進行驗算是，我們選取左跨的5個關鍵截面進行驗算，并列出全橋相應的驗算圖示，5個關鍵截面如下所示：（1） 左邊支點2號節點；（2） 四分點11號節點；（3） 跨中截面20號節點；（4） 四分點29號節點；（5） 中間支點79號節點。1.1. 持久狀況承載能力極限狀態驗算在進行安全驗算完畢后，輸出單元信息結果，可以查看各單元的信息，包括“承載能力極限狀態

45、驗算”這一項。分別驗算以上5個關鍵截面，發現四分點和跨中截面的承載能力極限狀態驗算通不過，以跨中截面的表為例：可以配置普通鋼筋：達到開裂彎矩Mcr=11500KN·m時所需要的HRB335普通鋼筋的面積為3360mm2，假如采用28的鋼筋，單根面積為616mm2，則需要的根數為：n=3360616=5.45（根）。現通過橋梁博士配置普通鋼筋HRB33528：在8#-33#單元，44#-69#單元之間布置6根28普通鋼筋以提高極限抗彎承載力，如圖所示：重新執行計算后，發現“承載能力極限狀態驗算”這一項可全部通過，輸出的結果見下圖所示。以下依次為2、11、20、29、79節點處的驗算：2

46、. 應力驗算2.1. 持久狀況正常使用極限狀態驗算由公預規6.3.1，預應力混凝土受彎構件要進行正截面和斜截面的抗裂驗算。2.1.1. 正截面抗裂驗算根據公預規6.3.1條，正截面抗裂應對構件正截面混凝土的壓應力進行驗算。對預制的全預應力混凝土構件，在作用短期荷載的效應組合下，應符合下列要求：st-0.85pc0式中：st 在作用短期效應組合下，構件抗裂驗算邊緣混凝土的法相拉應力；pc 扣除全部預應力損失后的預加力在構件抗裂邊緣產生的混凝土預壓力；st=Mg1Wnx+MpWox；pc=NpAn+MpWnx利用橋梁博士輸出模板，正常使用極限狀態下結構正截面的上下緣應力驗算見下表所示：橋梁博士輸出

47、模板start單元號節點號正應力(Mpa)上緣最小正應力下緣最小正應力#iE(2 18 34 50 64)#PE(iE).HL應力值SZ(iE,L,1,1).MINTSZ(iE,L,1,1).MINB容許值SZ(iE,L,1,1).CMINTSZ(iE,L,1,1).CMINB是否滿足<SZ(iE,L,1,1).bMINT><SZ(iE,L,1,1).bMINB>end正截面抗裂驗算為了直觀起見，我們利用橋梁博士的圖形編輯器功能，畫出全橋上下緣的最小正應力圖，如圖所示。由圖可以看書，全橋上下緣的正應力均為正值（壓應力），不會出現拉應力，滿足正截面抗裂要求。2.1.2.

48、斜截面抗裂驗算此項驗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,需要對不利截面的主拉應力進行驗算。根據公預規6.3.1條，對預制的全預應力混凝土構件，在作用短期效應組合下，斜截面混凝土主拉應力，應符合下列要求：tp0.6ftk=1.59MPa式中：由作用短期效應組合和預應力產生的混凝土主拉應力，按下式計算：在計算主應力點，由作用短期效應組合和預應力產生的混凝土法向應力；在計算主應力點，由作用短期效應組合和預應力產生的混凝土剪應力。利用橋梁博士輸出模板，正常使用極限狀態下結構斜截面的主拉應力驗算見表所示：橋梁博士輸出模板start單元號節點號最小主拉應力(Mpa)#iE(2 18 32

49、 50 64)#PE(iE).HL應力值SZ(iE,L,1,1).MINA容許值SZ(iE,L,1,1).CMINA是否滿足<SZ(iE,L,1,1).bMINA>end正常使用狀態截面主拉應力驗算為了直觀起見，我們呢畫出全橋的最小主拉應力應力圖，如圖所示。由圖可以看出，全橋最大主拉應力為-0.52MPa>1.59MPa，滿足要求。2.2. 持久狀況應力驗算按持久狀況設計的預應力混凝土受彎構件，應計算其使用階段正截面混凝土的法向壓應力、受拉區鋼筋的拉應力和斜截面混凝土的主壓應力，并不得超過規范規定的極限值。計算時荷載取其標準值，汽車荷載應考慮沖擊系數。2.2.1. 正截面法向

50、壓應力驗算根據公預規7.1.5條，使用階段正截面應力應符合下列要求：式中：在作用標準效應組合下混凝土的法向壓應力，按下式計算：標準效應組合的彎矩值。由預應力產生的混凝土法向拉應力，按下式計算：利用橋梁博士輸出模板，正常使用極限狀態下結構正截面的法向壓應力驗算見表所示：橋梁博士輸出模板start單元號節點號正應力(Mpa)上緣最大正應力下緣最大正應力#iE(2 18 34 50 64)#PE(iE).HL應力值SZ(iE,L,1,1).MAXTSZ(iE,L,1,1).MAXB容許值SZ(iE,L,1,1).CMAXTSZ(iE,L,1,1).CMAXB是否滿足<SZ(iE,L,1,1).

51、bMAXT><SZ(iE,L,1,1).bMAXB>end正截面的法向壓應力驗算為了直觀起見，我們我們畫出全橋正截面的法向壓應力圖，如圖所示。由圖可以看出，全橋最大法向壓應力為15.55MPa<16.2MPa，滿足要求。2.2.2. 預應力鋼束拉應力驗算根據公預規7.1.5條，使用階段預應力筋拉應力符合下列要求：式中：預應力筋扣除全部應力損失后的有效預應力；雜作用標準效應組合下受拉區預應力筋產生的拉應力，按下式計算：分別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；預應力筋與混凝土的彈性模量比。利用橋梁博士輸出模板，標準效應組

52、合下，預應力筋的拉應力驗算見下表所示，由表可知，所有鋼束的應力滿足要求橋梁博士輸出模板start鋼束號使用組合iZ(3)沿程最大應力容許應力是否滿足#iT(all)#TST(iT,iZ).TSTST(iT,iZ).TR<TST(iT,iZ).bTR>end預應力鋼束拉應力驗算2.2.3. 斜截面混凝土主壓應力驗算此項驗算包括混凝土主拉應力和主壓應力，前者驗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，而驗算后者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 。根據公預規7.1.6條，斜截面混凝土主壓應力符合下列要求：式中：由作用標準效應組合和預應力產生的混凝土主

53、壓應力，按下式計算：其中：在計算主應力點，由荷載標準組合和預應力產生的混凝土法向應力；在計算主應力點，由荷載標準組合和預應力產生的混凝土剪應力；利用橋梁博士輸出模板，標準效應組合下，斜截面混凝土主壓應力驗算見表所示 。橋梁博士輸出模板start單元號節點號最大主壓應力(Mpa)應力值容許值是否滿足#iE(2 18 34 50 64)#PE(iE).HLSZ(iE,L,1,1).MAXASZ(iE,L,1,1).CMAXA<SZ(iE,L,1,1).bMAXA>end斜截面混凝土主壓應力驗算為了直觀起見，我們畫出全橋斜截面主壓應力圖，如圖所示。由圖可以看出，全橋最大斜截面主壓應力為16.32MPa<19.44MPa，滿足要求。2.3. 短暫狀況應力驗算橋梁構件的短暫狀況，計算其在制作、運輸及安裝等施工階段混凝土截面邊緣的法向應力，并不應超過規范的限值。施工荷載均采用標準值，除了有特殊要求的外。2.3.1. 預加應力階段應力驗算此階段指初始預加力與主梁自重力共同作用的階段，驗算截面下緣的最大壓應力和上緣的最大拉應力。此階段指初始預加力與主梁自重力共同作用的階段，驗算混凝土截面下緣的最大壓應力和上緣的最大拉應力。根據公預規7.2.8條，