1、.基礎(chǔ)工程課程設(shè)計計算書一設(shè)計資料1.1初始條件東莞市常虎高速公路某高架橋梁， 上部構(gòu)造采用裝配式鋼筋混凝土簡支 T 梁，標準跨徑 25m，計算跨徑 24m。橋面寬度為 2 17.5 米，參照公路橋梁地基基礎(chǔ)設(shè)計規(guī)范進行設(shè)計計算。1.2設(shè)計荷載汽車超 20 級，掛 120，人群荷載 3.5 KN / m3 。后臺填土高度為 8.5米。橋臺豎直反力為 8676KN。1.3 材料臺帽、耳墻、臺身和基礎(chǔ)（承臺）為 20 號鋼筋混凝土。125.00KN / m 3 ；后臺及溜坡填土的 2 17.00KN / m 3 ；填土的內(nèi)摩擦角35 , 粘聚力 c0 。1.4地質(zhì)資料，上部尺寸見所附圖紙。二基礎(chǔ)類

2、型的選擇由于采用淺基礎(chǔ)的時候， 其基礎(chǔ)深度不會超過 5 米，一般在 3 米左右，但是，此處地形在 5 米深度內(nèi)承載力很小， 根本不能滿足橋臺穩(wěn)定性的要求， 故在此處選擇樁基礎(chǔ)作為承臺基礎(chǔ)。另外，由于底下土層的極限摩阻力很下，不能滿足要求，此外，在距離地層表面 13.8 米的地方含有承載力很大的持力巖層，故在本地形時，柱樁基礎(chǔ)是最好的選擇。三荷載計算3.1上部構(gòu)造恒載反力及橋臺臺身、基礎(chǔ)上的土重計算，其值列表如下：恒載計算表.對基地序計 算 式豎 直 力中心軸彎距號p(KN)偏心距M(KN.m)e(m)10.753.0 0.52528.133.2-90.02232.350.50.52544.06

3、2.7-118.9630.53.10.52519.381.45-28.140.53 16.9925637.131.45-932.8450.40.31.12539.90.65-6.43561.11.217.49 25577.170.65-375.1670.55.41.8250.897.20.438.8881.45.40.825151.20.9-136.084.562.30.51.85.40.60.1921.422418.101702.891417100.55.41417642.61.85-1188.81111.54.214 2522050.000.00120.51.43.25.410.61722

4、38.080.39-872.851320.51.4 3.25.4 0.517211.140.39-82.3414上部構(gòu)造恒載86760.6-5205.6P 17233.28KNM 6571.21KN m各序號含義及承臺尺寸的設(shè)計見圖。 3.2 土壓力的計算備注彎 距正 負值 規(guī)定 如下：逆時 針方 向取“- ”號；順時 針方 向取“+”號。土壓力按臺背豎直，0 ；填土內(nèi)摩擦角35 ，臺背（圬工）與填土間的外摩擦角117.5 計算；臺后填土為水平，0 。23.2.1 臺后填土表面無活載時土壓力的計算臺后填土表面無活載時土壓力的計算臺后填土自重所引起的主動土壓力計算式為Ea1 2 H 2 B a2

5、式中： r2 =17.00kN/ m3 ；B 為橋臺的有效寬度取2.4m； H 為自基底至臺土表面的距離等于 10m；a 為主動土壓力系數(shù)cos2 ()a2cos() 1sin() sin() / cos() / cos()cos.cos2 35cos2 17.5 1sin 52.5 sian35cos17.5=0.247所以 Ea 1H 2 B a117.001020.247503.88 kN22其水平向的分力EaxEa cos()503.88cos17.5o480.56kN離基礎(chǔ)底面的距離： ey110 3.33m3對基底形心軸的彎距為M ex480.56 3.331600.26KN m在

6、豎直方向的分力EayEa sin() =503.88sin 17.5o151.52kN作用點離基底形心軸的距離：ex4.20.51.60m2對基底形心軸的彎距：Mey151.521.60242.43.kN m臺后填土表面有汽車荷載時G由汽車荷載換算的等代均布土層厚度為：hbl 0式中： l 0 為破壞棱體長度，對于臺背為豎直時，l 0Htg，而 tgtgwctgtgw tgwtgw52.51所以有 l010( 1.3031.4281.303 1.3035.83 m又因為在破壞棱體內(nèi)只能放一輛重車，因是4 車道，故：G4550(130%)1540KN1540h1.20m135.83 17則臺背在

7、填土連同破壞棱體上車輛荷載作用下引起的土壓力為Ea12 H 2hH B a0.517.0010.0 2 1.210 2.4 0.247 624.81KN2其水平向的分力EaxEa cos()624.81cos17.5o595.89 kN.離基礎(chǔ)底面的距離： ey101031.203.66m31021.20對基底形心軸的彎距為M ex595.89 3.662178.52KNm在豎直方向的分力EayEa sin() =624.81sin 17.5o187.88kN作用點離基底形心軸的距離：ex4.21.60m0.52對基底形心軸的彎距：Mey187.88 1.60300.61 .kN m3.2.3

8、 臺后填土表面為掛車荷載時由于 l0 5.83m ，在該長度范圍內(nèi)掛車荷載的輪重為G 1200KN ，換算1200的等代土層厚度為 h0.931m135.83 17則土壓力為1Ea2 2 H 2hH B a0.517.0010.0 20.931 10 2.40.247 597.70 KN其水平向的分力EaxEa cos()597.70cos17.5o570.04kN離基礎(chǔ)底面的距離： ey101030.9313.59m31020.931對基底形心軸的彎距為M ex570.043.592049.27KN m在豎直方向的分力EayEa sin() =570.70sin 17.5o179.73kN作

9、用點離基底形心軸的距離：ex4.21.60m20.5對基底形心軸的彎距：Mey179.731.60287.57kN m.3.2.4 臺前溜坡填土自重對橋臺前側(cè)面上的主動土壓力在計算時，以基礎(chǔ)前側(cè)邊緣垂線作為假想臺背， 土表面的傾斜度以溜坡坡度為1：1.5算 得33.69o，則基礎(chǔ)邊緣至坡面的垂直距離為H '106.80.755.97 m，取為土的內(nèi)摩擦角35 o ，主動土壓力系數(shù)a 為：1.5acos2 ()cos2cos() 1sin() sin() / cos() / cos().cos2 35sin 700.18sin 68.69cos35 1cos33.69cos35則主動土壓

10、力為：Ea'1H'2 Ba117.00 5.9722.4 0.18 130.87kN22在水平方向的分力E ' axE' acos() 130.87 cos35okN107.21作用點離基礎(chǔ)底面的距離：e' y15.971.99m3對基底形心軸的彎距為M ' ex107.21 1.99213.34kN .m豎直方向的分力E ' ayE ' a sin()130.87sin 35 o75.06 kN作用點離基底形心軸的距離e' x2.1m對基底形心軸的彎距為M ' ey75.062.1157.63kN .m3.3支座

11、活載反力計算按下列情況進行計算支座反力： 第一，橋上有汽車及人群荷載， 臺后無活載；第二，橋上有汽車及人群荷載， 臺后也有汽車荷載， 而重車在臺后填土上； 第三，橋上有掛車荷載，臺后無掛車。下面分別計算：橋上有汽車及人群荷載，臺后無活載汽車及人群荷載反力在橋跨上的汽車荷載布置如下圖所排列，反力影響線的縱距分別為：.h1 1.0241.40.942h224248.40.65h324249.80.592h4242419.80.175h5242423.80.008h624R11201200.9421400.65410.3所以有，支座反力1400.592700.1751300.008=1176.59K

12、N（以四行車隊計算，需折減30%）人群荷載的支座反力R'0.52513.543.75KN1支座反力作用點離基底形心軸的距離：ex4.21.5 0.60m2對基底形心軸的彎距： M R1(1176.5943.75)0.60732.2kN.m3.3.1.2 汽車荷載制動力計算對于 4 車道的制動里按布置在荷載長度內(nèi)的一行汽車車隊總重的20%計算，但不得小于一輛車的 60%依上述規(guī)定分別為：一行車隊總重的 20%H 1550 2000.2150KN一輛重車的 60%H 1550.06330.0KN因此，取一輛重車的 30%計算。簡支梁擺動支座應(yīng)計算的制動力為：H0.25H 10.253308

13、2.50KN橋上、臺后均有汽車荷載，重車在臺后汽車及人群荷載反力由于支座作用點在基底形心軸的左側(cè)， 為了使在活載的作用下得到最大的順時針向的力矩， 因而將重車后軸貼近橋臺的后側(cè)邊緣， 使得在橋跨上的活載所產(chǎn)生的逆時針向的力矩為最小荷載布置如圖所示，反力影響線的縱距分別為：.248.90.629h2242412.90.463h324所以有，支座反力 R170 0.629 130 0.4634 10.3=291.82KN（以四行車隊計算，需折減30%）人群荷載的支座反力R' 0.525 13.5 43.75KN1支座反力作用點離基底形心軸的距離：ex4.21.50.60m2對基底形心軸的彎

14、距： M R1( 291.8243.75)0.60167.79kN.m汽車荷載制動力計算同上，取一輛重車的30%計算。簡支梁擺動支座應(yīng)計算的制動力為：H0.25H 10.2533082.50KN橋上有掛車荷載對于平板掛車， 全橋均以通過一輛車計算， 在驗算時不需考慮人群荷載， 其荷載布置如圖所示，反力影響線的縱距分別為：.h1 1.0h2241.20.9524h3245.20.78324h4246.40.73324所以有，支座反力 R1 10.95 0.7830.733300=1039.80KN4.2支座反力作用點離基底形心軸的距離：ex1.5 0.60m2對基底形心軸的彎距： M R1103

15、9.800.60623.88kN .m3.4 支座摩阻力計算擺動支座摩擦系數(shù)取f0.05 ，則支座摩阻力為：FP恒f86760.05433.8KN對基底的形心彎距為M F433.88.53687.3KN .m （方向按組合荷載組合需要來決定）在以后的附加設(shè)計中，以支座摩阻力作為控制設(shè)計。3.5荷載組合荷載組合共分為五種情況1、橋上有活載，后臺無汽車荷載2、橋上有活載，后臺也有汽車荷載.3、橋上無活載，后臺有汽車荷載4、橋上無掛車，后臺有掛車5、橋上有掛車，后臺無掛車荷載組合匯總表荷載組合水平力（ KN）豎直力（ KN）彎距（ KN.m）一主要373.3518680.2-6001.29附加807

16、.1518680.2-2313.99二主要488.6817831.79-4916.80附加922.4817831.79-1229.5三主要488.6817496.22-4749.01附加922.4817496.22-1061.71四462.8317488.07-4865.22五373.3518499.66-5892.97因此，可得第一種組合為最不利情況，應(yīng)進行驗算。四樁徑、樁長的擬定本方案采用就地鉆孔灌注鋼筋混凝土樁， 樁身為實心斷面， 鉆孔灌注樁設(shè)計直徑 1.0m，以沖抓錘施工。另外，根據(jù)地質(zhì)條件及施工的需要，樁基礎(chǔ)采用低承臺基礎(chǔ)，樁為嵌言樁（柱樁） ，由于持力層深度的關(guān)系，樁長初步擬訂為

17、14m，其中，深入持力層 1.7m，滿足相關(guān)規(guī)范的要求。五基樁根數(shù)及平面布置5.1樁的根數(shù)的估算支承在基巖上或嵌入巖層中的單樁， 其軸向受壓容許承載力， 取決于樁底處巖石的強度和嵌入巖層的深度，鉆孔灌注樁單樁軸向受壓容許承載力按下式計算：p=(C1 A C 2Uh ) Ra其中系數(shù) C1 、 C2 值可在下表中選取條件C1C2良好的0.60.05一般的0.50.04較差的0.40.03鉆孔樁系數(shù) C1 、 C2 值可降低 20%采用。 U1 ，h=1.7m。所以，有：p C1 A C 2Uh Ra (0.5 80%180% 1.7) 80003878.21kN0.044考慮偏心荷載時各樁受力不

18、均而適當增加樁數(shù)的經(jīng)驗系數(shù)，取1.1.則nN =1.1 1868 .02 =5.1P3878.21加上實際需要，初步擬訂采用6 跟鉆孔灌注樁來滿足實際需要。5.2樁的間距的確定由于，通常鉆孔成孔的，支撐或嵌固在巖層的柱樁中心間距不得小于2.0倍的成孔直徑。即L2.01.02m 。另外，為了避免承臺邊緣距樁身過近而發(fā)生破裂，并考慮到樁頂位置允許的偏差， 邊樁外側(cè)到承臺邊緣的距離， 對樁徑小于或等于 1.0m 的樁不應(yīng)小于 0.5 倍的樁徑，且不小于 0.25m，對大于 1.0m 的樁徑不應(yīng)小于 0.3 倍的樁徑并不小于 0.5m。因此，在本設(shè)計中，設(shè)計樁徑為 2.5m 5.3 樁的平面布置樁數(shù)確

19、定后， 根據(jù)樁基受力情況選用兩排樁樁基， 其形式采用行列式， 有利于施工，同時這種布置可以盡量使樁受力均勻， 發(fā)揮每根樁的承載能力。 樁群橫截面的重心與荷載合力作用點接近， 橋墩樁基礎(chǔ)中基樁采取對稱布置， 樁柱布置使蓋梁發(fā)生的正負彎距接近， 減少承臺所承受的彎曲應(yīng)力。 樁的排列方式見下圖。六樁基礎(chǔ)內(nèi)力的計算6.1樁的計算寬度 b1 （為圓柱形）因為有b1K fK OKd0.9 (d 1) K其中Kb '1b'L10.6h1L12.5d1.5m0.6h13.6m ，n3b'0.5所以有 K0.610.61.50.7670.66b1 =0.9110.7671.38 m62

20、樁的變形系數(shù) a.Id 43.14140.0491m 4 ，6464EI0.67 Eh I0.672.6 1070.0491 8.5510 5 KN .m2a5mb1；由于地面以下 hm 2 d 14mEI自承臺底面之下 4m只有一種土（角礫）所以，查表取 m=60000 kN/m4所以a5600001.380.63m18.55105樁在地面線以下深度h=14m，其計算長度則為：hah 0.63148.822.5 ，故按彈性樁計算。63 樁頂剛度系數(shù)1 、2 、3 、4 值計算由于 11l oh1AEhCO AO其中 l00m ；h=14.0m；由于為柱樁，所以有1 ;Ad 23.14120.

21、785m 244C0mo h6000014.0840000 kN / m3 ；按樁中心距計算面積,取 d0 2.5m，A0d 02=4.91 m241=11.26EI141100.7852.610 78400004.91=1.85106 =1.502EI已知： hah0.43148.824,取 h4.0計算l 0l o 0.6300查表得： xQ 1.06423 ； xm0.98545 ； m1.48375。所以有，.2a2 EIxQ0.422EI3 a2 EI xm =0.391EI4 a2 EIm =0.935EI64 計算承臺底面原點 o 處位移 ao 、 bo 、 ob0P18680.

22、22470.93n61.26EIEI1a0(n 41xi2 )H n 3 Mn2 (n2n2241xi )3n41xi2=6 0.935EI1.26EI 6 1.25217.42EIn260.422EI=2.532EIn3 =60.391EI=2.346EIn 232 =620.346 2 （EI） 2=5.504 （EI ） 2所以有， a0(17.42 EI 373.35 2.346EI 6001.29)533.192.53217.42 EI22EI5.504 EI0n2 Mn3 H2n 2 ( n 4x i2 ) n 213=2.532EI6001.292.346EI373.352.53

23、2EI17.42EI5.504(EI) 2=416.31EI65 計算作用在每根樁頂上作用力Pi 、 Qi 、 M i豎向力 Pi =1 (boxi0 ) =1.26EI （ 2470.931.25416.31 ） =2457.68KNEIEI或 3769.06KN。水平力 Qi =2 a030 =0.422EI533.19 -0.391EI416.31 =62.23kNEIEI彎距 M i403 a00.935EI416.31 -0.391EI533.19 =180.77 KN.mEIEI校核： n Qi =662.23=373.38kNH =373.35kN.nxi pinM 133769

24、.06 - 2457.68 1.25 6180.77 6002.30 kN.mi1M =6001.29kN.mn3 (3769.06 2457.68) =18680.22kN.mN =18680.2kNnPIi166 計算地面處樁身彎距 M 0 、水平力 Q0 及軸力 P0M 0M iQi l 0180.77 KN .m(逆時針方向）Q062.23KNP03769.06KN67 計算地面以下深度Z 處樁身截面彎距M Z 與水平壓應(yīng)力zx由于有 ah 0.43148.82 4.0有樁身彎距 M ZQ0Am M 0 Bm式中的無量綱系數(shù)Am ， Bm 可以根據(jù) ah4.0 及與 az 有關(guān)的表格查

25、取。所以有， M Z 值的計算如下表：ZZ=azh=ahAmBmQ0 AmM 0 BmM Z0.000.0401.0000-180.77-180.770.160.140.1001.0009.88-180.77-170.890.320.240.1970.99819.46-180.41-160.950.640.440.3780.98637.34-178.24-140.90.950.640.5310.95952.45-173.36-120.911.270.840.6480.91464.01-165.22-101.211.591.040.7280.85371.91-154.20-82.292.061.

26、340.7770.73576.75-132.87-56.122.381.540.7680.64575.86-116.60-40.743.172.040.6380.41063.02-74.12-11.13.812.440.4720.23946.62-43.203.424.763.040.2070.04120.45-7.4113.046.354.04-0.184-0.181-18.1832.7214.54.水平壓應(yīng)力zx ：zxQ0 ZAx2 M 0ZBxb1b1式中的無量綱系數(shù) Am ， Bm 可以根據(jù) ah4.0 及與 az 有關(guān)的表格查取。所以有，zx 值的計算如下表：ZZ=zAmBmQ0Z

27、Ax2 M 0Zzxb1b10.000.02.4011.6000000.160.12.2481.4306.39-7.43-1.040.320.22.0801.27511.82-13.26-1.440.640.41.7730.98820.15-20.55-0.40.950.61.4750.74025.14-23.082.061.270.81.2020.53127.32-22.095.231.591.00.9520.35926.01-18.667.352.061.30.6340.16323.41-11.0212.392.381.50.4600.07017.16-3.4613.73.172.00.1

28、57-0.0588.926.0314.953.812.40.030-0.0832.0510.3612.414.763.0-0.028-0.056-2.398.736.346.354.000000以圖的形式表示為：七樁基礎(chǔ)內(nèi)力驗算71 樁頂縱向水平位移驗算樁在地面處水平位移與轉(zhuǎn)角x0 和0x0Q0AxM 0 Bxa3 EIa 3 EI.=62.23180.771.6008.551052.4018.55100.6330.6325=-1.53mm（方向是向左） 6mm符合規(guī)范的相關(guān)要求0Q0AM 0 Ba3 EIa 3 EI62.23( 1.600)180.77( 1.732)0.6338.5510

29、528.551050.63= 2.88 10 4 rad水平位移容許值0.5252.5cm ，符合要求。72 群樁基礎(chǔ)承載力驗算由于采用嵌巖柱樁， 因此，可以認為群樁起初的承載力等于各樁承載力之和所以，群樁基礎(chǔ)承載力P6 P63878.2123269 .2618680.21無軟弱下臥土層，所以不需要驗算73 群樁基礎(chǔ)沉降演算由于是采用嵌巖柱樁，地基底部沉降不大，其沉降量可以忽略不計。故不需要驗算。74 承臺計算741 樁頂處的局部受壓驗算由 P'A Ri/ rmic aAbd 2其中43， rm1.54, Ac, Rai13.4MPa (C20 混凝土 )Ac(3d )244所以有 P

30、'313.41031.54KNi204924又因為 Pi'rsorsi Pi ，其中 rso =1.00 ， =1.00 ，rsi =1.2 。所以有 Pi'1.01.01.23878.21KN240492 KN （滿足）742 樁對承臺的沖剪驗算樁深入承臺深度為 0.5m由于剛性角maxarctan0.518.431.5而布置范圍角arctan0.50.358.531.0因為有max ，所以可以不必驗算.743 承臺抗彎抗剪強度驗算承臺抗彎抗剪強度經(jīng)過驗算發(fā)現(xiàn)符合規(guī)范的要求。八配筋計算8.1樁基礎(chǔ)配筋計算樁身最大彎距處Z=0m， M max180.77 KN .m確定

31、計算軸向力時恒載荷載的安全系數(shù)為 1.2 ，活載為 1.4 所以，有：N i3769.06 1176.5943.751.21176.59 43.75 1.44766.94 KN彎 距M=180.77KN.m； 采 用C20混凝土，R235級鋼筋，則有fcd9.2MPa , f sd195MPa8.1.1計算偏心距增大系數(shù)e0M180.7710637.92N4766.9410 3由于樁的兩端固定所以有 l00.5l7.0m長細比l 077.04.4d1所以，應(yīng)考慮縱向彎曲對偏心距的影響取 rs0.9r0.9 500450mm則截面的有效高度為 h0r3r500450 950mm又因為， 10.2

32、2.7 e00.3081.0h021.150.01 l 01.081.0h所以，取 10.308 ， 21.0則11(l 0)2e0h121400h011(7) 2 1.0 0.3081.27140037.92950.所以有，e01.2737.9248.18mm配筋率的計算及鋼筋的選擇由公式有f cdBrA e09.2B 500A48.18f sdC e0Dgr195 C43.145D0.9 5004600B396.934A8413.275C8750D又有， N u Ar 2 fcdc r 2 f sdA 50029.2 c500 21952.3 106 A4.875107 c采用試算發(fā)列表計算如下ABCDN u （N）N（N）0.992.66850.35662.28250.6874-0.01413456481347669401.002.69430.34132.30820.6692-0.01274476388747669401.01