1、第 1 頁 共 79 頁1 方案擬訂與比選1.1 設(shè)計資料(1)技術(shù)指標(biāo)：汽車荷載：公路- 級橋面寬度：凈 7.0+21.0m (人行道)(2)設(shè)計洪水頻率：百年一遇 ；(3)通航等級：無 ；(4)地震動參數(shù)：地震動峰值加速度 0.05g，地震動反應(yīng)譜特征周期 0.35s，相當(dāng) 于原地震基本烈度 VI 度。1.2 設(shè)計方案鑒于展架橋地質(zhì)地形情況，該處地勢平緩， 橋全長較短，故比選方案主要采用簡支 梁橋和連續(xù)梁橋形式。根據(jù)安全、適用、經(jīng)濟(jì)、美觀的設(shè)計原則，我初步擬定了兩個方案。1.2.1 方案一：預(yù)應(yīng)力混凝土空心板橋本橋上部構(gòu)造為 6 16m 的預(yù)應(yīng)力混凝土空心板，結(jié)構(gòu)簡單，施工容易。本橋采用預(yù)

2、制安裝(先張法) 的施工方法： 先張法預(yù)制構(gòu)件的制作工藝是在澆筑混 凝土之前先進(jìn)行預(yù)應(yīng)力筋的張拉， 并將其臨時固定在張拉臺座上， 然后按照支立模板 鋼筋骨架成型澆筑及振搗混凝土養(yǎng)護(hù)及拆除模板的基本施工工藝， 待混凝土 達(dá)到規(guī)定強(qiáng)度，逐漸將預(yù)應(yīng)力筋松弛，利用力筋回縮和與混凝土之間的黏結(jié)作用， 使構(gòu) 件獲得預(yù)應(yīng)力。優(yōu)點(diǎn)： 預(yù)應(yīng)力結(jié)構(gòu)通過高強(qiáng)鋼筋對混凝土預(yù)壓， 不僅充分發(fā)揮了高強(qiáng)材料的特性， 而且提高了混凝土的抗裂性， 促使結(jié)構(gòu)輕型化， 因而預(yù)應(yīng)力混凝土結(jié)構(gòu)具有比鋼筋混凝 土結(jié)構(gòu)大得多的跨越能力。采用空心板截面，減輕了自重，而且能充分利用材料，構(gòu)件外形簡單，制作方便， 方便施工，施工工期短，而且橋型

3、流暢美觀。缺點(diǎn)：行車不順，同時橋梁的運(yùn)營養(yǎng)護(hù)成本在后期較高。第 2 頁 共 79 頁900010cm瀝混凝土青5cm砼防水鋪裝層11003800線路中心線12001000 160010001000100012009900接展架橋02號 16001600 1600 1600 1600 1600 351451001:1.536.033534.8133.1132.8632.4532.29亞砂土00細(xì)砂淤泥質(zhì)土 亞粘土25512015卵石8.008.007.9087.507.507.503.00圖 1-1 空心板橋布置圖1.2.2 方案二：預(yù)應(yīng)力混凝土連續(xù)箱型梁橋跨徑分布： 3 32m箱形截面整體性好

4、，結(jié)構(gòu)剛度大，變形小，抗震性能好，主梁變形撓曲線平緩，橋 面伸縮縫少，行車舒適。施工采用預(yù)制安裝的施工方法， 設(shè)計施工較成熟， 施工質(zhì)量和工期能得到有效控制， 該種橋型傳力明確，計算簡潔。箱形截面有較大的抗扭剛度，整體性好。同時主橋線條明確，結(jié)構(gòu)穩(wěn)定，梁的等截 面外形和諧，各比例協(xié)調(diào)，造型樸實(shí)。100 3509003501003200100150100+38.5150+19.53200亞砂土細(xì)砂淤泥質(zhì)土亞粘土卵石3200100100150522% 2%230 35500100 100150 150220 x203500圖 1-2 連續(xù)箱梁布置圖第 3 頁 共 79 頁1.3 方案比選表 1-1

5、 各方案主要優(yōu)缺點(diǎn)比較表預(yù)應(yīng)力混凝土連續(xù)箱型梁橋3 32m整體性好，結(jié)構(gòu)剛度大，變形小，抗震性能好。能適用各種適用條件，因?yàn)榍豆淘谙淞荷系膽冶郯澹溟L度可以較大幅度變化，并且腹板間距也能放大，箱梁有較大抗扭剛度。主橋線條簡明，結(jié)構(gòu)穩(wěn)定，梁的等截面布置外形和諧，個比例協(xié)調(diào)，造型樸實(shí)。箱型截面充分利用材料，節(jié)約材料。采用預(yù)制裝配的施工方法，施工周期短。預(yù)應(yīng)力混凝土空心板橋6 16m自重輕，跨徑合適，施工安全。建筑高度小，外形簡單，制作方便，構(gòu)件質(zhì)量小，方便架設(shè)。橋型流暢美觀，與周圍環(huán)境和諧。空心板截面可以充分利用材料，經(jīng)濟(jì)合理。采用預(yù)制拼裝的施工方法，工期縮短。跨徑安全性適用性美觀性經(jīng)濟(jì)性施工難易

6、程度通過對比，從受力合理，安全適用，經(jīng)濟(jì)美觀的角度綜合考慮，方案一 :預(yù)應(yīng)力混 凝土空心板橋?yàn)樽罴淹扑]方案。此方案，采用預(yù)應(yīng)力混凝土空心板，結(jié)構(gòu)簡單，節(jié)省材 料，經(jīng)濟(jì)合理；采用預(yù)制裝配的施工方法，施工方便，周期短；而且橋型流暢美觀。第 4 頁 共 79 頁2 毛截面幾何特性計算2.1 基本資料2.1.1 主要技術(shù)指標(biāo)橋跨布置:6 16 m 。標(biāo)準(zhǔn)跨徑： 16.00 m 。計算跨徑： 15.56 m 。橋面總寬:9m=7+21.0 m (人行道)。設(shè)計荷載：公路- 級2.1.2 材料規(guī)格預(yù)應(yīng)力鋼筋1 7 鋼絞線，直徑15.2 mm,截面面積139.0mm2 ，彈性摸量 E =1.95p105 M

7、Pa ,抗拉強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值f = 1860 MPa, 抗拉強(qiáng)度設(shè)計值f =1260 MPa;普通鋼筋 pk pdHRB335, R235 抗拉強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值 f = 335 MPa, 抗拉強(qiáng)度設(shè)計值f =280 MPaE =2.0105sk sd SMPa;空心板塊混凝土采用C40, 彈性模量取3.25104 MPa, 抗拉強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值f =18.4cdMPa, 抗拉強(qiáng)度設(shè)計值f =2.40 MPa;tk2.1.3 設(shè)計規(guī)范(1) JTJ01-1997.公路工程技術(shù)標(biāo)準(zhǔn)S .北京:人民交通出版社,1997 簡稱標(biāo)準(zhǔn)(2) JTG D60-2004.公路橋涵設(shè)計通用規(guī)范S .北京:人民交通出版社,2004

8、. 簡稱橋規(guī)(3) JTG D62-2004.公路鋼筋混凝土及預(yù)應(yīng)力橋梁設(shè)計規(guī)范 S .北京:人民交通出版 社,2004.簡稱公預(yù)規(guī)(4) JTG D60-1985.公路橋涵地基與基礎(chǔ)設(shè)計規(guī)范 S . 北京:人民交通出版社,1985.(5)邵旭東.橋梁工程(上、下冊) M .北京:人民交通出版社,2004.2.2 截面幾何尺寸圖本橋主梁采用 124cm 空心板，橋?qū)?m，選用 5 片主梁和兩片邊梁。2.2.1 橋面橫斷面布置圖第 5 頁 共 79 頁90001000100010cm瀝凝土5cm砼防水鋪裝層圖 2.1 橫斷面圖2.2.2 板塊結(jié)構(gòu)幾何尺寸(a) 中板跨中截面(b) 邊板跨中截面圖

9、 2.2 截面幾何尺寸圖第 6 頁 共 79 頁2.3 毛截面幾何特性計算2.3.1 毛截面面積1 1 1A = 12475 - 2(1655 + 923 + 2232 ) - 2(55 + 330h 2 2 2+ 88 + 535) = 5539cm2 212.3.2 毛截面重心位置全截面對 1/2 板高的靜矩：S 1 板高 = 2 55( - ) + 330( - 5 - 302+ 2.52.52.5 + 2.55.5 + 535( - ) 2 3 2 2 21 2 2.5 75 35- 1 5.55.55.5 = 8939.3cm32 3鉸縫的面積：1 1 1A = 22( 55 + 3

10、30 + 88 + 535) = 529cm2鉸 2 2 2毛截面重心離 1/2 板高處的距離：d = S 板高 = 8989.3 = 1.614cm(J)h A 5539h鉸縫重心對 1/2 板高處的距離：8989 .3d = = 16.9cm鉸 5392.3.3 空心板毛截面對其重心軸的慣矩I = + 124751.614 2 - 7891.614 2 - 1 233 - 2 2323( + 4 + 1.614)2 + ( + 4 - 1.614)2 1(c4) (mm 4 )(忽略了鉸縫對自身重心 軸的慣性矩)空心板的抗扭剛度可簡化為圖 2-3 的單箱截面近似計算：第 7 頁 共 79

11、頁0113574112413圖 2.3 計算 I T 的空心板簡化圖(尺寸單位： cm)4b2 h2 I = b( + ) + T 1 1 2ht t t1 2 31 1= 4 (124 13)2 (75 7 5)2 = 7.17311010 (mm4 )(124 13) ( + ) + 2 (75 7 5) /1310 14第 8 頁 共 79 頁3 主梁內(nèi)力計算及作用效應(yīng)組合3.1 永久作用效應(yīng)計算3.1.1 空心板自重(一期恒載) g1g1 =Ar =553910 4 25=13.8475 (kN/m)3.1.2 橋面系自重(二期恒載) g2橋面鋪裝采用：5cm 的砼防水鋪裝層:0.05

12、725=8.75 (kN/m)10cm 瀝青混凝土：0.1 723=16.1(kN/m)人行道采用C 30混凝土，則單側(cè)人行道自重：1 0.424=9.6(kN/m)單側(cè)欄桿： 1.52(kN/m)為計算方便近似各板平均分擔(dān)考慮,則每塊空心板分?jǐn)偟降拿垦用讟蛎嫦抵亓?g = (9.6 +1.52) 2 + 8.75 +16.1 = 6.727(kN / m) 2 73.1.3 鉸縫自重(第二階段結(jié)構(gòu)自重) g3因?yàn)殂q縫自重采用 C40 混凝土,因此其自重為:g =(529+175) 10 4 24=1.4496(kN/m)3由此得空心板每延米總重力 g 為：g = g =13.8475(kN

13、/m)I 1g = g g =6.7271.4496=8.1767(kN/m)n 2 3g g g =13.84758.1767=22.0242(kN/m)I n第 9 頁 共 79 頁由此可計算出簡支空心板的恒載(自重效應(yīng)),計算結(jié)果見表 3-1。表 3-1 永久作用效應(yīng)匯總表作用效應(yīng)M (kN/m)跨中1( gl 2 )8419.08666.541/4 跨3( gl 2 )32314.31499.91作用效應(yīng)V (kN)1/4 跨1 ( gl )453.86585.675項目作用種類gIg作用 gi(kN/m)13.847522.0242支點(diǎn)1 ( gl )2107.73171.35計算

14、跨徑 l (m)15.5615.56跨中003.2 可變作用效應(yīng)計算本橋汽車荷載采用公路 級荷載，它由車道荷載和車輛荷載組成。 橋規(guī)規(guī)定橋梁結(jié)構(gòu)整體計算采用車道荷載。公路 級車道荷載由q =0.7510.5=7.875(kN/m) k的平均荷載和 p = 180 +(360 - 180 )根 (15 .56 - 5)政 (50 - 5)根 0 .75 = 166 .68(kN / m)k集中荷載兩部分組成。而在計算剪力效應(yīng)時，集中荷載標(biāo)準(zhǔn)值p 應(yīng)乘以 1.2 的系數(shù)，k即計算剪力 p =1.2p =1.2166.68=200.016(kN/m)k1 k按橋規(guī)車道荷載的均布荷載應(yīng)滿布于使結(jié)構(gòu)產(chǎn)生

15、最不利效應(yīng)的同號影響線上， 集中荷載標(biāo)準(zhǔn)值只作用在相應(yīng)影響線中一個最大影響線峰值處。 本橋采用雙車道， 應(yīng)考 慮折減， G = 1。1. 汽車荷載橫向分布系數(shù)計算跨中和四分點(diǎn)的橫向分布系數(shù)按鉸接板法計算。支點(diǎn)按杠桿法計算荷載橫向分布系 數(shù)；支點(diǎn)到四分點(diǎn)間按直線內(nèi)插求得。(1)跨中和四分點(diǎn)的荷載橫向分布系數(shù)：首先計算空心板的剛度系數(shù)：r = 爪 2 EI (b )2 = 5.8I (b )2 4GI l I lT T由前面計算得到：I=3.98831010 mm 4 I =7.1731010 mm 4T第 10 頁 共 79 頁b=125mm l=1556mm將以上數(shù)據(jù)代入：r=0.02115求

16、得剛度系數(shù)后，即可查公路橋涵設(shè)計手冊-梁橋(上冊) (徐光輝，胡明義， 主編，人民交通出版社， 1996 年 3 月)中 7 塊板鉸接板橋荷載橫向分布影響線表，由 r=0.02 及r=0.03 內(nèi)插得到 r=0.02115 時 1 號至 4 號板在車道荷載作用下荷載橫向分布 系影響線，計算結(jié)果列表 3-2 中，由表 3-2 畫出各板橫向分布影響線圖 3-1，并按橫向 最不利位置布載圖 3-2，求得兩車道情況下各板的橫向分布系數(shù)。由于橋梁橫斷面結(jié)構(gòu) 對稱，所以只需計算 1 號至 4 號板的橫向分布影響線坐標(biāo)值。表 3-2 各板的橫向分配影響線豎標(biāo)值表荷載作用板號節(jié)點(diǎn)號12345674#0.124

17、0.1350.1570.1700.1570.1350.1242#0.2040.2000.1710.1350.1100.0940.0861#0.2480.2040.1570.1240.1010.0860.0803#0.1570.1710.1770.1570.1270.1100.101根據(jù)表 3-2 作出影響線:(a) 1 號板橫向分布影響線(b) 2 號板橫向分布影響線(d) 4 號板橫向分布影響線圖 3-1 影響線圖及布載位置根據(jù)各板的橫向分布影響線圖，在上加載求得各種作用下的橫向分布系數(shù)如下： 第 11 頁 共 79 頁第 12 頁 共 79 頁汽車荷載作用下： m =1/2 ，m = 3

18、i 汽 人 i 人板號 1：二列汽車：m =1/2 (0.2210.1570.1220.090) =0.2952 汽m =0.262+0.078=0.340人板號 2：二列汽車：m =1/2 (0.1990.1710.1310.100) =0.3012 汽m =0.210+0.079=0.289人板號 3：二列汽車：m =1/2 (0.1700.1730.1500.115) =0.3042 汽m =0.151+0.098=0.249人板號 4：二列汽車：m =1/2 (0.1420.1620.1620.142) =0.3042 汽m =0.119+0.119=0.238人見表 3-3：表 3-

19、3 車道荷載作用下的橫向分布系數(shù)表板號m2 汽m人由上表可知1#0.2952#0.3013#0.3044#0.3040.3400.2890.2380.2493，4#板在荷載作用下最為不利，考慮到人群荷載與汽車效應(yīng)相組合，因此跨中和四分點(diǎn)的荷載橫向分布系數(shù)偏安全地取下列數(shù)據(jù)：m =0.304, m =0.2492 汽 人第 13 頁 共 79 頁f(2)支點(diǎn)的荷載橫向分布系數(shù)，則按杠桿法計算，由圖 1-4 得 3-4 板的支點(diǎn)荷載橫 向分布系數(shù)如下：1.8 1.00圖 3.3 支點(diǎn)處荷載橫向分布影響線及最不利布載圖汽m =0.51.00=0.50m人=0(3)支點(diǎn)到四分點(diǎn)處的荷載橫向分布系數(shù)按內(nèi)

20、插法求得。故由以上計算可知，取 3 號板作為設(shè)計板，其荷載橫向分布系數(shù)如下。表 3-4 3#板的荷載橫向分布系數(shù)跨中至 L/4 處0.3040.249作用位置汽車荷載人群荷載支點(diǎn)0.503.2.2 汽車荷載沖擊系數(shù)計算橋規(guī) 規(guī)定汽車荷載的沖擊力標(biāo)準(zhǔn)值為汽車荷載標(biāo)準(zhǔn)值乘以沖擊系數(shù) 。 按結(jié)構(gòu)基頻 f 的不同而不同,對于簡支板橋:當(dāng) f 1.5H 時,z幾EI=c(3-1)2l2mc =0.05;當(dāng)f 14H 時, =0.45;當(dāng)1.5HZ f 14H 時, z z = 0. 1767ln f 一 0.0157 .(3-2)其中： l = 15.56m , E = 3.25 105 MP ,I =

21、3.988310一2 m4 ，a c第 14 頁 共 79 頁m = g = 22024 .2 = 2.2451103N / m c 9.81 9.813. 14159 0.039883代入得 : f = 3.25 104 106 = 4.9692(Hz)2 15.562 2.2451103所以, =0.1767 f -0.0157=0.1767 4.9692-0.0157=0.26761+ =1.26763.2.3 可變作用效應(yīng)計算(1)車道荷載效應(yīng) 跨中截面(見圖 3.4)彎矩:M = m(q + p y ) (不計沖擊時)汽 k k k k(3-3)兩車道荷載：不計沖擊計入沖擊M = m

22、(q + p y )汽 k k k k= 1 0.304 (7.875 30.2642 +166.68 3.89)= 269.56 kN mM = (1+ ) m(q + p y )汽 k k k k= 1.2676 1 0.304 (7.875 30.2642 +166.68 3.89)= 341.70 kN m剪力:V = m(q + p y ) (不計沖擊時)汽 k k k k(3-4)兩車道荷載：不計沖擊計入沖擊V = m(q + p y )汽 k k k k= 1 0.304 (7.875 1.945 + 200.016 0.5)= 35.06 (kN)V =(1+ ) m(q +

23、p y )汽 k k k k= 1.2676 1 0.304 (7.875 1.945 + 200.02 0.5)= 44.44 (kN)第 15 頁 共 79 頁P(yáng)=166.68kL/4=3.89=L/28=30.26跨中彎矩影響線P=200.02k0.50.5跨中剪力影響線圖 3.4 簡支空心板跨中截面內(nèi)力影響線及加載圖l/4 截面(參照圖 3.5)彎矩:M = m(q + p y ) (不計沖擊時)汽 k k k k(3-3)兩車道荷載：不計沖擊計入沖擊M = m(q + p y )汽 k k k k= 1 0.304(7.875 22.698 +166.68 2.92)= 202.30

24、 kN mM = (1+ ) m(q + p y )汽 k k k k= 1.26761 0.304(7.875 22.698 +166.68 2.92)= 256.43 kN m剪力: V = m(q + p y ) (不計沖擊時)汽 k k k k兩車道荷載：不計沖擊計入沖擊V = m(q + p y )汽 k k k k=1 0.304(7.875 4.376 + 200.016 3/ 4)= 56.08(kN)V = (1+ ) m(q + p y )汽 k k k k=1.26761 0.304(7.875 4.376 + 200.016 3/ 4)=71.09(kN)第 16 頁

25、共 79 頁P(yáng)=166.68k3L/16=2.921/4截面彎矩影響線P=200.02k1/43/4L/4=3.893L/4=11.671/4截面剪力影響線圖 3.5 簡支空心板 l/4 截面內(nèi)力影響線及加載圖支點(diǎn)截面剪力計算支點(diǎn)截面由于車道荷載產(chǎn)生的效應(yīng)時， 考慮橫向分布系數(shù)沿空心板跨長的變化， 同樣均布荷載標(biāo)準(zhǔn)值應(yīng)滿布于使結(jié)構(gòu)產(chǎn)生最不利的同號影響線上， 集中荷載標(biāo)準(zhǔn)值只作 用于相應(yīng)影響線中一個最大影響線的峰值處，見圖 3.6。兩車道荷載：不計沖V = 飛 m(q 業(yè) + p y )汽 k k k k代入數(shù)據(jù)有：(3-4)1根 0.304 根 7.875 根 15.56 2 + 根 (0.5

26、 - 0.304)根 3.89 根 7.875 根 (|(1 + )| + 200.016 根1根 0.5=121.64(kN)計入沖擊 V = (1+ p)飛m(q 業(yè) + p y ) (3-5)汽 k k k k代入數(shù)據(jù)有：1.2676 根1根 0.304 根 7.875 根 15.56 2 + 根 (0.5 - 0.304)根 3.89 根 7.875 根 (|(1 + )| + 200.016 根1根 0.5 =154.19( kN)第 17 頁 共 79 頁0050.15.56m00.1030.64圖 3.6 簡支空心板支點(diǎn)截面內(nèi)力影響線及加載圖(2)人群荷載效應(yīng)人群荷載是一個均布荷

27、載， 當(dāng)橋梁計算跨徑小于或等于 50m 時，人群荷載標(biāo)準(zhǔn)值為 3.0 kN/ m2 ，人行道板寬為凈寬 1m，因此 q =1 3=3kN/m。人跨中截面：彎矩： m =0.249330.2642=22.61 kN/m人剪力： V =0.24931.945=1.45 kN/m人四分點(diǎn)截面：彎矩： m =0.249322.698=16.96 kN/m人剪力： V =0.24934.376=3.27 kN/m人1 15.56 11 1支點(diǎn)截面：剪力： V =0.24937.78- (0.249-0)3( + )人 2 4 12 12=4.36KN可變作用效應(yīng)匯總表 3-5 中：表 3-5 可變作用效

28、應(yīng)匯總表剪力 V (kN)L/4 處56.08154.194.36跨中彎矩 M (kNgm )L/4 處202.30256.4322.61不 計 沖 擊計 入 沖 擊系數(shù)人群荷載車道荷載兩行跨中269.56支點(diǎn)121.64跨中35.06341.7071.0944.4416.963.271.453.3 作用效應(yīng)組合第 18 頁 共 79 頁按橋規(guī)公路橋涵結(jié)構(gòu)設(shè)計應(yīng)按承載能力極限狀態(tài)和正常使用極限狀態(tài)進(jìn)行效應(yīng) 組合，并用不同的計算項目。3.3.1 承載能力極限狀態(tài)按承載能力極限狀態(tài)設(shè)計時的基本組合表達(dá)式為：r S = r (1.2S + 1.4S + S )0 ud 0 GK Q1K QjK(3-

29、6)式中： 結(jié)構(gòu)重要性系數(shù)，本橋?qū)俅髽颍?=1.0；0 0S 效應(yīng)組合設(shè)計值； S 永久作用效應(yīng)標(biāo)準(zhǔn)值；ud GKS 汽車荷載效應(yīng)(含汽車沖擊力)的標(biāo)準(zhǔn)值。Q1kS 人群荷載效應(yīng)的標(biāo)準(zhǔn)值QjK3.3.2 正常使用極限狀態(tài)按正常使用極限狀態(tài)設(shè)計時，應(yīng)根據(jù)不同的設(shè)計要求，采用以下兩種效應(yīng)組合: 作用短期效應(yīng)組合表達(dá)式：S = S + 0.7S + Ssd GK Q1K QjK(3-7)式中： S 作用短期效應(yīng)組合設(shè)計值； S 永久作用效應(yīng)標(biāo)準(zhǔn)值；sd GKS 不計沖擊的汽車荷載效應(yīng)標(biāo)準(zhǔn)值。Q1kS 人群荷載效應(yīng)的標(biāo)準(zhǔn)值QjK作用長期效應(yīng)組合表達(dá)式：S = S + 0.7S + Ssd GK Q1K

30、 QjK(3-8)式中：各符號意義見上面說明。橋規(guī)還規(guī)定結(jié)構(gòu)構(gòu)件當(dāng)需要彈性階段截面應(yīng)力計算時， 應(yīng)采用標(biāo)準(zhǔn)值效應(yīng)組合， 即此時效應(yīng)組合表達(dá)式為：S = S + S + S (3-9)sd GK Q1K QjK式中： S 標(biāo)準(zhǔn)值效應(yīng)組合設(shè)計值；S ，S 永久作用效應(yīng)， 汽車荷載效應(yīng) (含汽車沖擊力) 的標(biāo)準(zhǔn)值。GK Q1k根據(jù)計算得到的作用效應(yīng)，按橋規(guī)各種組合表達(dá)式可求得各效應(yīng)組合設(shè)計值，第 19 頁 共 79 頁現(xiàn)將計算匯總于表3-6中。表3-6 空心板作用效應(yīng)組合計算匯總表序號作用效應(yīng)標(biāo)準(zhǔn)值承載能力極限狀態(tài)正常使用極限狀態(tài)彈性階段截面應(yīng)力計算永久作用效應(yīng)可變作用效應(yīng)基本組合Sud作用短期效應(yīng)

31、組合Ssd使用長期效應(yīng)組合Sld標(biāo)準(zhǔn)值效應(yīng)組合S作用種類gIg = g + g (S )I n GK車道荷載不計沖擊S Q1k(1+ )SQ1kSS人群荷載 S Qjk1.2SGK1.4SQ1k0.81.4 S QjkS =(1)+ (2)+ (3)udGK0.7SQ1kS QjkS =(4)+ (5)+ (6)sdGK0.4SQ1k0.4S QjkS =(7)+ (8)+ (9)ldSGKSQ1kSQjkS =(10)+ (11)+ (12)(1)(2)(3)(4)(5)(6)(7)(8)(9)(10)(11)(12)彎矩 M(kN g m) 剪力 V(kN)跨中 L/4 跨中 L/4 支點(diǎn)

32、419.08 314.31 0 53.865 107.73666.54 499.91 0 85.68 171.35269.56 202.30 35.06 56.08 121.64341.70 256.43 44.44 71.09 154.1922.61 16.96 1.45 3.27 4.36799.85 599.89 0 102.81 205.62478.38 359.00 62.22 99.53 215.8725.32 19.00 1.62 3.66 4.881303.55 977.89 63.84 206 426.37666.54 499.91 0 85.68 171.35188.69

33、141.61 24.54 39.26 85.1522.61 16.96 1.45 3.27 4.36877.84 658.48 25.99 128.21 260.866 6.54 499.91 0 85.68 171.35107.82 80.92 14.02 22.43 48.669.04 6.78 0.58 1.31 1.74783.4 587.61 14.60 109.42 221.75666.54 499.91 0 85.68 171.35341.70 256.43 44.44 71.09 154.1922.61 16.96 1.45 3.27 4.361030.85 773.3 45.

34、89 160.04 329.94 預(yù)應(yīng)力鋼束的估算及布置M = sd = pe + pe p pc A W4.1 預(yù)應(yīng)力鋼筋數(shù)量的估算本橋設(shè)計時它應(yīng)滿足不同設(shè)計狀況下規(guī)范規(guī)定的控制條件要求， 例如承載力、 抗裂 性、裂縫寬度、變形及應(yīng)力等要求。在這些控制條件中，最重要的是滿足結(jié)構(gòu)在正常使 用極限狀態(tài)下的使用性能要求和保證結(jié)構(gòu)在達(dá)到承載能力極限狀態(tài)時具有一定的安全 儲備。因此，預(yù)應(yīng)力混凝土橋梁設(shè)計時，一般情況下，首先根據(jù)結(jié)構(gòu)在正常使用極限狀 態(tài)正截面抗裂性或裂縫寬度限值確定預(yù)應(yīng)力鋼筋的數(shù)量， 在由構(gòu)件的承載能力極限狀態(tài) 要求確定普通綱紀(jì)的數(shù)量。 本橋以部分預(yù)應(yīng)力 A 類構(gòu)件設(shè)計， 首先按正常使用

35、極限狀態(tài)pe正截面抗裂性確定有效預(yù)加力 N 。按公預(yù)規(guī) 6.3.1 條， A 類預(yù)應(yīng)力混凝土構(gòu)件正截面抗裂性是控制混凝土的法向 拉應(yīng)力，并符合以下條件：在作用短期效應(yīng)組合下，應(yīng)滿足 0.70f 要求。st pc tk式中: 在作用短期效應(yīng)組合M 作用下，構(gòu)件抗裂性驗(yàn)算邊緣混凝土的法向拉 st sd應(yīng)力；在初步設(shè)計時， 和 可按公式近似計算：st pcst WN N l(4-1)(4-2)式中: A,W構(gòu)件毛截面面積及對毛截面受拉邊緣的彈性抵抗矩；l 預(yù)應(yīng)力鋼筋重心對毛截面重心軸的偏心矩， l = y a , a 可預(yù)先假定。p p p p代入 0.70f 即可求得滿足部分預(yù)應(yīng)力A 類構(gòu)件正截面

36、抗裂性要求所需的st pc tk有效預(yù)加力為：N = Msd 0.70fWtk (4-3)pe 1 l p A W式中： f 混凝土抗拉強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值。tk本預(yù)應(yīng)力空心板橋采用 C40 ，f =2.4Mpa,由表 3-6 得， M = 877 .84 106 N . mmtk sd第 20 頁 共 79 頁第 21 頁 共 79 頁I 3988.3103 cm4空心板的毛截面換算面積A 5539 102 mm2 ,W y 75 / 2 1.614 cm 113 103 cm3 113106 mm3 下假設(shè)a 40mm, y a 750 / 2 16. 14 40 318 .86mm ，則p p 下

37、 p代入得： N 877 84 106 .0.7 2.4113106 1315819 N pe 1 318.865539 102 113 106 則所需的預(yù)應(yīng)力鋼筋截面面積 Ap 為：A Npe (4-4)p con l式中： 預(yù)應(yīng)力鋼筋的張拉控制應(yīng)力；con 全部預(yù)應(yīng)力損失值，按張拉控制應(yīng)力的 20%估算。l本橋采用 17 股鋼絞線作為預(yù)應(yīng)力鋼筋,直徑 15.2mm,公稱截面面積 139mm2 ,f =1860Mpa, f =1260Mpa, E = 1.95 105Mpa。按公預(yù)規(guī) 0.75f ,現(xiàn)取 pk pd p con pk con=0.70 f ,預(yù)應(yīng)力損失總和近似假定為 20%張

38、拉控制應(yīng)力來估算,則pkA Npe Npe 1315819 1263 .27 mm 2 p 0.2 0.8 0.70 1860con l con con采用 10 j 15.2 鋼絞線，單根鋼絞線公稱面積 139mm2,則A =10139=1390mm2 滿足p要求。4.2 預(yù)應(yīng)力鋼筋的布置預(yù)應(yīng)力空心板選用 10 j 15.2 鋼絞線布置在空心板下緣， a =40mm，沿空心板跨長p直線布置 ，即沿跨長a =40mm 保持不變，見圖4.1.預(yù)應(yīng)力鋼筋布置應(yīng)滿足公預(yù)規(guī)的要p求，鋼絞線凈距不小于 25mm,端部設(shè)置長度不小于 150mm 的螺旋鋼筋等。第 22 頁 共 79 頁圖 4.1 空心板中

39、板跨中截面預(yù)應(yīng)力鋼筋的布置4.3 普通鋼筋數(shù)量的估算及布置在預(yù)應(yīng)力鋼筋數(shù)量已經(jīng)確定的情況下， 可由正截面承載能力極限狀態(tài)要求的條件確 定普通鋼筋的數(shù)量，暫不考慮在受壓區(qū)配置預(yù)應(yīng)力鋼筋，也暫不考慮普通鋼筋的影響。 空心板截面根據(jù)慣性矩相等和面積相等可換算成等效工字形截面來考慮:由b h = 16 55 + 9 23 + 23 23 = 1616 cm2k k b h = 16553 + 2393 + 233 4612 k k 12 12 121 1 1 1+ 2346( + 4.5 ) =226331.1111 2 31 23求得h = 41.0 cm,b =39.4cmk k則得到等效工字形截

40、面的上翼緣板厚度h :fh = y k = = 17 cmh 75 41f 上 2 2 2等效工字形截面的下翼緣板厚度h :fh = y k = = 17 cm f 下 2 2 2h 75 41等效工字形截面的肋板厚度 b:b=b -2b =124-239.4=45.2cmf1 k等效工字形截面尺寸見圖 4.2:第 23 頁 共 79 頁圖 4.2 空心板換算等效工字形截面(尺寸單位： cm)估算普通鋼筋時，計算簡圖見圖 4.3圖4.3 普通鋼筋計算簡圖可先假定 X 共 h, ,則由下列可求得受壓區(qū)的高度，設(shè)h = h 一 a = 750 一 40 = 710mmf 0 s由公預(yù)規(guī),入 = 0

41、.9 , f = 18.4MPa .由表3-6,跨中0 cdM = 1303.55KN . m = 1303.55N . mm ，b = 1240mm ，h = 170mmud f fY M 共 f b x(h 一 x )0 ud cd f 0 2代入上式得: 0.9 人1303.55 人106 共 18.4 人1240 人x 人 (710 一 x2)整理得: x2 一 1420 x + 102000 共 0 x = 75.9mm 共 h = 170mm ,且x 共 飛 h = 0.4 人 710 = 284mmf b 0說明中和軸在翼緣板內(nèi),可用下式求得普通鋼筋面積:f b x 一 f A

42、18.4 人1240 人 75.9 一 1260 人1390A = cd f pd p = 0 s f 280sd說明按受力計算不需要配置縱向普通鋼筋，現(xiàn)按照構(gòu)造要求配置。普通鋼筋選用HRB335,f = 280MPa , E = 2 人105 MPa .sd s第 24 頁 共 79 頁由公預(yù)規(guī),A 0.003bh = 0.003 452 710 = 962 .76mm 2S 0普通鋼筋選用50 16, A = 1005mm 2 962 .76mm 2s普通鋼筋50 16 布置在空心板下緣一帶(截面受拉邊緣),沿空心板跨長直線布置。鋼筋重心至板下緣40mm處,即a = 40mm ，見圖 4.

43、3。s圖4.4 普通鋼筋布置圖第 25 頁 共 79 頁a = p = = 6.0 A = 1390mm2a = s = = 6.15 A = 1005mm25 換算截面幾何特性計算由前面計算已知空心板毛截面的幾何特性，毛截面面積A = 553900mm 2 ,毛截面重心軸至1/2板高的距離d = 16.14mm ,毛截面對其重心軸慣性I = 3.9883 1010 mm 45.1 換算截面面積A 0A = A + (a 一 1)A + (a 一 1)A0 Ep p Es sE 1.95 105Ep E 3.25 104 pcE 2 105Es E 3.25 104 sc(5-1)(5-2)(

44、5-3)代入得A = 553900 + (6 一 1) 1390 + (6. 15 一 1) 1005 = 566026 mm 205.2 換算截面重心位置所有鋼筋換算截面對毛截面重心的靜矩為：S = (a 一 1)A (750 / 2 一 16. 14 一 40) + (a 一 1)A (750 / 2 一 16. 14 一 40)01 Ep p Es sS = (6 一 1) 1390 318 .86 + (6. 15 一 1) 1005 318 .86 = 3866416 .65mm 301換算截面重心至空心板毛截面重心的距離為：d = 01 = = 6.83mm (向下移)S 3866

45、416.6501 A 566026 0則換算截面重心至空心板毛截面下緣的距離為：y = 750 / 2 一 16. 14 一 6.83 = 352.03mm01l則換算截面重心至空心板毛截面上緣的距離為：y = 750 / 2 + 16. 14 + 6.83 = 397.97mm01u換算截面重心至預(yù)應(yīng)力鋼筋重心的距離為：第 26 頁 共 79 頁e = 352 .03 40 = 312 .03mm01p換算截面重心至普通鋼筋重心的距離為：e = 352.03 40 = 312.03mm01s5.3 換算截面慣性矩I 0I = I + Ad 2 + (a 1)A e2 + (a 1)A e20

46、 01 Ep p 01p Es s 01s= 3.998831010 + 553900 6.832 + (6 1) 1390 312.032 +(6.15 1) 1005 312.032 = 4.1089 1010 mm45.4 換算截面彈性抵抗矩下緣： W = I0 = 4. 1089 1010 = 1. 167 108 mm301l y 352.0301l上緣： W = 0 = = 1.03108 mm3I 4.1089 101001u y 397.9701u第 27 頁 共 79 頁6 承載能力極限狀態(tài)計算6.1 跨中截面正截面抗彎承載力計算預(yù)應(yīng)力鋼絞線合力作用點(diǎn)到截面底邊的距離a 40

47、mm ，普通鋼筋離截面底邊的 p距離a 40mm ，則預(yù)應(yīng)力鋼筋和普通鋼筋的合理作用點(diǎn)到截面底邊的距離為 40mm。 sh 750 40 710mm0采用換算等效工字形截面來計算，上翼緣厚度h 170mm ，上翼緣工作寬度fb 1240mm ，肋寬b=452mm.首先按公式f A f A f b h 來判斷截面類型：f pd p sd s cd f ff A f A 1260 1390 280 1005 2032800 Npd p sd s f b h 18.4 1260170 3941280Ncd f f所以屬于第一類T型，應(yīng)按寬度b 1240mm 的矩形截面來計算其抗彎承載力。f由 x 0

48、 計算混泥土受壓區(qū)高度x:(6-1)f A f A f b xpd p sd s cd fx 1260 1390 280 1005 89. 1mm h 0.4 710 284mm18.4 1240 b 0 h 170mmf將x 89.1mm 代入下式計算出跨中截面的抗彎承載力MudM f b x(h x ) 18.4 1240 89. 1 (710 89. 1) 1.353 109 N mmud cd f 0 2 2=1.353 103kN m M 0.9 1303.55 1173. 195kN m0 d計算結(jié)果表明，跨中截面抗彎承載力滿足要求。6.2 斜截面抗剪承載力計算6.2.1 截面抗剪

49、強(qiáng)度上.下限復(fù)核第 28 頁 共 79 頁p = sv ，箍筋采用雙股0 10 ， sv bs(6-3)V = a a a 人 0.45 人10_3 bhcs 1 2 3 0選取距支點(diǎn) h 處截面進(jìn)行斜截面抗剪承載力計算。截面構(gòu)造尺寸及配筋見圖5.2首先進(jìn)行抗剪強(qiáng)度上、下限復(fù)核,按公預(yù)規(guī)5.2.9條：Y V 共 0.51人10_3 f bh (KN)0 d cu ,k 0(6-2)式中:V -驗(yàn)算截面處的剪力組合設(shè)計值(KN),由表2-7得支點(diǎn)處剪力及跨中截面剪力,d內(nèi)插得到的距支點(diǎn) h =375mm處的截面剪力V :2 dV = 426.37 - 375 人 (426.37 - 63.84)

50、 = 408.90kN d 7780代入數(shù)據(jù)得：Y V = 0.9 人 408.90 = 368.01KN 共 0.51人10_3 40 人 452人 710 = 1035kN0 d計算結(jié)果表明空心板截面尺寸符合要求。按公預(yù)規(guī)5.2.10 條1.25 人 0.5 人 10 _3 人 a f bh = 1.25 人 0.5 人 10 _3 人 1人 1.65 人 452 人 710 = 330 .95kN2 td 0由于Y V = 0.9 人 408.90 = 368.01 330.95KN0 d并對照表3-6沿跨長各截面的控制剪力組合設(shè)計值， 在L/5至支點(diǎn)的部分區(qū)段內(nèi)按計 算要求配置抗剪鋼筋

51、，其他區(qū)段可按構(gòu)造要求配置箍筋。為了構(gòu)造方便和便于施工，本設(shè)計預(yù)應(yīng)力混凝土空心板不設(shè)彎起鋼筋，計算 剪力全部由混凝土和箍筋承受，則斜截面抗剪承載力按下式計算：Y V 共 V0 d cs(2 + 0.6p) f p fcu ,k sv sv式中，各系數(shù)按公預(yù)規(guī)5.2.7條規(guī)定采用：a = 1.0 ,a = 1.0 ,a = 1. 1 ,b = 452mm, h = 710mm 1 2 3 0P = 100p = 100 人 = 0.75AA = 2 人 幾 人102 = 157.08mm 2 SV 4v則寫出箍筋間距s 的計算式為：v第 29 頁 共 79 頁p = sv = = 0.23% 0

52、. 12% sv bs 452 人150a 2a 2a 2 人 0.2 人10一6 (2 + 0.6P) f f A bh2v (Y V )2s = 1 2 3 cu ,k sv sv 00 d= =277.48mmcu ,kf = 40MPa ,箍筋采用HRB335，則 fsv = 280MPa取箍筋間距150mm，并按公預(yù)規(guī)要求，在支左中心向跨中方向不小于一 倍梁高范圍內(nèi)，箍筋間距取100mm。故箍筋間距取100mm。配箍率A 157.08v(按公預(yù)規(guī)9.3.13條規(guī)定， HRB335， p = 0. 12% )sv min在組合設(shè)計剪力值Y V 共 330.95KN 的部分梁段，可只按構(gòu)

53、造要求配置箍筋，設(shè)箍0 d筋仍選用雙肢0 10 ，配筋率 p = p ，則可求得構(gòu)造配筋的箍筋間距sv mins = Asv = 157.08 = 289.6mm v bp 452 人 0.0012sv min取s = 200mmv經(jīng)過綜合考慮和比較，箍筋沿空心板跨長布置如圖6.1。圖6.1 空心板箍筋布置圖(單位： cm)6.2.2 斜截面抗剪承載力計算由圖7-1，我們選取以下三個位置進(jìn)行空心板斜截面抗剪承載力計算：距支左中心 h = 375mm 處截面， x = 7405mm； 2距跨中位置x = 4000mm處截面， (箍筋間距變化處)；距跨中位置x = 4000 +17 人150 =

54、6550處， (箍筋間距變化處)；第 30 頁 共 79 頁計算截面的剪力組合設(shè)計值， 可按表4-1由跨中和支點(diǎn)的設(shè)計枝內(nèi)插得到,計算結(jié)果 見表6-1。表6-1 各計算截面剪力組合設(shè)計值截面位置x(mm)剪力V (kN)d跨中x = 063.84x = 4000250.23x = 6550369.05x = 7780426.37x = 7330408.90距支左中心 h = 375mm 處截面， x = 7405mm2由于是直線配筋，故此截面有效高度取與跨中近似相同， h = 710mm ，b = 452mm0由于不設(shè)彎起鋼筋，因此,斜截面抗剪承載力按下式計算：V = a a a 人 0.45

55、人10一3 bh (2 + 0.6P) f p fcs 1 2 3 0 cu ,k sv svp = sv = = 0.348% p = 0. 12% sv bs 452 人100 sv minA 157.08v此處,箍筋間距S = 100mm,20 10, A = 157 .08mm 2v svV = 1人1人1. 1人 0.45人10一3 人 452 人 710 (2 + 0.6 人 0.75) 40 人 0.00348 人 280cs= 678.99(kN)Y V = 0.9 人 408.90 = 368.01kN 想 V = 678.99kN0 d cs抗剪承載力滿足要求.距跨中截面x

56、 = 4000mm 處截面此處，箍筋間距s = 200mm ，V = 250.23kNv dp = sv = = 0. 174% 0. 12% sv bs 452 人 200A 157.08vV = 1人1人1.1人 0.45人10一3 人 452人 710人 (2 + 0.6人 0.75) 40 人 0.00174人 280 = 481.88kNcsY V = 0.9 人 250.23 = 225.21kN 想 V = 481.88kN0 d cs斜截面抗剪承載力滿足要求。距跨中位置x = 4000+17人150 = 6650mm 處此處，箍筋間距s = 150mm ，V = 369.05k

57、Nv d第 31 頁 共 79 頁A 157.08p = sv = = 0.232% p = 0. 12% sv bs 452 150 sv minvV = 111.1 0.45 103 452 710 (2 + 0.6 0.75) 40 0.00232 280 = 554.39kNcs V = 0.9 369.05 = 332. 145KN V = 554.39kN0 d cs以上計算均表明滿足斜截面抗剪承載力要求。 = p0 + p0 p0 y pe A I 00 07 預(yù)應(yīng)力損失計算預(yù)應(yīng)力損失與施工工藝、材料性能及環(huán)境影響等有關(guān)，影響因素復(fù)雜。在無可靠 試驗(yàn)資料的情況下，則按公路橋規(guī)的規(guī)

58、定估算。本橋采用先張法施工。本橋預(yù)應(yīng)力鋼筋采用直徑為15.2mm的1 7股鋼絞線,E = 1.95105 Mpa , f = p pk1860MPa，控制應(yīng)力取 = 0.75f = 0.75 1860 = 1395MPa 。con pk7.1 錨具變形、回縮引起的應(yīng)力損失 l 2預(yù)應(yīng)力鋼絞線的有效長度取為張拉臺座的長度， 設(shè)臺座長L = 50m ,采用一端張拉及夾片式錨具，有頂壓時 l = 4mm ，則 = xl E = 4 1.95 105 = 15.6MPa (7-1)l 2 L p 50 1037.2 加熱養(yǎng)護(hù)引起的溫度損失 l3先張法預(yù)應(yīng)力混凝土空心板采用加熱養(yǎng)護(hù)的方法，為減少溫度引起

59、的預(yù)應(yīng)力損失，采用分階段養(yǎng)護(hù)措施。設(shè)控制預(yù)應(yīng)力鋼絞線與臺座之間的最大溫差 t = t t = 150 C ,2 1則： =2 t = 2 15 = 30MPal37.3 混凝土彈性壓縮引起的預(yù)應(yīng)力損失 l 4對于先張拉法構(gòu)件， = a a = 1.95 105 = 6.0l 4 Ep Pe Ep 3.25 104N N e(7-2)N = A Ap0 P0 P l6 s = p0 con l由公預(yù)規(guī)6.2.8條，先張法構(gòu)件傳力錨固時的損失為： = + + 0.5 ，則l l 2 l3 l5 = ( + + 0.5 )p0 con l 2 l 3 l 5第 32 頁 共 79 頁第 33 頁 共

60、 79 頁o = 中飛 (0.52 pe - 0.26)o l 5 f pepkp = 1 + ps ps i 2i 2 = 0 = = 72592.1mm2p = p0 + p0 p0 y pc A I 00 0= 1395 - 15.6 - 30 - 0.5根 45.85= 1326.475MPaN = o A - o A = 1326.475根1390 - 0 = 1843根103 Np0 p0 p l 6 sA = 566026mm2 ,I = 4.1089 根1010 mm40 0e = 312 .03mm, y = 312 .03mmp 0 0則o = 1843 根103 + 18