：空心板，簡支，裝配式，預Thedesignincludesthedevelopmentofthelongitudinalandcross-sectionalsizeofthebridge,thecalculationoftheupperstructure,thecalculationofthesubstructure,thedrawingoftheconstructionplan,andthecalculationofthestructuralreinforcement..Thecalculationsoftheprestressedconcretehollowslabbridgefortherequirementsoftherelevantdesignandthechecktestoftheeffect.Thefirstpartincludesthedesigncalculationsoftherelevanttechnicalrequirementsandfielddata.Aswellasthesizeandstructureofthehollowplateselected,andthebearingcapacityoftherelevantloadcalculation.Thenumberofprestressedreinforcementforuseandthelayoutoftherelevantlayout,andtherelevantcheckingandchecking,untilitmeetsthetechnicalspecificationsofthebridge.Thesecondpartisaboutthecalculationofthepier.Theloadandthelengthoftheboredpilesarecalculated..Calculationofinternalforceofpilesforbridgepier.Calculationofhorizontaldisplacementofbridgepier.:hollowplate,reinforcedeffect,layout,bearingcapacity,前 設計資 跨徑 橋面 設計荷 材 空心板尺 空心板毛截面的幾何特性計 毛截面面積 毛截面的重心位 空心板毛截面對于它重心的慣矩 預應力鋼筋數量的估算及布 預應力鋼筋的數量估 預應力鋼筋的布 普通鋼筋數量估算及布 換算截面幾何特性計 換算截面面 換算截面的重心位 換算截面的慣性 換算截面的彈性抵抗 持久狀況時承載能力極限狀態計 跨中截面正截面的抗彎承載力計 斜截面抗剪承載力計 預應力損失計 錨具變形、回縮引起應力損失 加熱養護引起溫度損失 預應力鋼絞線由于，應力松弛引起來的預應力損 混凝土彈性壓縮引起預應力損失 混凝土收縮、徐變引起的預應力損 預應力損失組 正常使用極限狀 正截面抗裂性驗 斜截面抗裂性驗 變形計 正常使用階段撓度的計 持久狀態應力的驗 跨中截面的混凝土法向壓應力kc驗 跨中截面的預應力鋼絞線，拉應力p驗 斜的主應力驗算截 短暫狀態應力驗 跨中截 l/4截 支點截 最小配筋率的復 支座計 確定支座的平面尺 確定支座厚 支座偏轉驗 支座抗滑穩定性驗 設計資 蓋梁計 荷載計 內力計 橋墩墩柱的設 荷載的計 截面的配筋計算以及應力驗 作用于墩頂的外 鉆孔樁計 荷載計 樁長計 樁內力計 樁身截面的配筋與承載力驗 結 致 參考文 中的重要組成部分在經濟上橋梁和涵洞的的造價一般來說平均占公路總造價的10%-需要高度快速、機動的現代化中具有非常重要的地位。

1設計資標準跨徑lk=16．00m，共分為兩跨；計算跨徑l1×712.7mm； mm2 =1860Mpa, =1260Mpa，E=1.95×10 材料:2HRB335,fsk=335Mpa,fsd=280Mpa;R235,fsk=235Mpa,fsd=195Mpa;

fck=26.8MPa，fcd=18.4Mpa，ftk=2.4Mpaftd=1.65MpaC40C30C25根據《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規范（JTGD62－2004）空心板尺該示例橋面為2×3.5m+2×1.0m，全橋寬用9塊C40預制的預應力混凝土空心板，每塊空心板的寬為99cm，高70cm，空心板的全長為15.96m。全橋空心板的橫斷面2-1，2-2。2-1橋梁橫斷面（2-2空心板截面構造及尺寸（空心板毛截面的幾何特性計A=99×70-2×38×16-

2

-2×（2

×9×2.5+7×2.5+2

=3358.3（cm21/2 =2×[

7）+11板29）]=2528.8（cm331

2 2 A=2×（2×2.5×7+2.5×7+2×5×7）=87.5（cm1/2Sd=2板高2528.8=0.753（cm）≈0.8（mm）（向下移 1/2 =2528.8 空心板毛截面對于它重心的慣矩1-3，設每個挖空半圓的面積為A'A'=1d28

1×382=567.1（cm28y=4d=438 6半圓對它自身重心軸O-OI'I=0.00686d4=0.00686×384=14304（cm4空心板毛截面對它重心軸的慣矩I99 +99×70×0.8- +38×16×0.82]- 2×567.1×[（8.06+8+0.8）2+（8.06+8-0.8)2]-87.5×（28.9+0.8） .28（cm4）=2.0283×1010（mm4（忽略絞縫對其自身重心軸慣矩3-23-1（尺寸單位4b2h2 4(998)2(70 IT=

2(708)

2(99

（mm4計算剛度參數2EI

(b)2l

5.8I

(blIT3—2IThl1560cm；b100cm；II2,028310h4b2hT Tt1b(t11

1)2h

I2.02831010(cm4T 3.32891010cm4Tb l 3-2It的空心板簡化圖（荷載橫向分布影響9

1，并據以繪制成

3—1。3—1121234567893453—3各板梁荷載橫向分布影響線（計算車道荷載橫向分布系m1 71：

2m2板號2： m2板號3： 1(0.1520.1160.0910.073)0.216 45

m22m22m2支點處荷載橫向分布系數按照杠桿法來進行計算，算得33—

11.000.5002號板荷載橫向分布系數 表3—跨中—四分點支點03—圖3—4 3號板支點荷載橫向分布影響線（尺寸單位：cm）荷載的橫向分布系數沿橋跨的變化按跨中到四分點處保持不變的mc，從四分點到3—圖3— 沿橋縱向m值的變化（尺寸單位EIcEIcmc 3.251041062028.310- 14.2021000/

1.5Hzf14.3555Hz14Hz，故0.176

f0.01570.244321.00；mi④Pi⑤yi3—6跨中彎矩計算（1/43—71/4（Q(1)miPi圖3— 跨中剪力計算（尺寸單位1/4圖3— 1/4跨剪力計算（尺寸單位3—10支點剪力計算（Q

三、作用效應組γ0Sud=γ0（1.2SGk+1.4SQ1k+0.8×1.4SQjk式中：γ0——為結構的重要系數，該橋屬于小橋γ0=0.9；Sud——為效應組合的設計值；SGkSQ1kSQjk S 式中：SsdSGkSSQjk——人群荷載效應標準值。 S S=SGk+SQ1k+S式中：SSGk，SQ1k，SQjk——為永久的作用效應、汽車荷載的效應（力）3-3空心板作用效應組合計算匯總 表3-彎矩剪力g0g0gI=gI+gII(Gk0不計沖擊S人群荷載S合Sud1.2S01.4S0.8×1.4SQjkSud組合SS00.7SSSsdS0組合0.4S0.4SSldS0合S算S預應力鋼筋數量的估算及布以部分預應力ANpe。按《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規范》6.3.1，A在作用短期效應組合時，應滿足st-pc≤0.70ftk要求式中：st——在作用短期的效應組合Msdpc——構件抗裂驗算邊緣混凝土有效預壓應力。在初步設計時，st和pc按下列公式近似計算： M Npc 式中：A，WePepyapap代入stpc≤0.70ftk即可求滿足部分預應力A類構件的正截面抗裂性要求Msd0.70Npc

1 式中：ftk——混凝土抗拉強度標準值 該示例，預應力空心板橋采用C40，f=2.4，由表1-1得， 102 =592.68×106N.mm,A=3358.3cm2=3358.3×mm2W=

=35

=59.31103

假設=4cm，則epyap=35-0.8-ap592.68106

Npe

ApAp

Nconl式中：con——預應力鋼筋的張拉控制應力l20%該示例用1×7股鋼絞線作預應力鋼筋直徑12.7mm公稱截面的面積98.7mm2 =1860MPa， =1260MPa，E=1.95×10 按《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規范》con≤0.75fpk，現取=0.70fpk20%AP

p111×7s12.798.7mm2，A=11×98.7=1085.7（mm2）滿足要求。p111×7ap=40mm，板跨長直線布置，沿跨長ap=40mm1-525mm，端部150mm，由b 3628381438.115cm2kk4得1438.115cm2hbkhk1b12

33883

2

384

2

82

h把 代h

3 4 kk1438.11527.7cm

12bk

322766.35 ，求得hk=51.9cm,f則得等效工字形截面上翼緣板厚度h'fhfy

-2

3551.92等效工字形截面下翼緣板厚度hfhfy

2

fbf

99-227.71-64-1（4-2Ifxf

,則由下式求得受壓區高度小x，設4=66(cm) ≤fb'x(hx

cd 1-1，Mud=894.12kNmf=894.12×106N.mm,b'=990mm,f0.9894.12106≤18.4×990×x×(660-x2

x=70.7mm＜h'=91mm,x＜h=0.4h b AsAs

fbxfbx f

HRB335，f=280MPa，E=210 660=863.28(mm2。812，As=8×(3.14x12x12/4)=904.8＞863.28(mm2812（截面受拉邊緣），沿空心板的跨長直線布40mmas=40mm。由前面計算可知空心板毛截面幾何特性。毛截面面積A=335830mm21d=8mm（向下），220283106mm4 A0A(E1)Ap(E1)

EEPEEc

1.9510 6.0;1.9510

A03358306 /345918=8.8(向下移y01l35088.8e01p333.240換算截面的慣性矩IIIAd2

1)A

=20283106

p

0I0

持久狀況時承載能力極限狀態計跨中截面的構造尺寸及配筋見圖1-5。預應力鋼絞線合力作用點至截面底邊距離為ap=40mm，as=40mm, fsdAsasfpdApap280565.5401260690.940 f

280565.51260sd pdh0haps62040f1-6，上翼緣厚度h'f上翼緣的工作寬度b'=990mm，肋寬b=436mm。首先按公式 AfA≤fb' pd sd cdffpdApfsdAs cdf≤fb'h'cdffTf

=990mmx＝0 AfA＝fb'pd sd cd得f'xfpdApfsdf'cd

＜bh00.4580f＜h'＝91fx=89.0mmM fb'x(hx) cd 567.86106>0Md0.9523.97截面抗剪強度的上、下限選取距支點h/2處的截面進行斜截面的抗剪承載力計算。截面構造尺寸及配筋見圖范》5.2.9V≤

0 h/2＝350mmVdV334.22350334.22 h0——截面的有效高度，由于該示例預應力筋及普通都為直線配置，有效度h0h0fcu,k150mmC40，fcu,k＝40MPa,ftd

≤

4043666050.5103

fbh1.250.51031.01.652 式中，2＝1.0，1.25《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規5.2.10條1.25由于γ0Vd＝0.9×321.34=289.21(kN)1.25×0.5103

fbh=296.75kN,2 HRB335，fsv=280MPa；取箍筋間距sv=150mm，100mm。

v v

288

sv

由于組合設計剪力值V≤1.25×0.5103fbh=296.75kN0 2 來配置箍筋，設箍筋選肢10，配筋率取 ，則由此求得構造箍筋的間距s

sv vsv

=200mm經比較和綜合考慮，箍筋沿空心板的跨長布置如圖1-76-1斜截面抗剪承載力的計36-1。各計算截面剪力組合設計 表6-截面位置x支點剪力組合設計值Vd由于空心預應力筋及普通鋼筋采用直線配筋，故此截面有效高度取與跨中的近似相同，h(2fcu,ksv(2fcu,ksv 式中

660mm，P100100 則

100mm，210，

157.08mm2 Asvv v

436

fcu

40MPa,fsv

0Vd0.9321.34預應力損失計錨具變形、回縮引起應力損失為l2有頂壓時l4mm，則l

l

1.9510515.6（MPa）50加熱養護引起溫度損失為l2階段養護的措施。設控制預應力鋼絞線于臺座之間最大溫差tt2t115C，則l32t21530預應力鋼絞線由于，應力松弛引起來的預應力損失l

(0.52pef——張拉系數。一次張拉時——預應力鋼絞線松弛系數，低松弛fpkpe——傳力錨固時鋼筋應力，由《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規范》6.2.6pecon12130215.61286.4代入計算式，得：

1.00.3(0.521286.40.26)1286.438.45混凝土彈性壓縮引起預應力損失為l4對于先張法構件，l4Ep

式中：Ep——預應力鋼筋的彈性模量與混凝土的彈性模量比值，Ep3.25

6.0 Np0Np0ep0AI AI Np0p0Apl6

ll'llll橋涵設計規范》6.2.8'll

p0con(l2l30.5l5=1302-15.6-30-Np0

p0

l6

py0=293.2mm 1343.21103

l4Eppe65.4532.7l

0.9[Epcs(t,t0)Eppc(t,t0Ap

3ps——

psiepseps333.240i

2.1176

（mm2pc（扣除相應階段的預應力損失 Np0NP0P0AI AI NpoNpo=p0APl6AS[con —— =

l6As

=293.2（mm）(因為YpYs293.2y0——構件受拉區的全部縱向鋼筋的重心至截面重心距離，由前面計算y0eps293.2cs(tt0)——預應力鋼筋傳力錨固時齡期t0計算齡期為t時的混凝土的收縮(t,t0)——加載齡期為t0，計算考慮齡期為t Np0NP0

AIAI

e1e

pE1.95105pEP截面全部永久作用的彎矩MGk1—1查得MGk432.03kN.mtt

y0

l/4

324.02106

tpc9.05-5.983.07l/4pc9.05f

C30

'ff

0.5f

0.53015MPa,則跨中、l/42.33MPa、2.2MPa、5.81MPa，均小于0.5f'0.53015MPa，7tu對濕度為75%。由前面計算，空心板的毛截面面積A=3358.3×102mm2u

27002

(mm)hu

2

cs(t,t0)(t,t0)把各項數值代入16計算式中，得16(t)

l416(t)16(t)

傳力錨固時第一批損失l,1l2l3l4傳力錨固后預應力損失總和lll2l3l4

（MPal/4各截面的有效應力：peconl。pe1302191.811110.19l/4pe1302207.221094.78正常使用極限狀筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規范》6.3條要求。對于該例部分預應力A類構件，第一，在作用短期效應的組合下，stpc0.7ftkltpc

st

表1-1，空心板跨中截面的彎矩 592.68KN·m592.68106

592.68106

pc

NpoNpoepoy opoconll41302193.8537.62oNpopoApl6As1145.77690.972.18565.5750794.7(N

poApYpl6N

1145.77690.9257.872.18565.5257.8空心板跨中截面下緣的預壓應 為

Npo

lt在荷載的長期效應組合下，構件抗裂驗算邊緣產生的砼法向拉應力

Mls 1-1M=520.81KN.m=520.81×106N.mmW=63.553×10∧6N.mm3 代入αlt

520.81106

stpc9.338.760.57MPa0.7ftk0.72.4ltpc8.198.760.57(MPa)符合《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規范》對A溫差應力計算，按《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規范》附錄B

8-1（尺寸單位：cm）NtAytyactyyccyMoAtyyccy

aE

o t t tyt t

yccc0.00001E——砼彈性模量，C40，E3.25104 Ay——截面內單元面積ty——單元面積Ayy——計算應力點至換算截面的重心軸距離，重心軸以上取正值，重心軸以下取，

e0——單位面

，ty

8-1eye溫度應力計算 表8-單元面積A（y溫度t（oy單元面積Ay重心至換算截面重心軸的180990147.22ee366.8y160(1427.2) 3(142(2807.25.52e366.816020(7.225.5) 3(7.23(28070)3805.52366.81602013803tyccNAttycc

(7920010.646006.35874002.75)0.00001tyyccyM0AtEtyyccy=－（79200×10.6×295.4＋4600×6.35×197.24＋87400×2.75

0 t t tyt t

yc36045187.1675106366.8

14

3.25

34400687.9139106

( '34400687.9139106

('34400687.9139106 =-

( Ep'60.39 Ep Ep

'6.150.39按《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規范》4.2.10

t=2×（-0.5）=-

t=0.33×（-0.5）=-

=1.02×（-0.5）=-

t1.05(0.5)st9.330.80.17 stpc9.58.760.74(MPa)0.7ftk0.72.4

力Alt7則ltpc8.198.760.57(MPa0，符合AA力計算以及表1-2、圖1-12，并選用支點處截面，分別計算支點處截面A-A纖維（空洞頂面），B-B（空心板換算截面重心軸），C-C（空洞底面）處的主拉應力，對于部分預應力的Atp0.7

ftk

混凝土抗拉強度的標準值，C40，ftk2.4MPatp

正溫差 Mt t tyty 36045187.1675106

1.04(1.18)B-B36045187.1675106

0

3.251.04C-C36045187.1675106

[

反溫差為正溫差應力乘-0.5A-A

t(0.12)(0.5)B-Bt0.58(0.5C-Ct0(0.5)主拉應力A-A（空洞頂面

cx((cx)22Vd式中：V——支點截面處短期組合效應的剪力設計值，由表1-V， bI0I0S01A——空心板A-A

=990×80×（366.8-d V 149.73103d 230sx

Msy0

1jNp0p0Apl6p0conll41302234.0337.62Np0p0Apl6As1105.59690.9112.36565.5700312.6(Nep

p0ApYpl6Np

1105.59690.9257.8112.36565.5257.80 Np0Np0ep00

sx

Msy0

1j

0.6400.80.08)0.70(MPa)(計入正溫差效應Ms——豎向的荷載產生的彎矩，在支點Ms

cxcx2

cx2

1.092tp

預應力混凝土Atp0.7ftk8(MPa)。在A-A維處tp1.34MPa1-8。

VdbIS01BBB纖維以上的截S01B990366.88019042.922

Msy0I

同樣，Ms01

σcx=3.03+0.8×（-cx2

cx2cx2

cx2B-Btp0.70(MPa)(計入反溫差應力力混凝土橋涵設計規范》對部分預應力A（3）C—C（空洞底面cx2

cx2VdbI式中 S01C—C-C纖維以下的截面對空心板重心軸靜矩S01C=99080（333.2-80/2）+（6-1）1085.7293.2+（6.15- 904.8293.2=26.18d0=VS/bI=(193.5310326.18106)/(2302.1176d0pc=Npo/A0+（Npoepo/Io） .9293.2253..2/2.11761010=3.03+3.68[yo—C—C，yo=333.2-cx=pc+(Msyo)/Io+1j=6.71+0+0.80=6.71（MPa）（計入正溫差的應力(cx)2(cx)22

(6.71(6.71)22

-0.16（MPa）（計入正溫差的應力(6.71)2(6.71)22C—Ctp=0.16MPa<0.7ftp=0.7tp=0.16MPa<0.7ftp=0.72.4=1.68（MPa）規范》對部分預應力A變形在使用階段撓度值按短期荷載的效應組合計算并且考慮撓度長期增長系數C40=1.60，A抗彎剛度取B0=0.95EcIoB0：0coB=0.95EI=0.953.251042.11761010=6.5380co5l2 5156002f

0 4805l2 5156002 GK

0 480Ms，MGk3-3消除自重產生的撓度，并且考慮長期影響系數ηθfl=（fs—fG）=1.6（23.0-16.8）=9.9（mm）<由預加力引起反拱度的計c在放松預應力鋼絞線的時侯，設空心板混凝土強度等級達到C30，這時E=3.0cpMPa，p

EpE

1.95

6.5,Ass 6.7，Asc c

0A=335830+（6.5-1）×1085.7+（6.7－1）0S=（，—1）A（350－8－40）+（－1）A =（6.5－1）1087.5302+（6.7－1）904.8 dS0133608709.7（mm）（向下移 yo1u=350+8+9.7=367.7（mm）

，=332.3—oI=20283o

9.72+（6.5－1）1085.7（6.7－1）565.5 1010（mm4）

W =I/y，=2.12651010/332.3=63.9934

W =I/ ，=2.12651010/367.7=57.8325 9-1空心板截面的幾何特性匯總 表9-C30，aEpC40，換算截面的重心至截面下緣距換算截面的重心至截面上緣距預應力鋼筋至截面的重心軸距6由前面計算得扣除預應力損失后預加力為：Npo= .7NM= .7292.3=341.2835106（N.mm）由預加力產生跨中的反拱度，并乘以長期增長系數=2.0pf=2.0p

480.95EIc5656

預拱度的設由《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規范》6.5.5fpfsl按該荷載撓度值與預加應力的長期反拱值之差采用。該示例fp=14.3mm<fsl=1.623.0=36.8（mm），應該設置預拱度跨中的預拱度=fsl－fp=36.8－28.6=8.2（mm），支點處=0，預拱度的值沿順著持久狀態應力的驗持久狀態應力的驗算應計算使用階段的正截面混凝土法向壓應力kc、預應力鋼筋拉應力p及斜截面主壓應力cp。計算時的作用取標準值，不計分項的系數，汽車荷載p=con—l=1302—191.81=1110.19（MPa）Np=pAp=1110.19 s1-1M=703.9kN.m=703.9106N.mm。s

Ap

N

M

1205333.3

<0.5fck=0.5p=pe+Epkt式中：kt——=703.9106293.2/（2.1176pe=con—l=1302—191.81=1110.19（MPa）p=pe+Epkt+=1110.19+6=1169.86（MPa）<0.65fpk=0.65A-A（空洞頂面）、C-C（空洞底面）、B（空心板中心軸）在標準值效應組合下和預加力作用產生的主壓應力cp主拉應力tp計算，并滿足cp0.6fck=0.626.8=16.08（MPa）下的要求。

22)22k2)22k

Mky0tI0t Vd 0A-A纖維（空洞的頂面V 255.2310325.88106d k

230B――腹板的寬度

――A-A

=25.88

Mky0tI0t=-1.14+0+（-0.12）=-式中：pc――預加力產生在A-Apc=-Mk――豎向荷載產生截面處彎矩，支點截面Mk-t――A-At-0.12MPa，反溫差應力t=0.06Mpa。則A-A（計入正溫差應力）：

1.26 ((1.26)22

tp

1.26 ((1.26)22

cxk=-1.14+0+0.06=-則(1.08)22(1.08)22(1.08)22tp=（(1.08)22C40混凝土的主應力限值為0.6fck=0.6cpmax=0.92MPa<16.08MPa,B-B纖V 255.2310342.92106d01B k

2302.1176 式中：S--B-BS=42.9210 由前面計算得pc=3.03MPa，t=-0.58MPa（計入正溫差），t=0.29MPa（計入反溫

Mky0tI0t=3.03+0+（-0.58）=2.45（MPa）（計入正溫差應力

Mky0tI0tB-B（計入正溫差應力）：(2.45)2(2.45)22

(2.45)22(2.45)22(3.32)22(3.32)22

(3.32)22(3.32)22C-C纖k Vdk

217.1610324.261062701.62231010

106mm3同樣由前面計算得pc=4.68MPa，t=0.16MPa（正溫差應力），t=-（反溫差應力）

Mky0tI0t=4.37+0+0.13=4.40（MPa）（計入正溫差應力

Mky0tI0t則C-C（計入正溫差應力）(4.4)2(4.4)22

tp=

=-((4.4)22(4.03)2(4.03)22

=(4.03)2(4.03)22

=-混凝土主壓應力為cp=5.18MPa<16.08MPaA-A2.13MPa，力混凝土橋涵設計規范》7.1.6條，在tp0.5ftk=0.52.4=1.2（MPa）的區段，箍筋tp＞0.5ftk=1.2MPasvsfbvb 式中：fskHRB335，fsk335MPa；A210，A=157.08mm fsvf

v335157.082.13采用sv=100mm。=Asv

svb 按《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規范》9.3.13，對HRB335，sv不于0.12％，滿足其要求。支點附近處箍筋間距100mm，其他截面可適當加大，需按計算h/2=350mm,400mm短暫狀態應力驗（扣除相應應力損失）、構件自重和其他施工荷載引起的截假設預制空心板當混凝土的強度達到C30時，放松預應力鋼絞線，此時，空心板處C30E3104MPaf

20.1MPa，f

2.01MPa

1.0910

2.0MPa，aEp

3.0

=6.5MPa，aEs3.0

1-3放松預應力鋼絞線，空心板截面處法向應力計算應取跨中、l4、支點三個截面，由預加力產生混凝土的法（由《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規范》6.1.5板底壓應力NpoNpoepo I N

NpopoAppoconll其中

力混凝土橋涵設計規范》6.2.8ll

l2l3l40.5l poconll4=1302-15.6-30-NpopoApl6As=1237.18×1085.7- poApypl6Asys =

1085.7292.3

=292.3下緣應力下NpoNpoepo

Io

=3.685.83

由板自重產生的板截面上、下緣應由表1-1空心板的跨中截面板自重彎矩 255.41kN·m=255.41×106 G1 G1=

332.3

I

下緣應力：下9.51-3.99=5.52（MPa）上緣應力：上2.774.421.65（MPa）l4截poconll4conl2l30.5l=1302-15.6-30-NpopoApl6As=1237.1×1085.7- poApypl6Asys= 1085.7 NN下緣應力下NpoNpoepo

Io =1261349.11261349.1

=3.465.76

由表1－1，l/4截面板自重 191.55kN.m=191.55×106由板自重l4

MG1I

=

332.3

下緣應力：下9.4-2.99=6.41（MPa）上緣應力：上2.743.310.57（MPa）截面上、下緣均為壓應力，并且小于0.7fck=0.7×20.1=14.07（MPa），符合《下緣應力下NpoNpoepoyo1l

Io poconll4conl2l30.5l=1302-15.6-30-NpopoApl6As=1237.18×1085.7- poApypl6As

1085.7epo

N 下緣應力下NpoNpoepo

Io =3.51

0下緣應力：下9.08（MPa）上緣應力：上2.3把跨中、l4、支點處截面在放松預應力鋼絞線時，板上、下緣應力的計算結果匯總于11-111- 位置l4-----00總應力值-壓應力極限0.7f上

1.15ftk1.152.01當上0.7ftk0.2%的縱向的鋼筋；當1.15ftk0.4%

以上配筋率為 A

As為預拉區的普通鋼筋截面積,A是截面毛截面面積,A=335830(mm2又由兩者內插得到=2.3MPa時縱向的鋼筋配筋率為0.00397As=0.00397×335830=1333.2(mm2)14mm,HRB335,13

333.2

11-11-1空心板支點處截面鋼筋的布置圖（為了防止支點處截面上緣拉應力過大,還應該采用降低支點出截面預壓力的方法,即在支點附近設置套管,使預應力鋼絞線和混凝土局部,以達到不傳遞預壓力。設56減為

2.3

1.05

MPa）0.7ftk1.407MPa土橋涵設計規范》要求,在預拉區需要配置配筋率不小于0.2 0.002×335830=671.66(mm),則可采用612的鋼筋,As6 678.6(mm)最小配筋率的復MM

式中：MudMud=997.86kN·mMcrMcr=（pcrftk）W其中rpcNpo抗裂邊緣處產生的混凝土預壓應力，由前面計算得pcSoS990366.8 W0W0=W01l106（mm3ftk—混凝土的抗拉標準值，C40

ftkr

2429185181.351McrM

rf)W 762.79× MudM

997.861.311.0按《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規范》03bh0。該示例普通受拉鋼筋：A=904.8mm2>0.003bh

0.003 b=436mm,計算結果說明滿足《公路鋼筋混凝土a×b=18×20=360cm2t=0.5計算支座平面形狀S l0a teslosl0b

2

8.97計算橡膠支座彈性Ej

S25.41.08.972驗算橡膠支座承壓j

a

0.180.20

7090KPa

（合格jj支座處每一側水平2

由于汽車荷載指動力引起來的水平位移HT15.60mII總重：7.875×15.6＋166.8=289.65kN，289.65×10%=26.99kN，90kN，取HT=90kN18

=905kN確定需要橡膠片的總厚度不計汽車制動力te2g20.2760.552cm計入汽車制動力te

0.7

0.7

9

2Ge

1 《公路橋涵設計通用規范》的其它規定te0.2×a=0.2×20=4.0m，te=5×0.5＋2×0.25=3.0(cm)h=3+6×0.2=4.2(cm),計算支座的平均壓縮變 Nt/abE

0.0489cm0.07te0.073.00.210㎝（合格計算梁端的轉角驗算偏轉情格

aδ=4.89×102≥aθ/2=2.118×103×20/2=2.118×102㎝（2計算由于溫度變化引起來的水平HabGg1030.344t te

驗算滑動穩Rck0.3181.311.4HtFbk1.40.1x360x0.276/3.05

以及NG0.3110.7833.23kN1.43.3144.64kN（合格18×20設計荷載:公路﹣Ⅱ橋面:凈1615.962mHRB335R235C25，C30圖14- 下部結構設計尺寸（單位<<公路橋涵地基與基礎設計規范>>(JTGD63-2007)

上部結構永久荷載見表15-115-每片梁重一孔上部構造自重支座恒載反力蓋梁自重及作用效應計算(1/2蓋梁長度15-1(尺寸單位自重自重彎矩VV1-q1=0.5×0.5×--×2- M2=﹣0.5×1.0×1.2×25--(0.8+1.1)0.5﹣(1/2)3-q3=1.1×0.6×M3=﹣0.5×1.0×1.2×25-1.1﹣(1/2)4-q4=1.1×0.5××(1.1/2)﹣15×1.6﹣95-q5=1.1×2.4×00(19.8+16.5+79.2)可變荷載計①公路—Ia.單車列，對稱布置（15-2）B.雙車列。對稱布置（15-3）15-3（尺寸單位15-4（尺寸單位：cmC.單車列，非對稱布置（15-4）15-5（尺寸單位由1el(2a2)，已 則n=7,e=2.1,2a22122232 η9=1/9-0.114=-d.雙車列，非對稱布置（15-5）已知：n=7e

，2a22122232

η9=0.111-15-15-6（尺寸單位①公路-IIB15.627.785166.8289.65(kN)2B2289.65B15.67.785166.8228.23(kN)2B可變的荷載橫向分布后各梁支點處反力（計算的一般公式 15-15-荷載BBBB公路-II00000000000000公路-II0000000000000000公路-II--IIη8=-η9=-------（4）15-4，各梁的永久荷載、可變荷載的基本組合計算表（單位 表412345678912II003II400000005人群非對---稱6789雙柱反力Gi的計（如圖15-8），所有的各梁反力見圖表15-雙柱反力Gi計 表15-反力1（273.996.9+398.265.9+417.094.9+464.15公路—II級雙人群對 稱1(244.556.9+412.985.9+428.644.9+472.57公路—II級雙480.272.9人群非1（381.166.9+327.35.9+320.074.9+313.55公路—II級雙人群對 稱1（351.726.9+342.025.9+331.624.9+321.97公路—II級雙人群非 302.61.9292.950.9282.550.1 人群對稱與雙列非對稱布置組合）控制設計。此時G1=1592.50kN，G2=1067.96kN。彎矩計算（15-15-815-8M①-M②-②=-R1M③-③=-R11.10-R2M④-④=-R11.60-R20.60+G1M⑤-⑤=-R14.00-R23.00-R32.00-R41.00+G1 1 5454 15-8（尺寸單位15--6，應該注意的是，表中在內力計各截面彎矩計算如 表15-23截面-截面-組合9組合5組合6-組合2-1-1：V左=0,V右=-2-2：V左=V右=-3-3：V左=-R1,V右=G1-4-4：V左=G1-R1,V右=G1-R1-5-5：V左=G1-R1-R2,V右=G1-R1-R2-15-7蓋梁內力匯總（15-15-615-715-815-①-②-③-④-⑤-M---M0--M---V左---0右--0V左0--右---V左---右---1，墩柱直徑100cm，C30，R235恒載梁蓋的自重（半根梁蓋橫系的梁重(5)作用于墩柱底面恒載的垂直力為：N汽車荷載的計15-315-4，公路-II90KN90KN。B1 B2B1+B2T=289.66×2×0.1=57.9KN＜90（KN），90KN①單孔行人（單側 ，B2=23.66kN②雙孔行人（單側 ,雙柱分布計算（⑴單列車時：

210210

55210 210.724 210.457荷載16-B1(1布B1(11公路-II23-4可變荷載組合的垂直反力計算（雙孔）16-表中汽車-II1+=1.249916-可變荷載組合最大彎矩計算（單孔) 16-墩柱頂反力計算式垂直力H(B1-1————00203———16-2作用于墩頂的外力（圖Nmax=1201.49+393.17+42.08=1636.74（kN）（汽車11作用于墩柱底處的16-1（尺寸單位截面的配筋Ag

心增大系數，取?= 混凝土及預應力混凝土橋涵設計規范》5.3.10Nd 0.9(fAfA)=0.9×1×（13.8×0.785×106+280×24.13×102cd cd=11508.64（kN）＞0Nd(2)NdMde

0.090md0/(2r)

3.8<故1.0,e090mm根據《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規范》5.3.90

Ar2

Cr2f0Nd

Br3

Dgr3f Dgfe0 sdAfcd'g=0.88，

,f',

e13.8B0.764D 13.8A按《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規范》提供來的附錄CC.0.2“圓形截面鋼筋混凝土偏壓構件正截面抗壓承載力計算系數”表，經試算查得各系數A，B，C，D設0.86，A=2.3047，B=0.5304，C=1.8786，D=0.9639，e0

13.80.530413.82.3047f2f

Cr2f

8360000(N)f Dgr3f,f007500000(N1.20m，C2516R235m來計算，m（地基土為密實細沙夾礫石）。樁身混凝土的受壓彈性模量。4Ec=2.60×10每一根樁所承受的荷載為一孔的恒載反力（N12039.98 N2139.5KNN18442KN N4NN1N