橋臺樁基礎設計計算書-2

1、基礎工程課程設計設 計 題 目： 橋 臺 樁 基 礎 設 計 所 屬 院 系 建 筑 工 程 學 院 專 業(yè)： 交 通 土 建 指 導 老 師： 艾 賢 臣 學 生 姓 名： 田 斌 學 號： 220102201107 班 級： 路橋10-3 上 交 日 期： 2013年 7月3日 成 績： 橋臺樁基礎設計計算書一、 荷載計算（一）恒載恒載可以為橋臺自重，橋臺上土自重和上部恒載組成1、橋臺部分橋臺部分劃分塊如圖1.1圖1.2所示，分別計算自重，土重。圖1.2 橋臺分塊 橋臺自重計算表 表1.1 序號計算式豎直力對基底中心軸偏心彎矩備注1(2.5-0.35)×0.75×0.3

2、-0.3×0.3×0.3×2511.422.825-32.26彎矩正負值規(guī)定如下：逆時針取“+”號；順時針方向取“”號2(2.5-0.35)×1.1×0.3-0.3×0.3×0.3×0.5×25502.817-140.8330.3×1.02×20.09×25179.31.925-345.1541.2×1.1×(1.45+4×0.8+3×4.7+1.34)×25662.971.5-994.4651×6.606×

3、;0.8×25132.121.0-132.1260.5×3×6.606×0.8×25198.18000.7×1.5×23×19.99482.762.35-1134.487(6.606-0.1)×0.7×19.5×20.0917842.354192.486295306.9792.2×(1.1+2+3.2)×1.5×4×25+1.2×3.3×1.5×25×6267300102.03.31.519.53579.1

4、500合計13047.912472.41 2）承臺及上部填土重力計算承臺及上部填土分塊如圖1.3、圖1.4所示圖1.3 承臺及上部填土分塊圖1.4 承臺及上部填土分塊（二）、土壓力計算： 土壓力按臺背豎直，即=0,臺后填土為水平，填土內摩擦角 臺背與填土間的外摩擦角按，由資料上層： 天然級配沙礫 h1=1.5m =40°，=0，= =20°，=0， 下層： 原土 h2=8.726m c=30， =16° ， 換算土層重度 將兩層土的重度內摩擦角按土層厚度進行加權平均，得： 下部土 把粘聚力換成等效的內摩擦角 換算土層內摩擦角1、臺后填土表面五活載時土壓力計算臺后填

5、土自重引起的主動土壓力按庫侖土壓力計算:式中： 墻后填土重度的加權平均值（）； H 土壓力作用的高度； B 土壓力作用的寬度；主動土壓力作用系數(shù)。 土壓力作用系數(shù)如下： 0.104式中： 墻后填土內摩擦角的加權平均值； 墻背與豎直線之間的夾角； 墻背與填土間的摩擦角； 填土面與水平面之間的傾角；主動土壓力作用系數(shù)。臺后填土自重引起的主動土壓力:其水平分力：=1263.5 作用點與基礎底面的距離：水平方向土壓力對基底形心軸的彎矩：豎向分力：652.14kN與基礎底面的距離：豎直方向土壓力對基底形心軸的彎矩：2、 臺后填土表面有汽車荷載時土壓力計算由汽車荷載換算成等代的均布土層厚度式中： 破壞棱體

6、長度， ； H 橋臺高度，取10.226m； 破壞棱柱體滑動面與水平面之間的夾角。=0.347破裂棱柱體長度：10.226×0.3473.548m在破壞棱體范圍內布滿均布荷載：3×140×2840將車輛荷載轉換為等效土層，厚度為： 臺背在填土連同破壞接體上車輛荷載作用下的引起的土壓力：水平方向的分力=作用點與基礎底面中心的距離：水平方向土壓力對基地形心軸的彎矩：豎向分力：1124.69kN與基礎底面的距離：豎直方向土壓力對基底形心軸的彎矩：3臺前溜坡填土自重對橋臺前側面的主動土壓力在計算時，以基礎前側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

7、=-33.69°，則基礎邊緣至坡面的垂直距離為 主動土壓力系數(shù)： 主動土壓力為：水平方向的分力=作用點與基礎底面中心的距離：水平方向土壓力對基地形心軸的彎矩：豎向分力：233.45kN與基礎底面的距離：豎直方向土壓力對基底形心軸的彎矩： （三)、支座活載反力計算 按下列情況計算支座反力：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，橋上無活載，臺后有汽車荷載。下面分別予以計算。1、橋上有汽車荷載及人群荷載，臺后無活載（1）汽車及人群荷載反力在橋跨上的汽車荷載布置如圖1.5所示：圖1.5 （尺寸單位m）支座反力：人群荷載

8、支座反力：支座反力作用點離基底形心軸的距離： 對基底形心軸的彎矩： （2）汽車荷載制動力車道荷載的均布荷載標準值應滿布于是結構產生最不利效應的同號影響線上，而集中荷載標準值只作用于相應影響線中一個最大影響線的峰值處。而集中荷載標準值只作用于在左側的平板橡膠支座上，則由一個設計車道上由汽車產生的制動力標準值按公路橋涵設計通用規(guī)范規(guī)定的車道荷載標準值在加載長度上計算得總重力的 10%計算其單車道制動力：（10.5×19.46+215）×10%=41.95 kN <165K N對于端部橋臺設滑板橡膠支座的簡支梁橋臺，應計的制動力為： 0.3H=0.3×165=49

9、.5 KN制動力對基地形心軸的彎矩：2橋上，太后均有汽車荷載為得到活載作用下最大豎直力在均部荷載Q=10.5滿跨布置集中荷載中集中荷載P=215布置在最大影響線峰值出車輛荷載后輪反力為后臺則支座反力為=（215+1/219.4610.5）30.78=742.25KN人群引起的支座反力對基底形心軸的彎矩：（四） 支座摩阻力計算 滑動支座摩擦系數(shù)取 f=0.05 ，則支座摩阻力：=2398.08×0.05=119.904kN支座摩阻力與承臺底面的豎直距離：支座摩阻力與承臺底面形心軸的彎矩： kN.m（方向按荷載組合需要來確定）對于埋置式橋臺不計汽車荷載沖擊力，同時從以上對制動力和支座摩阻

10、力的計算結果表明，支座阻力大于制動力。因此在以后的附加組合中，以支座摩阻力為控制設計。五荷載組合作用分類作用名稱永久作用結構重力土重力土側壓力可變作用汽車荷載人群荷載汽車制動力支座摩阻力根據(jù)實際可能發(fā)生的組合，應按五種情形進行荷載組合，對應三種情況，即：橋上有活載，臺后無汽車荷載；橋上有活載，臺后也有汽車荷載；橋上無活載，臺后有汽車荷載。荷載組合基本公式：式中： 承載能力極限狀態(tài)下作用基本組合的效應組合設計值； 結構重要性系數(shù)，該橋為中橋，取=1；第i個永久作用效應的分項系數(shù)，橋臺自重、恒重、填土自重取1.2，土的側向壓力取1.4 汽車荷載效應的分項系數(shù)，取=1.4； 在作用效應組合中除汽車荷

11、載效應外的其它可變作用效應的分項系數(shù)，人群荷載分項系數(shù)取1.4， 在作用效應組合中除汽車荷載效應外的其它可變作用的組合系數(shù)。（一）臺后有汽車+汽車制動力（1）主要組合 豎直力 =1.2×（11.14+50+179.3+662.97+132.12+198.18+482.76+1748+6295）+0.8×1.4×165+1.4×1184.76+1.4×155.82+1.4×795.61=26208.9kN 水平力 =1.4×2833.93-1×248.06=3719.44 kN 彎矩 =1.2×（2346.

12、15+2818.56+3495.45）+0.7×1.4×165×1.48-1×9663.7+1.4×（3198.85+484.46）-1×420.714+795.61×1.48×1.4=7352.23 kN.m （2）附加組合主要組合+支座摩阻力：豎直力 =26208.94kN水平力 =3719.44+0.7×1.4×118.09=3835.168 kN彎矩 =7158.45+0.7×1.4×1087.14=8223.85 kN.m主要組合+汽車驅動力：豎直力 =26208.

13、94kN水平力 =3719.44+0.7×1.4×115.83=3832.95 kN彎矩 =7158.45+0.7×1.4×1066.33=8203.45 kN.m（二）橋上有活載，臺后也有汽車荷載（1）主要組合 豎直力 =1.2×（4917.49+11878.99+2361.79）+0.8×1.4×165+1.4×1200.06+1.4×155.82+1.4×795.61=26230.358 kN 水平力=1.4×（2833.77-248.06）+0.7×1.4×

14、（2870.53-2833.77）=3656.02 kN 彎矩 =1.2×（2346.15+2818.56+2361.79）+0.7×1.4×165×1.48-1×9845.92+1.4×（3240.162+484.46）-1×420.714+795.61×1.48×1.4=7227.84 kN.m （2）附加組合主要組合+支座摩阻力：豎直力 =26230.358 kN水平力 =3656.02+0.7×1.4×118.09=3771.75 kN彎矩 =7227.84+0.7×

15、1.4×1087.14=8293.23 kN.m主要組合+汽車驅動力：豎直力 =26230.358 kN水平力 =3656.02+0.7×1.4×115.83=3769.53 kN彎矩 =7227.84+0.7×1.4×1066.33=8272.84 kN.m（三）橋上無活載，臺后有汽車荷載 豎直力 =1.2×（4917.49+11878.99+2398.08）+1.4×1200.06+1.4×155.82=24931.704 kN 水平力 =1.4×（2833.77-248.06）+0.7×1

16、.4×（2870.53-2833.77）+0.7×1.4×118.09=3771.75 kN 彎矩 =1.2×（2346.15+2818.56+2361.79）-9845.92+1.4×（3240.162+484.46）-1×420.714=7227.84 kN.m 荷載組合匯總表 表1.3荷載組合豎直力（kN）水平力（kN）彎矩（kN.m）一26208.943835.1688223.85二26208.943832.958203.45三26230.583771.758293.23四26230.3583769.538272.84五249

17、31.7043771.757227.84五種荷載組合的匯總表如表1.3所示，荷載組合的計算結果表明：對地基承載力驗算，以荷載（一）（二）中的組合最為不利；穩(wěn)定性驗算時，水平力以荷載（一）中的組合最不利，彎矩以荷載（三）中的組合最不利。綜上所述，最不利的荷載組合如下:=26230.358 kN =3835.168 kN =8293.23 kN.m二、樁基礎設計樁徑取1.2m，設計資料中21.00m-38.00m為密實的礫類土，擬定樁長27m.（一）計算樁頂1樁的計算寬度查教材表318得=0.9 mn=2時，則=0.9×1.83×0.802×1.2=1.59m2. 樁

18、-土的變形系數(shù)查教材表316得查基礎工程教材表4-1得，在00.5m的范圍內，m=18MN/m4；在0.53m的范圍內，m=14MN/M40.417樁在最大沖刷線以下深度24m，則其計算長度： 0.417×27=10.008m2.5m屬于彈性樁，按彈性樁計算.3. 計算樁頂剛度系數(shù)式中： = kN.m 綜上所述：=樁的換算深度：， 取。 查附表17.18.19得 。 4計算承臺底面中心處的位移、= 5計算各樁樁頂所受作用力、豎向力: =0.716EI×( 水平力: = 彎矩: =校核：三 樁基礎強度驗算1、單樁承載力演算式中 U樁的直徑，本樁采用沖擊鉆，鉆頭增大80mmA-

19、樁底截面積，=1.1304。p=6222.33kN=4436.27kN故樁長滿足要求確定樁長Pi+qh=3.141.28（1460+1504.5+180）+0.70.7450+52120.6 求得：=0.045樁長：0.5+16+4.5+0.045=21.045 m.，所以樁長24米滿足要求。2、樁內力及位移計算=-818.58KNmQI=476.45KN=4436.28KN3、計算最大沖刷線以下深度Z處樁截面上的彎矩MZ及水平壓應力zx內力匯總表 表1.3=a(kn.m)00401.000000818.58818.580.480.240.196960.99806226.18812.19103

20、8.370.960.440.377390.98617433.38802.521235.901.440.640.529380.95861607.92780.091388.012.401.040.723050.85089830.33797.141627.742.881.240.761830.77415874.86629.981504.843.841.640.737340.59373846.74483.161329.994.802.040.614130.40658705.25330.861036.115.762.440.443340.24262509.12197.44706.56圖1.5 內力匯總圖

21、最大彎矩為1627.74 kN.m,最大彎矩所在位置是2.4m4、樁頂縱向水平位移驗算 樁在最大沖刷線處的水平位移和水平位移轉角：查附表1，得=2.044066 查附表5，得 =1.62100 <6mm查附表2，得= -1.62100+9查附表6，得= -1.75058樁頂縱向水平位移：水平位移容許值： 17.95mm，所以樁頂縱向水平位移符合要求5.樁身截面配筋的驗算（1）配筋的計算最大彎矩截面在Z=2.4m處，此處設計的最大彎矩為恒載安全系數(shù)1.2，活載安全系數(shù)1.4，最大承載力：由截面強度計算公式得取以上兩式的臨界狀態(tài)分析，整理得 現(xiàn)擬定采用C20混凝土，HRB鋼筋，。、 計算偏心

22、距增大系數(shù)因，故樁的計算長度 長細比 ，可不考慮縱向彎曲對偏心距的影響，取。、 計算受壓區(qū)高度系數(shù)設g=0.9，則 受壓區(qū)高度系數(shù)計算表 表1.5ABCD0.621.55480.66660.61391.73870.0042544375093.11.1480.631.58680.66660.67391.71030.0049350855093.10.9980.641.61880.66610.73731.67630.0057252645093.11.030.651.65080.66510.80801.63430.00675471.85093.11.074 由計算表可知，當=0.64時，計算縱向力與設

23、計值之比較為合理，故取=0.64，=0.00572為計算值。計算所需縱向鋼筋的截面積現(xiàn)選用832，鋼筋布置如圖1.7所示：1228圖1.7 鋼筋布置示意圖（單位mm） 混凝土保護層厚度,縱向鋼筋間凈距為350mm>251.14（2）對截面進行強度復核由前面的計算結果可知： ，g=0.9實際配筋率： 、在垂直于彎矩作用平面內混凝土截面面積 實際縱向鋼筋截面面積 則垂直于彎矩作用平面內的承載力 、 在彎矩作用平面內采用圖表法列表計算受壓區(qū)高度系數(shù)計算表 表1.6ABCD0.621.55480.66660.61391.7387329.8023091.0310.631.58680.66660.6

24、7391.7103319.6283090.9990.641.61880.66610.73731.6763309.1473091.035 由計算表可知，當=0.64時，計算得到的偏心距與設計值之比較為合理，故取=0.64作為計算值。在彎矩作用平面內的承載力綜上所述，樁截面符合強度要求。四、承臺設計及強度驗算1、樁頂處的局部受壓驗算式中 承臺內一根樁承受的最大計算軸向力kN， ，其中結構重要性系數(shù)，荷載組合系數(shù)=0.8，結構安全系數(shù)1.2；材料安全系數(shù)；混凝土抗壓強度，取11mpa；局部承壓時提高系數(shù)，局部受壓時計算面積，當C2r時，取2r ；當局部受壓面積邊緣至構件邊緣的最小距離C2r時，取最小

25、值；承臺內基樁橫截面的面積，。所以，在承載力驗算公式中。左邊=右邊=左邊右邊，滿足要求，所以承臺不需要配筋。2、樁對承臺的沖剪驗算 式中 承臺受壓沖剪，破裂椎體平均周長；承臺內樁頂周長，承臺頂面受樁沖剪后預計破裂面周長（m）,樁頂承臺沖剪破裂線按向上擴張。臺頂面受樁計算沖剪后預計錨固長取700mm，樁伸入承臺150mm 混凝土抗剪極限強度；求得 滿足要求3.-+承臺抗剪及抗剪強度驗算驗算如下兩個危險截面如下圖：圖1.8 危險截面圖1. 對截面I-I，將該部分簡化為圖示的梁，圖1.9 I-I截面簡化圖I-I斷面右面部分自重為： 2.2 對I-I面求矩有 KN.m根據(jù)規(guī)范，鋼筋混凝土受彎構件的受拉鋼筋配筋率不得小于45，且不小于2.45=1.72設配筋率 所需鋼筋面積 As= bh=0.4% 22001500=13200選用1832鋼筋，=14476，采用一層布筋，間距：85.6mm受壓區(qū)高度x=801.98