本科畢業(yè)論文后張法預應力混凝土空心板橋設計計算書

1、第部分 上部結構I、設計資料一、設計標準及材料標準跨徑：16m 計算跨徑：15.56m橋面凈寬： 9+2×0.5m 設計荷載：汽20，掛100材料：預應力鋼筋：15.24（75.0）鋼鉸線，后張法施工。非預應力鋼筋：鋼筋和級螺紋鋼筋混凝土：空心板為R40號，空心板鉸逢為R30號；橋面鋪裝為R30號瀝青砼；欄桿、人行道采用R30號砼;二、構造與尺寸 50 900/2 2% 圖1-1 橋梁橫斷面 （尺寸單位：cm）圖1-2 面構造及尺寸 （尺單位：cm）三、設計依據(jù)與參考書結構設計原理葉見曙主編，人民交通出版社橋梁計算示例集（梁橋）易建國主編，人民交通出版社橋梁工程（1985）姚玲森主編

2、，人民交通出版社公路橋涵標準圖公路橋涵標準圖編制組，人民交通出版社公路橋涵設計規(guī)范（合訂本）(JTJ021-85)人民交通出版社公路磚石及混凝土橋涵設計規(guī)范（JTJ022-85）II、上部結構的設計過程一、毛截面面積計算（詳見圖1-2）Ah=99×9030×63×31.52（3×37×712×7）=4688.28cm2(一)毛截面重心位置 全截面靜距：對稱部分抵消，除去下部3cm后1/2板高靜距S=25×7/2（2/3×714.514）+3×8×（2114.58/2）2×8/2（14.

3、5218/3）99×3×（43.53/2）=3667.513365=17032.5cm3鉸面積：A鉸=2×（1/2×7×51/2×2×83×8）=99cm2毛面積的重心及位置為：dh=17032.5/4688.28=3.63cm (向下)則重心距下邊緣的距離為：141814.53.63=42.87cm距上邊緣距離為：9042.87=47.13cm鉸重心對除去下部3cm后1/2板高的距離：d鉸=3667.5/99=37.05cmO y OI I 圖1-3 (二)毛截面對重心的慣距每個挖空半圓(圖1-3)面積：A=1/

4、2××R2=1/2×3.14×182=508.68cm2重心：y=4R/(3×)=4×18/(3×3.14)=7.64cm半圓對自身慣距：I=II-IAy2=3.14×184/8508.68×7.642=41203.0829691.45=11511.63cm4由此可得：Ih=99×903/1299×90×3.632236×293/1236×29×3.6324×11511.632×508.68×（7.6429/23.6

5、3）2（7.6429/23.63）22（1/12×83×31/36×2×831×5×73/36）99×（37.053.63）2 =4723333.21cm4二、內力計算（一）、永久荷載（恒載）作用下1. 橋面系安全帶、欄桿：單側為6.25kN/m橋面鋪裝：2×（0.06+0.15）/2×4.5×23=21.74 kN/mg1= (6.25×2+21.74)/10=3.43 kN/m2. 鉸和接縫：g2=(99+1×90)×10-4×24=0.45 kN/m

6、3. 行車道板：g3=4688.28×10-4×25=11.72 kN/m恒載總重力：g=g1+g2+g3=3.43+0.45+11.72=15.6kN/m恒載內力計算見表1-1。 表1-1荷載g(kN/m)L(m)M(kN*m)Q(kN)跨中1/8gL21/4點3/32gL2Q支1/2gLQ1/4點1/4gL單塊板重全部恒載11.7215.6015.5615.56354.7472.12266.02354.0991.18121.3745.5960.68（二）、基本可變荷載（活載）作用下1. 荷載橫向分布系數(shù)跨中和四分點的橫向分布系數(shù)按鉸接板法計算。支點按杠桿法計算荷載橫向分

7、布系數(shù)；支點到四分點間按直線內插求得。（1）跨中和四分點的荷載橫向分布系數(shù)：剛度系數(shù)r=2EI/(4GIT)·(b/l)2=5.8I/ IT (b/l)2式中 I=Ih=4723333.21cm4; b=100cm ; L=24.34×100cmIT板截面的抵抗扭剛度。圖1-2所示截住面簡化成圖1-4。（略去中間肋板）IT=4b2h2/b(1/t1+1/t2)+2h/t3=4×892×（9011/27）2/89×（1/111/14）2(9011/27)/10=6354404.131cm4r=5.8×Ib2/ITl2=5.8×

8、4723333.21×1002/6354404.131×24342=0.0073 11 10 10 9014 99圖1-4 尺寸單位：cm按r查橋梁工程（1985）附錄I之附表的各板的橫向分布影響線豎坐標值，見表1-2。說明：1、表中值為小數(shù)點后三位有效數(shù)字。2、表中I，J分別為板號與荷載作用的板號。3、豎標值應該繪在板的中軸線處 表1-2荷載位置 板號 riji1i2i3i4i5i6i7i8i9i1010.001001001001001001001001001001000.011811581311100930800700630580560.0073159142123107

9、09508507807306906820.001001001001001001001001001001000.011581541371140970830730650600580.007314213912711009808808007407106930.001001001001001001001001001001000.011311371371231040900780700650430.007312312712711710309308407807405840.001001001001001001001001001001000.011101141231271161000870780730700.0

10、07310711011712011210009108408007850.001001001001001001001001001001000.010930971041161231141000900830800.0073095098103112117110100093088085根據(jù)所求得數(shù)值作影響線：(如圖1-5)根據(jù)各板影響線，在其上加載求得各種荷載作用下的橫向分布系數(shù)如下：汽車荷載作用下：m3=1/2i汽掛車荷載作用下：m2=1/4i掛板號1：三行汽車m3汽=1/2（0.1510.1180.1000.0820.0750.069）=0.298 二行汽車：m2汽=1/2（0.1440.1110.

11、0950.079）=0.215掛100m2掛=1/4（0.1420.1250.1100.099）=0.119板號2：三行汽車：m3汽=1/2（0.1410.1150.1000.0850.0760.070）=0.294二行汽車：m2汽=1/2（0.1390.1150.0980.082）=0.217掛100m2掛=1/4（0.1390.1280.1130.102）=0.121板號3：三行汽車：m3汽=1/2（0.1250.1240.1090.0890.0800.066）=0.297二行汽車：m2汽=1/2（0.1270.1200.1030.086）=0.218掛100m2掛=1/4（0.1270.

12、1270.1190.107）=0.120板號4：三行汽車：m3汽=1/2（0.1090.1180.1150.0960.0860.079）=0.302二行汽車：m2汽=1/2（0.1100.1190.1120.093）=0.217掛100m2掛=1/4（0.1110.1170.1200.113）=0.115板號5：三行汽車：m3汽=1/2（0.0970.1060.1150.1060.0950.087）=0.303二行汽車：m2汽=1/2（0.0980.1090.1170.102）=0.213掛100m2掛=1/4（0.1050.1130.1170.111）=0.112支點、支點到四分點的荷載橫向

13、分布系數(shù)按杠桿法計算（圖1-6）支點荷載橫向分布系數(shù)求得如下:m3汽= m2汽=1/2×1.00=0.500m2掛=1/4（1.00+0.10+0.10）=0.300支點到四分點的荷載橫向分布系數(shù)按直線內插進行。橫向分布系數(shù)匯總于表1-3。 表1-3荷載跨中到四分點支點三行汽-20m3汽=0.3030.500二行汽-20m2汽=0.2180.500掛-100M2掛=0.1210.3002、活載內力計算彎矩汽-20產生的彎矩M汽車=（1+）··mi·Pi·yi式中:（1+）為沖擊系數(shù)，（1+）=1+0.3（45-24.34）/40=1.155為折

14、減系數(shù)三列車取0.8，兩列車取1.0作荷載橫向分布系數(shù)沿橋跨方向的變化圖形和跨中及1/4點的彎矩影響線（見圖1-7）跨中彎矩的計算：M3汽=1.155×0.8×(60×4.085120×6.085120×5.385)×0.303=453.47kN.mM2汽=1.155×1.0×(60×4.085120×6.085120×5.385)×0.218=408.28 kN.mM掛=1.0×250×(3.4854.0856.0855.485)×0.121=

15、578.99 kN.m1/4點彎矩的計算：M3汽=1.155×0.8×(60×1.564×0.433120×4.564×0.303+120×4.214×0.303+70×1.714×0.303130×0.714×0.433)=403.18 kN.mM2汽=1.155×1.0×(60×1.564×0.403120×4.564×0.218+120×4.214×0.218+70×1.714&#

16、215;0.218130×0.714×0.403)=382.32 kN.mM掛=1.0×（3.664×0.1564.564×0.1213.564×0.1213.264×0.121）×250=487.50 kN.m(2)、剪力計算跨中剪力近似按同一個跨中荷載橫向分布系數(shù)計算見圖1-8Q3汽車=（1+）··mi·Pi·yi=1.155×0.8×(120×0.5120×0.44360×0.278)×0.303=36.35k

17、NQ2汽車=（1+）··mi·Pi·yi=1.155×1.0×(120×0.5120×0.44360×0.278)×0.218=32.69kNQ掛=1.0×(250×0.5×0.121250×0.451×0.121250×0.286×0.121250×0.141×0.130) =42.03 kN支點剪力：剪力影響線及橫向分布系數(shù)見圖1-9Q支汽=（1+）··mi·Pi·

18、;yi=1.155×1.0×(0.5×120×1.00.455×120×0.9430.325×60×0.7780.373×130×0.162) =155.36kNQ支掛=1.0×(0.3×250×1.00.265×250×0.9510.147×250×0.7860.121×250×0.737) =189.18kN1/4點剪力：Q汽=（1+）··mi·Pi·yi=1.1

19、55×1.0×(0.303×120×0.750.303×120×0.6930.303×60×0.528) =71.69kNQ掛=1.0×(0.121×250×0.750.121×250×0.7010.121×250×0.5360.121×250×0.487) =74.84kN(3)內力組合內力組合按“”條規(guī)定進行，恒載產生的效應與活載產生的效應同號時：則 荷載組合 S=1.2SG+1.4SQ荷載組合 S=1.2SG+1.1SQ

20、式中：SG恒載重力產生效應序 號荷載類型彎 矩 (kN.m)剪 力 (kN)跨中1/4處支點跨中1/4L點1恒載472.12354.09121.37060.682汽-20453.47403.18155.3636.3571.693掛-100578.99487.50189.1842.0374.8441.2×恒載566.544424.908145.644072.81651.4×汽-20634.858564.452217.50450.89100.36661.1×掛-100636.889536.25208.09846.23382.3247S=4+51201.402989.3

21、6363.14850.89173.1828S=4+61203.433961.158353.74246.233155.149(2)/(1)+(2) 49535610054S提高（%）3000010(3)/(1)+(3)55586110055S提高（%）2233211提高后S1237.44989.36363.1550.89173.1812提高后S1227.50980.38364.35547.62158.24控制設計內力1237.44989.36364.3550.89173.18表中提高系數(shù)詳見結構設計原理荷載效應組合三、預應力鋼筋的設計(一)、預應力鋼筋截面積的估算根據(jù)橋預規(guī)定,預應力梁應滿足使用

22、階段應力要求和承載力極限狀態(tài)的強度條件。故按承載力極限狀態(tài)來估算，這時預應力鋼筋達到抗拉設計強度，砼達到抗壓設計強度。后張法預應力砼空心板可以近似地簡化。按下列公式來估算預應力鋼筋面積：Ay=cMj/hRyNy=cMj/h（取設計經(jīng)驗值為0.76）則Ny=1.25×1237.44/0.76×0.9=2261.40kN選用直徑為15.24（75.0）鋼鉸線，且采用后張法施工。n=Ny/Ry.ay=2261.40×103/1860×140=8.68 束按施工和使用階段估算，鋼束數(shù)也為9束左右，選定鋼束數(shù)n=9束 Ay=9×1.40=12.6cm2（

23、二）、預應力鋼筋布置后張法預應力鋼筋的布置按“公 預規(guī)”的要求，取預應力鋼束凈距保護層為3.5cm，鋼束截面重心到板下邊緣距離為ag=3.5+1.52=4.26cm， 9束鋼束在板橫截面中呈不均勻分布，詳見圖1-11，預應力鋼束沿板跨方向呈直線變化，即保持ag=4.26cm不變。四、凈截面和換算截面的幾何特性計算（一）換算截面積A0=Ah+(n-1)Ay=4688.28+(5.91-1)×12.6=4750.15cm4式中n鋼筋彈性模量與砼彈性模量之比n=Ey/Eh=1.95×105/3.3×104=5.91（二）換算截面的重心位置鋼筋換算截面對毛截面重心凈距Sg

24、=（5.91-1）×12.6×（42.87-4.26）=2388.65cm3換算截面對毛截面重心的距偏離：dh0=Sg/A0=2388.65/4750.15=0.50cm換算截面重心到截面下緣距離：y0=42.87-0.50=42.37cm換算截面重心到截面上緣距離：y0=47.13-0.50=46.63cm鋼筋重心到換算截面重心距離：ey=42.37-4.26=38.11cm（三）換算截面慣距I0=Ih+Ahdh02+(n-1)Ayey2=4723333.21+4688.28×0.502+(5.91-1)×12.6×38.112=481435

25、7.732cm4（四）截面抗彎模量W0下=I0/y0上=4814357.732/46.63=103245.93cm3W0上=I0/y0下=4814357.732/42.37=113626.57cm3預加應力階段凈截面幾何特性計算：假設砼達到R30時張拉Ah=4688.28 cm2 重心距板頂距離y=47.13cm對板頂邊的面積矩S1= Ah×y=4688.28×47.13=220959cm3自身慣性矩I1=4723333.21cm4預留管道面積A0=-16××52/4=-314cm2重心距板頂距離y=90-4.26=85.74cm對板頂邊的面積矩S0=

26、A0×y=-314×85.74=-26922.36cm3混凝土凈截面對板頂邊的面積矩Si=220959-26922.36=194037 cm3混凝土凈截面Aj=Ah- A0=4688.28-314=4374.28cm2yjs=Si/Aj=194037/4374.28=44.36cm凈截面慣性矩Ij= Ii+Ix= Ii+Ai(ys-yi)2=4723333.21+4688.28×(44.36-47.13)2-314×(44.36-85.74)2=4221642.33cm4Ws=Ij/ ys=4221642.33/44.36=95167.77cm3Wx=I

27、j/ yx=4221642.33/45.64=92498.74cm3Wy=Ij/ ey=4221642.33/37.82=111624.60cm3五、截面強度驗算以跨中正截面強度驗算為例頂板平均寬：bi'=A/ hi'=(9389)/2*7+(89+93.2)/2*3/11=82.8cm(詳見圖1-2)頂板厚為：hi'=11cm由RYAY=1860×22.4=41664Rabi'hi'=23×82.8×11=20948.4RYAY> Rabi'hi'故說明部分腹板砼參加工作。由RYAY=Rabx+Ra(

28、bi'-b)hi'（近似矩形）x=RYAYRa(bi'-b)hi/ Rab=1860×22.423×（82.872×10）×11/23×（72×10）=44.36<0.55h=47.51cm截面抵抗矩為：Md=1/cRabx(h0-x/2)+Ra(hi'-b)(h0-hi'/2)hi'=1/1.2523×（72×10）×44.36×（85.7444.36/2）23×（82.872×10）×（85.7411/2）&

29、#215;11=2306.96kN.m>2196.89kN.m 符合要求式中c表示砼安全系數(shù)，按“公預規(guī)”取用1.25六、預應力損失計算 按公路橋規(guī)規(guī)定采用k=0.75Ryb=0.75×1860=1395Mpa（一）預應力鋼束與管道之間摩擦引起的預應力損失按“公預規(guī)”規(guī)定計算s1=k1-e-(µ+kx)=0.75Ryb ×1-e-(0.55×0.07+0。0015×12。93)= 78.47Mpa（二）錨具變形、鋼鉸線回縮引起的應力損失s2=L/LEy=1.2×2.0×105/2394=100.25Mpa式中L表示鋼筋

30、回縮值取用6*2=12mmL表示預應力鋼筋有效長度Ey=2.0×105Mpa(三)分批張拉時砼彈性壓縮引起的應力損失s4=(m-1)/2m·ny·°h1°h1=Ny/Aj+Nyey2/IjNy=(ks1s2)Ay=（139578.48100.25）×12.6=15325kN°h1=15325×103/4374.28×102+15325×103×37.822/4221642.33×104=35.55 Mpas4=(m-1)/2m·ny·°h1=(1

31、6-1)/(2×16)×5.76×15.46=95.99Mpa°h1表示全部筋束的合力Ny在其作用點處所產生的混凝土正應力Ny表示筋束的預加力的合力Aj、Ij混凝土梁的凈截面面積和凈截面慣性矩(四)鋼筋松馳引起的預應力損失s5=0.022k=0.022×1395=30.96 Mpa（五）砼收縮徐變損失按“公預規(guī)”附錄九計算s6=0.9×nyh（t，）+Ey（t，）/（1+15A）s6表示全部受力鋼筋截面重心點處的預應力損失值h表示后張法構件放松鋼筋時，在計算截面上全部受力鋼筋重力處由預加力（扣除相應階段應力損失），產生的砼法向應力表示

32、配筋率=（Ag+Ay）/AA=1+eA2/r2eA表示全部預應力筋與非預應力筋換算截面重心點到構件截面重心軸的距離取eA=ey（t，）表示加載齡期為時砼的徐變系數(shù)終值，相對濕度為75%，=28天查得=2.2（t，）表示自齡期為時開始計算的收縮徐變終值取用0.23。代入計算得：=（Ag+Ay）/A=22.4/4798.26=0.47%r2=I/A=4723333.21/4798.26 r=31.37A=1+eA2/r2=1+（37.82/31.37）2=2.45s6=0.9×（5.76×14.06×2.22.0×105×0.23×103

33、）/（115×0.47%×2.45）=172.04Mpa（六）永存預應力第一批應力損失(預加應力階段)：s=s1+s2+s4=78.47+100.25+95.99=274.71Mpa第二批應力損失(使用荷載作用階段)：s=s5+s6=30.96 +172.04=203Mpas=s+s=274.71+203=477.71Mpa永存預應力y=1395-477.71=917.29Mpa七、跨中截面應力驗算（一）施工階段正應力驗算1、跨中截面正應力 施工階段構件在預期應力和自重作用下截面上下緣砼正應力驗算應力限值：混凝土標號R為40號，張拉時R´=0.8R為32號，由附表

34、1-2內插得：Rba´=22.4Mpa ; Rbl´=2.20Mpa ha=0.70 Rba´=0.7×22.4=15.68 Mpa hl=0.70 Rbl´=0.7×2.2=1.54 MpaNy=(Ay + AyW.cos)(k-s) +(,k-,s) A,y =(1395-274.71)×1260=1411.57kNhs= Ny/Aj-Nyeyj/Wjs+Mg1/Wjs=1411.57×103/4374.28×1021411.57×103×378.2/95167.77×1

35、03472.12×106/95167.77×103=2.58Mpa<ha=15.68Mpahx=Ny/Aj+Nyeyj/Wjx-Mg1/Wjx=1411.57×103/4374.28×102+1411.57×103×378.2/92498.74×103-472.12×106/92498.74×103=3.76Mpa>0運輸、安裝階段正應力計算Ny=（k-s）Ay=（1395-477.71）×12.6=11557.85kNMg1=472.12×1.2=566.54kN.mhs

36、= Ny/Aj-Nyey/Wjs+Mg1/Wjs=1411.57×103/4374.28×102-1411.57×103×378.2/95167.77×103+566.54×106/95167.77×103=3.57 Mpa <hahx= Ny/Aj+Nyey/Wjx-Mg1/Wjx=1411.57×103/4374.28×102+1411.57×103×378.2/92498.74×103-566.54×106/92498.74×103=2.87M

37、pa>02、使用階段正應力驗算Ny=k-s-s(Ay+Ayw·cos)+( ´k-s´-s´)A´y=917.29×1260=1155.79kN對荷載組合:hs=Ny/Aj+( Mg1 Ny·eyj)/Wjs +(Mg2+Mp)/Wos=1155.79×103/(4374.28×102)+（472.12×1061155.79×103×378.2）/(95167.77×103)+(472.12+453.47)×102/(116073.26×1

38、03) =3.02Mpa<ha=0.5Rab=14Mpahx=Ny/Aj( Mg1 Ny·eyj)/Wjx(Mg2+Mp)/Wox=1155.79×103/(4374.28×102) （472.12×1061155.79×103×378.2）/(92498.74×103)(472.12+453.47)×102/(105630.68×103) =1.54Mpa>0對荷載組合：Mg2+Mp=1051.11kM.mhs=Ny/Aj+( Mg1 Ny·eyj)/Wjs +(Mg2+Mp)/W

39、os=1155.79×103/(4374.28×102)+（472.12×1061155.79×103×378.2）/(95167.77×103)+ 1051.11×102/(116073.26×103) =3.01Mpa<ha=0.5Rab=14Mpahx=Ny/Aj( Mg1 Ny·eyj)/Wjx(Mg2+Mp)/Wox=1155.79×103/(4374.28×102) （472.12×1061155.79×103×378.2）/(92498

40、.74×103)1051.11×102/(105630.68×103) =2.26Mpa>0（二）預應力鋼筋最大應力荷載組合：ymax=y+ny·（Mg2+ Mp ）·y0y/I0=（1395-477.7）6.33×925.59×106×378.2/4884362.675×104=962.66Mpa0.65Rby=1209Mpa荷載組合：ymax=y+ny·（Mg2+ Mp ）·y0y/I0=（1395412.36）6.33×1051.11×106×

41、378.2/4884362.675×104=968.81Mpa0.70Rby=1302Mpa八、支點截面主應力驗算：換算截面重心處的主應力凈距：S0，=99×42.17×42.17/2+（6.33-1）×2.8×38.55-2×508.68×（7.3-3.63-0.7+7.64）-2×36×（7.3-3.63-0.7+7.64）2/2=73759.51cm4S0=99×42.5×42.5/2+（5.75-1）×2.8×38.88-2×508.68×

42、;（7.3-3.63-0.7+7.64）-2×36×（7.3-3.63-0.7+7.64）2/2=80052.905cm4b=2×10+7=27cm對荷載組合：=Qg1s0,/bI0,+(Qg2+Qq)s0/bI0=91.18×73759.51/27×4749000.51+(30.19+155.36)×80052.91/27×4747534.51=0.17Mpa對荷載組合：=Qg1s0,/bI0,+(Qg2+Qq)s0/bI0=0.19Mpa換算截面重心處砼的應力：h=y1·Ay/ A0，-y1·Ay/

43、A0=21582.12×16.8×102/4778.82+16.8×168.9×106/4748534.51×103=5.1Mpa對荷載組合:主拉應力：z1=h/2-(h2/4+2)1/2=5.09/2-(5.092/4+0.172) 1/2=-0.006Mpa<0.9R1b=0.9×2.6=2.34Mpaza=h/2+(h2/4+2)1/2=5.09/2+(5.092/4+0.172) 1/2=5.10Mpa< 0.6Rab對荷載組合：z1=h/2-(h2/4+2)1/2=5.09/2-(5.092/4+0.192) 1

44、/2=-0.007Mpa<0.9R1b=0.9×2.6=2.34Mpaza=h/2+(h2/4+2)1/2=5.09/2+(5.092/4+0.192) 1/2=4.1Mpa< za=4.24Mpa九、預應力階段支點截面上緣拉應力驗算：后張法預應力梁中，梁端一區(qū)段長度內為集中區(qū)?？紤]到應力集中長度的不確切必放松預應力鋼筋時的沖擊及支點可能不在設計位置等原因，驗算支點附近上緣拉應力時偏安全考慮，不計板的自重對上緣拉應力的卸載作用且預應力采用最大值（即放松預應力力鋼筋時的應力）。ymax，=k-s1=1395-174.625=1220.375Mpa則上緣拉應力：hs=ymax

45、，·Ay/A0，-ymax，·Ayey,/Wos，=1220.375××16.8×38.85/99289.55=-3.67Mpa在砼強度達到設計強度80%以上放松預應力筋,這時強度相當于30號砼強度即R1b，=2.1Mpa。按“公期規(guī)”第5.3.4條規(guī)定拉應力的限值為：h10.70R1b，=0.7×2.1=1.47Mpa張拉區(qū)不配非預應力鋼筋時：h1=1.15R1b,= 1.15×2.1=2.4Mpa可見h1s1b，現(xiàn)擬定支座附近公有兩根預應力鋼筋作用于截面上，而其他8根在支座附近使用套管，使它與砼不粘結，則使支點截面附近。

46、則：Ay=2×140=2802預應力Ny=ymax，·Ay=1220.375×2.8=3417.05KN砼的應力為：hs=Ny/ A0，-Ny·ey,/ Wos，=3417.05/4778.82-3417.05×38.55/99289.55=-0.61Mpah1= 0.7×2.1=1.47Mpahx=Ny/ A0，-Ny·ey,/ Wox，=3417.05/4778.82-3417.05×38.55/112616.06=-0.46Mpah1套管長度：2號鋼筋端部套管長度為：2.00m；3號鋼筋端部套管長度為：1.5

47、0m；4號鋼筋端部套管長度為：1.00m；5號鋼筋端部套管長度為：0.50m。十、鋼筋配筋圖（詳見圖紙）：第部分 鉆孔灌注樁、雙柱式橋墩的計算一、 設計資料1設計標準及上部結構 設計荷載：汽-20，掛-100； 橋面凈寬：9+2×0.5m 標準跨徑：16m 計算跨徑：15.56m 梁長15.96m； 上部構造：鋼筋混凝土空心板梁。2 水文地質條件（本設計為假設條件） 沖刷深度：最大沖刷線為河床線下2.0m處； 地質條件：亞粘土； 按無橫橋向的水平力（漂流物、沖擊力、水壓力等）計算。3 材料： 鋼筋：蓋梁主筋用級鋼筋，其它均用級鋼筋； 混凝土：蓋梁用C25，墩柱、系梁及鉆孔樁用C20。

48、4 計算方法：容許應力法。5 橋墩尺寸：考慮原有標準圖，選用如圖2-1所示結構尺寸。6設計依據(jù)：結構設計原理葉見曙主編，人民交通出版社橋梁計算示例集（梁橋）易建國主編，人民交通出版社橋梁工程（1985）姚玲森主編，人民交通出版社公路橋涵標準圖公路橋涵標準圖編制組，人民交通出版社公路橋涵設計規(guī)范（合訂本）(JTJ021-85)人民交通出版社公路磚石及混凝土橋涵設計規(guī)范（JTJ022-85）二、蓋梁計算（一）荷載計算：1、上部構造恒載見表21及圖21表21 自重一孔上部結構自重每一支座恒載反力（KN）單片11.7212285.61142.8全部15.63042.01521.02、蓋梁的自重及內力計

49、算：（如圖22及表22） 蓋梁自重及產生的彎矩、剪力計算表22編號自 重（K N）彎 矩(KN·M)剪 力Q左Q右11q1=1/2(0.8+1.2)×1×1.4×25=35M1=-0.8×1.2×1.4×25×1.2/2-1/2×0.4×1.2×1.4×25×1.2/3= -23.52-35-3522q1=1.2×1.2×1.4×25=50.4M2=-0.8×1.2×1.4×25×1.2/2-1/

50、2×0.4×1.2×1.4×25（1.2×1/3+0.5×1.2）-1.2×1.2×1.4×25×0.6= -58.8-50.414033q1=1.2×0.6×1.4×25=25.2M3=190.4×0.6-（50.4+25.2）×1.8/2-0.8×1.2×1.4×25× 2.4-1/2×0.4×1.2×1.4×25×（1.2/3+1.8）=-52.927

51、9.879.844q1=1.2×1.9×1.4×25=79.8M4=190.4×2.5-（50.4+25.2+79.8）×3.7/2-0.8×1.2×1.4×25× 4.3-1/2×0.4×1.2×25×1.4×（1.2/3+3.7）=9.5900q1+q2+q3+q4+q5 =190.4KN3、活載計算：（1）荷載橫向分布系數(shù)，荷載的對稱和對稱布置一律采用杠桿法計算。 汽201) 雙列車對稱布置如圖2-33，=9=35/80×1/2=0.219

52、4=8=45/80×1/2=0.2815，=7=55/80×1/2=0.3446，=6=25/80×1/2=0.156其他=02）雙列車非對稱布置如圖2-4。1=-10/80×1/2×1/2=-0.03152=2，=90/80×1/2×1/2=0.28153=-0.063×1/2=-0.03153，=10/80×1/2=0.0634=70/80×1/2=0.4385，=1/2×1=0.57=1/2×1=0.5其他=03）掛100對稱布置如圖2-54，=8=25/80×

53、;1/4=0.0785 =7，=55/80×1/4=0.1725，=7=35/80×1/4=0.1096 =6，=45/80×1/4=0.141其他=04）掛100非對稱布置如圖2-62，=40/80×1/4=0.1253=40/80×1/4=0.1253，=50/80×1/4=0.1564=30/80×1/4=0.0944，=60/80×1/4=0.18755=20/80×1/4=0.06255，=70/80×1/4=0.2196=10/80×1/4=0.03125其他=05）三列車

54、布置情況對稱與非對稱情況相同如圖2-71=11=-10/80×1/2×1/2=-0.03152=10，=90/80×1/2×1/2=0.28153，=9=10/80×1/2=0.0634=8，=70/80×1/2=0.4385，=7=0.5其他=0（2）按順橋方向活載移動情況，求得支座活載反力的最大值 汽20考慮到支點外布置荷載，并以車輪順橋向著地寬度邊緣為限（0.2m），布載長度L為：L=15.56+0.25-0.10=15.71m1) 單孔荷載（圖28）單列車：取三種情況中最大值B2=120×（1.010+0.920）+

55、60×0.663=271.38KNB2，=60×1.010+120×（0.753+0.663）+70×0.02=231.92KNB2，=130×1.010+70×0.753+120×（0.11+0.02）=199.61KN取用B2=271.38KN當為二列車時則：2B2=2×271.38=542.76KN當為三列車時：3B2=3×271.38=814.14KN2）雙孔荷載（圖29）單列車時：B1=60×0.663+120×0.920=150.18KNB2=120×1.010+

56、70×0.367+130×0.02=149.49KNB1+B2=150.18+149.49=299.67KN三列車時：3（B1+B2）=3×299.67=899.01KN 掛100：布載長度L=15.71m1）單孔布載（圖210）圖210B2=250×（1.010+0.933+0.676+0.599）=809.5KN2）雙孔荷載時（按兩種方式布載，取最大值）（圖211）圖211B1=250×0.933=233.25KNB2=250×（1.010+0.7528+0.6757）=609.63KNB1,= B2,=250×（0.8043+0.8814）=421.43KN兩種布載方式(B1 + B2)之和基本相等，(B1