[學士]30m鋼筋混凝土預應力簡支t梁橋設計_secret

1、Good is good, but better carries it.精益求精，善益求善。學士30m鋼筋混凝土預應力簡支t梁橋設計_secret目錄目錄第1章 小平岡橋設計11.1 方案初選11.2 基本設計資料11.3 主梁內力計算21.3.1受壓翼緣有效寬度計算21.3.2全截面幾何特性的計算31.3.3恒載內力計算31.4 汽車、人群作用效應的計算81.5內力組合131.6 施工方法要點141.7 截面設計141.7.1預應力鋼筋數量的確定及布置151.7.2截面幾何性質計算19第2章 承載能力極限狀態(tài)計算212.1跨中截面正截面承載能力計算212.2斜截面抗剪承載力計算212.2.1

2、距支點H/2截面斜截面抗剪承載力計算222.2.2邊截面點斜截面抗剪承載力計算23第3章 預應力損失計算263.1摩阻損失263.2錨具變形損失263.3分批張拉損失計算283.4鋼筋應力松弛損失293.5混凝土收縮、徐變損失293.6預應力損失組合31第4章 正常使用極限狀態(tài)驗算334.1全預應力混凝土構件抗裂驗算334.1.1正截面抗裂性驗算334.1.2斜截面抗裂性驗算34第5章 撓度計算385.1使用階段的撓度計算385.2預加力引起的反拱計算及預拱度的設置38第6章 持久狀況應力驗算406.1跨中截面混凝土法向壓應力驗算406.2跨中截面壓應力鋼筋拉應力驗算406.3斜截面主應力驗算

3、41第7章 短暫狀況應力驗算457.1上緣混凝土拉應力457.2下緣混凝土壓應力45第8章 錨固區(qū)局部承壓驗算468.1局部受壓尺寸要求468.2局部抗壓承載力計算47參考文獻485353第1章 小平岡橋設計1.1 方案初選初選橋型方案：拱橋方案，門式剛構橋方案，預應力混凝土簡支T型梁橋方案三種橋型主要優(yōu)缺點比較：拱橋：造型美觀，與周圍環(huán)境協(xié)調好，但下部結構和地基(特別是橋臺)必須能經受住很大的水平推力作用，因此對工程地質要求高，由于工程所處地區(qū)的天然地基主要是軟土地基，所以不宜修建拱橋；且因拱圈（或拱肋）在合龍前自身不能維持平衡，拱橋在施工過程中的難度和危險性要遠大于梁式橋。門式剛構橋：門式

4、剛構橋在豎向荷載作用下，柱腳處具有水平反力，梁部主要受彎，但彎矩值較同跨徑的簡支梁小，梁內還有軸壓力，因而其受力狀態(tài)介于梁橋與拱橋之間，剛架橋跨中的建筑高度就可做的較小，對于有通航要求的區(qū)域，可以優(yōu)先考慮此種橋型。但普通鋼筋混凝土修建的剛架橋在梁柱剛接處較易產生裂縫，需在該處多配鋼筋，這就會增加成本，使工程的經濟性差。另外，門式剛架橋在溫度變化時，內部易產生較大的附件應力。預應力混凝土簡支T型梁橋：目前中小跨徑橋梁應用最廣泛的是混凝土梁式橋。這兩種橋梁具有能就地取材、工業(yè)化施工、耐久性好、適應性強、整體性好以及美觀等許多優(yōu)點。預應力混凝土橋梁更兼有降低梁高和跨越能力大的長處，特別是預應力技術的

5、應用，為現代裝配式結構提供了最有效的接頭和拼裝手段，使建橋技術和運營質量均產生了較大的飛躍。從受力特點上看，混凝土梁式橋分為簡支梁（板）橋、連續(xù)梁（板）橋和懸臂梁（板）橋。簡支梁橋屬靜定結構，是建橋實踐中受力和構造最簡單的橋型，應用廣泛。通常在跨徑25m50m時，采用預應力裝配式簡支T梁，其優(yōu)點是構造簡單，整體性好、接頭也方便。通過以上比選，選擇預應力混凝土簡支T型梁橋方案。1.2 基本設計資料標準跨徑：LK=29.64m 計算跨徑：L=29.14m橋面凈空：凈9+21、5m主梁間距：2.2m（全橋由五片梁組成）主梁高：2.0m設計荷載：公路級荷載,人群荷載3.0KN/m2,結構重要系數0=1

6、.0材料規(guī)格：C50混凝土 fck = 32.4MPa， ftk = 2.65MPa fcd = 22.4MPa， ftd = 1.83MPa = 3.45104預應力筋采用17標準型15.21860GB/T 52241995鋼絞線。 fpk = 1860MPa， fpd = 1260MPa Ep = 1.95105MPa， b = 0.4 , pu = 0.2563普通鋼筋采用HRB400鋼筋 fsk = 400MPa， fsd = 330MPa Es = 2.0105MPa b = 0.53 , pu = 0.1985箍筋及構造鋼筋采用HRB335鋼筋 fsk = 400MPa， fsd

7、= 280MPa Es = 2.0105MPa1.3 主梁內力計算主梁全截面幾何特性，跨中截面尺寸見圖1-11.3.1受壓翼緣有效寬度計算按公路橋規(guī)規(guī)定，T形截面梁受壓翼緣板有效寬度bf,取下列三者中的最小值：a)簡支梁計算跨徑的l/3，即b)相鄰兩梁的平均間距，對于中梁為2200mm；c)（b+2），式中b為梁腹板寬度，b為承托長度，這里b=0，h為受壓區(qū)翼緣懸出板的厚度，其值可取跨中截面翼板厚度的平均值，既h（1900。所以有（b+2）=；綜上，受壓翼緣區(qū)的有效寬度取=2200mm。1.3.2全截面幾何特性的計算在工程設計中，主梁幾何特性多采用分塊數值求和法進行，其計算式為全截面面積： A

8、=A全截面重心至梁頂的距離：y=Ay/A式中 A分塊面積 y分塊面積的重心至梁頂邊的距離。 主梁跨中截面的幾何特性如圖所示，計算的其幾何特性為A=0.752，y=665.0mm,y=1335.0mm, Ic=0.37676377mm4 Wcx=0.282225mm3由以上參數，可以計算簡支梁橋的結構基頻，公式如下：f = m=G/g代入數值得 f = 3.37（Hz）則沖擊系數=0.1767f-0.0157=0.199式中：l結構的計算跨徑；E結構材料的彈性模量（N/）；Ic結構跨中截面的截面慣性矩（mm4）；Mc結構跨中處的單位長度質量（/m）；G結構跨中處延米結構重力（N/m）；g重力加速

9、度，g=9.81。1.3.3恒載內力計算主梁預制時自重（第一期恒載）g此時翼板寬1.9mA.按主梁跨中截面計算主梁每延米自重邊主梁：g=0.704173a)橫隔梁折算成每延米重量對于邊主梁：g所以g= g+ g=17.60+0.65=18.25 KN/mb)欄桿、人行道、橋面鋪裝（第二期恒載）g橋面坡度以蓋梁做成斜面坡找平，橋面鋪裝厚取6cm，瀝青混凝土的重力密度取為人行道每側重：4.1KN/m欄桿每側重：1.5 KN/m橋面鋪裝：（0.02 ）/5=4.72 KN/m外邊梁g=4.1+1.5+4.72=10.32 KN/mc)橋面板間接頭現澆段中主梁：g=0.6 KN/m內外邊主梁：g= K

10、N/m設x為計算截面離左支座的距離，并令則：主梁彎矩和剪力的計算公式分別為： (公式1-1) (公式1-2)根據上述公式及各期荷載每延米重量、結構的已知數據，計算出自重、恒載內力，結果見下表表1-1 自重、恒載內力計算結果截面位置預制梁自重現澆段二期恒載彎矩剪力彎矩剪力彎矩剪力(KN.m)(KN)(KN.m)(KN)(KN.m)(KN)支點0.0234.00.017.050.0198.8h/2229.6223.516.4615.88184.6179.74.5m912.0166.564.8611.78732.6132.1跨中1734.90.0124.190.01393.40.01.3.3.1活載

11、內力汽車荷載按公路級荷載計算，沖擊系數1+=1.199，人群荷載按3.0KN/m2。 當荷載位于支點處時，按杠桿原理法計算荷載分布系數。首先各繪制出1、2、3號梁的橫向影響線，如圖1-2 所示a)橋梁橫截面；b)1號梁荷載橫向分布影響線；c)號梁荷載橫向分布影響線；d)3號梁荷載橫向分布影響線；再根據橋歸規(guī)定，再在橫向影響線上確定荷載沿橫向最不利的布置位置。例如：對于汽車荷載，汽車橫向輪距為1.8m，兩列汽車車輪的橫向最小間距為1.3m，車輪距人行道緣石最少為0.5m。由此，求出相應于荷載位置的影響線豎標值后，按公式： 汽車：mq = 人群；mr = r可求得1號梁的荷載橫向分布系數為：公路級

12、 mq = mq = = 0.818/2 = 0.409人群荷載 mr = r = 1.386同理可得2、3號梁的橫向荷載分布系數分別為mq = 0.591 和mr = 0 及mq =0.795 和 mr = 0。這里在人行道上沒有布載，是因為人行道荷載引起負反力，在考慮荷載組合時，反而會減小2、3號梁的受力。因為本橋設有剛度較大的橫隔梁，且承重結構寬跨比為=當荷載位于跨中時，故用偏心壓力法計算橫向分布系數mc，其步驟如下：以1號梁為例a)求荷載橫向分布影響線豎標本橋各根主梁的橫截面均相等，梁數為n=5，梁間距為2.2m，則由式 得1號梁在兩個邊主梁的橫向影響線豎標值 b)繪出荷載橫向分布影響

13、線，并按最不利位置布載，如下圖所示：圖1-3 剛性橫梁計算橫向分布系數圖示a)1號梁計算圖示 b)2號梁計算圖示 c）3號梁計算圖示其中：人行道緣石距1號梁軸線的距離為 =1.60-1.50=0.1m荷載橫向分布影響線的零點至1號梁的距離為x，可按比例關系求得 由上式解得 x=6.6m并按此計算出對應各荷載點的影響線豎標和。c)計算荷載橫向分布系數m1號梁的活荷載橫向分布系數分別計算如下汽車荷載 =（） =（0.564+0.4+0.282+0.118+0-0.164） =0.6人群荷載 求得1號梁的各種荷載橫向分布系數后，就可得到各類荷載分布至該梁的最大荷載值。用同樣的方法可得2號梁在兩邊主梁

14、處的橫向影響線豎標值 =0汽車荷載 =（0.018+0.1+0.159+0.241+0.3+0.382） =0.6人群荷載 3號梁在兩邊主梁處的橫向影響線豎標值 =0.2 =0.2 =（60.2）=0.6 0.21.4 汽車、人群作用效應的計算截面汽車、人群的作用效應一般計算公式如下 （公式1-3）可見，對于汽車荷載，將集中荷載直接布置在內力影響線數值最大的位置，其計算公式為 S汽=（1+） （公式1-4）而對于人群荷載，則計算公式為 S人=. （公式1-5）上述式中：S所示截面的彎矩或剪力； 汽車荷載的沖擊系數； 汽車荷載折減系數； 跨中橫向分布系數； q汽車車道荷載中，每延米均布荷載標準值

15、； 彎矩、剪力的影響線面積； m沿橋跨縱向與集中荷載位置對應的橫向分布系數； P汽車荷載中的集中荷載標準值； y沿橋跨縱向與荷載位置對應的內力影響線坐標值； 縱向每延米人群荷載標準值。利用（公式1-4）和（公式1-5）計算支點截面剪力或靠近支點截面的剪力時，應另外計及支點附近因荷載橫向分布系數變化引起的內力增（或減）值，即 S=（1+） （公式1-6）式中： a荷載橫向分布系數m過渡段長度； q每延米均布荷載標準值； ym變化區(qū)荷載重心處對應的內力影響線坐標； 其余符號意義同上?，F以計算跨中最大彎矩。最大剪力以及支點截面的最大剪力為例，計算活荷載作用效應：荷載橫向分布系數匯總表1-2 荷載橫向

16、分布系數梁號荷載位置公路-級人群荷載邊主梁跨中m支點m0.60.4090.6771.386a)均布荷載和內力影響線面積計算表1-3 均布荷載和內力影響線面積計算面截型類公路-級均布荷載（KN/m）人群（KN/m）影響線面積（或m）影響線圖式M10.53.0=Q10.53.0=3.64mQ10.53.0=29.141=14.57mb)公路-級中集中荷載P計算計算彎矩效應時 P=180+（29.14-5）=276.6KN計算剪力效應時 P=1.2276.6=331.9KNc)跨中彎矩M、跨中剪力Q計算因雙車道不折減，故=1，計算結果見表表1-4 跨中彎矩M、跨中剪力Q計算結果截面荷載類型q或（KN

17、/m）P（KN）1+m或yS（KN.m或KN）SSM公路-級10.5276.61.1990.6106.14801.822527.2851450人群3.0-0.68106.14215.6Q公路-級10.5331.91.199063.6427.5146.90.5119.4人群3.0-0.683.647.4d)計算支點截面汽車荷載最大剪力繪制荷載橫向分布系數沿橋縱向的變化圖形和支點剪力影響線，如下圖所示 圖1-4 支點剪力計算圖示橫向分布系數變化區(qū)段的長度：m變化區(qū)荷載重心處的內力影響線坐標為 =1（29.14-7.335）/29.14=0917利用（公式-1）、（公式-3）計算得 Q均=（1+）q

18、 m+（m- m）y =1.199 10.5 0.6 14.57+ （0.409-0.6）0.917 =101.97KN Q0集=（1+）mP y =1.199 1 0.409 331.9 1.0 =162.76KN則，公路-級作用下，1號梁指點的最大剪力為 Q0= Q0集+Q均=101.97+162.76=264.73KNa)計算支點截面人群荷載最大剪力人群荷載引起的支點剪力按（公式1-4）和（公式1-5）計算Qr= m+（m-m） y =0.677314.57+（1.386-0.677）30.917 =39.06KN表1-5活載內力計算結果 截面位置距支點截面距離x（m）公路I級荷載最大彎

19、矩最大剪力(KN.m)對應V(KN) (KN)對應M（KN.m）支點0.00.0508.86575.180.0h/21.0517.49491.06555.31569.424.5m4.51954.21407.06467.622074.76跨中14.573742.70198.96244.813083.81 續(xù)表1-5截面位置距支點截面距離x（m）人群荷載最大彎矩最大剪力(KNm)對應V(KN) (KN)對應M（KN.m）支點0.00.042.2442.240.0h/21.041.8539.3539.9838.964.5m4.5166.229.4629.99134.79跨中14.57316.220.

20、010.09147.011.5內力組合基本組合：（用于承載能力極限狀態(tài)） M (公式1-7) V (公式1-8短期組合：（用于正常使用極限狀態(tài)）M（M+0.7 (公式1-9)長期組合：（用于正常使用極限狀態(tài)） M（M+0.4（） (公式1-10)各種組合的計算結果見下表1-6表1-6 荷載內力計算結果截面位置項目基本組合Sd短期組合SS長期組合SLMdVdMsVsMlVl（KN.m）(KN)(KN.m)(KN)(KN.m)(KN)支點最大彎矩0.01299.530.0789.170.0636.51最大剪力0.01392.380.0827.890.0658.63h/2最大彎矩1288.15123

21、5.16774.63745.75620.04598.90最大剪力1357.621324.40802.06782.63636.21620.084.5m最大彎矩4973.39916.123016.57527.822427.89408.15最大剪力5106.981000.713055.54563582455.54428.38跨中最大彎矩9496.934278.545753.77116.164627.5966.38最大剪力8384.97354.035199.89153.044340.0985.711.6 施工方法要點后張法施工，金屬波紋管成孔，當混凝土達到設計強度時進行張拉，張拉順序與剛束序號相同，構

22、建暴露在II類環(huán)境中。本方案中，主梁從施工到運營經歷了如下幾個階段，截面幾何性質需根據不同的受力階段分別計算。1.主梁混凝土澆筑，預應力筋未張拉截面幾何性質未計入普通鋼筋的換算截面，但應扣除預應力筋預留管道的影響，該階段頂板寬為1900mm。2.灌漿封錨，吊裝并現澆頂板300的連接段截面幾何性質為計入普通鋼筋、預應力筋的換算截面性質，該階段板寬度仍為1900mm。3.二期橫荷載及活載作用全截面工作，頂板寬為2200mm，截面幾何性質為記入普通鋼筋和預應力鋼筋的換算截面性質。1.7 截面設計跨中截面尺寸如圖1-5所示。圖1-5 跨中截面 錨固截面跨中截面配筋計算1.7.1預應力鋼筋數量的確定及布

23、置由圖-5，取成橋狀態(tài)（計入現澆段）的bmm，求得跨中截面毛截面幾何性質： A=0.752， y=665.0mm, y=1335.0mm, Ic=0.37676377mm4 Wcx=0.28222510mm3首先，根據跨中截面正截面抗裂要求，確定預應力筋數量。為滿足抗裂要求，所需的有效預加力為： (公式1-11)Ms為短期效應彎矩組合設計值，查表-6得：Ms=5753.77 KN.me為預應力鋼筋重心至毛截面重心的距離，e= y-a,設預應力鋼筋截面重心距截面下緣的距離a為160 mm，則預應力鋼筋的各力作用點至截面重心軸的距離e=1335.0-160=1175.0 mm。N =4366345

24、.0 N采用鋼絞線，單根鋼絞線的公稱截面面積Ap1=139mm,抗拉強度標準值fpk=1860 MPa，雜亂控制應力取=0.75 fpk=0.75 1860=1395 MPa，預應力損失按張拉控制應力的20%估算。所需預應力鋼絞線的面積為：A= mm采用6束5預應力筋，后張法預應力混凝土受彎構件的預應力管道布置應符合公路橋規(guī)中的有關構造要求。參照已有的設計圖紙并按公路橋規(guī)中的構造要求，對跨中截面的預應力筋進行初步布置。預應力束的布置如圖，OVM15-5型錨具，供給的預應力鋼筋截面面積為A=6 5 139=4170 mm，采用金屬波紋管成孔，預留孔道直徑60mm。為方便施工，全部6束預應力鋼筋均

25、錨固與梁端。這樣布置符合均勻分散的原則，不僅能滿足張拉的要求，而且N1、N2在梁端均彎起較高，可以提供較大的預剪力。a)鋼束彎起形狀、彎起角度及其彎曲半徑 采用直線段中接圓弧線段的方式彎曲；為使預應力鋼筋的預加力垂直作用于錨墊板，各鋼束彎起角度均取=10；各鋼束的彎曲半徑為：Rmm, R=69772mm, R=R=62680mm, R=R=67541mm。 b)鋼束號各控制點位置的確定 圖1-6 曲線預應力鋼筋計算圖 以N1號鋼束為例 由Lcot確定導線點距錨固點的水平距離 Lcot=370cot10=2098 mm由L=R.tan確定彎起點至導線點的水平距離 L=R.tan所以彎起點至錨固點

26、的水平距離為 (公式1-12) L= L+L 則彎起點至跨中截面的水平距離為 x=(29140/2+312)- L (公式1-13)根據圓弧切線的性質，圖中彎起點沿切線方向至導線點的距離與彎起點至導線點的水平距離相等，所以彎止點至導線點的水平距離為 L= L cot (公式1-14)故彎止點至跨中截面的水平距離為 （x+ L+ L） (公式1-15)同理可以計算其他各鋼束的控制點位置，將各鋼束的控制參數匯總與下表表1-7 鋼筋彎起參數鋼束號升高值c（mm）彎起半徑R（mm）彎起角（）N112508227810N210606977210N3N46106268010N5N63706754110c)

27、各截面鋼束位置及其傾角的計算仍以N1號鋼束為例，計算鋼束上任意一點i離梁底距離a=a+c及該點處鋼束的傾角，式中a為鋼束彎起前其重心至梁底的距離，如圖-6所示對于鋼束N1、N3、N4，a=190 mm, 對于鋼束N5、N2、N6，a=80mm；c為i點所在計算截面處鋼束位置的升高值。計算時，首先應判斷出i點所在處的區(qū)段，然后計算c及，即當（x-x）0時，i點位于直線段，還未彎起，c=0，故a=80 mm或a=190 mm；=0當0<( x-x）（L+ L）時，i處于圓弧彎曲段，c及按下式計算，即 c=R- (公式1-17) =sin (公式1-18)當（x-x）>（L+ L）時，i

28、點位于靠近錨固端的直線段，此時= 10，c按下式計算，即 c=（x-x- L）tan (公式1-19)各截面鋼束位置a及其傾角計算值見下表表1-8預應力鋼束至梁底邊緣的距離（mm）截面鋼束跨中4.5mh/2支點錨固截面L/3N190726.11204.01368.81440295.4N280453.1906.21069.01140108.5N3、N4190306.1618.1743.8800190N5、N680114.2316.7408.245080平均135336.6663.3790.3846.7157.3預應力彎起角度（）截面鋼束號跨中4.5mh/2支點錨固截面N0.06.54449.00

29、459.710210N20.05.92798.82639.658310N3、N40.03.48806.70047.62178N5、N60.01.82424.79855.65046累計N10.03.45560.99550.28980.0N210.04.07211.17370.34170.0N3、N48.04.5121.29960.34960.0N5、N66.04.17581.20150.34960.0L（mm）14980491014104100.01.7.2截面幾何性質計算后張法預應力混凝土梁主梁截面幾何特性應根據不同的受力階段分別計算。本題中的T型梁從施工到運營經歷了如下三個階段。a) 主梁預

30、制并張拉預應力筋主梁混凝土達到設計強度的90%后，進行預應力的張拉，此時管道尚未壓漿，所以，其截面特性為計入非預應力鋼筋影響（將非預應力鋼筋換算成混凝土）的凈截面，該截面的截面特性計算中應扣除預應力管道的影響，T梁翼板寬度為1900mm。b)灌漿封錨，主梁吊裝就位并現澆300mm濕接縫預應力鋼筋張拉完成并進行管道壓漿。封錨后，預應力鋼筋能夠參與截面受力。主梁吊裝就位后現澆300mm濕接縫，但濕接縫還沒有參與截面受力，所以此時的截面特性計算采用計入非預應力鋼筋和預應力鋼筋影響的換算截面，T梁翼板寬度仍為1900mm。c)橋面、欄桿及人行道施工和營運階段橋面濕接縫結硬后，主梁即為全截面參與工作，此

31、時截面特性計算采用計入非預應力鋼筋和預應力鋼筋影響的換算截面，T梁翼板的有效寬度為2200mm。截面幾何特性的計算可以列表進行，現將各階段截面的幾何特性計算結果列與下表中表1-9預應力混凝土構件各階段截面幾何特性階段截面A（）y(mm)y(mm)e(mm)I(mm4)階段1支點1.060573770.41229.6439.30.43504218h/20.704173700.01300.0636.70.358955704.5m0.704173698.71301.3964.70.35747650跨中0.704173697.91302.1964.70.35626136階段2支點1.082798779

32、.51220.5430.20.44153798h/20.726398719.51280.5617.20.369619454.5m0.726398728.31217.7935.10.37848647跨中0.726398733.61266.41131.40.38567036階段3支點1.127798751.31248.7458.40.46297833h/20.771398681.91318.1654.80.387298854.5m0.771398690.21309.8973.20.39657285跨中0.771398659.21304.81169.80.40405157第2章 承載能力極限狀態(tài)計算

33、2.1跨中截面正截面承載能力計算跨中截面尺寸見圖1-1，配筋情況見圖1-5，預應力束到截面邊緣距離a=135.0mm，h=h- a=2000-135.0=1865.0 mm,上翼緣厚度為150 mm，考慮承托影響，其平均厚度為h=170.6 mm。確定翼緣板的有效寬度 = 9140 = 9713.3m s = 2200mm b+12h= 160+12170.6 = 2207.2mm綜合上述結果，取=2200mm。首先按式fpdA fcd h判斷截面類型： fpdA=1260 4170 10=5254.2KN fcd h=22.4 2200 170.6 10=8407.2KNfpdA< f

34、cd h，屬于第一類T形，按寬度為的矩形截面計算其承載力。由=0的條件，計算混凝土受壓區(qū)高度 =106.62 mmX< h=170.6 mm且x< =0.4 1865.0=746.0 mm。將x=106.62 mm代入下式計算截面承載力 M= fcd =22.4 2200 106.62 (1865.0-) =9519.04KN.m>=9496.934KN.m計算結果表明，跨中截面的抗彎承載能力滿足要求。2.2斜截面抗剪承載力計算選取距支點h/2，和變截面點進行斜截面抗剪承載力的復核。預應力筋的位置及彎起角度按表采用。箍筋采用HRB335鋼筋，直徑為10mm，雙肢箍，間距Sv=

35、200mm，距支點相當于一倍梁高范圍內，箍筋間距Sv=100 mm.2.2.1距支點H/2截面斜截面抗剪承載力計算首先進行截面抗剪強度上、下限復核：0.5式中：V距支點h/2處剪力組合設計值，查表-1得：V=1324.40KN； 預應力提供系數，取=1.25; b驗算截面處的截面腹板寬度，距支點h/2處腹板寬b=400mm； h計算截面處縱向鋼筋合力作用點至截面上邊緣的距離，本題中預應力筋均彎起，h近似按跨中截面的有效高度取值，h=1865.0mm，則0.5=0.5101.251.834001865.0=853.24KN0.5110=0.51104001865.0=2690.26KN 8.53

36、.24<V=1324.4KN<2690.26KN計算結果表明，截面尺寸滿足要求，但需配置抗剪鋼筋。斜截面抗剪承載力按下式計算： VV為斜截面受壓端正截面處的剪力設計值，此值應按進行內插。 m為剪跨比，=0.766，取m=1.7.在計算剪跨比時，近似取用距支點h/2處的彎矩和剪力設計值。 =+0.61.71336.7 =2363.43mm V=1324.4-1.36343=1198.31KN 為混凝土和箍筋共同的承載力： =0.45式中： 異號彎矩影響系數，簡支梁=1.0； 預應力提供系數，=1.25； 受壓翼緣影響系數，=1.1； b斜截面受壓端正截面處截面腹板寬度，（x=2363

37、.43mm處，b=400mm）； p斜截面縱向受壓鋼筋配筋率，p=100如果p>2.5，取p=2.5，p=100=0.5990；箍筋配筋率，=。=1.251.10.454001865.0 =1389.58KN V為預應力彎起鋼筋的抗剪承載力。 V=0.75 10 式中：斜截面受壓端正截面出的預應力受彎鋼筋切線與水平線的夾角，由表中的曲線要素可得：=3.6388。 V=0.75 10 1260 =387.91KN 該截面的抗剪承載力為： V = 1389.58+387.91 = 1777.49KN > = 1198.31KN說明該截面抗剪截面承載力滿足要求。2.2.2邊截面點斜截面抗

38、剪承載力計算首先進行截面抗剪強度上、下限復核： 0.5式中：V=1000.71KN, b=160mm, h仍取1865.0mm。 0.5=0.51.251.831601865.0 =341.30KN 0.5110=0.51101601865.0 =1076.1KN341.3KN<<1000.7KN<1076.1KN計算結果表明，截面尺寸滿足要求，但需要配置抗剪鋼筋。斜截面抗剪承載力按下式計算： + VV為斜截面受壓端正截面處的剪力設計值，內查得V=998.2KN。 =0.45式中： p=100所以 P=100 =1.397 =1.251.10.451601865.0 =969

39、.83KNV=0.75 10式中：斜截面受壓端正截面出的預應力受彎鋼筋切線與水平線的夾角，由表中的曲線要素可得：=6.5444，。該截面的抗剪承載力為： V=969.83+222.6=1192.43KN> =998.2KN說明截面抗剪承載力滿足。第3章 預應力損失計算3.1摩阻損失 =1-e式中：張拉預應力，=0.75f=0.75*1860=1395MPa; 摩擦系數，查得=0.25； k局部偏差影響系數，查表得k=0.0015.各截面摩阻損失的計算見下表3-1表3-1 摩阻損失計算表 鋼束號截面123、45、6支點X(m)0.410.410.410.41（弧度）0.005060.005

40、960.006600.00610(MPa)2.622.933.162.98h/2X(m)1.411.411.411.41（弧度）0.017370.020480.022680.02097(MPa)8.9810.0610.8210.234.5mX(m)4.914.914.914.91（弧度）0.060310.071070.0787490.07288(MPa)30.9634.6237.2335.24跨中X(m)14.9814.9814.9814.98（弧度）0.174530.174530.139630.10472(MPa)89.2389.2377.7966.243.2錨具變形損失反摩擦影響長度l l

41、= （公式3-1） (公式3-2)式中: 張拉端錨下控制張拉應力，=1395MPa； 錨具變形值，OVM夾片錨有頂壓時取4mm； 扣除沿途管道摩擦損失后錨固端預拉應力； l張拉端到錨固端之間的距離，本方案l=14980mm。 當時，離張拉端x處錨具變形、鋼筋回縮和接縫壓縮引起的考慮反摩擦后的預拉應力為： = (公式3-3) (公式3-4)當x時，表示該截面不受反摩擦的影響。錨具變形損失見表3-2和表3-3. 表3-2 反摩阻影響長度計算表 鋼束號1234=（MPa）1395139513951395=-（MPa）1305.771305.771317.211328.76（MPa/mm）0.0595

42、6610.005956610.005192920.0044219（mm）11443.2111443.2112255.7913281.38表3-3 錨具變形損失計算表鋼束號截面123、45、6支點x(mm)410410410410（MPa）136.33136.33127.29117.46(MPa)131.44131.44123.03113.83h/2x(mm)1410141014101410（MPa）136.33136.33127.29117.46(MPa)119.53119.53112.64104.994.5mx(mm)4910491049104910（MPa）136.33136.33127.

43、29117.46(MPa)77.8377.8376.2974.03跨中x(mm)14980149801498014980（MPa）136.33136.33127.29117.46(MPa)0.00.00.00.03.3分批張拉損失計算 =式中： 計算截面先張拉的鋼筋重心處，由后張拉的各批鋼筋產生的混凝土法向應力；預應力鋼筋與混凝土彈性模量之比，=5.652.本方案中預應力鋼束的張拉順序為：123456。 式中：第i+1束預應力筋扣除相應應力損失后的張拉力； 第i束預應力筋重心到凈截面重心的距離。預應力分批張拉損失的計算見附表3.4鋼筋應力松弛損失 =式中：超張拉系數，本題中取1.0； 鋼筋松弛系數，本題中采用低松弛鋼絞線，取=0.3； 傳力錨固時的鋼筋應力，=。 鋼筋應力松弛損失的計算見表表3-4鋼筋應力松弛損失計算表 鋼束號截面（MPa）123456支點1241.891236.891242.471249.971265.671278.19h/212