土木工程(路橋)畢業(yè)設計說明書

山東科技大學學生畢業(yè)設計（論文）PAGE114PAGE1201工程概況1.1設計標準公路等級：二級公路，設計車速80m/h。設計荷載：公路-Ⅱ級汽車荷載。橋面寬度：凈-7.5m+2×0.5m護欄。橋面坡度：雙向橫坡1.5%，不設縱坡。1.2地質資料1.2.1工程地質概況該地區(qū)屬于濱海相海陸交互沉積地貌，地形基本平坦。場地表層為人工堆積雜填土，其下為亞粘土、細沙、中沙交替分布，該橋橋位場地土屬中軟土，場地類別為Ⅲ類。1.2.2場地地震效應擬建場地的基本地震烈度為Ⅶ度，地層分布較均勻穩(wěn)定，在震動作用下不會發(fā)生地震液化現(xiàn)象，屬建筑抗震一般地段，比較適宜本工程的建設。1.3水文資料小長河為一條季節(jié)性河流，枯水期斷流，汛期流量較小，持續(xù)時間短。一般沖刷線高程-1.62m；最大沖刷線高程－3.12m。橋址區(qū)地表水及地下水為對砼具弱腐蝕性，對砼中的鋼筋及鋼結構具中等腐蝕性。年平均相對濕度：75%。2初步設計2.1工程概況初步分析本設計中橋梁總跨徑50m，屬于中橋，無特殊結構要求和不良地質情況。對于中小跨徑公路橋，上部結構大多采用鋼筋混凝土或預應力混凝土梁式結構。該類結構具有能夠就地取材、耐久性好、適應性強、施工方便等優(yōu)點。其中，尤以預應力混凝土梁橋優(yōu)勢更為明顯，預應力技術的采用大大降低了梁高，提高了跨越能力，使建橋技術和運營質量均產生了較大飛躍。從主梁橫截面形式上分，混凝土梁式橋可分為板橋、肋梁橋（例如：T形梁橋）和箱形梁橋。板橋構造形式簡單、技術成熟、施工方便；肋梁橋顯著減輕了自重，使跨越能力提高；箱梁抗彎、抗扭能力強，適于較大跨徑體系。從受力特點上分類，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。簡支梁橋屬于靜定結構，受力和構造形式簡單，應用廣泛；連續(xù)梁橋屬超靜定結構，跨越能力大，適用于橋基良好的場合；懸臂梁橋屬靜定結構，但因其行駛狀況不良，目前已較少采用。按施工方法分類，可分為預制裝配式和整體現(xiàn)澆式。裝配式施工方便，不受季節(jié)影響；整體現(xiàn)澆式整體性好，但不利天氣會給施工帶來很大影響。由《工程地質勘察報告》知，該工程位于沖積平原上，場地土屬中軟土。對于中軟土地基，下部結構多采用柱式橋墩、鉆孔灌注樁，橋臺多采用埋置式樁柱式橋臺。柱式墩是目前公路橋梁中廣泛采用的橋墩形式，其自重輕，結構穩(wěn)定性好，施工方便、快捷，外觀輕穎美觀，橋墩布設靈活性大等優(yōu)點。對于基礎，由于擴大基礎對地基承載力要求高，而且對環(huán)境影響大，故對于該類橋，宜采用鉆孔灌注樁基礎。從以上分析，初選橋梁形式為：上部采用裝配式梁式結構（預制空心板或T梁），下部采用柱式橋墩、鉆孔灌注樁。2.2預選方案設計方案的選擇，應綜合考慮適用、經濟、美觀、安全及施工難易等方面因素，合理選擇上部構造型式、下部構造型式、分孔型式等，以最終確定最佳實施方案。對于本橋，提出以下三種預選方案：2.2.1普通混凝土簡支T梁橋上部結構采用預制混凝土T型梁，主梁簡支、橋面鋪裝連續(xù)，跨徑3×16m=48m。主梁全長15.96m，梁端設4cm伸縮縫。橫橋向采用4片主梁，梁間距2.1m，中間含0.5m現(xiàn)澆段，中主梁翼緣寬1.6m，邊主梁翼緣寬1.9m（外側懸臂加長0.3m）。下部采用鉆孔灌注樁、雙柱式墩（臺）。墩直徑為1.0m，樁直徑1.2m，橋臺樁柱直徑1.2m。2.2.2預應力混凝土簡支T梁橋上部結構采用預制預應力混凝土T型梁，主梁簡支、橋面鋪裝連續(xù)，跨徑3×16m=48m。主梁全長15.96m，梁端設4cm伸縮縫。橫橋向采用4片主梁，梁間距2.1m，中間含0.5m現(xiàn)澆段，中主梁翼緣寬1.6m，邊主梁翼緣寬1.9m（外側懸臂加長0.3m）。下部采用鉆孔灌注樁、雙柱式墩（臺）。墩直徑為1.0m，樁直徑1.2m，橋臺樁柱直徑1.2m。2.2.3預應力混凝土簡支空心板上部采用預制預應力混凝土空心板，先張法，主梁簡支、橋面鋪裝連續(xù)，跨徑3×16m=48m。主梁全長15.96m，梁端設4cm伸縮縫。橫橋向采用8片空心板，中板寬0.99m，邊板寬0.995+0.25（懸臂）=1.245m，板底預留逢1cm。下部采用鉆孔灌注樁、雙柱式墩（臺）。墩直徑為1.0m，樁直徑1.2m，橋臺樁柱直徑1.2m。2.3方案比選方案必選方案比選項普通混凝土簡支T梁橋預應力混凝土簡支T梁橋預應力混凝土簡支空心板適用性施工方便；結構尺寸標準化?？缭侥芰Υ螅唤Y構尺寸標準化；施工方便。構造形式簡單；廣泛適用于中橋；架設方便；施工技術成熟。經濟性梁截面尺寸較大；用鋼量大。用鋼量介于方案1和3之間建筑高度較小；用鋼量較T梁小。安全性一般安全，行車方便安全美觀性梁高較大，影響美觀性一般一般其它方面需要大面積預制場地和吊裝設備需要大面積預制場地和吊裝設備比T梁更易堆放和吊裝經以上各方面的綜合比較，選定最優(yōu)方案為方案—裝配式預應力混凝土簡支空心板3上部結構設計3.1設計資料3.1.1跨徑標準跨徑，計算跨徑：，主梁全長。3.1.2橋面凈空，設計車速80km/h。3.1.3設計荷載公路-Ⅱ級汽車荷載。3.1.4材料預應力鋼筋采用鋼絞線；非預應力鋼筋采用HRB335，R235；空心板采用C40混凝土；鉸縫采用C40細集料混凝土；橋面鋪裝為：10cmC40防水混凝土+FYT-1型防水層+9cm瀝青混凝土；欄桿采用C30號混凝土。3.1.5設計依據(jù)（1）《公路橋涵設計通用規(guī)范》（JTGD60-2004）；（2）《公路鋼筋混凝土與預應力混凝土橋涵設計規(guī)范》（JTGD64-2004）；（3）《公路橋涵地基與基礎設計規(guī)范》（JTJ024-85）；（4）《公路工程技術標準》（JTGB03-2003）；（5）《公路工程抗震設計規(guī)范》（JTJ004-89）；（6）《公路橋涵施工技術規(guī)范》（JTJ043-2000）。3.2構造形式及尺寸選定該橋橋面凈空設為凈-7.5+2×0.5（護欄），全橋寬采用8塊C40預制預應力砼空心板，中板寬99cm，邊板寬99.5cm+25cm（懸臂部分）=124.5cm，板高70cm，空心板全長15.96m。預應力鋼絞線沿板跨長直線布置，采用先張法施工工藝。中板橫截面構造如圖3.1，邊板橫截面構造如圖3.2。圖3.1中板橫斷面（單位：cm）圖3.2邊板橫斷面（單位：cm）3.3毛截面幾何特性計算3.3.1毛截面面積A1=0.55×5=12.5cm2A2=5×55=275cm2A3=0.5×50×5=125cm2A4=0.5×5×10=25cm2A5=3.14×25×25=1962.5cm2Ah=4530cm23.3.2毛截面的中心位置3.3.3毛截面對重心的慣距Ih=0.0224cm23.4作用效應計算3.4.1永久作用效應（恒載）計算空心板自重（第一階段結構自重）中板：邊板：橋面系自重（第二階段結構自重）欄桿（單側）：橋面鋪裝：10cmC40防水混凝土+9cm瀝青混凝土每塊空心板分攤到的每延米橋面系重力為：鉸縫自重（第二階段結構自重）故得，空心板每延米總重力為：中板：（第一階段結構自重）（第二階段結構自重）邊板：（第一階段結構自重）（第二階段結構自重）表3.2永久作用效應匯總表項目作用種類作用（kN/m）計算跨徑l（m）作用效應M（kN·m）作用效應V（kN）跨中1/4跨支點1/4跨中板10.63415.60323.49242.6182.9541.479.05515.60275.45206.5970.6335.3119.68915.60598.94449.20153.5776.79邊板12.79215.60389.13291.8599.7849.899.05515.60275.45206.5970.6335.3121.84715.60664.59498.44170.4185.20注：表中。3.4.2可變作用效應計算本橋為野外公路橋，未設人行道，不必計算人群荷載。汽車荷載采用公路-Ⅱ級。汽車荷載橫向分布系數(shù)計算：在空心板跨中及1/4跨徑處采用鉸接板法計算，支點處采用杠桿法計算，在支點～1/4跨之間按直線內插求得。a.跨中及1/4跨徑處（鉸接板法）：空心板剛度參數(shù)：（式3.1）計算抗扭剛度，中板、邊板可分別簡化如下（粗實線所示）：圖3.4計算空心板截面簡化圖（單位：cm）中板：邊板：由前面計算知：中板：邊板：將以上數(shù)據(jù)代入式3-1，得中板：邊板：根據(jù)所求剛度參數(shù)查《橋梁工程》附錄Ⅰ“鉸接板荷載橫向分布影響線豎標表”，取8塊板情況，P402。中板（2~7號板），邊板（1號、8號板），在及間線性內插，得1~4號板在車道荷載作用下的荷載橫向分布影響線值，列于下表：表3.3各板荷載橫向分布影響線坐標值表位置編號1234567810.010.1910.1680.1420.1220.1070.0960.0890.0850.020.2390.1970.1510.1170.0930.0760.0660.0610.015760.2190.1850.1470.1190.0990.0840.0760.07120.010.1680.1650.1480.1270.1110.1000.0920.0890.020.1970.1930.1630.1270.1010.0830.0710.0660.015390.1840.1800.1560.1270.1060.0910.0810.07730.010.1420.1480.150.1370.1200.1080.1000.0960.020.1510.1630.1680.1470.1160.0960.0830.0760.015390.1470.1560.1600.1420.1180.1020.0910.0850.010.1220.1270.1370.1430.1340.120.1110.1070.020.1170.1270.1470.1580.1420.1160.1010.0930.015390.1190.1270.1420.1510.1380.1180.1060.099將表中的值按一定比例繪于各號板的軸線下方，連成光滑曲線，則得1~4號梁的荷載橫向分布影響線，如圖3.5所示：圖3.5荷載橫向分布影響線各板橫向分布系數(shù)計算如下：1號板：（如圖3.5所示，按2列車布設，下同。）2號板：3號板：4號板：b.支點處（杠桿法）支點處橫向分布系數(shù)按杠桿原理法計算，如圖3.6：圖3.6支點處荷載橫向分布影響線1號板：2號板：3、4號板布載方式同2號板，為最不利狀態(tài)，橫向分布系數(shù)為c.支點到1/4跨徑處的荷載橫向分布系數(shù)由線性內插求得。空心板的荷載橫向分布系數(shù)匯總于下表：表3.4空心板的橫向分布系數(shù)作用位置板號支點l/4跨中10.370.2780.27820.50.2740.27430.50.2710.27140.50.2630.26汽車荷載沖擊系數(shù)計算《橋規(guī)》規(guī)定，汽車沖擊系數(shù)的計算采用以結構基頻為主要影響因素的計算方法。對于簡支板橋，結構基頻為：。中板：C40混凝土彈性模量，跨中截面慣距，計算跨徑，每延米結構自重，分別代入公式：邊板：C40混凝土彈性模量，跨中截面慣距，計算跨徑，每延米結構自重，分別代入公式：當時，。，所以取作為設計值。，汽車荷載沖擊系數(shù)：。車道荷載效應計算公路-Ⅱ級車道荷載由均布荷載和集中荷載組成：（計算剪力時）計算車道荷載引起的空心板跨中、l/4跨徑處、支點截面的效應時，均布荷載滿布于使空心板產生最不利效應的同號影響線上，集中荷載只作用于影響線一個最大峰值處。見圖3-7、圖3-8、圖3-9。計算跨中、l/4跨徑處車道荷載效應時，跨中橫向分布系數(shù)按邊板值最不利情況計算；計算支點處時，各截面橫向分布系數(shù)按3-4號板分別取值計算。跨中截面圖3.7空心板跨中截面內力影響線及加載圖彎矩：1)不計汽車沖擊2）計入汽車沖擊剪力：1）不計汽車沖擊2）計入汽車沖擊l/4截面圖3.8空心板l/4跨徑截面內力影響線及加載圖彎矩：1)不計汽車沖擊2）計入汽車沖擊剪力：1)不計汽車沖擊2）計入汽車沖擊c.支點截面支點處彎矩為0，只計算剪力。需考慮各板橫向分布系數(shù)延空心板跨長的變化。圖3.9支點截面剪力計算簡圖不計汽車沖擊1號板（邊板）：同樣計算方法可得，2、3、4號板的剪力分別為：129.09kN、128.95kN、128.57kN。計入汽車沖擊即將上步數(shù)值乘以倍，代入數(shù)值得1、2、3、4號板的剪力分別為：121.94kN、158.86kN、158.69kN、158.22kN。表3.5車道荷載效應匯總表板號是否計入汽車沖擊彎矩M（kN-m）剪力V（kN）支點l/4跨中支點l/4跨中1否0197.78263.7099.0955.1034.59是0243.39324.51121.9467.8042.572否0197.78263.70129.0955.1034.59是0243.39324.51158.8667.8042.573否0197.78263.70128.9555.1034.59是0243.39324.51158.6967.8042.574否0197.78263.70128.5755.1034.59是0243.39324.51158.2267.8042.57控制設計值邊板（1號）否0197.78263.7099.0955.1034.59是0243.39324.51121.9467.8042.57中板（2號）否0197.78263.70129.0955.1034.59是0243.39324.51158.8667.8042.573.4.3作用效應組合按《橋規(guī)》，公路橋涵結構設計應按承載能力極限狀態(tài)和正常使用極限狀態(tài)進行作用效應組合，并用于不同的計算項目。按承載能力極限狀態(tài)設計時基本組合表達式為：——結構重要性系數(shù)，本橋屬中橋，?。弧M合設計值；——永久作用效應標準值；——汽車荷載效應（含沖擊力）的標準值。按正常使用極限狀態(tài)設計時，采用以下兩種效應組合：作用短期效應組合——作用短期效應組合設計值；——永久作用效應標準值；——不計沖擊的汽車荷載效應標準值。作用長期效應組合，式中各符號意義同上。當需進行彈性階段截面應力計算時，各作用效應的分項系數(shù)及組合系數(shù)均取為1.0，此時效應組合表達式為：——標準值效應組合設計值；——永久作用效應、汽車荷載效應（含汽車沖擊力）的標準值。表3.61號板（邊板）作用效應組合計算匯總表作用種類彎矩M（kN-m）剪力V（kN）l/4跨中支點l/4跨中作用效應標準值永久作用效應g()498.44664.59170.4185.200可變作用效應（車道荷載）不計沖擊（）197.78263.7099.0955.1034.59計入沖擊（）243.39324.51121.9467.8042.57承載能力極限狀態(tài)基本組合（）1.2(1)598.13797.51204.49102.2401.4(2)340.75454.31170.7294.9259.60(1)+(2)938.871251.82375.21197.1659.60正常使用極限狀態(tài)作用短期效應組合（）(3)498.44664.59170.4185.20(4)138.45184.5969.3638.5724.21(3)+(4)636.89849.18239.77123.7724.21荷載長期效應組合（）(5)498.44664.59170.4185.20(6)79.11105.4839.6422.0413.84(5)+(6)577.55770.07210.05107.2413.84彈性階段截面應力計算標準值效應組合S(7)498.44664.59170.4185.20(8)243.39324.51121.9467.8042.57=(7)+(8)741.83989.10292.35153.0042.57表3.72號板（中板）作用效應組合計算匯總表作用種類彎矩M（kN-m）剪力V（kN）l/4跨中支點l/4跨中作用效應標準值永久作用效應g()449.20598.94153.5776.790可變作用效應（車道荷載）不計沖擊（）197.78263.70129.0955.1034.59計入沖擊（）243.39324.51158.8667.8042.57承載能力極限狀態(tài)基本組合（）1.2(1)539.04718.73184.2892.1501.4(2)340.75454.31222.4094.9259.60(1)+(2)879.791173.04406.69187.0759.60正常使用極限狀態(tài)作用短期效應組合（）(3)449.20598.94153.5776.790(4)138.45184.5990.3638.5724.21(3)+(4)587.65783.53243.93115.3624.21荷載長期效應組合（）(5)449.20598.94153.5776.790(6)79.11105.4851.6422.0413.84(5)+(6)528.31704.42205.2198.8313.84彈性階段截面應力計算標準值效應組合S(7)449.20598.94153.5776.790(8)243.39324.51158.8667.8042.57=(7)+(8)692.59923.45312.43144.5942.573.5預應力鋼筋數(shù)量估算及布置3.5.1預應力鋼筋數(shù)量估算按正常使用極限狀態(tài)正截面抗裂性確定有效預加力，對于部分預應力A類構件，短期荷載效應下，應滿足：初步設計時，近似取，，帶入上式得本設計中，C40混凝土抗拉強度標準值：，短期彎矩效應組合：，；毛截面面積：A(中板)=0.409m2，A(邊板)=0.492m2；抗彎慣矩：，；假設，則預應力筋重心對毛截面中心軸的偏心距：，。將各數(shù)值帶入上式得：則所需預應力鋼筋截面面積：中板、邊板均采用1×7股鋼絞線作為預應力鋼筋，直徑12.7mm，截面面積98.7mm2,。按《公預規(guī)》，張拉控制應力，取，預應力損失總和近似假定為20%的張拉控制應力。則所需預應力筋截面面積為：中板采用15根鋼絞線，則實配預應力筋總面積，滿足要求。邊板采用16根鋼絞線，則實配預應力筋總面積，滿足要求。3.5.2預應力筋的布置中板、邊板分別采用15根和16根鋼絞線布置在空心板下緣，，沿空心板跨長之線布置，見圖3-10。預應力筋布置應滿足《公預規(guī)》要求，鋼絞線凈距不小于25mm，端部設置長度不小于150cm的螺旋鋼筋等。圖3.10跨中截面預應力鋼筋布置圖（單位：cm）3.5.3普通鋼筋數(shù)量的估算及布置等效截面換算將空心板截面按照等面積、等慣性矩和形心不變的原則換算成工字形截面。換算方法如下：a.中板按面積相等：按慣性矩相等：聯(lián)立求解上述兩式得：，這樣，在空心板截面高度、寬度以及圓孔的形心位置都不變的條件下，等效工字形截面尺寸為：上翼板厚度：下翼板厚度：腹板厚度：圖3.11中板等效工字型截面（單位：cm）b.邊板計算方法同中板，過程如下：，解得：，等效工字形截面尺寸為：，，。圖3.12邊板等效工字型截面(單位：cm)普通鋼筋估算a.中板普通鋼筋選用HBR335，。C40混凝土，承載能力極限狀態(tài)跨中彎矩，，，，，。設受壓區(qū)高度為x，假設，即中和軸確實在翼緣板之外。上翼緣混凝土能提供的抗彎慣矩：確定受壓區(qū)高度x：，代入數(shù)值解得，，可見中和軸確實在翼緣板之外。普通鋼筋的面積需滿足：采用4φ14，，滿足要求。普通鋼筋4φ14布置在中板下緣一排，沿板跨長直線布置，鋼筋重心至板下緣4.5cm處，即。b.邊板承載能力極限狀態(tài)跨中彎矩，，，，，其它參數(shù)同中板。設受壓區(qū)高度為x，假設，即中和軸確實在翼緣板之外。，代入數(shù)值，解得，，可見中和軸確實在翼緣板之外。普通鋼筋的面積需滿足：普通鋼筋選用HBR335，，采用3φ14，，滿足要求。普通鋼筋3φ14布置在邊板下緣一排，沿板跨長直線布置，鋼筋重心至板下緣4.5cm處，即。3.6換算截面幾何特性計算3.6.1中板換算截面面積換算截面重心位置所有鋼筋換算截面對空心板毛截面重心的靜矩為：換算截面重心到毛截面重心的距離為：則換算截面重心至空心板截面下緣、上緣的距離分別為：，換算截面重心至預應力鋼筋、普通鋼筋重心的距離分別為：，換算截面慣性矩換算截面彈性抵抗矩下緣：上緣：3.6.2邊板換算截面面積換算截面重心位置所有鋼筋換算截面對空心板毛截面重心的凈矩為：換算截面重心到毛截面重心的距離為：則換算截面重心至空心板截面下緣、上緣的距離分別為：，換算截面重心至預應力鋼筋、普通鋼筋重心的距離分別為：，換算截面慣性矩換算截面彈性抵抗矩下緣：上緣：3.7承載能力極限狀態(tài)計算3.7.1中板跨中正截面抗彎承載力計算預應力筋和普通鋼筋的合力作用點到截面底邊的距離：；截面有效高度：。采用等效工字形截面來計算，參見圖3-11。判斷截面類型：，所以屬于第二類T形截面。計算受壓區(qū)高度x：，代入數(shù)值，可見，滿足。將x代入下式得出跨中截面的抗彎承載力：可見，跨中截面抗彎承載力滿足要求。斜截面抗剪承載力計算a.截面抗剪強度上、下限復核根據(jù)《公預規(guī)》第5.2.9條，矩形、T形和I形截面的受彎構件，其抗剪截面應符合下列要求：驗算截面取距支點h/2處，該處剪力組合設計值由表3-7中支點和跨中剪力線性內插求得：；等效工字形截面腹板寬度。將各數(shù)值代入上式得：表明空心板截面尺寸滿足要求。按《公預規(guī)》第5.2.10條：若滿足，可不進行斜截面抗剪承載力的驗算，僅需要按第9.3.13條構造要求配置箍筋。圖3.13剪力包絡圖可見，由支點向跨中方向的一段距離內需要按計算要求配置抗剪箍筋，如圖3-13所示。為構造和施工方便，本設計預應力混凝土空心板不設斜筋和彎起筋，計算剪力全部由混凝土和箍筋承擔。斜截面抗剪承載力按下式計算：式中，各數(shù)值按《公預規(guī)》5.2.7條規(guī)定取用：，縱向鋼筋配筋率：，箍筋選用雙肢φ10型（HRB335級鋼筋），。各參數(shù)代入上式得：解得，箍筋的配筋率：。又，，則箍筋間距：取箍筋間距為配箍率：，滿足《公預規(guī)》9.3.13條最小配箍率規(guī)定。按《公預規(guī)》要求，在支座中心向跨中方向不小于一倍梁高范圍內，箍筋間距取為100mm。該范圍定為1m（大于一倍梁高0.7m）。圖3.14中板箍筋布置圖（單位：cm）對于按構造配筋的區(qū)段，仍選用雙肢φ10型（HRB335級鋼筋），取間距為200mm，可滿足規(guī)范要求。箍筋沿板跨長布置如圖3-14所示。b.斜截面抗剪承載力計算由圖-14，選取以下兩個位置進行斜截面抗剪承載力計算：eq\o\ac(○,1)距支座中心h/2=350mm處截面，距跨中距離：x=7450mm；eq\o\ac(○,2)距跨中距離：x=6900mm處截面（箍筋間距變化處）。計算截面的剪力組合設計值，可按表3-7由跨中和支點的設計值內插得到，結果列于下表：表3.8各計算截面的剪力組合設計值截面位置x(mm)支點x=7800x=7450x=6900跨中x=0剪力組合設計值406.69391.12366.6459.60eq\o\ac(○,1).距支座中心h/2=350mm處截面，即x=7450mm處。斜截面抗剪承載力：式中，，，，，，，。各參數(shù)代入上式得：，抗剪承載力滿足要求。eq\o\ac(○,2).距跨中距離：x=6900mm處截面（箍筋間距變化處）。，其它參數(shù)與eq\o\ac(○,1)相同。斜截面抗剪承載力：，抗剪承載力滿足要求。計算表明，均滿足斜截面抗剪承載力要求。3.7.2邊板對于邊板，計算方法和步驟與中板相同，經驗算，跨中截面正截面抗彎承載力滿足要求；配置箍筋情況與中板一致，經斜截面抗剪承載力計算，能滿足要求。3.8預應力損失計算按《公預規(guī)》規(guī)定，直徑12.7mm的1×7股鋼絞線，張拉控制應力取為：。3.8.1錨具變形、鋼筋回縮引起的應力損失預應力鋼絞線的有效長度取為張拉臺座的長度，設臺座長，采用一段張拉及夾片式錨具，有頂壓時，則：3.8.2加熱養(yǎng)護引起的損失先張法預應力空心板采用加熱養(yǎng)護的方法，為減少溫差引起的預應力損失，采用分階段養(yǎng)護措施。設控制預應力鋼絞線與臺座之間的最大溫差，則：3.8.3預應力鋼筋松弛引起的損失根據(jù)《公預規(guī)》規(guī)定，采用超張拉工藝，其計算公式為：σ=張拉系數(shù)，低松弛系數(shù)，1860MPa，傳力錨固時的鋼筋應力：σ=1304-15.6=1286.4MPa，代入公式：3.8.4混凝土彈性壓縮引起的應力損失對于先張法構件，由混凝土彈性壓縮引起的應力損失為：式中，預應力鋼筋與混凝土彈性模量的比值：中板：，，，邊板：，，，于是得中板、邊板預應力損失分別為：3.8.5混凝土收縮徐變引起的應力損失根據(jù)《公預規(guī)》公式（6.2.7-1）有：中板a.受拉區(qū)全部縱筋的含筋率：。，式中：，。代入數(shù)值，扣除相應階段預應力損失后，，式中，代入數(shù)值，同時有，=1.9510MPa，6.0?？紤]自重的影響，由于收縮徐變持續(xù)時間較長，采用全部永久作用。中板跨中、l/4處及支點截面全部永久作用彎矩由表3-7查得。在全部鋼筋重心處由自重產生的拉應力為：跨中截面：l/4截面：支點截面：則全部縱向鋼筋重心處的壓應力為：跨中截面：l/4截面：支點截面：b.徐變系數(shù)及收縮應變按《公預規(guī)》6.2.7條及表6.2.7計算?？招陌迮c大氣接觸的的周邊長度：；跨中截面理論厚度：。設傳力錨固齡期為7d，橋梁所處環(huán)境的年平均相對濕度為75%，即在范圍70%≤RH≤99%內。查表6.2.7，在h=100mm和h=200mm之間線性內插得：徐變系數(shù)終值：；收縮應變系數(shù)終值：。把各項數(shù)值代入計算式中，得：跨中：l/4:支點：邊板a.受拉區(qū)全部縱筋的含筋率。，式中：，。代入數(shù)值，扣除相應階段預應力損失后，，式中，代入數(shù)值，同時有，=1.9510MPa，6.0?？紤]自重的影響，由于收縮徐變持續(xù)時間較長，采用全部永久作用。邊板跨中、l/4處及支點截面全部永久作用彎矩由表3-6查得。在全部鋼筋重心處由自重產生的拉應力為：跨中截面：l/4截面：支點截面：則全部縱向鋼筋重心處的壓應力為：跨中截面：l/4截面：支點截面：b.徐變系數(shù)及收縮應變按《公預規(guī)》6.2.7條及表6.2.7計算?？招陌迮c大氣接觸的的周邊長度：；跨中截面理論厚度：。設傳力錨固齡期為7d，橋梁所處環(huán)境的年平均相對濕度為75%，即在范圍70%≤RH≤99%內。查表6.2.7，在h=100mm和h=200mm之間線性內插得：徐變系數(shù)終值：；收縮應變系數(shù)終值：。把各項數(shù)值代入計算式中，得：跨中：l/4:支點：3.8.6預應力損失組合中板傳力錨固時第一批損失：傳力錨固后預應力損失總和：跨中截面：l/4截面：支點截面：各截面的有效預應力：跨中截面：l/4截面：支點截面：邊板：傳力錨固時第一批損失：傳力錨固后預應力損失總和：跨中截面：l/4截面：支點截面：各截面的有效預應力：跨中截面：l/4截面：支點截面：表3.9預應力損失匯總表（單位：MPa）板別傳力錨固時的損失(MPa)傳力錨固后預應力損失總和(MPa)各截面有效預應力值(MPa)跨中l(wèi)/4支點跨中l(wèi)/4支點中板128.31210.96229.21283.961091.041072.791018.04邊板127.95213.98232.94288.731088.021069.061013.273.9正常使用極限狀態(tài)計算3.9.1正截面抗裂性驗算該步驟是對空心板跨中截面混凝土拉應力的驗算。對于部分預應力A類構件，按《公預規(guī)》6.3條，應滿足：作用短期效應組合下，；荷載長期效應組合下,。取跨中截面驗算。中板：a.作用短期效應組合下，抗裂驗算邊緣混凝土法向拉應力：跨中截面彎矩（表3-7），換算截面下緣抵抗彎矩，代入得：中板跨中截面下緣的預壓應力為：式中，將各數(shù)值代入上式中得：荷載長期效應組合下，抗裂驗算邊緣混凝土法向拉應力：，，代入得：由此得：上述計算結果表明，在作用短期效應組合及荷載長期效應組合下，中板正截面抗裂性滿足《公預規(guī)》對A類構件的規(guī)定。邊板：a.作用短期效應組合下，（表3-6），，代入得：邊板跨中截面下緣的預壓應力為：式中，將各數(shù)值代入上式中得：b.荷載長期效應組合下，，，代入得：由此得：上述計算結果表明，在作用短期效應組合及荷載長期效應組合下，邊板正截面抗裂性滿足《公預規(guī)》對A類構件的規(guī)定。3.9.2斜截面抗裂性驗算部分預應力A類構件斜截面抗裂性的驗算，采用作用短期效應組合，以主拉應力為控制，作用短期效應組合及預加力引起的混凝土主拉應力需滿足：，C40混凝土抗拉強度標準值：。取支點截面，分別計算A-A纖維（空洞頂面）、B-B纖維（換算面積重心軸處）、C-C纖維（空洞底面）處主拉應力。如圖3.15所示：圖3.15斜截面抗剪驗算（單位：cm）中板：a.A-A纖維（空洞頂面），支點截面作用短期效應組合剪力設計值：；計算主拉應力處截面腹板總寬：；截面抗彎慣矩：；A-A纖維以上截面對空心板換算截面重心代入數(shù)值得：式中，，其中：代入得：代入式中：（支點處彎矩）代入式中：負值表示該處受拉應力?？梢?，A-A纖維處的主拉應力，在限值范圍內，滿足規(guī)范要求。b.B-B纖維（換算面積重心軸處），,,。B-B纖維以上截面對空心板換算截面重心軸的靜矩：代入數(shù)值得：，其中：，，代入上式得：代入式中：，代入式中：負值表示該處受拉應力?？梢姡珺-B纖維處的主拉應力，在限值范圍內，滿足規(guī)范要求。c.C-C纖維（空洞底面），,,。C-C纖維以下截面對空心板換算截面重心軸的靜矩：代入數(shù)值得：，其中：，，代入上式得：代入式中：，代入式中：負值表示該處受拉應力。可見，C-C纖維處的主拉應力，在限值范圍內，滿足規(guī)范要求。以上計算結果表明，中板滿足《公預規(guī)》對部分預應力A類構件斜截面抗裂性要求。邊板：a.A-A纖維（空洞頂面），支點截面作用短期效應組合剪力設計值：；計算主拉應力處截面腹板總寬：；截面抗彎慣矩：；A-A纖維以上截面對空心板換算截面重心軸的靜矩：代入數(shù)值得：式中，，其中：代入得：代入式中：（支點處彎矩）代入式中：負值表示該處受拉應力。可見，A-A纖維處的主拉應力，在限值范圍內，滿足規(guī)范要求。b.B-B纖維（換算面積重心軸處），，，。B-B纖維以上截面對空心板換算截面重心軸的靜矩：代入數(shù)值得：，其中：，，，代入上式得：代入式中：，代入式中：負值表示該處受拉應力?？梢?，B-B纖維處的主拉應力，在限值范圍內，滿足規(guī)范要求。c.C-C纖維（空洞底面），，，。C-C纖維以下截面對空心板換算截面重心軸的靜矩：代入數(shù)值得：，其中：，，，代入上式得：代入上式得：代入式中：負值表示該處受拉應力。可見，C-C纖維處的主拉應力，在限值范圍內，滿足規(guī)范要求。以上計算結果表明，邊板滿足《公預規(guī)》對部分預應力A類構件斜截面抗裂性要求。3.10變形計算3.10.1正常使用階段的撓度計算使用階段的撓度值，按短期荷載效應組合計算，并考慮撓度長期增長系數(shù)。對于C40混凝土，。中板取跨中截面確定抗彎剛度：短期荷載組合作用下的撓度值，可簡化為按等效均布荷載作用情況計算：自重產生的撓度值按等效均布荷載作用情況計算：消除自重產生的撓度，并考慮長期影響系數(shù)后，正常使用階段的撓度值為：可見，使用階段的撓度值符合《公預規(guī)》6.5.3條規(guī)定。邊板取跨中截面確定抗彎剛度：可見，使用階段的撓度值符合《公預規(guī)》6.5.3條規(guī)定。3.10.2預加力引起的反拱度計算放松預應力鋼絞線時靠近跨中段產生反拱度，設此時空心板混凝土強度達到C30，。該步計算亦按跨中截面進行，并取長期影響系數(shù)。中板抗彎剛度：a.換算截面面積b.換算截面重心位置所有鋼筋換算截面對空心板毛截面重心的凈矩為：換算截面重心到毛截面重心的距離為：則換算截面重心至空心板截面下緣、上緣的距離分別為：，換算截面重心至預應力鋼筋、普通鋼筋重心的距離分別為：，c.換算截面慣性矩d.換算截面彈性抵抗矩下緣：上緣：表3.10中板截面幾何特性匯總表項目符號單位C40C30換算截面面積420632.30換算截面重心至截面下緣距離326.0325.3換算截面重心至截面上緣距離374.0374.7預應力鋼筋至截面重心軸距離281.0280.3普通鋼筋至截面重心軸距離281.0280.3換算截面慣矩換算截面彈性抵抗矩由前面3.9.1步得，扣除預應力損失后的預加力為：則由預加力產生的跨中反拱度，并乘以長期增長系數(shù)后得：邊板抗彎剛度：a.換算截面面積；b.換算截面重心位置，c.換算截面慣性矩d.換算截面彈性抵抗矩下緣：上緣：表3.11邊板截面幾何特性匯總表項目符號單位C40C30換算截面面積換算截面重心至截面下緣距離351.6換算截面重心至截面上緣距離348.4預應力鋼筋至截面重心軸距離306.6普通鋼筋至截面重心軸距離306.6換算截面慣矩換算截面彈性抵抗矩由前面3.9.1步得，扣除預應力損失后的預加力為：則由預加力產生的跨中反拱度，并乘以長期增長系數(shù)后得：3.10.3預拱度設置：由《公預規(guī)》6.5.5條，當預加應力的長期反拱值小于荷載短期效應組合計算的長期撓度時，應設置預拱度，其值按該荷載的撓度值與預加應力長期反拱值之差采用。中板:，。。應設置預拱度?？缰蓄A拱度，支點處，預拱度值沿順橋向做成平順的曲線。邊板:，。。應設置預拱度?？缰蓄A拱度，支點處，預拱度值沿順橋向做成平順的曲線。3.11持久狀態(tài)應力驗算該步計算時作用取標準值，不計分項系數(shù)，汽車荷載考慮沖擊系數(shù)，分別計算使用階段正截面混凝土的法向壓應力、預應力筋的拉應力及斜截面的主壓應力。3.11.1跨中截面混凝土法向壓應力驗算中板跨中截面有效預應力：跨中截面有效預加力：由表3-7，標準效應組合：則：邊板，3.11.2跨中截面預應力鋼絞線拉應力驗算中板預應力鋼絞線重心處混凝土法向應力：有效預應力：則預應力鋼絞線中的拉應力：邊板，則預應力鋼絞線中的拉應力：3.11.3斜截面主應力驗算斜截面主應力計算選取支點截面的A-A纖維、B-B纖維、C-C纖維在標準值效應組合和預加力作用下產生的主壓應力和主拉應力計算，并滿足。，，。中板a.A-A纖維（空洞頂面）（該式中（表3-7），其他數(shù)據(jù)值同九（二）1（1）步。）（同九（二）1（1）步）（支點處彎矩），滿足《公預規(guī)》要求。b.B-B纖維（換算面積重心軸處），，滿足《公預規(guī)》要求。c.C-C纖維（空洞底面），，滿足《公預規(guī)》要求。以上主拉應力最大值發(fā)生在A-A纖維，為1.22MPa。《公預規(guī)》7.1.6條，當時，箍筋間距按下式計算：由步計算知，HRB335型箍筋抗拉強度標準值；同一截面內箍筋總截面面積；計算主拉應力處截面腹板寬度。代入上式得：取，即在支點至跨中一段距離內配置間距100mm的箍筋，這與3.7.1步計算結果一致，各項參數(shù)滿足《公預規(guī)》要求。箍筋配置見3.7.1步圖3.14。邊板 a.A-A纖維（空洞頂面）（該式中（表3-6），其他數(shù)據(jù)值同九（二）2（1）步。）（同九（二）2（1）步）（支點處彎矩），滿足《公預規(guī)》要求。b.B-B纖維（換算面積重心軸處），（支點處彎矩），滿足《公預規(guī)》要求。c.C-C纖維（空洞底面），，滿足《公預規(guī)》要求。以上主拉應力最大值發(fā)生在A-A纖維，為1.08MPa?！豆A規(guī)》7.1.6條，當時，箍筋按構造要求配置即可。在3.7.1步中，，即在支點至跨中一段距離內配置間距100mm的箍筋，按此配置箍筋，箍筋圖見3.7.1步圖3.14。3.12短暫狀態(tài)應力驗算該步應計算在放松預應力鋼絞線時預制空心板的板底壓應力和板頂拉應力。設放松鋼絞線時混凝土強度達到C30，，，，，。取跨中、l/4、支點三個截面進行計算。3.12.1跨中中板a.按《公預規(guī)》6.1.5條，由預加力產生的混凝土法向應力：預應力筋和普通筋的合力：，式中放松預應力鋼絞線時的預應力損失值：則，b.由板自重產生的板截面上、下緣應力：由表3-2，中板跨中截面板自重彎矩，則：放松鋼絞線時，由預加力及板自重共同作用，空心板上、下緣產生的法向應力為：下緣應力：上緣應力：截面上下緣均為壓應力，且均小于，符合《公預規(guī)》要求。邊板a.由預加力產生的混凝土法向應力：b.由板自重產生的板截面上、下緣應力：由表3-2，放松鋼絞線時，由預加力及板自重共同作用，空心板上、下緣產生的法向應力為：下緣應力：上緣應力：截面上下緣均為壓應力，且均小于，符合《公預規(guī)》要求。3.12.2l/4跨徑中板a.由預加力產生的混凝土法向應力：b.由板自重產生的板截面上、下緣應力：由表3-2，中板l/4跨徑截面板自重彎矩，則：放松鋼絞線時，由預加力及板自重共同作用，空心板上、下緣產生的法向應力為：下緣應力：上緣應力：截面上下緣均為壓應力，且均小于，符合《公預規(guī)》要求。邊板a.由預加力產生的混凝土法向應力：b.由板自重產生的板截面上、下緣應力：由表3-2，放松鋼絞線時，由預加力及板自重共同作用，空心板上、下緣產生的法向應力為：下緣應力：上緣應力：截面上下緣均為壓應力，且均小于，符合《公預規(guī)》要求。3.12.3支點中板a.由預加力產生的混凝土法向應力：b.支點截面自重彎矩，由自重產生的板截面上、下緣應力為0。故支點截面法向應力為：下緣應力：上緣應力：截面下緣壓應力小于，符合《公預規(guī)》要求。上緣承受拉應力，需在該區(qū)配置縱向鋼筋，詳見下步。邊板a.由預加力產生的混凝土法向應力：b.支點截面自重彎矩，由自重產生的板截面上、下緣應力為0。故支點截面法向應力為：下緣應力：上緣應力：截面下緣壓應力小于，符合《公預規(guī)》要求。上緣承受拉應力，需在該區(qū)配置縱向鋼筋，詳見下步。在放松預應力鋼絞線時，中板、邊板上、下緣應力計算結果匯總于表3.12、表3.13中：表3.12短暫狀態(tài)截面正應力匯總表（中板）截面位置跨中l(wèi)/4支點應力位置作用種類預加力11.33-3.8311.26-3.8011.05-1.73板自重-4.535.20-3.403.9000總應力值(MPa)6.801.377.860.1011.05-1.73壓應力值0.7fck’14.0714.0714.0714.0714.07——表3.13短暫狀態(tài)截面正應力匯總表（邊板）截面位置跨中l(wèi)/4支點應力位置作用種類預加力11.32-3.5911.27-3.5711.11-1.53板自重-4.944.90-3.713.6700總應力值(MPa)6.381.317.560.1011.11-1.53壓應力限值14.014.0714.0714.0714.07——注：表中應力單位為MPa，正值表示壓應力，負值表示拉應力。3.12.4空心板上緣配筋計算由上述計算知，壓應力均滿足《公預規(guī)》要求。而支點截面上緣承受拉應力，故空心板上緣需配置縱向受力筋。計算過程如下：中板截面上緣拉應力：由《公預規(guī)》7.2.8條，截面上緣（預拉區(qū)）縱筋配筋率應在0.2%、0.4%線性內插求得。配筋率：中板截面毛截面面積：，代入得縱筋截面面積：采用HRB335鋼筋，8φ14，則：滿足要求。中板截面上緣（預拉區(qū)）縱筋配置如圖3.16所示：圖3.16中板截面預拉區(qū)縱筋配置（單位：cm）邊板縱筋配筋率在0.2%、0.4%線性內插求得：邊板截面毛截面面積：，代入得縱筋截面面積：采用HRB335鋼筋，8φ14，則：滿足要求。邊板截面上緣（預拉區(qū)）縱筋配置如圖3.17所示：圖3.17邊板截面預拉區(qū)縱筋配置（單位：cm）3.13最小配筋率復核按《公預規(guī)》9.1.12條，預應力混凝土受彎構件最小配筋率應滿足：——受彎構件正截面承載力設計值；——受彎構件正截面開裂彎矩值，；——扣除全部預應力損失后預應力鋼筋和普通鋼筋合力在構件抗裂邊緣產生的混凝土預壓應力；——換算截面重心軸以上部分對重心軸的靜矩；——換算截面抗裂邊緣的彈性抵抗矩；——混凝土軸心抗拉強度標準值，C40混凝土。3.13.1中板由3.7.1步計算得：由3.9.1步計算得：由b步計算得：由3.6.1步計算得：代入式中得：，最小配筋率滿足《公預規(guī)》9.1.12條要求。3.13.2邊板計算邊板受壓區(qū)高度x：代入數(shù)值中得：由3.9.1步計算得：由.b步計算得：由3.6.1步計算得：代入式中得：，最小配筋率滿足《公預規(guī)》9.1.12條要求。4下部結構設計4.1設計資料4.1.1設計標準及上部構造：設計荷載：公路－Ⅱ級；橋面凈空：；孔跨分布：；上部構造：裝配式預應力空心板，主梁簡支，橋面連續(xù)。4.1.2地質資料：詳見1.2部分。4.1.3材料：鋼筋：蓋梁、墩柱及灌注樁主筋采用HRB335型，其它采用R235型；混凝土：蓋梁、墩柱采用C30，系梁及鉆孔灌注樁采用C25。4.1.4下部結構形式：采用單排雙柱式橋墩，鉆孔灌注樁基礎，各部分尺寸如圖4.1所示圖4.1蓋梁及橋墩構造（單位：cm）4.1.5設計依據(jù)：（1）《公路橋涵地基與基礎設計規(guī)范》（JTJ024-85）；（2）《公路橋涵設計通用規(guī)范》（JTGD60-2004）；（3）《公路鋼筋混凝土與預應力混凝土橋涵設計規(guī)范》（JTGD64-2004）；（4）《公路工程技術標準》（JTGB03-2003）；（5）《公路工程抗震設計規(guī)范》（JTJ004-89）；（6）《公路橋涵施工技術規(guī)范》（JTJ043-2000）。4.2蓋梁設計4.2.1荷載計算上部構造恒載表4.1上部構造恒載匯總表板別每延米自重（kN/m）梁長（m）單板總重（kN）中板（2、3、4、5、6、7號板）19.68915.96314.24邊板（1、8號板）21.84715.96348.68一孔上部構造總重（kN）314.24×6+348.68×2=2582.80蓋梁自重及內力計算（圖4.2）見表4.2圖4.2蓋梁尺寸及計算截面（單位：cm）表4.2蓋梁自重及產生的彎矩、剪力計算截面編號自重（kN）彎矩剪力V左V右3-1q1=0.5×[0.6+(0.6+0.5×0.6)]×0.6×1.3×26=15.21M1=-0.6×0.6×1.3×26×0.6/4-0.6/2×0.6×1.3×26×0.6/3=-4.87-15.21-15.214-2q2=0.5×[(0.6+0.5×0.6)+1.2]×0.6×1.3×26=21.29M2=-0.6×1.2×1.3×26×1.2/4-0.5×0.6×1.2×1.3×26×1.2/3=-19.47-36.50-36.503—3q3=0.6×1.2×1.3×26=24.34M3=-0.6×1.2×1.3×26×(1.2/2+0.6)-0.5×0.6×1.2×1.3×26×(1.2/3+0.6)-24.34×0.6/2=-48.67-60.8499.374—4q4=0.5×1.2×1.3×26=20.28M4=160.21×0.5-(24.34+20.28)×1.1/4-0.6×1.2×1.3×26×1.7-0.5×0.6×1.2×1.3×26×(1.2/3+1.1)=-4.0679.0979.095—5q5=1.2×1.95×1.3×26=79.09M5=160.21×2.45-(24.34+20.28+79.09)×3.05/4-0.6×1.2×1.3×26×3.65-0.5×0.6×1.2×1.3×26×(1.2/3+3.05)=73.0500合計：半片蓋梁自重q1+q2+q3+q4+q5=15.21+21.29+24.34+20.28+79.09=160.21KN可變荷載計算a.可變荷載橫向分布系數(shù)計算：荷載對稱布置時用杠桿法，非對稱布置時用偏心受壓法。單列車，對稱布置時：圖4.3單列車對稱布置η1=η2=η7=η8=0η3=η6=0.5×0.400=0.200η4=η5=0.5×0.600=0.300雙列車，對稱布置時：圖4.4雙列車對稱布置η1=η8=0η2=η7=0.5×0.950=0.475η3=η6=0.5×(0.050+0.150)=0.100η4=η5=0.5×0.850=0.425單列車，非對稱布置時：圖4.5單列車非對稱布置由ηi=1/n±eai/∑ai2(e,a在同側取‘+’，e,a在異側取‘-’)已知n=8，e=2.35，∑ai2=2×(0.52+1.52+2.52+3.52）=42.0η1=1/8+2.35×3.5/42=0.321η2=1/8+2.35×2.5/42=0.265η3=1/8+2.35×1.5/42=0.209η4=1/8+2.35×0.5/42=0.153η5=1/8-2.35×0.5/42=0.097η6=0.041，η7=-0.015，η8=-0.071雙列車，非對稱布置時：圖4-6雙列車非對稱布置e=0.80，其它數(shù)據(jù)同3）步，計算得：η1=0.192，η2=0.173，η3=0.154，η4=0.135；η5=0.115，η6=0.096，η7=0.077，η8=0.058。b.按順橋向活載移動情況，求得支座活載反力的最大值。圖4.7順橋向公路-Ⅱ級布載（單位：cm）1）雙孔單列：B=0.5×(15.6×2×7.875)+178.5=301.35kN2）雙孔雙列：2B=2×301.35=602.70kN3）單孔單列：B=0.5×(15.6×7.875)+178.5=239.93kN4）單孔雙列：2B=2×239.93=479.86kNc.可變荷載橫向分布后各板支點反力匯總：表4.3各板支點反力計算表荷載橫向分布情況單孔雙孔計算方法荷載布置橫向分布系數(shù)ηB(kN)R1(kN)B(kN)R1(kN)對稱布置單列η1=0239.930301.350η2=000η3=0.20047.9960.27η4=0.30071.9890.41η5=0.30071.9890.41η6=0.20047.9960.27η7=000η8=000雙列η1=0479.860602.700η2=0.475227.93286.28η3=0.10047.9960.27η4=0.425203.94256.15η5=0.425203.94256.15η6=0.10047.9960.27η7=0.475227.93286.28η8=000非對稱布置單列η1=0.321239.9377.02301.3596.73η2=0.26563.5879.86η3=0.20950.1562.98η4=0.15336.7146.11η5=0.09723.2729.23η6=0.0419.8412.36η7=-0.015-3.60-4.52η8=-0.071-17.04-21.40雙列η1=0.192479.8692.13602.70115.72η2=0.17383.02104.27η3=0.15473.9092.82η4=0.13564.7881.36η5=0.11555.1869.31η6=0.09646.0757.86η7=0.07736.9546.41η8=0.05827.8334.96注：表中計算公式。d.各板永久作用、可變作用反力組合：計算見表4.4。表中均取用各梁的最大值。其中沖擊系數(shù)為：汽車荷載沖擊系數(shù)：表4.4各板永久作用、可變作用反力組合計算表編號荷載情況1#板R12#板R23#板R34#板R45#板R56#板R67#板R78#板R81恒載348.68314.24314.24314.24314.24314.24314.24348.682雙列對稱0352.3074.17315.22315.2274.17352.3003雙列非對稱142.4128.31114.22100.1385.2971.257.1143.024(1)+(2)348.68666.54388.41629.46629.46388.41666.54348.685(1)+(3)491.08442.55428.46414.37399.53385.44371.353.4雙柱反力G1計算計算結果見表4.5。表4.5雙柱反力G1計算表荷載組合情況計算式反力G1(kN)組合（4）（雙列對稱）G1=1/490×（348.68×595+666.54×495+388.41×395+629.46×295+629.46×195+388.41×95-666.54×5-348.68×105）=2033.092033.09組合（5）（雙列非對稱）G1=1/490×（491.08×595+442.55×495+428.46×395+414.37×295+399.53×195+385.44×95-371.35×5-391.7×105）=1784.2417內力計算恒載加活載作用下各截面的反力a.彎矩計算：截面位置見圖2－8。為求得最大彎矩值，支點負彎矩采用非對稱布置時數(shù)值，跨中彎矩采用對稱布置時數(shù)值。按圖4-8給出的截面位置，各截面彎矩計算式為：M3-1=0M4-2=-R1×（1.4-0.75）M4-3=-R1×（1.8-0.75）-R2×（1.8-1.75）M4-4=-R1×（2.4-0.75）-R2×（0.5+0.05）+G1×0.5M5-5=-R1×3.5-R2×2.5-R3×1.5-R4×0.5+G1×2.45圖4.8蓋梁內力計算各種荷載組合下的各截面彎矩計算見表4.6。表4.6各截面彎矩計算荷載組合情況墩柱反力（kN）板支座反力（kN）各截面彎矩（kN·m）G1R1R2R3R44-23—34—45—5組合（4）（雙列對稱）2033.09348.68666.54388.41629.46-156.91-399.44109.491197.00組合（5）（雙列非對稱）1784.24491.08442.55428.46414.37-220.99-537.76-112.46696.36b.相應于最大彎矩值時的剪力計算。一般計算公式為：截面3-1：V左=V右=0截面4-2：V左=V右=-R1截面4-3：V左=-R3-R2V右=-R3-R2+G1截面4-4：V左=V右=G3-R3-R2截面5-5：V左=V右=G3-R3-R4-R4-R4各截面剪力計算值見表4.7。表4.7各截面剪力計算表荷載組合情況墩柱反力（kN）板支座反力（kN）各截面剪力（kN·m）4-23—34—45—5G1R1R2R3R4V左V右V左V右V左V右V左V右組合（4）2033.9348.68666.54388.41629.46-348.68-348.68-1015.221017.871017.871017.8700組合（5）1784.24491.08442.55428.46414.37-491.08-491.08-93363850.61850.6蓋梁內力匯總見表4.8，表中各截面內力均取表4-6、4-7中的最大值。按表4-8可繪制內力計算包絡圖。表4.8蓋梁內力匯總表截面號內力3-14-23—34—45—5彎矩(kN·m)-4.87-19.47-48.67-4.0673.050.00-220.99-537.76-112.461197.00-4.87-240.46-586.43-116.521270.05剪力(kN)左-15.21-36.50-60.8479.090.00右-15.21-36.5099.3779.090.00左0.00-491.08-1015.221017.877.78右0.00-491.081017.871017.877.78左-15.21-527.58-1076.061096.967.78右-15.21-527.581117.241096.967.784.2.3配筋設計及承載力校核蓋梁采用C30混凝土，，主筋采用Φ28，HRB335型鋼筋，鋼筋保護層厚度為5cm。。正截面抗彎承載能力驗算：，，取4-3截面作配筋設計，其它截面計算過程相同。,,,。解得：x=28.78mmΦ28鋼筋根數(shù)：實際選用10根。配筋率：該截面實際承載能力：就正截面承載能力與配筋率而言，配筋設計滿足《公預規(guī)》要求。3-1、4-2、4-4、5-5界面計算過程同4-3截面，計算結果及配筋量列于下表：表4.9各截面鋼筋量計算截面號M(kN-m)B(m)h0(m)x(mm)鋼筋面積A(mm2)所需Φ28根數(shù)實際用Φ28根數(shù)A(mm2)(%)3-1-4.871.300.850.3220.50.0342463.20.224-2-240.461.301.1511.71750.281.2242463.20.163—3-586.431.301.1528.781843.982.99106158.00.414—4-116.521.301.155.66362.640.5942463.20.165—51270.051.301.1563.34055.726.59106158.00.4斜截面抗剪承載力驗算《公預規(guī)》5.2.10條，當截面符合：，可不進行斜截面抗剪承載力計算，僅需按構造要求配置箍筋。式中，，。對于3-1截面：對于4-2至5-5截面：按《公預規(guī)》5.2.9條，對照表4-8值，可按構造要求設置斜筋與箍筋。見圖4.9：圖4.9蓋梁配筋圖（單位：cm）全板承載力校核已知，一根Φ28主筋所能承受的彎矩值為：其中，據(jù)此繪制彎矩包絡圖和全梁承載力校核圖，如下圖4-10所示。由圖可知滿足承載力要求。圖4.10彎矩包絡圖4.3雙柱式橋墩設計圖4.11墩柱一般構造圖（尺寸：cm）4.3.1荷載計算恒載計算：由前計算得：上部構造恒載：一孔重2582.80kN蓋梁自重（半根蓋梁）：160.21kN墩柱自重：3.1416×0.52×2.8×26=57.18kN系梁自重：1.0×0.7×3.9×26=70.98kN作用于墩柱底面的恒載垂直反力為：汽車荷載計算：荷載布置及行駛情況見圖4-3至圖4-6，由蓋梁計算得知：a.單孔布載單列車時：B=239.93kN制動力：T=239.93×2×0.1=47.99kN按《公預規(guī)》制動力不小于90kN，故取T=90kN。b.雙孔布載單列車時：B=301.35kN制動力：T=301.35×2×0.1=60.27kN按《公預規(guī)》制動力不小于90kN，故取T=90kN。雙柱反力橫向分布計算活載位置見圖4.12：圖4.12活載位置（單位：cm）單列時：雙列時：荷載組合a.最大最小垂直反力時，計算見下表：表4.9可變荷載組合垂直反力計算（雙孔布載）荷載情況最大垂直反力（kN）最小垂直反力（kN）橫向分布橫向分布單列車0.94348.590.0622.25雙列車0.66491.660.34253.28注：表中汽車沖擊系數(shù)b.最大彎矩時，計算見下表：表4.10可變荷載組合最大彎矩計算（單孔布載）荷載情況墩頂反力計算式垂直力B(kN)水平力H(kN)對柱頂中心彎矩(kN.m)0.25B1.14H上部構造與蓋梁計算——1451.61——————單孔雙列車479.86×0.66×1.2306=389.74389.744597.4451.30注：表中水平力由兩墩柱平均分配，即H=T/24.3.2截面配筋計算及應力驗算作用于墩柱頂?shù)耐饬.垂直力最大垂直力：最小垂直力：需考慮與最大彎矩值相適應。b.水平力：H=45kNc.彎矩：作用于墩柱底的外力截面配筋計算墩柱采用C30混凝土，HRB335型鋼筋，18φ22，保護層5cm。，。縱向鋼筋配筋率：。由于，故不計偏心增大系數(shù)，取。a.雙孔荷載，按最大垂直力時，墩柱頂按軸心受壓構件驗算：根據(jù)《公預規(guī)》5.3.1條，滿足規(guī)范要求。b.單孔荷載，最大彎矩時，墩柱頂按小偏心受壓構件驗算：，，根據(jù)《公預規(guī)》5.3.9條偏心受壓構件承載力計算應符合下列規(guī)定：取g=0.88，代入數(shù)值得：按《公預規(guī)》提供的附錄C表C.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(shù)”表，經試算查得各系數(shù)A，B，C，D為：取，此時可見，與實際計算偏心距相符，將該組A、B、C、D值代入《公預規(guī)》公式（5.3.9-1）及（5.3.9-2）進行驗算：可見，墩柱承載力滿足規(guī)范要求。4.4鉆孔灌注樁計算 鉆孔灌注樁直徑為1.2m，采用C25混凝土，HRB335型鋼筋，18φ22，保護層6cm。，。4.4.1荷載計算：樁頂?shù)暮爿d反力：由“橋墩設計”步計算知，灌注樁每延米自重：可變荷載反力：兩跨可變荷載反力：單跨可變荷載反力：制動力T=45kN，作用點在支座中心，距樁頂距離為：0.5×0.06+1.2+2.8=4.03m縱向風力：風壓取0.7×442=309.4Pa則由蓋梁引起的風力：。對樁頂?shù)牧Ρ蹫椋?.5×1.2+2.8=3.4m墩柱引起的風力：對樁頂?shù)牧Ρ蹫椋?.5×2.8=1.4m橫向風因墩柱橫向剛度較大，可不予考慮。作用于樁頂?shù)耐饬Γ?2樁長計算假定土層是單一的，可由確定單樁容許承載力的經驗公式初步計算樁長。灌注樁最大沖刷線以下的樁長為h，最大沖刷線距地面線距離1.5m。單樁軸向受壓容許承載力:式中：U——樁周長，考慮用旋轉式鉆機，成孔直徑增大5cm，則；——樁壁極限摩阻力，按表值取為40kPa；——土層厚度；——考慮樁入土深度影響的修正系數(shù)，取為0.75；——考慮孔底沉淀厚度影響的清底系數(shù)，取為0.80；A——樁底截面積，；——樁底土層容許承載力，取；——深度修正系數(shù)，取為3.0；——土層的重度，（已扣除浮力）；——一般沖刷線以下深度（一般沖刷線與地面線重合）。代入得：樁底最大垂直力為：,即,解得：取h=21m，即地面以下樁長為：21+1.5=22.5m?？梢?，樁的軸向承載能力滿足要求。4.4.3樁的內力計算（采用m法）樁的計算寬度：樁的變形系數(shù)：式中，，地基土比例系數(shù)：。對受彎構件，，故：，按彈性樁計算。地面以下深度z處樁身截面彎矩與水平壓應力的計算：已知作用于地面處樁頂上的外力為：，，a.樁身彎矩式中，系數(shù)可由《基礎工程》附表3、7查得。計算見表4-11，樁身彎矩分布見圖4.15。表4.11樁身彎矩計算（單位：kN.m）00401.000000330.92330.920.530.240.196960.9980624.69330.28354.971.070.440.377390.9861747.31326.34373.651.600.640.529380.9586166.36317.22383.582.130.840.645610.9132480.93302.21383.142.671.040.723050.8508990.64281.58340.761830.7741595.50256.18351.683.731.440.764980.6869495.90227.32323.224.271.640.737340.5937392.43196.48288.914.801.840.684880.4988985.86165.09250.956.402.440.443340.2426255.5880.29135.878.003.040.193050.0759524.2025.1349.339.333.540.050810.013546.374.4810.8510.674.040.000050.000090.010.030.04注：，表中取為4.0。b.樁身水平壓應力式中，系數(shù)可由《基礎工程》附表1、4查得。計算見表4.12，樁身水平壓應力分布見圖3.16。表4.12水平壓應力計算表（單位：kN/㎡）002.440661.621000000.530.22.117791.290883.776.079.841.00.41.802731.000646.429.4115.831.870.71.360240.638858.4810.5118.992.671.00.970410.361198.648.4917.134.001.50.466140.062855.332.00.14696-0.075722.62-3.56-0.948.003.0-0.08741-0.09471-2.33-6.68-9.0110.674.0-0.10788-0.0178-3.84-1.39-5.23圖4.15樁身彎矩分布圖圖4.16樁身壓應力分布圖4.4.4樁身截面配筋與承載力驗算驗算最大彎矩處的截面強度，該處的內力值為：鉆孔灌注樁采用C25混凝土，豎向主筋采用HRB335型，18φ22。凈保護層6cm。，。配筋率：樁的橫截面換算面積：樁的換算截面模量：，故樁的計算長度：根據(jù)《公預規(guī)》5.3.9條和5.3.10條，，取偏心增大系數(shù)：則：。取g=0.88，代入數(shù)值得：按《公預規(guī)》提供的附錄C表C.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(shù)”表，經試算查得各系數(shù)A，B，C，D為：取，此時可見，與實際計算偏心距相符，將該組A、B、C、D值代入《公預規(guī)》公式（5.3.9-1）及（5.3.9-2）進行驗算：鉆孔灌注樁正截面承載力滿足規(guī)范要求。4.4.5墩頂縱向水平位移驗算樁在地面處的水平位移和轉角計算當時，由《基礎工程》）附表1、5查得：代入得：，符合法計算要求。由《基礎工程》附表2、6查得：代入得：滿足規(guī)范要求。墩柱縱向水平位移驗算由于樁露出地面部分為變截面，其上部墩柱截面抗彎剛度為，下部樁截面抗彎剛度為，假設，則墩頂?shù)乃轿灰乒綖椋菏街校汗实茫捍霐?shù)值得：墩頂容許的縱向水平位移為：，符合規(guī)范要求。參考文獻[1]姚玲森.橋梁工程[M].北京：人民交通出版社，1986[2]邵旭東.橋梁工程[M].北京：人民交通出版社，2005[3]葉見曙.結構設計原理[M].北京：人民交通出版社，2005[4]易建國.混凝土簡支梁（板）橋[M].北京：人民交通出版社，2000[5]袁倫一，鮑衛(wèi)國.《公路鋼筋混凝土與預應力混凝土橋涵設計規(guī)范》條文應用算例[S].北京：人民交通出版社，2005[6]張師定.橋梁建筑的結構構思與設計技巧[M].北京：人民交通出版社，2002[7]凌治平.基礎工程[M]，北京：人民交通出版社，1997[8]袁倫一.連續(xù)橋面簡支梁橋墩臺計算實例[M].北京：人民交通出版社，1998[9]公路橋涵設計手冊.梁橋（上下冊）、墩臺與基礎.北京：人民交通出版社，2004[10]公路橋涵設計手冊編寫組.墩臺和基礎[M].北京：人民交通出版社，1987[11]（JTGD60-2004）公路橋涵設計通用規(guī)范[S][12]（JTJ024-85）公路橋涵地基與基礎設計規(guī)范[S][13]（JTGD62-2004）公路鋼筋混凝土與預應力混凝土橋涵設計規(guī)范[S][14]陳忠延.土木工程畢業(yè)設計指南（橋梁工程分冊）[M].中國水利水電出版社[15]Shun-ichiNakamura.Newtechnologiesofsteel/concretecompositebridges.JournalofConstructionalSteelResearch58(2002)99–130[16]GotthardFranz：《KonstruktionslehredesStahlbeton》，Berlin，1964致謝在本設計過程中，得到了山科大張憲堂老師的悉心指導。畢業(yè)設計是對大學專業(yè)知識的一個系統(tǒng)總結和考核，這其中涉及到很多基礎理論和實際工程問題。張憲堂老師以淵博的學識填補了我知識上的漏洞和不足，讓我的專業(yè)基礎理論得到了極大提高。另外，在設計期間，我熟悉了CAD的操作，見到了大量實際工程，在這樣一個環(huán)境中，我學到了許多學校接觸不到的知識。最后，謹張憲堂老師表示最誠摯的謝意，感謝您的指導和教悔！感謝學校同學們的支持和鼓勵，也感謝自己的毅力和持之以恒的態(tài)度！

畢業(yè)論文（設計）原創(chuàng)性聲明本人所呈交的畢業(yè)論文（設計）是我在導師的指導下進行的研究工作及取得的研究成果。據(jù)我所知，除文中已經注明引用的內容外，本論文（設計）不包含其他個人已經發(fā)表或撰寫過的研究成果。對本論文（設計）的研究做出重要貢獻的個人和集體，均已在文中作了明確說明并表示謝意。作者簽名：日期：畢業(yè)論文（設計）授