简支梁桥毕业设计.doc

1、上 部 结 构一.设计资料及构造布置(一).设计资料1.桥梁跨径及桥宽标准跨径:30m(墩中心距离)；主梁全长:29.96m；计算跨径：29.0m； 桥面净空:净9m+2x1.5m=12m.2.设计荷载公路级(q k=0.7510.5=0.875KN/m；P k=0.75276=207KN)人群荷载 3.0KN/m2,栏杆及人行道板的每延米重取 6.0KN/m。3.材料及工艺混泥土:主梁用 C50,栏杆及桥面铺装用 C30, 预应力钢筋采用公路钢筋混凝土及预应力混泥土桥涵设计规范(JTG D62-2004)的 s15.2 钢绞线,每束 6 根,全梁配 5 束,fpk=1860MPa,普通钢筋直

2、径大于和等于 12mm的采用 HRB335 钢筋；直径小于 12mm 的均用 R235 钢筋,按后张法施工工艺制作主梁,采用内径 70mm、外径77mm 的预埋波纹管和夹片锚具。4.设计依据(1)交通部颁公路工程技术标准(JTG B01-2003),简称标准 ；(2)交通部颁公路桥涵设计通用规范(JTG D60-2004),简称桥规 ；(3)交通部颁公路钢筋混泥土及预应力混泥土桥涵设计规范(JTG D62-2004),简称公预规 ；5.基本设计数据(见表 1-1)基本计算数据 表 1-1名称 项目 符号 单位 数据立方强度 fcu,k MPa 50弹性模量 Ec MPa 3.45104轴心抗压

3、标准强度 fck MPa 32.4轴心抗拉标准强度 ftk MPa 2.65轴心抗压设计强度 fcd MPa 22.4轴心抗拉设计强度 ftd MPa 1.83容许压应力 0.7fck MPa 20.72短暂状态容许拉应力 0.7ftk MPa 1.757容许压应力 0.5fck MPa 16.2标准荷载组合：容许主压应力 0.6fck MPa 19.44容许拉应力 st -0.85 pc MPa 0混凝土持久状态 短期效应组合：容许主拉应力 0.6ftk MPa 1.59标准强度 fpk MPa 1860弹性模量 Ep MPa 1.95105抗拉设计强度 fpd MPa 1260最大控制应力

4、 con 0.75fpk MPa 1395 s15.2钢绞线持久状态应力(标准荷载组合) 0.65fpk MPa 1209钢筋混凝土 1 KN/m3 25沥青混泥土 2 KN/m3 23材料重度钢绞线 3 KN/m3 78.5钢束于混凝土的弹性模量比 Ep 无量纲 5.65(二).横断面布置1.主梁间距于主梁片数主梁间距通常应随梁高于跨径的增大而加宽为经济,同时加宽翼板对提高主梁截面效率指标 很有效,故在许可条件下应适当加宽 T 梁翼板,本设计主梁翼板宽度为 2400mm,有于宽度较大,为保证桥梁的整体受力性能,桥面板采用现浇混凝土刚性接头,因此主梁的工作截面有两种:预施应力、运输、吊装阶段的

5、小截面(b i=2200mm)和运营阶段的大截面(b i=2400mm),净9m+2x1.5m 的桥宽选用五片主梁,如图 1-1 所示。1500 9000 1500200 2000 2000 400 2000 400 2000 400 2000 2001/2跨 中 截 面5cm沥 青 混 凝 土8cm混 凝 土1/2支 点 截 面现 浇 部 分400半 纵 剖 面250 170 18012023060100 6250 7250480 145014980支 座 中 心 线A A跨径中线2001504040 202024080 1450A-图 1-1 结构尺寸图(尺寸单位:mm)2.主梁跨中截面主

6、要尺寸拟定(1)主梁高度预应力混凝土简支梁桥的主梁高度于其跨径之比通常在 1/151/25,标准设计中高跨比约在 1/181/19,当建筑高度不受限制时,增大梁高往往是较经济的方案,因为增大梁高可以节省预应力钢束用量,同时梁高加大一般只是腹板加高,而混凝土用量增加不多,综上所述,本设计取用 2000 mm 的主梁高度比较合适的。(2)主梁截面细部尺寸T 梁翼板的厚度主要取决于桥面板受车轮局部荷载的要求,还应考虑是否满足主梁受弯时上翼板受压的强度要求,本设计 T 梁的翼板厚度取用 180mm,翼板根部加厚到 300mm 以抵抗翼缘板根部较大的弯矩。在预应力混凝土梁中腹板内主拉应力较小,腹板厚度一

7、般有布置预制孔管的构造决定,同时从腹板本身的稳定性条件出发,腹板厚度不宜小于其高度的1/15.本设计腹板厚度取 180mm。马蹄尺寸基本有布置预应力钢束的需要确定的,设计实践表明,马蹄面积占截面总面积的 10%20%为合适,根据公预规9.4.9 条对钢束净距的要求,初拟马蹄宽度为 400mm,高度为 250mm,马蹄与腹板交接处作三角过渡,高度为 150mm。按照以上拟定的外形尺寸,就可绘出预制梁的跨中截面(见图 12) 图 1-2 跨中截面尺寸图（尺寸单位:mm）(1)计算截面几何特征:将主梁跨中截面划分成五个规则图形的小单元,截面几何特性列表计算见表 1-2跨中截面几何特性计算表 表 1-

8、2分块面积Ai (cm2)分块面积形心至上缘距离yi(cm)分块面积对上缘静距Si=Aiyi(cm3)分块面积的自身惯距Ii(cm4)di=ys-yb(cm)分块面积对截面形心的惯距Ix=Aidi 2(cm4)I=Ii+Ix (cm4)分块名称 (2) (3)=(1)(2) (4) (5) (6)=(1)(5)2 (7)=(4)+(6)大毛截面翼板 4320 9 38880 116640 50.72 11113279 11229919三角承托 1080 22 23760 8640 37.72 1536622 1545262腹板 3140 96.5 303010 6449821.667 -36.

9、78 4247693 10697515下三角 150 170 25500 1875 -110.28 1824252 1826127马蹄 1000 187.5 187500 52083.333 -127.78 16327728 16379811 9690 578650 I=41678634小毛截面翼板 3600 9 32400 97200 54.79 10806999 10904199三角承托 1080 22 23760 8640 41.79 1886116 1894756腹板 3140 96.5 303010 6449821.667 -32.71 3359624 9809446下三角 150

10、170 25500 1875 -106.21 1692085 1693960马蹄 1000 187.5 187500 52083.333 -123.71 15304164 15356247 8970 572170 I=39658608大毛截面形心至上缘距离:y s=S i/A i=5786509690=59.72(cm)，y b=140.28(cm)小毛截面形心至上缘距离:y s=S i/A i=5721708970=63.79(cm)，y b=136.21(cm)5.0120.76.3: )cm(59418y: 6.302.067:sb hKAIxxS上上表明以上初拟的主梁跨中截面是合理的。

11、(三)横截面沿跨长的变化如图 1-1 所示,本设计主梁采用等高形式,横截面的 T 梁翼板厚度沿跨长不变,梁端部区段由于锚头集中力的作用而引起较大的局部应力,也为布置锚具的需要,在距梁端 1480mm 范围内将腹板加厚到与马蹄同寛,马蹄部分为配合钢束弯起而从四分点附近(第一道横隔梁处)开始向支点逐渐抬高,在马蹄抬高的同时腹板宽度亦开始变化。(四)横隔梁的设置模型试验结果表明,在荷载作用处的主梁弯矩横向分布,当该处有横隔梁时比较均匀,否则直接在荷载作用下的主梁弯矩很大,为减小对主梁设计起主要控制作用的跨中弯矩,在跨中设置一道中横隔梁；当跨度较 大时,应设置较多的横隔梁,本设计在桥跨中点、四分点和支

12、点处设置五道横隔梁,其间距为 7.25m,由于主梁全长为 29.96m,故设置端横隔梁的高度与主梁同高,厚度为上部为 250mm,下部为 230mm,中横隔梁高度为 1750mm,厚度为上部为 170mm,下部为 150mm,详见图 1-1 所示。二.主梁作用效应计算根据上述梁跨结构纵,横截面的布置,并通过可变作用下的梁桥荷载横向分布计算,可分别求得各主梁控制截面(一般取跨中、四分点、变化点和支点截面)的永久作用和最大可变作用效应,然后再进行主梁作用效应组合,本设计以边梁作用效应计算为例。(一).永久作用效应计算 1.永久作用集度(1)预制梁自重.跨中截面段主梁的自重(四分点截面至跨中截面,长

13、 7.25m):G(1)=0.8970257.25=162.58(KN).马蹄抬高与腹板宽度段梁的自重(长 6.25m):G(2)(1.173333+0.8970)256.25/2=161.74(KN).支点段梁的自重(长 1.48m):G(3)=1.173333251.48=43.41(KN).边主梁的横隔梁 中横隔梁体积:V=0.16(1.570.9-0.50.90.12-0.50.10.15)=0.21624(m 3) 端横隔梁体积:V=0.24(1.820.8-0.50.80.323)=0.3392(m 3)故边半跨内横梁重力为:G (4)=(1.50.21624+10.3392)25

14、=16.59(KN)2 号、3 号梁半跨内横梁重力为:G (4)=(30.21624+20.3392)25=33.18(KN).边预制梁永久作用集度 g=(162.58+161.74+43.41+16.59)14.98=25.66(KN/m)2 号、3 号预制梁永久作用集度g=(162.58+161.74+43.41+33.18)14.98=26.76(KN/m)180220 1301010209020902040 1502(2)二期永久作用.现浇 T 梁翼板集度 g 2=0.180.425=1.8(KN/m).边梁现浇部分横隔梁 一片中横隔梁(现浇部分)体积:V=0.160.21.57=0.

15、05024(m 3 )一片端横隔梁(现浇部分)体积:V=0.240.21.82=0.08736(m 3 )故边梁在整跨内横梁重力集度为:g3=(30.05024+20.08736)2529.96=0.27(KN/m)2 号、3 号梁在整跨内横梁横梁重力为:g3=(60.05024+40.08736)2529.96=0.54(KN/m).铺装8cm 混凝土铺装:0.08925=18(KN/m)5cm 沥青铺装:0.05923=10.35(KN/m)若将桥面铺装均摊给五片主梁，则:g 4=(18+10.35)5=5.67(KN/m).栏杆及人行道板每延米重取为 6.0KN/m若将两侧栏杆及人行道板

16、均摊给五片主梁，则:g 5=625=2.4(KN/m).边梁二期永久作用集度:g=1.8+0.27+5.67+2.4=10.14（KN/m）2 号、3 号梁二期永久作用集度:g=1.8+0.54+5.67+2.4=10.41(KN/m)2.永久作用效应如图 1-3 所示,设 x 为计算截面离左支座的距离,并设恒 =x/lVML=29.0m M影 响 线V影 响 线+-1 (1- )Lx=aL图 1-3 永久作用效应计算图主梁弯矩和剪力的计算公式分别为: glMS2)1(Q永久作用效应见表 1-3：各梁永久作用效应 表 1-31号梁永久作用效应 跨中截面 =0.5 四分点(变化点)截面 =0.2

17、5 支点截面 =0弯矩(KNm) 2697.51 2023.13 0.00 一期剪力(KN) 0.00 186.04 372.07 弯矩(KNm) 1065.97 799.48 0.00 二期剪力(KN) 0.00 73.52 147.03 弯矩(KNm) 3763.48 2822.61 0.00 剪力(KN) 0.00 259.56 519.10 2，3号梁永久作用效应 跨中截面 =0.5 四分点(变化点)截面 =0.25 支点截面 =0弯矩(KNm) 2813.15 2109.86 0.00 一期剪力(KN) 0.00 194.01 388.02 弯矩(KNm) 1094.35 820.7

18、6 0.00 二期剪力(KN) 0.00 75.47 150.95 弯矩(KNm) 3907.50 2930.62 0.00 剪力(KN) 0.00 269.48 538.97 （二）.可变作用效应计算(修正刚性横梁法)1.冲击系数和车道折减系数按桥规4.3.2 条规定,结构的冲击系数与结构的基频有关,因此要先计算结构的基频简支梁桥的基频可采用右列公式估算: 4.50(HZ)2469.1803.5921.2 cmEIlf其中: )kg(4.6981.9025063gGmc根据本桥的基频,可计算出汽车荷载的冲击系数为:0.2517577 lnlnf按桥规4.3.1 条,当车道大于两车道时,需进行

19、车道折减,三车道折减 22,四车道折减 33%,但折减后不得小于用两行车队布载的计算结果。2.计算主梁的荷载横向分布系数(1)跨中的荷载横向分布系数 cm如前所述,本设计桥跨内设五道横隔梁,具有可靠的横向联系,且承重结构的长宽比: , 2.4259Bl所以可以按修正的刚性横梁法来绘制横向影响线和计算横向分布系数 cm.计算主梁抗扭惯距 TI.计算主梁抗扭惯距 :对于 T 形梁截面，抗扭惯距可以近似按下式计算: 31iniTtbcI式中:b i、t i为单个矩形截面的宽度和高度；c i为矩形截面抗扭刚度系数；n 为梁截面划分成单个矩形截面的个数；对于跨中截面，翼缘板的换算平均厚度:t 1=(24

20、018+0.512180)/240=22.5(cm) 马蹄部分的换算平均厚度:t 3=(25+40)/2=32.5(cm) 图 1-4 示出了 的计算图示 , 的计算见表 1-4TITI20 101020902090204018120 3251450251502图 1-4 计算图式（尺寸单位 :mm）TI计算表 表 1-4分块名称 bi ti bi/ti ci )m10(43iTitbcI翼板 240.00 22.50 10.6667 0.3333 9.11250 腹板 145.00 20.00 7.2500 0.3040 3.52640 马蹄 40.00 32.50 1.2308 0.166

21、4 2.28488 14.92378.计算抗扭修正系数 :对于本设计主梁的间距相同，并将主梁近似看成等截面，则得: niiiTiIaEGl121取 G=0.4E,L=29m, ,a1=4.8m,a2=2.4m,a3=0,a4=-2.4m,a5=-4.8m)m0.74689(51492380. 4TiII=0.41678634(m 4)，a 2iIi=(4.822+2.422)0.41678634,则得 =0.92.按修正的刚性横梁法计算横向影响线竖坐标值,可按下式计算: 式中:n=5, ,计算所得的 列于表 1-5 内niiijae12 )(6.57)4.28(251ia ij值的计算表 表

22、1-5ij梁号 i1 i2 i3 i4 i51 0.568 0.384 0.2 0.016 -0.1682 0.384 0.292 0.2 0.108 0.0163 0.2 0.2 0.2 0.2 0.2.计算荷载横向分布系数 mc各号梁的横向影响线和最不利荷载图式如图 15 所示1 号梁的横向分布系数:可变作用(公路-):m cq1=0.5(0.507+0.369+0.269+0.131=0.638可变作用(人群):m cr1=0.6032 号梁的横向分布系数:可变作用(公路-):m cq2=0.5(0.353+0.284+0.235+0.166)=0.519可变作用(人群):m cr2=0

23、.4013 号梁的横向分布系数:可变作用(公路-):m cq3=0.50.78(0.2+0.2+0.2+0.2+0.2+0.2)=0.468 可变作用(人群):m cr3=0.400(2).支点截面的荷载横向分布系数 m0如图 16 所示,按杠杆原理法绘制荷载横向分布系数影响线并进行布载,梁可变作用的横向分布系数可计算如下：1 号梁:可变作用(汽车):m 0q1=0.50.667=0.334；可变作用(人群):m 0r1=1.1882 号梁:可变作用(汽车):m 0q2=0.5(0.333+0.917+0.375)=0.813；可变作用(人群):m 0r2=03 号梁:可变作用(汽车):m 0

24、q3=0.5(0.083+1.000+0.458)=0.771；可变作用(人群):m 0r3=0150 90 150 0.5680.3840.20.16-0.168180130180 37690.2690.13汽 车人 群180130180人 群 130180人 群汽 车0.20.20.20.20.20.20.20.20.2180130180人 群 130180汽 车0.41380.50.29840.2350.20.160.1680.4716 图 1-5 跨中横向分布系数 mc的计算图式（尺寸单位:mm）15 9 15 180人 群 180130180180130180汽 车 汽 车 汽 车1

25、.8674580.31.09735 图 1-6 支点横向分布系数 m0计算图式（尺寸单位:mm）(3).横向分布系数汇总(见表 1-6)各号梁可变作用横向分布系数 表 1-6梁号 可变作用类型 mc m0公路-级 0.638 0.334 1 人群 0.603 1.188 公路-级 0.519 0.813 2 人群 0.401 0.000 公路-级 0.468 0.771 3 人群 0.400 0.000 3.车道荷载的取值根据桥规4.3.1 条，公路-级的均布荷载标准值 qk和集中荷载标准值 Pk 为:qk=0.7510.5=7.875(KN/m)计算弯矩时:P k=0.75(360-180)

26、/(50-5)(29.0-5)+180=207.0(KN) 计算剪力时:P k=207.01.2=248.4(KN)4.计算可变作用效应在可变作用效应计算中,本设计对于横向分布系数的取值作如下考虑:支点处横向分布系数 m0 ,从支点至第一根横梁系段，横向分布系数从 m0直线过渡到 mc；其余梁段均取 mc(1).求跨中截面的最大弯矩和最大剪力计算跨中截面最大弯矩和最大剪力采用直接加载求可变作用效应,图 17 示出跨中截面作用效应计算图示计算公式为:汽车荷载:S q=（1+）m cq（P kyk+qk）人群荷载:S r=mcrqr各符号意义详见桥梁工程书 P155 公路-级汽车可变作用效应(含冲

27、击力):1 号梁 M max=(1+0.25)10.638(2077.25+7.8750.5297.25)=1857.07(KNm)Vmax=(1+0.25)10.638(248.40.5+7.8750.5290.50.5)=121.82(KN)2 号梁 M max=(1+0.25)10.519(2077.25+7.8750.5297.25)=1510.69(KNm)Vmax=(1+0.25)10.519(248.40.5+7.8750.5290.50.5)=99.09(KN)3 号梁 M max=(1+0.25)10.468(2077.25+7.8750.5297.25)=1362.24(K

28、Nm)Vmax=(1+0.25)10.468(248.40.5+7.8750.5290.50.5)=89.36(KN)人群可变作用效应：1 号梁 M max=0.6034.57.25290.5=285.26(KNm)Vmax=0.6034.50.5290.50.5=9.84(KN)2 号梁 M max=0.4014.57.25290.5=189.70(KNm)Vmax=0.4014.50.5290.50.5=6.54(KN)3 号梁 M max=0.4004.57.25290.5=189.23(KNm)Vmax=0.4004.50.5290.50.5=6.53(KN)L=29.0mP7KNq

29、=7.85KN/0.6380.34 0.6380.340.6318 180.63L/4=7.253.6253.625k kq 人 0.5q =4.5KN/m人P0KNk8k M影 响 线V影 响 线布 载 方 式布 载 方 式m人m汽-+图 1-7 跨中截面作用效应计算图式(2).求 L/4（变化点）截面处的最大弯矩和最大剪力，如图 1-8 所示 M影 响 线V影 响 线布 载 方 式布 载 方 式3L/16=5.4380.257-L=29.0mP=207KNq 785KN/mkk人P207KNkq 75KN/mk=4.人+6380.34 0.6380.340.6318 180.63m人m汽图

30、 1-8 L/4（变化点）截面作用效应计算图式公路-级汽车可变作用效应(含冲击力):1 号梁 M max=(1+0.25)10.638(2075.438+7.8750.5295.438)=1392.93(KNm)Vmax=(1+0.25)10.638(248.40.75+7.8750.75293/40.5)=199.80(KN)2 号梁 M max=(1+0.25)10.519(2075.438+7.8750.5295.438)=1133.12(KNm)Vmax=(1+0.25)10.519(248.40.75+7.8750.75293/40.5)=162.53(KN)3 号梁 M max=(

31、1+0.25)10.468(2075.438+7.8750.5295.438)=1021.77(KNm)Vmax=(1+0.25)10.468(248.40.75+7.8750.75293/40.5)=146.56(KN)人群可变作用效应:1 号梁 M max=0.6034.55.438290.5=213.96(KNm)Vmax=0.6034.50.75293/40.5=22.13(KN)2 号梁 M max=0.4014.55.438290.5=142.29(KNm)Vmax=0.4014.50.75293/40.5=14.72(KN)3 号梁 M max=0.4004.55.438290.

32、5=141.93(KNm)Vmax=0.4004.50.75293/40.5=14.68(KN)(3).求支点截面处的最大弯矩和最大剪力，如图 1-9 所示 V影 响 线布 载 方 式1q =4.5KN/m人P=207KNk 78kL2900.6380.34 0.6380.340.618 180.6m人m汽图 1-9 支点截面作用效应计算图式计算公式为:汽车荷载:S q=(1+)m cq(Pkyk+qk)+(1+)q k 1 ,人群荷载:S r=mcrqr+q r 1 _y_y式中 yk=1, 为三角形面积,对于汽车荷载 ,而对于人群荷载 ；2)(01amcq2)(01amcr各符号意义详见桥

33、梁工程书 P155la31_公路-级汽车可变作用效应(含冲击力):1 号梁 V max=(1+0.25)10.638(248.41+7.8750.5291)+(1+0.25)17.8750.5(0.334-0.638)7.250.916+0.5(0.334-0.638)7.250.083=278.33(KN)2 号梁 V max=(1+0.25)10.519(248.41+7.8750.5291)+(1+0.25)17.8750.5(0.813-0.519)7.250.916+0.5(0.813-0.519)7.250.083=245.71(KN)3 号梁 V max=(1+0.25)10.4

34、68(248.41+7.8750.5291)+(1+0.25)17.8750.5(0.771-0.468)7.250.916+0.5(0.771-0.468)7.250.083=222.92(KN)人群可变作用效应:1 号梁 V max=0.6034.51290.5+4.50.5(1.188-0.603)7.250.916+0.5(1.188-0.603)7.250.083=48.88(KN)2 号梁 V max=0.4014.51290.5+4.50.5(0-0.401)7.250.916+0.5(0-0.401)7.250.083=19.63(KN)3 号梁 V max=0.44.5129

35、0.5+4.50.5(0-0.4)7.250.916+0.5(0-0.4)7.250.083=19.58(KN)(三).主梁作用效应组合本设计按桥规4.1.6-4.1.8 条规定,根据可能同时出现的作用效应选择了三种最不利的效应组合；短期效应组合,长期效应组合和承载能力极限状态基本组合。(见表 17)1 号梁作用效应组合 表 17跨中截面 四分点（变化点）截面 支点截面 Mmax Qmax Mmax Qmax Qmax序号 荷载类型KNm KN KNm KN KN 一期恒载标准值 G1 2697.51 0.00 2023.13 186.04 372.07 二期恒载标准值 G2 1065.97

36、0.00 799.48 73.52 147.03 总永久作用=+ 3763.48 0.00 2822.61 259.56 519.10 公路-汽车荷载标准值 (含冲击力,=0.25) 1857.07 121.82 1392.93 199.80 278.33 公路-汽车荷载标准值 (不计冲击力) 1485.65 97.45 1114.34 159.84 222.66 人群荷载标准值 Q2 285.26 9.84 213.96 22.13 48.88 作用长期效应组合 1.0(+0.4+0.4) 4471.84 42.92 3353.93 332.35 627.72 作用短期效应组合 1.0(+0

37、.7+1.0) 5088.69 78.06 3816.60 393.58 723.84 承载能力极限状态下的基本组合 1.2+1.4+0.81.4 7435.56 181.57 5576.86 615.98 1067.33 2 号梁作用效应组合 表 17跨中截面 四分点（变化点）截面 支点截面Mmax Qmax Mmax Qmax Qmax序号 荷载类型KNm KN KNm KN KN 一期恒载标准值 G1 2697.51 0.00 2023.13 186.04 372.07 二期恒载标准值 G2 1065.97 0.00 799.48 73.52 147.03 总永久作用=+ 3763.48

38、 0.00 2822.61 259.56 519.10 公路-汽车荷载标准值 (含冲击力,=0.25) 1510.69 99.09 1133.12 162.53 245.71 公路-汽车荷载标准值 （不计冲击力） 1208.55 79.28 906.49 130.03 196.57 人群荷载标准值 Q2 189.70 6.54 142.29 14.72 19.63 作用长期效应组合 1.0(+0.4+0.4) 4322.78 34.33 3242.12 317.46 605.58 作用短期效应组合 1.0(+0.7+1.0) 4799.17 62.04 3599.44 365.30 676.3

39、3 承载能力极限状态下的基本组合 6843.61 146.05 5132.86 555.50 988.90 1.2+1.4+0.81.43 号梁作用效应组合 表 17跨中截面 四分点（变化点）截面 支点截面Mmax Qmax Mmax Qmax Qmax序号 荷载类型KNm KN KNm KN KN 一期恒载标准值 G1 2697.51 0.00 2023.13 186.04 372.07 二期恒载标准值 G2 1065.97 0.00 799.48 73.52 147.03 总永久作用=+ 3763.48 0.00 2822.61 259.56 519.10 公路-汽车荷载标准值 (含冲击力

40、,=0.25) 1362.24 89.36 1021.77 146.56 222.92 公路-汽车荷载标准值 （不计冲击力） 1089.79 71.49 817.42 117.25 178.33 人群荷载标准值 Q2 189.23 6.53 141.93 14.68 19.58 作用长期效应组合 1.0(+0.4+0.4) 4275.09 31.21 3206.35 312.33 598.26 作用短期效应组合 1.0(+0.7+1.0) 4715.56 56.57 3536.73 356.32 663.51 承载能力极限状态下的基本组合 1.2+1.4+0.81.4 6635.25 132.

41、42 4976.57 533.10 956.94 三.预应力钢束的估算和确定(一)跨中截面钢束的估算和确定1.按正常使用极限状态的应力要求估算钢束数对于全预应力混凝土构件,根据跨中截面抗裂要求,由下式可得出跨中截面所需的有效预加力为:)1(85.0WeAMNpspe式中的 MS为正常使用极限状态按作用短期效应组合计算的弯矩值；可由表 17 查得 MS=4993.61KNm 设预应力钢筋截面重心距截面下缘为 ap=150mm,则预应力钢筋的合力作用点至截面重心轴的距离为:ep=yb-ap=1402.8-150=1252.8mm钢筋估算时,截面性质近似取用全截面的性质来计算,由表 1-2 可得跨中

42、截面全截面面积 A=969000mm2,全截面对抗裂验算边缘的弹性抵抗距为: W=I/yb=416.78634109/1402.8=297.110308106mm3所以有效预应力为:(N)890.14)1297.03561(85.0)1(85.0 66WeAMNpspe拟采用 s15.2 钢绞线,单根钢绞线的公称截面面积 Ap=139mm2,抗拉强度标准值 fpk=1860MPa ,张拉控制应力取 con=0.75fpk=0.751860=1395MPa ,预应力损失按控制应力的 20%估算。所需预应力钢绞线的根数为:根 。， 取 307.2413950.2)-(186.)( psconepA

43、N采用 5 束 6 s15.2 预应力钢绞线,则预应力钢筋的截面积为 AP=30139=4170mm2,采用 70 的金属波纹管成孔。(二).预应力钢束布置1.跨中截面及锚固端截面的钢束位置对于跨中截面,在保证布置管道构造要求的前提下,尽可能使钢束群重心的偏心距大些,本设计采用内径 70mm,外径 77mm 的预埋铁皮波形管,根据公预规9.1.1 条规定，管道至梁底和梁侧净距不应小于 3cm 级管道直径的1/2,根据公预规9.4.9 条规定,水平净距不应小于 4cm 及管道直径的 0.6 倍,在竖直方向可叠置,根据以上规定跨中截面的细部结构如图 1 11a)所示。由此可直接得出钢束群重心至梁底

44、距离为: 15(cm)50.2817.03pa对于锚固端截面,钢束布置通常考虑下述两个方面:一是预应力钢束合力重心尽可能靠近截面形心,使截面均匀受压；二是考虑锚头布置的可能性,以满足张拉操作方便的要求；按照上述锚头布置的“均匀” 、 “分散”原则,锚固端截面所布置的钢束如图 111b)所示，钢束群重心至梁底距离为:c)(695.1740.842pa180220 1301010 1802 710210728 1021040650354132 54232401502240a) b)图 1-11 钢束布置图（尺寸单位：mm）a）跨中截面 b）锚固截面为验核上述布置的钢束群重心位置,需计算锚固端截面几

45、何特性。图 112 示出计算图式,锚固端截面特性计算见表 18 所示: 20683.2136.240形 心 轴 579.840301上 核 心下 核 心 26图 1-12 钢束群心位置复核图式（尺寸单位：mm）钢束锚固截面几何特性计算表 表 18Ai yi si Ii di=ys-yi Ix=Aid2i I=Ii+Ixcm2 cm cm3 cm4 cm cm4 cm4分块名称 翼板 4320 9 38880 116640 59.32 15201485.57 15318125.57 三角承托 853.33 21.56 18398 5393.91 46.76 1865804.00 1871197.

46、91 腹板 7280 109 793520 20095226.67 -40.68 12047398.27 32142624.94 12453.33 850798 49331948 其中: ； ,故计算得: )(32.681245.079cmAsyis )(68.132.0cmyb)(30.2)98.576.13(9)( c98574 y)(0. 93sb mkyaAIKxbpS 下 核 心 距 ：上 核 心 距 ：说明钢束群重心处于截面的核心范围内。2.钢束起弯角的确定确定钢束起弯角时,既要照顾到由弯起产生足够的竖向预剪力,又要考虑到所引起的摩擦预应力损失不宜过大,为此,本设计将端部锚固端截面分成上、下两部分(见图 113),上部钢束的弯起角度定为 15,下部钢束弯起角度为 7,为简化计算和施工,所有钢束布置的线形均为直线加圆弧,并且整根钢束都布置在同一竖直面内。3.钢束计算（1）计算钢束弯起点至跨中的距离锚固点至支座中心线的水平距离为 axi(见图 113)为:(cm)26.15tan3630928.7t80()4)(5423xxa设各钢束的弯曲半径