某橋梁抗震計算書,橋梁,抗震,計算 -1-摘 要 本設計是根據(jù)設計任務書的要求和公路橋規(guī)的規(guī)定,對高坎上官伯段的高坎大橋進行方案比選和設計的。對該橋的設計，本著“安全、經濟、美觀、實用”的八字原則，本論文提出兩種不同的橋型方案進行比較和選擇：方案一為預應力混凝土簡支梁橋，方案二為 拱橋。經由以上的八字原則以及設計施工等多方面考慮、比較確定預應力混凝土簡支梁橋（錐形錨具）為推薦方案。在設計中，橋梁上部結構的計算著重分析了橋梁在使用工程中恒載以及活載的作用利，采用整體的體積以及自重系數(shù)，荷載集度進行恒載內力的計算。運用杠桿原理法、偏心壓力法求出活載橫向分布系數(shù)，并運用最大荷載法法進行活載的加載。進行了梁的配筋計算，估算了鋼絞線的各種預應力損失，并進行預應力階段和使用階段主梁截面的強度和變形驗算、錨固區(qū)局部強度驗算和撓度的計算。下部結構采用以鉆孔灌注樁為基礎的雙墩柱，采用盆式橡膠支座，并分別對橋墩和樁基礎進行了計算和驗算。本設計全部設計圖紙采用計算機輔助設計繪制，計算機編檔、排版，打印出圖及論文。還有，翻譯了一篇英文短文“Reliability analysis”。關鍵詞：預應力混凝土、簡支梁橋、鉆孔灌注樁、錐形錨具、AutoCAD。1Abstract This is a partial struct design of a flyover crossing that is over the railway in GaokanShangguanbo,according to designing assignment and the standard of road and bridge.For the purpose of make the type of the bridge corresponding with the ambience and cost saving,this paper provides two different types of bridge for selection:the first one is pre-stressed concrete continuous bridge;the second one is double cantilever half through no-thrust arch bridge.After the comparisons of economy,appearance,characteristic under the strength and effect,the first one is selected.In this design,The checking calculation of strength of main girder was preceded not only in prestressed statement but also in using statement,deflection,precamber and the assessment of reinforcing steel bar were checked too.The pier of the bridge was basing on digging pile,and adopted rubber pot bearing.According to the characteristic of the overpass bridge and spot condition,it adopted the method that the cantilever job placing combined with bracket job placing.All of the design drawings were protracted by AutoCAD.Except that the thesis called A note on dynamic fracture of the bridge bearing due to the great HanshinAwaji earthquake was translated into Chinese,and made a report on.Keywords:prestressed concrete、AutoCAD、simple supported beam bridge、cast-in-place pile、cone anchorage device。2 目錄目錄 第一部分 橋梁設計.1 第一章 水文計算.1 1.1 原始資料.1 1.2 水文計算.3 第二章 方案比選.6 2.1 方案一：預應力鋼筋混凝土簡支梁（錐型錨具）.6 2.2 方案二：鋼筋混凝土箱形拱橋.10 第三章 總體布置及主梁的設計.11 3.1 設計資料及構造布置.11 3.2 主梁內力計算.12 第四章 預應力鋼束的估算及其布置.21 4.1 跨中截面鋼束的估算與確定.21 4.2 鋼束預應力損失計算.25 4.3 截面強度驗算.28 4.4 預加內力計算.34 4.5 主梁斜截面驗算.35 4.6 截面應力驗算.41 4.7 主梁端部的局部承壓驗算.46 第五章 下部結構的計算.50 5.1 蓋梁的計算.50 5.2 橋墩墩柱計算.57 5.3 鉆孔灌注樁的設計計算.59 第二部分 英文翻譯.62 Reliability analysis:.62 可靠性分析.73 結束語.錯誤！未定義書簽。錯誤！未定義書簽。1 第一部分第一部分 橋梁設計橋梁設計 第一章第一章 水文計算水文計算 1.1 原始資料原始資料 1.1.1 水文資料：渾河發(fā)源于遼寧省新賓縣的滾馬苓，從東向西流過沈陽后，折向西南，至海城市三岔河與太子河相匯，而后匯入遼河。渾河干流長 364 公里，流域面積 11085平方公里。本橋位上游 45 公里的大伙房水庫，于 1958 年建成，該水庫控制匯流面積 5563 平方公里，對沈陽地區(qū)的渾河洪峰流量起到很大的削減作用。根據(jù)水文部門的資料，建庫前渾河的沈陽水文站百年一遇洪峰流量位 11700 立方米/秒，建庫后百年一遇推算值為 4780 立方米/秒。渾河沒年 12 月初開始結冰，次年 3 月開始化凍。汛期一般在 7 月初至 9 月上旬，河流無通航要求。橋為處河段屬于平原區(qū)次穩(wěn)定河段。1.1.2 設計流量 根據(jù)沈陽水文站資料，近 50 年的較大的洪峰流量如下：大伙房水庫建庫前 1935年 5550 立方米/秒 1936年 3700 立方米/秒 1939 年 3270 立方米/秒 1942 年 3070 立方米/秒 1947 年 2980 立方米/秒 1950 年 2360 立方米/秒 1951 年 2590 立方米/秒 1953 年 3600 立方米/秒 1954年 3030 立方米/秒 大伙房水庫建庫后 1960年 2650 立方米/秒 1964年 2090 立方米/秒 1971年 2090 立方米/秒 1975年 2200 立方米/秒 1985年 2160 立方米/秒 根據(jù) 1996 年沈陽年鑒，渾河 1995 年最大洪峰流量 4900 立方米/秒（沈陽水文站）為百年一遇大洪水。1995 年洪水距今較近，現(xiàn)場洪痕清晰可見，2根據(jù)實測洪水位，采用形態(tài)斷面計算 1995 年洪峰流量為 5095 立方米/秒，與年鑒資料相差在 5之內。故 1995 年洪峰流量可作為百年一遇流量，洪水比降采用渾河洪水比降 0.0528。經計算確定設計流量為 Qs4976.00 立方米/秒，設計水位 16 米。1.1.3 地質資料：一、自然地理 本橋址區(qū)地處渾河流域的沖擊平原，地勢較平闊。河水為季節(jié)性河流，主要受底下徑流或大氣降水所補給。汛期每年七月下旬至八月下旬，近幾年，尤其是 2000 年河水位歷史少見的下降，以致影響工農業(yè)、甚至民眾生活用水。本區(qū)于北寒溫帶氣候類型，為類型凍土區(qū)，凍結深度 1.401.45 米。冬季漫長，氣候比較干燥；春秋較短，稍較溫濕，宜植被生長。二、大地構造 橋地區(qū)正位于走向北東、傾向北西二界溝斷裂上，此斷裂南西至營口，北東至沈陽 40 公里，走向北東、傾向北西的撫順營口斷裂相交。這兩斷裂均屬郯城廬江大斷裂帶系統(tǒng)。二界溝斷裂最后一次活動時期為白堊紀。三、地層及巖性 橋址區(qū)地層，上部為第四紀厚611米的圓礫層，d2mm為7080；d20mm為 3237，為卵石層。但通過橋位附近采礫場，從河底下 67 米深挖采處的砂礫中最大可達 2535cm，個別甚至達 40cm 左右。從實際使用地址資料出發(fā)，d80-100mm 顆粒，一般未予計入百分含量內，且無代表性。礫石顆粒，尤其稍大顆粒，巖石強度較高，無棱角，磨圓程度良好。其巖性或礦物成份由花崗巖類或砂頁巖、石灰?guī)r以及其他暗色礦物構成。礫石層底或風化巖頂面標高自南而北為 2.8 米4.9 米，由低而高坡形上升，高差 2.1 米左右，但由于鉆孔間距較遠，不知其間有無起伏。礫石層下部為前震旦紀花崗巖，上部為全風化，下部為強風化或局部全風化。上部為散體狀，下部為碎石狀且散裝體。1、圓礫：褐黃色或褐灰色，d2mm 為 7380，松散，其間含粗礫砂薄層。砂礫顆粒強度較高，軟弱顆粒含量較少。drp15.5mm，d9573.1mm，d100.77mm，CU=73.1,paK4000=，Kpa1800=。2、圓礫：褐黃色或褐灰色，d2mm 為 7380，中密，其間夾含粗礫砂薄層。砂礫顆粒強度較高，磨圓或磨光程度良好。drp15.5mm，d9574mm，d100.77mm，CU=67.1,paK5500=，Kpa2500=。3 混和巖：全風化，散體狀，砂礫狀或土狀。paK3500=，Kpa700=。4、混和巖：褐黃色，全風化或含強風化，碎石狀或局部為散體裝，砂礫狀。paK4500=，Kpa900=35、混和巖：褐黃色，強風化，碎石狀。paK6000=，Kpa1200=6、混和巖：強風化，碎石狀。paK12008000=，Kpa1601000=7、混 和 巖：褐 黃 色，強 風 化 或 全 風 化，碎 石 狀 或 散 體 狀。paK8005000=，Kpa1601000=8、混和巖：褐黃色，強風化，節(jié)理裂縫發(fā)育，巖石破碎，碎石狀。paK140012000=，Kpa2802400=9、混和巖：褐黃色，強風化，節(jié)理裂縫發(fā)育，巖石破碎，碎石狀，不能提取巖芯。paK200017000=，Kpa4002400=10、混和巖：褐黃色，強風化，節(jié)理裂縫發(fā)育，巖石破碎，碎石狀，不能提取巖芯。paK230022000=，Kpa4604500=11、混和巖：褐黃色，強風化，節(jié)理裂縫發(fā)育，巖石較比破碎，碎石狀，不能提取巖芯。paK26000=，Kpa5200=1.1.4 工程地質評價 1、工程地質條件良好，無不良工程地質現(xiàn)象或地段。2、地下水位深 0.775.40 米，砂礫顆粒較大，地下水較豐富。鉆孔過程中于標高 36 米左右地段常?？妆谒?，有時越發(fā)嚴重，以致鉆孔無法繼續(xù)鉆進，成為廢孔。由于采用膨潤土同聚丙乙烯胺混和成漿糊流體護壁，才能得到有效控制。1.2 水文計算水文計算 1.2.1 橋孔長度確定：a.單寬流量公式jL csqQ 水流壓縮系數(shù)06.01)(cchBK=次穩(wěn)定河段 1K0.92 則228.1)355.443.533(92.006.0=河槽平均單寬流量Cq014.843.5334275=BcQc 4最小橋孔凈長jL6.505)014.8228.1(4976=m b過水面積法 沖刷前橋下毛過水面積 Wq)1(PVsQs 式中：沖刷系數(shù) P 取 1.3 設計流速 VS=Vc1.84 因橋墩阻水而引起的橋下過水面積折減系數(shù)0625.0645.2=jL6050 壓縮系數(shù)1=Wq2221984.13.1)0625.01(0.14976m=凈過水面積 Wj（1-220802219)0625.01()mWq=橋孔凈長61.477355.42080=hWljjm 1.2.2 壅水計算 橋前最大壅水高度)(202VVmZ=河灘路堤阻斷流量與設計流量的比值tnQ572+129-45.9655.1m%2.1349761.655=QsQtn 系數(shù)07.0=橋下平均流速 Vmm/s08.284.113.13.1212=+=+sVpp 斷面平均流速 V0=m/s255.1031.39644976=sWQS 19.0)225.108.2(07.022=Zm 橋下壅水高度m095.019.021=Z 波浪高度 hb10.4728m VW=15m/s 平均水深mh5.2=，良程 D8102m 本橋設計水位：16.0+0.095+m408.162347.0=5上部結構底標高為 17.73m 1沖刷深度 A 河槽的一般沖刷 一般沖刷后的最大水深 hpmax32142111)1(hBBQQAkmm Q1=Q2=4275m3,B1=B2=533.43m,k=1.04,1.0，0.0625，hmax10.1m A單寬流量集中系數(shù)，A2843.1355.443.53315.015.0=HB hp73.131.10)0625.01(0.112843.104.166.090.0=m B B 河槽處橋墩的局部沖刷 橋位處的沖止流速 ()28.384.1355.41.10)0625.01(0.11)1(324132max4121=VHhBBVZ h=13.73m,d=3m,查表得：V00.9648m/s，V00.31 V0VzV0 ，k1.0，B4m，219.04.011.016.21+=ddk（1.3919+0.0409）1/21.1970 15.02.00)(1dVV()15.032.09648.084.110.8588 hbkkB0.6（V0-V0）（V/V0）n =1.01.197040.6（0.9648-0.31）（1.84/0.9648）0.8588 3.1349m 總沖刷深度 hshp+hb13.73+3.1316.86m 不考慮標高因素，總沖刷深度為 16.86-160.86m 1.2.3 結論 百年一遇底設計流量為 Qs4976 立方米/秒，設計水位 16 米。計算最小橋 6孔凈長 Lj505.6 米，實際最小橋孔凈長為 538.3 米。橋前最大壅水高度19.0=Z，橋下壅水高度095.0=Z米。本橋設計水位：16 米，上部結構標高為 17.9 米。計算水位距上部結構底面最小距離 1.9 米（按橋規(guī)最小距離為 0.50 米）。以上標高均為假定標高系統(tǒng)。第二章第二章 方案比選方案比選 2.1 方案一：預應力鋼筋混凝土簡支梁（錐型錨具）方案一：預應力鋼筋混凝土簡支梁（錐型錨具）2.1.1 基本構造布置（一）設計資料 1、橋梁跨徑及橋寬 標準跨徑：40m（墩中心距），全橋共：480米，分12跨，主梁全長：39.96m，橋面凈空：凈9米，21.5 人行道，計算跨徑：38.88m。立面及平面圖 上伯官高坎 圖表 1 （二）設計荷載 汽20，掛100，人群荷載3.5kN/m，兩側人行道、欄桿重量分別為3.6 kN/m和1.52 kN/m。72.1.2材料及工藝 本橋為預應力鋼筋混凝土T型梁橋，錐形錨具；混凝土：主梁采用40號混凝土，人行道、欄桿及橋面鋪裝用20號混凝土；預應力鋼筋：冶金部TB64標準的 5 碳素鋼絲，每束 32 根。橫斷面圖如下：圖 2 主梁截面沿縱向的變化示例：圖表 3 簡直梁的優(yōu)點是構造、設計計算簡單，受力明確，缺點是中部受彎矩較大，并且沒有平衡的方法，而支點處受剪力最大，如果處理不好主梁的連接，就會出現(xiàn)行車不穩(wěn)的情況 1.4 橋孔長度確定：8a.單寬流量公式jLcsqQ 水流壓縮系數(shù)06.01)(cchBK=次穩(wěn)定河段 1K0.92 則228.1)355.443.533(92.006.0=河槽平均單寬流量Cq014.843.5334275=BcQc 最小橋孔凈長jL6.505)014.8228.1(4976=m b過水面積法 沖刷前橋下毛過水面積 Wq)1(PVsQs 式中：沖刷系數(shù) P 取 1.3 設計流速 VS=Vc1.84 因橋墩阻水而引起的橋下過水面積折減系數(shù)0625.0645.2=jL6050 壓縮系數(shù)1=Wq2221984.13.1)0625.01(0.14976m=凈過水面積 Wj（1-220802219)0625.01()mWq=橋孔凈長61.477355.42080=hWljjm 1.5 壅水計算 橋前最大壅水高度)(202VVmZ=河灘路堤阻斷流量與設計流量的比值tnQ572+129-45.9655.1m%2.1349761.655=QsQtn 系數(shù)07.0=橋下平均流速 Vmm/s08.284.113.13.1212=+=+sVpp 9斷面平均流速 V0=m/s255.1031.39644976=sWQS 19.0)225.108.2(07.022=Zm 橋下壅水高度m095.019.021=Z 波浪高度 hb10.4728m VW=15m/s 平均水深mh5.2=，良程 D8102m 本橋設計水位：16.0+0.095+m408.162347.0=上部結構底標高為 17.73m 1.6 沖刷深度 A 河槽的一般沖刷 一般沖刷后的最大水深 hpmax32142111)1(hBBQQAkmm Q1=Q2=4275m3,B1=B2=533.43m,k=1.04,1.0，0.0625，hmax10.1m A單寬流量集中系數(shù)，A2843.1355.443.53315.015.0=HB hp73.131.10)0625.01(0.112843.104.166.090.0=m B B 河槽處橋墩的局部沖刷 橋位處的沖止流速 ()28.384.1355.41.10)0625.01(0.11)1(324132max4121=VHhBBVZ h=13.73m,d=3m,查表得：V00.9648m/s，V00.31 V0VzV0 ，k1.0，B4m，219.04.011.016.21+=ddk（1.3919+0.0409）1/21.1970 1015.02.00)(1dVV()15.032.09648.084.110.8588 hbkkB0.6（V0-V0）（V/V0）n =1.01.197040.6（0.9648-0.31）（1.84/0.9648）0.8588 3.1349m 總沖刷深度 hshp+hb13.73+3.1316.86m 不考慮標高因素，總沖刷深度為 16.86-160.86m 2.2 方案二：鋼筋混凝土箱形拱橋方案二：鋼筋混凝土箱形拱橋（1）方案簡介 本方案為鋼筋混凝土等截面懸鏈線無鉸拱橋。全橋分八跨，每跨均采用標準跨徑60m。采用箱形截面的拱圈。橋墩為重力式橋墩，橋臺為U型橋臺。（2）尺寸擬定 本橋擬用拱軸系數(shù)m=2.24，凈跨徑為60.0m，矢跨比為1/8。橋面行車道寬9.0m,兩邊各設1.5m的人行道。拱圈采用單箱多室閉合箱，全寬11.2m，由8個拱箱組成，高為1.2m。拱箱尺寸擬定如圖1-1：888168108132161241688108108208468201021208 圖4 1）拱箱寬度：由構件強度、剛度和起吊能力等因素決定，一般為130160cm。取140cm。2）拱壁厚度：預制箱壁厚度主要受震搗條件限制，按箱壁鋼筋保護層和插入式震動棒的要求，一般需有10cm，若采用附著式震搗器分段震搗，可減少為8cm,取8cm。113）相鄰箱壁間凈寬：這部分空間以后用現(xiàn)澆混凝土填筑，構成拱圈的受力部分，一般用1016cm，這里取16cm。4）底板厚度：614cm。太厚則吊裝重量大，太薄則局部穩(wěn)定性差且中性軸上移。這里取10cm。5）蓋板：有鋼筋混凝土板和微彎板兩種型式，最小厚度68cm,這里取8cm。6）現(xiàn)澆頂部混凝土厚度：一般不小于10cm，這里取10cm。7）橫隔板：多采用挖空的鋼筋混凝土預制板，厚68cm，間距3.05.0m。橫隔板應預留人行孔，以便于維修養(yǎng)護。這里取厚6cm。（3）橋面鋪裝及縱橫坡度 橋面采用瀝青混凝土橋面鋪裝，厚0.10m。橋面設雙向橫坡，坡度為2.0%。為了排除橋面積水，橋面設置預制混凝土集水井和10cm鑄鐵泄水管，布置在拱頂實腹區(qū)段。雙向縱坡，坡度為0.6%。（4）施工方法 采用無支架纜索吊裝施工方法，拱箱分段預制。采用裝配整體式結構型式，分階段施工，最后組拼成一個整體。方案的最終確定：經考慮，簡直梁的設計較簡單，受力的點明確，比較適合初學者作為畢業(yè)設計用，因此我選著了方案一。第三章第三章 總體布置及主梁的設計總體布置及主梁的設計 3.1 設計資料及構造布置設計資料及構造布置（一）設計資料 1、橋梁跨徑及橋寬 標準跨徑：40m（墩中心距），全橋共：480米，分12跨，主梁全長：39.96m，橋面凈空：凈9米，21.5 人行道，計算跨徑：38.88m。2、設計荷載 汽20，掛100，人群荷載3.5kN/m，兩側人行道、欄桿重量分別為3.6 kN/m和1.52 kN/m。3、材料及工藝 12本橋為預應力鋼筋混凝土T型梁橋，錐形錨具；混凝土：主梁用40號，人行道、欄桿及橋面鋪裝用20號；預應力鋼筋：冶金部TB64標準的 5 碳素鋼絲，每束 32 根；其他內容鮮見設計說明書。（二）橫截面布置 本設計采用公路橋涵標準圖40米跨徑的定型設計，因此主要尺寸已經大致定下，以下為初步選定截面尺寸。1、主梁間距與主梁片數(shù) 全橋寬12米，主梁間距1.6米（T梁上翼緣寬度為158cm，留2cm施工縫），因此共設7片主梁，根據(jù)一些資料，主梁的梁高選用230米詳細布置見下圖：圖表 4 2、橫截面沿跨長的變化，該梁的翼板厚度不變，馬蹄部分逐漸抬高，梁端處腹板加厚到與馬蹄等寬，主梁的基本布置到這里就基本結束了。（三）橫隔梁的布置 由于主梁很長，為了減小跨中彎矩的影響，全梁共設了五道橫隔梁，分別布置在跨中截面、兩個四分點及梁端.3.2 主梁內力計算主梁內力計算 3.2.1 恒載內力計算 1、恒載集度（由于一直到這里，我的設計均參照預應力混凝土簡支梁橋算例，故恒載集度已知，結果如下：邊主梁的恒載集度為：g1=17.813 KN/m.中主梁的恒載集度為：13 122.188306.00901.13811.086.1541)(41=+=iiggKN/m （2）第二期恒載 欄 桿：g!1)=1.52KN/m 人行道：g(2)=3.60KN/m 橋面鋪裝層(見圖3):g(4)=0.5(0.07+0.15)5.10+0.5(0.075+0.15)4.9024 =26.694KN/m 若將各恒載均攤給7片主梁，則：g2=（1.52+3.6+7.754+26.694）=5.653KN/m 2、恒載內力 如圖6所示，設x為計算截面離左支座的距離并令lx/=則主梁彎矩和剪力的計算公式分別為：1 glM2)1(21=lg)21(21=Q 恒載內力計算見表2 恒載內力計算表 表2 計算數(shù)據(jù) L=38.88m g1 glM2)1(21=lg)21(21=Q 項目 跨中 四分點變化點 四分點變化點 支點 14 0.125 0.25 0.0530.25 0.053 0 第一期恒載 17.7073345.857 2510.371 671.848 172.112 307.736 344.224 第二期恒載 5.037951.775 714.212191.116 48.96087.540 97.919（二）活載內力計算 1、沖擊系數(shù)和車道折減系數(shù)對汽20，1+u=1.04,其他活載不計。以下為荷載橫向分布系數(shù)的計算：（1）跨中截面的荷載橫向分布系數(shù) mc 本橋跨內有三道橫隔梁，具有可靠的橫向聯(lián)結，且承重結構的長寬比為：247.360.1788.38=Bl 所以可選用偏心壓力法來繪制橫向影響線和計算橫向分布系數(shù) mc a.計算主梁抗扭慣矩 IT 對于 T 梁截面iimiiTtbcI=1 式中 bi和 ti相應為單個矩形截面的寬度和厚度；ci矩形截面抗扭剛度系數(shù)（可查橋梁工程表 2-5-2）；2橋孔長度確定：a.單寬流量公式jLcsqQ 水流壓縮系數(shù)06.01)(cchBK=次穩(wěn)定河段 1K0.92 則228.1)355.443.533(92.006.0=河槽平均單寬流量Cq014.843.5334275=BcQc 最小橋孔凈長jL6.505)014.8228.1(4976=m b過水面積法 15沖刷前橋下毛過水面積 Wq)1(PVsQs 式中：沖刷系數(shù) P 取 1.3 設計流速 VS=Vc1.84 因橋墩阻水而引起的橋下過水面積折減系數(shù)0625.0645.2=jL6050 壓縮系數(shù)1=Wq2221984.13.1)0625.01(0.14976m=凈過水面積 Wj（1-220802219)0625.01()mWq=橋孔凈長61.477355.42080=hWljjm 3壅水計算 橋前最大壅水高度)(202VVmZ=河灘路堤阻斷流量與設計流量的比值tnQ572+129-45.9655.1m%2.1349761.655=QsQtn 系數(shù)07.0=橋下平均流速 Vmm/s08.284.113.13.1212=+=+sVpp 斷面平均流速 V0=m/s255.1031.39644976=sWQS 19.0)225.108.2(07.022=Zm 橋下壅水高度m095.019.021=Z 波浪高度 hb10.4728m VW=15m/s 平均水深mh5.2=，良程 D8102m 本橋設計水位：16.0+0.095+m408.162347.0=上部結構底標高為 17.73m 4沖刷深度 A 河槽的一般沖刷 16一般沖刷后的最大水深 hpmax32142111)1(hBBQQAkmm Q1=Q2=4275m3,B1=B2=533.43m,k=1.04,1.0，0.0625，hmax10.1m A單寬流量集中系數(shù)，A2843.1355.443.53315.015.0=HB hp73.131.10)0625.01(0.112843.104.166.090.0=m B B 河槽處橋墩的局部沖刷 橋位處的沖止流速 ()28.384.1355.41.10)0625.01(0.11)1(324132max4121=VHhBBVZ h=13.73m,d=3m,查表得：V00.9648m/s，V00.31 V0VzV0 ，k1.0，B4m，219.04.011.016.21+=ddk（1.3919+0.0409）1/21.1970 15.02.00)(1dVV()15.032.09648.084.110.8588 hbkkB0.6（V0-V0）（V/V0）n =1.01.197040.6（0.9648-0.31）（1.84/0.9648）0.8588 3.1349m 總沖刷深度 hshp+hb13.73+3.1316.86m 不考慮標高因素，總沖刷深度為 16.86-160.86m 5結論 百年一遇底設計流量為 Qs4976 立方米/秒，設計水位 16 米。計算最小橋孔凈長 Lj505.6 米，實際最小橋孔凈長為 538.3 米。橋前最大壅水高度19.0=Z，橋下壅水高度095.0=Z米。17本橋設計水位：16 米，上部結構標高為 17.9 米。計算水位距上部結構底面最小距離 1.9 米（按橋規(guī)最小距離為 0.50 米）。b.計算抗扭修正系數(shù) 2)(11BLEIGIT+=其中 IT=5.9375610-3m4，I=0.42564186m4，47.376.188.38=BL 查橋梁工程表 2-5-1，n=7 時，=1.021，并取 G=0.425E 9320.047.342564186.01093756.5425.0021.11123=+=EE c.按偏心壓力法計算橫向影響線豎標值 =+=niiiijaean121 求出一號梁在兩個邊主梁的橫向分不影響線豎標值為：46.068.718.49320.071211=+=18.068.718.49320.071217=18 圖 5 圖 5 計算荷載橫向分布系數(shù) 如圖 8 所示 1、2、4 號梁的橫向影響線和最不利布載，因為很顯然 1 號梁的橫向分布系數(shù)最大，故只需計算 1 號梁的橫向分布系數(shù)：汽-20：464.0)74.154.384.464.6(04.744.021)(2121432111=+=+=qqqqqcqxxxxxm 掛-100：272.0)44.334.424.514.6(04.744.041)(4141432111=+=+=gggggcgxxxxxm 人群荷載：429.0)5.01.004.7(04.744.0=+=rcrm 支點截面的橫向荷載分布系數(shù)計算，該截面用杠桿原理法計算，繪制荷載橫向影響線并進行布載如下圖 號梁號梁號梁 19 汽-20：438.075.02121=qoqm 掛-100：141.04375.04141=qogm 人群荷載：422.1=rorm 3.2.2 活載內力計算 活載的內力計算主要考慮的是最不利荷載布置時的主梁各截面受力情況，其中包括最大彎矩及最大剪力作用時的截面內力值：祥見下表:1 號梁跨中截面最大內力計算表 類別 汽-20 掛-100 1+1.04 1.0 mc 0.464 0.272 Pi 60 120 12070 130 250 250 250 250 2.724.72 9.72 9.027.029.129.72 7.72 7.12 最大彎矩及yi剪力彎矩 7.020.3611 9.02 0.464 9.720.50.472-0.257.12-0.1397.120.36637.72 0.397 9.72 0.5 9.12-0.462 號 梁號 梁號 梁 20)(maxmKNM 相應 Q（KN）)(maxmKNM 相應 Q（KN）iiyP3354 102.163 8420 198.575 相應剪力 1 號梁內力值1618.506 49.30 2290.24 54.011 合力 P 2120+60=300 2504=1000 Y 0.4578 8.9 0.4177 8.12 Py 137.44 2670 417.7 8120 最大剪力及相應彎矩 1 號梁內力值66.275 1288.43 113.614 2208.64 1 號梁支點最大剪力計算表 荷載 類別 汽-20 掛-100 人群 1+1.0459 1.0 1.0 Pi 60 120 120 70130 70130250 250 250 250 q=3.0 yi 1.0 0.8 971 0.8 611 0.6 039 0.5 010 0.1 152 0.01230.8 313 0.8 004 0.6 975 0.6 667 20.1 y人=0.9167 mi 0.3 75 0.4 363 0.4 578 0.524 0.2 372 0.2 607 0.299 0.4783 6.82 0.5 0.897 7.66 Qmax=（1+）Piyimi=186.292（KN）203.436 35.848 各個截面的荷載均已求出，因此可以得出每個截面的最大內力值，以下即為主梁的恒載組合：主梁內力組合表 21跨中截面 四分點截面 變化點截面 支點截面 序號 荷載類別Mmax Qmax Mmax Qmax MmaxQmax Qmax 1 第一期恒載 3345.86 0 2510.7172.1671.85307.74 344.22 2 第二期恒載 951.775 0 714.2248.96191.12875.4 97.919 3 總恒載=1+2 4296.24 0 3224.9221.1862.961183.1 442.14 4 人群 325.38 8.369244.0418.8365.70641.02 47.98 5 汽-20 1915.52 66.2751315.5122.5357.88169.61 184.1 6 掛-100 2290.24 54.0111776.9181.7484.51189.15 187.75 7 汽+人 1987.32 74.6441559.5141.3423.59210.63 232.08 8 恒+汽+人6241.58 74.6444784.5362.41286.61393.8 674.22 9 恒+掛 6587.87 54.0114991.9402.71347.51372.3 629.89 10 Si 7878.6 1045.56053.328511094914493 5630.6 11 Sj 7676.42 59.4125813.6465.11568.51627.8 737.09 12 1.4(7)/Si35%100%36%42%36%17%38%13 1.1 掛/Si33%100%33%25%34%13%32%14 提高后的Si 8114.96 104.536234.9477 1667.41800.4 881.15 15 提高后的Sj 7676.42 61.195813.6789.31568.51627.9 648.67 第四章第四章 預應力鋼束的估算及其布置預應力鋼束的估算及其布置 4.1 跨中截面鋼束的估算與確定跨中截面鋼束的估算與確定 4.1.1 鋼束數(shù)量的估算 1按使用階段的應力要求估算鋼束數(shù) )(1ysbyyekRACMn+=式中：M使用荷載產生的跨中彎矩，按表 10 取用；C1與荷載有關的經驗系數(shù)，對于汽-20，C1=0.51；對于掛-100，取 C1=0.565；22 yA一根 32s5 的鋼束截面積，即：yA=320.52/4=5.891cm2 byR-s5 碳素鋼絲的標準強度，byR=1600MPa；ks上核心距，在前以算出 ks=48.258cm；ey鋼束偏心距，初估 ay=17cm，則 ey=yx-ay=139.03-17=122.03cm （1）對（恒+汽+人）荷載組合 .7610)03.122258.48(10160010712.451.010936.59822643=+=n （2）對（恒+掛）荷載組合 28.710)03.122258.48(10160010712.4565.010471.63672643=+=n 2按承載能力極限狀態(tài)估算鋼束數(shù) 02hRACMnbyyj=式中：Mj經荷載組合并提高后的跨中計算彎距，按表 9 取用；C2估計鋼束群重心到混凝土合力作用點力臂長度的經驗系數(shù)，汽-20：C2=0.78，掛-100：C2=0.76；h0主梁有效高度，即 h0=h-ay=2.30-0.17=2.13m（1）對于荷載組合 27.613.210160010712.478.010969.7867643=n （2）對于荷載組合 09.613.210160010712.476.010621.7445643=n 為方便鋼束布置和施工，各主梁統(tǒng)一確定為 10 束。4.1.2 確定跨中及錨固截面的鋼束位置 1、（1）對于跨中截面，在保證布置預留管道構造要求的前提下，盡可能使 23鋼束群重心的偏心距大些，選用直徑 5cm 抽拔橡膠成型的管道，取管道凈距 4cm，至梁底凈距 5cm，如圖 13-a 所示。（2）對于錨固截面，為了方便張拉操作，將所有鋼束都錨固在梁端，所以鋼束布置要考慮到錨頭布置的可能性以滿足張拉要求，也要使預應力鋼束合力重心盡 可 能 靠 近 截 面 形 心，使 截 面 均 勻 受 壓。祥 圖 如 下：圖 7 由上圖可知，預應力鋼筋為 9 根，布置在主梁的不同截面上，其中 3 根最終拉倒上翼緣。2、鋼束位子的確定（1）彎起角度的確定：上部：12 下部：7.5（3）彎起點的確定：A1=a2=39-30*tan7.5=35.051cm A3=a4=31.1cm A5=a6=27.15cm 24A7=30.710cm A8=25.396cm A9=20.082cm (4)各截面鋼束位子 鋼束中心到下邊緣的距離 截面 鋼束號 X R C A0 A N1，N2 7.5 7.5 四 分 N3，N4 16.516.5 彎起點到跨中的距離 鋼束號彎起高度 角度cos sin R X 1，2 22.5 7.50.99140.1312625.5 1636 3，4 43.5 7.50.99140.1315081.8 1313.8 5，6 64.5 7.50.99140.1317535 987.6 7 147.5 120.97810.2086735.2 574.47 8 163.5 120.97810.2087465.8 417.27 9 179.5 120.97810.2088196.3 260.06 25N5，N6 22.525.5 N7 397.53 6735.1611.7337.5 19.233 N8 554.734 7468.7520.635816.537.136 點 N9 711.938 8196.3530.97822.556.478 N1，N2 102.05 2625.511.978 7.5 9.484 N3，N4 424.24 5081.7817.73816.534.238 N5，N6 750.14 7535.0537.458522.562.96 N7 1163.53 6735.05101.2647.5 108.76 N8 1320.73 7465.65117.95916.5134.46 變 化 點 N9 1477.94 8196.35134.41622.5159.92 N1，N2 308.05 2625.5118.1167.5 25.62 N3，N4 630.224 5081.7839.23 16.555.73 N5，N6 956.4 7535.0560.94 22.586.443 N7 1369.53 6735.16147.157.5 154.65 N8 1.5E+07 7465.75157.77816.5174.28 支 點 N9 1683.97 8196.37174.85522.5200.35 4.2 鋼束預應力損失計算鋼束預應力損失計算 預應力損失值因梁截面位置不同而有差異，選四分點截面（即有直線束又有曲線束通過）計算。4.2.1 預應力鋼束與管道壁之間的摩擦損失（s1見表 16）按規(guī)范，計算公式為：1)(1kxkse+=式中：k張拉鋼束時錨下的控制應力；根據(jù)規(guī)定，對于鋼絲束取張 拉控制應力為：k=0.75Rby=0.751600=1200MPa；鋼束與管道壁的摩擦系數(shù)，對于橡膠管抽芯成型的管道取 =0.55；26 從張拉端到計算截面曲線管道部分切線的夾角之和，以 rad 計；k管道每米局部偏差對摩擦的影響系數(shù)，取 k=0.0015；x從張拉端到計算截面的管道長度（以 m 計），可近似取其在縱軸上的投影長度（見圖 15 所示），當四分點為計算截面時，x=axi+l/4；4.2.2 由錨具變形、鋼束回縮引起的損失（s2，見表 17）按規(guī)范，計算公式為：ysEll=2 四分點預應力損失計算表 =-鋼束號 0 rad u x kx u=x e g N1.N2 7.5 0.131 0.1 10.10.020.0870.083 100.08 N3.N4 7.5 0.131 0.1 10 0.020.0870.083 100.02 N5.N6 7.5 0.131 0.1 9.990.010.0870.083 99.948 N7 7.2 0.126 0.1 10.10.020.0840.081 97.152 N8 6.350.111 0.1 10 0.020.0760.073 88.176 N9 5.680.099 0.1 10 0.020.07 0.068 81.036 N10 5.120.089 0 9.950.010.0640.062 74.532 式中：l錨具變形、鋼束回縮值（以 mm 計），按橋規(guī)表 5.2.7 采用；對于鋼制錐形錨l=6mm，本設計采用兩端同時張拉，則l=12mm；l預應力鋼束的有效長度（以 mm 計）。s2計算表 表 17 項目 N1,N2N3,N4N5,N6 N7 N8 N9 N10 l（mm）（見表 12）396003954039479 39753 39683 39641 39544 275s2100.212=l（MPa）60.606 6069860.792 60.373 60.479 60.585 60.692 4.2.3 混凝土彈性壓縮引起的損失（s4見表 18）后張法梁當采用分批張拉時，先張拉的鋼束由于張拉后批鋼束所 產生的混凝土彈性壓縮引起的應力損失，根據(jù)橋規(guī)第 5.2.9 條規(guī) 定，計算公式為：s4=nyhl 式中：hl在先張拉鋼束重心處，由后張拉各批鋼束而產生的混凝土法向應力，可按下式計算：式中：Ny0、My0分別為鋼束錨固時預加的縱向力和彎矩；eyi計算截面上鋼束重心到截面凈軸的距離，eyi=yjx-ai，其 yjx值見表15 所示，ai值見表 13 4.2.4 由鋼束預應力松弛引起的損失（s5）按規(guī)范，對于作超張拉的鋼絲束由松弛引起的應力損失的終極值，按下式計算：s5=0.045k=0.0451200=54MPa 4.2.5 混凝土收縮和徐變引起的損失（s6）按規(guī)范，計算公式如下：AyhysEn101),(),(6+=式中：s6全部鋼束重心處的預應力損失值；h鋼束錨固時，在計算截面上全部鋼束重心處由預加應力（扣除相應階段的應力損失）產生的混凝土法向應力，并根據(jù)張拉受力情況，考慮主梁重力的影響；配筋率，AAAAAgygy+=；A為鋼束錨錨固時相應的凈截面積 Aj，見表 15；A=1+eA2/r2 eA鋼束群重心到截面凈軸的距離 ej，見表 15 r截面回轉半徑 r2=Ij/Aj；28 ),（-加載齡期為時的混凝土徐變系數(shù)終值；),（-自混凝土齡期開始的收縮應變終值；1.徐變系數(shù)),（和收縮應變系數(shù)),（的計算構件理論厚度=uAh2 式中：Ah主梁混凝土截面面積；u與大氣接觸的截面周邊長度。4.3 截面強度驗算截面強度驗算 4.3.1 T 形截面受壓區(qū)翼緣計算（1）按規(guī)定，對于 T 形截面受壓區(qū)翼緣計算寬度 b1，應取用下列三者中的最小值：b1l/3=3888/3=1296cm；b1160cm（主梁間距）；b1b+2c+12 h1=16+271+128=254cm 故取 b1=160cm （2）確定混凝土受壓區(qū)高度 按規(guī)范，對于帶承托翼緣板的 T 形截面：當 RgAg+RyAyRabihi+RgAg+yaAy成立時，中性軸載翼緣部分內，否則在腹板內，所以：左邊=RyAy=128010-147.12=6031.36KN 右邊=Rab1h1+0.5 Ra（b+b2）h1=23.01608+0.5（16+158）1210-1=5345.2KN 左邊右邊，即中性軸在腹板內。設中性軸到截面上緣距離為 x，則：29 212121()(5.0hhxbbbhhbRARayy+=即 16.6862.534536.6031)(21=aRhhxbKN 式中：b=16cm，h2=8cm，h1=12cm，Ra=23.0MPa，得 x=38.65cm。同時公預規(guī)要求混凝土受壓區(qū)高度應符合：xjyh0 式中：jy預應力受壓區(qū)高度界限系數(shù)，對于預應力碳素鋼絲jy=0.4 跨中截面ay=18.3cm 則：h0=h-ay=230-18.3=211.7cm jyh0=0.4211.7=84.68cmx 說明該截面破壞時屬于塑性破壞狀態(tài)。（3）驗算正截面強度 按規(guī)范，計算公式為：)3()()2(120210hhhbbRxhbxRMaacj+)3(2)(12021hhhbbhRa+式中：c混凝土安全系數(shù)，取用 1.25。則上式：右邊=)287.211(8)16160(265.387.211(65.38160.2325.11+mKN=+183.972210)31287.211(2)16158(123 由表 9 可知控制跨中截面設計得計算彎矩為 7867.969KN.m=KN 所以主梁的 T 形截面尺寸符合要求。2）斜截面抗剪強度驗算 a.驗算是否需要進行斜截面抗剪強度計算 根據(jù)規(guī)范，若符合下列公式要求時，則不需要進行斜截面抗剪計算：Qj0.038R1bh0 式中：R1混凝土抗拉設計強度（MPa）；Qj、b、h0的單位同上述說明一致。對于變化點截面：b=16cm，ay=72.96cm，Qj=821.676KN，故：上式右邊=0.0382.1516（230-72.96）=205.283 Qj 因此需要進行斜截面抗剪強度計算。b.計算斜面水平投影長度 c 31 計算公式為：c=0.6mh0 式中：m斜截面頂端正截面處的剪跨比，m=M/Qh0，當 m1.7 時，取 m=1.7 Q通過斜截面頂端正截面內由使用荷載產生的最大剪力；M相應于上述最大剪力時的彎矩；h0通過斜截面受壓區(qū)頂端截面上的有效高度，自受拉縱向主鋼筋的合力點至受壓邊緣的距離（以 cm 計）上述的 Q、M、h0近似取變化點截面的最大剪力、最大彎矩和截面有效高度，則：7.148.1)96.72230(418.609101418.9462=m，取 m=1.7，故：c=0.61.7157.04=160.18cm c.箍筋計算 若選用820cm 的雙肢箍筋，則箍筋的總截面的總截面積為 Ak=20.053=1.006cm2 箍筋間距 sk=20cm，箍筋抗拉設計強度 Rgk=240MPa，箍筋配筋率：%314.0%1001620006.1sAkk=b 在錨固端設置兩塊厚 20mm 的鋼墊板，即在 N7-N10 的四根鋼束錨下設置 200962mm 的墊板 1；在 N1-N6 的六根鋼束下設置 350766mm 的墊板 2。在墊板下等于梁高（230cm）的范圍內并且布置 21 層8 的間接鋼筋網(wǎng)，鋼筋網(wǎng)的間距為 10cm，其中錨下第一層鋼筋網(wǎng)的布置如圖 16-b 所示，根據(jù)錨下鋼墊板的布置情況，分上、下兩部分各自驗算混凝土局部承壓強度。計算公式如下：cghetacARRN)2(6.03+式中：Nc局部承壓時的縱向力，在梁端兩塊鋼墊板中，分別考慮除最后張拉的一 32束為控制應力外，其余各束均為傳力錨固應力，可計算出墊板 1、2 的Nc 各為 2166.146KN 和 3184.825KN；混凝土局部承壓時的縱向力，按下式計算：=cdAA Ad局部承壓的計算底面積（扣除孔道面積）；Ac局部承壓（扣孔道）面積；he配置間接鋼筋時局部承壓強度提高系數(shù)，按下式計算：cheheAA=Ahe包羅在鋼筋網(wǎng)配筋范圍內的混凝土核心面積；Ra混凝土抗壓設計強度，對于 40 號混凝土，Ra=23.0MPa，考慮在主梁混凝土達到 90%強度時開始張拉鋼束，所以aR=0.9 Ra=20.7MPa；Rg間接鋼筋抗拉設計強度，對于級鋼筋 Rg=240MPa；t間接鋼筋的體積配筋率，對于方格鋼筋網(wǎng)slllananjjt21222111+=n1、aj1和 n2、aj2鋼筋網(wǎng)分別沿縱橫方向的鋼筋數(shù)即單鋼筋的截面積；s鋼筋網(wǎng)的間距。對于鋼墊板 1（見圖 16）：2544)8220()24.142.96(+=dA=4421.46cm2 25442.9620=cA=1845.46cm2 254411534=heA=3831.46cm2 強度系數(shù)為：33 55.146.184546.4421=cdAA 44.146.184546.3831=cheheAA 間接鋼筋體積配筋率：00864.0101153434503.013115503.0221222111=+=+=lllanlanjjt 把計算數(shù)值代入上述公式得：公式右邊=0.6（1.5520.7+20.008641.442240）1845.4610-1=4504.912KN Nc=2166.146右邊，即中性軸在腹板內。設中性軸到截面上緣距離為 x，則：212121()(5.0hhxbbbhhbRARayy+=即 16.6862.534536.6031)(21=aRhhxbKN 式中：b=16cm，h2=8cm，h1=12cm，Ra=23.0MPa，得 x=38.65cm。同時公預規(guī)要求混凝土受壓區(qū)高度應符合：xjyh0 式中：jy