桥梁设计手算计算书(DOC)

1. 地形、地貌、气象、工程地质及水文地质、地震烈度等自然情况

（1） 气象：天津地区气候属于暖温带亚湿润大陆性季风气候区，部分地

区受海洋气候影响。四季分明，冬季寒冷干旱，春季大风频繁，夏季炎热多雨，雨量集中，秋季冷暖变化显著。年平均气温12.20C，最冷月平均气温-40C，七月平均气温26.40C。

（2） 工程地质：天津地铁一号线经过地区处于海河冲积平原上，地形平

坦，地势低平，地下水位埋深较浅，沿线分布了较多的粉砂、细砂、粉土，均为地震可液化层，局部地段具有地震液化现象。沿线地层简单，第四系地层广泛发育，地层分布从上到下依次为人工堆积层、新近沉积层、上部陆相层、第一海相层、中上部陆相层、上部及中上部地层广泛发育沉积有十几米厚的软土。 a. 人工填土层，厚度5m，ƒk=100KPa；

b. 粉质黏土，中密，厚度15m，ƒk=150 KPa； c. 粉质黏土，密实，厚度15m，ƒk=180KPa； d. 粉质黏土，密实，厚度10m，ƒk=190KPa。

第一章 方案比选

一、桥型方案比选

桥梁的形式可考虑拱桥、梁桥、梁拱组合桥和斜拉桥。任选三种作比较，从安全、功能、经济、美观、施工、占地与工期多方面比选，最终确定桥梁形式。

桥梁设计原则 1．适用性

桥上应保证车辆和人群的安全畅通，并应满足将来交通量增长的需要。桥下应满足泄洪、安全通航或通车等要求。建成的桥梁应保证使用年限，并便于检查和维修。

2．舒适与安全性

现代桥梁设计越来越强调舒适度，要控制桥梁的竖向与横向振幅，避免车辆在桥上振动与冲击。整个桥跨结构及各部分构件，在制造、运输、安装和使用过程中应具有足够的强度、刚度、稳定性和耐久性。

3．经济性

设计的经济性一般应占首位。经济性应综合发展远景及将来的养护和维修等费用。

4．先进性

桥梁设计应体现现代桥梁建设的新技术。应便于制造和架设，应尽量

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采用先进工艺技术和施工机械、设备，以利于减少劳动强度，加快施工进度，保证工程质量和施工安全。

5．美观

一座桥梁，尤其是座落于城市的桥梁应具有优美的外形，应与周围的景致相协调。合理

的结构布局和轮廓是美观的主要因素，决不应把美观片面的理解为豪华的装饰。

应根据上述原则，对桥梁作出综合评估。 梁桥

梁式桥是指其结构在垂直荷载的作用下，其支座仅产生垂直反力，而无水平推力的桥梁。预应力混凝土梁式桥受力明确，理论计算较简单，设计和施工的方法日臻完善和成熟。

预应力混凝土梁式桥具有以下主要特征：1）混凝土材料以砂、石为主，可就地取材，成本较低；2）结构造型灵活，可模型好，可根据使用要求浇铸成各种形状的结构；3）结构的耐久性和耐火性较好，建成后维修费用较少；4）结构的整体性好，刚度较大，变性较小；5）可采用预制方式建造，将桥梁的构件标准化，进而实现工业化生产；6）结构自重较大，自重耗掉大部分材料的强度，因而大大限制其跨越能力；7）预应力混凝土梁式桥可有效利用高强度材料，并明显降低自重所占全部设计荷载的比重，既节省材料、增大其跨越能力，又提高其抗裂和抗疲劳的能力；8）预应力混凝土梁式桥所采用的预应力技术为桥梁装配式结构提供了最有效的拼装手段，通过施加纵向、横向预应力，使装配式结构集成整体，进一步扩大了装配式结构的应用范围。

拱桥

拱桥的静力特点是，在竖直何在作用下，拱的两端不仅有竖直反力，而且还有水平反力。由于水平反力的作用，拱的弯矩大大减少。如在均布荷载q的作用下，简直梁的跨中弯矩为qL2/8，全梁的弯矩图呈抛物线形，而拱轴为抛物线形的三铰拱的任何截面弯矩均为零，拱只受轴向压力。设计得合理的拱轴，主要承受压力，弯矩、剪力均较小，故拱的跨越能力比梁大得多。由于拱是主要承受压力的结构，因而可以充分利用抗拉性能较差、抗压性能较好的石料，混凝土等来建造。石拱对石料的要求较高，石料加工、开采与砌筑费工，现在已很少采用。

由墩、台承受水平推力的推力拱桥，要求支撑拱的墩台和地基必须承受拱端的强大推力，因而修建推力拱桥要求有良好的地基。对于多跨连续拱桥，为防止其中一跨破坏而影响全桥，还要采取特殊的措施，或设置单向推力墩以承受不平衡的推力。由于天津地铁一号线所建位置地质情况是软土地基，故不考虑此桥型。

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梁拱组合桥

软土地基上建造拱桥，存在桥台抵抗水平推力的薄弱环节。为此采用大吨位预应力筋以承担拱的水平推力；预应力筋的寄体是系梁，即加劲纵梁，从而以梁式桥为基体，按各种梁桥的弯矩包络图用拱来加强。这样可以使桥梁结构轻型化，同时能提高这类桥梁的跨越能力。这类桥梁不仅技术经济指标先进、造价低廉，同时桥型美观，反映出力与美的统一、结构形式与环境的和谐，增加了城市的景观。

斜拉桥

斜拉桥的特点是依靠固定与索塔的斜拉索支撑梁跨，梁是多跨弹性支撑梁，梁内弯矩与桥梁的跨度基本无关，而与拉索的间距有关。他们适用于大跨、特大跨度桥梁，现在还没有其他类型的桥梁的跨度能超过他们。

斜拉桥与悬索桥不同之处是，斜拉桥直接锚于主梁上，称自锚体系，拉索承受巨大的拉力，拉索的水平分力使主梁受压，因此塔、梁均为压弯构件。由于斜拉桥的主梁通过拉紧的斜索与塔直接相连，增加了主梁抗弯、抗扭刚度，在动力特性上一般远胜于悬索桥。悬索桥的主缆为承重索，它通过吊索吊住加劲梁，索两端锚于地面，称地锚体系。

斜拉桥具有施工方便、桥型美观、用料省、主梁高度小、梁底直线容易满足通航和排洪要求、动力性能好的优点，发展非常迅速，跨径不断增大。但实际跨度不大，此桥型不予考虑。

目前我国城市轨道交通高架桥结构一般考虑简支梁和连续梁结构形式。简支梁受力明确，受无缝钢轨因温度变化产生的附加力、特殊力的影响小，设计施工易标准化、简单化；但其梁高较大，景观稍差，行车条件也不如连续梁。连续梁结构与同等跨度的简支梁相比，可以降低梁高，节省工程数量，有利于争取桥下净空，并改善景观；其结构刚度大，具有良好的动力特性以及减震降噪作用，使行车平稳舒适，后期的维修养护工作也较少。从城市美学效果来看，连续梁造型轻巧、平整、线路流畅，将给城市争色不少。但连续梁对基础沉降要求严格，特别是由于联长较大，桥上无缝钢轨因温度变化而产生的水平力很大，使得梁体与墩台之间的受力十分复杂，加大了设计难度。考虑到天津地铁工程地质条件，综合考虑，采用连续梁结构作为高架区间的标准型式。

连续梁桥梁拱组合桥钢筋混凝土简直梁桥 3

方案比选 比较项目 主桥跨桥型 第一方案 预应力混凝土连续梁 预应力混凝土连续梁桥在垂直荷载的作用下，其支座仅产生垂直反力，而无水平推力。结构造型灵活，可模型好，可根据使用要求浇铸成各种形状的结构，整体性好，刚度较大，变性较小。受力明确，理论计算较简单，设计和施工的方法日臻完善和成熟 侧面上看线条明晰，与当地的地形配合，显得美观大方 小 经验较丰富，国内先进水平 满堂支架法：结构不发生体系转换，不引起恒载徐变二次矩，预应力筋可以一次布置，集中张拉等优点。施工难度一般 较 短 4

第二方案 预应力混凝土简直梁 在垂直荷载的作用下，其支座仅产生垂直反力，而无水平推力。结构造型灵活，整体性好，刚度较大， 其跨径较小；且简直梁梁高较大，与城市的景观不协调 第三方案 梁拱组合桥 软土地基上建造拱桥，存在桥台抵抗水平推力的薄弱环节。为此采用大吨位预应力筋以承担拱的水平推力；预应力筋的寄体是系梁，即加劲纵梁，从而以梁式桥为基体，按各种梁桥的弯矩包络图用拱来加强。这样可以使桥梁结构轻型化，同时能提高这类桥梁的跨越能力 跨径较大，线条非常美，与环境和谐，增加了城市的景观 较大 经验一般，国内一般水平 转体施工法：对周围的影响较小，将结构分开建造，再最后合拢，可加快工期，是近十年来新兴的施工方法，施工难度较大 较 长 主桥跨结构特点 建筑造型 跨径一般，线条明晰，但比较单调，与景观配合很不协调。 小 经验丰富，国内先进水平 预制T型构件，运至施工地点，采用混凝土现浇，将T型梁连接，其特点外型简单、制造方便，整体性好 较短 养护维修量 设计技术水平 施工技术 工 期

由上表可知，根据天津地铁一号线的情况，结合桥梁设计原则，选择第一方案经济上比第三方案好；跨径上满足要求，景观与环境协调，比第二方案好；工期上较短，对整个工程进度来说不会受其影响；施工难度较小，针对当地地质情况，采用桩基，加强基础强度。所以选择第一方案作为首选。

二、梁部截面形式

梁部截面形式考虑了箱形梁、组合箱梁、槽型梁、T型梁等可采用的梁型。

连续单箱梁方案该方案结构整体性强，抗扭刚度大，适应性强。景观效果好。该方案需

采用就地浇筑，现场浇筑砼及张拉预应力工作量大，但可全线同步施工，施工期间工期不受控制,对桥下道路交通影响较其他方案稍大。

简直组合箱梁结构整体性强，抗扭刚度大，适应性强。双箱梁预制吊装，铺预制板，重量轻。但从桥下看,景观效果稍差。从预制厂到工地的运输要求相对较低，运输费用较低。但桥面板需现浇施工,增加现场作业量，工期也相应延长。但美观较差，并且徐变变形大，对于无缝线路整体道床轨道结构形式来说，存在着后期维修养护工作量大的缺点。

槽型梁为下承式结构，其主要优点是造型轻巧美观，线路建筑高度最低,且两侧的主梁可起到部分隔声屏障的作用，但下承式混凝土结构受力不很合理，受拉区混凝土即车道板圬工量大，受压区混凝土圬工量小，梁体多以受压区(上翼缘)压溃为主要特征，不能充分发挥钢及混凝土材料的性能。同时，由于结构为开口截面，结构刚度及抗扭性较差，而且需要较大的技术储备才能实现。

T型梁结构受力明确，设计及施工经验成熟,跨越能力大,施工可采用预制吊装的方法，施工进度较快。该方案建筑结构高度最高，由于梁底部呈网状,景观效果差。同时，其帽梁虽较槽型梁方案短些，但较其他梁型长，设计时其帽梁也须设计成预应力钢筋混凝土帽梁，另外预制和吊装的实施过程也存在着与其他预制梁同样的问题。

相比之下，箱型梁抗扭刚度大，整体受力和动力稳定性能好，外观简洁，适应性强，在直线、曲线、折返线及过渡线等区间段均可采用，且施工技术成熟，造价适中。因此，结合工程特点和施工条件，选择连续箱型梁。箱型梁截面图如下：

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三、桥墩方案比选

桥墩类型有重力式实体桥墩、空心桥墩、柱式桥墩、轻型桥墩和拼装式桥墩。

重力式实体桥墩主要依靠自身重力来平衡外力保证桥墩的稳定，适用于地基良好的桥梁。重力式桥墩一般用混凝土或片石混凝土砌筑，街面尺寸及体积较大，外形粗壮，很少应用于城市桥梁。

空心桥墩适用于桥长而谷深的桥梁，这样可减少很大的圬工。

柱式桥墩是目前公路桥梁、桥宽较大的城市桥梁和立交桥及中小跨度铁路旱桥中广泛采用的桥墩形式。这种桥墩既可以减轻墩身重量、节省圬工材料，又比较美观、结构轻巧，桥下通视情况良好。

轻型桥墩适用于小跨度、低墩以及三孔以下（全桥长不大于20m）的公路桥梁。轻型桥墩可减少圬工材料，获得较好的经济效益。在地质不良地段、路基稳定不能保证时，不宜采用轻型桥墩。

拼装式桥墩可提高施工质量、缩短施工周期、减轻劳动强度，使桥梁建设向结构轻型化、制造工厂化及施工机械化发展。适用于交通较为方便、同类桥墩数量多的长大干线中的中小跨度桥梁工点。

由上面的解释可知，柱式桥墩是最合适的墩型，与天津地铁一号线的要求非常吻合。所以选择柱式桥墩。

正面侧面柱式桥墩

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第二章 上部结构尺寸拟定及内力计算

本设计经方案比选后采用三跨一联预应力混凝土等截面连续梁结构，全长100m。根据桥下通航净容要求，主跨径定为40m。

上部结构根据通行2个车道要求，采用单箱双室箱型梁，箱宽8.8m。 1．主跨径的拟定

主跨径定为40m，边跨跨径根据国内外已有经验，为主跨的0.5~0.8倍，采用0.75倍的中跨径，即30m，则全联跨径为：

304030100(m)

2．主梁尺寸拟定（跨中截面） （1） 主梁高度

预应力混凝土连续梁桥的主梁高度与起跨径之比通常在115～125之间，标准设计中，高跨比约在118～119，当建筑高度不受限制时，增大梁高是比较经济的方案。可以节省预应力钢束布置用量，加大深高只是腹板加厚，增大混凝土用量有限。根据桥下通车线路情况，并且为达到美观的效果，取梁高为2m，这样高跨比为240120，位于115～125之间，符合要求。

（2） 细部尺寸

在跨中处顶板厚取20cm，底板厚取30cm，腹板厚取60cm；支座处为便于配置预应力筋，顶板厚取30cm，底板厚取40cm，腹板厚取100cm；端部为了布设锚具，因此将腹板厚度设定为100cm。

具体尺寸见下图：

跨中处截面 7

支座处截面

一、本桥主要材料

预应力混凝土连续梁采用C50号混凝土；预应力钢筋采用1075的钢绞线，fpk1860MPa；非预应力钢筋采用级钢筋，构造钢筋采用级钢筋。

二、桥梁设计荷载

根据规范规定荷载等级为轻轨车辆，如下图：

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三、主梁内力计算

根据梁跨结构纵断面的布置，并通过对移动荷载作用最不利位置，确定控制截面的内力，然后进行内力组合，画出内力包络图。

（一）恒载内力计算

1．第一期恒载（结构自重） 恒载集度

G1(A180A210A310)

A155468.0623cm25.5468m2 A269891.9952cm26.8992m2

25KN/m3 A3A1A25.54686.89926.223m2 22则： G1(5.5468806.8992106.22310)2514374.15KN

G114374.15143.74KN/m L1002．第二期恒载

包括结构自重、桥面二期荷载按65KN/m计。 （二）活载内力计算

活载取重车荷载及轻车荷载，如下图：

g1 活载计算时，为六节车厢。可分为六种情况作用在桥梁上。

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（三）支座位移引起的内力计算

由于各个支座处的竖向支座反力和地质条件的不同引起支座的不均匀沉降，连续梁是一种对支座沉降特别敏感的结构，所以由它引起的内力是构成内力的重要组成部分。其具体计算方法是：三跨连续梁的四个支点中的每个支点分别下沉1cm，其余的支点不动，所得到的内力进行叠加，取最不利的内力范围。

（四）荷载组合及内力包络图

首先求出在自重和二期荷载及其共同作用下而产生的梁体内力。

梁体截面分布图：

利用Midas桥梁计算软件建模，将其平分为40个单元，每单元2.5m，将单位集中荷载1在梁体上移动，画出其各节点的影响线，影响线确定后，将移动荷载作用在最大处，由此来计算出移动荷载在最不利位置而产生的梁体的内力。其具体计算过程如下：

自重作用下梁产生的内力为：

将1/4跨截面、跨中截面和支座截面的数据列于下表： 截面位置 剪力 KN 弯矩 KNm 端部 -1609.28 0 1/4跨截面 -436.47 7424.43 边跨跨中截面 -599.47 6813.18 支座截面 -2900.29 -18022.07 跨中截面 0.92 9887.41

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检算过程：

分析：将梁体视为二次超静定结构，其计算简图如下：

由上面计算可以知道，自重作用在梁上的荷载集度为：

q1143.74KN/m

作用简图如图：

根据力法求解，将两侧的支座假设定为单位作用力1下，简直梁的弯矩图分别为：

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左侧作用单位力1时的弯矩 右侧作用单位力1时的弯矩 在自重作用下，支座处的支座反力为：R1R27187KN

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根据力法的平衡方程：

11X112X21p021X122X22p0

M12ds13023012100011(204020)(900012000)

EIEI22EIEI222M2ds130230121000(204020)(900012000)

EIEI22EIEI1221M1M2ds116000(304010) EIEI2EI14521p6468330[6468340(6468335935)20]15

323 145536753306020047613875

14522p6468330[6468340(6468335935)20]15

323 145536753306020047613875

21000600047613875将以上数据代入方程：X1X20

EIEIEI60002100047613875 X1X20

EIEIEI 解得： X11763.5KN X21763.5KN 将 X1、X2带入方程，求支座2和3的反力。

计算简图如下

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解得： R1R25423.5KN

将数据与由Midas计算出的结果相比，相差不大，检算满足要求。 自重作用下的弯矩图：

在二期恒载作用下，梁产生的内力为： 截面位置 剪力 KN -697.07 端部 -209.57 1/4跨截面 -277.93 边跨跨中截面 -1300.03 支座截面 0.03 跨中截面

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弯矩 KNm 0 3399.88 3143.51 -8337.99 4662.54 二期恒载作用下的弯矩图：

支座沉降下，梁产生的内力为： 截面位置 剪力 KN -1028.01 端部 -1028.01 1/4跨截面 1028.01 边跨跨中截面 -1260.99 支座截面 1260.99 跨中截面 支座沉降下，产生的弯矩图为： 弯矩 KNm 0 7710.04 15420.08 30840.15 5622.91 利用Midas求出影响线。

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1截面反力影响线：

1.000 -0.122 移动荷载在1截面作用的最不利位置如图所示： Trial Version140140140140140140140140140140140140140140140140140140140140140140 2截面即边跨1/4截面弯矩影响线：

Trial Version 16 3截面即边跨跨中截面弯矩影响线：

4截面即支座处反力影响线：

Trial Version 1.000 -0.113

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移动荷载最不利加载情况：

140140140140140140140140140140140140140140

弯矩影响线为：

Trial Version 0.776 -2.726 -3.658

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5截面即跨中截面弯矩影响线：

Trial Version 根据上面的影响线，将移动荷载加载在最不利的位置，由此得出移动

荷载作用下，梁产生的内力为： 截面位置 剪力 KN -1092.67 端部 -632.7 1/4跨截面 -630.5 边跨跨中截面 -1536.5 支座截面 502.95 跨中截面 移动荷载作用下的弯矩图： 弯矩 KNm 0 5035.35 5799.35 -8747.8 6594.24 19

将上述的荷载进行组合，可以有5种情况：

1、自重+二期恒载

2、自重+二期恒载+沉降 3、自重+二期恒载+移动荷载

4、自重+二期恒载+沉降+移动荷载

将上述组合分别计算，求出内力。现将各种组合下的内力列于下表： 自重+二期恒载 截面位置 剪力 KN 弯矩 KNm -2306.35 0 端部 -646.04 10824.31 1/4跨截面 -877.4 9956.69 边跨跨中截面 -4200.32 -26360.06 支座截面 0.94 14549.95 跨中截面 其弯矩图：

自重+二期恒载+沉降 截面位置 端部 1/4跨截面 边跨跨中截面 支座截面 跨中截面

剪力 KN -3334.35 -1674.04 -1530.63 -5461.3 1261.93 20

弯矩 KNm 0 18534.35 25376.76 -45956.89 20172.86 其弯矩图：

-45956.89-45958.2325376.7623932.0623943.4425377.86

自重+二期恒载+移动荷载 截面位置 端部 1/4跨截面 边跨跨中截面 支座截面 跨中截面 其弯矩图： 剪力 KN -3399.02 -1278.74 -1507.9 -5736.82 503.9 弯矩 KNm 0 15859.66 15756.04 -35107.86 21144.19 -35106.6121144.1917492.26

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自重+二期恒载+沉降+移动荷载 截面位置 剪力 KN -4427.02 端部 -2306.74 1/4跨截面 -2161.13 边跨跨中截面 -6997.81 支座截面 1764.88 跨中截面 其弯矩图： 弯矩 KNm 0 23569.7 31176.11 -54704.68 32310.7

将上述的组合进行包络，最终求出弯矩包络图，根据包络图进行配筋。 包络数据为： 截面位置 剪力 KN 弯矩 KNm -4427.02 0 端部 -2306.74 23569.7 1/4跨截面 -2161.13 31176.11 边跨跨中截面 -6997.81 -54704.68 支座截面 1764.88 32310.7 跨中截面 其弯矩图：

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第三章 预应力筋的设计与布置

根据包络图可知，支座处的弯矩绝对值最大，由此按支座处的弯矩估

算预应力筋的面积，通长配置。

根据轻轨规范规定，顶面保护层厚度取a80mm，则估算h0ha

h、f400mm

预应力筋面积估算公式为：

ApMd

fptkZp 其中：Md——弯矩设计值；

fptk——预应力筋的抗拉强度设计值： fptk0.9fpk0.918601674MPa

Zp——预应力钢筋重心到受压合力的距离，近似取用

Zph0h、f2

1920 则 Ap4001720mm 2Md

fptkZp54704.710618999.437mm2 16741720拟定钢绞线采用15.275，其面积为A138.7mm2

18999.437136.98根

138.7 取为140根，拟定共18个预埋金属波纹管管道，则每个管道至少有钢绞线为10根。

则总共所需钢绞线：n 24

由公式xApfptdbfcd、f 可知：

x18999.4371674

400023.1 344.2mmh、f400mm

截面抗弯承载力按下式验算：

x MdApfptd(h0)

2Ap138.722030514mm2

h02000803501570mm

344.2) 2 79067406884.4Nmm

79067.4KNm54704.7KNm 经检验： 满足要求

根据规范取预埋金属波纹管直径为80mm，管间的间距为80mm 插图预应力筋图

Apfptd(h0)305141674(1720x2支座处预应力筋布置图

综合分析，三号预应力钢筋在11节点便可以弯到下侧，抵抗下部的弯矩值，上部分由一号、二号和短索就可以满足要求，三号钢筋取用半径为

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20m，则在11节点时高度为780mm。在10节点时，上部的弯矩由一号预应力筋及短索就可以承担，二号钢筋可以弯到下部与三号钢筋共同承担下部所受的弯矩，采用30m半径，则在11节点时二号筋高度为1200mm，10节点时二号钢筋的高度时720mm。在9节点时，上部弯矩由短索既可以完全承担，所以一号钢筋此时也可以弯到下部与其它钢筋共同承担下部逐渐增大的弯矩，在11节点采用51m半径，11节点时高度为1640mm，到9节点时一号预应力钢筋的高度870mm。下面进行验证：

分析12节点的预应力筋配置 其中 M41003.14KNm

设受压区高度x345mm

x利用公式MdApfptd(h0)求出h0，由此来确定钢筋可下移的最大

2位移。

34541003.14106180138.7(h0)1674

2 解得： h01153.6mm

此刻三号预应力钢筋高度为1200mm，二号预应力钢筋高度为1620mm，一号预应力钢筋高度为1840mm，满足要求。

其钢筋配置图如下图：

节点预应力筋布置图 分析11节点的预应力钢筋配置 其中 M29978.37KNm

受压区高度由公式xApfptdb、ffcd估算

26

140138.71670350mm

400023.1x根据MdApfptd(h0)计算求出h0，此刻，上部由一号和二号钢筋

2 x承担上部弯矩，所以Ap140138.719418mm2

x由MdApfptd(h0) 得h01097.3mm ，此刻二号筋和一号筋的作

2用高度为1200mm和1640mm，满足要求。

其钢筋配置图如下图：

节点预应力筋布置图 分析10节点的预应力钢筋布置 其中 M21195.56KNm

此刻三号预应力钢筋高度为480mm，二号预应力钢筋的高度为720mm，一号预应力钢筋的高度为1240mm。

其钢筋配置图如下图：

节点预应力筋布置图

27

分析9号节点的预应力钢筋布置 其中 M13732.8KNm

此刻三号预应力钢筋高度为130mm，二号预应力钢筋高度为520mm，一号预应力钢筋高度为870mm。

其钢筋配置图如下图：

节点预应力筋布置图

分析8号节点的预应力钢筋布置 其中 M31671.81KNm

此刻三号预应力钢筋高度为130mm，二号预应力钢筋高度为320mm，一号预应力钢筋高度为520mm。

其钢筋配置图如下图：

节点预应力筋布置图

28

分析7号节点(跨中)的预应力钢筋布置 其中 M32310KNm 此刻三号预应力钢筋高度为130mm，二号预应力钢筋高度为320mm，一号预应力钢筋高度为520mm。

其钢筋配置图如下图：

节点预应力筋布置图

29

第四章 非预应力钢筋的布置

一、钢筋布置图

由于预应力钢筋可以完全承担构造的要求，所以非预应力钢筋按照构造配筋。其具体布置见下图：

支座处钢筋布置

跨中处钢筋布置图 30

二、非预应力钢筋横向布置计算

首先分析顶板及翼缘的自重及上部作用下的力为： 1）顶板及翼缘自重

取1m宽的板带作为分析对象

已知：25KN/m3顶板厚取h1300mm，翼缘厚取h2200mm，具体尺寸见下图：

1G板25[0.20.8(0.20.3)1.20.32.4]259KN

2Gq板板596.7045KN/m

8.88.8顶板＝6.7045

2）移动荷载在双车道同时作用重车时，由轨道传至梁体的力为：

移动移动移动移动

31

一列车作用为140KN，作用在每个轨道上，再传力给梁体，其作用面积为1m2，则在1m板上作用荷载大小为q移7070KN/m。

13）二期荷载 纵向上q265KN/m，则在横向1m板上大小为：

q二期658.87.386KN/m

二期＝7.386 当这些力共同作用时，求出其最大弯矩，根据最大弯矩配设横向钢筋，满足顶板的横向要求。

其共同作用的简图为：

移动移动移动移动移动+二期＝14.0905

32

支座反力：R1R2202KN

根据上面的数据可以求出弯矩，弯矩图如下：

其中：Mmax114.033KNm

b1000mm

取a25mm，则h0ha275mm

3 fc23.1N/mm 11.0

M114.033106 s0.0653 21fcbh01.023.11000275

112s0.0676b0.55 （满足要求）

s0.5(112s)0.9662

M114.033106 As1430.56mm2

sfyh00.9662300275根据钢筋表选用16@100，则As2010mm2，满足要求。

33

第五章 截面特性表

截面 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16

类型 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 面积(cm2) 69891.995 72263.274 69891.995 72263.274 55468.062 57839.341 55468.062 57839.341 55468.062 57839.341 55468.062 57839.341 55468.062 57839.341 55468.062 57839.341 55468.062 58226.480 55468.062 58226.480 55468.062 58226.480 69891.995 72650.410 69891.995 72650.410 69891.995 72650.410 55468.062 58226.480 55468.062 58226.480 34

惯性矩(cm4) 0.321E9 0.323E9 0.321E9 0.323E9 0.284E9 0.285E9 0.284E9 0.285E9 0.284E9 0.285E9 0.284E9 0.285E9 0.284E9 0.285E9 0.284E9 0.285E9 0.284E9 2.86E9 0.284E9 2.86E9 0.284E9 0.286E9 0.321E9 0.325E9 0.321E9 0.325E9 0.321E9 0.325E9 0.284E9 0.286E9 0.284E9 0.286E9 质心位置(cm) 84.34 84.66 84.34 84.66 81.66 81.34 81.66 81.23 81.66 81.20 81.66 81.13 81.66 81.13 81.66 81.13 81.66 81.16 81.66 81.23 81.66 81.68 84.34 84.95 84.34 84.97 84.34 84.95 81.66 81.68 81.66 81.23 17 18 19 20 21 22 23 24 25 26 27 28 29 30 31 32 33 34

净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 55468.062 58226.48 55468.062 57839.341 55468.062 57839.341 55468.062 57839.341 55468.062 57839.341 55468.062 57839.341 55468.062 57839.341 55468.062 57839.341 55468.062 58226.48 55468.062 58226.480 55468.062 58226.480 69891.995 72650.410 69891.995 72650.410 69891.995 72650.410 55468.062 58226.480 55468.062 58226.480 55468.062 58226.480 55468.062 57839.341 35

0.284E9 0.286E9 0.284E9 0.285E9 0.284E9 0.285E9 0.284E9 0.285E9 0.284E9 0.285E9 0.284E9 0.285E9 0.284E9 0.285E9 0.284E9 0.285E9 0.284E9 0.286E9 0.284E9 0.286E9 0.284E9 0.286E9 0.321E9 0.325E9 0.321E9 0.325E9 0.321E9 0.325E9 283508371 0.286E9 283508371 2.86E9 283508371 2.86E9 283508371 0.285E9 81.66 81.16 81.66 81.13 81.66 81.13 81.66 81.13 81.66 81.13 81.66 81.13 81.66 81.13 81.66 81.13 81.66 81.16 81.66 81.23 81.66 81.68 84.34 84.95 84.34 84.97 84.34 84.95 81.66 81.68 81.66 81.23 81.66 81.16 81.66 81.13 35 36 37 38 39 40 41 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 净截面 换算截面 55468.062 57839.341 55468.062 57839.341 55468.062 57839.341 55468.062 57839.341 55468.062 57839.341 69891.995 72263.274 69891.995 69891.995 283508371 0.285E9 283508371 0.285E9 283508371 0.285E9 283508371 0.285E9 283508371 0.285E9 0.321E9 0.323E9 0.321E9 0.321E9 81.66 81.13 81.66 81.13 81.66 81.20 81.66 81.23 81.66 81.34 84.34 84.66 84.34 84.34

36

第六章 预应力损失计算

一．预应力筋与孔道壁之间摩擦引起的应力损失l1；

(kx)] l1con[1e式中 l1——由于摩擦引起的应力损失（MPa）；

con——钢筋（锚下）控制应力（MPa）；

——从张拉端至计算截面的长度上，钢筋弯起角之和（rad）；

χ——从张拉端至计算截面的管道长度（m）； ——钢筋与管道壁之间的摩擦系数，按表6.3.41采用； k——考虑每米管道对其设计位置的偏差系数，按表6.3.41采用。

由规范表6.3.41可知，管道类型为金属波纹管时，取0.25，k取

0.0015。χ取值为跨中截面到张拉端的距离，χ=50m。

计算过程：

l1con[1e(kx)]

0.751860[1e(0.250.001550)]

其中 0.083rad

(0.250.0830.001550)] l10.751860[1e 127.37MPa

二．锚具变形、预应力筋回缩和分块拼装构件接缝压密引起的应力损失l2；

l2LEp L式中 l2——由于锚头变形、钢筋回缩和接缝压缩引起的应力损失

（MPa）；

L——预应力钢筋的有效长度（m）；

37

L——锚头变形、钢筋回缩和接缝压缩值（m）。

采用夹片式JM12锚具，则根据规范表6.3.42可知，L1＝4mm，接缝压缩值L2＝1mm。

计算过程：

l2LEp LL1L2(14)1031.95105 l2L100 9.75MPa

三．混凝土加热养护时，预应力筋和台座之间温差引起的应力损失l3； 此工程采用后张法，所以预应力筋和台座之间温差引起的应力损失l3不予考虑。

四．混凝土弹性压缩引起的应力损失l4；

在后张法结构中，由于一般预应力筋的数量较多，限于张拉设备等条

件的限制，一般都采用分批张拉、锚固预应力筋。在这种情况下，已张拉完毕、锚固的预应力筋，将会在后续分批张拉预应力筋时发生弹性压缩变形，从而产生应力损失。

l4npc

式中 l4——由于混凝土的弹性压缩引起的应力损失（MPa）； c——在先行张拉的预应力钢筋重心处，由于后来张拉一根钢

筋而产生的混凝土正应力；对于连续梁可取若干有代表

性截面上应力的平均值（MPa）；

——在所计算的钢筋张拉后再张拉的钢筋根数。 经推导可得公式其他形式为：

2m1npc l4m m——表示预应力筋张拉的总批数；

c——在代表截面（如l/4截面）的全部预应力钢筋形心处

38

混凝土的预压应力（预应力筋的预拉应力扣除l1和

l2后算得）。

cNpAnNpe2pnIn

Np——所有预应力筋预加应力（扣除相应阶段的应力损失l1和l2后）的内力；

epn——预应力筋预加应力的合力Np至混凝土净截面形心轴

的距离；

An、In——混凝土的净截面面积和截面惯性矩。

计算过程：

con(l1l2)0.751860(127.379.75) 1257.88MPa Np1201.387101257.8810 2.092810N

746根据截面特性列表可知：

An55468.0623cm25.5468m2 In2.835m4

en0.86m 则 cNpAnNpe2pnIn

2.09281072.09281070.862] [5.54682.835 9.228MPa

39

1.951055.65 np43.45102m1npc m5 5.659.22843.45MPa

6 取 m3，则 l4五. 预应力筋松弛引起的应力损失l5；

对预应力钢筋，仅在传力锚固时钢筋应力p0.5fpk的情况下，才考虑由于钢筋松弛引起的应力损失，其终极值：

l5p

式中 l5——由于钢筋松弛引起的应力损失（MPa）；

p——传力锚固时预应力钢筋的应力，按规范第6.4.3条的规定

计算（MPa）；

pcon(l1l2l4)0.65fpk

——松弛系数，对钢绞线，I级松弛时，按0.08采用，II级

松弛时，按0.025采用。

计算过程：

pcon(l1l2l4)

0.751860(127.379.7543.45) 1214.430.5fpk

取0.08 则 l5p

0.081214.4397.15MPa

六．混凝土收缩和徐变引起的应力损失l6。

由于混凝土收缩、徐变引起的应力损失终极值按下列公式计算：

40

l60.8npEp1(12

)nA nnpApnsAsA

2eA A12

i式中 l6——由收缩、徐变引起的应力损失终极值（MPa）， ——传力锚固时，在计算截面上预应力钢筋重心处，由于预

加力(扣除相应阶段的应力损失)和梁自重产生的混凝

土正应力；对连续梁可取若干有代表性截面的平均值（MPa）；

——混凝土徐变系数的终极值； ——混凝土收缩应变的终极值； n——梁的配筋率换算系数；

ns——非预应力钢筋弹性模量与混凝土弹性模量之比；

2 Ap、As——预应力钢筋及非预应力钢筋的截面面积（m）；

A——梁截面面积，对后张法构件，可近似按净截面计算

（m）；

eA——预应力钢筋及非预应力钢筋重心至梁截面重心轴的距离

（m）；

i——截面回旋半径(m)；

I——截面惯性矩，对于后张法构件，可近似按按净截面计算

（m）；

41

42其中，、值可按表6.3.43采用。取1.20，取1.1104。根据截面特性列表可知：eA0.8 I3.0235m4 A6.268m2 计算过程：取支座和跨中处分析，求 根据公式：c

在支座处：

(支跨中)2

NpAnNpe2pnIn

Np1117.281062201.3871043.409107N

支3.4091073.4091070.426.575MPa

6.993.212

在跨中处：

Np1117.28101201.38710641.894107N

1.8941071.8941070.8629.228MPa 跨中5.54682.835(支跨中)2

6.5759.2287.902MPa

2nsfsyfcm2.01055.8 3.45104n1201.3875.655.800.04650.058

6.2680.85.657.9021.951051.1104l6 21.20.81(1)0.058(1)222.985 52.00MPa

42

由上可知，在预应力损失后所剩余的有效预应力为：

pecon(l1l2l4l5l6)

0.751860(127.379.7543.4597.1552) 1065.28MPa

43

第七章 正截面承载能力计算

由平衡条件可写出如下方程：

沿纵向力的方向平衡条件：

X0

、、、 fpyApfsyAsfcmAcfsyAs、pAp

对受拉区钢筋（预应力筋和非预应力筋）合力作用点力矩平衡条件：

Mps0

、、、、、、 MMufcmSc,psfsyAs(h0as)pAp(h0ap)

式中 fcm——混凝土弯曲抗压强度设计值；

fpy——预应力筋抗拉强度设计值； fsy——非预应力筋的抗拉强度设计值； fsy——非预应力筋的抗压强度设计值； p——受压预应力筋的计算应力；

Ap、As——分别为受拉区预应力筋和非预应力筋截面面积； Ap、As——分别为受压区预应力筋和非预应力筋截面面积： Ac——受压区混凝土截面面积；

Sc,ps——受压区混凝土截面对受拉区钢筋合力作用点的净

、、、、 矩；

ap、as——分别为受压区预应力筋合力作用点和非预应力筋合力作

、、用点至截面受压边缘的距离；

h0、a——受压区预应力筋和非预应力筋合力作用点至截面受压边

缘和受拉边缘的距离，h0ha；

44

h0、a——分别为受压区预应力筋和非预应力筋合力点至截面受拉

、ha、边缘和受压边缘距离h0；

、、 Mu——截面弯矩承载能力； M——截面弯矩设计值。

x 其中 假设受压高度xh、f,即在翼板内，则：

Acb、fx

Sc,psbfx(h0x)

、2、受压区预应力筋A、p的应力p：

pfpynppcpe

、、、、式中 np——受压区预应力钢筋与混凝土弹性模量之比；

fpy——预应力筋抗压强度设计值，按规范表3.2.3取值； pc——Ap合力处由预应力所产生的混凝土应力；

pe——受压区预应力筋在荷载作用前已存在有效预应力。

、、、、1． 取1截面4节点处，此时h01.5m

4 Ap1.664410m Ap0m

22、22 As2.199110m As3.078810m

22、2根据规范表3.2.3，钢筋强度取值为：

fpy0.751860395MPa fcm23.1MPa

、fsy300MPa fsy300MPa

代入公式：

45

、、、fpyApfsyAsfcmAcfsyAs、pAp

16741.66441023002.199110223.18.8x3003.0788102

得 x0.124mh、0.2m f＝、、、、、则 MufcmSc,psfsyAs(h0a、s)pAp(h0ap)

23.11068.80.124(1.50.124)3001063.0788102(1.50.06)249.55106N/m249550KN/m2

检验：

Mu495001.86(符合要求) M26606.812．取跨中处7节点处 此时h01.68m

Ap1.664410m Ap0m

22、22 As2.199110m As3.078810m

22、2 fpy0.918601674MPa fcm23.1MPa

、fsy300MPa fsy300MPa 、、、代入公式fpyApfsyAsfcmAcfsyAs、pAp得：

16741.66441023002.199110223.18.8x3003.0788102

得 x0.124mh、f0.2m

、、、、、则 MufcmSc,psfsyAs(h0a、s)pAp(h0ap)

23.11068.80.124(1.680.124)3001063.0788102(1.680.06)255.74106Nm55740KNm

46

检算：

Mu557401.8(符合要求) M31176.113．取支座处13节点检算 此时 h01.57m

2Ap2.4966102m2 A、p0m

22、22 As4.46110m As1.57110m

fpy0.918601674MPa fcm23.1MPa

、fsy300MPa fsy300MPa 、、、代入公式fpyApfsyAsfcmAcfsyAs、pAp得：

16742.49661023004.46110223.14x3001.571102

得： x0.546mh、f0.4m

、因此， Ac(b、fb)hfbx

(42)0.420.5461.892m Sc,ps(bb)h(h0、f、f2h、f)bx(h0x) 2222 (42)0.4(1.570.4)20.546(1.570.546)3.512

、、、、、则 MufcmSc,psfsyAs(h0a、s)pAp(h0ap)

23.11063.5123001061.571102(1.570.06)

91.239106Nm91239KNm

检算：

Mu912391.8(符合要求) M54704.747

第八章 斜截面抗剪承载力

斜截面抗剪承载力计算公式为： VVuVcsVbVp 式中： V——斜截面剪力设计值； Vu——斜截面抗剪承载能力；

Vcs——斜截面上混凝土和箍筋提供的抗剪承载力； Vcs0.07fcbh01.5fsvh0Asv s b、h0——构件的宽度和有效高度； fsv——箍筋抗拉强度设计值；

Asv——配置在同一截面内箍筋各肢的全部截面面积； s——箍筋间距；

Vb——斜截面上弯起钢筋提供的抗剪承载力。 Vb0.8bfsyAsbsins0.8fpyApbsinp

因没有非预应力弯起钢筋，则Vb0.8fpyApbsinp

Asb、Apb——分别为与检算的斜截面相交的非预应力弯起钢筋和预应

力弯起钢筋的全部截面面积；

s、p——分别为弯起的非预应力筋和预应力筋的切线倾角。 计算过程：

a． 支座处：取s0.1m

Vcs0.07fcbh01.5fsvh0

Asv s2113.11060.0723.11061.571.5210101.570.166 48

16.34810N16348KN

6已知： fpy1674MPa Apb8101.3871041.1096102m2

p0.13166rad sinp0.1313

则 Vb0.8fpyApbsinp0.81674101.1096100.1313 1.950810N19508KN

662VuVcsVpV支座6147.84KN

163481950835856KNb．1截面处：取s0.2m

4 Vcs0.07fcbh01.5fsvh0

Asv s2113.11060.0723.11061.51.5210101.50.266

15.0010N15000KN

6已知： fpy1674MPa Apb1201.3871041.6644104m2

p0.0938rad sinp0.0937

则 Vb0.8fpyApbsinp0.81674101.6644100.0937 2.088510N2.0885KN

662VuVcsVp150002088535885KNV14截面2306.74KN

49

b． 跨中处： 取s0.2m Vcs0.07fcbh01.5fsvh0

Asv s2113.11060.0723.11061.681.5210101.68

0.266 ＝1.659810N16598KN

6已知： fpy1674MPa Apb0 p0 sinp0 则Vb0

VuVcsVpVcs16598KNV跨中2161.13KN

经上述检算可知，斜截面抗剪承载内力满足要求。

50

第九章 截面正应力计算

预应力混凝土构件在各个受力阶段均有不同得受力特点，从施加预应力起，其截面内的钢筋和混凝土就处于高应力状态，经受着考验。为了保证构件在各工作阶段工作的安全可靠，除按承载能力极限状态进行强度检算外，还必须对其在施工和使用阶段的应力状态进行验算，并予以控制。

1．预加预应力阶段混凝土截面正应力计算

本阶段构件主要承受预加力和构件自重的作用，其受力特点是：预加力值最大（因预应力损失最小），而外荷载最小（仅有构件的自重作用）。

（1） 由预加力产生的混凝土截面正应力

后张法构件 pc=NpAnNpepnWn

式中： Np——后张法构件预应力筋的有效预加力（扣除相应阶段的预应

力损失），对于曲线配筋的后张法梁：

、INp(conlI)(ApApbcosp)A、p(conl)

Ap、A、p——分别为受拉区和受压区预应力筋的截面面积；

Apb——弯起预应力筋的截面面积；

、con、con——分别为张拉受拉区和受压区预应力筋时锚下的控制应

力；

pe、、（扣除相应阶段的预应p——分别为受拉区和受压区预应力筋

力损失）的有效预应力；

p——计算截面处弯起的预应力筋的切线与构件轴线的夹角；

epn——后张法构件预应力筋的合力作用点至净截面形心轴的

距离；

An、In、Wn——分别为构件净截面面积、惯性矩和截面模量。

（2） 由构件自重g1产生的混凝土截面正应力

51

后张法构件 gc1=Ng1AnMg1Wn

式中： Ng1、Mg1——分别为自重引起的计算轴力和弯矩（轴力以压为

正）

（3） 预加应力阶段的总应力 后张法构件 cNpAnNpepnWnNg1AnMg1Wn

、I检算过程： Np(conlI)(ApApbcosp)A、(pconl)

lIl1l2l4

127.379.7543.45180.57MPa

、lI)0.751860180.571214.43MPa (con（4） 检算代表截面

a．取1跨7节点处： 由预加力产生的混凝土截面正应力 4Ap1.6644102m2 Ap0

Apb401.3871040.5548102m2 p0.01786rad cosp0.9998 In2.835m4 Wn 则

In2.8353.457m3 y0.82Np1214.43106(1.66441020.55481020.9998) 26.95106N epn1.630.820.81m

52

pc=NpAnNpepnWn

26.9510626.951060.81 11.17MPa

5.54683.457 由构件自重g1产生的混凝土截面正应力 gc1=Ng1AnMg1Wn

8083.96103 2.338MPa

3.457 cNpAnNpepnWnNg1AnMg1Wn

11.172.3388.832MPa

pc8.832MPa0.5fc0.523.111.56MPa（满足要求）

b．取跨中截面21节点处： 由预加力产生的混凝土截面正应力

Ap1.6644102m2 Ap0

Apb0 p0 cosp1 In2.835m4 WnIn2.8353.457m3 y0.82 则： Np1214.43106(1.664410201)20.313106N pc=NpAnNpepnWn

20.21310620.2131060.818.672MPa 5.54683.457 由构件自重g1产生的混凝土截面正应力

53

gc1=Ng1AnMg1Wn

6813.181031.971106Pa1.971MPa 3.457 cNpAnNpepnWnNg1AnMg1Wn

8.6721.9716.701MPa

pc6.701MPa0.5fc0.523.111.56MPa（满足要求） c．取支座截面13节点处： 由预加力产生的混凝土截面正应力 Ap2.4966102m2 Apb0

Apb0 p0 cosp1

In3.21167m4 WnIn3.211673.778m3 y0.85 则： Np1214.43106(2.496610201)30.319MPa en0.75m pc=NpAnNpepnWn

30.31910630.3191060.8510.356MPa 6.9893.778由构件自重g1产生的混凝土截面正应力 gc1=Ng1AnMg1Wn

11547.231033.056106Pa3.056MPa 3.778

54

cNpAnNpepnWnNg1AnMg1Wn

10.3563.0567.30MPa

pc7.30MPa0.5fc0.523.111.56MPa（满足要求） 2．使用阶段的正应力计算 后张法构件 cNpAnNpepnWnNg1AnMg1WnNg2NllAnMg2MllWn

式中： Ng2、Mg2——由二期恒载引起的计算轴力及弯矩（轴力以压为正）

Nll、Mll——使用阶段由活载引起的最不利轴力及弯矩；

由二期恒载及活载产生的混凝土截面正应力由公式可知： Ng2NllAnMg2MllWn

a． 取1跨7节点处：

4(3399.885035.35)103 

3.457 2.44106Pa2.44MPa 则 cNpAnNpepnWnNg1AnMg1WnNg2NllAnMg2MllWn

11.172.3382.446.392MPa0.55fc12.7MPa b．取跨中截面21节点处：

(3143.515799.35)103 

3.457 2.578106Pa2.578MPa

55

则 cNpAnNpepnWnNg1AnMg1WnNg2NllAnMg2MllWn

8.6721.9712.5874.114MPa0.55fc12.7MPa c． 取支座截面13节点处：

(8337.998747.87)103 

3.778 4.522106Pa4.522MPa 则 cNpAnNpepnWnNg1AnMg1WnNg2NllAnMg2MllWn

10.3563.0564.5222.778MPa0.55fc12.7MPa 由上面检算可知： 满足要求

56

第十章 梁斜截面主拉应力和主压应力

主拉应力： tp主压应力： cp cxcy2(cxcy2)22 cxcy2(cxcy2VllS0 bI0)22 Vg1SnbInVg2S0bI0其中： cxc1npvpvpvMy0 cy I0bspv式中： cx——预加力和使用荷载在计算的主应力点产生的混凝土 截面正应力；

cy——由竖向预应力筋引起的混凝土竖向压应力； ——由使用荷载和弯起的预应力筋在计算主应力点产

生的混凝土剪应力；

pv——竖向预应力筋的有效预应力； pv——单肢竖向预应力筋的截面面积； b——计算主应力处构件截面的宽度； spv——竖向预应力筋的间距；

y0——计算纤维处至换算截面重心轴的距离（m）； I0——换算截面惯性矩（m4）； M——计算弯矩（MNm）。 取跨中截面：

c111.17MPa

57

cxc1My0 I01.832100.21030.825.54MPa 11.172.835 Vg1SnbInVg2S0bI0VllS0 bI0 (0.920.03502.95)1.2(1.180.15)

22.835 109.845KN/m20.109845MPa tpcxcy2(cxcy2)22 5.545.542()0.11020MPa 22 cpcxcy2(cxcy2)22 5.545.542()0.11025.54MPa 22取1/4跨截面4节点处：

c14.117MPa

cxc1Vg1SnbInMy012.117MPa I0Vg2S0bI0(VllS00.2MPa bI0)220

tp

cxcy2cxcy258

cpcxcy2(cxcy2)2212.12MPa

取支座处13节点处： c12.778MPa

cxc1My023.30MPa I0

Vg1SnbInVg2S0bI0(VllS01.002MPa bI0)220

tpcxcy2cxcy2

cpcxcy2(cxcy2)2223.34MPa

根据规范： tpfct cp0.6fc 经检算满足要求。

59

第十一章 桥墩设计

一、恒载

1.有桥跨结构传来的恒载压力

梁自重： q1144KN/m 二期恒载： q265KN/m

恒载为： q1q214465209KN/m

由恒载引起的支座反力为：R4100KN

列车梁由两个支座支撑在墩帽梁上，分别记为A支座，B支座。则每个支座的反力RARB2050KN

2．桥墩自重

桥墩的体积：V32.64m3

桥墩自重：N32.6425816KN

二、列车活载及附加力计算

1．列车活载

取桥墩2计算，其反力影响线如下图：

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60

将移动荷载作用在最不利情况，如图：

140140140140140140140140140140140140140140 R移140(0.211+0.335+0.576+0.674+0.951+0.999+1.00+0.991+0.771+0.695+0.54+0.485+0.172+0.086)1.19=1536.5KN``则： RARB

1536.5768.25KN 2``RB384.13KN 轻车：RA2．附加力

1）桥墩风力 ① 桥墩纵向风力

W00.8KPa

W1K1K2W01.41.00.81.12KPa

墩帽梁风力：Px1(3.24)1.81.127.26KN

2对墩底的弯矩：Mx17.26(60.9)50.08KNm 墩身风力：Px26121.1213.44KN 对墩底的弯矩：Mx213.44340.32KNm 合计墩身风力：PxwPx1Px27.2613.4420.7KN

61

MxwMx1Mx250.0840.3290.4KNm

② 桥墩横向风力

无车时： W21.21.00.80.96KPa

墩帽梁风力： Py11.820.963.46KN

对墩底的弯矩： My13.46(60.9)23.85KNm 墩身风力： Py2620.9611.52KN 对墩底的弯矩： My211.52334.56KNm

合计桥墩风力： Pyw1Py1Py23.4611.5214.98KN

Myw1My1My223.8534.5658.41KNm

有车时： W2`80%0.960.768KPa

` 则： Pyw114.980.811.98KN ` Myw158.410.846.73KNm

2）梁上风力

无车时： W3K1K2W01.31.00.81.04KPa

Pyw20.51.04(20.55)100132.6KN

对墩底的弯矩：Myw2132.6(2.557.8)1203.35KNm 2有车时： W3`1.0480%0.832KPa

则： Pyw2132.680%106.08KN Myw21203.3580%962.68KNm

``3）列车所受风力：

62

P车3L0.8322.496L KN

M车2.496(1.50.55261.8)29.58L KNm

三、活载布置 1、单孔单列

恒载： RARB2050KN

列车活载：

R移1401.19（10.9840.9150.8560.490.410.1810.061)

4.8971401.19815.84KN

815.84`因此RA407.92KN

2 制动力或牵引力：按规范取竖向活载的10％，即： P10.11408112KN

与冲击力同时计算时：P214087%78.4KN 对墩底的弯矩：M78.4(61.8)611.52KNm 横向风力： P风106.082.49630180.96KNm 对墩底的弯矩： M风962.6825.08301715.08KNm 列车横向摇摆力：P摇4.2530127.5KN

对墩底的弯矩： M摇127.5(7.820.55)1319.63KNm

2、单孔单列空车（不计冲击，不计摇摆力） 恒载： RARB2050KN

407.92203.96KN 2 制动力或牵引力：按规范取竖向活载的10％，即：

` 列车活载： RAP10.170856KN

63

对墩底的弯矩： M567.8436.8KNm

横向风力： P风106.082.49630180.96KNm 对墩底的弯矩： M风962.6825.08301715.08KNm 3、单孔双列

恒载： RARB2050KN

`` 列车活载： RARB815.84407.92KN 2制动力或牵引力：按规范取竖向活载的10％，即：

P10.11408112KN

与冲击力同时计算时：P214087%78.4KN 对墩底的弯矩： M78.4(61.8)611.52KNm

横向风力： P风106.082.49630180.96KNm

对墩底的弯矩： M风962.6825.08301715.08KNm

列车横向摇摆力： P摇4.25302255KN 对墩底的弯矩： M摇1319.6322639.26KNm 4、双孔单载

恒载： RARB2050KN

` 列车活载： RA407.92203.96KN 2制动力或牵引力：按规范取竖向活载的10％，即：

P10.114018224KN

与冲击力同时计算时：P2140167%156.8KN 横向风力： P风106.082.49670280.8KNm

64

对墩底的弯矩： M风962.6825.08702718.28KNm

列车横向摇摆力： P摇4.2570297.5KN

对墩底的弯矩： M摇297.5(7.82.55)3079.13KN 5、双孔单列空车（不计冲击，不计摇摆力） 恒载： RARB2050KN

407.92203.96KN 2 制动力或牵引力：按规范取竖向活载的10％，即：

` 列车活载： RAP10.17016112KN

对墩底的弯矩： M1127.8873.6KNm 横向风力： P风106.082.49670280.8KNm 对墩底的弯矩： M风962.6825.08702718.28KNm 6、双孔双列

恒载： RARB2050KN

`` 列车活载： RARB815.84407.92KN 2制动力或牵引力：按规范取竖向活载的10％，即：

P10.114018224KN

与冲击力同时计算时：P2140167%156.8KN 横向风力： P风106.082.49670280.8KNm

对墩底的弯矩： M风962.6825.08702718.28KNm

列车横向摇摆力： P摇4.25702595KN

对墩底的弯矩： M摇595(7.82.55)6158.25KN

65

四、墩底检验

墩身整体横向稳定性检算（横向）表1

活载概况 力及力矩 主力 附加力 桥跨恒载 活载反力 列车风力 梁上风力 墩顶合力 墩顶初始偏心距 墩顶面积 墩顶截面惯性矩 墩底面积 墩底截面惯性矩 m 墩身平均面积 计算长度 双孔双列（主力） N(KN) 2050 768.25 2818.25 0 4 4/3 4 4/3 M(KN•M) 0 0 双孔双列（主+附） N(KN) 2050 768.25 2818.25 M(KN•M) 358.2 358.02 716.2 716.2/2818.25=0.254 24 4 16 E0(kPa) 0.10.16 0.2e0/h27106 0.66 0.466 24mE0Idl0 1.388106 916080 43981.9 5072.9 1.130

916080 43120 5072.9 1.133 αβ Ncr/(11.1A0Ra) 主+附KNO 1 xmax1KN0/Ncr 66

墩身受压稳定性的检算（纵向）表2 活载概况 力及力矩 主力 桥跨恒载 活载反力 墩顶合力 墩顶初始偏心距 墩顶面积 墩顶截面惯性矩 墩底面积 墩底截面惯性矩 m 墩身平均面积 计算长度 单孔单列空车 N 2050 384.13 2655.01 0 M 0 0 单孔单列 N 2050 768.25 3039.13 0 4 4/3 4/3 M 0 0 双孔双列 N 2050 768.25 3039.13 0 M 0 0 1223/124/3 I0/Id1 查表得m=2/4 4 16 E0(kPa) 27106 0.66 0.66 0.66 0.10.16 0.2e0/h4mE0Idl02 αβ 916080 43981.9 5310.02 1.14 4248.02 1.11 67

1.388106 916080 43981.9 6078.26 1.16 4862.61 1.13 916080 43981.9 6078.26 1.16 4862.61 1.13 Ncr/(11.1A0Ra) 主力KN0(K2) 主力xmax主附xmax1 1KN0/Ncr1 1KN0/Ncr1 1KN0/Ncr主附xmax

墩底截面应力和偏心检算（纵向主力+纵向附加力）表 3 活载概况 力及力矩 主 力 附 加 力 墩顶合力 桥墩自重 制动力 风力 摇摆力 单孔单列空车 N 2655 816 3471 3471 P 56 20.7 不计 56 56 0.140 M 0 436.8 90.4 不计 436.8 485 485 N 2655 816 3471 3471 单孔单列 P 78.4 20.7 127.5 M 0 611.5 90.4 325 N 2655 816 3471 3471 双孔双列 P 156.8 20.7 595 595 595 0.494 M 1223 90.4 1517 1517 1714 1714 主+附合计 127.5 611.5 127.5 0.199 1.00 4 1.333 691 691 maxM0 墩顶截面合力 合力偏心e=M/N(m) 容许偏心[e]=0.5s(m) 墩底面积A2(m) 墩底抵抗矩 21N/A2 867.8 363.8 1231.6 0.140/2=0.07 867.8 518.3 1386.1 0.199/2=0.099 867.8 1285.5 2153.3 0.494/2=0.247 2M/W max12 应力系数λ e/d λ(查表) 'max1 1.3[]圬（kPa）

查表可知[]圬=5500 kPa1.3[]圬=1.35500=7150 68

五、内力计算

（一）墩帽梁内力

梁截面尺寸h=1800mm b=2000mm

柱截面1000mm2000mm

在墩帽梁配筋时仅需考虑竖向荷载的作用。 计算简图如下：

分析：此结构为对称结构，而且力也为正对称，根据对称特性可知： 利用力法，剪力方向为0。

计算过程：

8.523.8109.52112.27234.6 12 22 1p 2p EIEIEIEIEI代入方程：

1111X112X21p0

21X122X22p0

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得： X1162.3 X230.8

最终弯矩图：

六、配筋计算

（一）墩帽梁配筋

1 纵筋配置

沿跨最大正弯矩为141.6KNm，最大负弯矩为-70.9KNm，

[g]=180MPa ，混凝土采用C30,[w]=10.5MPa，钢筋采用Ⅱ级筋，

n=15，min0.15%，aa`40mm。

取最大弯矩141.6KNm计算，梁截面尺寸h1800mm，b2000mm h0ha1760mm

内力臂 Z0.88h01548.8mm

M141.6106 Ag507mm2

[g]Z1801548.8 验算应力

Ag5070.0001640.15% bh20001548.80 所以，构造配筋

Ag0.15%20001548.84646.4mm2

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n150.15%0.0225

0.0225220.02250.02250.191

141.4106g

0.191Ag(1)h04646.4(1)176033M18.47MPa180MPa（满足要求）

hg0.29MPa[W]10.5MPa（满足要求）

n(1) 2 箍筋配置 剪应力计算

（1） 跨中截面

Q0 00MPa

bZ20001548.8（2） 支座截面

Q3039.110300.981MPa

bZ20001548.8 查表，当混凝土标号C30时

[Zl1]1.90MPa [Zl2]0.7MPa [Zl3]0.35MPa

最大主拉应力00.981MPa[Zl2]0.7MPa

因此需按计算配筋

箍筋采用4肢。 因剪力较大，所以选用直径d12mm的钢筋，箍筋间距S=100mm，等间距布置。箍筋所承受的主拉应力：

KAK[g]bSK15041220.339MPa

42000100斜筋承受的剪应力面积0

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00.64210064.2N/mm

则所需斜筋总面积为：

AW0b2[g]Aw200064.2504mm2

2180 选用钢筋直径为20mm所需斜筋的根数：

nww5042021.6根 4取nw2根。 （二）墩柱配筋计算

1．纵向配筋 先判断大小偏心

取最小配筋率，即Ag=A`g=0.002Ah进行检算

Ag=A`g=0.002Ah0.002212.12m2

2换算截面：A0=bh+n(A+A`g)215(0.0040.004)2.12m

由于是对称配筋，所以

h21.0m 221Ib(y3y3)n[Ag'(y')2Ag(y)2]0.78m4 031212y1y2 k1k2初始偏心矩： e0I00.780.368m A0y22.121.0M141.40.047m N47253039.10.10.1偏心距增大系数：0.160.160.608

e00.0470.20.22h 72

111.726 KN23039.1112EhIh23.251040.670.60832l02偏心轴力对换算截面重心轴的偏心距：

h2eey1.7260.0471.0

0222 0.0811k0.368

1所以属小偏心受压构件。 截面应力核算

hNM3039.1141.6y1.0 AI12.120.7800 1615KN/m21.615MPa[w]10.4MPa gn[NM3039.1141.4(ya')]15[(1.00.04)]

1AI2.120.7800 24.117MPa[g]180MPa

稳定性检算

I00.78，查表得：1.0，m17.1，[a]8.5MPa bhN`)][Ahm(AgAg3039.1

1.0[2117.1(0.0040.004)]1.469MPa[a]8.5MPa

所以稳定性满足要求。

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