先张法台座设计

二绕A2-2，先张预应力构件台座设计——pyluby_001第1页共16页第二绕城高速A2标段先张预制梁台座设计编制：审核：审批：二绕A2-2，先张预应力构件台座设计——pyluby_001第2页共16页目录一、结构设计二、台座稳定性验算1、抗倾覆验算2、抗滑动验算三、牛腿设计1、开裂验算2、配筋设计3、承载力验算四、传力柱设计1、受力类型判别2、配筋设计3、承载力验算五、钢横梁设计1、尺寸设计2、正应力强度验算3、剪应力强度验算4、刚度验算5、剪力校核六、施工台座的施工二绕A2-2，先张预应力构件台座设计——pyluby_001第3页共16页本合同段先张梁预应力筋采用φj15.24高强低松弛钢绞线，Ry=1860Mpa，设计张拉应力为0.75Ry（1395Mpa）。φj15.2钢绞线公称面积S=140mm2,本工程先张梁设计单根钢绞线张拉力为N=195.3KN，台座按照单片梁17根钢绞线的应力荷载设计，梁体单片最大张拉力为：Nj=195.3×17＝3320KN，按3500KN荷载进行台座设计。一、结构设计：牛腿采用C40、传力柱采用C30钢筋混凝土结构，断面尺寸50cm×60cm，为防止传力柱失稳，传力柱每隔8米设一道联系地梁，中间共设10道地梁，地梁断面尺寸为20cm×50cm，台座底板采取在碾压密实（密实度达到95%）的地基土上面整体浇筑15cm厚C30砼，再在其上浇筑一层10cm厚C30台面砼。用槽钢架控制台面宽度及平整度。台面上铺10mm厚钢板。台座长度设计：L=l.n+(n-1)×0.5+2·K=20×4＋（4-1）×0.5＋2×8=97.5m【L—台座长度(m)，l—构件长度(m)；n—一条生产线内生产的预制梁数（片）；1—两构件相邻端头间的距离(m)；K—台座横梁到第一根构件端头的距离。计算简图cmG1NG2Nu二绕A2-2，先张预应力构件台座设计——pyluby_001第4页共16页二、张拉台座稳定性验算（包括倾覆稳定性和滑动稳定性验算）1、计算公式（1）、倾覆稳定性按下式验算：K0=M1/M=M1/Ne≥1.50（2）、滑动稳定性按下式验算：Kc=N1/N≥1.30式中：K0—抗倾覆安全系数；KC—抗滑动安全系数；M1—抗倾覆力矩，由台座自重和土压力等产生；M—倾覆力矩，由预应力筋的张拉力产生；N—预应力筋的张拉力；e—张拉力合力作用点到传力墩倾覆转动点O的力臂；N1—抗滑动的力，由台面承受的水平反力、土压力和摩擦力等组成。2、有关计算数据（1）、台座受力计算宽度：B=14.0m（见平面布置图）；（2）、台座前土体的容重：γ=18KN/m3;（地基土物理力学强度指标）（3）、台座前土体的内摩擦角：φ=35˚；（4）、台座与土体间的摩擦系数：f=0.30；3、抗倾覆验算（对O点取矩）（1）、抗倾覆力矩（忽略台座后面的土压力和牛腿自重）：二绕A2-2，先张预应力构件台座设计——pyluby_001第5页共16页M1=G1L1＋G2L2=2.5×3.7×14×24×6.25＋0.85×4.5×14×24×2.25==22316.7KM·m（2）、倾覆力矩：每条生产线张拉控制力：N=17×1395×140/1000=3320.1KN，按3500KN验算。最不利情况是四条线同时生产M=Ne=4×3500×0.35=4900KN.M。（3）、抗倾覆安全系数：K0=M1/M=23246/4900=4.741.50（安全，满足抗倾覆要求）。注：本计算中绞线保护层0.05m,细石混凝土台座厚0.15+0.1m,倾覆点O取台面底部下0.05m处,所以e=0.05m+0.2m+0.05m=0.35m4、抗滑动验算抗滑移验算按（1）、台面反力：N0=Bμ=1.5×4×300=1800KN。（2）、台座与土体间的摩擦力：F=F1＋F2=（G1＋G2）×f=（2.5×3.7×14×24＋0.85×4.5×14×24）×0.4=（3108＋1285.2）×0.4=1757.3KN。（3）、台座后最大的土压力Ep：p=γH[tg2（45º＋φ/2）－tg2（45º－φ/2）]二绕A2-2，先张预应力构件台座设计——pyluby_001第6页共16页=126.1KN/mEp=[（p＋p）/2×(H－h)]×B=2124.2KN下式计算：K=N1/N≥1.3后面传力柱配筋进行验算。三、牛腿设计1、尺寸确定开裂验算Fvs≤β(1-0.5Fhs/Fvs)ftkbl0/(0.5+a/l0)其中:Fvs—作用于牛腿顶部的水平力，即钢绞线拉力的合力的一半取0.5N=2100KNFhs—作用于牛腿顶部的竖向力,此为零β—裂缝控制系数,静载取β=0.8ftk—混凝土轴心抗拉强度标准值,C30取2.01N/mm2a—合力作用点距台面距离,取a=0.05mb—牛腿宽度取1mh0—牛腿长度的有效值,既牛腿高度减去钢筋保护层厚度h0=2.2-0.05=2.15m则Fvs=2100KNβftkbh0/(0.5+a/h0)=0.8*2010*2.15*1/(0.5+0.05/2.15)=6610KN(安全，满足开裂控制要求）2、牛腿受拉配筋As≥γdFva/0.85fyh0式中:As—牛腿受拉钢筋截面面积γd—钢筋混凝土结构系数,取1.2（承载极限状态计算）Fv—作用在单个牛腿上的钢绞线拉力,取1750KNa=0.3h0=0.3(0.9-0.05)=0.255m二绕A2-2，先张预应力构件台座设计——pyluby_001第7页共16页h0—牛腿有效高度,即扣除保护层后的牛腿高度fy—Ⅱ级钢筋抗拉强度设计值取310N/mm2所以As≥1.2*1750000*0.255/0.85*310*0.85=2390.9mm2设计规范规定：承受竖向所需的水平纵向受拉钢筋的配筋率（按全断面计算）不应小于0.2%。现Ag小于规范规定，故取Ag=0.002×A=0.002×900×2200=3960mm2选用Ⅱ钢筋12Φ22mm，Ag=12×380.1=4561mm23960mm2满足要求3、牛腿采用水平箍筋Ⅰ钢筋Φ12且双支箍，间距150mm，满足规范要求（规范要求：在牛腿上部2/3h0的范围内水平箍筋总截面积不少于承受竖向力的受拉钢筋截面积的1/2）。4、牛腿支承面混凝土强度验算（此采用C40砼）N/A=3500/(0.9×1)=3.889Mpa0.75fc=0.75×19.1=14.325Mpa(安全，满足承压强度要求）四、传力柱配筋设计1、计算ηei判断截面类型（张拉端部传力柱）C40,fcm=21.5N/mm2，fc=19.1N/mm2，a1=1.0，HRB335,fy=fy`=300N/mm2，ξb=0.550，as=as`=40mm，ho=560mm,b=500mm，ρmin=ρmin`=0.2%，T=3500KNlo/h=8000/600=13.35，所以需要考虑二阶弯矩的影响。N=T－（NO+F+EP）=3500-(1800+1757.3+2124.2)/4=2079.6KNMmax=N·a=2079.6×0.3=623.88KN·m(a取张拉应力作用在传力柱上时相对高度300mm)e0=Mmax/N=623.88×103/2079.6=300mmea=max{h/30,20}=20mm二绕A2-2，先张预应力构件台座设计——pyluby_001第8页共16页ei=e0+ea=300+20=320mmζ1=0.5fcbh/N=0.5×19.1×500×600/2052.6×103=1.41，ζ1=1lo/h=8000/600=13.315,ζ2=1.0；η=1+(lo/h)2·ζ1ζ2/1400(ei/ho)=1.22ηei=1.22×320=390.4mm0.3ho=168mmx=N/a1fcb=215mm2as`=80mmξ=χ/ho=0.384ξb=0.550（按大偏心公式计算。）e=ηei+(h/2-as)=650.4mmAs=As`=[Ne-a1fcbχ(ho-x/2)]/fy`(ho-as`)=1251mm2ρminbho=560mm2配筋选用4Φ22+4Φ22既8×380.1=3040mm2Ag=As+As`=2502mm22、抗滑动复验算：传力柱断面为A=b*h=50×60=3000cm，C40砼轴心抗压设计强度为Ra=20Mpa,压柱内纵向采用8φ22Ⅱ级钢筋，箍筋φ8，箍筋间距200mm以满足规范要求。配筋如图所示。Ag=3040mm2,A=300000mm2,其配筋率为μ＝3040/300000＝1％＞0.5%(满足设计规范要求)。二级钢筋抗压设计强度Rg=300Mpa（配筋计算见下页偏心受压既配筋验算）长细比λ＝L0/b=8000/500=16，查表得纵向钢筋弯曲系数=0.97,由公式Nu=γb(ARa/γc+RgAg/γs)γb为工作条件系数取0.95，γc为砼安全系数取1.25，γs为钢筋安全系数取1.25.’’’二绕A2-2，先张预应力构件台座设计——pyluby_001第9页共16页Nu'=0.95×0.97×(20×300000/1.25+300×3040/1.25)=5096KNNu=4Nu'=4×5096=20384KN(按4个传力柱计算，实际应为5个。)≥1.3N=1.3×3500×4=18200KN（安全，满足抗滑动要求）五、钢横梁设计根据台座布置图以及预应力钢绞线的布置，横梁拟选用56a型工字钢焊接而成，横梁长2.5米，两端与传力柱端头钢板焊接成固结状态，其受力（N考虑安全系数取4200KN）如图所示。二绕A2-2，先张预应力构件台座设计——pyluby_001第10页共16页钢横梁横断面钢板3钢板1Ⅰ45钢板2钢板2'b工字钢钢板3'43钢板1'(1)、求A、B处的支反力：根据静力平衡方程得RA=RB=QC=QD=ql/2=4200×1/2=2100KN(2)、跨中截面最大弯矩Mmax=2800×1.5×2.5(2-1.5/2.5)/8=1837.5(KN.m)作弯矩、剪力图（见附件）：二绕A2-2，先张预应力构件台座设计——pyluby_001第11页共16页(3)钢横梁组合截面的惯性矩计算1由材料型钢表查得：I56a工字钢惯性矩Ia=65585.57cm42钢板1和钢板1’的惯性矩I1=b×h3/12=2×563/12=29269.33cm4其对钢横梁组合截面重心轴的惯性矩之和：I1.1=2×I1=2×29269.33=58538.66cm4(4)钢板2和钢板2’的惯性矩I2=b×h3/12=2×523/12=23434.67cm4其对钢横梁组合截面重心轴的惯性矩之和：I2.2=2×I2=2×23434.67=46869.34cm(5)钢板3和钢板3’的惯性矩I3=b×h3/12=43×23/12=28.67cm4其对钢横梁组合截面重心轴的惯性矩之和：I3.3=2×(Ⅰ3+b×h×y2)=2×(28.67+43×2×292)=144709.34cm4(6)钢横梁组合截面的惯性矩Iz=(2×Ia)+I1.+I2.2+I3.=381288cm4(7)钢横梁正应力强度验算:钢横梁下边缘截面抵抗矩Wz=Iz/Y=381288/（28+2）=12709.6cm3最大正应力（下边缘截面处）为：36σmax=Mmax/Wz=1837.5×10/（12709.6×10）=144.6MPaσmax＜［σ］=210MPa满足正应力要求.2、钢横梁剪应力强度验算:由材料型钢表查得：I56a工字钢对重心轴静矩Sz=1374.18cm3钢横梁组合截面重心轴静矩Szmax=1374.18×2+2×（28×2）×11+2×（26×2）×13+2×（43×2）×29=10656.36cm3钢横梁组合截面最大剪力：Qmax=2100×1.3=2730KN4二绕A2-2，先张预应力构件台座设计——pyluby_001第12页共16页最大剪应力τ=(Q×S)/(Iz×b)maxmaxzmax36-8=2730×1