先张法预应力筋张拉台座设计计算书
先张法预应力张拉伸长值计算书
20m预应力砼空心板先张钢绞线控制力及伸长值计算书一、设计要求：1#桥、2#桥、3#桥、共计494片预应力砼空心板，对预应力钢绞线均为如下设计要求：（一）预应力钢绞线1、预应力钢绞线采用7φ5型，高强度低松驰，公称直径φJ=15.24mm 的钢绞线。
2、预应力钢绞线标准强度RY b=1860Mpa，松驰率3.5%。
3、张拉控制应力采用δK=0.75Y b=0.75×1860=1,395 Mpa，如果板的反拱过大或板的反拱速度发展较快超过极限30mm，张拉控制应力可适当减少，但不得小于δK=0.72Y b=0.72×1860=1,339 Mpa。
（二）工具锚设计没有明确要求（三）预应力钢绞线放张预应力钢绞线放张，本着对称均匀、分次完成，不得骤然放松，放张时梁体砼强度必须到达设计强度的100%，即C40级砼强度。
二、实际进场预应力钢绞线技术指标：1、预应力钢绞线为中国山东威海市，威海银兴预应力线材有限公司生产的高强度低松驰，公称直径φJ=15.24mm，7φ5型预应力钢绞线。
其中松驰率为2.2%,小于设计松驰率3.5%。
2、预应力钢绞线标准强度RY b=1860Mpa。
【见钢筋力学性能试验报告（1）】3、预应力钢绞线公称直径φJ=15.24mm，公称截面面积取其钢绞线检测报告中的公称截面积140mm2。
4、预应力钢绞线公称直径φJ=15.24mm，弹性模量取检测报告中的平均值E p=(189.3+190.9+186)/3=188.7G pa(注施工规范E p=195±10 G pa)。
三、张拉设备及工具锚：（一）张拉设备在实际张拉过程中，采用两台千斤顶单根对称分级张拉。
由于预制厂一次性要预制494片空心板梁体，为了确保工程质量和施工进度，千斤顶高压油泵及压力表配制三套张拉设备。
1、三台高压油泵均为ZB2×2/50型高压电动油泵，其中编号分别为1#油泵、2#油泵、3#油泵。
先张法预应力张拉伸长值计算书
20m预应力砼空心板先张钢绞线控制力及伸长值计算书一、设计要求：1#桥、2#桥、3#桥、共计494片预应力砼空心板，对预应力钢绞线均为如下设计要求：13δ1、预应力钢绞线为中国山东威海市，威海银兴预应力线材有限公司生产的高强度低松驰，公称直径φJ=15.24mm，7φ5型预应力钢绞线。
其中松驰率为2.2%,小于设计松驰率3.5%。
2、预应力钢绞线标准强度RY b=1860Mpa。
【见钢筋力学性能试验报告（1）】3、预应力钢绞线公称直径φJ=15.24mm，公称截面面积取其钢绞线检测报告中的公称截面积140mm2。
4、预应力钢绞线公称直径φJ=15.24mm，弹性模量取检测报告中的平均值E p=(189.3+190.9+186)/3=188.7G pa(注施工规范E p=195±10 G pa)。
三、张拉设备及工具锚：（一）张拉设备预制12# 23。
AB测试证书第2004056。
C、张拉设备之三：3#千斤顶与3#高压油泵及大缸进油主压力表1662相配套，见测试证书第2004057。
（二）工具锚在张拉端与非张拉端均采用XM15-1型预应力先张法三夹片锚具，锚具高度50mm，该锚具有关技术要求见检测报告。
四、标跨—20m预应力钢绞线作业长度（一）1#张拉台钢绞线作业长度1、张拉台座长度84米2、钢梁厚度49.0×2=0.98米3、砂箱长度0.85米4、锚具高度0.05×2=0.1米#张拉#张拉4#85.99米。
（五）5#张拉台钢绞线作业长度钢梁厚度0.45+0.495=0.945米, 张拉台长83.65米，其余5项同1#张拉台，5#张拉台钢绞线作业长度为：83.65+0.945+0.85+0.1+0.14+0.04+0.01=85.735米。
（六）6#张拉台钢绞线作业长度钢梁厚度0.495×2=0.99米, 张拉台长84.00米，其余5项同1#张拉台，6#张拉台钢绞线作业长度为：84+0.99+0.85+0.1+0.14+0.04+0.01=86.130米。
先张法预应力空心板张拉台座结构设计
先张法预应力空心板张拉台座结构设计1先张法台座的基本要求承力台座必须具有足够的强度和刚度，其抗倾覆安全系数应不小于，抗滑移系数应不小于。
横梁须有足够的刚度，受力后挠度应不小于2mm0在台座上铺放预应力筋时，应采取措施防止沾污预应力筋。
张拉前，应对台座，横梁及各项张拉设备进行详细检查，符合要求后方可进行操作。
2压杆式台座的设计压杆式台座结构形式的选定压杆式台座采用矩形截面。
压杆式台座为双肢受压结构，主要算其截面强度，稳定性及变形。
2.1.1压杆的受力分析及计算方法由于钢绞线距底模距离一般设计为4.5cm,因此纵向力作用在偏离压杆形心0.5cm处,可近似认为压杆为中心受压构件，压杆按素碇设计，按构造进行配筋，单肢压杆承受力为P/2,按极限状态法计算。
（1）强度验算NjW a AR j a r mNj—纵向力；a—纵向力偏心系数；A—构件截而而积aXb；RL-材料抗压强度；心-材料安全系数。
设等式右边为R,当NjWR时强度满足要求；NpR时强度不满足要求，需重新设计压杆截面，重新验算。
(2)稳定性验算NjW 4)a AR J a/r m受压构件纵向弯曲系数首先因压杆中心设置系梁，限制压杆侧向位移，因此压杆按一端固结，一端较接计算。
求出长细比S/h,查出4)值进行验算。
若有一条件式不满足要求时，就需重新设置压杆断面。
设计荷载的确定由于端横梁的刚度大，无挠曲变形，因此每根钢绞线的张拉力取同一值。
根据一片空心板中钢绞线的设计根数、张拉控制应力及超张拉系数，确定台座的设计荷载。
P = n o An—钢绞线根数；o —张拉控制应力；A—钢绞线截而积；已知一片空心板梁设计23根钢绞线，每根钢绞线张拉控制应力为1395Mpa,张拉力为。
计算时超张拉系数考虑，每根张拉力为205KN,则台座的设计荷载P=23x205=4715 (KN)。
台座长度的确定采用长线台座既有经济上的考虑，也有力学性能方面的考虑。
特别在力学方面有两个优点：可以减少张拉和锚固工作量及预应力筋端头损失；可以减少因预应力筋在锚具中滑移及横梁变形所造成的预应力损失。
先张法张拉台的设计及计算_secret
高速公路第二合同段梁场建设方案一、工程简介。
二、梁场建设进度计划安排1、梁场建设进度计划总体目标根据初步拟定的施工方案，劳力和设备安排情况，对我标段梁场建设进度总体目标安排如下：①、2008年4月25日—2008年5月20日为场地建设（包括生活区搭设、制作棚搭设、搅拌站建设、便道修建、空心板槽台建设、T梁台座建设等）、设备安装、调试。
②、2008年5月20日—2008年9月30日完成T梁预制；③、2008年5月20日—2008年9月30日完成空心板预制。
④、根据预制厂设计生产能力不同，分别计划各预制厂每天出梁数量。
⑤、先张法每片梁生产周期为7天。
后张法每片梁生产周期14天。
（包括：钢铰线安装张拉、绑钢筋、立模、打砼、拆模、移梁）二、各预制场具体位置、施工时间及架梁顺序：1、K36+500-K36+700后张预制场2、K39+905-K41+220先张预制场3、 K46+300-K46+700后张预制场4、K47+150—K47+450先张预制场5、K47+950—K48+100后张预制场6、K50+500-K50+600先张预制场7、K53+820~K54+080后张预制场8、K55+450~K55+862 空心板及T梁预制场9、K59+430~K59+550 后张预制场三、预制场设备及机具配置注：以上机械设备配置为一个预制场所需的数量。
四、梁场建设施工布置1、梁场施工布置原则根据本标段的工程量，工程特点和施工条件，在保证工期、质量的前提下，按以下四个原则合理安排和布置：①精选人才，优配设备，科学管理，组织劳、材、机，资源合理配置；②全面展开，组织合理工序施工，各工序形成配套的流水作业；③重点抓好钢筋制作、模板安装、预应力张拉、混凝土拌、运、浇、振捣质量；④确保安全生产措施可靠并切实得到全面落实。
需要特别注意的是：预制梁场修建必须严格按平面布置图进行，对台座、槽台的地基要进行必要的处理，并进行承载力检验后方可进行台座、槽台施工，施工过程中必须严格按图纸进行栓孔预留和铁件预埋；龙门吊组装前，应对所有构件、螺栓等进行除锈和防腐蚀处理；所有电气线路进行严格检查验收；并在对预制场的安全生产验收合格后方能使用。
张拉台座设计计算书
张拉台座设计计算书1 、抗倾覆验算：（1）倾覆力矩MΦj12.70钢绞线，A=98.7mm2σk=0.75×1860=1395（Mpa）1.05σk =1395×1.05=1464.75（Mpa）T=σk·A=1464.75×98.7=144.57(KN)ΣT=18×144.57=2602.275(KN)令转点位于距台座端部4.8米、台面以下30厘米处（如图中A点），偏于安全。
M=ΣT×0.35=2602.275×0.35=910.796（2）抗倾覆力矩M1M1=G·L=[（2×2.5×2.75）×3.8+（1.3×1×2.75）×2.15+（1/2×1.1×0.8×2.75）×（2.8－2/3×1.1）+（0.5×0.3×2.75）×（0.25+2.5）+（1.2×0.3×0.88×2）×（0.6+2.1）+（1/2×0.6×0.3×0.88×2）×（2.1－2/3×0.6）+（1.5×1×0.99）×0.75] ×2400×9.8=1569.452(KN)（3）验算：K=M1/M=1569.4521/910.796=1.72＞1.5 安全2、滑移验算台面选用C30砼fc=15 Mpa k1=1.25 k2=1.50 φ=1.0P=φ·fc·A/ k1· k2=（1×15×990×500）/（1.25×1.5）=3960(KN)Kc=P/ΣT =3960/2602.275=1.52＞1.3 安全3 、台面配筋按偏心受压柱计算C30砼 fc=15 Mpa fcm=16.5 Mpa二级钢筋 fy=310 Mpab×h=990×1000 as=as'=35mm h0=965mmξb =0.544e0=500+50=550＞0.3h0=289.5e i=e0=550l0/h=1500/1000=1.5＜8 短柱η=1 η·e i=550 ＞3h0 大偏e=η·e i +h/2－as=550+500－35=1015取ξ=ξb=0.544As'=[N·e－fcm· b· h02·ξb (1－0.5ξb)]/[fy'· (h0－as')]=[2953020×1015－16.5×990×9652×0.544×(1－0.5×0.544)]/[310×(965－35)]=－2692＜0取As'=0.002·b·h=0.002×990×1000=1980mm2ξ=1－√1－[N·e －fy' ·As' (h0－as') ]/0.5· fcm· b· h02=1－√1－[2953020×1015－310×1980×(965－35)]/(0.5×16.5×990×9652)=0.1748＞2 as'/ h0=70/965=0.0725且ξ＜ξb =0.544As=（fcm· b· h0·ξ+ fy' ·As'－N）/ fy（16.5×990×965×0.1478+1980×310－2953020）/310 =1343 mm2＜0.002·b·h=0.002×990×1000=1980mm2取As=1980 mm2查表（P625）：取IIФ22需6根。
预应力梁先张梁张拉台座设计与检算
预应力梁先张梁张拉台座设计与检算对于预应力先张梁、板需设计先张工作台座，张拉工作台座应按张拉工艺要求制作，根据施工现场具体情况下面介绍两种常见的预应力混凝土先张法台座设计及检算方法和台座设计及检算方法。
预应力混凝土先张法台座设计及检算1、预应力墩式台座设计及检算墩式台座由传力墩、台座墩、台面和端横梁等组成，其构造取台座O点的力矩（即台座板与台面结会点），并忽略土压力的作用，则平衡力矩：M r=G1l1+ G2l2倾覆力矩：M oV=Nh1抗倾覆力矩安全系数K应满足以下条件：K=M r/M DV=（G1l1+G2l2）/（Nh1）≥1.5其中：G1 台座外部分的重力（传力墩牛腿受力）l1 G1点O点的水平距离G2 台座部分的重力点O点的水平距离P cp= rHtg2(45。
+ф/2)－rHtg2(45。
－ф/2) P′=hPф/H式中：Nˊ台面的抵抗力、KN/m 当混凝土强度为10~15MP a时，台面厚d=60mm Nˊ=150~200KN/md=80mm Nˊ=200~250KN/md=100mm Nˊ=250~300KN/mF 混凝土台座与土的摩阻力μ磨擦系数，对黏性土μ=0.25~0.40，砂土μ=0.40，碎石μ=0.40~0.50E p′-------台座底和座面上土压力的合力r 土的容重ф土的内磨擦角,粉质黏性土ф=30°；细砂ф=20º~30º；中砂ф=30º~40ºH 台座的埋设深度h--------------台座板厚度B-----------台座宽度按偏心受力构件计算，如为大偏心，则按下式计算N≤f cm bx+f yˊA gˊ- f y A g式中：N 作用于外伸部分的轴力cmQ= qL /2ι= Q/A≤f V钢横梁应有足够的刚度，以减少张拉预应力钢绞线时预应力损失，钢横梁变形值按下式检算：W max=5qL4/（384EI）≤[W]=L/400如不能满足，应增强钢横梁刚度式中：M 钢横梁跨中最大弯矩q 承力钢板传给每根钢横梁的均布荷载q=N/VW 钢梁截面抵抗矩f 钢材的抗拉、抗弯强度Q 作用于钢梁端部的剪力ι作用于钢梁端部的剪应力f v 钢材的抗剪强度设计值A 钢横梁的截面积W max 钢梁的挠度E 钢材的弹性模量I 钢梁的惯性矩[W] 钢梁的允许挠度应小于L/400⑤台面水平力计算台面一般是在夯实的碎石垫层上浇筑一层厚度为6~10cm的混凝土而成，其水平承载力可按下式计算：p=(фAf v)/(K1K2)式中：ф轴心受压纵向弯曲系数，一般取1A 台面截面积f v混凝土轴心抗压强度设计值K1起载系数，取1.25K2 考虑台面截面不均匀和其它影响因素的附加安全系数，取1.52、预应力槽式台座设计检算槽式台座一般由锚固端柱、张拉端拉、传力柱及上、下横梁受力构件。
先张法预应力筋张拉台座设备的设计与验算
＝
Ｇ１ １＋ Ｇ２ ２
（ ）滑动稳定性 按下式验算 ： ２ 作用在台座 上 的拉 应 力和抗 滑动力 （ 台面支 撑力、摩 擦力、土压 力）之 比。
Ｍ
＝
２ ３ ６ ０ ２ ｘ３ ＋４ 、 ． ４ ｘ ． ｘ ． ４ ／ ｘ ｘ ． ｘ ． （２ ． ＋０ ｘ ． ６ ０ ２ ｘ ． ８ ４ ／ ５ ３ ５ ８ ４ ５ ２
１ 抗 滑动 验算 － ３
（）台面反 力 ： １
Ｊ ｖ０ ６８ ． ０Ｘ２８ １ ４． ９０ ０ｋＮ
（） ２ 台座 与土体 间的摩擦力 ：
Ｆ ＝Ｆ ＋Ｆ Ｉ ２：（ １ Ｇ ） ｘ Ｇ ＋ ２ ｆ
２ １ ５ 建设机械技术与管理 １ ７ ０ ２０ ０
抗 滑动安 全 系数 ；
Ａ ＝ｋＮｅ ０．５ ｌＲ ／ ８ ｏ
＝
（ ） 滑动力 ： ４抗
Ｎｊ ｏ Ｆ＋印 ：１０ ．＋ ４９ ：Ｎ ＋ ９４ ０ ７． ８＋８８ ＝３０．ｋ １． ２２ Ｎ ４ ２
１４０Ｘ１ ３ ２× １ ３ ／ ． ５Ｘ２ ４０ ． ２ ． ０ ５ ０ ８ ０６Ｘ３ ０
ｌ ｌ Ｉ ｌ
Ｌ产７５００
口 ，：
ｒＬ．．、。引 。 Ｌ ．．．．。 ．Ｌ ．．．． 。
：
图１ 计算数据及简图
『二 （ ：１ｌｌ） Ｌ Ｈ 一 ［３ ８ ／ （＿ ＿２ ２＋ ５
Ｘ（ ２— ０ ）］ ６８ Ｉ × ．０＝８８ Ｎ ３ １． ｋ ４
Ｒ 一 钢筋 的设 计受拉 强度 。
填 ３ ０ ｍ厚碎石）； ｃ 台面抵抗力 ：＝ ８ ／ 按有关资料 ／ ２０ Ｎ ｍ（ ａ ｋ 的经验数据 ： 台面厚 ６ ｍｍ时为 １０～２０ｋ ／ ； ０ ５ ０ Ｎ ｍ 台面 １０ ０ 时为 ２０～３０ Ｎ ｍ） 台座混凝 土采用 Ｃ ５ ｍｍ ５ ０ｋ ／ ； ２。
先张法预应力重力式张拉台座设计
先张法预应力重力式张拉台座设计一、概况由我公司施工的S318-4合同段共有五座大桥,一座中桥,20米先张法预应力空心板232片,集中预制,本文就先张法重力式台座的结构设计,实例计算等介绍如下:二、结构设计1、重力式台座由端部重力墩,牛腿,台面加厚部分和台面组成(见后附图一)。
重力式台座的计算稳定性包括:①抗倾覆能力,抗倾覆能力以台座的抗倾覆安全系数K表示(K≥1.5)②水平抗滑移能力,抗滑移能力以台座水平抗滑移安全系数R表示(R≥1.3)2、计算过程台座稳定性验算分四步:Ⅰ.抗倾覆验算考虑到混凝土台墩和台面相互作用的顶点角部会出现因应力集中而出现的局部破损现象,所以抗倾覆点O设在台面加厚部分端部下4～5cm处:K=M1/M≥1.5其中M—张拉力产生的倾覆力矩M=T*e式中:T—最大张拉力合力,即设计中刚绞线拉力的合力e—张拉力合力T的作用点到倾覆转动点O的力臂M1—抗倾覆力矩M1=G1L1+G2L2 ，(土压力产生的抗倾覆力矩很小忽略不计)式中:G1—传力墩自重L1—传力墩重心至倾覆转动点O的力臂G2—传力墩外伸台面加厚部分的自重L2—传力墩外伸台面加厚部分至倾覆转动点O的力臂Ⅱ.抗滑移验算R=T1/T≥1.3其中:T—张拉力的合力T1—抗滑移力,T1=N+E p+F式中:N—台面反力E p—土压力的合力F—摩阻力Ⅲ.传力墩牛腿配筋计算(按钢筋混凝土牛腿配筋计算)和裂缝开裂验算Ⅳ.台面加厚部分配筋计算(按钢筋混凝土偏心受压构件计算)Ⅴ.张拉横梁计算（受力后横梁挠度δ≤2mm）①采用混凝土横梁:按钢筋混凝土深受弯构件中的短柱计算②采用金属横梁:结构力学挠度演算三、计算实例⒈技术参数:我标段施工的20米空心板中，中板14根刚绞线,边板15根钢绞线,空心板底宽99cm,刚绞线采用￠j15.24,ASTM A416-92标准270级,标准强度为Ryb=1860MPa 张拉控制应力δcon=0.75Ryb=1395M Pa,钢绞线面积140mm2,单根张拉力为195.3KN,则最大张拉力合力为T=15*195.3KN=2929.5KN,根据初算选定台座几何尺寸（后附图二、图三）。
先张法张拉台的设计及计算(青海16m空心板)
先张法张拉台的设计及计算一、先张法张拉槽台的构造设计1、先张法空心板预制槽台采用长线槽形台座，张拉台座主要由传力柱、联系梁、张拉钢横梁和空心板预制台五部分组成，均采用C30钢筋混凝土结构。
本设计先张法台座采用传力柱轴心受力，传力柱截面为60×40cm，面筋和底筋各配Φ16钢筋3根，腰筋每侧各配Φ16钢筋1根，箍筋为φ8钢筋。
传力柱两端1.5m处加密箍。
为防止地基产生不均匀下沉，传力柱和台座基底采用25T振动压路机夯实，并且台座基础采用20cm钢筋混凝土结构，与传力柱形成一个整体。
另外防止放张后空心板起拱，梁头集中受力导致基础下沉，在预制台座之间设100×25cm和50×25cm联系梁，。
传力柱、联系梁、台座基础施工后，空心板预制台在台座基础上铺5cm厚钢板或作成平整光滑的水磨石表面，台座边角用50×50×5角钢镶边。
2、每槽台两端各设固定钢横梁，钢横梁在张拉力的作用下，最大挠度应按规范要求不大于2mm。
钢横梁的断面尺寸根据空心板的张拉力和台座跨度设计，并经验算符合要求后才可定做，钢横梁用钢板组焊而成。
二、先张空心板张拉台验算1、张拉横梁验算；本工程跨径最大的空心板为16 m，底板宽度1.0m。
因此验算按16m空心板边梁的最大钢绞线束13束为验算基准。
张拉横梁材料用A3钢板，根据JTJ025-086《公路桥涵钢结构及木结构设计规范》，弯曲应力[σ]=145Mpa ，弹性模量E=2.1×105Mpa 。
张拉横梁截面图如下：440A3（图中长度单位为mm ）由上图得：截面惯性矩I=∑ab3/12=（0.44×0.443）/12=31.23×10-4m4抗弯系数W=I/（b/2）=31.23×10-4/（0.44/2）=14.2×10-3m3其中a、b分别为钢横梁的宽度和厚度（受力方向），式中数据如图所示。
先张法台座计算
先张法台座设计（一）一、台座设计计算：原始资料：1、张拉控制应力=1395M Pa，钢绞线共17束;2、台座采用C20钢筋砼，桩基采用C30钢筋砼，砼容重采用23KN/M3;3、安全系数：1.5;一、抗倾覆：㈠、倾覆力矩计算:倾覆力矩： M PV=N*h=1395*140*17*0.16=531.22KN*M㈡、重力矩：1、G１=3.57*3.8*1.5*23=468.027KNM1=G1*L1=468.027*3.785=1771.482KN*M2、G2=1.25*0.75*0.58*2*23=25.0125KNM2=G2*L2=25.0125*2.625=65.6578KN*M3、G3=0.5*0.5*0.75*23=4.3125KNM3=G3*L3=4.3125*1.83=7.8918KN*M4、G4=(0.35*0.75*1.5*23)+(0.5*0.35*23)=18.31KNM4=G4*L4=18.31*1=18.31KN*M5、摩擦桩：①重力： G5=π*0.52*5*2*23=180.64KNM5=G5*L5=180.6415776*2.7=487.73KN*MG6=π*0.52*5*23=90.32KNM6=90.32*4.87=439.86KN*M②摩擦力：台座以下5米桩长参加工作，土质按粘土计算，取τp=30K PA［P1］=1/2*Ulτp*2=1/2 *15.7*30*2=471KNM P1=[P1]*L7=471*2.7=1271.7KN*M[P2]= 1/2*Ulτp=1/2 ×15.7×30=235.5KNM P2=［P2］*L8=235.5*4.87=1147.4667176、平衡力矩：Mr= M1+M2+M3+M4+M5+M6+M P1+M P2=5197.94KN*M ㈢、抗倾覆系数K=(M1+M2+M3+M4+M5+M6+M p1+M p2)/M PV=9.78＞1.5 （安全）㈣、摩擦桩配筋：按受拉桩：弯矩M’=531.22-1771.482-65.658-7.89-18.31-439.86<0二、抗滑（台座）：土质按亚粘土计算：r=15KN/M3, φ=3001、因为台面厚30cm，所以取台面抵抗力 N＇=300KN/M则 N=300*0.75=225KN2、土压力 P ep=15*1.5(tan260-tan230)=60KN/M2P’=h*P ep/H=0.35*60/1.5=14KN/M2E p ＇=(P eo+P’)(H-h)B/2=(60+14)(1.5-0.35)*3.8/2=161.693、摩阻力:Fµ=µ（G１+G2+G3+G4）=0.25(468.027+25.0125+4.3125+18.31)=128.913KN4、摩擦桩配筋：剪力控制N=1.3*3320.1-225-161.69-128.913=3800.527KN每根桩布25根筋,则:R=√(N-πR2fv’)/（n*π* fv）=0.0117m选用25根Ф25钢筋5、摩擦桩抗剪力F=nπR12fv+πR2fv’=25*π*0.01252*110*106*3+π*0.52*0.08*106 *3 =4049709.28+188495.55=4238.2KN抗滑系数 K=(N+E p’+Fµ+F)/3320.1=(225+161.69+128.913+4238.2)/3320.1=1.432>1.3 （安全）三、截面设计1、牛腿配筋计算:因为h0=1750-30=1720mm所以A S=Nh1/0.85 h0f g=3320.1*76/0.85*1720*210=821.9mm2又因A S/bh=821.9/(2*750*1720)=0.0003<0.002要满足A S/bh>0.002, 则A S>5160 mm2选用24根Ф18钢筋A S=6107 mm22、弯起钢筋：h/h0=76/1720=0.044<0.3所以A S=0.0015* b*h=0.0015*750*1720*2=3870 mm2选用24根Ф18钢筋A S=6107 mm23、牛腿箍筋采用水平双肢闭合箍筋φ8间距10cm。
张拉台座计算书
【附件】张拉台座布置及计算书1张拉台座布置及设计张拉台座采用钢筋混凝土框架式，张拉力通过两端固定钢横梁传到中间压力柱。
张拉横梁由2榀I56a工字钢与2cm厚A3钢板焊成一个长15.39m、宽60cm、高43cm的箱形钢梁；锚固横梁和中间受压传力柱及横系梁均采用C30钢筋混凝土，锚固横梁长度15.39m，传力柱长150m，两端30m段每隔5m设一道横系梁（A型横系梁和B横系梁各3道），中间90m段每隔10m设一道横系梁（C型横系梁8道）；底座采用C30混凝土，上铺钢板，两侧加焊∠7.5角钢定位。
先张法预应力空心板生产线长150m，共设4条，每条生产线设7个槽位。
按20m 空心板梁计算，一个槽位可布置底座7个，一条生产线可布置底座49个；按16m空心板梁计算，一个槽位可布置底座8个，一条生产线可布置底座56个。
具体布置详见图6-1：《预制场总体平面布置图》。
2张拉台座设计检算2.1 检算资料及依据根据常虎高速公路新联支线桥梁施工图，预应力空心板采用美国ASTM A416-87a标准的270级υj15.24钢绞线，其标准强度R b y=1860MPa，截面积A=140mm2，E y=1.9×105N/mm2。
张拉控制应力δk=0.72R b y=1339.2MPa，张拉应力N1=187.49KN。
22m预应力空心板边板钢绞线为20束，为施工灵活安排板型，按20束钢绞线计算，这样作用于横梁上的力N=20×187.49=3749.8KN。
C30混凝土轴心抗压标准强度为22MPa。
Ⅰ级钢筋抗拉设计强度为240MPa。
Ⅱ级钢筋抗拉设计强度为340MPa。
两条端部横系梁间距为5m，中间横系梁间距为10m。
2.2 张拉体系的转换2.2.1 张拉体系形成及转换预应力钢绞线整体同时张拉，张拉端部采用υ25精轧螺纹钢与υj15.24钢绞线联结，YC60A型穿心式千斤顶张拉螺纹钢，将每根钢绞线拉到0.1δk，钢绞线受力均匀后，同时用YCT300型千斤顶顶推工作钢横梁。
先张法预应力重力式张拉台座实施方案
先张法预应力重力式张拉台座设计一、概况由我公司施工地S318-4合同段共有五座大桥,一座中桥,20米先张法预应力空心板232片,集中预制,本文就先张法重力式台座地结构设计,实例计算等介绍如下:二、结构设计1、重力式台座由端部重力墩,牛腿,台面加厚部分和台面组成(见后附图一).重力式台座地计算稳定性包括:①抗倾覆能力,抗倾覆能力以台座地抗倾覆安全系数K表示(K≥1.5)②水平抗滑移能力,抗滑移能力以台座水平抗滑移安全系数R表示(R≥1.3)2、计算过程台座稳定性验算分四步:Ⅰ.抗倾覆验算考虑到混凝土台墩和台面相互作用地顶点角部会出现因应力集中而出现地局部破损现象,所以抗倾覆点O设在台面加厚部分端部下4～5cm处:K=M1/M≥1.5其中M—张拉力产生地倾覆力矩M=T*e式中:T—最大张拉力合力,即设计中刚绞线拉力地合力e—张拉力合力T地作用点到倾覆转动点O地力臂M1—抗倾覆力矩M1=G1L1+G2L2 ，(土压力产生地抗倾覆力矩很小忽略不计)式中:G1—传力墩自重L1—传力墩重心至倾覆转动点O地力臂G2—传力墩外伸台面加厚部分地自重L2—传力墩外伸台面加厚部分至倾覆转动点O地力臂Ⅱ.抗滑移验算R=T1/T≥1.3其中:T—张拉力地合力T1—抗滑移力,T1=N+E p+F式中:N—台面反力E p—土压力地合力F—摩阻力Ⅲ.传力墩牛腿配筋计算(按钢筋混凝土牛腿配筋计算)和裂缝开裂验算Ⅳ.台面加厚部分配筋计算(按钢筋混凝土偏心受压构件计算)Ⅴ.张拉横梁计算（受力后横梁挠度δ≤2mm）①采用混凝土横梁:按钢筋混凝土深受弯构件中地短柱计算②采用金属横梁:结构力学挠度演算三、计算实例⒈技术参数:我标段施工地20米空心板中，中板14根刚绞线,边板15根钢绞线,空心板底宽99cm,刚绞线采用￠j15.24,ASTMA416-92标准270级,标准强度为Ryb=1860MPa张拉控制应力δcon=0.75Ryb=1395MPa,钢绞线面积140mm2,单根张拉力为195.3KN,则最大张拉力合力为T=15*195.3KN=2929.5KN,根据初算选定台座几何尺寸（后附图二、图三）.2.抗倾覆验算M1=G1L1+G2L2=1.8m*2.5m*1.79m*25KN/m3*3.25m+1.79m*2m*0.3m*25KN/m3*1m=681.3KN•m （注:牛腿重量产生地力矩忽略不计）M= T*e=2929.5KN*0.12m=351.54KN•m则K= M1/M=681.3/351.54=1.94>1.5满足抗倾覆要求注：本计算中绞线保护层0.045m,细石混凝土台面厚0.025m,倾覆点O取台面底部下0.05m处,所以e=0.045m+0.025m+0.05m=0.12m3.抗滑移验算张拉力合力T=2929.5KN抗滑移力T1=N+E p+F台面未加厚部分尺寸取:B*H=1.79m*0.2m,C30混凝土抗压强度设计值为fc=150N/mm2则台面反力N=fc*B*H=15*1.79m*0.2m*106=5370KN土压力E p按朗肯被动土压力计算可按如下公式计算:Ep=1/2(λHKp+2c√Kp)*H,因很小在次不再计算.摩阻力F亦很小,忽略不计则T1=N=5370KNR=T1/T=1.83>1.3,满足抗滑移要求4.传力墩牛腿配筋计算(牛腿选定尺寸见后附图四)①尺寸确定开裂验算F vs≤β(1-0.5F hs/F vs)f tk bh0/(0.5+a/h0)其中:F vs—作用于牛腿顶部地水平力，即绞线拉力地合力地一半取0.5T=1464.75KNF hs—作用于牛腿顶部地竖向力,本文为零β—裂缝控制系数,静载取β=0.8f tk—混凝土轴心抗拉强度标准值,C30取2N/ mm2a—合力作用点距台面底部距离,取a=0.07mb—牛腿宽度取0.4mh0—牛腿长度地有效值,既牛腿高度减去钢筋保护层厚度h0=1.4-0.05=1.35m则F vs=1464.75KN<βf tk bh0/(0.5+a/h0)=0.8* 2000*1.35*0.4/(0.5+0.07/1.35)=1565KN所以尺寸选定满足开裂控制要求②牛腿受力配筋A s≥λd F v a/0.85f y h0式中: A s—牛腿受拉钢筋截面面积λd—钢筋混凝土结构结构系数,取1.2F v—作用在单个牛腿上地绞线拉力,取1464.75KNa=0.3h0=0.3(0.4-0.05)=0.105mh0—牛腿有效高度,即扣除保护层后地牛腿高度f y—Ⅱ级钢筋抗拉强度设计值取310N/ mm2所以A s≥1.2*1464750*0.105/0.85*310*0.35=2001.2 mm2 选定4ф28(As=2463 mm2)，箍筋选用φ8@100③台面加厚部分受力配筋计算,加厚部分尺寸B*L*H=1.79m*0.4m*2 m台面所受压力取F=T=2929.5KN,加厚部分计算长度L0=1.7，L=3.4m因L0/H=3.4/0.4=8.5>8所以需考虑纵向弯曲地影响求偏心距修正系数：偏心距e0=220mm>H/30=13mm 故偏心距取实际值偏心距修正系数公式:η=1+ζ1*ζ2(L0/H)2/(1400e0/H0)其中:ζ1=0.5f c A/λd Fζ2=1.15-0.01(L0/H)式中:e0—张拉力对截面重心地偏心距L0—构件计算长度H0—加厚部分扣除保护层地厚度,本文保护层厚度取5cm ζ1—截面应变对截面曲率地影响系数,当ζ1>1时,取ζ1=1ζ2—考虑构件长细比对截面曲率地影响系数,当L0/H≤15时,取ζ=1所以2ζ1=0.5f c A/λd F=0.5*15*400*1790/1.2/29295000=1.527>1，取ζ=11因L0/H=3.4/0.4=8.5<15 所以取ζ2=1则η=1+1*1*8.52 /(1400*220/225)=1.052判断大小偏心η*e0=1.052*220=231.44>0.3H0=67.5所以按大偏心受压构件计算计算相对受压区高度ξ=λd F/f c BH0=1.2*2929500/15*1790*350=0.374<ξb=0.544x=ξ*H0=0.374*350=130.9mm>2a=100 mma s=ξ*(1-0.5ξ)=0.374*(1-0.5*0.374)=0.304按对称配筋计算A s及A s′e=ηe o+h/2-a=1.052*220+200-50=381.44 mmA s=A s′=(λd Fe- f c a s BH02)/f y′/(h o-a′)=(1.2*2929500*381.44-15*0.304*1790*3502)/310/30 0=3666.88 mm2受拉受压面分别选用6ф28（As=As′=3695 mm2）,箍筋选用φ8@2005．张拉横梁设计（挠度）①混凝土横梁可按钢筋混凝土设计中地深受弯构件中地短柱计算，但受拉面必须设置抗剪弯起钢筋且受拉面必须埋置厚度不少于2cm地钢板.②工字钢衡梁可选用不小于40号地工字钢，但必须中间加肋片且受拉面必须加锚固钢板编后语：本设计地重力式台座经过实践证明比起槽式台座等其他先张发预应力台座具有造价低，立模快速简便，张拉方便，施工效率高地特点，并且台座施工不受地质条件地限制.尤其台座最长可达200m，既适合专业梁场地采用，又适合施工现场梁数量不多地情况下采用，具体长度可根据梁长灵活采用，但梁端应留不小于50cm地施工空间.参考文献：《水工钢筋混凝土结构学》，中国水利水电出版社出版；《桥梁工程师手册》，人民交通出版社出版版权申明本文部分内容，包括文字、图片、以及设计等在网上搜集整理.版权为个人所有This article includes some parts, including text, pictures, and design. Copyright is personal ownership.rqyn1。
先张法预应力筋张拉台座设计计算书
先张法预应力筋张拉台座设计计算书一、计算简图（如下图）：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：K c= N1/N ≥1.30式中：K0—抗倾覆安全系数；K C—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=6.80m（见上图）；（2）、台座前土体的容重：γ=1.8t/m3;（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=0.40（台座地基经压实后再填30cm厚碎石）；（5）、台面抵抗力：μ=28t/m（按有关资料的经验数据：台面厚60mm时为15～20t/m；台面厚80mm时为20～25t/m；台面厚100mm及大于100mm时为25～30t/m）；（6）、台座砼采用C25。
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）：M1 =G1L1＋G2L2= 2×3×6.80×2.4×(3/2＋4.5)＋0.3×4.5×6.80×2.4×4.5/2= 587.52＋49.57= 637.09 t（2）、倾覆力矩：M = Ne= 246.4×0.35= 86.24 t-m。
（3）、抗倾覆安全系数：K0 = M1 / M= 637.09 / 86.24= 7.39 >1.50（安全）。
4、抗滑动验算（1）、台面反力：N0 = Bμ= 6.80×28 = 190.40 t。
（2）、台座与土体间的摩擦力：F = F1＋F2=（G1＋G2）×f=（2×3×6.80×2.4＋0.3×4.5×6.80×2.4）×0.4=（97.92＋22.03）×0.4= 47.98 t 。
先张法预应力张拉台座强度和刚度验算
Ｍ ＝２ ９． ＋１ ２ ３ ＋１ ３ ２ ＋２ ０．４＋ ５ ． ０ ４ ２ ８ Ｔ・ ９ ７ ６ ４ ． ５ １ ９ ５ ６ ６ ＝１ ０ ． ３ ｍ ７
倾 覆 力矩 ： Ｍ ＝ ４ ．８ ・ ７ ７７ Ｔ ｍ
ｙ ｆｌ Ｔ
９
ｍ ｚ
．
４３ （ ±０５ ＝ ６９８ ／ ｝ ．９ １ ．５） ｛ １ Ｔ
．
８。 ／ Ｔｍ
Ｎｉ — 轴 向压 力 — 即 Ｎ＝ ８ Ｔ 按 超 张 后 １ ５ ｊ４ ４ （ ０ ％计 ） Ａ — 传 力柱 截 面 积 即 Ａ＝ ． — Ｏ３×１４×２ ０８ ｍ ． ＝ ４ Ｒ 一 抗压 极 限强 度 ， Ｃ ５考 虑 ， ＝ ．ＭＰ ｊ 按 ２ Ｒ Ｉ ５ ａ ７ ｙｍ——材料安全系数 ， ｙｍ≥１５ 取 ．４ ｏ— — 纵 向 力偏 心 影 响 系数 ， ｏ：１ ｃ 取 ｃ ｙｍ＝ｄＡＲＮ＝ ×Ｏ８ １ ５ ／８ ＝ ．４ １５ ／ ｊ１ ． Ｘ ７ ０４ ４ ３０ ＞ ． ４ ４ ２２ 纵 向稳 定 条 件 ： 矾 ｍ ＿ Ｎ≤ 先计算纵向弯 曲系数 值 ， 已知长细比 ＝ ／ ＝ ６７ ５０３ １ ．
合计 算 的强 度和 刚度 ， 能承 受 全 部 拉荷 载并 保 持 稳 定 。 铜 黄 一级 公 在
各 力 及 Ｍｉ 算 如 下 表 计
路 漆 水河 大 桥 梁 场板 梁 施 工 中 ，我 们 采 用 的 先张 法 台座 强 度 和 刚度
运算结果符合规范 限值要求 ，经过 １ ０ ４ ０片板 梁生产检验后 稳定 效 果 比较 理 想 ， 就 具体 运算 结 果 和 过程 进行 介 绍 和 验 算 。 现
先张法预应力空心板张拉台座结构设计
先张法预应力空心板张拉台座结构设计张稳柱 宋殿国 耿小义(辽宁省路桥建设一公司,沈阳 110141) (辽宁省交通勘测设计院,沈阳 110005) (辽宁省路桥建设一公司,沈阳 110141) 摘 要 主要介绍先张法预应力空心板张拉台座结构设计的方法。
关键词 先张法 张拉台座 结构设计1 前言近几年来随着经济的增长,高速公路发展越来越快,在高速公路建设中,跨径大于10m的中小桥梁上部结构基本采用先张法预应力空心板。
先张法预应力空心板在预制场中一般集中进行预制,预制场中先张法张拉台座的设计及布设是重要的一环。
2 先张法台座结构的基本要求(1)承力台座必须具有足够的强度和刚度,其抗倾覆安全系数应不小于1.5,抗滑移系数应不小于1.3。
(2)横梁须有足够的刚度,受力后挠度应不小于2mm。
(3)在台座上铺放预应力筋时,应采取措施防止沾污预应力筋。
(4)张拉前,应对台座、横梁及各项张拉设备进行详细检查,符合要求后方可进行操作。
3 压杆式台座的设计3.1 台座长度的确定采用长线台座既有经济上的考虑,也有力学性能方面的考虑。
特别在力学方面有两个优点:可以减少张拉和锚固工作量及预应力筋端头损失;可以减少因预应力筋在锚具中滑移及横梁变形所造成的预应力损失。
台座长度L的确定根据下面几个方面:(1)空心板长度L1;(2)一座台座同时预制空心板个数n;(3)空心板端头与张拉横梁之间的距离L2(取决于胶囊端头长度);(4)空心板端头之间距离L3。
L=nL1+2L2+(n-1)L33.2 台座宽度的确定台座宽度主要取决于构件外形尺寸的大小,生产操作的方便程度以及用料经济情况等方面。
台座宽度太窄,会影响模板的安装与拆卸;太宽则需用较大的横梁,用钢量及占地就增多。
式中:B=b1+2b2B———台座内部净宽;b1———空心板底模宽度;b2———压杆内侧面与底模间的距离。
3.3 台座高度的确定压杆式台座一般在地表以上,台座突出地面的高度不宜太大。
先张法张拉台安全计算
空心板张拉台验算本合同段20米预应力空心板303片，13米预应力空心板16片，10米预应力空心板32片，共计351片。
预应力混凝土空心板均采用秦皇岛预应力钢绞线联营公司生产的φs15.2mm和φs12.7mm高强度低松弛钢绞线，符合GB/T5224-95标准，标准抗拉强度R y b=1860Mpa张拉控制应力1395Mpa，20m空心板中板和边板钢绞线均为18根,下面以φs15.2mm钢绞线最大布置18根进行验算：传力杆长度L=65.10m，传力杆两端与中间基础分别固结在混凝土基础上。
传力杆断面为60cm×45cm，混凝土设计标号25#，主筋用Φ16螺纹钢，箍筋用υ6圆钢，间距10厘米(钢筋布置图附后)，系梁断面为20cm×20cm，3.2米一道,混凝土设计标号为25#，基础混凝土标号为15#,空心板底模厚度为5cm,上铺3mm钢板(各部分具体布置图附后)。
一、强度验算1、张拉力计算已知；长度L=6510cm，控制应力P1=1395Mp；单根钢绞线面积S=139mm2；单根钢绞线张拉力Pk=195.3(Kn)；钢绞线为18根。
单肢压杆受力：N j=1395/1000×140×18/2=1745.1(Kn)2、强度验算σ=N/A=1745.1*1000/450*600=6.5Mpa传力杆砼标号为25号，其标准强度为17Mpa＞σ=6.5Mpa所以其强度符合要求二、抗倾覆验算平衡力距：M r=G1L1 +G2L2 +G3L3=1.7*1.0*2.85*12.82+0.45*0.6*12.82*24*(12.82/2)+1.49*0.05*12.82*24*(12.82/2)=2170 KN.m （其中G1、G2、G3分别为端头扩大基础、传力杆及台面重力，L1、L2、 L3分别为上述三项对应的距离中基础的长度）倾覆力距：M DV=Nh1=1395*1000*139*18*0.097=338.6 KN.m抗倾覆安全系数：K=M r/M DV=2170/338.6=6.4>1.5三、钢横梁验算张拉横梁采用2根I63a工字钢并列焊接制作，其上钻20mm的孔，最大受力长度为3.395m，验算过程如下：钢梁承受的均布荷载为：q=1395*139*18/1000/3.395=1028.1KN/m M=1/8ql2=1/8*1028.1*3.3952=1481.2钢梁需要的截面抵抗矩为W=M/f=1481.2*106/340=4356*103cm3实际抵抗矩Wx=2984.3*103*2=5968.6*103cm3>W=4356*103cm3所以满足要求钢梁剪力:V=½ql=½*1028.1*3.395=1745.2KN钢梁的剪应力为τ=V/ƒ=1745.2*103/(154.59*2*104)=56.45 Mpa τ<ƒv=85Mpa钢梁变形值：W max=5ql4/(384EI)=5*1028.1*33954/(384*2.1*105*94004*104*2) =4.5mm<L/400=3395/400=8.5mm所以满足要求。
张拉台座计算书
先张法张拉台座计算书一、尺寸拟定：见下图其中：l1——G1点至O点的水平距离；l2——G2点至O点的水平距离；l3——G3点至O点的水平距离；l4——G4点至O点的水平距离；N——预应力钢绞线的张拉力；h1——N作用点至O点的垂直距离；N′——台面的抵抗力；F——砼台座与土的摩擦力；E p′——台座底部和座面上土压力的合力；P cp——台座后面的最大土压力；γ——土的容重，取γ=18 KN/m3；φ——土的内摩擦角；H——台座的埋设深度；h——台座板厚度；h0——截面的有效高度；e0——轴向力对截面重心的偏心距；e a——附加偏心距，当e0≥0.3h0时，取e a =0。
二、基本设定：1．生产台座最大张力为：187.46KN/根×16根=2999.36KN≈3000KN。
2．在制作台座时，8线台座是整体浇筑，为计算方便，偏安全计，每个台座均为单独受力而不传递到相邻台座。
3．考虑到台座受力后的倾覆趋势，取倾覆转点在悬伸臂自由端砼面下5cm处。
4．台座配筋计算，假定拉区砼退出工作，拉区钢筋应力达到钢筋抗拉强度，压区砼应力用等效矩形应力图代替，达到砼弯曲抗压强度设计值。
三、抗倾覆验算：G1=25×3.0×1.0×2.0=150KNG2=25×0.5×(1.4+1.0)×0.4×2.0=24KNG3=25×0.5×(1.4+1.0)×0.4×0.5×2=12KNG4=25×2.6×1.0×2.0=130KNl1=3.5m，l2≈2.8m，l3≈3.5m，l4=1.3m平衡力矩：M r=G1l1＋G2l2＋G3l3＋G4l4=150×3.5＋24×2.8＋12×3.5＋130×1.3=803.2KN·m倾覆力矩：M DV=N·h1=3000×0.10=300KN·m抗倾覆安全系数：K=M r/M DV=803.2/300=2.68>1.5——安全四、抗滑移验算：Nˊ=φf c A/(K1·K2)=（1×10×2.0×0.4×103）/（1.55×1.5）=3441KNφ——轴心受压纵向弯曲系数，取φ=1；f c——砼轴心抗压设计强度，取f c =10.0Mpa；A——垫层截面积，取A=2.0×0.4=0.8m2；K1——砼轴心受压基本安全系数，取K1=1.55；K2——考虑垫层截面不均匀等因素的附加安全系数，取K2=1.5；μ——摩擦系数，砂土取μ=0.4F=μ·（G1＋G2＋G3＋G4）=0.4(150＋24＋12＋130)=126.4KN台座底部的被动土压力：γ=18KN/m3，φ=30°p cp=γH[tg2(45°＋φ/2)－tg2(45°－φ/2)]=18×3×[tg2(45°＋15°)－tg2(45°－15°)]=18×3×(3－1/3) =144KN/m2pˊ=hp cp/H=（1.0×144）/3.0=48KN/m2E pˊ=[(p cp＋pˊ)·(H－h)·B]/2=[(144＋48)×(3－1)×2]/2=384KN抗滑安全系数：K=（Nˊ＋F＋E pˊ）/N=（3441＋126.4＋384）/3000=1.32>1.3——安全五、截面设计1．牛腿配筋计算h0=3000－40=2960mmA g=Nh1/0.85h0f g=（3000×100×103）/（0.85×2960×210）=568mm2最小配筋率（A g/bh0）不应小于0.2%故A g=0.002×1000×2960=5920mm2取16根φ22 ：A g=380.1×16=6082mm22．弯起钢筋A g计算本台座h1/h0=100/2960=0.03<0.3，应按规范要求配筋：A g=0.0015bh0=0.0015×1000×2960=4440mm2选用12φ22钢筋A g=12×380.1=4561 mm 2牛腿采用水平箍筋φ10且双肢箍，间距100 mm，满足规范要求。
先张法张拉台座设计(13,16m,20m张拉台座)
12*500
650
Φ12 ①
690
Φ12 ③
30
Φ12 ②
289 229 30
φ8 ④
140 5
30
30
张拉台座底系梁配筋表
编号 规格 1 Φ12
13、16m 桥板张拉台座底系梁钢筋表 长度(cm) 根数 总长(m) 共重
690
2*13
2 Φ12
4*13
②
3 Φ12
289
2*13
4 φ8
130
18*13
高淄路高青至新城段改建工程
13、16m 桥板张拉台座
张拉台座一般构造图
设 计:
复 核:
纵断图
横断图
④
·· ·· · · ··· · ·· · · ·· ··
··
··
··
··
①
·· ③ ··
·· ②
··
·· ··
Φ16@20 ①
765 455
310
④
⑤④
Φ16@10 ②
620 310
310
Φ8@20 ④
Φ16 ④ 385
Φ16 ⑤ 405
Φ16 ⑥ 425
160 65
120
40
170 65
130
40
180 65
140
40
Φ16 ⑦
480 40
150 100
150
40
Φ8 ⑧
320 5
100
55
Φ8 ⑨ 平均 230
5 95～20
55
高淄路高青至新城段改建工程
13、16m 桥板张拉台座
Φ16 ⑦ 425
13、16m 桥板张拉台座支撑梁钢筋表 长度(cm) 根数 总长(m) 共重
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先张法预应力筋张拉台座设计计算书一、计算简图（如下图）：
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：
K c= N1/N ≥1.30
式中：K0—抗倾覆安全系数；
K C—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=6.80m（见上图）；
（2）、台座前土体的容重：γ=1.8t/m3;
（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=0.40（台座地基经压实后再填30cm厚碎石）；
（5）、台面抵抗力：μ=28t/m（按有关资料的经验数据：台面厚60mm时为15～20t/m；台面厚80mm时为20～25t/m；
台面厚100mm及大于100mm时为25～30t/m）；
（6）、台座砼采用C25。
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）：M1 =G1L1＋G2L2
= 2×3×6.80×2.4×(3/2＋4.5)＋0.3×4.5×6.80×2.4
×4.5/2 = 587.52＋49.57= 637.09 t
（2）、倾覆力矩：
M = Ne
= 246.4×0.35= 86.24 t-m。
（3）、抗倾覆安全系数：
K0 = M1 / M
= 637.09 / 86.24
= 7.39 >1.50（安全）。
4、抗滑动验算
（1）、台面反力：
N0 = Bμ
= 6.80×28 = 190.40 t。
（2）、台座与土体间的摩擦力：
F = F1＋F2
=（G1＋G2）×f
=（2×3×6.80×2.4＋0.3×4.5×6.80×2.4）×0.4
=（97.92＋22.03）×0.4
= 47.98 t 。
（3）、台座后最大的土压力Ep：
p = γH [ tg2（45º＋φ/2）－tg2（45º－φ/2）]
=1.8×2 [ tg2（45º＋35º/2）－tg2（45º－35º/2）]
=3.6×[ tg262.5º－tg227.5º ]
=3.6×[3.690－0.271]
=3.6×3.419=12.31 t/m。
p, =p×h/H=12.31×0.3/2=1.85 t/m。
Ep =[（p＋p,）/2×(H－h)]×B
=[（12.31＋1.85）/2×（2－0.3）]×6.80 = 81.84 t。
（4）、抗滑动力：
N1 = N0＋F＋Ep
= 190.40＋47.98＋81.84 = 320.22 t。
（5）、抗滑动安全系数：
K C = N1 / N
= 320.22 / 246.4= 1.30 = 1.30 （可以）。
二、张拉台座配筋计算
1、牛腿高度应满足下式要求进行抗裂验算：
0.75bl02R f / (e＋0.5l0)≥K f N
式中： R f—砼的抗裂设计强度（C25的R f=19㎏/cm2）；
K f—抗裂设计安全系数，取K f=1.25；
N—作用在牛腿上的标准荷载（此处N=246.4/2=123.2t）；
e—荷载N作用点至台面的距离,e=35cm；
l0=210－4=206cm（见台座配筋计算图）。
0.75×50×2062×19/（35＋0.5×206）=219098.9㎏
=219t > K f N =1.25×123.2=156.5t（可以）。
l k = 210-90=120cm > l/3=210/3=70cm（可以）。
2、牛腿配筋
（1）、纵向钢筋
牛腿内纵向受拉钢筋的截面面积A g是根据悬臂弯矩Ne按下式计算：
A g=KNe/0.85l0R g
式中： K—正截面强度设计安全系数，取K=1.40；
R a—砼的轴心抗压强度；
R g—钢筋的设计受拉强度。
A g = KNe/0.85l0R g
=1.40×123.2×103×35/0.85×206×3400
=6036800/595340=10.14cm2。
选用4Ф20，A g=12.56 cm2。
（2）、斜截面强度验算：
牛腿的斜截面强度是由砼、纵向钢筋及水平箍筋三者共同承担，并应满足下式的验算：
KN≤0.17(pl0/e)1/3bl0R a
式中： p=[（A g＋2A k/3）/bl0]×100
K—斜截面强度设计安全系数，取K=1.55；
A k—在牛腿高度范围内水平箍筋总截面面积；
b—牛腿的宽度（b=50cm）。
设水平箍筋采用φ8@150，在l=210cm范围内共设13道箍筋，每道箍筋有2肢，则：
A k=2×13×0.503×2400/3400=9.23 cm2。
上式中：0.503为每肢箍筋的截面积；
2400/3400为将Ⅰ级钢筋换算成Ⅱ级钢筋的换算系数。
p =[（A g＋2A k/3）/bl0]×100
=[(12.56＋2×9.23/3)/50×206]×100=0.182。
0.17（pl0/e)1/3bl0R a
=0.17×(0.182×206/35)1/3×50×206×145
=0.17×1.023×50×206×145
=259783㎏=259.78t > KN=1.55×123.2=190.96t（箍筋用量合适）。
弯起钢筋配置：
根据e/l0=35/206=0.17 >0.1，应配置弯起钢筋。
弯起钢筋的配置应满足：
A w≥2/3 A g及A w≥0.0015bl0。
A w=2/3×12.56=8.37㎝2及
A w=0.0015×50×206=15.45㎝2
取两者中的较大值A w=15.45㎝2
选用5Ф20，A w=15.70㎝2。