空心板计算书
先张空心板施工计算书
先张空心板施工计算书单束控制应力强度为1302Mpa 公称面积为140mm2 单束控制应力F=1302×106Pa×140×10-6㎡=182.28×103N=182.28kN下料长度为71.8m 受拉长度为71.6m弹性模量:E=203.3GMa 公称面积:A=140mm225T千斤顶回归方程：y=0.198x-0.51号250T千斤顶回归方程：y=0.0212x+0.52号250T千斤顶回归方程：y=0.0207x+0.4中板计算：边板计算：单束控制应力强度为1302Mpa 公称面积为140mm2弹性模量E=203.3Gpa单束控制应力张拉至δcon时 F=1302×106Pa×140×10-6㎡=182.28×103N=182.28KN 张拉至0.1δcon时 F=182.28kN×0.1=18.23kN张拉至0.2δcon时F=182.28kN×0.2=36.46kN预应力计算：每中板有12束预应力钢绞线，单束拉力为0.1δcon时总拉力为：F=18.23×12=218.76kN单束拉力为0.2δcon时总拉力为：F=36.46×12=437.52kN单束拉力为δcon时总拉力为：F=182.28×12=2187.36kN每边板有14束预应力钢绞线，单束拉力为0.1δcon时总拉力为：F=18.23×14=255.22kN单束拉力为0.2δcon时总拉力为：F=36.46×14=510.44kN单束拉力为时总拉力为：F=182.28×14=2551.92kN油表读数计算：中板计算中板初应力张拉至0.1δcon时所用25T千斤顶回归方程为y=0.198x-0.5油表读数为y=0.198×18.23-0.5=3.11Mpa中板底座对称，两千斤顶受力相同当初应力张拉完成后总拉力F=218.76kN两千斤顶受力为109.38kN1号250T千斤顶回归方程为：y=0.0212x+0.5=0.0212×109.38+0.5=2.82 Mpa2号250T千斤顶回归方程为：y=0.0207x+0.4=0.0207×109.38+0.4=2.66 Mpa当使用两250T千斤顶张拉至0.2δcon总拉力F=437.52两千斤顶受力为218.76kN1号250T千斤顶回归方程为：y=0.0212x+0.5=0.0212×218.76+0.5=5.14 Mpa2号250T千斤顶回归方程为：y=0.0207x+0.4=0.0207×218.76+0.4=4.93Mpa当用两250T张拉至δcon时总拉力F=2187.36kN两千斤顶受力为1093.68kN1号250T千斤顶回归方程为：y=0.0212x+0.5=0.0212×1093.68+0.5=23.69 Mpa2号250T千斤顶回归方程为：y=0.0207x+0.4=0.0207×1093.68+0.4=23.04 Mpa边板计算当张拉至0.1δcon时 F=18.23kN 总拉力P=18.23×14=255.22两千斤顶受力均衡f1=255.22÷2=127.61kN f2=255.22÷2=127.61kN1号250T千斤顶读数为： 2号250T千斤顶读数为：y1=0.0212×127.61+0.5=3.21MPa y2=0.0207×127.61+0.4=3.04MPa当张拉至0.2δcon时 F=36.46KN 总拉力P=510.44f1=510.44÷2=255.22kN f2=510.44÷2=255.22kN1号250T千斤顶读数为： 2号250T千斤顶读数为：y1=0.0212×255.22+0.5=5.91MPa y2=0.0207×255.22+0.4=5.68MPa当张拉至δcon时 F=182.28kN 总拉力P=2551.92f1=2551.92÷2=1275.96kN f2=2551.92÷2=1275.96kN1号250T千斤顶读数为： 2号250T千斤顶读数为：y1=0.0212×1275.96+0.5=27.55MPa y2=0.0207×1275.96+0.4=26.81MPa下料长度及伸长量计算：下料长度L1= 台座长度+固定端钢横梁厚度+张拉段前横梁厚度+张拉段后横梁厚度+两端锚固长度+千斤顶长度=70+0.4+0.4+0.4+0.1×2+0.4=71.8m锚固长度L3=0.1×2=0.2m受拉长度L2=L1-L3=71.6m△L=PL/EAP为钢绞线所受拉力L为钢绞线受拉长度E为钢绞线弹性模量A为钢绞线公称面积△L为钢绞线伸长量当张拉至0.2δcon时P=36.46KN △L2=92mm当张拉至δcon时P=182.28KN △L3=459mm张拉过程中测量伸长量L`=△L+△L1△L为从初应力张拉至最大拉应力的实测伸长量，△L1为从0.1δcon张拉至0.2δcon时测量伸长量台座抗倾覆计算：G：混凝土重力：2500×5.72×10/1000=143kNL：取1/4台座长71.5/4=17.87mN：取14束钢绞线拉力 N=1339.2×140×14/2=1312kNe1：0.2mK=（143×17.87）/（0.2×1312）=9.7≥1.5 局部承载力计算：本台座由C30混凝土浇注 N ≤fc ·A+f`y ·A`sN=1339.2×140×14/2=1312kNfc=15N/mm 2 A=400×400=160000mm 2f ´y=310N /mm 2 A ´s=1900mm2fc ·A+f`y ·A`s=（15×160000+310×1900）/1000=24589kN>1312kN预应力钢绞线位置偏差计算： 构件最小边长为55cm ，最小边长4%为 55×4%=2.2cm=22mm>5mm 位置偏差采用5mm 钢横梁计算：（一） 刚度计算：1张拉时相当于受力图：a 取：1.4mb 取：0.95m L 取：2.35m 边板槽数值2、计算挠度公式：f=Fb （3C 2-4b 2）/48EI ≤0.23㎝ F 取值：2624kN E ：204MPa I:惯性距 I=2I 1+2I 2+2I 3I 1=18644.5（cm ）2I 2=bh 3/12+a 2A=48615（cm ）2 I 3=bh 3/12=7145（cm ）2 I=148809（cm ）2f=2624×1.4×8.72/（48×204×1000×14.9）=0.2mm<2mm （二）、抗剪计算：σ=F/A ≤[σ]=100MPa F=1562kN A 取0.064m 2F/A=24MPa ≤[σ]=100MPa钢横梁满足使用要求。
空心板设计计算书
第Ⅰ部分上部结构I、设计资料一、设计标准及材料标准跨径：16m 计算跨径：15.56m桥面净宽： 9+2×0.5m 设计荷载：汽—20，挂—100 材料：预应力钢筋：Φ15.24（7Φ5.0）钢铰线，后张法施工。
非预应力钢筋：Ⅰ钢筋和Ⅱ级螺纹钢筋混凝土：空心板为R40号，空心板铰逢为R30号；桥面铺装为R 30号沥青砼；栏杆、人行道采用R30号砼;二、构造与尺寸图1-1 桥梁横断面（尺寸单位：cm）三、设计依据与参考书《结构设计原理》叶见曙主编，人民交通出版社《桥梁计算示例集》（梁桥）易建国主编，人民交通出版社《桥梁工程》（1985）姚玲森主编，人民交通出版社《公路桥涵标准图》公路桥涵标准图编制组，人民交通出版社《公路桥涵设计规范（合订本）》(JTJ021-85)人民交通出版社《公路砖石及混凝土桥涵设计规范》（JTJ022-85）II、上部结构的设计过程一、毛截面面积计算（详见图1-2）A h =99×90－30×63－∏×31.52－（3×3＋7×7＋12×7） =4688.28cm 2 (一)毛截面重心位置全截面静距：对称部分抵消，除去下部3cm 后1/2板高静距 S=2[5×7/2（2/3×7＋14.5＋14）+3×8×（21＋14.5＋8/2）＋2×8/2（14.5＋21＋8/3）]＋99×3×（43.5＋3/2） =3667.5＋13365 =17032.5cm 3铰面积：A 铰=2×（1/2×7×5＋1/2×2×8＋3×8）=99cm 2 毛面积的重心及位置为：d h =17032.5/4688.28=3.63cm (向下)则重心距下边缘的距离为：14＋18＋14.5－3.63=42.87cm 距上边缘距离为：90－42.87=47.13cm 铰重心对除去下部3cm 后1/2板高的距离：d 铰=3667.5/99=37.05cm(二)毛截面对重心的惯距每个挖空半圆(图1-3)面积：A ′=1/2×∏×R 2=1/2×3.14×182=508.68cm2 重心：y=4R/(3×∏)=4×18/(3×3.14)=7.64cm半圆对自身惯距：I=I I-I －A ′y 2=3.14×184/8－508.68×7.642=41203.08－29691.45=11511.63cm 4O y O I I图1-3由此可得：Ih=99×903/12＋99×90×3.632－2[36×293/12＋36×29×3.632]－4×11511.63－2×508.68×[（7.64＋29/2＋3.63）2＋（7.64＋29/2―3.63）2]―2（1/12×83×3＋1/36×2×83＋1×5×73/36）－99×（37.05＋3.63）2=4723333.21cm4二、内力计算（一）、永久荷载（恒载）作用下1.桥面系安全带、栏杆：单侧为6.25kN/m桥面铺装：2×（0.06+0.15）/2×4.5×23=21.74 kN/mg1= (6.25×2+21.74)/10=3.43 kN/m2.铰和接缝：g2=(99+1×90)×10-4×24=0.45 kN/m3.行车道板：g3=4688.28×10-4×25=11.72 kN/m恒载总重力：g=g1+g2+g3=3.43+0.45+11.72=15.6kN/m恒载内力计算见表1-1。
普通钢筋混凝土空心板设计计算书
钢筋混凝土空心板设计计算书一、基本设计资料1、跨度和桥面宽度（1）标准跨径：20m（墩中心距）。
（2）计算跨径：19.3m。
（3）桥面宽度：净7m+2×1.5m（人行道）=8.5m。
2、技术标准（1）设计荷载：公路—Ⅱ级，人行道和栏杆自重线密度按照单侧8KN/m计算，（2）人群荷载取3KN/㎡。
（3）环境标准：Ⅰ类环境。
（4）设计安全等级：二级。
3、主要材料（1）混凝土：混凝土空心简支板和铰接缝采用C40混凝土；桥面铺装上层采用0.04m沥青混凝土，下层为0.06厚C30混凝土。
沥青混凝土重度按23KN/m³计算，混凝土重度按25KN/m³计。
（2）钢材采用HPB235，HPB335钢筋。
中板截面构造及尺寸（单位：cm）二、计算空心板截面几何特性1、毛截面面积计算()2111124702162555505503586307.32222A cmπ⎡⎤=⨯+⨯⨯-⨯⨯⨯++⨯+⨯⨯+⨯⨯=⎢⎥⎣⎦全截面对12板高处的静矩为：12311111255(355)555(3555)250(351550)232231285351053758.3323h S cm ⎡=⨯⨯⨯⨯-⨯+⨯⨯-⨯-⨯⨯⨯--⨯⎢⎣⎤⎛⎫-⨯⨯⨯--⨯= ⎪⎥⎝⎭⎦铰缝的面积为：()2220.5555550.53500.558765j A cm cm =⨯⨯⨯+⨯+⨯⨯+⨯⨯=毛截面重心离12板高的距离为：123758.330.66307.32h S d cm A === 铰缝重心到12板高的距离为：123758.33 4.913765h j j S d cm A === 2、毛截面惯性矩计算铰缝对自身重心轴的惯性矩为：333324555035855576522 4.91339726.0436*******j I cm ⎡⎤⎛⎫⨯⨯⨯⨯=⨯⨯++++⨯=⎢⎥ ⎪⎝⎭⎣⎦空心板截面对其重心轴的惯性矩为：()342224641247032124700.62160.6219863.02765 4.9130.612642.295010I cmcm ππ⎡⎤⎛⎫⨯⨯=+⨯⨯-⨯+⨯⨯-⨯-⨯+⎢⎥ ⎪⎝⎭⎣⎦=⨯ 空心板截面的抗扭刚度可简化为下图所示的箱型截面进行近似计算抗扭刚度为：2222641244104517.01121011251112104191920T b h I cm h b t t t⨯⨯===⨯⨯⎛⎫⎛⎫⨯++++⎪ ⎪⎝⎭⎝⎭三、主梁内力计算1、永久作用效应计算（1）空心板自重（一期结构自重）： 416307.321025/15.768/G kN m kN m -=⨯⨯=（2）桥面系自重（二期结构自重）：1）本设计人行道和栏杆自重线密度按照单侧8KN/m 计算。
13m空心板计算书
跨径13米预应力混凝土空心板结构分析一、基本资料：上部构造采用跨径13米预应力混凝土空心板，下部构造为柱式墩台，钻孔灌注桩基础，桥面连续。
设计荷载：公路—Ⅱ级。
计算跨径：12.50米桥面宽度：0.375+7.25+0.375＝8米。
空心板采用C50级预应力混凝土。
预应力筋为1x7标准型φS15.2低松弛钢绞线，其抗拉强度标准值f pk=1860 MPa。
边板设计配束为11根，中板设计配束为9根。
全部钢束合力点至空心板下缘距离，边板为49mm，中板为45mm。
二、计算假定：1．上部构造预应力混凝土空心板桥面连续，每一跨仍作为简支空心板桥；仅全桥水平力计算时考虑桥面的连续作用。
2．护栏考虑其横向分配，按横向铰接板法计算，边板0.439，中板0.243；桥面铺装按各板计算；护栏和桥面铺装作为二期恒载加载于空心板。
不考虑桥面铺装参与结构受力。
3．活载计算考虑其横向分配，按横向铰接板法计算荷载横向分配系数。
4．计算时未考虑空心板纵向普通钢筋的抗拉和抗压作用。
5．主梁砼比重采用26kN/m3，企口缝及桥面铺装砼比重采用25 kN/m3。
三、空心板结构计算(一)．截面几何特性：1. 截面几何尺寸：2. 毛截面几何特性：毛截面几何特性注：A0—毛截面面积；S0—毛截面对底边静矩；y0—毛截面形心轴，y0 = S0 / A0；I0—毛截面惯性矩。
3. 换算截面几何特性：换算截面几何特性注：A p—预应力筋面积；αEP—预应力筋与混凝土弹性模量之比；A np—预应力筋换算面积，A np = n p×A pa p—预应力筋合力点到底边的距离；注：L0 —计算跨径；I—空心板截面抗弯惯性矩；I T —空心板截面抗扭惯性矩，I T = 4 b2 h2/ ( b/t1 + b/t2 + 2h/t3 ) ；边板扭矩计算注：t—悬臂段平均厚度；b—悬臂段长度；I T —悬臂段抗扭惯性矩，I T = cb t3；(2)．横向分布系数计算采用桥梁博士软件，跨中按铰接板法、支点按杠杆法计算。
20米空心板计算书
1、 设计资料 （一）设计荷载 本桥设计荷载等级确定为汽车荷载（公路— I级），人群荷载为3.5KN/m2 （二）桥面跨径及净宽 标准跨径：Lk=20m 计算跨径：L=19.50 m 桥面净宽：净—9.0+2×0.75m 主梁全长： 19.96m。 （三）主要材料 1．混凝土 采用C50混凝土浇注预制主梁，栏杆和人行道 板采用C30混凝土，C30防水混凝土和沥青混凝土 磨耗层；铰缝采用C40混凝土浇注，封锚混凝土也 使用C40；桥面连续采用C30混凝土。 2．钢筋 普通钢筋主要采用HRB335钢筋，预应力钢筋 为钢绞线。 3．板式橡胶支座 采用三元乙丙橡胶，采用耐寒型，尺寸根据计 算确定。 （四）施工工艺 先张法施工，预应力钢绞线采用两端同时对称 张拉。
39.79 2.05 39.95 1.27 40.09 1.13 40.37 1.04 40.62 1.01
注：上表中的汽车内力值没有计入冲击系数。 （三）内力组合 公路桥涵结构设计按承载能力极限状态和正常使 用极限状态进行作用效应组合。 1．承载能力极限状态效应组合(组合结果见表8) 2．正常使用极限状态效应组合 （1） 作用短期效应组合 组合结果见表9。 （2）作用长期效应组合 组合结果见表7。
号 0.0103131.45 137.6 137.75123.45104.06 89.76 77.6169.5264.43 62.4 998.03 板 4 号 0.0103110.03114.18123.45127.63116.39 100 86.7977.6172.4969.46998.03 板 5 号 0.0103 92.76 96.85 104.06116.39123.57114.36 100 89.7682.6479.58999.97 板
空心板计算书
空心板计算书一、台座结构形式确定1、确定台座形式台座形式选择考虑的因素有：生产数量和设施期限，安全适用，经济合理，质量有保证，操作简便，可控性好，便于支拆模板方便。
槽式台座受力简单，施工方便，因为是槽型结构，便于覆盖养生，便于支、拆模板和养生。
而且槽式台座传力柱作为平放在张拉台面上的水平梁，在横梁的作用下，成为轴心受压构件，能够承受较大的张拉应力，传力柱的长度一般都在100m左右，符合本次工程要求。
结合本次设计的工程概况条件，最终通过质量、安全、以及力学验算，根据该桥场地和工期及梁的数量，确定采用槽式张拉台座进行空心板的预制。
2、确定台座内部净宽台座内部净宽即传立柱之间净距，计算用公式为b= b1 + 2b2，式中：b———台座内部净宽；b1———空心板底模宽度；b2———传立柱内侧面与底模间的距离。
则台座内部净宽=(梁宽)1.24m+(工作空位)0.5m×2=2.24m；取2.3m底板两侧各留50cm的宽度，完全可以满足支、拆模板的要求。
3、确定台座长度台座长度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(4) 空心板端头之间距离L3其中空心板长度L1为最大斜交空心板两端头的距离，张拉台座由中间标准段和两端楔形块段组成，同时考虑到所生产空心板最大夹角，10m板为40°，13板为45°，16m板为30°，示意图见下，由此取：10m板台座长度7.12m+2×2.1m=11.32m13m板台座长度9.92m+2×2.3m=14.52m16m板台座长度13.44m+2×1.8m=17.04m台座长计算公式：L = nL1 + 2L2 + (n - 1) L310m板：台座长L =9×11.32m+2×1m+8×1m=111.88m13m板：台座长L =7×14.52m+2×1m+6×1m=109.64m16m板：台座长L =6×17.04m+2×1m+5×1m=109.24m台座长度一般为100m左右，台座过长，穿束时很不方便，且预应力筋下垂挠度大，对预应力有一定影响。
空心板计算书
空心板计算书编制：徐焱审核：清华大学土建工程承包总公司2008.1.一、18600X23400双向板（按0边固支4边简支计算）1、3（1）截面尺寸空心板剖面如上图：板厚h，轻质管高f、宽d，管中心距板底h1，区隔之间肋宽e1，区隔之内肋宽e2。
轻质管细部构造放大如右图，f1、f2、d1、d2所示为截面变化处控制点尺寸。
轻质管纵向长为L1，轻质管纵向间距为L2。
横向每一区格宽b1、毛面积A1、毛惯性矩为I1，每（2）惯性矩，Ii为单元总惯性矩。
对于矩形Ji=bh3/12，三角形Ji=bh3/36。
单根轻质管面积Ak=d*f-4*ΣAoi，轻质管总面积Aksum=Ak*n，混凝土净面积An=A1-Aksum，轻质管惯性矩Ik= d*f3/12-4*Σii。
根据面积相等、惯性矩相等的原则，将轻质管折算为等效的矩形截面：由XY=Ak、XY3/12=Ik,求得：Y=2(3*Ik/Ak)1/2, X=Ak/Y。
上、下翼缘折算厚度分别为：h上=h-h1-Y/2, h下=h1-Y/2，折算腹板宽为：bw=b1-X，净肋面积矩Mn=M-Mk，中性轴距下边缘距离y1=Mn/An，中性轴距上边缘距离y2=h-y1 总截面对中性轴的惯性矩It=I1+A1*(h/2-y1)2，轻质管对中性轴的惯性矩，2工字型截面换算惯性矩：I=In*1000/b1，每米腹板宽：b'=b2*1000/b1上、下翼缘分别取上、下混凝土最小厚度，肋宽为管纵向间距为L2。
每一区格工字型截工字型截面换算惯性矩：I=In*B/b1，腹板宽：b'=b2*B/b1（4）计算平均截面几何特征实际设计布管方式如下图所示，因此可将此板看作各向同性板，单位宽度(1000mm)内其截面折算面积A和惯性矩I为两个方向的平均值，并根据已求出的A、I值，按前面相同的公式（为了确定双向板弯矩分配系数，需要计算两个方向跨度比。
与实心板相比较，同样截面高度的空心板刚度要降低，但弯矩分配的规律是一致的，按折减后的刚度同样可以计算出跨中挠度。
20m空心板计算书
一、空心板纵向静力计算结果（不增加分隔带）1.1计算模型纵向静力计算采用平面杆系理论，以主梁轴线为基准划分结构离散图。
根据荷 载组合要求的内容进行内力、应力计算，验算结构在施工阶段、运营阶段内力、应 力及整体刚度是否符合规范要求。
全桥共划分43个节点，42个单元，2个永久支撑元。
结构离散图见下图。
结构离散图1.2正常使用极限状态承载能力验算1、正截面抗弯承载能力验算的正截面抗弯承载力。
m0S ud 0( Gi S GikQ1 S Q1k i 1 正截面抗弯承载能力应符合在承载能力极限状态下,弯矩组合设计值小于对应 c Qj S Qjk )j 2由上图所示结果可知，空心板各截面的抗弯承载力均满足规范要求。
1.3正常使用极限状态抗裂性验算1、正常使用极限状态主梁正截面抗裂性验算箱梁设计按照全预应力混凝土构件进行，按《公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范》JTGD62-2004第6.3.1条关于全预应力混凝土现浇构件的规定进行验算。
对于预应力混凝土A类构件，正截面混凝土拉应力应符合以下要求:作用短期效应组合下g—c pc <0.7f ik= 1.855 Mpa作用长期效应组合下C—C pc <0作用短期效应组合混凝土主梁正应力包络图由以上计算的应力结果包络图可知：空心板跨中下缘出现0.8MPa的拉应力,因此，短期效应组合作用下，混凝土主梁的正截面抗裂性验算满足规范要求。
由以上计算的应力结果包络图可知：空心板各截面均未出现拉应力，因此，长期效应组合作用下，混凝土主梁的正截面抗裂性验算满足规范要求。
1.4持久状况主梁应力验算按《公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范》JTGD62-2004第7.1.5条关于未开裂混凝土构件的规定进行验算。
使用阶段预应力混凝土受弯构件在标准值组合下由以上计算结果可知：持久状况下，混凝土主梁上缘的最大压应力为4.6MPa下缘的最大压应力为6.6MPa均小于16.2MPa满足相关规范要求。
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空心板计算书一、台座结构形式确定1、确定台座形式台座形式选择考虑的因素有：生产数量和设施期限，安全适用，经济合理，质量有保证，操作简便，可控性好，便于支拆模板方便。
槽式台座受力简单，施工方便，因为是槽型结构，便于覆盖养生，便于支、拆模板和养生。
而且槽式台座传力柱作为平放在张拉台面上的水平梁，在横梁的作用下，成为轴心受压构件，能够承受较大的张拉应力，传力柱的长度一般都在100m左右，符合本次工程要求。
结合本次设计的工程概况条件，最终通过质量、安全、以及力学验算，根据该桥场地和工期及梁的数量，确定采用槽式张拉台座进行空心板的预制。
2、确定台座内部净宽台座内部净宽即传立柱之间净距，计算用公式为b= b1 + 2b2，式中：b———台座内部净宽；b1———空心板底模宽度；b2———传立柱内侧面与底模间的距离。
则台座内部净宽=(梁宽)1.24m+(工作空位)0.5m×2=2.24m；取2.3m底板两侧各留50cm的宽度，完全可以满足支、拆模板的要求。
3、确定台座长度台座长度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(4) 空心板端头之间距离L3其中空心板长度L1为最大斜交空心板两端头的距离，张拉台座由中间标准段和两端楔形块段组成，同时考虑到所生产空心板最大夹角，10m板为40°，13板为45°，16m板为30°，示意图见下，由此取：10m板台座长度7.12m+2×2.1m=11.32m13m板台座长度9.92m+2×2.3m=14.52m16m板台座长度13.44m+2×1.8m=17.04m台座长计算公式：L = nL1 + 2L2 + (n - 1) L310m板：台座长L =9×11.32m+2×1m+8×1m=111.88m13m板：台座长L =7×14.52m+2×1m+6×1m=109.64m16m板：台座长L =6×17.04m+2×1m+5×1m=109.24m台座长度一般为100m左右，台座过长，穿束时很不方便，且预应力筋下垂挠度大，对预应力有一定影响。
同时为满足工期需要，考虑到经济性，根据以上分析，拟采用110m长台座。
4、确定台座宽度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。
台座宽度的确定要根据以下两方面：台座内部净宽b和传立柱宽度b1。
本预制场设9槽张拉台座。
台座宽B=nb+b1=9×2.3m+10×0.7=27.7m因传力梁与固定与固定横梁相接触位置做成扩大的喇叭形，端头固定横梁长度定为28m。
5、台座布置共设9个张拉台座槽，10m板共4槽，每槽设8个张拉台座；13m板共3槽，每槽设6个张拉台座；16m板共2槽，每槽设5个张拉台座。
每个张拉槽长度均为110m，南北两端各有一个重力墩横梁。
二、台座结构设计和验算1、设计要求张拉台座是先张法施加预应力的主要设备之一，它承受预应力筋在构件制作时的全部张拉力。
因此，张拉台座必须在受力后不倾覆、不移动、不变形。
槽式张拉台座由传立柱、横向连系梁、端部重力墩、底板及端部横梁构成。
具体要求如下：（1）张拉台座要有足够的强度、刚度和稳定性，要能承受需要的最大张拉控制应力。
（2）在要求工期内完成全部板梁的预制工作。
（3）空心板梁每根钢绞线的张拉控制应力为σcon=1302Mpa。
（4）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。
（5）横梁须有足够的刚度，受力后挠度应不小于2mm。
2、传立柱的设计2.1 传立柱尺寸和标号考虑到受力合理和模板的制作方便，轴心受压构件的截面形式做成边长接近的矩形，先确定传立柱截面尺寸为：70cm（宽）×65cm（高）。
受压构件正截面承载力受混凝土的强度影响比较大，为了充分利用混凝土承压，节约钢材，减小构件截面尺寸，受压构件采用较强的混凝土，一般设计中常用的混凝土强度等级为C20～C40，本传立柱混凝土强度选用C30。
2.2设计数据预应力钢绞线采用标准的270 级φ15.2的低松弛高强度钢绞线，标准强度：Kby=1860Mpa公称截面积：Ai=140mm2张拉控制应力：σk=0.7Kby=1302Mpa表4.1 张拉控制应力表2.3 台座验算考虑因素传力柱在钢绞线受拉状态下为受压构件，因此构件尺寸需满足受压承载力的要求，但同时传立柱比地面高出的距离不宜太大。
虽然太高对台座受力较有利(因能减少压杆长细比和偏心距)，但太高会对钢筋安放、支模和浇筑混凝土等带来不便。
根据以往经验，传立柱高度拟设为截面为矩形的构件。
高度为65cm，宽度为70cm。
同时在靠近固定端横梁部位，将传立柱的高度由65cm增加到90cm，以增大该处的截面尺寸，优化受力状态。
本张拉台座为槽式台座，同时为安全考虑，端头固定横梁为类似重力墩结构。
同时横向上每隔7m设置一道横向连系梁，增大台座整体稳定性。
（1）在钢绞线处于绷紧状态下，传立柱与固定横梁共同参与受力，以抵抗张拉力带来的倾覆弯矩。
（2）传立柱达到承载力最大值并受压损坏以固定横梁倾覆为前提。
（3）固定横梁倾覆以传立柱受压损坏为前提。
在验算时，根据固定横梁在受拉状态下达到倾覆平衡点时的张拉力值进行分析，判断张拉台座在最不利工况下的抵抗倾覆、传立柱受压的能力。
然后根据抗倾覆能力及抗压强度对台座张拉工况进行合理安排。
2.4 传立柱配筋钢筋混凝土受压构件中纵向受力钢筋的作用是与混凝土共同承担外荷载引起的内力，防止构件突然的脆性破坏，减小混凝土不均匀质性的影响。
传立柱内设置4φ16 钢筋。
主筋保护层厚度取50mm。
箍筋采用φ10钢筋，在传立柱中部，箍筋间距采用30cm，在靠近横梁处的传力柱端部，加密箍筋为20cm间距。
2.5 传立柱轴向承载力图4.1 传立柱断面及配筋示意图钢绞线中心与空心板底距离为57mm，根据施工图纸及台座设计,纵向力作用在偏离传立柱形心向上165mm处，属偏心受压。
根据《混凝土结构设计规范》（GB50010-2010）中对矩形截面偏心受压构件正截面受压承载力的规定对传立柱进行受力计算。
2.5.1计算参数宽度b×高度h=700×650mm；受拉区、受压区纵向普通钢筋的保护层厚度a s= a s’=50mm;采用C30混凝土，抗压强度设计值f c=14.3N/mm²；钢筋选用HRB400级，f y=f y’=360 N/mm²;主筋选用4根Φ16mm钢筋，截面面积A s=A S’=804mm²；构件的计算长度l 0=7m 2.5.2 求e i 、η、e （1）a i e e e +=0 其中e i ——_初始偏心距e 0——轴向压力对截面重心的偏心距，取e 0=165mma e ——附加偏心距偏心受压构件的正截面承载力计算时，应计入轴向压力在偏心方向存在的附加偏心距a e ，其值应取 20mm 和偏心方向截面最大尺寸的 1/30 两者中的较大值。
20mm ＞mm 7.213065030==h，因此取21.7mm 求得a i e e e +=0=165+21.7=186.7mm （2）偏心距增大系数η 因03＜77.106507000h l ＜50==，需考虑纵向弯曲对偏心距的影响。
矩形截面偏心受压构件的偏心距增大系数可按下列公式计算：2120140011ζζη⎪⎪⎭⎫⎝⎛+=hl h e oi 式中 0l —— 构件的计算长度，按规范表5.3.1注取用或按工程经验确定，本计算可近似取偏心受压构件相应主轴方向上下支撑点之间的距离l 0=7m ；i e ——轴向力对截面重心轴的偏心矩；0h —— 截面有效高度；h —— 截面高度；1ζ—— 荷载偏心率对截面曲率的影响系数，取1ζ=1.02ζ—— 构件长细比对截面曲率的影响系数。
取2ζ=1.0则η=0.10.165070006007.1861400112⨯⨯⎪⎪⎭⎫ ⎝⎛⨯+=1.266＞1.0 （3）偏心距ee ——轴向压力作用点至纵向受拉普通钢筋和受拉预应力筋的合力点的距离a h e e i -+=2η=506507.186266.1-+⨯=511.4mm 2.5.3 判别大小偏压判断条件：若03.0h e i ≤η，按小偏压情况计算； 若03.0h e i >η，按大偏压情况计算；考虑附加偏心距及偏心距增大系数后的轴向力对截面重心的偏心距为i e ηmm 4.2367.186266.1=⨯=i e η0.3 0h =0.3×600=180mm ＜236.4mm 且界限偏心率：=600533.07003.140.12650（）2804360（5.0）600533.0650（600533.07003.140.15.0⨯⨯⨯⨯-⨯⨯⨯⨯+⨯-⨯⨯⨯⨯⨯⨯=215mm ＜i e η其中cus y 1E f 1εβξ+=bb ξ——相对界限受压区高度；1β——系数，当混凝土强度等级不超过C50时，1β取0.80；s E ——钢筋的弹性模量，2×105；cu ε——非均匀受压时的混凝土极限压应变，按照以下公式计算：()5ck cu 1050f 0033.0-⨯--=εf ck 为C30混凝土的轴线抗压强度标准值20.1MPa ； 由以上公式得：b ξ=0.533 所以该传立柱为大偏心。
2.5.4 求轴心承载力设计值N 0矩形截面偏心受压构件正截面受压承载力应符合下列规定s y s y c A f A f bx f N -+≤''10α=bx f c 1α ⎪⎭⎫ ⎝⎛'-+⎪⎪⎭⎫⎝⎛-≤s s y c a h A f x h bx f e N 0''0102α 其中1α——混凝土强度调整系数；f c ——抗压强度设计值，f c =14.3N/mm²； x ——等效矩形应力图形的混凝土受压区高度； f y ’——钢筋抗拉强度设计值； A S ’ ——钢筋截面面积；a s ——受拉区、受压区纵向普通钢筋的保护层厚度 N 0= 1.0 × 14.3 × 700 * x = 10010 xN 0 e ()506008043602600*x *7003.140.1-⨯⨯+⎪⎪⎭⎫⎝⎛-⨯⨯=x整理得5005x ²- 886886x – 159192000 = 0 求得x = 288mm代入得N 0 = 2882880N = 2883KN即单个传立柱所能承受的偏心轴向承载力最大为2883KN 。