V第二章設(shè)計資料與方案比選2.1.方案比選?橋梁方案比選有四項主要指標(biāo)：安全、適用、經(jīng)濟和美觀。其中以安全與經(jīng)濟為重，隨著各項事業(yè)的飛速發(fā)展，橋下凈空往往成為運輸瓶頸，至于橋梁美觀，要視經(jīng)濟與環(huán)境條件而定，并且橋位所在自然以及技術(shù)條件，要因地制宜。方案一:預(yù)應(yīng)力鋼筋混凝土簡支箱梁橋：上部結(jié)構(gòu)為單箱單室變截面箱形梁，其主要特點為受力明確、沒有多余約束，支座，位移對結(jié)構(gòu)內(nèi)力沒有影響、支座反力僅有豎向力，沒有水平力;結(jié)構(gòu)在均布荷載作用下跨中彎矩最大，撓度曲線為拋物線形式，支座處剪力最大，彎矩為0.構(gòu)造簡單、易于標(biāo)準(zhǔn)化設(shè)計，易于標(biāo)準(zhǔn)化工廠制造和工地預(yù)制，易于架設(shè)施工、維修和更換。方案二:中承式拱橋方案，拱肋軸線采用懸鏈線性，拱肋外形為等截面結(jié)構(gòu)，中承式自錨結(jié)構(gòu)，鋼管拱肋。由于橋面位置在拱的中部穿過，可以隨引橋兩端接線所需的高度上下調(diào)整，所以適應(yīng)性強。鋼管混凝土結(jié)構(gòu)中鋼管對混凝土的套箍作用使鋼管內(nèi)混凝土處于三向受力狀態(tài),提高了混凝土的抗壓強度和變形能力。采用塔架斜拉鎖法施工。拱橋的靜力特點是，在豎直荷載作用下，拱的兩端不僅有豎直反力，而且還有水平反力。由于水平反力的作用，拱的彎矩大大減少。如在均布荷載q的作用下，設(shè)計合理的拱軸，主要承受壓力，彎矩、剪力均較小，故拱的跨越能力比梁大得多。由于拱是主要承受壓力的結(jié)構(gòu)，因而可以充分利用抗拉性能較差、抗壓性能較好的石料，混凝土等來建造。方案三：裝配式鋼筋混凝土簡支T型梁橋：屬于單孔靜定結(jié)構(gòu)，受力明確；適用于中小跨徑；結(jié)構(gòu)尺寸標(biāo)準(zhǔn)化。適用性建筑高度較低，易保養(yǎng)和維護，抗震能力強，受力性能好，變形小，行車平穩(wěn)舒適，可以不受地形條件限制建筑高度較低，易保養(yǎng)和維護，抗震能力較差，受力復(fù)雜，要求地質(zhì)條件好，適用于城市橋梁屬于單孔靜定結(jié)構(gòu)，受力明確；適用于中小跨徑；結(jié)構(gòu)尺寸標(biāo)準(zhǔn)化安全性結(jié)構(gòu)剛度大，變形小，安全城市橋梁大量使用，行車方便，安全目前國內(nèi)大量使用；安全，行車方便美觀性結(jié)構(gòu)美觀，整體性好外形美觀結(jié)構(gòu)美觀，整體性好，線性簡潔經(jīng)濟性等截面形式，可大大節(jié)約模板，支架，加快建設(shè)進度，簡易經(jīng)濟施工工藝復(fù)雜，適用于城市橋梁，費用較高，維修費用低構(gòu)造簡單，施工方便，可以大量節(jié)約模板，支架，降低勞動度，縮短工期綜上所述，此次設(shè)計選用裝配式鋼筋混凝土簡支T型梁橋。2.2設(shè)計資料橋面凈寬?凈—7.5m+2×0.75m人行道?主梁跨徑和全長?標(biāo)準(zhǔn)跨徑：Ib計算跨徑:I=29.50m?主梁全長：I全=60m?設(shè)計荷載：公路Ⅱ級，人群荷載3kN/m2材料：混凝土：主梁和橋墩選用C40，其它選用C30；鋼筋：直徑時采用HRB400級鋼筋，直徑時采用HPB235級熱軋光面鋼筋。計算方法：極限狀態(tài)法。?結(jié)構(gòu)尺寸如圖2-1所示，全斷面五片主梁，設(shè)五根橫梁。圖2-1橫梁和主梁簡易圖（單位：cm）設(shè)計依據(jù)?（1）《公路橋涵設(shè)計通用規(guī)范》（JTG?D60—2004），簡稱《橋規(guī)》；?（2）《公路鋼筋混凝土及預(yù)應(yīng)力混凝土橋涵設(shè)計規(guī)范》（JTG?D62—2004），簡稱《公預(yù)規(guī)》；（3）《公路橋涵基地與基礎(chǔ)設(shè)計規(guī)范》（JTJ?024—85），簡稱《基規(guī)》。第三章主梁的計算3.1主梁的荷載橫向分布3.1.1跨中荷載彎矩橫向分布系數(shù)（按G-M法）（1）主梁的抗彎及抗扭慣鉅Ix和求主梁界面的重心位置ax圖3-1主梁截面的重心位置（尺寸單位：cm）平均板厚：?1=1ax=Ix=112T型截面抗扭慣鉅近似等于各個矩形截面的抗扭慣鉅之和，即ITx=式中，cibi表3-1矩形截面抗扭慣性矩剛度系數(shù)表b1.01.51.752.02.53.04.06.08.010.0∞c0.1410.1960.2140.2990.2490.2630.2810.2990.3070.31130.333查表可知b1t1=1.80.11=16.36,c1=0.333，故ITx=單位寬度抗彎及抗扭慣鉅Jx=IxJTx=ITx（2）橫梁抗彎及抗扭慣鉅翼板有效寬度λ計算（圖3-2）：圖3-2翼板有效高度λ（尺寸單位：cm）衡量長度取為兩邊主梁的軸線間距，即：L=4b=4×1.8=7.2(m)c=12（7.2-0.20）=3.45(m),?,=100cm,b,根據(jù)c/L比值可查附表，求得λ/c=0.442,所以：λ=0.442c=0.442×3.45=1.52(m)求橫梁截面重心位置ay:ay=2λh1橫梁的抗彎和抗扭慣鉅Iy和IIy==112112×0.3×ITy=?1b1=0.117.2=0.015<0.1,查表得c1故ITy=16×單位抗彎及抗扭慣鉅Jy和Jy=Iy/b=9.493×10?27.2JTy=ITy/b=7.773×10?37.2（3）計算抗彎參數(shù)θ和抗彎參數(shù)ɑθ=B式中：B,—橋?qū)挼囊话?；lɑ=G(J按?公預(yù)規(guī)?3.1.6條，取Gc=0.4計算荷載彎矩橫向分布影響線坐標(biāo)已知θ=0.199，查G-M圖表，可得表3-2中數(shù)據(jù)表3-2荷載彎矩橫向分布影響線系數(shù)系數(shù)梁位荷載位置B3B/4B/2B/40-B/4-B/2-3B/4-BK100.980.991.001.011.021.011.000.990.98B/41.031.031.021.040.990.970.950.920.90B/21.001.111.061.021.000.980.900.860.843B/41.231.171.101.010.980.920.890.840.80B1.351.251.121.030.970.900.860.840.78KO00.910.980.991.011.051.010.990.980.91B/41.711.591.321.201.050.870.660.420.23B/22.512.101.721.380.980.520.17-0.25-0.643B/43.292.702.101.560.980.41-0.05-0.65-1.18B4.112.712.491.730.94-0.25-0.53-1.20-1.86用內(nèi)插法求各梁位處橫向分布影響線坐標(biāo)值（圖3-3）圖3-3各梁位處橫向分布影響線坐標(biāo)值（尺寸單位：cm）1號，5號梁：k2號，4號梁：k3號梁：k,=k0（列表計算各梁的橫向分布影響線坐標(biāo)η值（表3-3）表3-3各梁的橫向分布影響線坐標(biāo)η值梁號計算式荷載位置B3B/4B/2B/40-B/4-B/2-3B/4-B1K1.2541.1861.1041.0140.9780.9160.8840.8400.796K3.4542.7022.1781.5940.9720.278-0.146-0.760-1.316K-2.200-1.516-1.074-0.5800.0060.6381.0301.6002.112(K,1?-0.295-0.203-0.144-0.0780.0010.0850.1380.2140.283K3.1592.4992.0341.5160.9730.363-0.008-0.546-1.033η=K0.7040.5000.4070.3030.1950.073-0.002-0.109-0.2072k1.0121.0781.0441.0280.9960.9760.9200.8840.864k2.1901.8961.5601.3081.0080.6600.3660.018-0.292K-1.178-0.818-0.516-0.280-0.0120.3160.5540.8661.156(K,1?-0.158-0.110-0.069-0.038-0.0020.0420.0740.1160.155K2.0321.7861.4911.2701.0060.7020.4400.134-0.137η=K0.4060.3570.2980.2540.2010.1400.0880.027-0.0273k,1=0.9800.9901.0001.0101.0201.0101.0000.9900.980k,0=0.9100.9800.9901.0101.0501.0100.9900.9800.910K0.0700.0100.0100.000-0.0300.0000.0100.0100.070(K,1?0.0090.0010.0010.000-0.0040.0000.0010.0010.009K0.9190.9810.9911.0101.0461.0100.9910.9810.919η=K0.1840.1960.1980.2020.2090.2020.1980.1960.184繪制橫向分布影響圖（圖3-4），求橫向分布系數(shù)。圖3-4荷載橫向分布系數(shù)的計算（單位：cm）按照《橋規(guī)》4.3.1條和4.3.5條規(guī)定：汽車荷載距人行道邊緣距離不小于0.5m,人群荷載取3kN/m2,人行道板以1.2kN豎向力集中作用在一塊板上。各梁橫向分布系數(shù)'公路一II級：η1汽=12η2汽=12η3汽=12人群荷載：η1人=0.796,η2人=0.401,η3人=0.186×2=0.372人行道板：η1板=0.794-0.207=0.587,η2板=0.406-0.027=0.379η3板=0.184×2=0.3683.1.2梁端剪力橫向分布系數(shù)計算（按杠桿法）公路一II級：（圖3-5）η，1汽=1η，人群荷載：（圖3-6）η，1人=1.411,η圖3-5公路一II級剪力橫向分布系數(shù)圖3-6人群荷載剪力橫向分布系數(shù)3.2作用效應(yīng)計算3.2.1永久作用效應(yīng)（1）永久荷載：假定橋面構(gòu)造各部分重力平均分配給主梁承擔(dān)，計算見表3-4。表3-4鋼筋混凝土T型梁橋永久荷載計算構(gòu)件名構(gòu)件簡圖尺寸（尺寸單位：cm）單元構(gòu)件體積及算式（m3重度（KN/m3每延米重力（KN/m）主梁 1.80×1.60-2×0.81×（1.60-0.08+0.1422525×0.466=11.65橫隔板中央|邊梁0.89×0.16+0.1520.89×0.16+0.152250.0378×25=0.950.0189×25=0.47橋面鋪裝瀝青混凝土：0.02×1.80=0.036混凝土墊層（取平均厚度9cm）:0.09×1.80=0.16223240.036×23=0.830.162×24=3.39=人行道部分緣石：2.5×0.32×0.15=0.120支撐板：2×1.04×0.22×0.15=0.069人行道板A：0.85×0.24×0.28=0.057人行道板B：0.85×0.24×0.14=0.028人行道板：0.85×0.06×2.50=0.13鑲面砧：0.85×0.02×2.50=0.043欄桿柱：1.0×0.18×0.14=0.025扶手：2×2.36×0.08×0.12=0.04523252525251825250.120×23=2.760.069×25=1.730.057×25=1.430.028×25=0.710.130×25=3.190.043×18=0.770.025×25=0.630.045×25=1.13=一側(cè)人行道部分每2.5m長時重12.35KN,1.0m長時重12.35/2.5=4.94（KN/m）。按人行道板橫向分布系數(shù)分?jǐn)傊粮髁旱陌逯貫椋?號梁，5號梁：η1板=0.587，η1板q=4.94×0.587=2.90（KN/m）2號梁，4號梁：η2板=0.379，η2板q=4.94×0.379=1.87（KN/m）3號梁：η3板=0.368，η3板q=4.94×0.368=1.82（KN/m）各梁的永久荷載匯總于表3-5表3-5各梁的永久荷載（單位：KN/m）梁號主梁橫梁欄桿及人行橫道鋪裝層合計1（5）2（4）311.6511.6511.650.470.950.952.901.871.824.224.224.2219.2418.6918.64永久作用效應(yīng)計算影響線面積計算見表3-6表3-6影響線面積計算項目計算面積影響線面積ωMω0=Mω0=3lQω0=Qω0=永久作用效應(yīng)計算見表3-7表3-7永久作用效應(yīng)計算表梁號M1/2M1/4Qqωqωqωqωqωqω1（5）2（4）319.2418.6918.64108.78108.78108.782092.932033.102027.6619.2418.6918.6481.5981.5981.591569.801524.921520.8419.2418.6918.6414.7514.7514.75283.21275.12274.382.2.2可變作用效應(yīng)（1）汽車荷載沖擊系數(shù)簡支梁的自振頻率為：mf1=π介于1.5Hz和14Hz之間，按《橋規(guī)》4.3.2條規(guī)定，沖擊系數(shù)按照下式計算：μ=0.1767lnf-0.0157=0.1442（2）公路—Ⅱ級均布荷載qk，集中荷載Pk及其影響線面積（表按照《橋規(guī)》4.3.1條規(guī)定，公路—Ⅱ級車道荷載按照公路—Ⅰ級車道荷載的0.75倍采用，即均布荷載qk=10.5×0.75=7.875KN/m,Pk表3-8公路－Ⅱ級及其影響面積ω0項目頂點位置qk（KN/mPkωMMQQll支點處l7.8757.8757.8757.875239.3239.3239.3239.3108.7881.5914.753.69可變作用（人群）（每延米）p人p人（3）可變作用效應(yīng)（彎矩）計算（表3-9～表3-11）表3-9公路—Ⅱ級產(chǎn)生的彎矩（單位KN.m）梁號內(nèi)力η（1）1+μ（2）qkω0Pkyk彎矩效應(yīng)（1）×（2）×［（3）×（4）+（5）×（6）］1MM0.5090.5091.14427.875108.7881.59239.37.3755.5311526.741145.052MM0.4560.456108.7881.597.3755.5311370.081025.823MM0.4020.402108.7881.597.3755.5311205.80904.34表3-10人群產(chǎn)生的彎矩（單位KN.m）梁號內(nèi)力η（1）P人ω0彎矩效應(yīng)（1）×（2）×（3）1MM0.7960.7962.252.25108.7881.59194.82146.132MM0.4010.4012.252.25108.7881.5998.1573.613MM0.3720.3722.252.25108.7881.5991.0568.29基本荷載組合；按《橋規(guī)》4.1.6條規(guī)定，永久作用設(shè)計值效應(yīng)與可變作用設(shè)計值效應(yīng)的分項系數(shù)為：永久荷載作用分項系數(shù)：rGi汽車荷載作用分項系數(shù)：rQ1人群荷載作用分項系數(shù)：rQj彎矩基本組合見表2-11。表3-11彎矩基本組合表（單位KN.m）梁號內(nèi)力永久荷載人群汽車r1MM2092.931569.80194.82146.131526.741145.054353.243105.842MM2033.101524.9298.1573.611370.081025.823765.543010.073MM2027.661520.8491.0568.291205.80904.343826.752870.17注：r0Ψc（4）可變荷載剪力效應(yīng)計算計算可變荷載剪力效應(yīng)應(yīng)計入橫向分布系數(shù)η沿橋跨變化的影響。通常分兩步進行，先按跨中的η由等代荷載計算跨中剪力效應(yīng)；再用支點剪力荷載橫向分布系數(shù)η，并考慮支點至L/4為直線變化來計算支點剪力效應(yīng)。剪力計算時，按照《橋規(guī)》4.3.1條規(guī)定，集中荷載標(biāo)準(zhǔn)值Pk需乘以①跨中剪力V1/2的計算（見表3-12~表3表3-12公路—Ⅱ級產(chǎn)生的跨中剪力V1/2梁號內(nèi)力η（1）1+μ（2）qkω0Pkyk彎矩效應(yīng)（1）×（2）×［（3）×（4）+（5）×（6）］123VVV0.5090.4560.4021.14427.8753.69287.160.5100.5490.0879.41表3-13人群荷載產(chǎn)生的跨中剪力（單位：KN）梁號內(nèi)力η（1）P（2）ω0彎矩效應(yīng)（1）×（2）×（3）123VVV0.7960.4010.3722.253.696.613.333.09②支點剪力V0的計算（見表3-14~表3計算支點剪力效應(yīng)的橫向分布系數(shù)的取值為：支點處按杠桿法計算的ηL/4~3L/4按跨中彎矩的橫向分布系數(shù)η支點~L/4處在η和η，圖3-8支點~L/4處在η和η，支點剪力效應(yīng)計算式為：Vd=（1+μ）式中：η活qk—相應(yīng)于莫均布活荷載作用的數(shù)值；P人群均布荷載產(chǎn)生的支點剪力效應(yīng)計算式為：Vp=式中：η，人—梁端剪力效應(yīng)計算：汽車荷載作用下如圖3-8所示，計算結(jié)果如表3-14所示。表3-14公路—Ⅱ級產(chǎn)生的支點剪力效應(yīng)計算表（單位：KN）梁號1+μη剪力效應(yīng)1+μη1231.1442287.16×1.0×0.438+7.875（29.5/2×0.509-0.75×29.5/4×（0.438-0.509）×0.5-0.25×29.5/8×（0.438-0.509）×2/3）=186.80287.16×1.0×0.5+7.875（29.5/2×0.456-0.75×29.5/4×（0.5-0.456）×0.5-0.25×29.5/8×（0.5-0.456）×2/3)=195.32287.16×1.0×0.594+7.875（29.5/2×0.402-0.75×29.5/4×（0.594-0.402）×0.5-0.25×29.5/8×（0.594-0.402）×2/3)=212.16214.74224.49243.75人群荷載作用如圖3-9，計算結(jié)果如表3-15所示。③剪力效應(yīng)基本組合（見表3-16）。由表3-16可知，剪力效應(yīng)已3號梁（最大）控制設(shè)計。圖3-9汽車荷載作用下梁端剪力表3-15可變作用產(chǎn)生的支點剪力計算表（單位：KN）梁號123公式Vdo人=η計算值121212表3-16剪力效應(yīng)組合表（單位：KN）梁號剪力效應(yīng)永久荷載人群汽車r1V283.2132.18214.74610.38V06.61100.54114.822V275.127.05222.49573.63V03.3390.0899.253V274.389.52243.75598.52V03.0979.4187.71注：r0Ψc3.3持久狀況承載能力極限狀態(tài)下截面設(shè)計配筋與驗算3.3.1配置主筋由彎矩基本組合表3-11可知，1號梁Md值最大，考慮到施工方便，偏安全地一律按1號梁計算彎矩進行配筋。主梁尺寸圖如圖3圖3-10（尺寸單位：cm）設(shè)鋼筋凈保護層為3cm，鋼筋重心至底邊距離a=10.5cm,則主梁有效高度?0bf,的取值：簡支梁Lb+2取b判斷T形截面類型：已知1號梁彎矩Mdα1受壓區(qū)高度：r0Md4353.24得：x解得：x=102mm受拉區(qū)鋼筋面積：A選836和220，As=8143+628=8771mm取c=25mm,鋼筋間距：Sn3.3.2截面復(fù)核az?0判斷T形截面類型：fcd受壓區(qū)高度：x=f正截面抗彎承載力：Mdρ=3.3.3根據(jù)斜截面抗剪承載力進行斜筋配置由表3-16可知，支點剪力效應(yīng)以1號梁最大，為偏安全設(shè)計，一律用1號梁數(shù)值。跨中剪力效應(yīng)以1號最大，為偏安全設(shè)計，一律用1號梁數(shù)值。V假定有2?36通過支點，按規(guī)定的構(gòu)造要求：a=構(gòu)造要求需滿足：r0.50介于兩者之間應(yīng)進行持久狀態(tài)斜截面抗剪極限狀態(tài)承載力驗算。斜截面配筋的計算圖示①最大剪力取距支座中心?2處截面的數(shù)值，其中混凝土與箍筋共同承擔(dān)不小于60%，彎起鋼筋（按45%②計算第一排（從支座向跨中計算）彎起鋼筋時，取用距支座中心?2③計算以后每一排彎起鋼筋時，取用前一排彎起鋼筋點處由彎起鋼筋承擔(dān)的那部分剪力值。彎起鋼筋配置計算式如圖3?11所示。圖3-11彎起鋼筋配置（單位：cm）由內(nèi)插可得：距梁高?2處的剪力效應(yīng)值VVV相應(yīng)各排彎起鋼筋位置與承擔(dān)的剪力值見表3?17。表3?17相應(yīng)各排彎起鋼筋位置與承擔(dān)的剪力值斜筋排次彎起筋距支座中心距離（m）承擔(dān)的剪力值（kN）斜筋排次彎起筋距支座中心距離（m）承擔(dān)的剪力值（kN）11.6194.3234.8113.9423.2153.6946.472.40各排彎起鋼筋的計算與截面相交的彎起鋼筋的抗剪承載能力按下式計算：r式中：fsd——彎起鋼筋的抗拉設(shè)計強度（MPaAsdθafsdθa所以相應(yīng)各排彎起鋼筋的面積AsdA式中：0.75×則各排彎起鋼筋的面積為：A彎起2?36：A，sd1彎起2?36：A，sd2彎起2?36：A，sd3彎起2?36：A，sd4彎起2?20：A，在跨中處，增設(shè)2?20輔助筋，A，sd5=628m主筋彎起后持久狀況承載能力極限狀態(tài)正截面承載力校核：2?32鋼筋的抵抗彎矩M1M2?20鋼筋的抵抗彎矩M2M跨中截面的抵抗彎矩∑M為：∑全梁抗彎承載力校核見圖3?11。圖2-11全梁抗彎承載力3.3.4箍筋配置箍筋間距的計算公式：S式中：α1α3VdP——斜截面內(nèi)縱向受拉主筋配筋率，P=100μAsvfsvξ——混凝土和鋼筋的剪力分擔(dān)系數(shù)，取0.6。選用2?8雙肢箍筋（HPB235,fsv=195MPa）,則面積Asv=101mm2;距支座中心?02處的主筋為2?36，Sv選用Sv在支座中心向跨徑方向長度不小于1倍梁高范圍內(nèi)，箍筋間距不宜大于100mm.綜上所述，全梁股價的配置為2?8雙肢箍筋；由支點至距支座中心3.2m處，Sv=100mm,其他位置則配筋率ρsv當(dāng)Sv=100mm當(dāng)Sv=180mm均大于規(guī)范規(guī)定的最小配筋率：HPB235鋼筋不小于0.183.3.5斜截面抗剪承載能力驗算：斜截面抗剪強度驗算位置為：距支座中心?2受拉區(qū)彎起鋼筋彎起點處的截面；錨于受拉區(qū)的縱向主筋開始不受力處的截面；箍筋數(shù)量或間距有改變處的截面；受彎構(gòu)件腹板寬度改變處的截面。據(jù)此，斜截面抗剪強度的驗算截面如圖3?12所示。圖3-12斜截面抗剪強度的驗算截面距支座?2截面1-1，相應(yīng)的Vd=587.44距支座中心1.6m處截面2-2（彎起鋼筋起彎點），相應(yīng)的Vd=556.94kN距支座中心3.2m處截面3-3（彎起點及箍筋間距變化處），相應(yīng)的Vd=503.50kN距支座中心4.8m處截面4-4（彎起點），相應(yīng)的Vd=450.06kN距支座中心6.4m處截面5-5（彎起點），相應(yīng)的Vd=396.62kN受彎構(gòu)件配有箍筋和彎起鋼筋時，其斜截面抗剪強度驗算公式為：γVV式中：Vcs——斜截面內(nèi)混凝土與箍筋共同的抗剪能力（kNρsvVsb——與斜截面相交普通彎起鋼筋的抗剪能力（kNAsb——斜截面內(nèi)在同一彎起平面的普通鋼筋的截面面積（m斜截面水平投影長度C按下式計算：C=0.6m式中：m——斜截面受壓端正截面處的剪跨比，m=MVh0,當(dāng)m>由C值可內(nèi)插求得各個斜截面頂端處的最大剪力和相應(yīng)的彎矩。取α1=1.0；截面1-1：截割一組彎起鋼筋，則縱向鋼筋的含筋率P=100ρ=100×VV截面2-2：截割一組彎起鋼筋，則縱向鋼筋的含筋率P=100ρ=100×VV截面3-3：截割兩組彎起鋼筋，則縱向鋼筋的含筋率P=100ρ=100VVV截面4-4：截割兩組彎起鋼筋，則縱向鋼筋的含筋率P=100ρ=100×20.36VVV截面5-5：截割兩組彎起鋼筋，則縱向鋼筋的含筋率P=100ρ=100×6.28VVV3.3.6持久狀況斜截面抗彎承載能力狀態(tài)驗算鋼筋混凝土梁斜截面抗彎承載力不足而破壞的原因，注意是由于受拉區(qū)縱向鋼筋錨固不好或者彎起鋼筋位置不當(dāng)造成的。驗算斜截面抗彎承載能力的位置，其最不利的斜截面水平投影長度按下式通過試算確定：γ式中：Vd一組（兩根）彎起鋼筋可承受的剪力：?36時，f?20時，fsdA一組（雙肢）箍筋可承受的剪力：f驗算距支座中心?2處斜截面：箍筋間距為100cm,若斜截面通過6跟箍筋。1組斜筋時（約距支座中心1.6m）:如圖3-13所示最不利的截面在1.60~1.65m間，此處最大設(shè)計彎矩：Md則：圖3-13最不利的截面x=（按規(guī)范規(guī)定，斜截面抗彎承載能力應(yīng)按下式計算：式中：ZsZsZsb——與斜截面相交的同一彎起平面內(nèi)彎起鋼筋合力點至受壓區(qū)中心點的距離，ZZsv斜截面抗彎承載能力滿足設(shè)計要求。3.4持久狀況正常使用極限狀態(tài)下裂縫寬度驗算按<<公預(yù)規(guī)>>中6.4.3規(guī)定，裂縫最大寬度按下式計算：W式中：C1——考慮鋼筋表面形狀的系數(shù)，取CC2——長期效應(yīng)影響系數(shù)，C2=1+0.5M1C3——與構(gòu)件受力性質(zhì)有關(guān)的系數(shù)，Cd——縱向受拉鋼筋的直徑，d=32mm;σssc——最外排縱向受拉鋼筋的混凝土保護層厚度，取c=3mm;d——縱向受拉鋼筋直徑；ρte——縱向受拉鋼筋的有效配筋率，取取1號梁的彎矩組合效應(yīng)相組合：短期效應(yīng)組合：Ms長期效應(yīng)組合：Ml選短期組合時，鋼筋應(yīng)力：σCEs——鋼筋彈性模量，HRB400鋼筋，EW滿足<<公預(yù)規(guī)>>中表6.4.2最大裂縫寬度限值的要求。但是還應(yīng)該滿足在梁腹高的兩側(cè)設(shè)置直徑為?6~?8的縱向防裂鋼筋，以防止產(chǎn)生裂縫。用8?8，則：As,=402m3.5持久正常使用極限狀態(tài)下?lián)隙闰炈惆?lt;<公預(yù)規(guī)>>6.5.1條和6.5.2條規(guī)定：B=M式中：S0x——換算截面中性軸距T梁頂面的距離。x按下式求解：1代入后：1化簡：x2+263x?10855=0，S全截面對重心軸的慣性矩：I全截面抗裂邊緣彈性抵抗距：WγMIcrI代入后：IBBMB=根據(jù)上述的計算結(jié)果，結(jié)果的自重彎矩為2092.93KN.m。公路—Ⅱ級可變荷載qk=7.875KN/m,Pk永久作用：f可變作用（汽車）:f可變作用（人群）:f式中：φ1—作用短期效應(yīng)組合的頻遇值系數(shù)，對汽車φ1當(dāng)采用C40~C80混凝土?xí)r，撓度長期增長系數(shù)ηθfmax第四章橫梁的計算4.1橫梁彎矩計算（用G-M法）對于具有多根內(nèi)橫梁的橋梁，由于主梁跨中處的橫梁受力最大，橫梁跨中截面受力最不利，故通常只要計算跨中橫梁的內(nèi)力，其他橫梁可偏安全地仿此設(shè)計。從主梁計算已知θ=0.199和α=0.155表4-1荷載位置出的系數(shù)系數(shù)項荷載位置b3/4b1/2b1/4b0μ-0.251-0.12000.1280.251μ-0.142-0.0490.0510.1590.278μ-0.109-0.071-0.051-0.031-0.027(μ-0.017-0.011-0.008-0.005-0.004μ-0.268-0.131-0.0080.1230.247繪制橫梁跨中截面的彎矩影響線，加載求μα圖4-1橫梁跨中截面的彎矩影響線μμμ集中荷載換算成正弦荷載的峰值計算，可采用下式：p=式中：p——正弦荷載的峰值；l——主梁計算跨徑；pixi——集中荷載p公路—Ⅱ級車輛荷載如圖4-2所示。圖4-2公路—Ⅱ級車輛荷載pp橫梁跨徑為7.2m，沖擊系數(shù)1+μ=1.1442MMMM荷載組合：因為橫梁彎矩影響線的正負(fù)面積很接近，并且是預(yù)制架設(shè)，恒載的絕大部分不產(chǎn)生內(nèi)力，故組合時不計入恒載內(nèi)力。按<<橋規(guī)>>4.1.6條，荷載安全系數(shù)的采用如下：M負(fù)彎矩組合：1.4故橫梁內(nèi)力正彎矩由汽車荷載控?。篗+=130.16(kN4.2橫梁截面配筋與驗算4.2.1正彎矩配筋把鋪裝層折算3cm計入截面，則橫梁翼板有效寬度為（圖4-3）：圖4-3橫梁翼板有效寬度（單位：cm）1/3跨徑：720按規(guī)范取小值，即b'=198cm，暫取a=8cm按<<公預(yù)規(guī)>>5.2.2條規(guī)定：r130.16化簡得：0.5x2?0.95x+0.0034=0由公式As選用4?20，As=12.569(cx=ξh驗算截面抗彎承載力：r4.2.2負(fù)彎矩配筋（圖4-4）圖4-4負(fù)彎矩配筋（尺寸單位：cm）取a=3cm，122.77化簡得：0.5x2?0.97x+0.021=0A選用2?16，A驗算截面抗彎承載力：r橫梁正截面含筋率：μμ均大于<<公預(yù)規(guī)>>9.1.12條規(guī)定的受拉鋼筋最小配筋率百分率0.20%4.3橫梁剪力效應(yīng)計算及配筋設(shè)計計算橫梁各主要截面處的剪力影響線坐標(biāo)，據(jù)此繪制影響線圖（圖4-5），加載求出η值。圖4-5橫梁各主要截面處的剪力影響線（尺寸單位：cm）經(jīng)過比較，2號梁位處截面的η汽2號梁右截面：η2號~3號梁中間：η荷載以軸重計：η剪力效應(yīng)計算：V考慮汽車組合系數(shù)，并取提高系數(shù)為1.40，則取用的剪力效應(yīng)值為：V按<<公預(yù)規(guī)>>5.2.9條和5.2.10條抗剪承載力驗算要求：γγ均大于Vdtmax4.4橫梁接頭鋼板及焊縫計算4.4.1主筋與接頭鋼筋的焊縫長度C值計算采用16錳鋼板，板厚12cm，焊縫高度取8cm，雙面焊。按規(guī)范規(guī)定，貼腳焊縫最小厚度δ=8mm。已知HRB400鋼筋σs=330Mpa,取σ焊4.4.2斜拉鋼筋面積計算并確定其錨固長度l的值橫梁接頭處剪力假定從上下兩個接頭平均分?jǐn)?，各?fù)擔(dān)一半，并計入剪力集中的影響面乘以1.40系數(shù)。以2號梁與3號梁之間的橫梁接頭處的VdV鋼筋所承受的斜拉力Z=A選?25,As=4.909c考慮到其上有鋪裝層與連接蓋板等，強度是充分的，斜拉鋼筋的錨固長度l為：l=l=4.4.3選用接頭鋼板尺寸從計算上看，需要的鋼板尺寸不大，但是為了滿足構(gòu)造要求，選用尺寸為70mm×圖4-6鋼板尺寸圖（尺寸單位:mm）4.4.4接頭蓋板計算蓋板強度計算選用4塊60mm×12mm4塊鋼板的總面積As板圖4-7鋼板的構(gòu)造示意圖（尺寸單位：mm）蓋板的焊縫計算為便于計算，做下述假定：①橫梁接頭處最大彎矩和剪力同時發(fā)生；②按等強度原理，即假定主筋應(yīng)力用足；③荷載作用在橫梁的豎直平面內(nèi)，橫梁不發(fā)生扭轉(zhuǎn)。這樣，N=4×3.14×3300=414.48（kN）;把剪力效應(yīng)移至鋼板重心處時：V則有：MN產(chǎn)生的水平方向剪應(yīng)力（由8條焊縫共同承受）：τ式中：δ——焊縫厚度（待求）。Vdτ由組合彎矩（Md+Me式中：M=γI0Iτ按規(guī)范規(guī)定：τ=160MPa,τ總δ實際焊縫厚度為δ=1.2第五章行車道板的計算計算圖示考慮到主梁翼緣板在接縫處沿縱向全長設(shè)置連接鋼筋，故行車道板可按兩端固定和中間鉸接的板計算。見圖5-1。圖5-1行車道板圖（尺寸單位：cm）5.1永久荷載及其效應(yīng)5.1.1每延米板上的恒載g瀝青混凝土層面：gC40混凝土墊層：gT梁翼緣板自重：g每延米跨寬板恒載合計：g5.1.2永久荷載產(chǎn)生的效應(yīng)彎矩：M剪力：V5.1.3可變荷載產(chǎn)生的效應(yīng)公路—Ⅱ級：以重車后輪作用于鉸縫軸線上為最不利布置，此時兩邊的懸臂板各承受一半的車輪荷載（如圖5-2）。圖5-2最不利布置(尺寸單位:cm)按照<<橋規(guī)>>4.3.1條后輪著地寬度b2及長度a2順行車向輪壓分寬度：α垂直行車方向車輪壓分布寬度：b荷載作用于懸臂根部的有效分布寬度：a=單輪時：a按照<<橋規(guī)>>4.3.2條規(guī)定，局部加載沖擊系數(shù)：1+μ=1.作用于每米寬板條上的彎矩為：M單個車輪時：M取最大值：M作用于每米寬板條上的剪力為：V5.1.4基本組合按<<橋規(guī)>>4.1.6條。恒+汽：1.2M1.2故行車道板的設(shè)計作用效應(yīng)為：M5.2截面設(shè)計、配筋與強度驗算懸臂板根部高度?=14cm,凈保護層厚度a=2cm。選用?12鋼筋，則有效高度?0?按<<橋規(guī)>>5.2.2條：γ30.05化簡得：x2?0.228驗算ξ按<<公路鋼筋混凝土及預(yù)應(yīng)力混凝土橋涵設(shè)計規(guī)范>>5.2.2條規(guī)定：fA查有關(guān)板寬1m內(nèi)鋼筋截面與間距表，當(dāng)選?12鋼筋時，需要鋼筋間距為12cm時（圖5-3），此時所提供的鋼筋截面積為：A圖5-3鋼筋間距圖(尺寸單位:cm)按<<橋規(guī)>>5.2.9條規(guī)定，矩形截面受彎構(gòu)件的截面尺寸應(yīng)符合下列要求，即：V按<<橋規(guī)>>5.2.10條規(guī)定：V故不需要進行斜截面抗剪承載力計算，僅按構(gòu)造要求配置箍筋。板內(nèi)分布鋼筋用?8，間距取25cm。承載能力驗算：fx=MM承載能力滿足要求。第六章支座計算采用板式橡膠支座，其設(shè)計按<<公預(yù)規(guī)>>8.4條要求進行。6.1選定支座的平面尺寸橡膠支座的平面尺寸由橡膠板的抗拉強度和梁端或墩臺頂混凝土的局部承壓強度來確定。對橡膠板應(yīng)滿足：σ若選定支座平面尺寸ab=20×S=l0a=20?1=19(cm),l0b5≤式中：t——中間層橡膠片厚度，取t=0.5cm。橡膠板的平均容許壓應(yīng)力為σj=10MPa,橡膠支座的剪變彈性模量Ge=1.0MPa計算時作最大支座反力為N恒=274.38kN，NN故：σσ可以選用。6.2確定支座的厚度主梁的計算溫差?T=36℃，溫度變形由兩端的支座均攤，則每一個支座承受的水平位移?l計算汽車荷載制動力引起的水平位移，首先須確定作用在每一個支座上的制動力HT。對于30米橋梁可布置一行車隊，汽車荷載制動力按《橋規(guī)》4.3.6條，為一車道上總重力的10%，一車道的荷載的總重為：7.875×29.5+239.3=471.61kN，471.61×10%=47.16kN按《公路鋼筋混凝土及預(yù)應(yīng)力混凝土橋涵設(shè)計規(guī)范》8.4條要求，橡膠層總厚度t應(yīng)滿足：不計汽車制動力時，t≥計汽車制動力時，t≥t≥選用六層鋼板，七層橡膠組成橡膠支座。上下層橡膠片厚度為0.25cm,中間成厚度為0.5cm,薄鋼板厚度為0.2cm,則橡膠片的總厚度為：t支座總厚度：?=t6.3驗算支座的偏移支座的平均壓縮δ按規(guī)范要求應(yīng)滿足δ≤0.07t梁端轉(zhuǎn)角θ為：θ驗算偏轉(zhuǎn)情況應(yīng)滿足：δ符合規(guī)范要求。6.4驗算支座的抗滑穩(wěn)定性按《公預(yù)規(guī)》8.4.3條規(guī)定，按下式驗算支座抗滑穩(wěn)定性：計入汽車制動力時：μ不入汽車制動力時：μ式中：RGk——在結(jié)構(gòu)重力作用下的支座反力標(biāo)準(zhǔn)值，即Ge——橡膠支座的剪切模量，取GFbk——由汽車荷載引起的制動力標(biāo)準(zhǔn)值，取Fμ——橡膠支座與混凝土表面的摩阻系數(shù)，取μ=0.3RckAg——支座平面毛面積，A計入汽車制動力時：Rμ1.4不入汽車制動力時：μ1.4均滿足規(guī)范要求，支座不會發(fā)生相對滑動。第七章蓋梁計算7.1設(shè)計資料設(shè)計標(biāo)準(zhǔn)及上部構(gòu)造凈－7.5m+2×0.75m人行道標(biāo)準(zhǔn)跨徑=30.00m(墩中心距離)計算跨徑=29.96m(支座中心線距離)上部構(gòu)造：鋼筋混凝土T形梁水文地質(zhì)條件：河水及水文情況：季節(jié)性洪水，河床順直，與橋位正交。工程地質(zhì)：本橋位處地址條件較好，自上而下土層為黃色人工填土、亞黏土、細(xì)砂、中砂、爍砂，底層容許承載力可達360kPa到400kPa。河流等級：不通航，河面無漂浮物。材料：混凝土：主梁和橋墩選用C40，其它選用C30;鋼筋：主筋采用HRB400級鋼筋，其他采用HPB235級熱軋光面鋼筋橋墩尺寸：圖7-1橋墩尺寸圖（尺寸單位：cm）7.2荷載計算7.2.1上部結(jié)構(gòu)永久荷載表7-1上部結(jié)構(gòu)永久荷載每片邊梁自重（KN/m）每片中梁自重（KN/m）一孔上部構(gòu)造自重（KN）每一個支座恒載反力（KN）1、5號2、4號3號5393.4邊梁1、3中梁2、4中梁319.2418.6918.64214.74224.49243.757.2.2蓋梁自重及作用效應(yīng)計算（1/2蓋梁長度）圖7-2蓋梁自重及作用效應(yīng)圖（尺寸單位：cm）見表7-2。表7-2蓋梁自重產(chǎn)生的彎矩、剪力效應(yīng)計算截面編號自重（KN）彎矩（KN·m）剪力（KN）VV1-1q1=0.6×0.6×1.4×25+0.6/2×0.35×1.4×25=12.6+3.675=16.275M1=-12.6×0.6/2-3.675×0.6/3=-3.78-0.375=-4.515-16.275-16.2752-2q2=1/2(0.6+0.35+1.3)×0.6×1.4×25=23.625M2=-0.5×1.2×1.4×25×0.6-1/2×0.7×1.2×1.4×25×1.2/3=-14.48-39.90-39.903-3q3=1.3×0.6×1.4×25=27.3M3=-0.5×1.2×1.4×25×1.3-1/2×0.7×1.2×1.4×25×(1.2/3+0.6)-27.3×0.6/2=-50.19-67.20109.204-4q4=1.3×0.6×1.4×25=27.3M4=176.4×0.6-(27.3+27.3)×1.2/2-21×1.8-14.7×(1.2/3+1.2)=11.7681.9081.905-5q5=1.3×1.8×1.4×25=81.9M5=176.4×2.4-(27.3+27.3+81.9)×3.0/2-21×3.6-14.7×(1.2/3+3.0）=93.0300q1+q2+q3+q4+q5=176.4kN7.2.3可變荷載計算（1）可變荷載橫向分布系數(shù)計算：荷載對稱布置時用杠桿法，非對稱布置時用偏心受壓法。公路－Ⅱ級a.單車列，對稱布置（圖7-3）時：圖7-3單車列可變荷載橫向分布系數(shù)圖（尺寸單位：cm）η1=η5=0η2=η4=1/2×0.5=0.25η3=1/2（0.5+0.5）=0.5b.雙車列，對稱布置（圖7-4）時：圖7-4雙車列可變荷載橫向分布系數(shù)圖（尺寸單位：cm）η1=η5=1/2×0.361=0.181η2=η4=1/2×（0.639+0.361）=0.5η3=1/2（0.639+0.639）=0.639c.單車列，非對稱布置（圖7-5）時：由，已知n=5，e=2.2，2Σa2=2(1.802+3.602)=32.40;則η1=1/5+(2.2×3.6)/32.4=0.200+0.244=0.444η2=1/5+(2.2×1.8)/32.4=0.200+0.122=0.322η3=1/5=0.200η3=1/5-(2.2×1.8)/32.4=0.200-0.122=0.078η5=1/5-(2.2×3.6)/32.4=0.200-0.244=-0.044雙車列，非對稱布置（圖7-5）時：圖7-5可變荷載橫向分布系數(shù)圖（尺寸單位：cm）已知n=5，e=0.65，2Σa2=2(1.802+3.602)=32.40;則η1=1/5+(0.65×3.6)/32.4=0.200+0.072=0.272η2=1/5+(0.65×1.8)/32.4=0.200+0.036=0.236η3=1/5=0.200η3=1/5-(0.65×1.8)/32.4=0.200-0.036=0.164η5=1/5-(0.65×3.6)/32.4=0.200-0.072=0.128人群荷載：q人=0.75×3=2.25（KN/m）a.兩側(cè)有人群，對稱布置時（圖7-6）：η1=η5=1.411η2=η4=-0.422η3=0圖7-6人群荷載橫向分布系數(shù)圖（尺寸單位：cm）b.單側(cè)有人群，對稱布置時（圖7-6）：已知n=5，e=3.6+0.525=4.125，2Σa2=2(1.802+3.602)=32.40;則η1=1/5+(4.125×3.6)/32.4=0.200+0.458=0.658η2=1/5+(4.125×1.8)/32.4=0.200+0.229=0.429η3=1/5=0.200η3=1/5-(4.125×1.8)/32.4=0.200-0.229=-0.029η5=1/5-(4.125×3.6)/32.4=0.200-0.458=-0.258（2）按順橋向可變荷載移動情況，求得支座可變荷載反力的最大值（圖7-7）圖7-7支座可變荷載反力圖（尺寸單位：cm）公路－Ⅱ級雙孔布載單列車時：B=（29.5×2×7.875）/2+239.3=471.61（KN）雙孔布載雙列車時：2B=2×471.61=943.22（KN）單孔布載單列車時：B=（29.5×7.875）/2+239.3=355.46（KN）單孔布載雙列車時：2B=2×355.46=710.92（KN）人群荷載圖7-8支座人群荷載反力圖（尺寸單位：cm）單孔滿載時：（一側(cè)）B2=2.25×0.5×1.022×29.65=34.09（KN）（一側(cè)）雙孔滿載時：（一側(cè)）B1=B2=34.09（KN）B1+B2=68.18（KN）可變荷載橫向分布后各梁支點反力（計算的一般公式為），見表7-3。表7-3各梁支點反力計算表荷載橫向分布系數(shù)公路—Ⅱ級荷載（KN）人群荷載（KN）計算方法荷載布置橫向分布系數(shù)η單孔雙孔單孔雙孔BR1BR1BR1BR1對稱布置按杠桿法算單列行車公路－Ⅱ級η1=0355.460471.610η2=0.2588.87117.90η3=0.5177.73235.80η4=0.2588.87117.90η5=000雙列行車公路－Ⅱ級η1=0.181710.32128.57943.22170.72η2=0.5355.16471.61η3=0.639453.89602.72η4=0.5355.16471.61η5=0.181128.57170.72人群荷載η1=1.41134.0948.0668.1896.20η2=-0422-14.39-28.77η3=000η4=-0.422-14.39-28.77η5=1.41148.0696.20非對稱布置按偏心受壓法計算單列行車公路－Ⅱ級η1=0.444355.46157.82471.61209.39η2=0.322113.75151.86η3=0.20071.0994.32η4=0.07827.7336.79η5=-0.044-15.64-20.75雙列行車公路－Ⅱ級η1=0.272710.32193.21943.22256.56η2=0.236167.64222.60η3=0.200142.06188.64η4=0.164116.49154.69η5=0.12890.92120.73人群荷載η1=0.65834.0922.4368.1844.86η2=0.42914.6229.25η3=0.2006.8213.64η4=-0.029-0.99-1.98η5=-0.258-8.80-17.60（4）各梁永久荷載、可變荷載反力組合計算見表7-4，表中均取用各梁的最大值，其中沖擊系數(shù)為：1+μ=1+0.1442=1.1442表7-4各梁永久荷載、可變荷載反力組合表（單位：KN）編號荷載情況1號梁R12號梁R23號梁R34號梁R45號梁R5①恒載354.32363.48386.32363.48354.32②公路Ⅱ級雙列對稱195.34539.62689.63539.62195.34③公路Ⅱ級雙列非對稱293.56254.70215.84176.99138.14④人群對稱96.20-28.770-28.7796.20⑤人群非對稱44.8629.2513.64-1.98-17.60⑥①+②+④645.86874.331075.95874.33645.86⑦①+②+⑤594.52932.351089.59901.12532.06⑧①+③+④744.08589.41602.16511.70588.66⑨①+③+⑤692.74647.43615.80538.49474.867.2.4雙柱反力Gi雙柱反力Gi表7-5雙柱反力Gi荷載組合情況計算式反力Gi組合⑥人群對稱公路－Ⅱ級雙列對稱(645.862058.17組合⑦人群非對稱公路－Ⅱ級雙列對稱(594.522083.38組合⑧人群對稱公路－Ⅱ級雙列非對稱（744.081663.71組合⑨人群非對稱公路－Ⅱ級雙列非對稱（692.741688.92由表7-5可知，偏載左邊的立柱反力最大，并由荷載組合⑦控制設(shè)計，此時反力Gi7.3內(nèi)力計算7.3.1恒載加活載作用下各截面的內(nèi)力（1）彎矩計算（圖7-9）圖7-9截面位置圖（尺寸單位：cm）截面位置見圖7-9示。為求得最大彎矩值，支點負(fù)彎矩取用非對稱布置時數(shù)值，跨中彎矩取用對稱布置時數(shù)值。按圖6-9給出的截面位置，各梁面彎矩計算式為：M①-①=0；M②-②=-R1×0.60；M③-③=-R1×1.20；M④-④=-R1×1.80+G1×0.60；M⑤-⑤=-R1×3.60+G1×2.40-R2×1.80。各種組合荷載下的各截面彎矩計算見表7-6。注意的是，表中內(nèi)力計算未考慮施工荷載的影響。表7-6各種組合荷載下的各截面彎矩計算表荷載組合情況墩柱反力（KN）梁支座反力（KN）各截面彎矩（KN·m）G1R1R2截面②-②截面③-③截面④-④截面⑤-⑤組合⑥2058.17645.86874.33-387.52-775.0372.351040.72組合⑦2083.38594.52932.35-356.71-713.42179.901181.61組合⑧1663.71744.08589.41-446.44-892.89-341.12253.28組合⑨1688.92692.74647.43-415.64-831.29-233.58394.17（2）相應(yīng)于最大彎矩時的剪力計算一般計算式為：截面①-①：V左=0,V右=-R1；截面②-②：V左=V右=-R1；截面③-③：V左=-R1,V右=G1-R1；截面④-④：V左=G1-R1,V右=G1-R1-R2；截面⑤-⑤：V左=G1-R1-R2,V右=G1-R1-R2-R3。計算值見表7-7。表7-7各截面剪力計算表荷載組合情況組合⑥組合⑦組合⑧組合⑨墩柱反力G1（KN）2058.172083.381663.711688.92梁支座反力（KN）R1645.86594.52744.08692.74R2874.33932.35589.41647.43R31075.951089.59602.16615.80各截面剪力（KN）截面①-①V左0000V右-645.86-594.52-744.08-692.74截面②-②V左-645.86-594.52-744.08-692.74V右-645.86-594.52-744.08-692.74截面③-③V左-645.86-594.52-744.08-692.74V右1412.311488.86919.63996.18截面④-④V左1412.311488.86919.63996.18V右537.98556.51330.22348.75截面⑤-⑤V左537.98556.51330.22348.75V右-537.97-533.08-271.94-267.057.3.2蓋梁內(nèi)力匯總表中各截面內(nèi)力均取表7-6和表7-7中的最大值。按表7-8可繪制內(nèi)力計算的包絡(luò)圖。表7-8蓋梁內(nèi)力匯總表截面號內(nèi)力①-①②-②③-③④-④⑤-⑤彎矩（kN·m）M自重-4.515-18.48-50.1911.7693.03M荷載0-446.44-892.89-341.121181.61M計算-4.515-464.92-943.08-329.361274.64剪力（kN）V自重左-16.275-39.90-67.2081.900右-16.275-39.90109.2081.900V荷載左0-744.08-744.081488.86556.51右-744.08-744.081488.86556.51-537.53V計算左-16.275-783.98811.281570.76556.51右-760.36-783.981598.06638.42-537.537.4截面配筋設(shè)計與承載力校核采用C40混凝土，主筋選用HRB400，22，保護層5cm（鋼筋中心至混凝土邊緣）。fcd=18.4MPa,f7.4.1正截面抗彎承載能力驗算γ0Md≤以下?、?⑤截面作配筋設(shè)計，其它截面雷同，在此不作詳細(xì)計算。已知：bh=140cm×130cm，Md=1274.64取γ0=1.0，h0=130-5=125(cm)。即：1274.64×106化簡后為：x2-2500x+98963=0解方程得：x=40.24mm=18.4×1400×40.24/330=3141.16(mm2)=31.41(cm2)用22鋼筋，其根數(shù)n=AS/AS1=31.41/3.801=8.3,實際選用10根，配筋率：μ=38.01/（140×125）=0.217%。該截面實際承載力Mu為：=330×380（1250-40.24/2）=1542.27(KN·m)>Md=1274.64(KN·m)就正截面承載能力與配筋率而言，配筋設(shè)計滿足《公預(yù)規(guī)》要求。其它截面的配筋設(shè)計如表7-9所示。表7-9各截面鋼筋量計算表截面號M(KN·m)所需鋼筋面積As(cm2)所需22（根數(shù)）實際選用含筋率（%）根數(shù)As(cm2)①-①-4.52--622.810.130②-②-464.9211.782.9830.410.174③-③-943.0823.146.11038.010.217④-④-329.368.032.1830.410.174⑤-⑤1274.6431.418.31045.620.217對比可知，原標(biāo)準(zhǔn)圖的配筋是適合的，均大于計算值。7.4.2斜截面抗剪承載能力驗算按《公預(yù)規(guī)》5.2.10條要求，當(dāng)截面符合：可不進行斜截面抗剪承載力計算，僅需按《公預(yù)規(guī)》9.3.13條構(gòu)造要求配置箍筋。式中：a2－預(yù)應(yīng)力提高系數(shù)，本例取a2=1.0；fsd－混凝土抗拉設(shè)計強度，本例取f對于①-①截面：=對于②-②截面到⑤-⑤截面：=按《公預(yù)規(guī)》5.2.9條規(guī)定：=對照表7-8Vi值，本例可按構(gòu)造要求設(shè)置斜筋與箍筋，見圖7-10所示。圖7-10斜筋與箍筋配置圖（尺寸單位：cm）7.4.3全梁承載力校核已知h0=1250mm,σs=330MPa,一根主筋22所能承受的彎矩值為:，其中Z=0.92h0=1150mm，代入后=144.2kN·m,據(jù)此繪制彎矩包絡(luò)圖和全梁承載力校核圖，如圖7-11所示。圖7-11彎矩包絡(luò)圖和全梁承載力校核圖第八章橋墩墩柱設(shè)計墩柱一般尺寸見圖8-1所示，墩柱直徑為Φ120cm,用C40混凝土，R235鋼筋。圖8-1墩柱一般尺寸圖（尺寸單位：cm）8.1荷載計算8.1.1恒載計算由前式計算得：上部構(gòu)造恒載，一孔重：5393.4kN蓋梁自重（半根梁蓋）176.40kN橫系梁重：1.00×0.7×3.6×25=63（KN）墩柱自重：3.1416×0.62×1.7×25=48.07（KN）作用墩柱底面的恒載垂直力為：N恒=1/2（5393.4+48.07）=2744.77（KN）8.1.2汽車荷載計算荷載布置及行駛情況見前述圖7-3圖7-5，由蓋梁計算得知：圖7-3單車列可變荷載橫向分布系數(shù)圖（尺寸單位：cm）圖7-4雙車列可變荷載橫向分布系數(shù)圖（尺寸單位：cm）圖7-5可變荷載橫向分布系數(shù)圖（尺寸單位：cm）（1）公路－Ⅱ級單孔荷載單列車時：B1=0，B2=355.46kN,B1+B2=355.46kN相應(yīng)的制動力:T=355.46×2×0.1=71（KN）,按《公預(yù)規(guī)》制動力不小于90kN，故取制動力為90kN。雙孔荷載單列車時：B1=116.15，B2=355.46N,B1+B2=471.16kN相應(yīng)的制動力:T=471.16×2×0.1=94（KN）,按《公預(yù)規(guī)》制動力不小于90kN，故取制動力為100kN。（2）人群荷載單孔行人（單側(cè)）：B1=0，B2=34.09KN,B1+B2=34.09KN雙孔行人（單側(cè)）：B1=B2=34.09KN,B1+B2=68.18KN汽車荷載中雙孔荷載產(chǎn)生支點處最大反力值，即產(chǎn)生最大墩柱垂直力；汽車荷載中單孔荷載產(chǎn)生最大偏心彎矩，即產(chǎn)生最大墩底彎矩。8.1.3雙柱反力橫向分布計算汽車荷載位置見圖8-1。單列車時:η1=（240+240）/480=1.0;η2=1-1=0。雙列車時：η1=(65+240）/480=0.594;η2=1-0.594=0.406。人群荷載（單側(cè)）：η1=(417.5+240)/480=1.370;η2=1-1.370=-0.370。人群荷載（雙側(cè)）：η1=η2=0.50。圖8-1雙柱反力橫向分布圖8.1.4荷載組合（1）最大最小垂直反力時，計算見表8-1表8-1可變荷載組合垂直反力計算（雙孔）編號荷載狀況最大垂直反力（kN）最小垂直反力（kN）橫向分布η1Bη1(1+μ)橫向分布η1Bη1(1+μ)1公路－Ⅱ級單列車1.000539.62002雙列車0.594614.060.406438.173人群荷載單側(cè)行人1.37053.44-0.37016.504雙側(cè)行人0.50039.010.539.01表中汽車-Ⅱ級已乘以沖擊系數(shù)，1+μ=1.1442。（2）最大彎矩時，計算見表8-2表8-2可變荷載組合最大彎矩計算（單孔）編號123荷載情況上部構(gòu)造與蓋梁計算單孔雙列車人群單孔雙側(cè)墩柱頂反力計算Bη1(1+μ)－710.32×34.09×2垂直力（KN）B1－482.7768.18B2－0－B1+B22744.74482.7768.18水平力H（KN）－45－對柱頂中心彎矩（KN·m）0.25(B1-B2)0120.7017.051.14H051.53－表8-2內(nèi)水平力由兩墩柱平均分配。8.2截面配筋計算及應(yīng)力計算8.2.1作用于墩柱頂?shù)耐饬ψ饔糜诙罩數(shù)耐饬Γㄒ妶D8-2）圖8-2墩柱頂?shù)耐饬ψ鳂I(yè)員圖（尺寸單位：cm）（1）垂直力最大垂直力：Nmax汽最小垂直力：（需考慮與最大彎矩值相適應(yīng)）由表8-2得到：Nmin（2）水平力：H=45kN（3）彎矩：Mmax8.2.2作用于墩柱底的外力NmaxNminMmax8.2.3截面配筋計算已知墩柱頂用C40混凝土，采用12Φ16HRB235,鋼筋，Ag=24.13cm2,則縱向鋼筋配筋率。由于，故不計偏心增大系數(shù)，取η=φ=1.0；雙孔荷載，按最大垂直力時，墩柱頂按軸心受壓構(gòu)件驗算，根據(jù)《公預(yù)規(guī)》5.3.1條：=15789.79（KN）>γ0滿足規(guī)范要求。單孔荷載，最大彎矩時，墩柱頂按小偏心受壓構(gòu)件驗算：Nd=3295.72（KN）Md=189.14（KN·m）e0=M故η=1.0，ηe0根據(jù)《公預(yù)規(guī)》5.3.9條偏心受壓構(gòu)件承載力計算應(yīng)符合下列規(guī)定：設(shè)g=0.88,代入數(shù)據(jù)整理得：按《公預(yù)規(guī)》提供的附錄C表C.0.2：“圓形截面鋼筋混凝土偏壓構(gòu)件正截面抗壓承載力計算系數(shù)”表，經(jīng)試算差的各系數(shù)A,B,C,D為：設(shè)ε=0.86，A=2.3047，B=0.5304,C=1.8786,D=0.9639，代入后得則：墩柱承載力滿足要求。第九章鉆孔樁計算鉆孔灌注樁直徑為1.4m，用C30混凝土，Φ16R235級鋼筋。灌注樁按m法計算，m值為5×103kN/m4(軟塑粘性土)。樁身混凝土受壓彈性模量EC=3.00×1049.1荷載計算每一根樁承受的荷載為：一孔恒載反力（圖9-1）N1=1/2×5393.4=2696.7（KN）蓋梁恒重反力N2=176.40（KN）系梁恒重反力N3=1/2×63=31.5（KN）一根墩柱恒重N4=48.07（KN）作用于樁頂?shù)暮爿d反力N恒為：N=N1+N2+N3+N4=2952.67(KN)灌注樁每延米自重q=π/4×1.42×15=23.09(KN/m)(已扣除浮力)可變荷載反力兩跨可變荷載反力：N5=614.06kN（公路－Ⅱ級）N`單跨可變荷載反力：N6=482.77kN（公路－Ⅱ級）N`制動力T=45kN，作用點在支座中心，距樁頂距離為：1/2×0.045+1.3+1.7=3.009（m）縱向風(fēng)力：風(fēng)壓取0.7×442=309.4（Pa）則由蓋梁引起的風(fēng)力：W1=1/2×2.314=1.157(KN)對樁頂?shù)牧Ρ蹫椋?/2×1.30+1.7=2.35（m）墩柱引起的風(fēng)力：W2=0.85(KN)對樁頂?shù)牧Ρ蹫椋?/2×1.7=0.85（m）橫向風(fēng)因墩柱橫向剛度較大，可不予考慮。作用于樁頂?shù)耐饬Γ▓D9-1）圖9-1作用于樁頂?shù)耐饬DNmaxNminH=45+1.157+0.85=47.01（KN·m）M=N6×0.25+T×3.009+W1×2.45+W2=482.77×0.25+45×3.009+1.157×2.45+0.85×0.95+68.18×0.25=277.33kN·m作用于地面處樁頂?shù)耐饬Γ篘max=3620.15+23.09=3643.24（KN）Nmin=3503.62+23.09=3526.71（KN）M=277.33+47.01×1.0=324.34(KN·m)9.2樁長計算由于假定土層是單一的,可由確定單樁容許承載力的經(jīng)驗公式初步計算樁長。灌注樁最大沖刷線以下的樁長為h,則:式中:U-樁周長,考慮用旋轉(zhuǎn)式鉆機,成孔直徑增大5cm,則U=?！?.45=4.56(m);τi-樁壁極限摩阻力,按表值取為50kPa,即50kN/m2-土層厚度(m);

λ—考慮樁入土深度影響的修正系數(shù),取為0.75;

m0-考慮孔底沉淀厚度影響的清底系數(shù),取為0.80;A—樁底截面積,A=πR2=1.54m2

[σ0]-樁底土層容許承載力,取[σ0]=k2-深度修正系數(shù),取k2=1.5;

γ2-土層的重度,取γ2=10.0kN/m3(已扣除浮力);

h3-一般沖刷線以下深度(m)代入得：［N］=1/2［4.56+(2.8+h)×50］+0.75×0.8×1.54［300+1.5