1、.橋面板計算一、中板計算箱梁頂板跨中厚度為 0.3m，兩腹板間板凈距為5m，腹板寬度為0.5m，箱梁腹板處承托尺寸為 0.6m×0.2m。1. 恒載內(nèi)力取 1m 板寬計算將承托面積攤于橋面板上，則計算板厚 t=30+60×20/500=32.4cm； 橋面板每延米自重為：g1=0.324×1×26=8.424kN/m；每延米橋面鋪裝荷載為：g2=0.1×1×23=2.3k N/m；所以：g= g1 +g2=8.424+2.3=10.724 N/m；(1) 計算恒載彎矩彎矩計算跨徑 L=minL0+t, L0+t,=min5+0.3,5

2、+0.5=5.3m； 故 Msg=1/8gL2=1/8×10.724×5.32=37.655kN.m。(2) 計算恒載剪力剪力計算跨徑 L= L0=5.0m；故 Qsg=1/2gL=1/2×10.724×5.0=26.81kN 。2. 活載內(nèi)力取 1m 板寬計算采用城A 級車輛荷載，車輪著地寬度為 b0×a0=0.6×0.25m； 平行于板方向的分布寬度：b=b0+2h=0.6+2×0.1=0.8m。當(dāng)單個車輪作用在跨中橋面板時，垂直板跨徑方向的荷載分布寬度為：a= a0+2h+L/3=0.25+2×0.1+5.3

3、/3=2.217m<2L/3=3.533m；取 a=3.533m，因為 a>1.2，且 a<3.6m，故 2、3 輪的荷載分布寬度發(fā)生重疊。則 a= a0+2h+L/3+d=0.25+2×0.1+5.3/3+1.2=3.417m<2L/3+d=4.733m；取 a=4.733m。先判別兩種情況下的最不利情況： 對 4 輪，p=100/(3.533×0.8)=35.38kN/m2；對 2、3 輪，p=140/(4.733×0.8)=36.97kN/m2；可得出 2、3 輪重疊時的車輪作用情況最不利。支承處垂直板跨徑方向的荷載分布寬度為：a&#

4、39;= a0+2h+t=0.25+2×0.1+0.3=0.75m(1) 計算活載彎矩按 L=5.3m 簡支梁計算，根據(jù)右圖所示的計算圖示，可計算出各參數(shù)如下：a1=4.25，a2=2.65，a3=3.25，a4=1.65； y1=1.225，y2=0.675； y3=0.608，y4=0.425，y5=0.358；所以有：p1=P/ a1b=41.18kN/m2； 同樣算得：p2=65.30kN/m2；P3=53.85kN/m2；P4=106.06kN/m2；活載彎矩計算圖示根據(jù)試算，按上圖所示的荷載布置方式所算得的跨中彎矩與結(jié)構(gòu)力學(xué)方法計算的跨中最.大彎矩值非常接近，故采用這種方

5、法計算，直觀明了。運用圖乘法計算各個輪載下的跨中彎矩值：按簡支梁計算活載跨中彎矩為：Msp= Msp1+Msp2+Msp3=36.231+28.103+25.785=90.119kN.m(2) 計算活載剪力按 L=5.0m 簡支梁計算，根據(jù)右圖所示的計算圖示，可計算出各參數(shù)如下： a1=3.65，a2=2.65，a3=1.05，a4=3.25；y1=0.660，y2=0.694，y3=0.920；y4=0.947，y5=0.259，y6=0.300；所以有：p1=P/ a1b=47.95kN/m2； 同樣算得：p2=66.04kN/m2；P3=166.67kN/m2； P4=53.85kN/m

6、2；運用圖乘法計算各個輪載下的跨中彎矩值：按 簡 支 梁 計 算 活 載 跨 中 彎 矩 為 ： 活載剪力計算圖示Qsp= Qsp1+Qsp2+Qsp3=22.589+86.724+10.176=119.489kN 3內(nèi)力組合(1). 按承載能力極限能力狀態(tài)內(nèi)力基本組合：.取沖擊系數(shù) 0.3，則M0=0 (1.2Msg+1.4Msp)=1.1×1.2×37.665+1.4×(1+0.3) ×90.119=230.137 kN.mQ0=0 (1.2Qsg+1.4Qsp)= 1.1×1.2×26.81+1.4×(1+0.3) &

7、#215;119.489=274.606 kN取橋面板跨中彎矩和支點彎矩為：0M= M=0.7M =0.7×230.137=161.096 kN.m中支0橋面板支點剪力為：Q=Q =249.642 kN中(2). 按正常使用極限能力狀態(tài)內(nèi)力短期效應(yīng)組合：M0=Msg+0.7Msp=37.665+0.7 ×90.119=100.748 kN.m取橋面板跨中彎矩和支點彎矩為：支M 中s= M=0.7M0=0.7×100.748=70.524kN.m(3). 按正常使用極限能力狀態(tài)內(nèi)力長期效應(yīng)組合：M0=Msg+0.4Msp=37.665+0.4 ×90.11

8、9=73.713 kN.m取橋面板跨中彎矩和支點彎矩為：支M 中l(wèi)= M=0.7M0=0.7×73.713=51.599kN.m4. 橋面板配筋驗算根計算，=2545mm2，按單筋截面對橋面板進行強度驗算。橋面板上下層均配置直徑為 20mm，間距為 100mm 的 HRB400 鋼筋，每米寬度內(nèi)按 10(1). 支點截面a. 抗彎承載力驗算混凝土受壓區(qū)高度 x=截面有效高度：he=hf+s×tan=0.30+0.85×1/3=0.583m 受力中心鋼筋到截面上緣距離為：as=30+20/2=40mm 故截面有效高度 h0= he- as=583-40=543mm支

9、點截面抗彎承載力 Mu=×1000××(543-/2)=440.37kN.mMu> M0=161.096 kN.m 抗彎承載力滿足要求。b. 抗剪承載力驗算Vu> V0=274.606 kN.m 截面尺寸滿足要求。Vu> V0=274.606 kN.m 僅需要按構(gòu)造配置箍筋。c. 裂縫寬度驗算C1=1.0，C2=1+0.5 Ms / Ml=1+0.5×70.524/51.599=1.683，C3=1.15；=As/b h0=2545/(1000×543)=0.00468<0.006，取 =0.006(2). 跨中截面a.

10、 抗彎承載力驗算混凝土受壓區(qū)高度 x=受力中心鋼筋到截面下緣距離為：as=30+20/2=40mm 故截面有效高度 h0= h- as=300-40=260mm跨中截面抗彎承載力 Mu=×1000×37.5×(260-37.5/2)=202.65kN.mMu> M0=161.096 kN.m 滿足要求。b. 抗剪承載力驗算Vu> V0=274.606 kN 截面尺寸滿足要求。Vu> V0=274.606 kN 僅需要按構(gòu)造配置箍筋。c. 裂縫寬度驗算C1=1.0，C2=1+0.5 Ms / Ml=1+0.5×70.524/51.599=

11、1.683，C3=1.15；=As/b h0=2545/(1000×260)=0.0098>0.006，且<0.02，取 =0.0098二、懸臂板計算1. 左側(cè)人群荷載懸臂板左側(cè)懸臂長度為 2.75m，懸臂端厚度為 20cm，懸臂根部 75cm，根部倒角為 30cm×30cm， 轉(zhuǎn)折點處厚度為 45cm。(1). 恒載內(nèi)力取 1m 板寬計算計算跨徑 L=2.75m等厚板每延米自重為：g1=0.2×1×26=5.2kN/m；等厚板每延米產(chǎn)生的彎矩：Msg1=1/2g1L2=1/2×5.2×2.752=19.663 kN.m。

12、等厚板每延米產(chǎn)生的剪力：Qsg1=g1L=5.2×2.75=14.3 kN。變厚板每延米最大自重為：g2=(0.481-0.2)×1×26=7.306kN/m；變厚板每延米產(chǎn)生的彎矩：Msg2=1/6g1L2=1/6×7.306×2.752=9.209 kN.m。變厚板每延米產(chǎn)生的剪力：Qsg2=1/2g2L=1/2×7.306×2.75=10.046 kN。承托每延米最大自重為：g3=0.3×1×26=8.4kN/m；承托每延米產(chǎn)生的彎矩：Msg3=1/6g3l2=1/6×8.4×0

13、.32=0.126 kN.m。變厚板每延米產(chǎn)生的剪力：Qsg3=1/2g3l=1/2×8.4×0.3=1.26 kN。所以：Msg = Msg 1 + Msg 2+ Msg 3=19.663+9.209+0.126=29 N/m；Qsg = Qsg 1 + Qsg 2+ Qsg 3=14.3+10.046+1.26=25.606 N/m；(2). 活載內(nèi)力取 1m 板寬計算按照城市橋梁規(guī)范，計算人群荷載為 q=3.48kPa，人群荷載布滿懸臂，故有：Msp=1/2pL2=1/2×3.48×2.752=13.159 kN.mQsp=pL=3.48×

14、;2.75=9.57kN(3). 內(nèi)力組合a. 按承載能力極限能力狀態(tài)內(nèi)力基本組合： 取沖擊系數(shù) 0.3，則M0=0 (1.2Msg+1.4Msp)=1.1×1.2×29+1.4×(1+0.3) ×13.159=66.626 kN.mQ0=0 (1.2Qsg+1.4Qsp)= 1.1×1.2×25.606+1.4×(1+0.3) ×9.57=52.959kNb. 按正常使用極限能力狀態(tài)內(nèi)力短期效應(yīng)組合：M0=Msg+0.7Msp=29+0.7 ×13.159=38.211 kN.mc. 按正常使用極限能力

15、狀態(tài)內(nèi)力長期效應(yīng)組合：M0=Msg+0.4Msp=29+0.4 ×13.159=34.264 kN.m(4). 懸臂板配筋驗算計算，=2545mm2，按單筋截面對橋面板進行強度驗算。懸臂板上層均配置直徑為 18mm，間距為 100mm 的 HRB400 鋼筋，每米寬度內(nèi)按 10 根a. 抗彎承載力驗算混凝土受壓區(qū)高度 x=受力中心鋼筋到截面上緣距離為：as=30+20/2=40mm 故截面有效高度 h0= he- as=700-40=660mm支點截面抗彎承載力 Mu=×1000××(710-/2)=580.65kN.mMu> M0=66.626k

16、N.m 抗彎承載力滿足要求。b. 抗剪承載力驗算Vu> V0=52.959kN 截面尺寸滿足要求。Vu> V0=52.959 kN 僅需要按構(gòu)造配置箍筋。c. 裂縫寬度驗算C1=1.0，C2=1+0.5 Ms / Ml=1+0.5×38.211/34.264=1.558，C3=1.15；=As/b h0=2545/(1000×660)=0.00386<0.006，取 =0.0062. 右側(cè)行車道懸臂板右側(cè)懸臂長度為 2.0m，懸臂端厚度為 27.7cm，懸臂根部 75cm，根部倒角為 30cm×30cm， 轉(zhuǎn)折點處厚度為 45cm。(1). 恒載

17、內(nèi)力取 1m 板寬計算計算跨徑 L=2.0m等厚板每延米自重為：g1=0.277×1×26=7.202kN/m；等厚板每延米產(chǎn)生的彎矩：Msg1=1/2g1L2=1/2×7.202×2.02=14.404 kN.m。等厚板每延米產(chǎn)生的剪力：Qsg1=g1L=7.202×2.0=14.404 kN。變厚板每延米最大自重為：g2=(0.481-0.277)×1×26=5.304kN/m；變厚板每延米產(chǎn)生的彎矩：Msg2=1/6g1L2=1/6×5.304×2.02=3.536 kN.m。變厚板每延米產(chǎn)生的剪力

18、：Qsg2=1/2g2L=1/2×5.304×2.0=5.304 kN。承托每延米最大自重為：g3=0.3×1×26=8.4kN/m；承托每延米產(chǎn)生的彎矩：Msg3=1/6g3l2=1/6×8.4×0.32=0.126 kN.m。變厚板每延米產(chǎn)生的剪力：Qsg3=1/2g3l=1/2×8.4×0.3=1.26 kN。所以：Msg = Msg 1 + Msg 2+ Msg 3=14.404+3.536+0.126=18.066 N/m；Qsg = Qsg 1 + Qsg 2+ Qsg 3=14.404+5.304+1

19、.26=20.968 N/m；(2). 活載內(nèi)力取 1m 板寬計算2. 活載內(nèi)力取 1m 板寬計算采用城A 級車輛荷載，車輪著地寬度為 b0×a0=0.6×0.25m； 最邊輪平行于板方向的分布寬度：b=b0+h=0.6+0.1=0.7m。當(dāng)單個車輪作用在跨中橋面板時，垂直板跨徑方向的荷載分布寬度為：a= a0+2h+2c=0.25+2×0.1+2×2=4.45m；取 a=3.533m，因為 a>1.2，且 a>3.6m，a<6m 故 1、2、3 輪的荷載分布寬度發(fā)生重疊。則 a= a0+2h+2c+d=0.25+2×0.1+

20、2×2+3.6=8.05m；先判別兩種情況下的最不利情況：對 4 輪，p=100/(4.45×0.7)=32.1kN/m2；對 1、2、3 輪，p=170/(8.05×0.7)=30.17kN/m2； 可得出 4 輪作用情況最不利。由于懸臂范圍內(nèi)只能布置一個車輪荷載，故有：(3). 內(nèi)力組合a. 按承載能力極限能力狀態(tài)內(nèi)力基本組合： 取沖擊系數(shù) 0.3，則M0=0 (1.2Msg+1.4Msp)=1.1×1.2×18.066+1.4×(1+0.3) ×20.505=64.9kN.mQ0=0 (1.2Qsg+1.4Qsp)= 1.1