1、I目錄摘要: . . IAbstract . II第 1 章設計內(nèi)容及構(gòu)造布置 . 11.1設計內(nèi)容 . 11.1.1設計標準 . 11.1.2主要材料 . 11.1.3設計依據(jù) . 11.2方案比選 . 11.3橫斷面布置及主梁尺寸 . 3第 2 章主梁內(nèi)力計算 . 52.1恒載內(nèi)力計算 . 52.1.1結(jié)構(gòu)自重集度計算 . 52.1.2結(jié)構(gòu)自重內(nèi)力計算 . 52.2活載內(nèi)力計算 . 62.2.1荷載橫向分布計算 . 62.2.2汽車人群作用效應計算 . 102.3主梁內(nèi)力組合 . 182.3.1作用效應計算公式 . 192.3.2主梁內(nèi)力組合 . 19第 3 章主梁配筋計算 . 213.1

2、跨中截面的縱向受拉鋼筋計算 . 213.1.2確定簡支梁控制截面彎矩組合設計值和剪力設計值 . 213.1.3T 型截面梁受壓翼板的有效寬度 . 213.1.4鋼筋數(shù)量計算 . 213.1.5截面復核 . 223.2腹筋設計 . 233.2.1截面尺寸檢查 . 233.2.2檢查是否需要根據(jù)計算配置箍筋 . 233.2.3計算剪力圖分配 . 233.2.4箍筋設計 . 243.2.5彎起鋼筋設計 . 253.2.6斜截面抗剪承載力驗算 . 293.2.7持久狀況斜截面抗彎極限承載能力狀態(tài)驗算 . 333.3持久狀況正常使用極限狀態(tài)裂縫寬度驗算 . 333.4持久狀況正常使用極限狀態(tài)下?lián)隙闰炈?

3、. 35第 4 章橫隔梁內(nèi)力與配筋計算 . 384.1橫隔梁內(nèi)力計算 . 384.1.1確定計算荷載 . 384.1.2繪制中橫隔梁彎矩、剪力影響線 . 384.1.3截面內(nèi)力計算 . 404.1.4內(nèi)力組合 . 40II4.2橫隔梁配筋計算 . 404.2.1正彎矩配筋 . 404.2.2剪力配筋 . 41第 5 章 行車道板的計算 . 435.1 計算圖式 . 435.2 永久荷載及其效應 . 435.3 截面設計、配筋與強度驗算 . 44參考文獻 . 46致謝 . . 47I20m 簡支 T 型梁橋設計計算專業(yè)：道路橋梁 學號： 7011506020 學生姓名：劉宏 指導老師：賈巧燕摘要

4、 :本次設計為 20m 簡支 T 型梁橋的設計計算。本設計采用鋼筋混凝土 T 型梁橋，標準跨徑為 20m 計算跨徑為 19.5m，主梁為等截面 T 型梁。本文主要闡述了該橋的設計和計算過程。 首先進行橋型方案比選， 對主橋進行總體 結(jié)構(gòu)設計，然后對上部結(jié)構(gòu)進行內(nèi)力、配筋計算，再進行強度、應力及變形驗算。具體包括以下幾個部分：1.橋型方案比選；2.橋型布置，結(jié)構(gòu)各部分尺寸擬定；3.選取計算結(jié)構(gòu)簡圖；4.恒載內(nèi)力計算；5.活載內(nèi)力計算；6.荷載組合；7.配筋計算；8.截面強度驗算；9.截面應力及變形驗算；關 鍵 詞：鋼筋混凝土 T 型簡支梁橋 配筋計算 強度驗算2Abstract20 meters

5、 simply supported T-beam bridge designThis design incorporates reinforced concrete t-beams, standard span calculation for 20m, 19.5m, themain span is a prismatic beams T-beams.This article describes the design and calculation of the bridge. First bridge-type schemes, on theoverall structure of the m

6、ain bridge design, and then on the superstructure internal forces, concrete,strength, stress and deformation.These include the following sections:1. the bridge-type schemes;2. type of arrangement, structure sections size drawn up;3. Select the diagram of the calculation;4. permanent internal calcula

7、tion;5. live load force calculation;6. the load;7. for the reinforcement of the calculation;8. section strength checking;9. a section of stress and deformation checking;Key words: reinforced concrete t-beam design strength checking1第 1 章 設計內(nèi)容及構(gòu)造布置1.1設計內(nèi)容1.1.1設計標準設計車速：40km/h設計荷載：公路 n級標準跨徑：20m計算跨徑：19.

8、5m橋面凈空：凈 7m+2 x 1.5m(人行道)=10m通航要求：不通航設計洪水頻率：1/100地震峰值加速度：0.05g1.1.2主要材料鋼筋：普通受力鋼筋 HRB335 級，R235 級混凝土： C301.1.3 設計依據(jù)公路工程技術標準(JTG B01 2003)公路橋涵通用設計規(guī)范(JTG D60 2004)公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規(guī)范(JTG D62 2004)公路橋涵設計手冊(橋梁上冊)(人民交通出版社 2004.3)1.2方案比選1 比選方案的主要標準：橋梁方案比選有四項主要標準：安全，功能，經(jīng)濟與美觀，其中以安全與經(jīng)濟為重。2 主要方案(1)懸臂橋23圖 1.43

9、 .方案比選圖 1.2(3 )先簡支后連續(xù)梁T 型梁橋(4)斜拉橋4方案比選表 表 1.1懸臂橋T 形剛構(gòu)橋混凝土簡 支 T形梁橋斜拉橋適用性1.橋墩上為單 排支座，可以減 小橋墩尺寸2主梁咼度可 較小，降低結(jié)構(gòu) 自重，恒載內(nèi)力 減小超靜定結(jié)構(gòu)容易受溫 度、混凝土收縮徐變 作用、基礎不均勻沉 降等影響，容易造成 行車不順1.施工方 便。2適 合中小跨徑。3.結(jié) 構(gòu)尺寸標 準化。跨越能力大安全性1.在懸臂端與 掛梁銜接處的 撓曲線折點不 利行車。2.梁翼緣受拉，容易 出現(xiàn)裂縫，雨水 浸入梁體成為 安全隱患建國初期大量采用目前國內(nèi) 大量采用， 安全，行車 方便。1 行車平穩(wěn)2.索力調(diào)整工序 比較繁

10、復，施工技術要求咼美觀性做成變截面梁 較漂亮結(jié)構(gòu)美觀結(jié)構(gòu)美觀具有現(xiàn)代氣息，結(jié) 構(gòu)輕盈美觀。經(jīng)濟性支架昂貴，維修 費用咼造價較低，工期較短造價第二， 用鋼量大造價最高縱觀橋梁的發(fā)展，懸臂橋已經(jīng)基本不采用，由于是跨線橋，跨度不大，斜拉橋一般用于大跨度的跨海、跨河大橋，T 形鋼構(gòu)橋容易受地震等影響，以及經(jīng)過上述方案的比較，決定采用混凝土 T 形梁橋。1.3 橫斷面布置及主梁尺寸1、 主梁高度鋼筋混凝土簡支梁橋的主梁高度與其跨徑之比約在1/111/18 之間。當建筑高度不受限制時，增大梁高往往是較經(jīng)濟的方案，因為增大梁高可以節(jié)省鋼筋用量，同時梁高加大一般 只是腹板加高，而混凝土增加的用量不多。綜上所述

11、，本設計中取用1300mm 的主梁高度是比較合適的。2、主梁截面細部尺寸T 梁翼板的厚度主要取決于橋面板承受車輪局部荷載的要求，還應考慮能否滿足主梁受彎 時上翼板抗壓強度的要求。本設計預制 T 梁的翼板厚度取用 80mm，翼板根部加厚到 140mm以抵抗翼緣根部較大的彎矩，腹板厚度取為180mm。如圖 1.1 所示，全橋共由 6 片 T 型梁組成，跨中單片 T 型梁高為 1.3m，寬 1.6m ;邊主梁是 有單片 T5型梁高為 1.3m，靠橋外側(cè)的翼緣板長為 710mm,靠橋內(nèi)側(cè)的翼緣板長為 510mm ；6濕接縫設為 400mm ;橋上橫坡為雙向 1.5%，坡度由 C25 混凝土橋面鋪裝控制

12、。噴斷面-瀝育淒耀土厚 2cm(容 fi23KNm?)_C 藥混離土埜層1 蠶就容班為対 KN/m4)150700150鉄斷而圖 1.5 橫縱斷面圖7第 2 章主梁內(nèi)力計算2.1恒載內(nèi)力計算2.1.1結(jié)構(gòu)自重集度計算在計算結(jié)構(gòu)自重時，為了簡化起見，將橫梁、鋪裝層、人行道和欄桿等重量均勻分 攤給各主梁承受。人群荷載：3.0KN m2，每側(cè)的欄桿及人行道的構(gòu)件重量的作用力取5.0KN m。結(jié)構(gòu)自重集度表 2.1主梁0 08 + 0 14gi=0 18心30+(1.60 0.18)漢25=9.76KN/m2橫 隔梁對于邊主梁0.08 + 0.141.60 0.180.15 + 0.16g2=1.00

13、(-)(門Z；2 2 2X5X25/19.50 = 0.63 KN/m對于中主梁g；=2漢0.63 = 1.26KN/m橋面鋪裝層1g3= 0 02匯7 00匯23+(0.06+0.12) x 7.00 x24/6 = 3.67KN/m2欄桿和人行道g4=5疋2/6 =1.67KN/m合計對于邊主梁g=巧776 +0.63 + 3.67+1.67=16.06KN/m對于中主梁g1=聳=9.76+1.26+3.67+1.67 =16.69KN/m2.1.2 結(jié)構(gòu)自重內(nèi)力計算邊主梁結(jié)構(gòu)自重產(chǎn)生內(nèi)力表 2.2內(nèi)截面位匚;、力剪力Q(KN)彎矩M (KN m)x =0Q -16.069.5-156.6

14、2M =0lx =4-16.06它“c 它19.5、Q=-漢(19.5 _2乂)24= 78.316.0619.5乂 “門匕19.5、M =-汽-x(19.5- )244= 572.51x=一2Q =012M=-漢16.06漢19.52=763.48中主梁結(jié)構(gòu)自重產(chǎn)生內(nèi)力表 2.38內(nèi)截面力面位置 X剪力Q(KN)彎矩M(KN .m)x =016.69Q =-W162.72M =0lx =4小16.69 “L門19.5、Q =(19.5 2匯)24= 81.416.69 19.519.5、M 沆x(19.5)244= 595.01x=一2Q = 012M =-x16.69x19.52=793.

15、382.2 活載內(nèi)力計算2.2.1荷載橫向分布計算1、荷載作用于支點荷載作用于支點位置時，應按杠桿原理法計算荷載橫向分布系數(shù)。荷載作用于支點位置時，1#、2#、3#梁的荷載橫向分布系數(shù)如圖2.1 所示。12.9根據(jù)橋規(guī)規(guī)定，在橫向影響線上確定荷載沿橫向最不利的布置位置。對于汽車荷載，規(guī)定的汽車橫向輪距為1.8m，兩列汽車車輪的橫向最小間距為1.3m，車輪距離人行道緣石最少為 0.5m。 由此， 求出相應于荷載位置的影響線數(shù)標值后， 可得各梁的荷載橫向分 布系數(shù)為：1#梁汽車荷載：mqq二0375=0.18752 2人群：mr =r=1.1562#梁 汽車荷載：mq=0.5人群：mor= 03#

16、梁 汽車荷載：moq=0.5人群：mor= 0其中，2#、3#梁人行道上均沒有布載，這是因為人行道荷載引起的負反力，在考慮荷載組 合時反而會減小2#、3#梁的受力。2、荷載作用于跨中橋梁中設置剛度較大的橫隔梁，且承重的長寬比為心壓力法來計算荷載橫向分布系數(shù)g。（1）計算主梁慣性矩lx、抗扭慣性矩Itx和抗扭剛度系數(shù)1（主梁等效截面圖見圖2.2）圖 2.2 主梁等效截面圖（單位：mm）19.56 1.6二2.03 . 2，故可按偏形心坐標yc:101Itx160 1130.3015 119 183= 280 2 3X78C7n431=Gltl21L( )2EI B_1_ “ ccc0.425X2

17、80230.0787 / 19.5、211.028 ( )26651503.66X1.6表 2.4主梁數(shù)4567C1.0671.0421.0281.021t/b10.90.80.70.60.50.40.30.20.10.1C0.1410.1550.1710.1890.2090.2290.250.270.2910.3121/3# # #求1、3荷載橫向分布影響線豎標（橫向分布影響線如圖2.3）本橋各根主梁的橫截面均相等，梁數(shù)n=6,梁間距為 1.60m，則：2 2 2 2 2 2 2ai=a1a2a?a4 *5a6111：0.068：0.1，c 取b1603t2180.2910.312-= 0.

18、15，c =b21192又由，Ti二Cjbjtj3，將 T 梁劃分為兩個矩形截面進行計算。= 0.3015yc、Aiyi(11 160 65)(18 119 0)11x160 +18咒119=31.8160 11312(5.5 27.7)2(160 11)18 11931231.8218 119 = 6651503.6cm4= 0.9294抗扭剛度修正系數(shù)1#梁：1#梁在兩個邊主梁處的橫向分布影響線數(shù)標值為:11= (160 160 80)2(160 80)2802802(160 80)2(160 160 80)22=44.16m1#梁：1#梁在兩個邊主梁處的橫向分布影響線數(shù)標值為:12汽車荷

19、載：mq=丄、q二丄0.503(497.92317.92 187.927.2) = 0.425人q2q2597.92群荷載：mcr二r0503(597.9225) = 0.524597.92# #2#梁 :2梁在兩個邊主梁處的橫向分布影響線數(shù)標值為:汽車荷載：110 369mq =q(630.69 450.69 320.69 140.69) =0.389q2q2730.69人群荷載:11+P2a1n10.9294 42.0.50316ai2i 444.16a1a6ai20.9294 420.1744.1621a20.9294 4 2.426a：a2a62ai44.1610.9294 4 2.4

20、644.16= 0.369二-0.0351#梁：1#梁在兩個邊主梁處的橫向分布影響線數(shù)標值為:13mcr=r0.369(730.69 25)=0.382730.693#梁 :3#梁在兩個邊主梁處的橫向分布影響線數(shù)標值為:31aa32ai10.9294 4 0.8T -644.1636141- a3a610.9294 4 0.8亠0.01nn2644.16Z aii丄汽車荷載：110 234mqq(460.48 280.48 150.48 - 29.52) = 0.178q2q2560.48寸0.234m=r(560.48 25) = 0.244560.48圖 2.3 偏心壓力法計算橫向分布系數(shù)

21、圖示（單位：cm）2.2.2汽車人群作用效應計算1、荷載橫向分布系數(shù)匯總荷載橫向分布系數(shù)匯總表表 2.515梁號荷載位置公路一 n 級人群何載1#跨中0.4250.524支點0.1881.1562#跨中0.3890.382支點0.503#跨中0.1780.244支點0.502、均布荷載和內(nèi)力影響線面積計算均布荷載和內(nèi)力影響線面積計算表表 2.6X類截型面公路一 n 級qk(KN/m)人群qk(KN/m)影響線面積 (m2或m)M120.5X0.75=7.8753X1.5 =4.512122Q = I2=心9.52=47.53m28 8M1 47.8754.51321322。=一江一1 =-xX

22、19.5 = 35.65m216 2 16Q| 27.8754.5c11Q = xx19.5X0.5 = 2.438m2 2Q| 47.8754.5c 1 330=江|H=5.48m2 44Q07.8754.5Q=丄X19.5 =9.75m2影響線圖示表表 2.716影響線圖示*才I I集中荷載計算彎矩效應時:W5低蓄仲-5)“75込胞刑集中荷載計算剪力效應時：Pk=1.2 178.5 =214.2KN均布荷載：qk=10.5 0.75 =7.875KN.m(1)計算沖擊系數(shù)J沖擊系數(shù)的計算采用以結(jié)構(gòu)基頻為指標的方法，其計算方法為：當f：1.5HZ時， -0.05當1.5HZ _ f -14H

23、Z時，-0.1767 In f -0.0157當f 14HZ時，=0.45式中f結(jié)構(gòu)基頻(HZ)。結(jié)構(gòu)基頻的計算宜采用有限元法，對于常規(guī)結(jié)構(gòu)，可采用橋規(guī)條文說明中給出的公式截面3、公路 n級荷載組合估算。簡支梁橋的基頻計算公式如下:17，其中me =G. g式中，丨一結(jié)構(gòu)計算跨徑（m）;E一結(jié)構(gòu)材料的彈性模量N m2；Ie結(jié)構(gòu)跨中截面的截面慣性矩（m4）；me結(jié)構(gòu)跨中處的單位長度質(zhì)量Kg m；G結(jié)構(gòu)跨中處延米結(jié)構(gòu)重力（N m）;g重力加速度，g =9.81 m s2。根據(jù)以上公式，對于本橋單根主梁：8 148142A160 181300.3902m22I 2）le=0.0665m4G =0.3

24、902 25 =9.76 N mme =G g =9.76 9.81 =0.995 103Ns3. m2C30 混凝土E取3 1010N m2由于1.5HZ乞f 111 111111| i E11 1 II 1 E 1 i tS!11111 I - - | - 1ZJr)_L-mQo均=0J) - qk mj |(mmc)y-_空_ J=_CL.1-1250-1r233#梁：公路 n 級荷載作用下,24Q0均=(1 J) qkm-2(mmc)y_4.91= 1.296 1 7.875 0.178 9.75(0.0.178) 0.916 =25.09KNQ0集中=(1)mjPkyj=1.296

25、1 0.5 214.2 1 =138.8KN則公路 n 級作用下，1#梁支點的最大剪力為：Q。=Q均Q。集工25.09 138.8 =163.89KN人群荷載作用下，Qor=mcqr門-a(m-mc)qry24 9=0.244 4.5 9.75(0 0.244) 4.5 0.916 =8.24KN2圖 2.63#梁支點剪力計算圖示252.3 主梁內(nèi)力組合262.3.1 作用效應計算公式結(jié)構(gòu)重力對結(jié)構(gòu)承載能力不利時，Sud =7 1.2S自重1.4S汽車0.08 1.4S人i 4m結(jié)構(gòu)重力對結(jié)構(gòu)承載能力有利時，Sud1.0S自重1.4S汽車0.08 1.4S人i 4式中：Sud承載能力極限狀態(tài)下

26、作用基本組合的效應組合設計值（彎矩或剪力）s自重一永久作用中結(jié)構(gòu)重力效應的標準值（彎矩或剪力）；s汽，s人一相應于汽車荷載效應（含汽車沖擊力、離心力）和人群荷載效應的標準值（彎矩或剪力）。2.3.2主梁內(nèi)力組合1#梁控制設計的計算內(nèi)力確定表 2.11序號何載類別彎矩M (KN m)剪力Q(KN)梁端四分點跨中梁端跨中（1）結(jié)構(gòu)自重0572.5763.4156.60（2）汽車荷載0514.43685.4689.0569.56（3）人群何載084.06112.0829.375.749（4）1.2匯(1)0687916.08187.920（5）1.4 x0720.20959.64124.6797.3

27、8（6）0.8X1.4 x(3)094.15125.5332.896.44（7）Sud=(4) + (5)+(6)01501.352001.25345.48103.822#梁控制設計的計算內(nèi)力確定表 2.1227序號彳荷類別彎矩M (KN m)剪力Q(KN)梁端四分點跨中梁端跨中(1)結(jié)構(gòu)自重0595793.3162.70(2)汽車荷載0470.9.627.4180.0563.67(3)人群何載061.2881.712.94.19(4)1.2x(!)07.4951.96195.240(5)1.4 d.4x(3)068.6391.5014.454.69(7)氐=+(5)+(6)01441.891

28、921.82461.7693.833#梁控制設計的計算內(nèi)力確定表 2.13序號何載類別彎矩M (KN m)剪力Q(KN )梁端四分點跨中梁端跨中(1)結(jié)構(gòu)自重0595793.3162.70(2)汽車何載0215.47287.09163.8929.14(3)人群何載039.1452.198.242.67(4)1.2漢(1)0714951.96195.240(5)1.4 x (2)0301.66401.93229.4540.80(6)0.8乂1.4漢(3)043.8458.459.232.99(7)綣=+(5)+(6)01059.51412.34433.9243.7928第 3 章主梁配筋計算3.

29、1 跨中截面的縱向受拉鋼筋計算3.1.2 確定簡支梁控制截面彎矩組合設計值和剪力設計值跨中截面：Mdl2=2001.25KN mVdl2=103.82 KN1.4跨截面：Mdl4-1501.35KN m支點截面：Md。=0, Vdo=461.76KN3.1.3T 型截面梁受壓翼板的有效寬度140+80由翼板平均厚度hf二o二110mm，得可到2l 19500bf16500mm33bf2= 1600mmbf3二b 12hf=180 12 110 =1500mm故取受壓翼板的有效寬度bf= bf3= 1500mm3.1.4 鋼筋數(shù)量計算橋梁處于 i 類環(huán)境，安全等級為 n 級，結(jié)構(gòu)重要性系數(shù) =1

30、，普通受力鋼筋采用HRB335 級，箍筋采用 R235 級，由規(guī)范可知，HRB 335 級鋼筋的力學指標為：fed=13.8MPa,ftd=1.39MPa,fsd=280MPa。相對界限受壓區(qū)高度b= 0.56。彎矩設計值0Md=1 2001.25 =2001.25KN m采用焊接鋼筋骨架， 故設as=30 - 0.07h =30 0.07 1300 =121mm,則截面有效 高度為h0二h - as=1300 -121 =1179mm。Ihf1106fedbfhf(h0) =13.8 1500 110(1179)=2559.348 106N mm22二 2559.348KN 2001.25K

31、N故屬于第 n類T型截面。29由表格法設計配筋，計算過程如下：301 2001.25 106213.8 1500 11792= 1_,12：s=1_ .1 2 0.06955 = 0.0722：b=0.56x=bh0=0.0722 1179 = 85.12mm：hf= 110mm=0.0722 1500 1179138=6293.08mm2280現(xiàn)選鋼筋 6B25（外徑 28.4mm）+6B28（外徑 31.6mm）=2945+3695=6640mm2（鋼筋布置如圖 3.1），鋼筋疊高層數(shù)為 6 層，混凝土保護層厚度為30mm28mm（公稱直徑）滿足規(guī)范一 、31 6要求。鋼筋的橫向凈距Sn=

32、180 -2 30 - 256.8 40mm及1.25d = 35mm，2滿足構(gòu)造要求。3.1.5 截面復核由鋼筋布置圖可求得：3695(30+1.531.6) +2945(30+331.6 +1.5匯28.4)怖:s117.32，取2945 +3695:s=120mm，則實際有效高度h0=h-：s=1300 -120 =1180mmfcdbfhf=13.8 1500 110 =2.277KN mfsdAs= 280 6640二1. 8592 KN由于fcdbfhffsdAs，故為第 I類 T 型截面，受壓區(qū)高度oMd 23 ho=0.0695531fsdAs280：6640 x - -89.

33、82mm。故正截面抗彎承載力fcdbf13.8 1500Mu二fcdbfx(ho-彳)=13.8 1500 89.82 (1180 -= 2110.4KN m2 2Mu.0Md=2001.25KN m，又As66403.13% . 2.23%，滿足規(guī)范要求,bh0180 1180所以設計安全。3.2 腹筋設計3.2.1 截面尺寸檢查根據(jù)構(gòu)造要求，梁底層鋼筋2B28 通過支座截面，支點截面有效高度為31 6A1232h0=1300 -(30 ) = 1254.2mm，支座截面配筋s0.546%。02bh0180 1254.2支座尺寸：(0.51 x10)+：fU7bh0=0.51 X10口匯73

34、0 x180 X1254.2 =630.62KN YVd0=461.76KN跨中尺寸：(0.51X10)Hfcu,kbh0=0.51 X10 山匯 x 180 x 1180 =593.3KN =103.82KN截面尺寸符合設計要求。3.2.2 檢查是否需要根據(jù)計算配置箍筋跨中段截面：(0.510)ftdbh0=0.5 101.39180 1180 =147.62KNVdi 2=103.82KN支座截面：(0.510冷ftdbh0=0.5 10”1.39180 1254.2 =156.9KN：0Vd0= 461.76KN因0Vdi 2:(0.5 10)ftdbh0：0Vd0，故可在梁跨中段的某長

35、度范圍內(nèi)按構(gòu)造配置箍筋，其余區(qū)段按計算配置箍筋。3.2.3 計算剪力圖分配在圖 3.2 所示的剪力包絡圖中，支點處剪力計算值V。二0Vd0，跨中處剪力計算值Vl 2二0Vd l 2。32WM=（0.5 10-）ftdbhoJ47.62KN的截面距跨中截面的距離可由剪力包絡圖按比例求得，為：h=丄Vx Vl 2= 9750147.62一103.82= 1193.08mm，在l1長度2 V0_%2461.76 _103.82范圍內(nèi)可以按照構(gòu)造配置箍筋。同時，根據(jù)公橋規(guī)規(guī)定，在支座中心線向跨徑長度方向不小于一倍粱高 h =1300 mm 范圍內(nèi)，箍筋的間距最大為100 mm。圖 3.2 計算剪力分配

36、圖（尺寸單位 mm，剪力單位 KN）距支座中心線為h 2處，的計算剪力值V由剪力包絡圖按比例求得,LV_h(V-Vi 2)19500X461.76 1300(461.76 103.82)90KN一L19500-.其中應由混凝土和箍筋承擔的剪力計算值至少為0.6V=262.74KN，應由彎起鋼筋承擔的剪力計算值最多為0.4V75.16KN，則設置彎起鋼筋區(qū)段長度X可由下列方程求得:175.16x- =-n x = 4771.75mm461.76 -262.74x 6509750為:V50* 74771巧31更17上1卩期（空333.2.4箍筋設計2采用直徑為 8mm 的雙肢箍筋，箍筋面積Asv二

37、門人“=250.3 =100.6mm率p及截面有效高度h0可近似按支座截面和跨中截面的平均值取用，計算如下，跨中截面：Pi 2=3.132.5取pi2= 2.5，ho=1180mm支點截面：p0=0.564，h0= 1254.2mm則平均值分別為p =2.5+0.5641.523,h0=11804_1254.2=1217 1mm2 212：32(0.56 10)(20.6p).fcu,kAsvfsvbh。2箍筋間距Sv, ,(V )21疋1.12(0.56漢10丄)(2十0.6疋1.523)(30漢100.6燈95匯180燈217.12Sv2294.9mm取437.921箍筋間距為 290mm

38、，Sv=290mm h = 650mm及400mm，滿足規(guī)范要求。箍筋配筋率2：svA-v。60.19% 0.18%，故滿足規(guī)范要求。bsv180 290間距為 100mm時的配箍率?svAsv100.60.56% 0.18%，滿足要求。bsv180 x100綜合上述計算，在支座中心向跨徑方向的1300 mm 范圍內(nèi)，設計箍筋間距Sv= 100mm，然后至跨中截面統(tǒng)一的箍筋間距取Sv= 290mm。3.2.5彎起鋼筋設計設焊接鋼筋骨架的架立鋼筋(HRB335 )為 2B22,鋼筋重心至梁受壓翼板上緣距離為Is= 56mm。彎起鋼筋的彎起角度為45，彎起鋼筋末端與架立鋼筋焊接。為了得到每對彎起鋼

39、筋分配到的剪力，由各排彎起鋼筋的末端折點應落在前一排彎起鋼筋起點的構(gòu)造規(guī)定，來得到各排彎起鋼筋的彎起點計算位置。首先要計算彎起鋼筋上、下彎點之間垂直距離.：hi。現(xiàn)擬彎起 N1N5 鋼筋，將計算的各排彎起鋼筋彎起點截面的hi以及至支座中心在等截面鋼筋混凝土簡支梁中，箍筋盡量做到等間距布置。斜截面內(nèi)縱筋配筋百分34距離X，分配的剪力計算值Vsbi、所需的彎起鋼筋面積Asbi值列入表 3.1。35根據(jù)公橋規(guī)規(guī)定，簡支梁的第一排彎起鋼筋（對支座而言）的末端折點應位于支座中心截面處。第一排彎起鋼筋：.：hi =1300 -30 31.6 1.543 25.131.6 0.5丨 -1138.7mm交點1

40、距支座中心距離為1138.7 - 1300 2 -（30 31.6 1.5= 556.1mm所需提供的彎起鋼筋面積為：A1333.333 xVswAsb1fsdsin 45第二排彎起鋼筋:.：h2=1300 -30 31.6 2.543 25.131.6 0.5丨-1107.1mm2 點到支座中心距離為 1138.7 1107.1 = 2245.8mm交點2距支座中心距離為2245.8 - 1300 2 -(30 31.6 2.5)丨-1704.8mm分配給第二排彎起鋼筋的計算值Vsb2由比例關系得到1333.33 175.16280 0.707二1179.76mm36所需提供的彎起鋼筋面積為

41、:A1333.333 VsbiAsb2fsdsin 451333.33 157.22280 0.7072=1058.9mm第三排彎起鋼筋： :h3=1300 -30 31.6 3 0.5 28.443 25.128.4 0.5丨-1078.7mm3 點到支座中心距離為分配給第三排彎起鋼筋的計算值Vsb3由比例關系得到4771.75飛50-2245.8=注二匕4771.75175.16= 116.58KN所需提供的彎起鋼筋面積為:八1333.333漢VsbiAsb3fsdsin 451333.33 116.58280 0.707二785.21mm第四排彎起鋼筋:4771.75 650 -1138

42、.74771.75Vsb2175.16=Vsb2=157.22KN37汕4=1300 _ 13031.6 3 1.5 28.443 25.128.4 0.5丨 -1050.3mm4 點到支座中心距離為 3324.5 1050.3 = 4374.8mm384771.75 650 -3324.54771.75所需提供的彎起鋼筋面積為:Vsb4175.16Vsb4= 76.99KN心=1333.333畑fsdsin 451333.33 76.992518.5mm280 0.707第五排彎起鋼筋：.：h5=1300 -30 31.6 3 2.5 28.443 25.128.4 0.5丨=1021.9m

43、m5 點到支座中心距離為 4374.8 1021.9 = 5396.7mm交點5距支座中心距離為5396.7 - 1300 2 -(30 31.6 3 2.5 28.4)丨-4942.5mm分配給第五排彎起鋼筋的計算值Vsb4由比例關系得到4771.75 650 -4374.8 _ V$b54771.75175.16Vsb4= 38.43KN所需提供的彎起鋼筋面積為:1333.333 xVsbiAsb5fsdsin 451333.33 38.43280 0.7072=258.8交點4距支座中心距離為4374.8 1300. 2 (30 31.6 3 1.5 28.4) 1 = 3892.2mm

44、分配給第四排彎起鋼筋的計算值Vsb4由比例關系得到彎起鋼筋計算表表 3.139彎起點12345hj(mm)1138.71107.11078.71050.31021.9距支座中心距離Xj(mm)1138.72245.83324.54374.85396.7分配的計算剪力值Vsbi175.16157.22116.5876.9938.43需要的彎筋面積Asbi(mm2)1179.761058.9785.21518.5258.84可提供的彎筋面積Asbi(mm2)2B28(1232)2B28(1232)2B25(982)2B25(982)2B25(982)彎筋與梁軸交點到支座中心距離xc(mm)566.

45、11704.82813.53892.24942.5按照計算剪力初步布置彎起鋼筋如圖3.3 所示。圖 3.3 梁的彎矩包絡圖與抵抗彎矩包絡圖( (尺寸單位：mm;彎矩單位 KN m )現(xiàn)按照同時滿足梁跨間各正截面和斜截面抗彎要求，確定彎起鋼筋的彎起點位置。各排彎起鋼筋彎起后，相應正截面抗彎承載力Mui計算如表 3.2。鋼筋彎起后相應各正截面抗彎承載能力表 3.240梁區(qū)段截面縱筋有效高度h0(mm)抗彎承載力Mui(KN .m)T 型截面類型受壓區(qū)咼度x(mm)支座中心1 點2B28(1232)1254.2第 I類16.66429.781 點2 點4B28(2463)1238.4第 I類33.3

46、2842.562 點3 點6628(3695)1222.6第 I類49.981239.03 點4 點6B28+2B25(4677)1209.67第 I類63.261542.74 點5 點6B28+4B25(5659)1196.29第 I類76.551834.905 點梁跨 中6B28+6B25(6640)1182.68第 I類89.822115.34將表 3.2 的正截面抗彎承載力皿訕在圖 3.3 上用平行線表示出來，它們與彎矩包絡圖的交點分別為 n,m，由各Mui可求得 n,m到支點的距離x值，計算方法如下:19.5 ：19.524匯Iql2=2001.25和 丄qlxqx2=Mui二x=-

47、2105，具體距離8 2 2 2見圖 3.3。3.2.6 斜截面抗剪承載力驗算按公預規(guī)規(guī)定，斜截面抗剪強度驗算位置為:(1)距支座中心h2(粱高一半)處截面；(2)受拉區(qū)彎起鋼筋彎起點處的截面；(3)錨于受拉區(qū)的縱向主筋開始不受力處的截面；(4)箍筋數(shù)量或間距有改變處的截面；(5)受彎構(gòu)件腹板寬度改變處的截面。據(jù)此，本橋斜截面抗剪強度的驗算截面如圖3.4 所示。即有:41（1） 距支座h 2處的截面 1-1，相應Vd=393.2KN,M693.61KN m;距支座 1.1m 處的截面 2-2（彎起鋼筋彎起點），相應Vd=375.2KN，Md=850.14KN m；距支座 2.2m 處的截面 3

48、-3（彎起點及箍筋間距變化處），相應Vd=334.6KN，Md=1168.84KN m；距支座 3.3m 處的截面 4-4（彎起鋼筋彎起點），相應Vd=295.0KN，Md=1430.5KN m；距支座 4.3m 處的截面 5-5（彎起鋼筋彎起點），相應Vd=256.4KN，Md=1635.83KN m；距支座 5.4m 處的截面 6-6（彎起鋼筋彎起點），相應Vd=218.9KN，Md=1792.24KN m；圖 3.4 驗算截面圖（長度單位：mm,剪力單位KN,彎矩單位KN m）42距支座 8.55m 處的截面 7-7（彎起點及箍筋間距變化處），相應V =147.62KN,Md=2003.

49、59KN m。此時的Vd,Md為計算的通過斜截面頂端正截面內(nèi)的最大剪力和相應于上述最大剪力時 的彎矩。最大剪力在計算出C 值后，可內(nèi)插求得；相應的彎矩可從按比例繪制的彎矩圖上量取。按公預規(guī)規(guī)定：受彎構(gòu)件配有箍筋時，其斜截面抗剪強度驗算公式為：oVd _VcsVsbVsb=0.75 10” fsdAsbsin*Vcs - - V 30.45 10bh。（2 0.6p）S sv式中：Vcs斜截面內(nèi)混凝土與箍筋共同的抗剪能力（KN）；?sv箍筋的配筋率；Vsb與斜截面相交的普通彎起鋼筋的抗剪能力（KN ）2Asb斜截面內(nèi)在同一彎起平面的普通彎起鋼筋的截面面積（mm）。為簡化計算，斜截面水平投影長度C

50、 近似取h0（可用平均值），即:C二丄(1180 1254.2) = 1217.1mm2斜截面 1-1：=0.56%，則Vcs1=1.0 1.1 0.45 10 180 1217.1. (2 0.56 0.6) 30 0.0056 195 =405.35KNVsb1=0.75 10 280 1232 0.707 =182.92KNVcs1Vsb =405.35 182.92 =588.27KN0Vd=393.2KN截割一組彎起鋼筋，則縱向鋼筋含筋率p =100卜-1001232180 1217.1=0.5643Tsv=0.56%，則Vcs2=1.0 1.1 0.45 10；180 1217.1

51、 (2 0.56 0.6). 30 0.0056 195 =405.35KNVsb2=0.75 10J280 1232 0.707 =182.92KNVcs2Vsb2=405.35 182.92 =588.27KN .0Vd=375.2KN斜截面 3-3 :截割一組彎起鋼筋，則縱向鋼筋含筋率p =100=1000.36180217.1 =0.19%，貝UVcs31.0 1.1 0.45 10 180 1217.1. (20.36 0.6) 30 0.0019 195 =229.96KNVsb3=0.75 10280 785.21 0.707 = 116.58KNVcs3Vsb3=251.95

52、116.58 =368.53KNoVd=334.6KN斜截面 4-4 :518 5截割一組彎起鋼筋，則縱向鋼筋含筋率P =100：、=1000.241800217.1V=0.19%，則Vg4=1.0 1.1 0.45 10 180 1217.1. (2 0.24 0.6) 30 0.0019 195 =226.2KNVsb4=0.75 10；280 518.5 0.707 = 108.89KNVcs4Vsb4=226.2 108.89 =335.09KNVd= 295.0 KN斜截面 5-5 :截割一組彎起鋼筋，則縱向鋼筋含筋率p =100： =100258豈0.12180H217.1V=0.

53、19%，則Vg5=1.0 1.1 0.45 10 180 1217.1. (20.12 0.6) 300.0019 195 =222.36KNVsb5=0.75 10”280 258.84 0.707 = 54.35KN斜截面 2-2 :截割一組彎起鋼筋，則縱向鋼筋含筋率=100卜=1001232180 1217.1= 0.5644Vcs5Vsb5= 222.36 54.35 =276.71 KN0Vd= 256.4 KN斜截面 6-6 :45VCs6=1.0 1.1 0.45 10；180 1217.1. (2 0.12 0.6) . 30 0.0019 195 =222.36KNV =22

54、2.36KN .0Vd=218.9KN斜截面 7-7 :258 84截割一組彎起鋼筋，則縱向鋼筋含筋率p =100亍=1000.12180X1217.1 =0.56%，貝UV37=1.0 1.1 0.45 10 180 1217.1. (2 0.12 0.6)“300.0056 195 =381.76KNVcs7=381.76 KN 0Vd=147.62KN3.2.7 持久狀況斜截面抗彎極限承載能力狀態(tài)驗算鋼筋混凝土梁斜截面抗彎承載能力不足面破壞的原因，主要是由于受拉區(qū)縱向鋼筋錨固不好或彎起鋼筋位置不當而造成。根據(jù)設計經(jīng)驗，如果縱向受拉鋼筋與彎起鋼筋在構(gòu)造 上注意按規(guī)范構(gòu)造要求配置，斜截面抗彎

55、承載能力可以得到保證而不必進行驗算。3.3 持久狀況正常使用極限狀態(tài)裂縫寬度驗算按公預規(guī)規(guī)定，最大裂縫寬度按下式計算：時，取=0.02，當：0.006時，取=0.006。C1鋼筋表面形狀系數(shù)，對光圓鋼筋，C1二1*4，對帶肋鋼筋，C1-1.0；C2作用（或荷載）長期效應影響系數(shù)，C2 =10.5NrNs，其中Nl和Ns分別為按作用（或荷載）長期效應組合和短期效應組合計算的彎矩值或軸力值；截割一組彎起鋼筋，則縱向鋼筋含筋率：?sv =0.19%，則=100匸=100258.84180 1217.1= 0.12Wtk-C1C2C3Es0.28 10式中：縱向受拉鋼筋配筋率,bh(bf-b)hf，對

56、鋼筋混凝土構(gòu)件,46C3與構(gòu)建形式有關的系數(shù)，C3=1.0；d 縱向受拉鋼筋A的直徑，取d =28mm ；47二SS鋼筋應力，按下式計算：Msss_ 0.87 Ash0；bf構(gòu)件受拉翼緣寬度;hf構(gòu)件受拉翼緣厚度。5HRB335 級鋼筋彈性模量Es=2.0 105MPa0.87 6640 101180 10短期效應組合：mMs = 5自重0.7S汽(不計沖擊力)1.os人i 4=763.4 0.7 685.46 1.296112.08 =1245.71KN m長期效應組合：mM1 = 6自重04S汽(不計沖擊力)04S人i 4= 763.4 0.4 685.46 1.2960.4 112.08

57、 =1019.79KN m取1#梁的彎矩效應組合:含筋率:A6640=1.856%48選短期效應組合時，鋼筋應力:I245./I4-2C2 =10.5NNs.10.5 1019791245.71中規(guī)定：在一般正常大氣條件下，鋼筋混凝土構(gòu)件受彎構(gòu)件不超過最大裂縫寬度的要求。但是，還應滿足：在梁腹高的兩側(cè)設置直徑為A3A3 的縱向防裂鋼筋，以防止產(chǎn)生裂縫。A 3 018若用 6A8,則As = 3.018cm2,Js0.0013，介乎 0.00120.002 之間，可bh 18漢130行。bho(bfb)hf180 1180 (1500 -180) 100Wtk=1.0 1.409 1418.27

58、 102.0 108(30 28)(0.28 10 0.01856)=0.16mm：0.2mm滿足公預規(guī)SS 0.87 Ash493.4 持久狀況正常使用極限狀態(tài)下?lián)隙闰炈愎窐蛄轰摻罨炷潦軓潣?gòu)件，在正常使用極限狀態(tài)下的撓度，可根據(jù)給定的構(gòu)件剛度 用結(jié)構(gòu)力學的方法計算。鋼筋混凝土構(gòu)件受彎構(gòu)件的剛度可按下列公式計算：Bo式中：B開裂構(gòu)件等效截面的抗彎剛度;Bo全截面的抗彎剛度，Bo=O.95Eclo；Bcr開裂截面的抗彎剛度，Bcr二Eclcr；Mcr開裂彎矩，皿“二ftkWo；構(gòu)件受拉區(qū)混凝土塑性影響系數(shù)，=2So.W；So全截面換算截面重心軸以上（或以下）部分面積對重心軸的面積矩;Wo換算

59、截面抗裂驗算邊緣的彈性抵抗矩;Io全截面換算截面慣性矩；Icr開裂截面換算截面慣性矩。E2疋io5n鋼筋彈性模量與混凝土彈性模量之比，ns4=6.667Ec3心0 x換算截面中性軸距 T 梁頂面的距離。x按下式求解：1212bix (bib)(x t) - nAs(ho-x) =02 2代入后：121216O x -(16O18)(x 11) -6.667 66.4O (118 x)=O2 29x22OO4.689X-6O828.3 =O解方程得：x =27.O56cm = 27O.56mm”11O丄” 27O.5611OSo=16OO 11O (27O.56)(27O.56-11O) 18O

60、 ()2 2= 37938 1o72.3202 1o6=4.0258 1o7mm3Mcr(1M7Mcr50全截面對重心軸的慣性矩I。=6.65 1010mm4全截面抗裂邊緣彈性抵抗矩：W0=1。(h0_x0) =6.65 1010. (1180 270.56) =7.31 107mm3= 2S0W0=2 4.0258 1077.31 107=1.101578McrftkW。=1.1015 1.78 7.31 10 =1.433 10 N mm開裂截面的的慣性矩Icr按下式計算：21313Icr=nAs(h0-X)2b1X3-(b1-b)(x-t)333代入后：21600313Icr=6.667