桥梁工程课程设计报告简支T梁Word格式文档下载.docx
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③号梁：
计算第三期恒载：
栏杆和人行道
计算①号主梁：
6×
2/5=2.4
计算②号主梁：
计算③号主梁：
全部荷载汇总如下：
可得简直梁桥的基频：
1.2、恒载力计算
根据公式
̅（）/（）D_
1.3、惯性矩计算
A1=0.22m2A2=0.2680m2
Y1=0.055mY2=0.78m
形心位置
3利用平行移轴公式
IC1=
1.4、冲击系数计算
根据《公路桥涵设计通用规》（JTGD60--2004）中第4.3.2条规定，当1.5Hz14Hz时，，则可得冲击系数如上表：
桥面车行道为9.0m宽，双车道不折减，故。
1.5、计算各主梁横向分布系数
画出如下图。
根据公式：
车辆荷载：
人群荷载：
得出横向分布系数，如下表
简支梁控制截面力影响线面积。
见下表
1.6、计算活载力
根据公式
计算公路——I级荷载的跨中弯矩
计算人群荷载跨中弯矩
mcr
pr
ω
M1/2r1（kN·
m）
①号梁
0.7
3
30
63
②号梁
0.45
40.5
③号梁
0.2
18
计算车道活载跨中截面最大剪力
计算人群跨中剪力
计算支点截面车道荷载最大剪力
绘制车辆荷载和人群荷载横向分布系数沿桥方向的变化图形以及支点剪力影响线如下图所示：
其中荷载横向分布系数变化区段的长度：
变化区段附加三角形荷载重心处的剪力影响线坐标为：
计算如下表
按照力组合的方法列表计算如下
2、正截面设计
2.1、T形梁正截面设计：
正截面弯矩M=2452.24kN·
m，混凝土强度设计值：
fc=14.3N/mm2，bf‘=2000mm，hf’=175mm，as=65mm，α1=1，h0=h-as=1450-65=1385mm，ζb=0.550，HRB335钢筋，fy=280N/mm2
判定T形截面类型
∵M=2452.24kN·
m≤α1fcbf‘hf’（h0-hf’/2）
=1×
14.3×
2000×
175×
（1385-87.5）=6493.99kN·
m
∴为第一类T形截面
按bf×
h的单筋矩形截面计算As
as=M/α1fcbf‘h02=2452.24×
106/1×
13852=0.0447
ζ=1-=1-=0.0457
x=ζh0=0.0457×
1385=63.2645<
ζb=0.518×
1385=95.83
γs=0.5（1+）=0.5×
1.954=0.977
求As：
As=M/fyh0γs=2452.24×
106/280×
1385×
0.977=6472.33mm2
选择钢筋直径和根数
选用4排2*40,As=8143mm2>
6472.33mm2
钢筋净间距：
Sn=200-2×
40-2×
20×
2-2×
8=64>
25且>
d=40mm，可以。
验算基本公式适用条件
X=Asfy/α1fcbf
=8143×
280/（1×
2000）
=79.72mm<
ζbh0=0.518×
1385=95.83mm，可以。
ρmin=MAX（0.2%，0.45ft/fy=0.45×
335/300）=0.21%
ρ=As/bh0=6434/（200×
1385）=2.94%>
h/h0ρmin=0.22%，可以。
2.2、斜截面设计
据《公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规》JTJD62—2004第5.2.9条：
r0Vd≤0.51·
bh0
支点位置：
γ0Vd<
0.51×
10-3×
×
0.2×
103×
1.385×
103=773.77kN
1/2位置：
γ0V1/2<
满足设计要求
检查是否需要根据需要计算配置箍筋
据《公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规》JTJD62—2004第5.2.9条：
跨中位置：
γ0V<
1.43×
200×
1385=202.01kN
γ0V<
通过计算，截面不满足不进行斜截面抗剪承载力验算的要求，截面需
先选定箍筋直径为Φ12
截面不满足不进行斜截面抗剪承载力验算的要求，截面需进行配箍。
取离支点（h为梁高）处的剪力设计值，将分为两部分，其中不少于60%由混凝土和箍筋共同承担；
不多于40%由弯起钢筋承担。
按以下方法法求得:
支点剪力设计值，跨中剪力设计值
自支点至跨中的剪力递减坡度
离支点处剪力设计值
设支点有混凝土和箍筋共同承担的剪力设计值，按60%取用，其值为
在支点由弯起钢筋承担的剪力设计值，按40%取用，其值为：
据《公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规》JTJD62—2004第5.2.11条：
先选定箍筋直径为Φ12，得到
箍筋间距取200mm，但按《规》第9.3.13条规定，在支座中心向跨径方向长度相当于不小于一倍梁高围，箍筋间距不应大于100mm
相应弯起钢筋位置与承担剪力见下表
斜筋排次
弯起点距支座中心距离（m）
承担的剪力值（KN）
1
1.1
222.59
3.3
148.95
2
2.2
185.77
4
4.4
112.13
各排弯起钢筋截面面积按《规》以下公式计算
第一排承受离支点中心处的剪力设计值,
钢筋截面面积
按《规》第9.3.11条，受拉区弯起钢筋的弯起点，应设在按正截面抗弯承载力计算充分利用该钢筋强度截面以外不应小于处；
同时，弯起钢
筋可在按正截面受弯承载力不需要该钢筋截面面积之前弯起，但弯起钢筋与梁中心线的交点应位于按计算不需要该钢筋的截面之外。
箍筋布置如下：
按《规》第9.3.13条，自支点一倍梁高围，间距为100mm；
自一倍梁高长度处至第三排斜钢筋下端处，间距为200mm.
持久状况正常使用极限状态计算
由《公路桥涵设计通用规》（JTGD60-2004）第4.1.7条得出：
作用长期效应组合：
=1123.5×
0.4+40.5×
0.4+788.79=1254.39kN·
作用短期效应组合：
0.7+40.5+788.79=1615.74kN·
板梁的最大裂缝宽度验算:
据《公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规》JTJD62—2004第6.4.3条，最大裂缝宽度计算公式:
C1=1.0，C2=1+0.5×
1254.39/1615.74=1.39，C3=1.15
挠度验算:
钢筋混凝土受弯构件的恒载和活载挠度，可用结构力学方法计算，一般不需考虑混凝土徐变和收缩的影响。
但当恒载占全部荷载的大部分时，则以考虑混凝土徐变的影响为宜。
对于恒载，其跨中挠度为：
对于汽车荷载，如果已知该梁的跨中最大静荷载弯矩为M，则活载挠度为：
3、桥面板设计
3.1桥面板计算书：
恒载及其力（按纵向1m宽的半条计算）
每延米板上恒载g的计算如下表
沥青混凝土面层g1
0.02×
1×
23kN/m=0.42kN/m
C25混凝土垫层g2
0.094×
23=2.126kN/m
T梁翼板自重g3
0.20+0.15/2×
25=4.375kN/m
合计
6.921kN/m
每米宽板的恒载力
2l0=，H=0.114
Mmin，g=-gl02/2=-1/2×
6.921×
12=-3.4605kN·
QAg=gl0=6.921×
1=6.921kN
车辆荷载产生的力
将后轮作用于铰接缝上，后轴作用力为P=140kN，轮压分布宽度如下所示，由《公路桥涵设计通用规》（JTGD60-2004）查得，荷载后轮着地长度a2=0.20m，宽度b2=0.60m，则
a1=a2+2H=0.20+2×
0.114=0.428m
b1=b2+2H=0.60+2×
0.114=0.828m
荷载对于悬臂根部的有效分布宽度：
a=a1+2l0=0.428+=2.228m
由于2l0=1.80m<
5m，所以冲击系数1+μ=1.3
作用于每米宽板条上的弯矩为：
Mmin，p=-（1+μ）P（l0-b1/4）/4a=-1.3×
140×
（0.9-0.828/4）/4×
2.228kN·
=-14.2kN·
作用于每米宽板条上的剪力：
QAp=（1+μ）P/4a=1.3×
140/（4×
2.228）=20.4kN
荷载组合
持久状况承载力极限状态力组合（用于强度验算）
Mj=1.2Mmin，g+1.4Mmin，p=1.2×
（-3.4605）+1.4×
（-14.2）=-24.03kN·
Qj=1.2QAg+1.4QAp=1.2×
6.9+1.4×
20.4=36.84kN
持久状况正常使用极限状态力组合（用于验算应力和裂缝）
M=Mmin，g+Mmin，p=-17.66kN·
Q=QAg+QAp=27.3kN
3.2桥面板截面设计
（HRB335钢筋：
，，C25混凝土：
）
翼缘板的高度：
h=175mm；
翼缘板的宽度：
b=1000mm；
假设钢筋截面重心到截面受拉边缘距离=35mm，则=140mm。
按<
<
公预规>
>
5.2.2条规定：
24.03×
106=11.5×
1000X（140-X/2）
解得：
X=15.82mm
As=11.5×
1000×
15.82/280=649.75mm2
查有关板宽1m钢筋截面与间距表，考虑一层钢筋为8根由规查得可供使用的有9A10（As=706.5mm2），然后按照构造布置构造钢筋，并布置如下图。
5.2.9条规定，矩形截面受弯构件的截面尺寸应符合下列要求，即：
γ0Vd≤×
140=357KN>
Vj=36.84kN
5.2.10条规定：
γ0Vd≤0.51×
α1ftdbh0
=0.51×
1.23×
140=87.82kN>
Vj=36.84kN
故不需要进行斜截面抗剪承载力计算，仅按构造要求配置箍筋。
根据<
9.2.5条,板应设置垂直于主钢筋的分布钢筋，直径不应小于8mm，间距不应小于200mm。
因此板A8，间距为250mm的分布钢筋。
承载力验算：
X=fsd/（fcdb）=280×
0.00140/（11.51×
1）=0.034m
γ0Md=Mu=α1fcdbx（h0-x/2）
11.5×
0.034×
（0.14-（1/2）×
0.034）=48.093kN·
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