橋梁工程設(shè)計鋼筋混凝土t形梁橋設(shè)計

1、 廣西大學(xué)土木建筑工程學(xué)院土木工程專業(yè)（交通土建方向）橋梁工程課程設(shè)計姓 名:浦遠(yuǎn)鵬班 級:交建061 學(xué) 號：0603110337指導(dǎo)老師：林春姣目錄一、設(shè)計資料.2 設(shè)計資料與結(jié)構(gòu)布置.2一設(shè)計資料2 二結(jié)構(gòu)布置.2 三附圖.3二、主梁截面幾何特性計算3一預(yù)制梁的截面幾何特征.3二成橋階段的截面幾何特征.3三、主梁計算.3一行車道板計算.3二主梁肋設(shè)計計算.5 1恒載內(nèi)力計算.5 2計算活載和人群荷載引起截面內(nèi)力.5 01、跨中的荷載橫向分布系數(shù)m計算6 011、計算參數(shù)和.7 012、計算各主梁橫向影響線坐標(biāo).7 013、計算主梁的荷載橫向分布系數(shù)8 02、支點荷載橫向分布系數(shù)m計算9

2、03、活載內(nèi)力計算10 A、荷載橫向分布系數(shù)匯總10 B、計算公路-級的跨中彎矩.11 C、計算人群荷載的跨中彎矩.11 D、計算跨中截面的車道荷載最大剪力.12 E、計算跨中截面的人群荷載最大剪力.13 F、計算支點截面的車道荷載最大剪力.13 G、計算支點截面的人群荷載最大剪力.13四.主梁內(nèi)力組合13五.變形驗算和預(yù)拱度設(shè)置13 變形計算 13 預(yù)拱度設(shè)置.14鋼筋混凝土T形梁橋設(shè)計一 設(shè)計資料與結(jié)構(gòu)布置（一） 設(shè)計資料1、 橋面跨徑及橋?qū)挊?biāo)準(zhǔn)跨徑L=25m（墩中心距離）；計算跨徑L=24.50m（支座中心距離）；預(yù)制長度L=24.95m（主梁預(yù)制長度）；橫隔梁5根，肋寬15cm；橋面凈

3、寬：凈-7（車行道）+21.0（人行道）+20.25（欄桿）。2、 設(shè)計荷載公路-II級，人群3.5kN/m。3、 材料初步選定材料規(guī)格內(nèi)容鋼筋HRB335（原級）主梁主筋、彎起鋼筋和架立鋼筋R235（原級）箍筋混凝土C25主梁C30防水橋面鋪裝4、 設(shè)計依據(jù) 1）中華人民共和國行業(yè)標(biāo)準(zhǔn)公路橋涵設(shè)計通用規(guī)范JTG D60-2004,人民交通出版社，2004年9月；2）中華人民共和國行業(yè)標(biāo)準(zhǔn)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,人民交通出版社，2004年9月；3）公路橋涵設(shè)計手冊梁橋，1994年6月，人民交通出版社；4）橋梁計算示例集，2000年10月，人民交通出版社

4、；5）本課程教材橋梁工程，人民交通出版社；6）橋梁工程設(shè)計計算方法及應(yīng)用，2003年10月，中國建筑工業(yè)出版社；7）有關(guān)梁橋設(shè)計圖紙。（二） 結(jié)構(gòu)布置1、 主梁高：鋼筋混凝土T形簡支梁高跨比的經(jīng)濟(jì)范圍大約在，根據(jù)跨度大者取較小值的原則，本設(shè)計取用，則梁高為1.5625m。實際設(shè)計取1.6m；2、 主梁間距：裝配式鋼筋混凝土T形簡支梁的主梁間距一般選在1.52.2m之間，本設(shè)計采用1.9m；3、 主梁梁肋寬：為保證主梁的抗剪需要，梁肋受壓時的穩(wěn)定，以及混凝土的振搗質(zhì)量，通常梁肋寬度取在1518cm，鑒于本設(shè)計的跨度為25m，縱向鋼筋數(shù)量較多，故按較大值取為18cm；4、 翼緣板尺寸：由于橋面寬度

5、是給定的，主梁間距確定后，翼緣板的寬度即可得到為1.9m。因為翼緣板同時又是橋面板，根據(jù)其受力特點，一般設(shè)計成變厚度形式，即與腹板交接處較厚，通常取不小于主梁高的，即為，本設(shè)計取16cm，翼緣板的懸臂端可以薄些，本設(shè)計取為10cm；5、 橫隔梁：5根，肋寬15cm，梁高一般取為T梁高的3/4左右，即1.2m，在靠近腹板處橫隔梁底緣到主梁梁頂?shù)木嚯x為1.3m。6、 橋面鋪裝：采用8cm厚的瀝青混凝土磨耗層，9cm厚的30號混凝土鋪裝層。說明：本設(shè)計如無特殊說明，除鋼筋直徑單位為毫米，其余尺寸單位均為厘米。（三） 附圖 圖一 橋梁橫斷面布置圖 圖二 橋梁橫隔梁布置圖二 主梁截面幾何特性計算1、 預(yù)

6、制梁的截面幾何特征1、預(yù)制中主梁的截面幾何特性面積A=4596cm，對截面形心慣性矩I=6289191.77m2、預(yù)制邊主梁的截面幾何特性面積A=4746cm，對截面形心慣性矩I=6496804.49cm2、 成橋階段主梁的截面幾何特征面積A=5146cm，對截面形心慣性矩I=7374487.85cm 圖三 預(yù)制梁橫截面 圖四 成橋階段梁的橫截面三 主梁計算1、 行車道板計算 圖五 鉸接懸臂行車道板將后輪作用于絞縫軸線上，后軸作用力P=140KN，軸壓分布寬度如圖所示。對于車輪荷載中后輪的著地長度為a=0.20m，寬度為b=0.60m，則有： a= a+2H=0.20+20.17=0.54m

7、b= b+2H=0.60+20.17=0.94m荷載對于懸臂根部的有效分布寬度a=a+2l=0.54+1.72=2.26m沖擊系數(shù)：1+=1.3作用于每米寬板條上的彎矩、剪力為：M=-1+=-1.3=-13.09KNmQ=1+=1.3=20.13KN1、 荷載組合恒+汽： M= M+ M=-2.68-13.09=-15.77 KNm Q= Q+ Q=6.24+21.13=27.37 KN所以，橫車道板的設(shè)計內(nèi)力為： M=-15.77 KNm Q=27.37 KN 圖六 車輪荷載的計算圖式2、 主梁肋設(shè)計計算（1）、恒載內(nèi)力計算 1、主梁預(yù)制時的自重g（此時翼板寬1.5m，按跨中截面計算。） 邊

8、主梁：g=0.5116=12.79KN/m中主梁：g=0.5266=13.07KN/m 中間橫隔梁重量兩側(cè)：=32521.170.660.15=17.37KN 端橫隔梁重量兩側(cè)：=22521.170.660.30=23.166KN 折算成每延米重量：g=+/24.5=1.65 KN/m 合計，每延米自重總和： 邊主梁g= g+ g=13.62 KN/m 中主梁g= g+ g=14.72 KN/m 2、橋面板間現(xiàn)澆接頭g 邊主梁g= 0.220.125=1KN/m 中主梁g= 0.220.125=1KN/m 3、欄桿、人行道、橋面鋪裝g 人行道、欄桿每側(cè)重：4.91KN/m，橋面鋪裝取本第三頁計

9、算結(jié)果4KN/m。 邊主梁：g=4.91+4=8.91KN/m 中主梁：g=42=8KN/m 4、主梁荷載總和 荷載梁gKN/mgKN/mgKN/m總和gKN/m邊主梁13.6218.9123.11中主梁14.721824.72 5、主梁恒載內(nèi)力計算項目跨中支點彎矩KN/m邊主梁1733.970中主梁1779.740剪力KN邊主梁0283.10中主梁0290.57（2）、計算活載和人群荷載引起截面內(nèi)力 01、跨中的荷載橫向分布系數(shù)m計算 a、計算幾何特性 主梁的比擬單寬抗彎慣矩： J=7374487.85/190=38813.09cm/cm橫隔梁比擬單寬抗彎慣矩： 橫隔梁的長度取為兩根邊主梁的

10、軸線距離： l=4b=41.9=7.6m c/ l=294.75/760=0.388 查表可知=0.523，故=154.20cm 求橫隔梁界面重心位置a=25.64cm故橫隔梁的抗彎慣矩為： 橫隔梁比擬單寬抗彎慣矩為：J=7292400/607.5=12003.95cm/cm b、主梁和橫隔梁的抗扭慣矩 對于主梁梁肋： 主梁一般平均厚度：h=13cm t/b=13/=0.088，查得c=0.333 則：=cbt=0.333=285.768 對于橫隔梁梁肋： t/b=15/=0.128，查得c=0.304 =cbt=0.304=120.042 =2433.98 cm/cm011、計算參數(shù)和 =

11、=0.259 式中B為橋梁承重結(jié)構(gòu)的半寬，即：B=5/2=475cm =0.024 于是，=0.1548012、計算各主梁橫向影響線坐標(biāo) 已知0.259，查表可得影響系數(shù)K和K的值，如下表：梁位荷載位置校核B3B/4B/2B/40-B/4-B/2-3B/4-BK00.820.981.001.031.171.031.000.980.928.01B/41.051.091.141.161.040.970.930.810.788.05B/21.181.121.151.061.000.940.910.860.667.973B/41.331.271.121.071.000.890.840.770.717.

12、98B1.351.271.181.140.980.930.850.670.597.99K00.830.891.011.091.161.091.010.890.837.97B/41.691.481.381.241.060.870.630.410.268.04B/22.562.161.781.371.010.640.24-0.23-0.547.983B/43.282.642.231.541.020.47-0.23-0.64-1.328.01B4.133.142.511.721.070.26-0.57-1.28-1.838.00因此，對于1號梁： K=0.2K+0.8K 對于2號梁： K=0.6K+

13、0.4K 對于3號梁： K= K 013、計算各梁的荷載橫向分布系數(shù)梁號算式荷載位置B3B/4B/2B/40-B/4-B/2-3B/4-B1K=0.2K+0.8K1.3341.2701.1321.0840.9960.8980.8420.7500.686K=0.2K+0.8K3.4502.7402.2861.5761.0300.428-0.298-0.768-1.422K-K-2.116-1.470-1.154-0.492-0.0340.4701.1401.5182.108A=（K-K）-0.477-0.331-0.260-0.111-0.0080.1060.2570.3420.475K= K+

14、A2.9732.4092.0261.4651.0220.534-0.041-0.426-0.9470.5950.4820.4050.2930.2040.107-0.008-0.085-0.1892K=0.6K+0.4K1.1281.1081.1461.0661.0000.9100.8680.8060.690K=0.6K+0.4K2.2121.8881.6201.3181.0300.7320.3960.026-0.220K-K-1.084-0.780-0.474-0.252-0.0300.1780.4720.7800.910A=（K-K）-0.244-0.176-0.107-0.057-0.00

15、70.0400.1060.1760.205K= K+A1.9681.7121.5141.2611.0230.9500.5020.202-0.0150.3940.3420.3030.2520.2050.1900.1010.040-0.0033K=K0.820.981.001.031.171.031.000.980.92K=K0.830.891.011.091.151.091.010.890.83K-K-0.010.09-0.01-0.06-0.02-0.06-0.010.090.09A=（K-K）-0.0020.020-0.002-0.0140.005-0.014-0.0020.0200.020

16、K= K+A0.8280.9100.9901.0761.1451.0761.0080.8700.8500.1660.1820.1980.2150.2290.2150.2020.1740.170在影響線上按橫向最不利位置布置荷載后如上圖：求得相應(yīng)的荷載橫向分布系數(shù)如下表：類別12345m0.4750.4640.4210.4640.475m0.5350.3620.1740.3620.53502、支點處的荷載橫向分布系數(shù)m計算（采用杠桿原理法計算。）由下圖可以計算出各號梁的橫向分布系數(shù)，匯總?cè)缦卤硭荆侯悇e12345m0.2900.5270.6580.3270m1.1170.171001.117 0

17、3、活載內(nèi)力計算采用直接加載求活載內(nèi)力。計算公式為： S=A、 荷載橫向分布系數(shù)匯總梁號荷載位置公路-級人群荷載1號跨中m0.4750.535支點m0.2901.1172號跨中m0.4640.362支點m0.5270.1713號跨中m0.4210.174支點m0.65804號跨中m0.4640.362支點m0.32705號跨中m0.4750.535支點m01.117B、 計算公路-級的跨中彎矩簡支梁橋1號、5號的基頻：f=1.898簡支梁橋2號、3號、4號的基頻：f=1.872查詢JTG D60-2004 公路橋涵設(shè)計通用規(guī)范，可知，當(dāng)14Hzf1.5Hz時，=0.0975所以全橋，1+。，雙

18、車道不折減。=10.50.75=7.875KN/m，P=180=193.5KN=75.03；y=6.125對1號梁：M=1.0975=925.87 KNm 同理，可求得2-5號梁的跨中彎矩單位：KNm項目1號2號3號4號5號M925.87904.43820.43904.43925.87C、 計算人群荷載的跨中彎矩由M=mp可計算得相應(yīng)的跨中彎矩單位：KNm：項目1號2號3號4號5號M175.62118.8357.12118.83175.62D、 計算跨中截面車道活載最大剪力Q的影響線面積：3.0625m對于1號梁，有：Q=1.095=73.08KN同理，可以計算出2-5號梁的跨中剪力單位：KN項目1號2號3號4號5號Q73.0871.3864.7771.3873.08E、 計算跨中截面人群荷載最大剪力對于1號梁，有： Q=0.5351.253.0625=8.49KN同理，可以計