《橋梁工程》課程設計解析

1、1橋梁工程課程設計設計條件:所選題號為18,五梁式，公路-H級，標準跨徑Lb=25m。根據(jù)設計條件，查閱公路橋涵設計通用規(guī)范JDGG60-2004（以下簡稱公橋規(guī)）第2頁表1.0.11可知此橋屬中橋；查閱公橋規(guī)第2頁表1.0.9可知其設計安全等級為 二級；查閱公橋規(guī)第24頁表4.3.1-1可知當汽車荷載為公路-H級時公路等級應為二級 或三、四級公路，現(xiàn)假定為二級公路，且設計速度為60km/h，查閱公橋規(guī)第9頁表3.3.1-1及表3.3.1-2,得車道寬度必須大于3.5m，該橋梁為雙車道橋梁，為改善行車條件必須充分利用橋梁寬度增加行車道寬度，因此不設中間帶。每車道寬度為（900/2）cm取橋面橫

2、坡度為1.5%。一、擬定上部結構尺寸根據(jù)公橋規(guī)第14頁3.6.4條規(guī)定，取人行道橋面鋪裝厚為80mm則橋面中心線處的橋面鋪裝的厚度為80mm+（ 9000/2）mnX1.5%=148mm橋面凈寬為11m,結構形式為五梁式，可取主梁中距為2.0m，翼板寬200cm,主梁梁肋20cm。高跨比在1/15到1/25之間，即梁高在25X1/15m到25X1/25m之間，最后取定主梁 高為1.5m。橫隔梁高h=（3/4）H=1.1m=110cm，梁肋寬取15cm；設5道橫隔梁，間距取612cm計 算跨徑：L=2450cm。橋梁的橫斷面示意圖及T梁的尺寸圖如下：橋梁橫斷面圖單位為cm圖（1）12002嚟尺寸

3、圖單位為cm圖(2)一、行車道板(翼緣板)的設計與計算 行車道板采用鉸接懸臂板形式。只+14 8橋面鋪裝層厚為11.4 cm,普通混凝土體積質量為c1= 24KN /m3，鋼筋混凝土懸臂板體積質量取1、恒載及其內力(1)每延米板體的恒載橋面鋪裝：g1T梁翼板：g2恒載合計為：g = g g2= 2.736 3.125 = 5.861 KN / m(2)每米寬板條每延米的恒載彎矩亠.Ib 2.0-0.2懸臂板的懸挑長度：100.9m2 2每延米恒載彎矩:c2=25KN /m3。= 0.114 1.0 24 = 2.736KN/m=0.1 0.151.0 25 = 3.125KN/m13MAg卩行

4、-5.861 0.922.374KNm2每延米恒載剪力：QAg 二0.5(L - b)g二0.5 (2.0 - 0.2) 5.861二5.275KN2、公路-II級產(chǎn)生的內力根據(jù)公橋規(guī)第24頁表4.3.1-2,汽車后軸重P=140KN軸距為1.4m,輪距為1.8m。有效分布寬度為：a12h d 2l 0.2 2 0.114 1.4 2 0.9二3.628根據(jù)公橋規(guī)，汽車沖擊系數(shù) -0.3，則作用于每米寬板條上彎矩為:1.31400.9_.234 -3.628 i4丿二-16.128 KNm作用與每延米行車道板上的剪力:P140QAP= 12= V 0.32 = 25.083KN4a4 3.62

5、83、設計內力計算按正常使用極限狀態(tài)進行內力組合，彎矩設計值為：MA二MAgMAP二 一2.374一16.128二-18.502 KNm剪力設計值為：QA= QAgQAP= 5.275 25.083二30.358KN按承載能力極限狀態(tài)進行內力組合，彎矩設計值為：MA=1.2MAg1.4MAP= 1.2 (-2.374) 1.4 (-16.128) = - 25.428KNm剪力的設計值為:QA- 1.2QAg1.4QAP- 1.2 5.275 1.4 25.083 = 41.446 KN4、行車道板截面強度及配筋計算擬采用混凝土的強度等級為C50,受力鋼筋采用HRB335查公路鋼筋混凝土及預應

6、力混凝土橋涵設計規(guī)范JTG D622004 (以下簡稱公預規(guī))第25頁表5.2.1可知混凝土強度等級為C50、鋼筋種類為HRB335時相對極限受壓區(qū)高度二0.56。AP2P ()亠bj414查公預規(guī)表3.1.4和表3.2.3-1得15fed 二22.4MPafsd二280MPafsd二280MPa查公預規(guī)第5.1.5條得0J.o擬采用単筋矩形截面形式。假設as二38mm，則有效受壓區(qū)高度h0= 125 - 38二87mm，根據(jù)公預規(guī)第25頁5.2.2公式5.2.2-1（X、；Md 蘭fedbx ho- -I2丿1.0漢25.428T03蘭22.4沃仆x 87-仝 | 2丿求得x = 15mm根

7、據(jù)公預規(guī)第25頁5.2.2公式5.2.2-2fsdAs_ fedbxfedbXfsd22.4 1000 152802=1200mm選用HRB33514間距2100mm,A - 153.9 10 = 1539mm,取保護層厚度為30mm,14h0= 125 -（30） = 88mm配筋驗算如下：根據(jù)公預規(guī)第25頁5.2.2公式5.2.2-2fsdAs 二fedbxfedb280 1539“19mm22.4 1000fedbx% -彳 oMd=25.428MPabh00.56 88 = 49mm x = 19mm滿足公預規(guī)25頁5.2.2條要求。板的配筋同時也滿足公預規(guī)9.2條的構造要求。斜截面驗

8、算：0.50 102ftdbh0-0.50 10 1.0 1.83 1000 88-80.520KN41.446KN即滿足0Vd乞0.50 10 &2ftdbh0,根據(jù)公預規(guī)5.2.10條，當滿足此式時可以不進行斜截面抗剪承載力驗算，只需按9.3.13條構造要求配置箍筋。2因此，板內分布鋼筋采用R235Q8（公稱截面面積50.27mm）鋼筋，間距按15cm10050.27 -配置，配筋率為P=-5-v125T000構造要求。主梁內力計算恒載計算沿主梁方向每延米橋面鋪裝恒載:g 0.114 10 1.0 2 27.360 KN /m；沿主梁方向每延米T梁翼板恒載：01+015-g25 2- 0.

9、21.0 25 = 28.125KN / m人行道板厚設計成平均厚度為10cm,則每延米恒載：g3二0.10 2 1 25二5KN；欄桿高1.2m，每延米恒載：g4= 0.3 2=0.6KN；橫隔梁間距為490cm,在主梁范圍內總共設有5道，高110cm,梁肋寬15cm,每道橫隔梁總長度為200 4 - 20 4 = 720cm，重度取25KN/m，每延米恒載：g5= 5 (1.10 0.15 7.2) 25/2 5.940KN / m主梁梁肋每延米恒載：g (0.2 1.5 1) 25 5= 37.5KNm=0.268%，保護層取30 mm各種參數(shù)都符合1、18最后得橋梁上部結構每延米恒載為

10、:g總二gi g2g3g g6二27.360 28.125 5 0.6 5.940 37.500二104.525KN /m每根主梁分擔的每延米恒載：g二g總5 = 104.525 5二20.905KN / m2、活載內力計算(1)各主梁橫向分布系數(shù)的計算(注：主梁編號由左到右一次為15)(A)支座處各主梁的橫向分布系數(shù)在支座處或支座附近，荷載的絕大部分均通過相鄰的主梁支座直接傳到橋臺。在從集中荷載直接作用在端橫隔梁上的情形來看，雖然端橫隔梁是連續(xù)與幾根主梁相連接，但由于主梁的間距較小，且支座的彈性壓縮和主梁的壓縮變形微小，顯然端橫隔梁上荷載將主要傳至相鄰的兩根主梁支座上。因此，用杠桿原理法計算

11、支座處橫向分布系數(shù)是完全可行的。按照杠桿原理繪制1、2、3號梁的荷載橫向影響線如下三個圖：PB車輛荷載50180111F11 11 11號梁支點橫商分布影響線112|:2- 3i4iLwq丄 己叩凹。 丄 刖o丄 刃o丄19圖(3)車道荷載:11011mcqq1.000 0.100二0.55022人群荷載：mcr 二r= 1.500F270- 180130.80VVIf 1F1F12銬架支點橫冋分布影響線圖（4）車道荷載：1 1mcqq1.000 0.100 0.350 - 0.725人群荷載：mcr二r二0.500o111車輛荷載180130if1 1i3強支點橫冋分布影口瞬圖(5)車道荷載

12、：mcq=1乞*1=丄1.000 0.100 0.35 = 0.725cq2q2人群何載：mcr=r= 0(B)跨中各主梁橫向分布系數(shù)該橋在跨中、四分之一跨度處及支座處均設有橫隔梁，所以具有可靠的橫向聯(lián)結且橋數(shù)。根據(jù)第2頁T梁尺寸圖，計算其截面參數(shù)如下:(1)抗彎慣性矩I和抗扭慣性矩IT：1024.5二0.410.5。因此,可以用偏心壓力法計算跨中的橫向分布系11210+15翼緣板換算平均高度：h, =- = 12 5cm12截面面積：A二200 - 2012.5 20 150二5250cm2截面對上邊緣的靜矩：12 5150S二200 -20 12.520 150239062.5cm2主梁的

13、抗彎慣性矩I:12-11731312.5cm2主梁的抗扭慣性矩|T：+ /12.5丄仃對于翼緣板：t0.06250.1，故c = 0.333，/b 200/ 20對于梁肋：0.145，用內插法求得c= 0.303，/b150-12.5-0.333 200 12.530.303 150 - 12.5 20 463378.1cm4計算抗扭修正系數(shù) -則主梁截面重心位置a239062.55250二45.5cm；I =200-20200- 2012.512ITIT2心0320 150212513n = 5時，二1.042,并取G = 0.425E1GITEI1 1.042 0.425463378.11

14、1731312.5224570二0.90498(2)計算橫向分布影響線豎標值5瓦q2= 2漢2.02+（2江2.0）2=40m2i=1-考慮抗扭修正后，1號梁的橫向分布影響線豎標值為:112q5ai2二-0.90498522 2.0400.56215i=1ai二1- 0.90498522 2.040-0.162114考慮抗扭修正2號梁的橫向分布影響線豎標值為:n21n525Z aii N1+a2a51n525X ai0.904982.0 2 2.040二0.3810.904982.0 2二0.019401號梁跨中橫向分布影響線圖（6）車道荷載：1 1mcqq0.562 0.399 0.281

15、0.115二0.679cq2q2人群荷載：mcr = r= 0.653L50|200200_-1L-41520012001 1L5050180130180I1in1f1!11v3Pur車輛荷載a?i二n12515(D寸.100I1111112345i 150200L200200-1. 001L50|Per車輛荷載50 IRQ101RC1OH1R01162號梁跨中橫向分布影響線圖（7）車道荷載：1=(0.381+ 0.300+ 0.241+ 0.159+ 0.100+ 0.019)= 0.600 2人群荷載：mcr 二r二0.426考慮抗扭修正3號梁的橫向分布影響線豎標值為:1n=丄 +B31n

16、2ai10.90498 -2 2.0二0.2540nq51173號梁跨中橫向分布影響線圖（8）車道荷載：1 1mcq q = ?0.2 6 - 0.600人群荷載：mcr 八ri二0.2 0.2二0.4由于橋梁結構的對稱性， 主梁4和主梁5分別與主梁2和主梁1對應，故不需要另行 計算。支座附近和跨中的荷載橫向分布系數(shù)匯總如下：橫向分布系數(shù)支座跨中汽車荷載人群何載汽車荷載人群何載ooooCMOOCM351=+a3a5-0.90498 -2.0 2二0.2540ooCMOi=11181號梁0.5501.5000.6790.6532號梁0.725-0.5000.6000.4263號梁0.7250.0

17、000.6000.400跨中彎矩是簡支梁縱筋配筋控制因素，通過比較可知, 跨中其橫向分布系數(shù)為：mcq 二0.679mcr= 0.653為了便于施工維護，設計時使5根主梁的尺寸、配筋完全相同，只要1號梁跨中能滿足設計要求，則其他主梁也必然能滿足要求，因此，只需對1號梁進行縱筋配筋設計和驗算。_ 工血o斷_ _ _ 呼1號梁車道荷載沿主梁方向的橫向分布系數(shù)變化情況1號梁人群荷載沿主梁方向的橫向分布系數(shù)變化情況橫向分布系數(shù)沿主梁方向變化情況圖（9）內力計算結構重力（恒載）內力計算在前面已經(jīng)求得每根主梁分擔的每延米恒載為qk 二g二9總5 = 104.525- 5= 20.905KN /m列表計算恒

18、載產(chǎn)生的彎矩如下:恒載彎矩值（KN/m1號主梁的跨中受力最不利，在12百121212石7恒載產(chǎn)生的彎矩方程:Mx=qlx -21 qx21191/8跨度處6861201/4跨度處11763/8跨度處14701/2跨度處1569恒載產(chǎn)生的剪力方程：V=】ql - qx2列表計算恒載產(chǎn)生的剪力如下:恒載剪力值（KN/m）支座處256跨中0可變作用（車道荷載及人群荷載）內力計算據(jù)公橋規(guī)431條，公路-II級車道荷載的均布荷載及集中荷載為公路-I級的0.75倍。下面先求計算跨徑為24.5m時對應的均布荷載及集中荷載：內插法求集中荷載：360-180PK- 18024.5- 5二258KN /m50 -

19、 5均布荷載：qk= 10.5KN / m計算跨徑為24.5m時對應的公路-II級的車道荷載為：集中荷載：R二0.75Pk二0.75 258二193.5KN均布荷載：qk= 0.75qk= 0.75 10.5 = 7.875KN / m計算汽車荷載的沖擊系數(shù)J:結構跨中處的單位長度質量（KN/m）：得標號為C50的混凝土彈性模量3.45 1010Pa又已求得跨中截面慣性矩IC= 11731312.5cm4= 0.117313125m4計算跨徑L=24.5m據(jù)公橋規(guī)條文說明4.3.2條簡支梁橋的自振頻率:mc20.905 KN/m 1039.81二2130.989 Kg /m公橋規(guī)表3.1.5E

20、C- 3.45 104MPa1212 24.52據(jù)公橋規(guī)432條，當1.5Hz：f 14Hz時，0.1767ln f - 0.0157= 0.1767ln3.6046 - 0.0157二0.211分別作1/8、1/4、3/8、1/2跨度處截面的主梁彎矩影響線:1/8跨度處彎矩計算簡圖圖（10）3.4510100.117313125= 3.6046 Hz2130.985122跨度處彎矩影響線1/4跨度處彎矩計算簡圖圖（ii）3/8跨度處彎矩計算簡圖圖（12）123荷戟分布圖跨申彎矩影響線跨中彎矩計算簡圖圖(13)汽車荷載及人群荷載都是移動荷載，其內力計算公式：S = 1m qyPkYmax式中：

21、一一汽車沖擊系數(shù)，人群亠=0；11內力影響線的面積；ymax內力影響線的最大豎標值；m-荷載橫向分布系數(shù)；其他符號意義同前所述。汽車荷載產(chǎn)生的彎矩列表計算如下:1號梁 汽車荷載沖擊系數(shù)橫向分布系 數(shù)m影響線最大豎 標值(m)影響線面積Q/ 2 (m)均布何載qk(KN/m)集中荷載Pk(KN)彎矩值(KNm)1/8跨度處0.2110.6792.68032.8267.875193.56391/4跨度處0.2110.6794.59456.2737.875193.510951243/8跨度處0.2110.6795.74270.3427.875193.513691/2跨度處0.2110.6796.12

22、575.0317.875193.51460人群荷載產(chǎn)生的彎矩列表計算如下：人群均布荷載標準值為3.0KN / m2,qk 二3.01.0二3.0KN / m跨中人群荷載的橫向分布系數(shù)為0.653。1號梁 人群何載橫向分布系 數(shù)m影響線最大豎 標值(m影響線面積Q/ 2(m)均布荷載qk(KN/m)彎矩值(KNm)1/8跨度處0.6532.68032.8263.0641/4跨度處0.6534.59456.2733.01103/8跨度處0.6535.74270.3423.01381/2跨度處0.6536.12575.0313.0147作支座處及跨中截面的剪力影響線:PKXJ荷載分布圖支座處剪力影響

23、線支座處剪力計算簡圖圖(14)125PKq艮I論啟5粕|】荷載分布圖跨中剪力影響線跨中剪力計算簡圖圖（15）汽車荷載產(chǎn)生的剪力列表計算如下（集中荷載取1.2R）:1號梁 汽車荷載沖擊系數(shù)橫向分布系數(shù)m影響線最大 豎標值（m）影響線面積Q/ 2（m）均布何載qk（KN/m）集中荷載1.2Pk(KN)剪力值（KN）支座處0.211m。= 0.5501.00012.257.875232.2231跨中0.211mc= 0.6790.5006.1257.875232.2135人群荷載產(chǎn)生的剪力列表計算如下:1號梁 人群何載橫向分布系數(shù)m影響線最大豎標值（m影響線面積Q, 2（m）均布荷載（KN/m）剪力

24、值（KN）126支座處m。= 1.5001.00012.253.031127內力組合按公橋規(guī)4.1.6條，公路橋涵結構按承載能力極限狀態(tài)設計時可按如下組合極限 設計：(mn、基本組合：oSud = o GiSGiKQ1SQ1K- C、 QjSQIKidj 三安全等級為二級o= 1.o;按表4.6.1Gi= 1.2；Q1= 1.4； Qj= 1.4；o.8o。按公橋規(guī)4.1.7條，公路按正常使用極限狀態(tài)設計時，采用一下兩種組合:1、作用短期效應組合mnSSd八GiK 1jSQjKiTjT2、作用長期效應組合各系數(shù)的意義詳見公橋規(guī)4.1.6條及4.1.7條。將各個數(shù)代入公式，列表計算荷載組合如下:

25、彎矩作用組合：1號梁 彎矩組合恒載彎矩值(KNm)汽車荷載彎矩值(KNm)人群何載彎矩值(KNm)基本組合(KNm)作用短期效 應組合(KNm)作用長期 效應組合(KNm)1/8跨度處6866396417901119.9922.991/4跨度處117610951103068.61919.81582.33/8跨度處147013691383835.72399.71977.81/2跨度處156914601474091.42559.72109.7剪力作用組合:1號梁 剪力組合恒載剪力(KN)汽車荷載剪力(KN)人群荷載剪力(KN)基本組合(KN)短期效應組合(KN)長期效應組合(KN)支座處25623

26、131664.9420.5344.7跨中013512202.690.149.4注：作用短期效應和作用長期效應組合時汽車荷載不計沖擊力，可 由 計 入 沖 擊 力 時 的 設 計 值跨中m。= 0.653o.5oo6.1253.012mS、ldGiKiTn:;” 專S2 j QjKj T128除以(1+)即可(J=0.211)。二、截面設計1、抗彎縱筋設計根據(jù)公預規(guī)422條,bf二2.0m；翼緣板寬度hf二0.125m。據(jù)公預規(guī)表3.1.4，C50混凝土 J 二22.4MPa，ftd= 1.83MPa；據(jù)表3.2.3-1，HRB335鋼筋的fsd = fsd =280MPa；據(jù)表9.1.1，環(huán)境

27、為I混凝土保護層厚度取30 mm。假設as二120mm，h0二h - as= 1500 - 120 = 1380mm。當受壓區(qū)高度x = hf= 0.125m時(125 122.恥2000 25沢1380、2丿13 106二7378KNm Mud二4091.4KNm說明可按第一類T梁進行配筋設計。fX5.2.2-1的變形公式；0Mdw fcdbfXh0得2丿x = 67.85mm，取x = 68mm。代入公式Jbfx二fsdAs 求得2代=10550mm，鋼筋選用10o36和232，As= 10 1018.00 2 804.20 = 11788.4mm2代入fcdbfx fsdAs得x = 7

28、3.7mm。采用多層焊接骨架鋼筋形式，焊縫寬度為2.5mm,由此可計算fcdbfx(h - 扌、2丿由公預規(guī)公式1291018030 36 2.5 2.5 21608.430 36 5 2.5 5.5 3211788.4=143mmh 二h - as= 1500 -143 = 1357mm代入下式：- xMu = fcdbfhg- -II 2丿(73.7、/= 22.4沃2000漢73.7漢1357-漢102丿= 4359KNm0Mud= 4091.4 KNm滿足跨中抗彎設計要求。230 36字6725mmh0二h - as= 1500 - 67.25 = 1432.75mm1.42%,P =

29、 100 = 1.42200 1432.75（45ftd）（100f廠45 1.83 （100 280） = 0.29%符合公預規(guī)9.1.12條對縱筋配筋率的要求。2、抗剪斜截面設計支座處縱向配筋率:二4.34跨中縱筋配筋率:穿過支座的縱筋不少于總縱筋的20%因此必須有4條$36穿過支座。對于支座處:平均有效高度:2平均縱向配筋率：4.34 1.42亠2二2.881300.51、fcu,kbh= 0.51煩200 1357 10二959.55KN0Vd二664.9KN符合主梁抗剪截面的要求。由剪力包絡圖得剪力方程：669- 2026 % = 664.9 - 37.739x24.52距支座0.5

30、H處剪力值:1 5739云36.6即混凝土和箍筋承擔的剪力：Vcs0.6 636.6二382.0 KNcs在 剪 力 包 絡 圖 中 作 水 平 線V= 3 8 2 . 0 K N, 水 平 線 以 上 的 剪 力 由 彎 起 鋼 筋 承 擔 ， 需 要 設 置 彎起 鋼 筋 的 范 圍 ：2箍筋采用雙肢形式，直徑為o10,單根截面積為78.54mm2。平均縱向配筋率：3.25 - 2.50，代入下式時取2.50,0.242(2 0.6 PkfjAvfsvb%2(0.60Vd)20.242 (2 0.6 2.50)、50 (78.54 2) 280 0.2 1.3932(0.6漢14 636.

31、6)2=0.552m取箍筋間距為150m m配筋率為：A 78 54匯2Is0.524% 0.12%Svb 150 200箍筋配置完全符合公預規(guī)9.3.13條的要求。在支座到跨度為H處的梁段由于剪力較大，為加強主梁抗剪能力，箍筋間距取100mmW 664.9 -sb664.9 - 382.0664.9 - 202.612.25二7.496m131斜筋設計1232第一排斜筋，在距支座0.5H處:Vsb廠 0 7 =636.6 - 382.0二254.6KN2設置兩根o36的斜筋，Asb 2036mm,斜筋水平投影長度1500一30+ 10十36+ 2.530+36江2十2.5漢2十色=1314.

32、5mmI2八2丿。有效高度h= 1500 - 30 - 361432.75mm。22此截面縱筋面積為A = 1018 4 = 4072mm抗彎承載力設計值：由fcdbfx = fsdA，得x = 25.5mm；xM廠fcdbfx h0- 2丿25 5)= 22.3 2000255 1432.75-江10 2丿-1622.2KNm第二排彎起鋼筋Vd2二664.9 - 37.739X二664.9 - 37.739 1.276二616.7KN2彎起兩根o36的縱筋，Asb 2036mm，斜筋水平投影長度1314.5mm。有效高度h0= 1500 - 30 - 36-25二1432.75mm。22 此

33、截面縱筋面積為A - 1257 4 =5028mmVsbl0.75fsdSiZs254.6 1030.75 280 sin451715mmIIVsb2Vd2-Vcs-616.7- 382.0二234.7 KNAsb2Vsb20.75fsdSin =s234.7 1030.75 280 sin 452=1581mm1233抗彎承載力設計值同上，即M口= 1622.2KNm134第三排彎起鋼筋Vd3 二664.9 - 37.739X二664.9 - 37.739 (1.3145 1.3145) = 565.7KNVsb3=Vd3-Vcs 二565.7 - 382.083.7KN2彎起兩根o36的鋼

34、筋，Asb 2036mm，斜筋水平投影長度1276mm有效高度h0= 1500 - 30 - 36 1.5 - 2.5 = 1413.5mm。此截面縱筋面積為As= 1018 6 = 6108mm2抗彎承載力設計值：由fcdbfx =fsdA，得X=38.2mm；M廠fcdbfxh。一V 2丿f38 2、= 22.4江2000江38.2漢1413.5 F 10* 2丿二2386.3KNm第四排彎起鋼筋Vd4= 664.9 - 37.739x= 664.9 -37.739 (1.3145 2 1.276 517.5KNVsb4=135.5 1030.75fsdsns0.75 280 sin45：

35、，2彎起兩根o36的鋼筋，代匕 3 二2036mm，斜筋水平投影長度1237.5mm。為簡計 算 并 偏 于 安 全 考 慮， 有 效 高 度h0= 1500 - 30 - 36 2 - 2.5 1.5 = 1394.25mm。此截面縱筋面積為Vsb3183.7 103Asb 0.75fsdsns0.75 280 sin451237mmVsb4-517.5 - 382.0二135.5KNAsb4=913mm2135As=10188= 8 1 mm抗彎承載力設計值：136由fcdbfx二fsdA，得x = 50.9mm；Mu = fcdbfx % 2丿r50 9 = 22.4 2000漢509

36、1394.25- 0, 2丿二3121.3KNm第五排彎起鋼筋Vd5二664.9 - 37.739X二664.9 - 37.739 (1.3145 2 1.276 1.2375)二470.8KNVsb5二Vd5- Vcs二470.8 - 382.0二88.8KN2彎起兩根o32的鋼筋，Asb 1608.4mm，斜筋水平投影長度1201mm有效高度取跨中時的有效高度h0二1500 - 30 36 2.5 2.5 2 = 1375mm。此截面縱筋面積為A = 101810二10180mm2抗彎承載力設計值：由fcdbfx = fsdA，得x = 63.6mm；M廠fcdbfx(63.6、七= 22

37、.4沃2000況63.6顯1375-匯10 2丿二3827.2KNm第六排斜筋Asb5Vsb50.75fsdSiVs88.8 1030.75 280 sin 45=598m137Vd6= 664.9 -37.739X= 664.9 -37.739 (1.3145 2 1.276 1.2375 1.201)二425.5KN138Vsb6 二Vd6 - 蟲二425.5 - 382.0二43.5KN- _ _ _ 2設置兩根020的斜筋，Asb 314.22 = 628.4mm，斜筋水平投影長度1201mm,有效高度為跨中時的有效高度= 1357mm。此截面縱筋面積為As= 1 1 788.mm抗彎

38、承載力設計值等于跨中抗彎承載彎矩值Mu= 4359.0KNm。此時配有斜筋的梁段長度為：1.3145 2 1.276 1.2375 1.201 1.201=7.545m lsb= 7.496m不需要再設斜筋。繪制彎矩包絡圖及剪力圖如下：Asb6Vsb60.75fsdSi”s43.5 1030.75 280 sin45:，二293.0mm139彎矩包絡圖（單位：KNm）140圖（16）剪力圖（單位：KN）圖（17）三、裂縫寬度驗算及撓度驗算公預規(guī)6.1.1條規(guī)定，進行抗裂、裂縫寬度和撓度驗算時，短期效應組合及長期效應組合可不計汽車沖擊系數(shù)，跨中彎矩短期效應組合Ms 二2747 1.211二226

39、8KNmM廠2217 1.211 = 1831KNm。1、裂縫寬度驗算:據(jù)公橋規(guī)6.4.3條，裂縫最大寬度計算公式:式中：長 期 效 應 組Wk一C1C2C3Es0.28 10:(mr)141G =1.0；C31.0；C廠1 0.5Ns2109.72559.71.4；1420.0434 0.02；把各個參數(shù)代入裂縫最大寬度公式得符合公預規(guī)6.4.2條要求。2、撓度驗算：（1）T型截面的幾何特征參數(shù)計算A、全截面bh + (bf- b )hf+ 2ES一1)人+ J (2000- 200)S125)2+ (5.797- 1 M 11788.413572200 15002000 - 2001255

40、.797- 11仃88.4543.03mm換算截面慣性矩:Ms2559.7 1060.87A5h)0.87 11788.4 1357二183.9MPa;ES2.0 105MPa；3nidi2de10 362 2 322= 35.40mm； nidi10 36 2 32Ct_ES=ESEC1bh222.0 1053.45 104二5.797(bf-bXhfY+WEsDAh。Wtk=1.0 1.4 1.0183.930 35.402.0X0510.28+10匯0.02二0.175mm 0.20mm1200 15002143-1汽(2000 - 200 F (543.03- 125 )332+ (5.797 -1 H 11788.4% (1357 - 543.03)二2.464752656 10 mm4抗裂邊緣的彈性慣性矩：換算截面重心軸以上部分面積對