(完整word版)預應力混凝土簡支T形梁橋的設計與計算

1、預應力混凝土簡支T 形梁橋的設計與計算橋梁設計的基本原則是：安全、適用、經(jīng)濟、美觀，并使構造及造價合理。橋型方案研究的重點是主橋的橋型和跨徑大小及布置。根據(jù)對安溪潁如大橋的地形，地質和水文等自然條件和美觀的要求， 主橋選擇了預應力混凝土連續(xù)梁橋和簡支梁橋兩種典型的橋梁體系作為比較選擇。方案一：預應力混凝土連續(xù)梁橋，跨徑組成為：50 米+80 米+50 米+4x35 米，主跨80 米?？傞L 320 米。方案二：預應力混凝土簡支T 梁橋，跨徑組成為： 5x39+5x30 米。總長 345 米。橋型的選擇比較主要按照其使用功能、結構特點、工程數(shù)量、施工條件以及建筑造型這幾個方面著手進行比較。方案一：

2、（ 1） 預應力混凝土連續(xù)梁橋屬于超靜定結構， 基礎不均勻沉降將在結構中產(chǎn)生附加應力，對基礎要求較高。（ 2） 截面局部溫差， 混凝土收縮，徐變，及預加應力均會在結構中產(chǎn)生附加內(nèi)力，增加了設計計算的復雜程度。方案二：（1） 預應力混凝土簡支T 梁橋結構屬于靜定結構，受力明確，計算簡便，適用于中小跨度橋梁。（2） 結構尺寸易于設計成系列化和標準化，部分可以采用預制配件，利用其中設備進行裝配，施工簡便，節(jié)約大量的模板，縮短工期。綜上所述，從地質情況以及現(xiàn)有的設計施工技術條件，選用第一種方案更為簡便和經(jīng)濟。因此下面我們將介紹安溪潁如大橋簡支T 形梁橋的設計計算方法。204.1設計資料4.1.1標準跨

3、徑及橋寬標準跨徑： 39m（墩中心距離）；主梁全長： 38.96m；計算跨徑： 38m；橋面凈空：凈 14m+2×1.5m+2×0.25m=17.5m。設計荷載公路 -II級，人群荷載 3.45kN/ m 2 ，每側人行欄的作用力為1.52KN/m材料及工藝混凝土：主梁用C50，欄桿及橋面鋪裝用C30。預應力鋼筋采用 公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規(guī)范（JTGD622004）的 ?s15.2 鋼絞線，每束 6 根，全梁配 4 束， fpk=1860MPa.普通鋼筋直徑大于和等于12mm的采用 HRB335鋼筋；直徑小于 12mm的均用 R235鋼筋。按后張法施工工藝制

4、作主梁， 采用內(nèi)徑 70mm、外徑 77mm的預埋波紋管和夾片錨具。設計依據(jù)（ 1）、交通部頒公路工程技術標準 （JTG B012003），簡稱標準；（2）、交通部頒公路橋涵設計通用規(guī)范 （ JTG D602004），簡稱橋規(guī)；（ 3）、交通部頒公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規(guī)范 （JTGD62 2004簡稱公預規(guī)。4.2橫截面布置主梁間距與主梁片數(shù)主梁間距通常應隨梁高與跨徑的增大而加寬為經(jīng)濟， 同時加寬翼板對提高主梁截面效率指標很有效，故在許可條件下應適當加寬 T 梁翼板。本設計中翼板寬度中主梁為240cm，邊主梁為 240cm。橋面板采用鋼板絞接，凈 -14+2×1.75m

5、 的橋寬選用 7 片 T 梁。主梁跨中截面主要尺寸擬訂主梁高度預應力混凝土簡支梁橋的主梁高度與其跨徑之比通常在1/15 1/25 ，標準設計中高跨比大約在 1/18 1/19 。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)省預應力鋼束的用量，同時梁高增加一般只是腹板加高，而混凝土用量增加不多。綜上所述，本設計取用 235cm的主梁高度是比較合適的。21結構尺寸圖（尺寸單位： mm）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受壓的強度要求。 本設計中預制 T 梁的翼板厚度取用 12cm，翼板根部加厚到 22

6、cm以抵抗翼緣根部較大的彎矩。在預應力混凝土梁中腹板內(nèi)主拉應力較小，腹板厚度一般由布置預制孔管的構造決定，同時從腹板本身的穩(wěn)定條件出發(fā)，腹板厚度不宜小于梁高的1/15 。本設計中取腹板厚度為18cm。馬蹄尺寸基本由布置預應力鋼束的需要確定的，設計實踐表明，馬蹄面積占截面總面積的 10%20%為合適。本設計中考慮到主梁需要配置較多的預應力鋼束， 將鋼束按二層布置，一層最多排三束，同時根據(jù)公預規(guī)條對鋼束凈距及預留管道的構造要求，初擬馬蹄寬度為 40cm，高度 39cm，馬蹄與腹板交接處作三角形過渡，高度 11cm，以減小局部應力。按照以上擬訂的外形尺寸，就可繪制出預制梁的跨中截面圖.計算截面幾何特

7、征將主梁跨中截面分成五個規(guī)則圖形的小單元，截面幾何特性列表計算見下表。22跨中截面幾何特性結算表（39m）分塊面積分塊面積分塊面積分塊面積對分塊面形心對上緣靜di=ya-y截面形心的分塊的自身慣I=Ii+Ix積 Ai至上矩i慣矩名稱矩 Ii緣距Si=Ai*yiIx=Ai*di*di離 yi=* =* * =+大毛截面翼板2880.006.0017280.0042480.0075.8616573650.0516616130.05三角410.0015.36286.532277.7866.531814595.111816872.承托389腹板3654.00113.414729.0012548140.

8、-31.643657981.40162061215050.90下三121.00211.25571.29813.39 -129.472028354.192029167.角3357馬碲800.00225.180000.0026666.67 -143.1416391247.681641791400.357865.00643866.8253086206.75小毛截面翼板2160.006.0012960.0025920.0083.5115063667.4215089587.42三角410.0015.36286.532277.7874.182255913.202258190.承托398腹板3654.001

9、13.414729.0012548140.-23.992102950.45146510905050.95下三121.00211.25571.29813.39 -121.821795742.041796555.角3343馬碲800.00225.180000.0026666.67 -135.4914686032.081471269800.757145.00639546.8248508123.52大毛截面形心至上緣距離：ya=81.86小毛截面形心至上緣距離：ya=89.512324030404118414030210121858312110211181140跨中截面尺寸圖（尺寸單位： mm）檢驗截

10、面效率指標上核心距：Ks47.09 cm下核心距 :Kx50.70 cm截面效率指標：0.580.5表明以上初擬的主梁跨中截面是合理的。4.3橫隔梁的設置在荷載作用處的主梁彎矩橫向分布，當該處有橫隔梁時比較均勻，否則直接在荷載作用下的主梁彎矩很大。為減小對主梁設計起主要控制作用的跨中彎矩，當跨度較大時應設置較多的橫隔梁。本設計設置七道橫隔梁。中橫隔梁間距為600cm，邊橫隔梁為 700cm.橫隔梁厚度：跨中設置的橫隔梁的寬度為 17cm,且跨中斷面的橫隔梁為預制的， 端部設置的橫隔梁為現(xiàn)澆的，寬度為 20cm,基本滿足要求。4.4主梁作用效應計算根據(jù)上述橋跨結構縱、橫截面的布置，并通過可變作用

11、下的橋梁荷載橫向分布計算，可分別求得各主梁控制截面（跨中、四分點、支點截面）的永久作用和最大可變作用效應，24然后再進行主梁作用效應組合。永久作用效應計算永久作用集度（ 1）預制梁自重跨中截面段主梁的自重（長9.5m）G 10.7145259.5169.69 kN馬蹄抬高與腹板變寬段梁的自重（長8.5m）G 20.7145 1.138 8.5 25 / 2 196.83 kN支點段梁的自重（長1.98m）G 31.1382556.331 kN1.98邊主梁的橫隔梁端部：G40.171.3085.559KN25中部：G40.201.772258.86KN故半跨內(nèi)的橫隔梁： G 42.55.559

12、8.86 22.76KN預制梁永久作用集度邊梁： g1（ 169.69+196.83+56.331+22.76 ） /19.48=22.88KN/m（2）二期永久作用集度現(xiàn)澆 T 梁翼板集度 g(5) =0.120.60 25=1.8KN/m邊梁現(xiàn)澆部分橫隔梁的作用集度：g(6) =(50.170.654+2 0.20.866)25/38.96=0.58KN/m3. 鋪裝層計算： 8cm混凝土鋪裝層： 0.08 14 25=28.0KN/m 5cm瀝青鋪裝層： 0.05 14 23=16.10KN/m若將橋面鋪裝傳給七片主梁，則g(7) =6.30 KN/m4. 欄桿，一側人行欄1.52kn/

13、m g (8) =（ 1.52+4.99 ）2/7=1.86kn/m則邊梁的二期荷載集度為：g2 =1.8+0.58+6.3+1.86=10.54KN/m則總的荷載集度 :g22.88+10.54=33.42KN/m永久作用效應如下圖所示，設 x 為計算截面離左支座的距離，并令=x/l 。永久作用效應計算見下表。25永久作用效應計算圖1 號梁永久作用效應荷載跨中截面L/4 截面 (a=0.25)支點截面 (a=o)(a=0.5)MmaxVmaxMmaxVmaxMmaxVmax一期恒載標準4129.8401032.46217.360434.72二期恒載標準1902.470475.6175100.

14、130200.26值6032.3101508.078317.490634.98可變作用效應計算（修正剛性橫梁法）沖擊系數(shù)和車道折減系數(shù)簡支梁橋的基頻：fEI C3.143.45 10100.53092l 2mc23823.29(HZ )2004.3G0.84372510 3其中： mc0.78659.812004.3Kg / mg根據(jù)本橋的基頻，可計算出汽車荷載的沖擊系數(shù)為： =0.1767lnf 0.0157=0.195本設計為四車道，在計算可變作用效應時需進行車道折減，四車道折減33%，三車道折減 22%,但折減后不得小于用兩行車道布載的計算結果。計算主梁的荷載橫向分布系數(shù)(1)跨中的荷載

15、橫向分布系數(shù)mc26本橋橋跨內(nèi)設六道橫隔梁，具有可靠的橫向聯(lián)系，且承重結構的長跨比為：L38.002.0B2.217.5所以可按修正的剛性橫梁法來繪制橫向影響線和計算橫向分布系數(shù) mc 計算主梁抗扭慣矩 I T對于 T 梁形梁截面，抗扭慣矩可近似按下式計算：m3I Tci bi t ii1式中： bi ,ti 相應為單個矩形截面的寬度和高度；ci矩形截面抗扭慣矩系數(shù)；m梁截面劃分成單個矩形截面的個數(shù)。對于跨中截面，翼緣板的換算平均厚度：24018120.510492t12401814.21cm馬蹄部分的換算平均厚度t 3 112015.5cm2IT 的計算見下表。IT計算表分塊名稱Bi(cm)

16、Ti(cm)Bi/Ti(cm)CiCi*Bi*Ti3( cm4 )翼緣板240.00140.060.33217324.8腹板205180.090.33394534.8馬蹄40.00160.750.1829491.2合計641350.827240301803018404150261IT 計算圖式（尺寸單位： cm）計算抗扭修正系數(shù)該主梁的間距相同 ,并將主梁近似看成等截面,則得：1Gl 2I Tii112Eai2 I ii式中： G=0.425E；L =38m ；I Ti=7×4； a1； 2； 3；0.006413508m=.7.2m a =4.8m a =2.4mia4=0m；a5

17、=-2.4m； a6=-4.8m；a7=-7.2m；4計算得： =0.97。按修正的剛性橫梁法計算橫向分布系數(shù)：ij71ai en72aii1式中： n=7， ai 2 (7.2 24.822.42 ) 161.28i 12825150140015025125250250250250250250125人群50018001號梁18001300180061.3號梁0.18082.0400.00.11800130018002號梁6348.0.818001300 18000.04號梁8082.0400.00.1跨中橫向分布系數(shù)mc 計算圖式(2)支點截面的荷載橫向分布系數(shù)m0按杠桿原理法繪制荷載橫向分

18、布影響線并進行布載，各梁可變作用的橫向分布系數(shù)可計算如下：支點橫向分布系數(shù) mo 計算圖式（尺寸單位： cm）可變作用（汽車）：moq=0.354可變作用（人群）：mor=1.229(3)荷載橫向分布系數(shù)匯總如下表：可變作用類別mcm0公路- 級0.6360.354人群0.4781.22929車道荷載的取值根據(jù)橋規(guī)，公路級的均布荷載標準值qk 和集中荷載標準值Pk 為：qk =0.75 ×10.5=7.875(kN/m)計算彎矩時：Pk=0.75 × 360180 ×(38 5)+180=234(kN)505計算剪力時：Pk =234× 1.2=280.

19、8(kN)計算可變作用效應在可變作用效應計算中，對于橫向分布系數(shù)的取值作如下考慮：支點處橫向分布系數(shù)取 m0，從支點到第一根橫梁段，橫向分布系數(shù)從m0 直線過渡到mc，其余梁段均取mc。(1)求邊梁跨中截面的最大彎矩和最大剪力計算跨總截面最大彎矩和最大剪力采用直接加載求可變作用效應，根據(jù)跨中截面作用效應計算圖式，計算公式：SmqkmPk y式中： S所求截面汽車（人群）標準荷載的彎矩或剪力； qk 車道均布荷載標準值；Pk 車道集中荷載標準值；影響線上同號區(qū)段的面積y 影響線上最大坐標值。30跨中截面作用效應計算圖式可變作用（汽車）標準效應：M max= 1 × 0.636×

20、;7.875×9.5×386× 7.875×（ 0.635-0.354）+0.636×234×9.52=2304.54(kN· m)max1× 0.636× 7.875×0.5×19 1×（0.635-0.354）×6×7.875× 0.0526+0.636×280.4V =22× 0.5=112.61(kN)可變作用（汽車）沖擊效應：M=2304.54×0.195=449.38 (kN·m)V=112.6

21、1×0.195=21.96 (kN)可變作用（人群）效應：q=3×1.15=3.45(kN/m)M max= 1 × 0.478×3.45× 9.5× 38+（1.229-0.478）× 6.0×3.45×1.0 2=313.21(kN·m)V max= 1 × 0.478× 3.45×0.5×19+ 1 ×（ 1.229-0.478）× 6.0×3.45×0.0526=8.24(kN)22(2)求邊梁四分點截面的最

22、大彎矩和最大剪力31四分點截面作用效應計算圖式可變作用（汽車）標準效應：M max= 1 × 0.636 × 7.875× 7.125 × 38 1 × 2 × 6.0 × 7.875 × 0.282+0.636× 234 ×227.125=1725.07(kN·m)V max= 1 × 0.636× 7.875×0.75×28.5 1 × 0.282×6.0× 7.875× 0.0526+0.636

23、15;280.8×220.75=187.54(kN)可變作用（汽車）沖擊效應：M=1513.47×0.195=336.39 (kN·m)V=178.20×0.195=35.11(kN)可變作用（人群）效應：M max= 1 × 0.478×3.45× 7.125×338+ 1 ×0.751×6×3.45×（ 1.5+0.5）22=238.79(kN·m)V max= 1 × 0.478× 3.45×0.75×28.5+ 1 &

24、#215; 0.751×6.0×3.45× 0.052622=18.03(kN)(3)求邊梁支點截面的最大彎矩和最大剪力32支點截面作用效應計算圖式可變作用（汽車）標準效應：V max= 1 × 0.636×7.875×1×38 1 ×0.282× 7.875×6×(0.947+0.0526)+0.842×280.8×220.636=238.87(kN)可變作用（汽車）沖擊效應：Vmax=238.87× 0.195=46.58(kN)可變作用（人群）效應：

25、q=3.45 (kN/m)V max= 1 × 3.45×0.478×1×38+ 1 ×3.45× 0.751×6×(0.947+0.0526)22=39.10(kN)以同樣的方法可求的中梁活載作用效應334.5主梁作用效應組合根據(jù)上訴方法計算中梁及邊梁的各控制截面的活載內(nèi)力， 并根據(jù)可能同時出現(xiàn)的作用效應選擇了四種最不利效應組合 : 短期效應組合、長期效應組合，標準效應組合和承載能力極限狀態(tài)基本組合，見下表?？缰薪孛鍸/4( 變化）截面支點截面荷載MmaxVmaxMmaxVmaxMmaxVmax(kN.m)(kN

26、)(kN.m)(kN.m)(kN)一期恒載標準4129.840.001032.46217.360.00434.72二期恒載標準值1902.470.00475.62100.130.00200.26人群荷載標準值313.218.24238.7918.030.0039.10公路級汽車荷載標準值（不計沖擊2304.54112.611725.07187.540.00238.87系數(shù)）公路級汽車荷載標準值（計沖擊系449.3921.96336.3936.570.0046.58數(shù)）持久狀態(tài)的應力計2617.75120.851963.86205.570.00277.97算的可變 ( 汽+人）承載能力極限狀態(tài)計

27、算的基本組合11445.06197.634963.18714.940.001205.401.0* （1.2 恒 +1.4*汽+0.8*1.4 人）正常使用極限狀態(tài)按短期效應組合計1926.3987.071446.34149.310.00206.31算的可變荷載設計值（ 0.7 汽+1.0 人）正常使用極限狀態(tài)按長期效應組合計1101.5753.83824.5889.640.00114.18算的可變荷載設計值（ 0.4 汽+0.4 人）加沖擊效應的汽車2753.93134.572061.46224.110.00285.45荷載4.6預應力鋼束的估算及其布置跨中截面鋼束的估算和確定受壓翼緣的有效寬

28、度b f ' ：根據(jù)公預規(guī)規(guī)定， T 形截面梁受壓翼緣有限寬度bf ' ，取下列三者中的最小值34（1） 簡支梁計算跨徑的三分一，即：38000/3=12667mm（2） 相鄰兩梁的平均間距 ; 對于中梁： 2400mm（3） b+6 bh12 h f ' =180+141 12=1872mm所以取 b f ' =1872mm根據(jù)公預規(guī)規(guī)定，預應力梁應滿足正常使用極限狀態(tài)的應力要求和承載能力極限狀態(tài)的強度要求。以下就跨中截面在各種作用效應組合下。分別按照上述要求對主梁所需的鋼束數(shù)進行估算，并且按這些估算的鋼束數(shù)的多少確定主梁的配束。按構件正截面抗裂性要求估算預應

29、力鋼筋數(shù)量對于 A 類部分預應力混凝土構件，根據(jù)跨中截面抗裂要求，由下式可得跨中截面所M s0.7 f tk需的有效預加力：wN peep1AW式中的 Ms為正常使用極限狀態(tài)按作用短期效應組合計算的彎矩值，由表格可以計算得到：Ms=4129.84+1902.47+1926.39=7958.7KN ·m設預應力鋼筋截面重心距截面的下緣為a p 100mm ，則預應力鋼筋的合力作用點至截面重心軸的距離為 epyb a p1355mm; 鋼筋估算時 ，截面近似取用全截面的性質來計算，由表格可得跨中截面全截面面積為A=7145002,全截面對抗裂驗算邊緣的彈mm性抵抗矩為 WI(126038

30、18 .3335904305 .86)104333.389 106 mm3 ；所以yb1455有效預加力為：M s0.7 f tk7958.7 106333.389 1060.72.656N peW4.02956 10N1ep11355106Aw714500333.389預應力鋼筋的張拉控制應力為con0.75 f pk 0.75 18601395MPa ，預應損失按張拉控制應力的20%來估算，則可得需要預應力鋼筋的面積為：N pe4.029561062Ap10.20.8 1395 3611mmcon采用 4束 7j15.24鋼絞線，預應力鋼筋的截面為Ap=2采用夾3920 mm ,4 714

31、0片式群錨，70 金屬波紋管成孔。4.6.2預應力鋼筋布置4.6.2.1跨中截面及錨固端截面的鋼束布置（1） 對于跨中截面，在保證布置預留管道構造要求的前提下，盡可能使鋼束群重心的偏心矩大些，本設計采用內(nèi)徑70mm，外徑 77mm的預埋鐵皮波紋管， 根據(jù)公預規(guī)35規(guī)定，管道至梁底和梁側凈距不應小于 3cm 及管道直徑的 1/2 。根據(jù)公預規(guī)條規(guī)定，水平凈矩不應小于 4cm及管道直徑的 0.6 倍，在豎直方向可疊置。根據(jù)以上規(guī)定，錨固截面和跨中截面的細部構造如下圖所示：a）錨固截面b） 跨中截面鋼束布置圖（尺寸單位：mm）(2) 對于錨固端截面， 鋼束布置通?？紤]下述兩個方面： 一是預應力鋼束合

32、力重心盡可能靠近截面形心，使截面均勻受壓；二是考慮錨頭布置的可能性，以滿足張拉操作方便的要求。（3）其他截面鋼束位置及傾角計算鋼束彎起形狀，彎曲角 及彎曲半徑采用直線段中接圓弧曲線段的方式彎曲，為使預應力的鋼筋的預加力垂直作用于錨墊板，N1,N2,N3， N4彎曲角均取 07 0 ；各鋼束的彎曲半徑為：Rn1=Rn2=30000mm,Rn3=Rn4=15000mm鋼束各控制點的位置的確定各鋼束彎曲控制表彎起點彎止點升高值彎曲半距跨中距跨中鋼束號截面水截面水彎曲角徑（ mm）平距離平距離（mm）（ mm）N17207300008764532N2115073000042977953N3168071

33、5000953111358N421007150001303414861各截面鋼束位置及其傾角計算計算時，首先應判斷出i 點所在的區(qū)段，然后計算Ci 及i ，即當 (xi xk ) 0時， i 點位于直線段還未彎起。當 0 ( xi xk ) ( Lb1 Lb2 ) 時， i 點位于圓弧彎曲段。36ciRR 2( xi xk )2isin 1 ( xixk )R當 (xixk )( Lb1Lb2 ) 時， i 點位于靠近錨固端的直線段。ci(xixkLb2 ) tan 0彎起點彎止點與彎起計算截鋼束編至跨中鋼束狀點間的升高值面號截面的態(tài)水平距距離 Xk離N18763656為負值，跨中截N2429

34、73656鋼束尚0面N395311827未彎起N4130341827N18763656彎起834L/4 截N242973656彎起414N395311827為負值，0面鋼束尚N41303418270未彎起點截N242973656彎起158面N395311827105N413034182762鋼束平彎的位置及平彎角N1,N2,N3,N4 四束預應力鋼絞線在跨中截面位置N2，N3，N4 在同一水平面上 ,而 N1 同一豎向截面尚上，而在錨固端五束鋼絞線則都在肋板中心線，為實現(xiàn)鋼束的這種布筋方式， N3,N4 在主梁肋板中必須從兩側平彎到肋板中心線上，為使便于施工方便布置預

35、應力管道，N3,N4 在梁中采用相同的形式。非預應力鋼筋截面面積及布置按構件承載能力極限狀態(tài)要求估算非預應力鋼筋數(shù)量在確定了預應力鋼筋數(shù)量后，非預應力鋼筋根據(jù)正截面承載能力極限狀態(tài)的要求確定。設預應力鋼筋和非預應力鋼筋的合力點到截面底邊的距離為75mm,則有h0ha23501002250mm先假定第一類T 形截面有公式0 M df cd bf' h0x211445.06 10622.41872 x2250x'2求得 x 124.8141h f則根據(jù)正截面承載能力計算需要的非預應力鋼筋截面面積為：37'1872 124.8 1260 3920f cd bf x f pd

36、Ap 22.4As890.95mmf cd330采用五根直徑為 18mm 的 HRB400 鋼筋，提供的鋼筋截面面積為As=1272.5mm在梁低布成一排，其間距為75 mm,鋼筋重心到低邊緣的距離為45mm.4.7計算主梁截面幾何特性后張法預應力混凝土梁主截面幾何特性應根據(jù)不同的受力階段分別計算， 本設計的 T 形梁從施工到運營經(jīng)歷了如下三個階段：（1）主梁預制并張拉預應力鋼筋，灌漿封錨主梁混凝土達到混凝土設計強度的 90%，進行預應力的張拉，此時管道尚未壓漿所以其截面特性未計入非預應力鋼筋影響的凈截面， 該截面的截面特性計算中應扣除預應力管道的影響， T 梁翼板寬度為 1800mm,.預應力鋼筋張拉完成并進行管道壓漿，封錨后，預應力鋼筋能夠參與截面受力。（2）主梁吊裝就位，并現(xiàn)澆600mm濕接縫主梁吊裝就位后現(xiàn)澆 600mm的濕接縫，但濕接縫還沒有參與截面受力，此時的截面特性計算采用計入非預應力鋼筋和預應力鋼筋影響的換算截面， T 梁翼板寬度仍為 1800mm。（3） 橋面，欄桿及人行道施工和營運階段橋面濕接縫結硬后，主梁即為全截面參與工作，此時截面特性計入非預應力鋼筋和預應力