Bridgeisoneoftheimportantbuildings,accordingtoneedbyhumanactivityysanindispensableroleinpeople'sproductionandliving.Thisgraduationdesignistheintegrateduseofknowledgeinordertodevelopourabilitytoyzeandsolvepracticalengineeringproblems,thatwegetaengineeringdesignbasictraining,toconsolidateandimprovethetheoreticalknowledgeandprofessionalskills,isalsotheuniversityfouryearsofknowledgeinexaminationandtesting.Thisdesignis4spanprestressedconcretesimplysupportedTbeambridge,thestandardof30m,spangirderspanof29.90m,calculationofspanis28.8m,thedeckisclear:net-9.25m+2×0.5m=10.25m,4piecesofmaingirder.Designmethodistofirstaccordingtothespecificationstodeterminethesize,andthentoothercomputing.Designistheneedforthemainworkis:tothevariouspartsofthebridgestructureandsize,thedeadloadinternalcalculationofmaingirder,thegirdersofliveloadinternalcalculationandinternalcombination,theestimationofprestressedsteelbeamanditsarrangement,calculationgirdercrosssectiongeometricfeatures,steelbeamlossofprestresscalculation,maingirdercrosssectionbearingcapacityandstresscalculation,thestructureofthemaingirderdeformationcalculationandlowercalculation,etc.Afterthegraduationdesignmakesmehaveamorefullyunderstandingofthebridge.:theprestressedconcrete,simplysupportedbeam,Tcross前 上部結構計 設計資料及構造布 主梁作用效應計 預應力鋼束的估算和確 主梁截面幾何特性計 鋼束預應力損失估 主梁截面承載力與應力驗 主梁變形驗 主梁端部的局部承壓驗 橫隔梁計 行車道板計 板式橡膠支座的設計計 下部結構計 設計資 蓋梁計 墩柱計 鉆孔樁計 結 致 參考文 附 設計資橋面：凈—9.5m20.5m10.25m公路—Ⅱ級qk0.7510.57.875kN/m

0.75276207kN人群荷載3.0kN/m2，欄桿及人行道板地每延米重取6.0kN/mΦs15.265束，fpk=1860MPa普通鋼筋直徑大于和等于12mm的采用HRB33512mm的均用R235鋼筋。按后張法施工工藝制作主梁，采用內徑70mm、外徑77mm的預埋波紋管和夾片交通部頒《公路工程技術標準》(JTGB01-2003)交通部頒《公路橋涵設計通用規范》(JTGD60-2004)基本設計地數據(1-橫斷面布效率指標ρ很有效，故在條件下應適當加寬T梁翼板，本設計主梁翼板寬度為運營階段的大截面(bi=2400mm)，凈—9m+2×1.5m1-1所1-1a主梁一般構造圖(1-1b半縱剖(′′σst0，預應力混凝土簡支的主梁高度與其跨徑之比通常在1/15—1/25中高2000mm的主梁高度比較合適的。，(2)T梁翼板的厚度主要取決于橋面板受車輪局部荷載的要求，還應考慮是否滿足主梁受彎時上翼板受壓的強度要求，本設計T梁的翼板厚度取用180mm300mm以抵抗翼緣板根部較大的彎矩。1/15.本設計腹板180mm。400mm，高度為250mm，馬蹄與腹板交接處作三角過渡，高度為150mm。按照以上擬定的外形尺寸，就可繪出預制梁的跨中截面（1-4）1-4跨中截面尺寸圖(1-2橫截面沿跨長的變如圖1-1所示，本設計主梁采用等高形式，橫截面的T梁翼板厚度沿跨長不變，梁1480mm范圍內將腹板加厚到與馬蹄同寛，馬蹄部分為配合鋼束彎起而從四分點附橫隔梁的設7.25m29.96m250mm230mm1750mm170mm150mm。1-2di=ys-Ix=Ai×di2,cm4ΣΣysSiAiys

SiAi上距：下距：

A A

sKsh

32.661.75根據上述梁跨結構縱橫截面地布置并通過可變作用下地荷載橫向分布計算可分別求得各主梁控制截面(一般取跨中和四分點和變化點和支點截面)地永久作用和最大可變作用效應，然后再進行主梁作用效應組合，本設計以邊梁作用效應計算為例。永久作用效應計①跨中截面段主梁地自重(G(1)=0.71375×25×9.6=②馬蹄抬高與腹板寬度段梁地自重(③支點段梁自重(1.48m)G(3)1.113625251.98V0.17(1.30.7V0.25(1.550.525G(4)(2.50.14821g(171.382.2341.4614.28)14.95T

g20.150.925一片中橫隔梁(現澆部分)地體積：V0.170.451.30.09945m一片端橫隔梁(現澆部分)地體積：V0.250.451.550.174375mg3(50.0994520.174375)2529.98cm混凝土地鋪裝：0.089.5256cm0.069.25234g418.512.76544g5624g3.380.7077.8163.2551-5x為計算截面離左支座地距離，并設VM

+-α+-α

M1(1)l2g

Q1(12) 1-1-3彎矩0剪力0彎矩0剪力0∑彎矩0剪力0可變作用效應計算(修正剛性橫梁按《橋規》4.3.2條規定，結構地沖擊系數與結構的基頻有關，因此要先計算結構簡 地基頻可采用右列 估算mcmc 3.2510102 m

0.1767lnf0.0157按《橋規》4.3.122％，33%，但折減后不得小于用兩行車隊布載地計算結果。(1)跨中地荷載橫向分布系數mcB

5

2.81所以按修正地剛性橫梁法來繪制橫向影響線和計算橫向分布系數ITT

cbt式中：bi、ticin為梁截面劃分成單個矩形截面地個數；

iinnt1(170150.510t32540)/21-6ITIT1-

IT計算圖式(

IT cbt3(103m4 iiITi Gl1

nnITiii12Eii

a2I取G=0.4E，L=28.8m，ITi0.01035785 a1=5m，a2=2.5m，a3=0，a4=-2.5m，a5=-

a2I

(5222.522)

iiii anij i n

ai2

22

)

，計算所得的ijn1-5

5ai5a

ij值的計算1231-71號梁的橫向分布系數：可變作用(公路-Ⅱ)：mcq0.5(0.5990.4660.3690.2350.13860.0047)0.78mcq0.5(0.5990.4660.3690.235)可變作用(人群)mcr1mcq(2)支點截面地荷載橫向分布系數1-8所示，按杠桿原理法繪制荷載地橫向分布系數影響線并進行布載，梁可1號梁：可變作用(汽車)m0q75 1-7mc的計算圖式( ①1.11.01.11.0②1-8m0計算圖式(根據《橋規》4.3.1條，公路-ⅡqkPkqk0.7510.5

0.75[180360-180(28.8-5)]Pk206.41.2m0m0mcmc2-9示出跨qk 人q人

qkq

+-+-1.1881.1881.1881.1881-9計算為：汽車荷載：Sq(1)mcq(PkykqkSrmcrqr1Mmax0.50.834957.8764.87.8750.80.83495206.4L/4(變化點)1-10所示1Vmax0.50.834957.8750.7564.87.875 qk人q人

qkq人

+-+-1.1881.1881.1881.1881-10L/4(變化點)1號梁Mmax0.6034.55.438290.5213.96kN

0.6034.50.7529340.5求支點截面處的最大彎矩和最大剪力，如圖1-11所 qk人q人

1 1.1881.188計算：

1-11Sq(1)mcq(Pkykqk)(1)qk1Srmcrqrqr1yk=1，Ω為三角形地面積，對于汽車地荷載

(m0qmcq)a2對于人群荷載

(m0rmcr2

；y11

.5.5()1

0.6034.51290.54.5[0.5(1.188-0.603)7.250.916主梁作用效應組本設計按《橋規》4.1.6-4.1.8條地規定，根據可能同時出現地作用效應選擇了三 1號梁作用效應組①②③總永久作用④⑤⑥⑦⑧⑨ 2號梁作用效應組面①②③總永久作用④⑤⑥⑦⑧⑨ 3號梁作用效應組①②③總永久作用④⑤⑥⑦⑧⑨跨中截面鋼束的估算和確Ms A

epW得MS=5083.69kN·m設預應力鋼筋截面地重心距截面下緣為ap=151mm，則預應力鋼筋epybap1402.8-1501-2可得跨中截面地A=969330mm2，全截面對抗裂驗算邊緣的彈性抵抗距為：WI/yb416.786341091402.8297.110308106M 1 1 p 擬采用Φs15.2地鋼絞線，單根鋼絞線地公稱截面面積Ap=1394mm2，抗拉強度標20%估算。np

N

) 56Φs15.3AP=30×149=4174mm2φ71預應力鋼束布70mm77mm的預埋鐵皮波形管，根據《公預規》9.1.13cm1/2，根據《公預規》9.4.94cm0.6倍，在豎直方向可疊置，a310.017.028.0 1-11b)所示，鋼束群重心至梁底距離為：a240.080.0145 2-121-101-102Ix=Ai×di①②③④⑤⑥⑦9∑3141314 1-12鋼束布置圖(上 下1-13鋼束群心位置復核圖式(1-8

85079868.32cmyb20068.32131.68cm上距：KS下距：Kx

A A

kxy .131(.)說明鋼束群重心處于截面的范圍內7°彎曲角鋼梁的其中的下部的上，下部分的端部的錨定端部的設計（1-13）,15度，以便簡化計算和構造上弧形鋼梁角，（2） 400300400300250300 1-14封錨端混凝土塊尺寸圖(ax3)(

axax

RN5=21000mm，以N1鋼筋為例，圖1-15為鋼束彎起計算圖示，計算地為②由b

ccot02

(l2axi)-1-15曲線預應力鋼筋計算圖(

1-111-11o計算鋼束上任一點i離距離ai=a+ci及該點處鋼束的傾角θi，ci為i點所在計算截面處鋼束位置的彎起高度。式中a為鋼束彎起前其重心至的距離，iciθi，即：0<(xi-xk)≤Lb1+Lb2時，i點位于圓弧彎曲段：當(xi-xk)≤0時，i點位于直線段還未彎起，ci=0ciR

R2(xx)2； 當(xi-xk)>Lb1+Lb2時，iθi=θ0，ci按下式計算ci(xixkLb2tan aiθi1-1-12各截面鋼束位置(ai)及其傾角(θi)sin1(xixk 0000000 設計中的T形梁從施工到運營經歷地如下三個階段：主梁預制并張拉預應力鋼混凝土的主達90％地設計強度，預應力張力，但填充管道在這個時候，所以2000T型梁凸緣寬度扣除。灌漿封錨，主梁吊裝就位并現澆400mm濕接400毫米應力鋼筋和預應力鋼筋截面影響的計算，T2000毫米寬。橋面欄桿及人行道施工運營階預應力鋼部計算截面特性，T2400毫米。計算每個橫截面的幾何形狀1-13Aii--∑面--∑面∑1-14Ai重2∑面∑∑注：預應力鋼筋換算面積為(αEp-1)Ap，αEp=1.93×105/3.43×104=5.63，Ap=41.73cm2則(αEp-1-15Ai重2∑點∑∑注：預應力鋼筋換算面積為(αEp-1)Ap，αEp=1.93×105/3.45×104=5.63，Ap=41.70預應力鋼束(錨下)地控制應力σcon按《公路橋規》地規定采con0.75fpk0.751860預應力鋼束與管道間摩擦引起的預應力損失(l1 1e(kx)；對于中間部分：X=L/2+D;e固定點支點中心線地距 1-17,1-181-16受計I力算面面83硬面554前面55面51-17跨中截面摩擦應力損失l1號θl1o平均值l1 L/4截面摩擦應力損失l1計θl1o平均值l11-19支點截面摩擦應力損失l1θl1o0000平均值l11-20各設計控制截面l1錨具變形、鋼絲回縮引起的預應力損失(l2lEPdlEPd

0l式中：σ0為端錨下控制應力Σ△L為錨具變形值，地夾片錨具(有頂壓)4mm2-6σLL為端到錨固段之間地距離，本設計地錨固端為跨中截面當l?≤l時，離端x處由錨具變形鋼束回縮和接縫壓縮引起地，設反摩擦后預拉應力損為

l

,2l

ll?≤x1-1-21號1-22△σd,l2l2平均0混凝土彈性壓縮引起的預應力損失(l4 取地L/4部根據式σl4=αEPσpc計算，以及其作為預應力地鋼梁全光束地每個部分的結果損失，αEP預應力鋼絞線彈性模量與混凝土地彈性模量地比率，實際強度級?'ck按張力混凝土地計算，?'ck假設為設計強度090％，即：?'ck=0.9×C50=1-2E'c=3.35×104MPa，因此αEP=EP/σpcNP的整體力（預應力所有鋼梁對焦點，在正常生產 Np

N p1-13 Np(conl1N2 Np pN2

l/4EPpc5.8228.19由鋼束松弛引起的預應力損失(l5對于采 工藝地低松弛級地鋼絞線，由鋼束松弛引起地預應力損失下式地計算，即：l50.52pefpk0.26)式中：peconl1l2l4ζ為鋼束松弛系數，對于低松弛地鋼絞線，ζ=0.4；Ψ為系數，采用一次，取Ψ=1.0；σpe為傳力錨固時地鋼束應力，，L/4截面的應力值作為全梁的平均值計算，故有：peconl1l2所以：l51.00.3[0.52混凝土收縮徐變引起的預應力損失(l6(t)

Epcs

l6

1t090%的齡期，，(tut0cs(tut0為加載齡期為t0時混凝土徐變系數地終極值和收縮應變地終極值；近似按標準養護條件有0.9

cklog

，則可得

20d；對于二期地恒載，G2地加載齡期t075%，橋位于野外一般地區，其構件理論地厚度由跨中h=3Ac/u，u為與大氣接觸地截面周邊長度，Ac為主梁混凝土截面面積，即：2902902(200h=313mm，

為cs(tuto)cs(tu

σpc當勞動力轉移的錨固力在所有鋼 度和L/4部分（包括預應力筋和縱向力非預應力鋼筋梁，簡化計算不含建設鋼梁的影響）重心由NP1剖面中心，MG1，MG2恩，T'0）/（TU，20NP1INp(con-lI)ApIpc,l

(NPIA

I

p)

4758.35103 INp(con-lI)APIpc,l

4638.338777.5810

(14.0113.32)2A

I0由：I0

1

ps1

L/4 APePAPAeps=ep=1238.3mm，L/4 (122.3I0

4662283 1將以上各項代入

l

0.9[1.9510511各截面鋼束應力損失平均值及有效預應1-23lIl1l2lll5l6plllllI0持久狀況截面承載能力極限狀態驗b′f根據《公路橋規》規定，Tb′f，取下列三者中地最緣懸出板地厚度，h′f

80900120(b2bh12hf)2006綜上所述，受壓翼緣有效寬度取

xTx

fpdApfcdhf

T設定點的底部邊緣的預應力鋼截面的共同作用a，則a=150mm，h0=h-a=2000-T形截面橫梁。TT設定點的底部邊緣的預應力鋼截面的共同作用底部邊緣的預應力鋼截面地共同作用彎Md=7329.06kN·mMufcdbfx(h0-x0

③斜截面承載力計算(L/4截面首先根 進行截面抗剪強度上、下限復核，即

fbhV2 0Vd是檢查地剪切極限狀態的模塊化設計值地橫截面，VD中，k為混凝土強度，FCU中，k=50MPab=200mm時，H0對應于切力橫截a

fpdApapa pfpdp

615.98KN，α2為預應力提高系數21.250.5110

0.52fcu,kbh2

0VdVcs

1

0.4510 0.7510-3f 其中：α1為異號彎矩影響系數，α1=1.0，α2為預應力提高系數，α2=1.25，α3為受 pb

HRB33512mm，雙肢箍，fsv=280MPa則 2113.1226.2mm

Asv

200Sinθp5

6VcsVpd1252.41226.0081278.42kN主梁截面應力驗

①構件在制作、及安裝等施工階段，混凝土強度等級為C45，在加應力和自重作用下截面邊緣混凝土法向應力應符合tcc0.70f②短暫狀況下(預加力階段 中截面上下緣的正應力上緣：

NpINpIepnMG1,下緣：

NpINpIepnAWAW

AWNpIpIAW

2-11t4758.351034758.351031238.7

t4758.351034758.351031238.7

20%的縱向鋼筋即可。此時有：MG1=2697.51kN·m；MG21=217.61kN·m(現澆部分MG22=846.36KN·m(橋面及欄桿部分MG22MQ846.36285.261857.072990.69kNNPIIPIIAp1004.874170由：

PIIAP(ynb-ap)l6As(ynb-as)p p

PII

l6epnynbap1388.7150 (NpIINpIIepn)MG1MG21MG22MAWAW

4190.311031238.7

2990.69105.13MPa0.5fck(0.532.416.2MPaWW MG21MG22MQWW

PIIEPkt1004.875.658.831054.76MPa0.65f2-16a-a處，第三階段x0-x0b-b處。現以第一階段截面梗肋a-a以上面積對凈截面重心軸xn-xn的面積矩Sna計算為aa120 aa120250 2501-16變化點截面( 2000180(611.3180)1(200200)120(611.3180120 200120(611.3180120)21-2-240面積矩0面積矩S0S00面積矩

VG1186.04kN；VG2115.01kN(現澆部分)；VG2258.51KN(桿部分)；VQ199.8022.13221.93kNp 639834mm2；sinsin1.881pcos

VG1SnVG21S0(VG22 得a-

18604103

(8.51

186.041038b-

186.04103200 MG1=2023.13kNmMG21163.21kNm(現澆部分MG

(橋面及欄桿部分MQ1392.93213.96由于未配非預應力鋼筋，則IIpIIApbepnynbap1388.7由由 NpIInpIIepn I 4069888.27a-

2023.13106x0

4069888.278777.58102023.13106(636.27b-

4069888.27

.1606

tpcxcy ((cx2)2(3.85)22tp(3.85)22

cp

2

tp .44.44cp

cp a-

tp 7.45(

0-2cp b- 面積矩主應力由《公預規》由《公預規》7.1.61-25的計算結果相比較，可知道混凝土主壓應力計算值均小于限值，即滿足由《公預規》7.1.6σtp≤0.5?tk=0.5×2.65=1.33MPa時，可以在僅由結果見表1-25鋼筋被構造顯示，主拉伸應力，以符合要求，它可以在鋼筋構成。2作用下正截面抗裂（跨斷面檢查采取正截面抗裂）

1004.8741704190.31kN；epn1238.7mmM

0.71485.65285.261325.22kN

NP

W

epn

4190.311031238.7264777.32103

MW

M

M

M

M

由《公預規》6.3.1條規定可知，對于全預應力混凝土構件，作用荷載短期效應組σst-0.85σpc≤0要求，由計算結果可知L/4（變化點）檢查截面預報實際設計檢查截面應如果必要的話加入的表1-24的截面力矩的區域。剪應力：VQS0.7159.8422.13 VG1SnVG21S0(VG22VQ)S0peApbsinpSn得

186.04103200 8.51

34.02)200x0-

186.04103b-

186.04103200 M是

0.71114.34213.96 NpIINpIIAIAI 4069888.27a-

.994x

8777.5810 (636.27b-

4069888.272023.13106主應力：為

cxcy (cx(cx2)2(3.40)21.17(3.40)21.172x0-

2(4.74)2(4.74)222(8.79)2(8.79)222從“公預規”6.3.1規定，根據第抗裂性能結合全預應力混凝土構件地副作用短期影響應滿足主拉應力σtp≤0.6?tk=1.59MPa地限制值，從表1-26可以在上面拉應3表1- 面面積矩S′0S0荷載短期效應作用下主梁撓度驗L=29m，C50Ec=3.45×104MPa1-11知，主梁在各控制截面地換算截面慣性矩各不相同，本設計為簡化，取梁L/4處截面地換算截面慣性矩I0= cm4作為全梁地平均值來計算。M的撓度驗算為： 0.95Ec現將可變荷載作為均布荷載作用在主梁上，則主中撓度地系數

5(設計原理書中表13-3)，荷載短期效應地可變荷載值為MQs=1325.22KN·m，由可變荷載

wQl,MswQswG1,Ms(wG1

2.7.2預加L/4截面處地使用階段永存預加力矩作用為全梁平均預加力矩計NpIIpIIApbep0

0b

MpeNpIIep0截面慣性矩應采用預加力階段(第一階段)地截面慣性矩，為簡化本設計以梁L/4處 LMpeMx

0.95EcIpe,l,pepe預拱度的設局部承壓區的截面尺寸驗根據《公預規》5.7.1條，配置間接鋼筋混凝土結構，其局部受壓區應符合下列要1.2倍拉伸的最大壓

1.213951396139C45?cd=20.5MPaηs—C50ηs=1.0，本設計預應力筋時混凝土強度等級為C45，故取ηs=1.0β—Ab—5.7.1Aln、Al—是混凝土局部受壓的面積，Aln是扣除孔洞后地面積，Al為不扣除孔洞后地面積，對于具有墊板并與喇叭管連成整體地錨具，Aln可取墊板面積扣除喇叭管尾1-16所示，N1、N3160mm×210mm，其余鋼束錨具地尺寸為160mm×160mm70mm波紋管，根據錨具地布置情況(1-17)，取最不利地N1(或N3)號鋼束進行局部承壓驗算。則Al

7024bA200530106000mm2; b1.3sfcdAln1.31.01.820.5297521427.203kN0Fld局部抗壓承載力驗根據《公預規》0

fsd

cor式中cor—AcorAbAcorAlAcor—Al的重心相重合，k—間接鋼筋影響系數，按《公預規》5.3.2C50及以下k=2.0；dcor——

4

corASSl—s—HRB335的螺旋形鋼筋，?sd=280MPa12mm，間s=50mm200mm。 cor

ssl

AAl

cor

vFu0.9(sfcdkvcorfsd)v

280)297521644.03kN0Fld(1-17帶喇叭管的夾片錨固體系(3 3 1-18梁端混凝土局部承壓(確定作用在跨中橫隔梁上的計算荷據“橋規”4.3.1規定，當地的裝卸橋地橫版結構應使用車輛荷載計算，圖1-19顯示 1-19跨中橫隔梁的最不利荷載布置(跨中橫隔梁的內力影響1-19A-A(2、3號梁的中點)、B-B(3號主梁)1C-C2D-D截1-5

110.568、12210.384、

310.2、140.016240.108、150.168、220.292、250.016、23由《橋梁工程》書P1661-155和P1771-144去計算橫隔梁地內力影響P=11A111b1A21P=1作用在2號地梁軸上時A212b1A22P=1作用在3號梁軸上時A313b1A23b2AP=14A414b1A24b2P=15A515b1A25b2B-BMA地影響線認為計算如下：P=11號地梁軸上時：B111b1B21P=12B212b1B22b2AeB0.3844.80.2922.4-2.4P=14B414b1B24b2A0.0164.80.1082.4P=15B515b1B25b2A-0.1684.80.0162.4-1(1)1號梁右截面地剪力V右1 P=1作用在計算地截面以左時：V11P=1 ，， 2)2V2右P=1

V2P=13

V322V3

0.20.2P=14V422V4

0.0160.108P=15V2

P=1作用在計算截面以左時：P=11號梁軸上時：

2iV2

P=12V2 10.3840.2921 1-20橫隔梁的內力計截面計 為

Sq(1)P0q

，Srq0式中：μ—0.351+μ=1.35；ξ—車道遞減系數，三車道為0.68；兩車道為1.0；q0r—人群對跨中橫隔梁地計算荷載1-27CDABCDBCDABCDB -- -- +--+--1-20中橫隔梁作用效應影響線圖(1-271MBMBV1V1右右V1V2V2右橫隔梁配筋計正彎矩配筋計算，橫隔板地有效寬度為式中—hf’為受壓區翼緣懸出板的平均厚橫隔板有效寬度應取上述三者中的較小值，即bf’=2908mm，先假設a=60mm，則橫隔梁的有效高度為：h0=1750-60=1690mma為鋼筋重心到底面的假設中性軸位于上翼緣板內，由：

fbx(hx

cd 1.0635.10610620.52.908x(1690x)2x23380x21307xx6mm

As

fcdAs

fcdbfxA20.529086 2Ф202Ф22HRB335As6287601388mm21-21此時a6281007605073mm628760x13882806.5mm,20.5而h00.561677939.12mm

0Mdufcdbfx(h0648.563kNmMAmax1-21正彎矩配筋及其計算截面尺寸(1700mm×180mma′=40mm，h0=1750-40=1710mma′為鋼筋重心地底面地距離。

fbx(hx B

cd 1.0200.007106x2-3420x1219550，x鋼筋截面積As可由得fsdAsfcdbfx，A20.516036 s2Ф20HRB335A628mm21-22sx

28020.5

xx

bx(h0291.208kNmMBmin 1-22負彎矩配筋及其計算截面尺寸(20.52

bh0

fcu,kbhФ8HRB335

250.3100.6mmP

2220.2106(2 1.021.02.120.2

(選用箍筋間距Sv=130mm，箍筋配筋率sv

Asv

懸臂板荷載效應計12090cm長地單向的懸臂板，計算圖式如1-23b1201-23懸臂板計算圖式(M

2

Vg10.181250.9鑄件視為一個凈跨度1.1米懸臂單向板，計算重量：g20.181254.5kN/m；Mg0.160.554.2kNm；剪力：Vg24.50.266.9kNM

3kNm；剪力：

5.46.92-Mr0.53.01.11.82kNm；剪力：V3.01.1 Md1.2Mg1.40.8

(1.26.42)9.75kNVd1.2Vg1.40.8

0.83.3連續板荷載效應計M0時刻在一個永久性的作用，活載，乘以經驗的部h

0.09910.25490cm1-23b)其根部一期永久作用效應力為：剪力：Vg1=5.4kN。彎矩：Mg1=-2.23kN·m，成橋后，先計算簡支板地跨中彎矩和支點剪力彎矩，根據《公預規》4.1.2條，ll0t，但不大于ll0b；本設計l2.40.2ll0，本設計取l2.2ml—l0—板的凈跨1-1-24g10.182514.5kNg20.082510.052313.15kN5cm的瀝青面層

(8cmMg2(0.4950.595)2.380.5953.153.211kN剪力：Vg3.154.365kNM

114.48kNDE作用剪力為：VsgMcg

5.44.3650.53.2111.61kN

g2

1-24簡支板二期永久作用計算圖式(根據《橋規》.1-2a1b1為：b1=0.6m，a1=0.2m；bb12h0.620.13aa2hl0.220.1312.381.25m2l 故取故取a=1.59

a1.591.42.99ma2.992aa12ht8xm時垂直于板地跨徑方向荷載地有效aa12ht2x0.64 (1)P(lb)(10.25) (2.380.86)28.44kN 8 1-24Vsp

y(1)(A1y1A2y2A3y3A4y4

pbP

2

A22(

-p)

-a)8aab(aa)

A

2(p-p)2(aa)8aab(aa

81.50.72現澆p"=P p"=P

p=p=p=A3

yy2y2.20.8620.8045;

2.20.433y2.20.431.30.2136;

0.040.393

(10.25)(46.670.804515.680.934846.670.213611.46Msp0.728.4419.91kNm支點斷面處地剪力：VspMcp0.58.4414.22kN按《橋規》4.1.6條進行極限狀態行動效果的基本組合1.2Msg1.4M

1.24.481.419.9133.25kN支點斷面處地剪力：1.2Vsg1.4Vsp1.29.771.478.82跨中斷面處地彎矩：1.2Mcg1.4M

1.21.611.414.2221.84kN截面設計、配筋與承載力驗a=30mm12mmHRB335鋼筋，那么有效高度為：hha

3003013.9263mm按《公預規》5.2.220Md

f

x)得1.033.2510622.4103x263x2x2526x2968.75按《公預規》5.2.2

fcdbx22.410005.71f f12mmHRB335150mm

A1000150113.1

Sx)S0Md(33.25kNxASfsd

75422.4

緣配筋相同，均為直徑12mm的HRB335鋼筋，計算結果需在板的下緣配置鋼筋，鋼150mm12mmHRB3351-25所示。1501501-25行車道板受力鋼筋布置圖式(b)矩形截面地受彎構件抗剪截面地尺寸應符 式要求0.51103 0.5103fb 根據《公預規》9.2.5條，板內應該設置垂直于主筋地分布鋼筋，直徑不應該小于8mm200mm8mm地HRB335200mm。預應力鋼筋混凝土五片式T形全長為29.96m，計算跨徑l29m，主梁采用C50混凝土，支座處 力標準值Rck=846.31kN，其中結構自重引起的支座反力標準值為Rck=519.10kN，公路Pr=3.0kN/m2?=11.34mm，根據當地的氣象資料，確定制作平面尺選定支座地平面尺寸為ab3035cm21050cm2度t0.8cm。S a2t(a

20.8(30

10.1eeE5.4GS25.41.010.22eej

a

0.3

8060kPa

注：根據《公路鋼筋混泥土及預應力混泥土橋涵設計規范》(JTGD62-Ge=1.0MPa；Ee5≤S≤12確定支座的厚

t36C地水平位移

1al110536(290030) ②在車輛荷載水平位移在地上△P的制動力來計算，須首先確定每個軸承HT制動力地作用;馬路對面-29.0米車道橋（JTG200490KN90KN10支承梁的計算，每個軸承承

909k③確定需要地橡膠片總厚度

te2g20.5274t

0.8026cme0.7

0.7

21.010130《公路鋼筋混泥土及預應力混泥土橋涵設計規范》(JTGD62-2004)te0.2a0.230且te6cm(合格

te30.820.53.4cmhte40.53.42驗算支座偏轉情①計算支座地平均壓縮變形為

RckteRck

式中c,m—Ee—Eb—橡膠彈性體體積模量Rck—

846.311030.30.35550.85

846.311030.30.352000

0.000635

0.0635路鋼筋混泥土及預應力混泥土橋涵設計規范》(JTGD62-2004)規定，尚應滿足c,m0.07te0.06350.073.40.238cm(合格②計算梁端地轉角

5gl 和

(

)16161624EI

16

161.1340.00125rad52900 a,即0.0635300.001250.01878cm(合格 驗算支座的抗滑穩定tHtte

0.30.351.01030.5274為了保證橡膠支座 或墩臺頂面不發生相對滑動，則應滿足以下條件

11.4GeAg1

g1.4GA1gt te

Rck0.3(519.100.5278.33)

1.4HtFbk1.416.278931.80Rck197.48kN合格

0.3519.10155.73kN1.4Ht1.416.28722.80kN合格51-2655858 a)b)1-26板式橡膠支座圖(橋面：凈—T形梁；HRB335R23509064

2-1橋墩結構尺寸(《公路橋涵地基與基礎設計規范》(JTGD63-2007)荷載計2-2-11、52、34邊梁1中梁232-2(1/22- 1 560 1 56060 123452-2蓋梁尺寸(2-2自重彎矩剪力VV1—2—3—4—5—00載對稱布置。2-3150；22-41

10.02082

1(0.72920.7292)

1單列車對稱(尺寸單位 圖2-4雙列車對稱(尺寸單位2-5

由

1n

2

，已知：N=5，e=3.1，2a22(2.424.82) 13.14.8 13.100.2000；13.14.8 13.12.4 2-5已知：N=5，e=1.552a22(2.424.8257.6，則11.554.8

35

45

11.554.8 PP 2-6已知：N=5，e=02a222.424.8257.612345P

2-5(

3-62-7151.1785；2432-7已知：N=5，e=5.252a222.424.8257.6375

15.252.4 15.2500.2000；15.252.4 15.254.8 qqq人人111 12-72-8 11

2-8支座可變荷載反力(2B2435.375雙孔布載單列車B2927.87520722B2321.1875B297.87520722-9雙孔滿載時(一側

B1B266.0263kN;B1B2單孔滿載時(一側)

4.511.00629.1766.0263kN 112-9人群荷載(求可變荷載橫向分布之后各梁支點反力(計算的一般為RiBi)，見表2-2-3ηBB00000000002-42-4各梁永久荷載、可變荷載基本組合計算表(12345①②稱③④000⑤⑥⑦⑧⑨雙柱反力Gi地計算，見圖2-10，所地各梁反力見表2- 31314512452288.720.951478.561.45)1(1397.228.152350.665.752477.082285.950.951267.811.45)1(1919.868.151793.495.751793.491793.490.951919.861.45)1(1838.518.151855.425.751823.071790.710.951709.101.45)2-5可知，偏載左邊地立柱反力最大(G1>G2)，并由荷載組合⑦時(公路—Ⅱ級、雙列非對稱布置與人群對稱組合)G1=5005.25kN；內力計2-10所示，為求得最大彎矩值，支點負彎矩取用非對稱布置時地數2-102-6力梁支座反力各截面彎矩一般計算為：截面1-1：V左=0；V右=-R1；截面2-2：V左=V右=-R13-3：V左=-R1；V右=G1-R14-4：V左=G1-R1；V右=G1-R1-R25-5：V左=G1-R1-R2；V右=G1-R1-R2-R32-7力各截面剪力V左VVV00002-8力各截面剪力VVVV公路公路公路公路2-9力梁支座反力各截面剪力VV2-2-62-722-10可繪制內力計算的截面配筋設計與承載力校C30HRB3355cm(鋼筋中心至混凝土邊緣)。fcd13.8MPa；fsd280MPaM≤

x)；

A

bx；A

sd ff2-102-MM0MV左0右0V左0右V左右2-3已知：bh=160cm×150cm；Md=-2874.232kN·m，取γ0=1.0；h0=150-2874.23210613.81600x1450x2xsAfcdbx13.8160092.747313.21mm2Φ32HRB335s

n7313.219.0910該截面實際承載力Mu

100%MfA(hx)2808042(145092.74)3160.638kN sd >Md2874.2322-112-11配筋率——8489182根據《公預規》5.2.10條規定，當截面符合

0.510-

bh029.3.13條構造要求配置箍筋。式中：2—1.02ftd—ftd1-10.50103fbh 2 2-2截面～5-50.50103fbh 2 根據《公預規》5.2.9V≤ 0 2-11157×15157×15 6

2-11Ml 2-12

2-12荷載計②蓋梁自重(半根梁蓋4

1N

485

N2-3～2-5相應的制動力：90kN90kN①單孔行人(單側)：②雙孔行人(單側)：雙柱反力地橫向分布計算(2-13)

3103350.963 1553350.737

84；211.28403350.5

10.5PP3-132-2-12可變荷載組合垂直反力計算(雙孔最大垂直反力最小垂直反力123452-13可變荷載組合最大彎矩計算(單孔垂直力1————00203———2-11截面配筋計算及應力驗2-14N

最小的垂直力：(2-12得到N

.37kNMmax225.8449.5269.75NN

4031.28485.983779.67485.98N

NMINMII2-14作用于墩柱底的外力(C4016Φ20HRB235鋼筋，As=5037.2mm2，則采用ρAsπr

0.28%

l0

22

14.715.5，故偏心增系數為雙孔荷載按最大垂直力墩柱頂則按受壓構件驗算，公預規5.3.1條 Nd3779.67，M

eM0Nd0

345.11故η=0.89，ηe0=81.3mm根據《公預規》5.3.90

Ar2

Cr2f0Nd

Br3

Dgr3feBfcdDgfsd0

g=0.9ffρ

13.8B0.706D

13.8A載力計算系數表”A，B，C，D，為：=1.02，A=2.7277，B=0.3209，C=2.3578，D=0.6337e13.80.3209 13.82.7277 Cr2fBr3

Dgr3f1.6mC30混凝土，Φ20R235m法計算，m=5500kN/m4(亞粘性土)Ec=2.6×104MPa。荷載計每一根樁承受地荷載為(2-

15485.982N2系梁恒重地反力：N

116984.5kN4作用于樁頂地恒載反力N恒為：N恒=N1+N2+N3+N4=3635.87kN5q1.621530.16km已扣除浮力)4N5816.33k(公路—Ⅱ級N5169.56k(人群荷載，單側N6

(人群荷載，雙側2 最大沖刷

2-15荷載作用(

12.3142對樁頂地力臂為：1.51112墩柱引起地風力：W21112作用于樁頂地外力(2-

3218.25816.33169.564204.14k雙孔3218.25602.23132.053952.53k單孔H451.1570.85MN60.5T12.527W111.75W25N6602.230.54512.5271.15711.750.855132.05902.54k2-16NN

4204.1430.163952.5330.16H0M0902.5447.011.0樁長計h，則：[N]1UltmA{[] i N15.182119.008hNmax4234.3即：119.008h1783.364626.38h40m>Nmax=4626.38+15.08×40樁的內力計算(m51樁地變形系數：515mb15 0.675mb15 0.672.6107z處樁身截面上地彎矩Mzαh=11.56>4.0αh=4.0N0按h4.0查附表Ⅰ

H047.01k

M0949.55km(0)

B

BD3443

A

A

0.2913 /k

ADA

2

A

A

2

/km11A

AC3443 0.011104

A

A

0.291X/mmH(0)M(0)47.010.177104949.550.034 0 00.406/radH(0)M

47.010.034104949.550.011104 0 0Z

M

H 彎

B32EIC33EID32EIXAEIBMC1H0 0 0 00計算2EIX0.29120.5611070.40610200EI0.2910.5611070.1211020.19801

則得

0.193104

0.198104

33A3B333C3D3可由表查得，計算3-142-172-14MZ計算(ZM24682-17樁身截面配筋與承載力驗z=1.38m0.2%

16Φ20R2352-18樁身截面配筋(A0

2 1.6 24 m2樁地換算截面模量W0為0W0

nAr ss lP為樁地計算長度，當h4l

4.0)0.7(211

)根據《公預規》.100eM0N

10.2

r

0.22.7

1.150.01

1.15

22

1.1251，取21

8002

則e0250.471.018

當=0.77g=0.90.25

11.5MPa；f

195MPaeBfcd

4m0

3982.69kNAr2

Cρρ2f

Cρf)r(2.030611.51.50130.0025195)80020Nd

463.50(kNm)Br3

Dgr3f

(Bfcd

2387.94k墩頂縱向水平位移驗樁在地面處地水平位移和轉角(x，xH0AM0 α3 α2 當αh≥4，z=0Ax2.44066Bx3EI0.29132.61070.670.3221.3822EI0.29122.61070.670.3224.75x0

1.6214.07103m4.07mm 則符m

0

H0

AM0 A1.62100；B1.75058；αEI0.2910.672.61070.322

.949

162-由于樁露出地面地部分為變截面，其上部墩柱截面抗彎剛度地為E1I1(直徑下部樁截面地抗彎剛度EI(直徑d)，假設nE1I1，則頓頂地水平位 為x1x00l0xQx QQ

[3(nh2h1)nh1h2(h1h2mx m

[h2nh(2hh2E1

由于：nE

，E=E1，所以n

1I1

772.,1 已知：h1=11m，h2=1.5m，h=40m，則 10.7721.531130.772 3xm0.7720.672.61070.3323

4.86103

xm

20.7720.672.6107

1120.7721.52114.981031x4.07103(0.0005812.5)4.861034.981031L墩頂容許地縱向水平位移[△]L

5

30.82mmx1HM HMl l0h2-19T形設計計算，使我對橋梁的結構中各個組成部分有了一個更加清晰的認識。對計算書的排版不熟練。整理計算書，進行排版的過程中，對word辦公軟件不熟在指導教師的悉心指導和大力支持下，我順利完成了黃陵縣某簡支T形截面word此的幫助和，我就不能順利的完成畢業設計。在此向老師表示深深的感謝！李亞東.橋梁工程.：西南交通大學葉見曙.結構設計原理.：人民交通白國良.荷載與結構設計方法.：高等教育曹雙寅.工程結構設計原理.：東南大學賈艷敏，高力.結構設計原理.：人民交通沈蒲生.混凝土結構設計原理.：高等教育周志祥.高等鋼筋混凝土結構.：人民交通常大民.橋梁結構可靠性分析與設計.：中國鐵道中民行業標準.JTGB01—2003公路工程技術標準.：人民交通出中民行業標準.JTGD60—2004公路橋涵設計通用規范.：人民交中民行業標準.JTGD62—2004公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵13.GB50010—2002混凝土結構設計規范.：中國建中民行業標準.JTJO24—85公路橋涵地基與基礎設計規范.：人盧樹圣.現代預應力混凝土理論與應用.：中國鐵道SislerHH.Electronicstructurepropertiesandtheperiodiclow,selectedtopicsinmodrnchemistry.ReinholdpublishingCorporation,1963,10(2):78～89CaianQiu.AnysisoftheCr-Fe-Mo-Csystemandmodificationofthermodynamicparameters.ISIJInternational,1992,32(10):1117~1127LeeBJ,LeeDN.AthermodynamicevaluationoftheFe-Cr-V-TisystemjournalofphaseEquilibria,1992,13(4):349~364BRIDGEENGINEERINGANDEvolvementofbridgeEngineering,briefAsearlyasthefirstcenturyBC,MarcusVitruciosPollio'sworkinthereonthetypeofbuildingmaterialsandstructuresdescribedandreviewed.LatertheancientGreeksfoundedthebasicprinciplesofstatics,LeonardodaVinci,CardenoandGalileoandothersinworkandapplicationoftheseprinciplesalsoconfirmedthecorrectness.Andduringthe15thcenturytothe16thcentury,engineersdidnotseemtonoticethesewrittenrecords,butaruleofthumbandtraditiontobuildbridgesandaqueducts.Inthe17thcentury,withLeibnitz,NewtonandBernoullicreationofmathematicaltheory,bridgeconstructiontechnologyhasbeenrapiddevelopment.Lahire(1695)andbelidor(1729)publishedworksonthetheoreticalysisofthestructureofmaterialsinthefieldofmechanicslaidthefoundation.Kuzmanovic(1977)notedthatthestoneandwoodisamaterialusedinbridgeconstructionfirst.Inthetransitionfromwoodtosteel,andironasatransitionmaterialisusedinthebridgebuilding.Accordingtorecentrecords.Earlyin1840,FranceinGrisolesbuiltaspanof39feet(12meters)acrossGaroyneconcretecbridge,butreindconcretebridgeuntilthebeginningofthiscenturythat,whileprestressedconcretebegantouse1927.AsearlyastheMiddleAges,RomeandotherEuropeancitiesbegantobuildthestructureinonesetofupperandlowerhalf-arcstonearchbridge,whiletheRenaissancearchisgraduallydominatedTanzania.Thisconceptinthe18thcenturyhasbeensignificantlyimproved,andwasfoundlaterintheconstructionofrailwaystoadapttotheload.Intheysisanduseofmaterials,stonearchbridgehasbeennomajorchange,butsincetheearly1670s(Lahire,1965)introducedtheconceptofpressureline,makingthetheoryArchBridgehasbeenimproved.Modeltest,themainfailuremodeoftherelevantarchstructuretheoryhasbeenconfirmed(Frezier,1739).Fornon-hingedarch,Culmann(1851)introducedamethodofelasticcenter,itshowstheavailablethreecoordinateequationsthreeextraparameters.Whenpalladiobuiltaspanof10feettriangularwoodenframebridge,the16thcenturywoodentrussesbeenusedinbridges.Thedesignalsofollowthreebasicprinciplesbridgedesign:easy(utility),aestheticsanddurabi