橋梁工程畢業(yè)設計計算書參考

..0318144班橋梁工程畢業(yè)設計計算書設計資料：橋型：兩跨裝配式簡支鋼筋砼T型梁橋,縱橫端面布置,如下圖所示：設計荷載：設計汽車荷載汽車——20級,掛車——100,人群3KN/m2橋面凈寬：凈—7+2×0.75+2×0.25跨徑：標準跨徑20m,計算跨徑19.5m每側欄桿及人行道構件重5KN/m砼線膨脹系數?=1×10-5計算溫差=Δt=35oC砼彈性量Eh=3×101Mpa〔C30砼基本尺寸擬訂主梁由5片T梁組成橋寬〔5×1.6m每片梁采用相同的截面尺寸,斷面尺寸如上圖所示。各主梁、橫隔梁相互間采用鋼板焊接接頭‘橫隔梁建議采用5片,斷面尺寸自定橋墩高度,尺寸自行設計采用u型橋臺,臺身高5米,其他尺寸自行設計建筑材料主梁、墩帽、臺帽為C30砼,重力密度γ1=25KN/m3墩身、臺身及基礎用7.5級砂漿25#塊石,其抗壓強度Rα′為3.7Mpa,重力密度γ2=24KN/m3,橋臺填土容量γ3=18KN/m3橋面鋪裝平均容重γo=23KN/m3地質及水文資料此橋位于旱早地,故無河流水文資料,也不受水文力作用,基本風壓值1Kpa地質狀況為中等密實中砂地基,容許承載力[σ]=450kPa；填土摩擦角?=35o,基礎頂面覆土0.5m,容量與臺后填土相同一、橋面板的計算:〔一計算圖式采用T形梁翼板所構成鉸接懸臂板<如右圖所示>1.恒載及其內力<按縱向1m寬的板條計算>〔1每延米板上恒載g的計算見下表：瀝青砼面層g10.03×1.0×21kN/m=0.63kN/m砼墊層g20.08×1.0×25kN/m=2.00kN/mT形梁翼板自重g3<0.08+0.14>/2×1.0×25kN/m=2.75kN/m合計g=Σgi=5.38kN/m〔2每米寬板條的恒載內力為：Mmin,g=－=－×5.38×0.712kN·m=－1.356kN·mQag=gl0=5.38×0.70kN=3.82kN汽－20級產生的內力將加重車后輪作用于鉸縫軸線上〔如上圖所示,后軸作用力為P＝120kN,輪壓分布寬度如下圖所示。由《公路工程技術標準》〔JTGB01－2003查得,汽－20級加重車著地長度為a2=0.20m,寬度為b2=0.60m,則a1=a2+2H=0.20m+2×0.11m=0.42mb1=b2+2H=0.60m+2×0.11m=0.82m荷載對于懸臂根部的有效分布寬度為a=a1+d=2l0+0.42m+1.4m+2×0.71m=3.24m由于2l0=1.40m<5m,所以沖擊系數1+μ=1.3作用于每米寬板條上的彎矩為作用于每米寬板條上的剪力為掛車－100產生的內力由公路橋規(guī)查得,掛車－100車輪的軸重為P＝250kN,著地長度為a2=0.20m,寬度為b2=0.50m,車輪在板上的布置及其壓力分布圖形如下圖所示,則a1=a2+2H=0.20m+2×0.11m=0.42mb1=b2+2H=0.50m+2×0.11m=0.72m鉸縫處縱向2個車輪對于懸臂根部的有效分布寬度為a=a1=d=2l0=0.42m+1.20m+2×0.71m=3.04m懸臂根部的車輪尚有寬度為c的部分輪壓作用,即c=b1/2-〔0.90－l0=0.72/2-〔0.90-0.71=0.17m輪壓面c×a1上的荷載對懸臂根部的有效寬度為=a1+2c=0.42+2×0.17=0.76m輪壓面c×a1上的荷載它并非對稱于鉸縫軸線,為簡化計算,偏安全地仍按懸臂梁來計算內力。懸臂根部每米寬的彎矩為〔如右圖作用在每米寬板條上的剪力為：內力組合：〔1承載能力極限狀態(tài)內力組合：〔用于驗算強度恒＋汽〔組合Ⅰ=1.2×〔-1.356+1.4×〔-12.16=-18.65kN·m=1.2×3.82+1.4×24.07=38.28kN恒＋掛〔組合Ⅲ=1.2×〔-1.356+1.1×〔-12.55=-15.43kN·m=1.2×3.82+1.1×39.98=48.56kN所以,行車道板的設計內力為Mj=－18.65kN·m<由汽-20級控制>Qj=48.56kN<由掛-100級控制>橋面板截面設計、配筋與強度驗算：懸臂板根部平均高度h=11cm,設保護層厚度a=2cm,若選用Φ12HRB400鋼筋,=330Mpa,=13.8Mpa,=0.53則有效高度c為：h0=110-0.02-0.006=0.084m=由1.0×18.65×=13.8×1000x<84-x/2>解得x=18.02mm＜=0.53×84=44.52mm將所得x值代入公式,求得所需鋼筋面積為：=查有關板寬1m內鋼筋截面面積表,當選用Φ14<外徑16.2㎜>鋼筋時,需要鋼筋間距為75㎜時,此時所提供的鋼筋面積為：按構造配置箍筋,取Φ10,間距25mm.強度驗算：=0.082m=82mmx===49.1將x帶入公式=求得截面所能承受的彎矩設計值為：=13.8×1000×49.1〔82-49.1/2=38.9×N·mm=38.9KN·mm〉=1.0×18.65KN·mm?！矎姸葷M足要求。二、主梁內力計算梁的縱橫端面如下圖所示：縱斷面此橋寬跨比B/L=5×1.6/20=0.4<,采用偏壓法計算縱斷面求荷載位于支點時1#,2#,3#梁橫向分布系數<杠桿法>繪制1#,2#,3#梁的橫向分布影響線。確定荷載沿橫向的最不利位置。求出相應于荷載位置的影響線豎標值。SHAPE計算1號,2號,3號梁的荷載橫向分布系數為：1號梁：汽車-20 moq=EQ\F<∑ηq,2>=EQ\F<0.875,2>=0.438掛車-100 mog=EQ\F<∑ηg,2>=EQ\F<0.563,4>=0.141人群荷載mor=∑ηr=1.4222號梁：汽車-20moq=EQ\F<∑ηq,2>=EQ\F<1.000,2>=0.500掛車-100 mog=EQ\F<∑ηg,2>=EQ\F<1.000+0.438+0.438,4>=0.469人群荷載mor=∑ηr=03號梁：汽車-20 moq=EQ\F<∑ηq,2>=0.5掛車-100 mog=EQ\F<∑ηg,2>=0.469人群荷載mor=∑ηr=02.荷載位于跨中時橫向分布系數<偏壓法>求梁的影響線圖形的控制豎標,同時繪制影響線圖,本橋梁數n=5,∑ai2=25.6m1號梁η11=EQ\F<1,n>+EQ\F<a12,∑ai2>=EQ\F<1,5>+EQ\F<3.2×3.2,25.6>=0.60η15=EQ\F<1,n>－EQ\F<a1×a5,∑ai2>=EQ\F<1,5>－EQ\F<3.2×3.2,25.6>=－0.202號梁η21=EQ\F<1,n>+EQ\F<a2×a1,∑ai2>=EQ\F<1,5>+EQ\F<1.6×3.2,25.6>=0.40η25=EQ\F<1,n>－EQ\F<a2×a5,∑ai2>=EQ\F<1,5>－EQ\F<1.6×3.2,25.6>=03號梁η31=EQ\F<1,n>+EQ\F<a3×a1,∑ai2>=0.20η35=EQ\F<1,n>－EQ\F<a3×a5,∑ai2>=0.20按最不利位置布載,見影響線圖計算橫向分布系數mc。1號梁：汽車-20 mc=EQ\F<∑ηq,2>=EQ\F<0.575+0.350+0.188,2>=0.556掛車-100 mcg=EQ\F<∑ηg,4>=EQ\F<0.513+0.400+0.288+0.175,4>=0.344跨中橫向分布系數計算圖式人群荷載mcr=∑ηr=0.6842號梁：c汽車-20 mcq=EQ\F<∑ηq,2>=EQ\F<0.388+0.275+0.194+0.081,2>=0.469掛車-100mc=EQ\F<∑ηg,4>=EQ\F<0.356+0.300+0.244+0.188,4>=0.272人群荷載mcr=∑ηr=0.4423號梁：汽車-20 mcq=EQ\F<∑ηq,2>=EQ\F<0.2+0.2+0.2+0.2,2>=0.400掛車-100 mcg=EQ\F<∑ηg,4>=EQ\F<0.2+0.2+0.2+0.2,4>=0.200人群荷載mcr=∑ηr=0.200=3\*GB3③荷載橫向分布系數數據表梁號截面位置汽車-20掛車-100人群1號跨中mc0.5560.3440.684支點mo0.4380.1411.4222號跨中mc0.4690.2720.442支點mo0.5000.46903號跨中mc0.4000.2000.200支點mo0.5000.4690活載內力汽車荷載沖擊系數：1+μ=1.21號梁 汽車-20 Mcq=〔1+μ×ξ×∑mc×Pi×yi=1.2×1.0×〔0.556×120×4.150+0.556×120×4.85+0.556×60×2.85=834.67KN·m掛車—100Mcg=ξ×∑mc×Pi×yi=1.0×〔0.344×250×4.250+0.344×250×4.85+0.344×250×2.850+0.329×250×2.25=1212.76KN·m人群荷載Mcr=1.2×1×0.684×3×0.75×0.5×1×19.4×4.85=86.88KN·m2號梁汽車-20Mcq=〔1+μ×ξ×∑mc×Pi×yi=1.2×1.0×〔0.469×120×4.15+0.469×120×4.85+0.469×60×2.85=704.06KN·m掛車—100Mcg=ξ×∑mc×Pi×yi=1.0×〔0.272×250×4.25+0.272×250×4.85+0.272×250×2.85+0.286×250×2.25=973.48KN·m人群荷載Mcr=1.3×1×0.442×3×0.75×0.5×1×19.4×4.85=56.14KN·m3號梁汽車-20Mcq=〔1+μ×ξ×∑mc×Pi×yi=1.2×1.0×〔0.400×120×4.15+0.400×120×4.85+0.40×60×2.85=600.48KN·m掛車—100Mcg=ξ×∑mc×Pi×yi=1.0×〔0.200×250×4.25+0.200×250×4.85+0.200×250×2.85+0.22×250×2.25=751.25KN·m人群荷載Mcr=1.2×1×0.2×0.75×3×0.5×1×19.5×4.85=23.53KN·m②計算各主梁跨中剪力Q1/21號梁汽車-20級 Qcq=〔1+μ×ξ×∑mc×Pi×yi=1.2×1.0×〔0.556×120×0.500+0.556×120×0.428+0.222×60×0.543=82.98KN掛車—100Qcg=ξ×∑mc×Pi×yi=1.0×〔0.344×250×0.500+0.344×250×0.438+0.329×250×0.232+0.279×250×0.170=116.608KN人群荷載Qcr=mc×∑Pi×yi=1.2×1.0×0.684×3×0.75×0.5×0.5×9.7=4.47KN2號梁汽車-20Qcq=〔1+μ×ξ×∑mc×Pi×yi=1.2×1.0×〔0.469×120×0.500+0.469×120×0.428+0.460×60×0.222=70.23KN掛車—100Qcg=ξ×∑mc×Pi×yi=1.0×〔0.272×250×0.500+0.272×250×0.438+0.286×250×0.232+0.335×250×0.170=94.61KN人群荷載Qc=1.2×1.0×0.442×3×0.75×0.5×0.5×9.7=2.893號梁 汽車-20 Qcq=〔1+μ×ξ×∑mc×Pi×yi=1.2×1.0×〔0.4×120×0.500+0.4×120×0.427+0.410×60×0.222=60.02KN掛車-100Qcg=ξ×∑mc×Pi×yi=1.0×〔0.2×250×0.500+0.2×250×0.438+0.22×250×0.232+0.286×250×0.170=71.76KN人群荷載Qcr=1.2×1.0×0.2×3×0.75×0.5×0.5×9.7=1.31KN計算各主梁支點剪力Qo1號梁汽車-20 Qoq=〔1+μ×ξ×∑mc×Pi×yi=1.2×1.0×〔0.438×120×1.00+0.472×120×0.928+0.556×70×0.412+0.535×130×0.21=162.58KN掛車—10Qog=ξ×∑mc×Pi×yi=1.0×〔0.141×250×1+0.191×250×0.938+0.344×250×0.732+0.344×250×0.67=200.61KN人群荷載Qor=1.2×1×0.684×3×0.75×0.5×1×19.4=17.91KN2號梁汽車-20Qoq=〔1+μ×ξ×∑mc×Pi×yi=1.2×1.0×〔0.500×120×1.000+0.491×120×0.928+0.469×70×0.412+0.474×130×0.206=169.08KN掛車—100Qog=ξ×∑mc×Pi×yi=1.0×〔0.469×250×1+0.42×250×0.938+0.272×250×0.732+0.272×250×0.67=311.08KN人群荷載Qor=1.2×1×0.442×3×0.75×0.5×1×19.4=11.573號梁汽車-20Qoq=〔1+μ×ξ×∑mc×Pi×yi=1.2×1.0×〔0.5×120×1.00+0.471×120×0.928+0.4×70×0.412+0.418×130×0.206=162.22KN掛車—100Qog=ξ×∑mc×Pi×yi=1.0×〔0.469×250×1+0.402×250×0.938+0.2×250×0.732+0.2×250×0.67=281.62人群荷Qor=1.2×1×0.2×3×0.75×0.5×1×19.4=5.24KN④活載內力組合梁號截面內力汽車-20級掛車-100人群1#M1/2834.671212.7686.88Q1/283.45116.6084.47Qo163.10200.61217.912#M1/2704.06973.4856.14Q1/270.3294.612.89Qo165.25311.07611.573#M1/2600.48751.2525.53Q1/260.2871.821.31Qo162.58281.385.24恒載內力計算恒載集度主梁g1=[0.18×1.30+〔EQ\F<0.08+0.14,2>〔1.6-0.20×25=9.76kN/m橫隔梁對于邊主梁g`1邊={1.10-EQ\F<0.08+0.14,2>}×EQ\F<,2>}×EQ\F<0.15+0.16,2>×5×25/19.5=0.647kN/m對于中主梁g`1中=2×0.647=1.294kN/m橋面鋪裝層g3=<0.63+2>×7/5kN/m=3.682kN/m欄桿和人行道g`3=5×2/5kN/m=2.00kN/m合計邊主梁g邊=10.205+0.647+3.682+2.00=16.534kN/m中主梁g中=10.205+1.294+3.682+2.00=17.181kN/m恒載內力計算內力截面位置x邊主梁中主梁彎距M/〔KN/m剪力Q/KN彎距M/〔KN/m剪力Q/KNx=00161.210167.51x=l/2785.880816.6301#梁內力組合匯總序號荷載類別M〔KN.mQ〔KN0跨中梁端跨中⑴恒載816.63167.510⑵汽車834.67162.5882.98⑶人群86.8817.914.47⑷掛車-1001212.76200.61116.61⑸汽+人群921.55180.4987.45⑹1.2恒載979.96201.010⑺1.4〔汽+人1290.17252.69122.43⑻1.1掛車1334.04220.67128.27⑼SjⅠ=⑹+⑺2270.13453.7122.43⑽SjⅢ=⑹+⑻2314.00421.68128.27⑾⑺/⑼×100%56.83%〔不提高55.7%〔不提高100%⑿⑻/10×100%57.65%〔提高0.0252.33%提高0.02100%⒀第一次提高后的SjⅠ2270.13453.7122.43⒁第一次提高后的SjⅢ2360.28430.11128.27⒂控制設計內力值2360.28453.7128.272#梁內力組合匯總序號荷載類別M〔KN.mQ〔KN0跨中梁端跨中⑴恒載816.63167.510⑵汽車704.06169.0872.23⑶人群56.1411.572.89⑷掛車-100937.48311.0894.61⑸汽+人群760.2180.6573.12⑹1.2恒載979.96201.010⑺1.4〔汽+人1064.28252.91102.37⑻1.1掛車1070.83342.19104.07⑼SjⅠ=⑹+⑺2044.24453.92102.37⑽SjⅢ=⑹+⑻2050.79543.20104.07⑾⑺/⑼×100%52.06%〔提高0.0355.72%〔不提高100%⑿⑻/10×100%52.22%〔提高0.0263.00%〔提高0.03100%⒀第一次提高后的SjⅠ2105.57453.92102.37⒁第一次提高后的SjⅢ2091.81559.50104.07⒂控制設計內力值2105.57559.50104.073#梁內力組合匯總序號荷載類別M〔KN.mQ〔KN跨中梁端跨中⑴恒載816.63167.510⑵汽車600.48162.2260.28⑶人群25.535.241.31⑷掛車-100751.25281.6271.76⑸汽+人群626.01167.4661.33⑹1.2恒載979.96201.010⑺1.4〔汽+人876.41234.4485.86⑻1.1掛車826.38309.7878.94⑼SjⅠ=⑹+⑺1856.37435.4585.86⑽SjⅢ=⑹+⑻1806.34510.7978.94⑾⑺/⑼×100%47.21%〔提高0.0353.84%〔提高0.03100%⑿⑻/10×100%45.75%〔提高0.0260.65%〔提高0.03100%⒀第一次提高后的SjⅠ1912.061448.5185.86⒁第一次提高后的SjⅢ1842.47526.1178.94⒂控制設計內力值1912.06526.1185.86由1#、2#、3#內力組合匯總情況可知,計算的設計內力控制值為：KN三、主梁的配筋計算:<一>鋼筋選擇：根據跨中截面正截面承載力極限狀態(tài)計算要求,確定縱向受拉鋼筋數量。擬采用焊接鋼筋骨架配筋,設as＝110mm,則h0=1400-110=1290mm,h’f=<140+80>/2=110mm.翼緣計算寬度b’f按下式計算,并取其中較小者：故取首先判斷截面類型,由=1.0×2360.28×=2360.28×KN/m=13.8×1500×110×<1290-110/2>=2812.095×KN/m2360.28×KN/m＜2812.095×KN/m,故應按第一類T形計算。確定混凝土受壓區(qū)高度,由1.0×2360.28×=13.8×1500x<1290-x/2>解得x=91.6mm＜=0.53×1200=636mm＜=110mm將所得x值代入公式中求得所需鋼筋截面面積為：=采用二排焊接骨架,選用6Φ36〔外徑40.2mm,供給,鋼筋截面重心至截面下邊緣的距離梁的實際有效高度=1400-110.4=1289.6截面最小寬度不滿足要求。選用8Φ32〔外徑35.8mm,供給,鋼筋截面重心至截面下邊緣的距離梁的實際有效高度=1400-101.6=1298.4截面最小寬度符合要求。<二>跨中截面正截面承載力復核：由公式確定混凝土受壓區(qū)高度,得：將x值代入公式M滿足要求。<三>斜截面抗剪承載力計算：抗剪強度上、下限復核：對于腹板寬度不變的等高度簡支梁,距支點h/2處的第一個計算截面的截面尺寸控制設計,應滿足下列要求：根據構造要求,僅保持最下面兩根鋼筋〔2Φ32通過支點,其余各鋼筋在跨間不同位置彎起或截斷。支點截面的有效高度h=1400-<30+35.8/2>=1352.1mm將有關數據代入上式得：=1.0×559.50=559.50KN=1.0×128.27=128.27KN≤KN部分可不進行斜截面抗剪承載力計算。結果表明,截面尺寸滿足要求,但應計算要求配置箍筋和彎起鋼筋。設計剪力分配〔見圖支點剪力組合設計值=1.0×554.594=554.594KN跨中剪力組合設計值=1.0×128.27=128.27KN其中部分可不進行斜截面承載力計算,箍筋按構造要求配置。不需要進行斜截面承載力計算的區(qū)段半跨長度為：距支點h/2=1400/2=700mm處的設計剪力值為Vd1=528.54kN,其中應由混凝土和箍筋承擔的剪力組合設計值為：0.6=0.6×528.54=317.12KN應由彎起鋼筋承擔的剪力組合設計值為：0.4=0.4×528.54=211.42KN箍筋設計確定箍筋配筋率：式中：按伸入支點計算,可得：取取；取=0.0021.選用直徑為10mm的雙肢箍筋,單肢箍筋的截面面積Asv1=78.54mm2,箍筋間距為：,取Sv=300mm.在支承截面處自支座中心至一倍梁高的范圍內取Sv=1彎起鋼筋設計根據《橋規(guī)》〔JTGD62規(guī)定,計算第一排彎起鋼筋時,取用距支座中心h/2處,應由彎起鋼筋承擔的那部分剪力組合設計值,即0.4=0.4×528.54=211.42KN第一排彎起鋼筋的截面面積為：由縱筋彎起鋼筋,提供的計算第二排彎起鋼筋時,應取第一排彎起鋼筋起彎點〔即距支座中心,其中44mm為架立鋼筋的凈保護層厚度,22.7mm為架立鋼筋的外徑,30mm為縱向鋼筋的凈保護層厚度,35.8mm為縱向鋼筋的外徑,應由彎起鋼筋承擔的那部分剪力組合設計值,按比例關系求得187.9KN第二排彎起鋼筋的截面面積為：由縱筋彎起,提供的計算第三排彎起鋼筋時,應取第二排彎起鋼筋彎點處〔即距支座中心,應由彎起鋼筋承擔的那部分剪力組合設計值,從圖按比例關系求得135.01KN第三排彎起鋼筋的截面面積為：由縱筋彎起,提供的計算第四排彎起鋼筋時,應取第三排彎起鋼筋彎點處〔即距支座中心,應由彎起鋼筋承擔的那部分剪力組合設計值,從圖按比例關系求得83.70KN第四排彎起鋼筋的截面面積為：采用加焊的斜筋,提供依此類推,求得第五排彎起鋼筋的截面面積為：193.11采用加焊的斜筋,提供三.橫隔梁的計算1.確定作用在中橫隔梁上的計算荷載：對于跨中橫隔梁的最不利荷載布置如圖?？v向一列車輪對于中橫隔梁的計算荷載為：汽車-20 Poq=EQ\F<1,2>∑Piyi=EQ\F<1,2>〔120×1.000+120×0.711+60×0.175=107.91kN掛車-100Pog=EQ\F<1,4>∑Piyi=EQ\F<1,4>〔250×1.000+250×0.753+250×0.175=120.50kN人群：=3×0.75×4.85=10.91KN按偏心壓法可算得1,2號梁的荷載橫向分布影響線豎標值,則Mr的影響線豎標可計算如下：P=1作用在1號梁軸上時：ηMr1=η11×1.5d+η21×0.5d-1×1.5d=0.6×1.5×1.6+0.4×0.5×1.6-1×1.5×1.6=-0.64P=1作用在5號梁軸上時：ηMr5=η15×1.5d+η25×0.5d=-0.2×1.5×1.6+0×0.5×1.6=-0.48P=1作用在2號梁軸上時：ηMr2=η12×1.5d+η22×0.5d-1×0.5d=0.4×1.5×1.6+0.3×0.5×1.6-1×0.5×1.6=0.4繪制剪力影響線對于1號主梁處截面的Q1右影響線計算如下：P=1作用在計算截面以右時：ηl1右=ηl1=0.6ηl2右=ηl2=0.4ηl5右=ηl5=-0.2P=1作用在計算截面以左時：ηl1右=ηl1-1=0.6-1=-0.44.截面內力計算將計算荷載Poq,Pog在相應的影響線按最不利荷載位置加載,對于汽車荷載并記入沖擊影響力〔1+μ彎矩M2-3汽車-20M2-3=〔1+μ×ξ×Poq×∑η=1.2×1×107.91×〔0.64+0.01=84.17KN·m掛車-100M2-3=Poq×∑η=120.50×〔0.28+0.64+0.325+0.01=151.227剪力Q1右汽車-20Q1右=〔1+μ×ξ×Poq×∑η=1.2×1×107.91×〔0.575+0.350+0.188-0.038=144.125掛車-100Q1右=Poq×∑η=120.50×〔0.513+0.400+0.288+0.175=165.81橫隔梁內力組合：〔恒載內力不計承載能力極限狀態(tài)內力組合〔強度驗算組合ⅠMmax=0+1.4×84.170=117.838KN·mQ右max、1=0+1.4×144.125=201.775KN組合ⅢMmax.r=0+1.1×151.228=166.351KN·mQ右max、1=0+1.1×165.808=182.389KN正常使用極限狀態(tài)內力組合組合ⅠMmax、r=0+84.17=84.17KN·mQ右max、1=0+144.125=144.125KN組合ⅢMmax、r=0+151.227=151.227KN·mQ右max、1=0+165.81=165.81KN5．橫隔梁截面配筋與驗算：〔1、正彎矩配筋：取橫隔梁的高度為100cm,頂寬為16cm,下部寬為14cm,平均寬度為15cm,鋼筋選用HRB400,抗拉強度標準值為400MPa,抗拉強度設計值為330MPa。相對界限高度為ζ=0.53,彈性模量=2.0×MPa,箍筋采用HRB330,抗拉強度設計值為280MPa。主梁采用混凝土。橫隔梁截面配筋按矩形截面設計,寬度去平均值155mm,設=90mm,則橫隔梁有效高度值：=990－90=900mm〔1、求混凝土受壓區(qū)高度：由公式：得1.0×166.351×=1.38×150x〔900-X=96.63mm<=0.53×900=477mm將X=162.43mm代入公式求所須鋼筋截面面積：=選用2Ф22鋼筋〔外筋25.1mm提供=760布置兩排并每排兩根焊接。截面最小寬度=2×30+3×25.1=135.1mm〈b=150mm,則梁的實際有效高度為990-30-25.1/2=947.5mm?！?.跨中截面正截面承載力復核確定混凝土受壓區(qū)高度：x===121.16<=0.53×927.3=491.58mm將x帶入公式=求得截面所能承受的彎矩設計值為：=13.8×150×121.16〔947.5-121.16/2=222.441×KN·mm=222.441KN·mm〉=1.0×166.351KN·mm〔滿足要求四、支座設計計算〔采用板式橡膠支座恒載作用下的支座反力N0=167.51KN,汽車荷載：Np,max=252.91KN1.4<汽車荷載+人群荷載>Np,min=167.46KN〔汽車+人群汽車-20級和人群荷載作用下產生的跨中饒度?=1.82,取主梁的計算溫差為△t=1．確定支座幾何尺寸：a確定平面尺寸試取板式橡膠支座形狀系數S＞8,取橡膠支座的容許應力[δ]=10MPa。支座的平面面積A≥==0.042042m2取支座的橫橋向長度為0.18m,順橋向長度為0.25m,則A=0.18×0.25=0.045m2＞確定支座的厚度由于溫度產生的梁的伸長量由兩端的支座均攤,則每一支座承受的水平位移為Δ=αΔtEQ\F<l,2>=1×10-5×35×EQ\F<19.5,2>=0.0034m取橡膠片容許剪切角正切值[tgγ]=0.7?！苩≥EQ\F<Δ,[tgγ]>==0.0049m選用4層鋼板和5層橡膠片組成的板式橡膠支座。上、下表層橡膠片厚0.0025m,其余均為常用厚度,即鋼板厚為0.002m,橡膠片厚為0.005m。支座總厚0.0025×2+0.005×3+0.002×4=0.028m橡膠片總厚為∑t=0.0025×2+0.005×3=0.02m＞0.0049m且0.0025cm≤0.036cm,滿足要求支座總厚h=0.028m支座偏轉驗算計算形狀系數b/a=0.25/0.18=1.39<2s=ab/2t〔a+b=10.47>8若橡膠邵氏溫度為50oc,可知橡膠的彈性模量并乘以0.7,則E=448.85Mpa支座的平均壓縮變形為ΔS=EQ\F<Nmax∑t,EA>=420.42×0.02/448.85×0.18×0.25=0.382≤5%∑t=0.05×20mm=0.75mm<滿足要求>支座偏轉驗算主梁在最不利荷載下梁端產生的轉角為θ=0.003radΔS2=ΔS-EQ\F<1,2>θa=0.288×10-3-0.5×0.18×0.003=0.000018＞0〔滿足要求抗滑性驗算板式橡膠支座在活載作用下必須滿足μ〔Np,min+N0≥1.4GAEQ\F<Δg,∑t>+HT沖擊系數為0.2,對與汽-20級一輛加重車的總重為300KN,制動力為300×30%=90KN,經比較取制動力為90KN參與計算,五根梁共10個支座,每一個支座所受水平力為HT=9KN。則1.4GAEQ\F<Δg,∑t>+HT=1.4×0.647×103×0.30×0.18×0.0035/0.05+9=43.24KNμ〔Np,min+N0=0.2×〔167.46+167.5=66.99KN>43.24KN〔滿足要求五、輕型橋墩配筋計算〔按構造配〔一、設計資料墩柱采用C30混凝土澆注,蓋梁采用C40混凝土系梁采用C25混凝土,,〔二、蓋梁配筋按要求取配筋率=0.45×1.65/280=0.265%所需鋼筋截面面積：取箍筋間距S〈15d=15×25.1=376.5mm取S=350mm〔三、墩柱配筋按要求取配筋率為0.265%,墩柱截面3.14×所需鋼筋截面面積：取箍筋間距S〈15d=15×28.4=426mm取S=400mm距端頂400mm內S取100mm?！菜?、系梁配筋按要求取配筋率=0.45×1.23/280=0.2%所需鋼筋截面面積：取箍筋間距S〈15d=15×20.5=307.5mm取S=300mm橋臺設計計算：本設計橋臺采用重力式U形橋臺,臺身高5m,前墻頂寬0.4m。背坡4：1,側墻頂寬0.4m。前坡直立,背坡4：1,基礎為雙層剛性擴大基礎,每層厚0.8m,順橋向襟邊為30cm<內側>,20cm<外側>橫橋向襟邊20cm,上層基礎平面尺寸為415cm×890㎝。下層基礎平面尺寸535㎝1．截面幾何尺寸<1>臺身底面：面積：A=4.15×8.5－2.0×5.0=25.275m2形心位置=〔4.15×8.5×4.15/2－2×5×2.0/2/25.275==4.15－2.5=1.65m慣性矩為：<2>基礎底面：面積：A=9.3×5.35=49.755慣性矩：核心半徑：=5.35/6=0.8922．外力計算：采用第二種活載布置<即臺后破壞棱體上布置車輛荷載,溫度下降并考慮臺后土側壓力>臺后主動土側壓力①土壓力系數計算：,②臺后破壞棱體長度=35+17.5+14.036=66.536則橋臺底面以上破壞棱體長度=hcota-1.0=5.00.4647-1.0=1.3235m基礎底面以上破壞棱體長度=〔5+1.6×0.4647+=2.667m③土側壓力<車輛及填土>1、橋臺底面深度土壓力汽－20級重車后軸作用在破壞棱體上=E==1/2×18×5.0×〔5.0+2×2.37×8.5×0.161=599.81KN作用點距臺底：=2.072mb.掛－100作用在破壞棱體上=2.47mE==612.13KN作用點距臺底：=2.08m2、基礎底面處壓力a.汽－20級作用在破壞棱體上=1.18mE==728.35KN作用點距臺底：=2.49mb.掛－100級作用在破壞棱體上=1.23mE==736.48KN作用點距臺底：=2.50m3>垂直力計算<見下表>荷載名稱垂直力<kN>對C點力臂<m>力矩<kN·m>對D點力臂<m>力矩<kN·m>臺帽512.3117.31.87595.625背墻11531.85283.051.425218.025背墻232.641.858.7521.3751464.883背墻3569.162.051166.7781.625924.885前墻+側墻+尾墻877.5-0.65-570.375-1.075-943.313填料1828.13-0.65-1188.281-1.075-1965.23基礎1800.72－－－－上部結構重力857.332.392049.0191.9651593.25土壓力<汽+填土>ECy=313.72－2.61-818.809-3.035-952.140EDy=380.95－3.41-1299.040-3.835-1460.94土壓力<掛+填土>ECy=320.16－2.62-838.819-3.045-974.887EDy=385.20－3.41-1313.53-3.835-1477.24<3>水平力計算<見下表>荷載名稱水平力<kN>對C點力臂<m>力矩<kN·m>對D點力臂<m>力矩<kN·m>支摩阻力166.383.10515.7784.70781.986土壓