永定河2号大桥桥梁设计

永定河2号大桥
1 设计资料
1.1设计尺寸要求
桥面宽度：净-9＋2×1.0m。

桥梁分孔布置：4等跨。

标准跨径:20.00m。

计算跨径:19.50m。

主梁全长:19.96m。

桥梁总长:20.00×4m。

1.2设计荷载要求
设计荷载：公路-Ⅱ级，人群荷载为3.0KN/㎡。

1.3设计材料要求
钢筋：主筋采用型号为HRB335钢筋，其他采用型号为R235钢筋。

混凝土：采用C30混凝土，采用2cm沥青混凝土，6-12cmC25混凝土垫层。

1.4桥梁基本设计依据
《公路工程技术标准》（JTG B01—2003），简称《标准》；
《公路桥涵设计通用规范》（JTG D60—2004），简称《桥规》；
《公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范》（JTG D62—2004）。

《公路桥涵标准图》（JT/GQB 004-1973）
《公路桥涵施工技术规范》 (JTJ 041-2000)
《路桥用水性沥青基防水涂料》（JT/T 535-2004）
1.表中d系指国家标准中的钢筋公称直径；
2.钢筋混凝土轴心受拉和小偏心受拉构件的钢筋抗拉强度设计值大于330 MPa时，仍应采用330 MPa；
3.构件中有不同种类钢筋时，每种钢筋应采用各自的强度设计值。

2 方案构思与设计
2.1 工程概述
本设计桥梁地处普通公路，跨越主要排洪河道，河道宽度为80米。

本设计桥梁与河道正交，桥梁平面位于直线段上，全长4×20m,，宽度11米，上部结构为装配式混凝土简支T型梁桥,桥位起点桩号k2+600.35，终点桩号k2+679.65,设计速度60km/h,双向两车道，设计荷载为公路-Ⅱ级。

2.2 桥型方案比选
桥梁结构的系统中包括很多桥型，其中有斜拉桥、拱桥、梁式桥等。

根据桥设计的基本原则和设计最终需要以及经济、美观等因素确定桥梁形式。

根据这一原则进行比选
1）、斜拉桥
又称斜张桥，是由承压塔、弯起索以及承弯梁体组成
优点：使梁体内部弯矩减小，降低建筑物的高度，减轻了结构自重，节省了建筑材料，桥跨跨越性大。

缺点：属于多次超静定结构，设计计算复杂，索与梁和塔连接构造复杂，施工高空
作业情况比较多且施工技术要求高。

结论：斜拉桥并不适用于本次设计。

2）、拱桥
拱桥（archbridge）指的是在竖直平面内以拱作为结构主要承重构件的桥梁。

优点：可以将桥面板传来的压力转为轴向压力，不需多考虑受拉受弯情况。

缺点：构造复杂、不易制作，故一般采用无铰拱体系，同时增加了超静定次数，附加内力大，必须寻求较为合理的拱轴线形式以获得结构合理的受力状态，水流超过拱矢2/3，不能承受水的浮力给予的压力。

地基要求高。

结论：斜拉桥并不适用于本次设计。

1）、梁式桥
分类：混凝土简支梁桥、混凝土连续梁桥、梁拱组合体系。

⑴、混凝土简支梁桥（详见图2-1）
①简单的力量，旨在促进计算，梁只有积极的时刻，系统温度变化，收缩和徐变，预应力没有额外的内力在梁，超静定结构，结构的内力从地面变形的影响，一个较低的水平，并可以应用到建设的基础上桥位不佳的桥梁。

②、跨径一般，线条明晰，但比较单调，与景观配合很不协调。

③养护维修费用小。

④设计技术经验较丰富，国内先进水平⑤选择20米标准跨度张法简支梁制作施工方法，你可以节省大量的脚手架，缩短建设周期，加快速度建设的桥梁有多种可选的起重机械。

⑥工期较短。

图2-1简支梁桥示意图
⑵、混凝土连续梁桥（详见图2-2）
①在竖向荷载作用下，只有垂直反作用力和无水平推力;结构刚性好，变形小，动力性能，温柔的主梁变形弯曲线，有利于高速行驶。

②、侧面上看线条明晰，与当地的地形配合，显得美观大方。

③养护维修费用小④设计技术经验较丰富，国内先进水平⑤满堂支架浇筑地点：平稳和可靠的施工，没有大型起重设备;桥整体性好，建设系统的转换，不产生静载荷蠕变内力，施工方便。

⑥工期较短。

图2-2 连续梁桥示意图
⑶、梁拱组合体系（详见图2-3）
①梁拱形成一个联盟结构的弯曲和压力特性的使用，预应力混凝土结构，梁体保留了巨大的压力承受水平推力拱，因此，这种类型的结构的特点，拱，但无推力。

②、跨径较大，线条非常美，与环境和谐，增加了城市的景观。

③养护维修费用较大。

④经验一般，国内一般水平。

⑤转体施工法，你可以利用地形的施工现场预制场地安排，在施工期间不中断导航，不影响大桥交通，建筑设备，设备简单，容易掌握，减少高空作业，施工难度大。

⑥工期较长。

图2-3梁拱组合桥示意图
综上所述，结合实际情况考虑，本设计选用混凝土简支梁桥。

3 初步设计
3.1 初步设计主梁、横隔梁片数与间距
为考虑经济因素，随梁高与跨径增大主梁间距通常应该加宽，并且为提高主梁截面效率指标ρ通常也会采用加宽翼板的方法，所有在许可条件下应该一定程度内适当加宽T梁翼板。

但标准设计主要为了配合各桥面板的宽度，使桥梁尺寸标准采用统一的主梁间距。

交通《公路桥涵标准图》中，钢筋混凝土装配式简支T形梁跨径从8m到20m,主梁间距均为1.5到2.2m，考虑到人行道时应适当挑出，本设计为净9＋2×1.0m，采用六片主梁，并且设置五根横隔梁。

设计结构尺寸详见图3-1所示，
模型试验结果表明，主梁在荷载作用的位置弯矩横向分布，在当该位置有横隔梁时比较均匀，否则主梁弯矩较大。

为了尽量减小对主梁设计起到主要控制作用的主梁跨中弯矩，本设计在跨中位置设置一道中横隔梁；本设计在桥跨中、四分点附近、支点处一共设置五道横隔梁，其间距为4800mm。

横隔梁采用开洞形式，他的高度取1200mm平均厚度170mm，（详见图3-1），
3.2主梁跨中截面主要尺寸拟订
根据桥面板承受车轮局部荷载的要求设计T梁翼板的厚度，除此之外还应考虑其能否满足在主梁受弯时上翼板的受压状态的强度要求，交通《公路桥涵标准图》中，钢筋混凝土装配式简支T形梁跨径从8m到20m,主梁间距均为1.5到2.2m，装配式简支T 型梁桥主梁尺寸要求（详见表3.1），
表3.1 装配式简支梁桥主梁尺寸
图3-1 桥梁横纵断面图单位：cm
本设计主梁截面细部尺寸：
T型梁的翼板厚度取用100mm，翼板根部加厚至180mm用以抵抗翼缘根部承受的较大的弯矩。

考虑到腹板本身的稳定性条件，腹板厚度不应小于主梁高度的1/15，并且介于160mm到200mm之间。

故腹板厚度取200mm。

按照上述所拟订的T型梁外形尺寸，就可绘出预制梁的跨中截面图（详见图3-2）。

图3-2 跨中截面尺寸图（单位：cm）
4 主梁的荷载横向分布系数
4.1结构自重效应计算
4.1.1计算结构的自重集度
结构自重内力计算，（详见图4-1），
（1）主梁：g(1) =[0.20×1.60+(0.10+0.18)/2×(1.80-0.20)] ×25=13.60kN/m
（2）横隔梁：
对于边主梁: g(2)=[1.20-(0.10+0.18)/2]×(1.80-0.20)/2×(0.15+0.17)/2×5 ×25/19.50
=0.87 kN/m
对于中主梁: g(2) =2×0.87=1.74 kN/m
（3）桥面铺装层：g(3)= [0.02×9×23+0.09×24×7.5]/6=3.93 kN/m
（4）栏杆和人行道：g(4) =2×8/6=2.27 kN/m
（5）合计：
边主梁g=13.6+0.87+3.93+2.27=19.73 kN/m
中主梁G=11.24+1.74+5.64+2.00=21.54 kN/m
图4-1 结构自重内力图（单位：cm）
4.1.2主梁自重产生的内力
边主梁：
支点处剪力Q=（20.67×19.5）/2=201.5KN
支点处弯矩M=0
L/4处剪力Q=（20.67/2）×(19.5-19.5/4)=100.8KN
L/4处弯矩M=（20.67/2）×（19.5/4）×(19.5-19.5/4)=736.8 KN·m
L/2处剪力Q=0
L/2处弯矩M=（20.67×19.52）/8=982.5KN·m
中主梁：
支点处剪力Q=（21.54×19.5）/2=201KN
支点处弯矩M=0
L/4处剪力Q=（21.54/2）×(19.5-19.5/4)=105.0KN
L/4处弯矩M=（21.54/2）×（19.5/4）×(19.5-19.5/4)=767.8 KN·m
L/2处剪力Q=0
L/2处弯矩M=（21.54×19.52）/8=1023.9KN·m
4.2 计算支点处的各主梁的荷载横向分布系数M0
支点处的荷载，应该按照杠杆原理法计算荷载横向分布系数，（详见图4-2）1）1#主梁的荷载的横向分布系数
汽车公路—Ⅱ级：
m=0.722/2=0.361
cq
人群荷载：
m=1.279
cr
1
2）2#主梁的荷载的横向分布系数
汽车公路—Ⅱ级：
m=0.5
cq
人群荷载：
m=0
1
cr
3) 3#主梁的荷载的横向分布系数
汽车公路—Ⅱ级：
m=0.693
cq
人群荷载：
m=0
1
cr
图4-2 杠杆原理法计算横向分布系数（尺寸单位：cm）
4.3 计算跨中截面处的各主梁的荷载横向分布系数M0
图4-3 偏心压力法计算跨中截面荷载横向分布系数（单位：cm）由于L/B=19.5/(6×1.6)﹥2, 应该按照修正偏心压力法计算荷载横向分布系数
0.9β=，（详见图4-3），
()()()()()()()6
2
222222
1234561
2
2
2
2
2
2
2
2.5 1.8 1.5 1.80.5 1.80.5 1.8 1.5 1.8 2.5 1.832.4i
i a a
a a a a a m ==+++++=⨯+⨯+⨯+-⨯+-⨯+-⨯=∑1）1#主梁的荷载的横向分布系数计算
公路—Ⅱ级：
0.4520.3240.2310.1030.010.118
0.5012
cq m ++++-=
=
人群荷载：
0.524cr m =
2） 2#主梁的荷载横的向分布系数
公路—Ⅱ级：
0.3390.2610.2060.1280.0730.005
0.5062
cq m ++++-=
=
人群荷载：
0.381cr m =
3） 3#主梁的荷载的横向分布系数 公路—Ⅱ级：
0.2240.1980.1800.1540.1360.110
0.501
2
cq m +++++=
= 人群荷载：
0.238cr m =
表4.1 各梁横向分布影响线系数
5 作用效应计算
5．1荷载计算与梁的内力影响线面积计算
1）、人群荷载取每延米 p 人=3×0.75=2.25 KN/m 2)、汽车公路-Ⅱ级集中荷载P K 、q k
弯矩效应计算时 ()360180
0.7518019.55
505178.5
K P KN ⎡-⎤
⎛⎫=⨯⨯⨯- ⎪⎢⎥-⎝⎭⎣⎦
= 剪力效应计算时 178.5 1.2
214.
2K P K N =⨯= 取公路-Ⅰ级车道荷载的0.75倍为公路-Ⅱ级车道荷载的取值，即， 均布荷载 q k =7.875KN/m 3）、冲击系数μ 对于单根主梁 A = 0.536㎡
I C = (180×143)/12+180×14×(50.45-7)2+1/(20×1423)/12+20×142(50.45-89)2 =0.13997
G=25A=25×0.536=10.76KN/m G/g=1.015KN·s 2/㎡
强度为C30的混凝土，E=3×1010 N/㎡ 简支梁桥的自振频率（基频）
482.810153997
.01035.1922102
2=⨯⨯⨯⨯==
ππ
m EI l f c 362.00157.0ln 1767.0=-=f u
故（1+μ）=1.362
4）、影响线面积详见表5.1
表5.1 各梁的内力影响线面积计算
5.2 支点截面汽车荷载最大剪力计算
1）、1#主梁
1#主梁沿桥纵向变化的荷载横向分布系数分布图与支点剪力影响线，详见图5-1所示
横向分布系数的变化区段的长度：
横向分布系数变化区中荷载的重心位置的内力影响线坐标为，
y=1⨯（19.6-1/3⨯5.02）/19.6=0.915
故，
()()48.99KN
915.0501.0361.024.9575.9501.0875.71623.1y m m 2a m qk )1(c 0c 0=⎥⎦
⎤
⎢⎣⎡⨯-⨯+⨯⨯⨯⨯=⎥
⎦
⎤
⎢⎣⎡-+Ω⋅⋅+=ξμ均Q
KN 32.1051214.6613.01623.1y p m )1(i k i 0=⨯⨯⨯⨯=⋅⋅+=ξμ集Q
则公路－Ⅱ级作用下，1#梁支点的最大剪力为
KN 31.54132.10599.48000=+=+=均集Q Q Q
图5-1 1#梁支点剪力计算图示 （单位：cm ）
2）、2#主梁
2#主梁沿桥纵向变化的荷载横向分布系数分布图与支点剪力影响线，详见图5-2所示
横向分布系数的变化区段的长度：
横向分布系数变化区中荷载的重心位置的内力影响线坐标为
y=1⨯（19.6-1/3⨯5.02）/19.6=0.915
故，
图5-2 2#梁 支点剪力计算图示 （单位：cm ）
()()KN
01.05915.0506.0361.024.9575.9506.0875.71623.1y m m 2a m qk )1(c 0c 0=⎥⎦
⎤
⎢⎣⎡⨯-⨯+⨯⨯⨯⨯=⎥
⎦
⎤
⎢⎣⎡-+Ω⋅⋅+=ξμ均Q
KN 87.1451214.65.01623.1y p m )1(i k i 0=⨯⨯⨯⨯=⋅⋅+=ξμ集Q
则公路－Ⅱ级作用下，2#梁支点的最大剪力为
KN 88.19587.14501.50000=+=+=均集Q Q Q
3）、3#主梁
2#主梁沿桥纵向变化的荷载横向分布系数分布图与支点剪力影响线，详见图5-3所示
横向分布系数的变化区段的长度：
横向分布系数变化区中荷载的重心位置的内力影响线坐标为
y=1⨯（19.6-1/3⨯5.02）/19.6=0.915
故，
图5-3 3#梁 支点剪力计算图示 （单位：cm ）
()()48.99KN
915.0501.0361.024.9575.9501.0875.71623.1y m m 2a m qk )1(c 0c 0=⎥⎦
⎤
⎢⎣⎡⨯-⨯+⨯⨯⨯⨯=⎥
⎦
⎤
⎢⎣⎡-+Ω⋅⋅+=ξμ均Q
KN 43.1861214.6639.01623.1y p m )1(i k i 0=⨯⨯⨯⨯=⋅⋅+=ξμ集Q
则公路－Ⅱ级作用下，3#梁支点的最大剪力为
KN 42.23543.18699.48000=+=+=均集Q Q Q
5.3永久作用效应计算
1）、1#主梁
/2020.6747.53982.44L M q kN m ω==⨯=∙ /4020.6735.65736.89L M q kN m ω==⨯=∙ 0020.679.75201.53Q q kN m ω==⨯=∙
桥梁永久荷载作用效应计算，（详见图5-4）
图5-4 永久荷载作用效应计算 （单位：cm ）
2)、2#主梁
/2021.5447.531023.80L M q kN m ω==⨯=∙ /4021.5435.65767.9L M q kN m ω==⨯=∙ 0021.549.75982.44Q q kN m ω==⨯=∙ 3）、3#主梁
/2021.5447.531023.80L M q kN m ω==⨯=∙ /4021.5435.65767.9L M q kN m ω==⨯=∙ 0021.549.75982.44Q q kN m ω==⨯=∙
5.4可变作用效应计算
5.4.1可变作用效应（弯矩）计算
1）、公路-Ⅱ级产生的弯矩 ⑴、1#主梁
/20(1)()
0.501(10.362)(7.87547.53178.5 4.875)849.18L k k k M q P y kN m ημω=++=⨯+⨯⨯+⨯=∙ /40(1)()
0.501(10.362)(7.87547.53178.5 3.656)636.88L k k k M q P y kN m
ημω=++=⨯+⨯⨯+⨯=∙ ⑵、2#主梁
/20(1)()
0.501(10.362)(7.87547.53178.5 4.875)849.18L k k k M q P y kN m ημω=++=⨯+⨯⨯+⨯=∙ /40(1)()
0.506(10.362)(7.87547.53178.5 3.656)643.23L k k k M q P y kN m
ημω=++=⨯+⨯⨯+⨯=∙ ⑶、3#主梁
/20(1)()
0.501(10.362)(7.87547.53178.5 4.875)849.18L k k k M q P y kN m ημω=++=⨯+⨯⨯+⨯=∙ /40(1)()
0.506(10.362)(7.87547.53178.5 3.656)643.23L k k k M q P y kN m
ημω=++=⨯+⨯⨯+⨯=∙ 2）、人群荷载产生的弯矩 ⑴、1#主梁
/200.524 2.2547.5356.03L M P kN m ηω==⨯⨯=∙ /400.524 2.2535.6542.03L M P kN m ηω==⨯⨯=∙ ⑵、2#主梁
/200.381 2.2547.5340.74L M P kN m ηω==⨯⨯=∙ /400.381 2.2535.6530.56L M P kN m ηω==⨯⨯=∙ ⑶、3#主梁
/200.238 2.2547.5325.45L M P kN m ηω==⨯⨯=∙ /400.238 2.2535.6519.89L M P kN m ηω==⨯⨯=∙
3）、弯矩基本组合
进行弯矩效应基本组合时，按照《桥规》4.1.6规定，永久作用设计值效应与可变作
用设计值效应的分项系数分别为：
永久荷载作用分项系数： 1.2Gi γ= 汽车荷载作用分项系数：1 1.4Q γ= 人群荷载作用分项系数： 1.4Qj γ=
桥梁结构重要性系数：00.9
γ=
与其他可变荷载作用效应组合系数：0.8c ψ=
⑴、1#主梁 L/2截面处：
00111
1
()
0.9(1.2982.44 1.40.856.03 1.4849.18)2187.48n
n
ud Gi Gik Q Q k c Qj Qjk i i S S S S kN m
γγγγψγ===++=⨯⨯+⨯⨯+⨯=∙∑∑ L/4截面处：
00111
1
()
0.9(1.2736.89 1.40.842.03 1.4636.88)1640.68n
n
ud Gi Gik Q Q k c Qj Qjk i i S S S S kN m
γγγγψγ===++=⨯⨯+⨯⨯+⨯=∙∑∑ ⑵、2#主梁 L/2截面处：
00111
1
()
0.9(1.21023.80 1.40.840.74 1.4857.66)2227.42n n
ud Gi Gik Q Q k c Qj Qjk i i S S S S kN m
γγγγψγ===++=⨯⨯+⨯⨯+⨯=∙∑∑ L/4截面处：
00111
1
()
0.9(1.2767.90 1.40.830.56 1.4643.23)1670.67n
n
ud Gi Gik Q Q k c Qj Qjk i i S S S S kN m
γγγγψγ===++=⨯⨯+⨯⨯+⨯=∙∑∑ ⑶、3#主梁 L/2截面处：
00111
1
()
0.9(1.21023.80 1.40.825.45 1.4849.18)2201.32n n
ud Gi Gik Q Q k c Qj Qjk i i S S S S kN m
γγγγψγ===++=⨯⨯+⨯⨯+⨯=∙∑∑
L/4截面处：
00111
1
()
0.9(1.2767.90 1.40.819.89 1.4643.23)1659.85n n
ud Gi Gik Q Q k c Qj Qjk i i S S S S kN m
γγγγψγ===++=⨯⨯+⨯⨯+⨯=∙∑∑ 5.4.2可变荷载剪力效应计算
剪力计算过程中，按照《桥规》4.3.1条规定，集中荷载标准值需要乘以系数1.2 1）、跨中剪力计算
⑴、公路-Ⅱ级产生的跨中剪力 ①、1#主梁
/20(1)()
0.501(10.362)(7.875 2.4380.5214.2)86.70L k k k V q P y kN m
ημω=++=⨯+⨯⨯+⨯=∙ ②、2#主梁
/20(1)()
0.506(10.362)(7.875 2.4380.5214.2)87.05L k k k V q P y kN m
ημω=++=⨯+⨯⨯+⨯=∙ ③、3#主梁
/20(1)()
0.501(10.362)(7.875 2.4380.5214.2)86.70L k k k V q P y kN m
ημω=++=⨯+⨯⨯+⨯=∙ ⑵、人群荷载产生的弯矩 ①、1#主梁
/200.524 2.25 2.438 2.87L V P kN m ηω==⨯⨯=∙ ②、2#主梁
/200.381 2.25 2.438 2.09L V P kN m ηω==⨯⨯=∙ ③、3#主梁
/200.238 2.25 2.438 1.31L V P kN m ηω==⨯⨯=∙ 2）、支点剪力计算
图5-5
⑴、 汽车荷载作用下梁端效应计算
支点到L/4处横向分布系数变化，详见图5-5， ① 、1#主梁
(1)19.5
19.519.521.362214.20 1.00.3617.8750.5010.750.0650.50.250.0652483114.68d i i i
V y p kN
μη=+⎡⎤⎛⎫=⨯⨯⨯+⨯⨯-⨯⨯-⨯⨯⨯ ⎪⎢⎥
⎝⎭⎣
⎦=∑ ②、2#主梁
(1)19.5
19.519.521.362214.20 1.00.3617.8750.5060.750.0460.50.250.0462483146.68d i i i
V y p kN
μη=+⎡⎤⎛⎫=⨯⨯⨯+⨯⨯-⨯⨯-⨯⨯⨯ ⎪⎢⎥
⎝⎭⎣
⎦=∑ ③、3#主梁
(1)19.5
19.519.521.362214.20 1.00.6937.8750.5010.750.1860.50.250.1862483178.08d i i i
V y p kN
μη=+⎡⎤⎛⎫=⨯⨯⨯+⨯⨯-⨯⨯-⨯⨯⨯ ⎪⎢⎥
⎝⎭⎣
⎦=∑
⑵、人群荷载作用下梁端效应计算
支点到L/4处横向分布系数变化，详见图5-6，
图5-6
①、1#主梁
()11
19.50.524 2.2519.5 1.2790.524 2.250.917
28
15.29d V kN
=⨯⨯⨯+⨯⨯-⨯⨯= ②、2#主梁
()11
19.50.381 2.2519.500.381 2.250.917
28
6.44d V kN
=⨯⨯⨯+⨯⨯-⨯⨯= ③、3#主梁
()11
19.50.238 2.2519.500.238 2.250.917
28
4.02d V kN
=⨯⨯⨯+⨯⨯-⨯⨯= 3）、剪力效应的基本组合
进行剪力效应基本组合时，按照《桥规》4.1.6规定，永久作用设计值效应与可变作用设计值效应的分项系数分别为：
永久荷载作用分项系数： 1.2Gi γ= 汽车荷载作用分项系数：1 1.4Q γ= 人群荷载作用分项系数： 1.4Qj γ=
桥梁结构重要性系数：00.9
γ=
与其他可变荷载作用效应组合系数：0.8c ψ=
⑴、1#主梁
L/2截面处：
00111
1
()
0.9(1.2201.53 1.40.815.29 1.4114.68)377.56n
n
ud Gi Gik Q Q k c Qj Qjk i i S S S S kN m γγγγψγ===++=⨯⨯+⨯⨯+⨯=∙∑∑ L/4截面处：
00111
1
()
0.9(1.20 1.40.8 2.87 1.486.70)112.13n
n
ud Gi Gik Q Q k c Qj Qjk i i S S S S kN m
γγγγψγ===++=⨯⨯+⨯⨯+⨯=∙∑∑ ⑵、2#主梁
L/2截面处：
00111
1
()
0.9(1.2210.02 1.40.8 6.44 1.4146.63)418.07n n
ud Gi Gik Q Q k c Qj Qjk i i S S S S kN m γγγγψγ===++=⨯⨯+⨯⨯+⨯=∙∑∑ L/4截面处：
00111
1
()
0.9(1.20 1.40.8 2.09 1.487.05)111.79n
n
ud Gi Gik Q Q k c Qj Qjk i i S S S S kN m
γγγγψγ===++=⨯⨯+⨯⨯+⨯=∙∑∑ ⑶、3#主梁
L/2截面处：
00111
1
()
0.9(1.2210.02 1.40.8 4.02 1.4178.08)455.25n n
ud Gi Gik Q Q k c Qj Qjk i i S S S S kN m γγγγψγ===++=⨯⨯+⨯⨯+⨯=∙∑∑
L/4截面处：
00111
1
()
0.9(1.20 1.40.8 1.31 1.480.19)113,73n n
ud Gi Gik Q Q k c Qj Qjk i i S S S S kN m γγγγψγ===++=⨯⨯+⨯⨯+⨯=∙∑∑
6 持久状况承载能力极限状态下截面设计、配筋与验算
6.1配置主筋
根据弯矩基本组合计算知，2#主梁d M 值最大，为2227.42d M KN m =∙，为使得施工方便，且偏于安全地一律按照2#主梁计算弯矩进行配筋。

主梁尺寸图详见图6-1所示。

图6-1 尺寸单位：cm
设钢筋净保护层为3cm ，钢筋重心至底边距离a=10.5cm ，则主梁有效高度
016010.5149.5h h a cm =-=-=
已知2#主梁跨中截面弯矩02227.42d M KN m γ= ，按照《公预规》中5.2.3条公式（5.2.3-2）：
()()//////000022f
d cd x f f
sd s s h x M f b h b b h h f A h a γ⎡⎤
⎛⎫⎛⎫
≤-+--+-⎢⎥ ⎪ ⎪ ⎪⎝
⎭⎢⎥⎝
⎭⎣⎦
式中：/s A ——受压区钢筋面积，/0s A =
cd f ——混凝土轴心抗压设计强度，C30混凝土，13.8cd f MPa = b ——T 形截面腹板厚度，b=0.2m
/f b ——T 形截面受压区翼缘板计算宽度，/ 1.88f b m =
0γ——结构重要性系数，取0.9
()30.112227.4213.8100.18 1.495 1.880.20.11 1.49522x x ⎡⎤⎛⎫⎛
⎫≤⨯⨯-+-⨯⨯- ⎪ ⎪⎢⎥⎝⎭⎝⎭⎣
⎦
2 2.990 1.1630x x -+=
求得x=0.089m<0.11m.按照《公预规》5.2.3条中公式：
/sd s cd f f A f b x =
3213.8 1.880.089
8.2510280
s A m -⨯⨯=
=⨯
拟选用8φ32与6φ20钢筋：
s A =64.34+18.84=83.18cm 2>82.5cm 2
钢筋实际布置情况详见图6-1。

钢筋重心距下端y /为
()()/ 2.23.1424 3.458.0433.5 3.452 2.5 3.45 1.5 3.450.5 3.45 3.14248.0432468.7813.2835.31
g i
gi
a y y
a
cm =
⎡⎤⎛
⎫=⨯++⨯+⨯+⨯+⨯÷+⨯ ⎪⎢⎥⎝⎭⎣⎦==∑∑ 实际有效高度计算：
/0160313.28143.72h h a y cm =--=--=
按照《公预规》9.1.12条要求，含筋率μ需满足规范中要求：
/
083.18
0.31%0.20%188143.72
s f A b h μ=
==>⨯ 6.2持久状况截面承载能力极限状态计算
按截面的实际配筋情况值计算得受压区高度x 为：
/83.18280
8.9813.8188
sd s cd f f A x cm f b ⨯=
==⨯ 截面抗弯极限状态承载力为：
/0320.0913.810 1.880.09 1.43723250.262227.42d cd f x M f b x h KN m KN m
⎛
⎫=- ⎪
⎝
⎭⎛
⎫=⨯⨯⨯⨯- ⎪⎝
⎭=>
满足规范中要求。

6.3根据斜截面抗剪承载力进行斜筋配置
根据剪力效应组合计算，支点剪力效应计算应该以3#主梁为最大，为满足于安全要求，采用3#主梁剪力效应组合数值。

跨中截面处剪力效应以3#主梁最大，采用以3号梁为准。

0455.25d V KN =
2
113.73L d V KN =
假设有2φ32通过支点。

按照《公预规》9.3.10条规定的构造要求：
1
3.453
4.732
a cm =⨯+=
0160 4.73155.27h h a cm =-=-=
按照《公预规》5.2.9条规定，构造要求需满足
000.5110d V γ-≤⨯
00.51100.51101801552.7780.7455.27KN KN --⨯=⨯⨯=>
按《公预规》5.2.10条规定
33200.50100.5010 1.391801552.7194.2455.27td a f bh KN KN
--⨯=⨯⨯⨯⨯=<
介于两者之间应进行持久状况斜截面抗剪极限状态承载力验算。

1）、斜截面配筋的计算图示。

按《公预规》5.2.6条与5.2.11条规定：
① 大剪力取用距支座中心2
h
（梁高一半）处截面的数值，其中混凝土与箍筋共同承
担不小于60%，弯起钢筋（按45%弯起）承担不大于40%。

② 计算第一排（从支座向跨中计算）弯起钢筋时，取用距支座中心2
h
处由弯起钢筋承担的那部分剪力值；
③ 计算以后每一排弯起钢筋时，取用每一排弯起钢筋点处由弯起钢筋承担的那部分剪力值。

弯起钢筋的配置计算，详见图6-2
图6-2
由内插可得：距梁高
2
h
处的剪力效应2h d V 为：2427.23h d V KN =，其中：
20.60.6427.23256.34h dhk d V V KN KN ==⨯=
2
0.40.4427.23170.89h ds d V V KN KN
==⨯=
相对应各排弯起钢筋的位置以及所承担的剪力值见表6.1
2）各排弯起钢筋计算，按照《公预规》5.2.7条规定，同斜截面相交的弯起钢筋，其抗剪承载能力（KN ）按下式计算：
300.7510sin sb sd sb s V f A γθ-=⨯
上式中：sd f —弯起钢筋的抗拉设计强度（MPa ）
sb A —在一个弯起钢筋平面内的弯起钢筋的总面积（mm 2）
s θ—弯起钢筋与构件纵向轴线的夹角。

已知本设计中用：280sd f MPa =，45o s θ=，因此相对应于各排钢筋的弯起钢筋的面积计算按照下式计算：
030.7510sin sb
sb sb s
V A f γθ-=
⨯
其中：330.7510sin 0.75102800.7070.14857sb s f θ--⨯=⨯⨯⨯= 则每排弯起钢筋的面积为：
21170.89
1150.80.1485
sb A mm =
=
弯起2φ32：/2111608.6sb sb A mm A =>
22150.32
10120.1485
sb A mm =
=
弯起2φ32：/2221608.6sb sb A mm A =>
23105.83
7130.1485
sb A mm =
=
弯起2φ32：/2331608.6sb sb A mm A =>
2463.73
4290.1485
sb A mm =
=
弯起2φ20：/244628sb sb A mm A =>
2521.54
1450.1485
sb A mm =
=
弯起2φ20：/255628sb sb A mm A =>
在靠近跨中位置处，增设2φ16辅助斜筋，其面积/25628sb A mm =。

按照《公预规》5.2.11条规定，“弯起钢筋的弯起点，应设在按抗弯强度计算不需要该钢筋的截面以为不
小于02
h
外”，本设计满足该项规范要求。

3）、持久状况承载能力极限状态下主筋弯起后正截面的承载能力校核：
每一弯起截面的抵抗弯矩计算时，因钢筋根数不同，其钢筋的重心也应不同，则有效高度0h 大小不同。

估算如下，可用同一数值，其影响并不很大。

⑴、2φ32钢筋的抵抗弯矩1M 为：
11034220.092280108.04310 1.4372626.97s s x M f A h KN m
-⎛
⎫=- ⎪
⎝
⎭⎛
⎫=⨯⨯⨯⨯⨯- ⎪⎝
⎭=
⑵2φ20钢筋的抵抗弯矩2M 为：
3420.09228010 3.1410 1.4372244.77M KN m
-⎛
⎫=⨯⨯⨯⨯⨯- ⎪
⎝
⎭= 跨中截面的钢筋抵抗弯矩M ∑为：
3
40.0928010
83.1810 1.43723242.02M KN m
-⎛
⎫=⨯⨯⨯⨯- ⎪
⎝
⎭=∙∑ 全梁抗弯承载力校核详见6-3
图
图6-3
6.4箍筋配置
按规定，箍筋间距的计算公式为：
0v d S V ξγ=
式中：1α—异号弯矩影响系数，取1α=1.0；
3α—受压翼缘的影响系数，取3α=1.1；
d V —距支座中心处截面上的计算剪力KN P —斜截面内纵向受拉主筋的配筋率，p=100μ
sv A —同一截面上箍筋的总截面面积， sv f —箍筋的抗拉设计强度
ξ—混凝土和钢筋的剪力分担系数，取ξ=0.6
本设计选用2φ8双肢箍筋（235,195sv R f MPa =），其面积21.006sv A cm =；距离支座中心
2
h 位置处的主筋为2φ32，其216.086g A cm =； 0 3.4516031603155.2822
d h cm =--
=--=； 30
16.086
5.181020155.28
g A bh μ-=
=
=⨯⨯；1000.518P μ==，计算剪力455.25d V KN =。

代
入上式，可得
(
()
2262
2
1.0 1.10.21020.60.518100.6195200155
2.80.6 1.0455.25388.36v S mm
-⨯⨯⨯⨯+⨯⨯⨯⨯=
⨯⨯=
选用v S =250mm.
根据《公预规》9.3.13条规定，在支座中心向跨径方向长度不小于1倍梁高范围内，箍筋间距不宜大于100mm.
所以全梁箍筋的配置为2φ8双肢箍筋；由支点至距支座中心2.3m 处，其中v S 取为10cm ，其他地方箍筋的间距取为30cm.
故配箍率sv
sv v A S b
ρ=
分别计算如下： 当v S =10cm 时：
1.006
0.0052010
sv sv v A S b ρ=
==⨯ 当v S =25cm 时：
1.006
0.0022025
sv sv v A S b ρ=
==⨯ 由计算结果可知配箍率sv ρ均大于规范所规定的235R 钢筋不小于0.18%的最小配筋率的要求。

6.5斜截面抗剪承载能力验算
按《公预规》5.2.6条规定，斜截面抗剪强度验算位置为： （1） 距支座中心
2
h
（梁高一半）处截面； （2） 受拉区弯起钢筋弯起点处的截面；
（3） 锚于受拉区的纵向主筋开始不受力处的截面； （4） 箍筋数量或间距有改变处的截面； （5） 受弯构件腹板宽度改变处的截面。

根据以上规范规定，本设计斜截面的抗剪强度的验算截面，详见图6-4，故，
图6-4
（1） 距离支座
2
h
处横截面1-1相对应 427.23,253.6d d V KN M KN m ==∙；
距支座中心1.2m 处横截面2-2（弯起钢筋弯起点），相对应的
403.67,449.2d d V KN M KN m ==∙；
（2） 距支座中心2.3m 处横截面3-3（弯起点与箍筋间距的变化处），相对应的
362.56,803.4d d V KN M KN m ==∙；
（3） 距支座中心3.4m 处横截面4-4（弯起点），相对应的
320.03,1110.4d d V KN M KN m ==∙；
（4） 距支座中心4.5m 处横截面5-5（弯起点与箍筋间距变化处），相对应的
273.64,1365.8d d V KN M KN m ==∙.
应注意的是：此时的,d d V M 为计算的通过斜截面顶端正截面内的最大剪力和相应于上述最大剪力时的弯矩。

最大剪力在计算出C 值后，可内插求得；相应的弯矩可从按比例绘制的弯矩图上量取。

按《公预规》5.2.7条规定：受弯构件配有箍筋和弯起钢筋时，其斜截面抗剪强度验算公式为：
033130.7510sin 0.4510d cs sb
sb sd sb s cs V V V V f A V bh γθαα--≤+=⨯=⨯∑
式中：cs V —斜截面内混凝土与箍筋共同的抗剪能力；
sv ρ —箍筋的配筋率，sv sv
v A S b
ρ=；
sb V —与斜截面相交的普通弯起钢筋的抗剪能力；
sb A —斜截面内在同一弯起平面的普通弯起钢筋的截面面积 斜截面水平投影长度C 按下式计算：
0=0.6C mh
式中：m —斜截面受压端正截面处的剪跨比，0
M
m Vh =
，当m>3时，取m=3. 为了方便计算，可以近似的取C 值为：0C h ≈（0h 可用平均值），即：
()1
155.28143.72149.52
C cm =+⨯
=
由C 值可内插求得各个斜截面顶端处的最大剪力和相应的弯矩。

按《公预规》取
131.0, 1.1αα==。

斜截面1-1：
截割一组弯起钢筋，则纵向钢筋的含筋率
16.086
1001000.54
20149.5P ρ==⨯
=⨯；
0.0056sv ρ=。

313
1111.0 1.10.45102001495551.80.75102801608.60.707238.83551.8238.83790.64427.23cs sb cs sb V KN
V KN V V KN KN --=⨯⨯⨯⨯⨯==⨯⨯⨯⨯=+=+=>
斜截面2-2：
截割一组弯起钢筋，
16.086
1001000.54
20149.5P ρ==⨯
=⨯；
0.0028sv ρ=。

323
2221.0 1.10.45102001495390.190.75102801608.60.707238.83390.19238.83629.02403.67cs sb cs sb V KN
V KN V V KN KN --=⨯⨯⨯⨯⨯==⨯⨯⨯⨯=+=+=>
斜截面3-3： 截割一组弯起钢筋，
32.172
100100 1.08
20149.5P ρ==⨯
=⨯；
0.0028sv ρ=。

333
3331.0 1.10.45102001495416.310.75102801608.60.707238.83416.31238.83655.13362.56cs sb cs sb V KN
V KN V V KN KN --=⨯⨯⨯⨯⨯==⨯⨯⨯⨯=+=+=>
斜截面4-4：
截割一组弯起钢筋，
10.30
1001000.34
20149.5P ρ==⨯
=⨯；
0.0028sv ρ=。

343
4441.0 1.10.45102001495379.980.75102806280.70793.24379.9893.24473.22320.03cs sb cs sb V KN
V KN V V KN KN --=⨯⨯⨯⨯⨯==⨯⨯⨯⨯=+=+=>
斜截面5-5：
截割一组弯起钢筋，
6.28
1001000.21
20149.5P ρ==⨯
=⨯；
0.0028sv ρ=。

3535551.0 1.10.45102001495373.20.75102806280.70793.24373.293.24466.44273.64cs sb cs sb V KN
V KN V V KN KN
--=⨯⨯⨯⨯⨯==⨯⨯⨯⨯=+=+=>
6.6持久状况斜截面抗弯极限承载能力状态验算
钢筋混凝土梁斜截面破坏抗弯承载能力不足而的原因，主要是由于受拉区纵向钢筋
锚固不好或弯起钢筋位置不当而造成。

根据设计经验，如果纵向受拉钢筋与弯起钢筋在构造上注意按规范构造要求配置，斜截面抗弯承载能力可以得到保证而不必进行验算。

验算斜截面抗弯承载能力的位置，按《公预规》5.2.12条规定选取。

其最不利的斜
截面水平投影长度按下式通过试算确定：
0sin d sd sd s sv sv V f A f A γθ=+∑∑
式中：d V —按荷载计算通过斜截面受压端的正截面内相应于最大弯矩组合设计时的剪力组合设计值。

一组（2根）弯起钢筋可承受的剪力：
11
32:sin 28016.0860.70710318.4420:sin 280 6.280.70710124.32sd sd sd sd f A KN f A KN
φαφα--=⨯⨯⨯==⨯⨯⨯=
一组（双肢）箍筋可承受的剪力：
1195 1.0061019.62sv sv f A KN -=⨯⨯=
验算距支座中心
2
h
处斜截面：箍筋间距为10cm ，若斜截面通过6根箍筋、一组斜筋时（约距支座中心1.2m ）：
0619.62318.44434.16427.23d V KN KN
γ=⨯+=>
最不利的斜截面在1.20—1.25m 间，详见图6-5，此处最大计算弯矩：
449.2d M KN m =
则：
/sin 28016.0860.70728016.086
13.8180
3.095sd w sd s
cd f
f A f A x f b cm
α+=⨯⨯+⨯=
⨯=
按《公预规》5.2.12条规定，斜截面抗弯承载力应该按照下式进行验算：
()0343434
2801016.80610 1.5372801016.806100.8519510 1.01100.050.150.250.350.450.552168.25449.2d sd s s sd sd sd sv sv sv
M f A Z f A Z f A Z KN m KN m
γ---≤++⎡⎤≤⨯⨯⨯⨯+⨯⨯⨯⨯+⨯⨯⨯⎣⎦
⨯+++++≤>∑∑
式中：s Z —纵向受拉钢筋合力点至受压区中心点的距离， 0 3.095
155.28153.73 1.57322
s x Z h cm m =-
=-== sb Z —与斜截面相交的同一弯起平面内弯起钢筋合力点至受压区中心点的距离，
0.707 1.20.85sb Z m =⨯=
sv Z —与斜截面相交的同一平面内箍筋合力点至斜截面受压端的水平距离，截取6根箍筋。

斜截面抗弯承载能力满足设计要求。

图6-5
7 钢筋混凝土构件持久状况正常使用极限状态下裂缝宽度验算
根据《桥规》（JTG D62）规定，T 形截面钢筋混凝土构件，其特征裂缝宽度（保证率为95%）可按下列公式计算：
123
300.2810ss s fk W C C C m E m d
σρ⎛⎫
+ ⎪+⎝⎭
= 式中：1C -钢筋表面形状系数，对光面钢筋1C =1.4，对带肋钢筋1C =1.0
2C -作用（或荷载）长期效应影响系数，210.5
l
s
s C s =+,其中l s 和s s 为分别按作用（或荷载）长期效应组合和短期效应组合计算的弯矩或轴向力 值；
3C -与构件受力特征有关的系数，钢筋混凝土板式受弯构件，取3C =1.15，其他受弯构件，取3C =1.0，偏心受压构件取3C =0.9，偏心受拉构件取 3C =1.2
d-纵向受拉钢筋直径（mm ）,当采用不同直径的钢筋时，d 改用换算直径
e d ,当
采用单根钢筋配筋时，4e s d A u =或2i i i i e d n d n d =∑∑,当采用焊接钢筋 骨架时，40.75s e d A u =，
此处u 为钢筋截面的总周长，s A 为纵向受拉钢 筋的总截面面积，i d 为钢筋直径，i n 为
直径为i d 的钢筋根数
ρ-截面配筋率，对矩形及T 形截面0
s
A bh ρ=
，对带有受拉翼缘的T 形截面 ()0s
f f
A bh b b h ρ=
+-,当ρ>0.02时，取ρ=0.02，当ρ<0.006时，取ρ=0.006
0h -梁的有效高度
b-矩形截面宽度，T 形截面的腹板宽度
f b -构件受拉翼缘宽度 f h -构件受拉翼缘厚度
ss σ-短期荷载效应作用下，开裂截面受拉钢筋应力
s E -钢筋的弹性模量，52.010s E Mpa =⨯ 受弯构件0
0.87s
ss s M A h σ=
s M -按短期荷载效应组合计算的弯矩值，轴力值 取1号梁的跨中弯矩效应组合值，查表得 短期效应组合
11
1
0.7 1.0982.440.7849.1856.031632.90m n
s Gik j Qjk G a p
i j M S S M M M KN m
ψ===+=++=+⨯+=⋅∑∑
长期效应组合
11
1
0.40.4982.440.4849.180.456.031344.52m n
l Gik j Qjk G a p
i j M S S M M M KN m
ψ===+=++=+⨯+⨯=⋅∑∑
选短期组合时，钢筋应力为：
00.87s
ss s M A h σ=
2424
1632.9/15.710/0.8783.1810 1.437
KN m KN m -==⨯⨯⨯⨯ 1C =1.0，21344.5210.5
10.5 1.4121632.9l s s C s =+=+⨯=，
3 1.0C =， ()()083.180.01620143.721802014
s f f A bh b b h ρ=
==⨯+-⨯+-
将上述数据代入公式
123
300.2810ss s fk W C C C m E m d
σρ⎛⎫
+ ⎪+⎝⎭=
48
15.71030321.0 1.412 1.00.1550.22.0100.28100.016mm mm mm ⨯+⎛⎫
=⨯⨯⨯⨯=< ⎪⨯+⨯⎝⎭
本设计的计算裂缝宽度小于其允许值0.2mm ，满足相关规范要求。

根据《公预规》 9.3.8条规定，在梁腹高的两侧设置直径应为φ6-φ8的纵向防裂钢筋，为防止产生裂缝。

如果采用8φ8，则
/2
//
4.02 4.02
0.0123
16020
s s A cm A bh μ====⨯ 在0.0012—0.002之间，满足相关规范要求。

8 持久状况正常使用极限状态下的变形计算
根据《桥规》（JTG D62）在总结和分析国内外研究资料的基础上，给出了钢筋混凝土受弯构件的抗弯刚度计算表达式：
2
20()1cr cr s s cr B B M M B M M B =⎡⎤⎛⎫⎢⎥+- ⎪⎢⎥⎝⎭⎣⎦
式中：B —开裂构件等效截面的抗弯刚度
0B —全截面的抗弯刚度，0B =0.95C E 0I .
cr B -开裂截面的抗弯刚度,cr B =C E cr I . cr M -开裂弯矩,cr M =r 0tk f W .
r-构件受拉区混凝土塑性影响系数，r=200/S W
0S -全截面换算截面重心轴以上（或以下）部分面积对换算截面重心轴的面积距 0W -全截面换算截面面积对受拉边缘的弹性抵抗矩 o I -全截面换算截面惯性矩 cr I -开裂截面换算截面惯性矩 s E -钢筋的弹性模量,s E =2.0510⨯MPa c E -混凝土的弹性模量,c E =43.2510⨯MPa
ES α-钢筋与混凝土的弹性模量之比,
ES α=54
2.010 6.154
3.2510s c E MPa E MPa ⨯==⨯
()()()()()()()2
21102
22073
11022111801802012 6.66783.18143.72022247.469122.15032.58325.8120325.81201800120325.8325.8120200226.1610s b x b b x t nA h x x x x x x x cm mm
S m -----=----⨯⨯-=+-=≈=-⎛
⎫=⨯⨯-+-⨯⨯ ⎪⎝⎭=⨯代入后：化简：
解方程得：
截面的全截面对于重心轴的惯性矩：
1140 1.3910I mm =⨯
411
15
0.950.95310 1.39103.9610
o c o B E I ==⨯⨯⨯⨯=⨯
tk f -混凝土轴心抗拉强度，tk f =2.01Mpa
273822 6.1610 2.01102.4810o o
S cr tk o tk o o tk
W M rf W f W S f N mm
==
==⨯⨯⨯⨯=⨯⋅ 由于=27.14cm x >14cm ,因此重心轴位于腹板内。

'3''3
3
3
()()2
3
3(1800200)(325.8120)21800325.8
104
()6.66783.18(1437.2325.8)8.4610o bf x b f b x h f cr ES s o o I A h x mm α----⨯=
-+-=-+⨯⨯-=⨯ 410
153.0108.46102.538101632.9cr c cr s B E I M KN m
==⨯⨯⨯=⨯=⋅
881588152215
22.4810 2.4810 3.9610
16.321016.3210 2.53810152
()1()
3.9610()1()2.5610cr cr o
s s cr
o
M M B M M B B B N mm ⨯⨯⨯⨯⨯⨯=
⎡⎤+-⎣⎦
⨯=⎡⎤+-⋅⎣⎦=⨯∙ 荷载短期效应作用下跨中截面挠度为：
2
62155485982.44101950048 2.561015.2s s M l f B
mm
=⨯
⨯⨯=⨯⨯= 长期挠度：
1.4515.2
/160019500/160012.19l s f f l mm
θη==⨯>==
应设置预拱度、预拱度值按结构自重和12
可变荷载频遇值计算的长期挠度值之和采用。

可变作用（汽车）：
430013493391515
53844857.8751019.510178.51019.5100.70.051384 2.561048 2.56102.4k k a q l p l f B B mm
ψη⎛⎫=⨯+ ⎪
⎝⎭
⎛⎫
⨯⨯⨯⨯⨯⨯=⨯⨯⨯+ ⎪⨯⨯⨯⎝⎭= 可变作用（人群）：
40150.703384k a q l f mm B
ψη=⨯=
式中：1ψ—作用短期效应组合的频遇值系数，对汽车1ψ=0.7，对人群1ψ=1.0. 根据《公预规》6.5.3条规定，采用40C 以下的混凝土时，θη=1.6；施工中可通过预拱度消除永久作用挠度，则：
()max 1.60 2.40.703 4.9632.5600
l
f mm mm =⨯+=<
= 符合规范的要求。

9 行车道板的计算
考虑到主梁的翼缘板在接缝位置处沿纵向全长方向需要设置连接钢筋,所有行车道板按照两端固定和中间铰接板的情况计算。

9.1行车道板的内力计算
9.1.1每延米行车道板上的恒载g 计算
混凝土桥面铺装)/(2.2200.111.01m KN g =⨯⨯=
T 梁翼缘板)/(5.3250.12
18.010.02m KN g =⨯⨯+= 每延米行车道板宽恒载合计)/(7.55.32.2g g 21m KN g =+==+
9.1.2恒载g 产生的内力 弯矩)/(581.3)2
20.08.1(7.521)2(2122m KN b l M g -=-⨯⨯-=--= 剪力)(090.7)2.08.1(7.52
1)(21KN b l g Q g =-⨯⨯=-= 式中：l---主梁中心线间距，
B---主梁梁肋宽度 ，
9.1.3活载产生的内力
汽车-20级荷载所作用的最不利的位置位于两翼缘板之间的铰缝处，此种情况下两边的悬臂板各自承受了车轮荷载的一半荷载，
根据《桥规》第2.3.1条规定：汽车-20级，重车后轮的着地长度2a 和宽度2b 分别为：
m b m 6.0,2.0a 22==
顺行方向车轮压分布宽度：
m H a a 42.011.0220.0221=⨯+=+=。