铁路桥梁毕业设计

课题研究意义

桥梁是铁路或公路跨越河流，山谷及其它障碍物的建筑物。 桥梁的建成使道路

保持畅通，为我国国民经济建设发挥了巨大的作用。钢筋混凝土桥具有可塑性强，省钢，耐久性好，维修费用少，噪音少，美观等特点。而简支梁在我国桥梁建设中也应用的非常广泛，因为其具有不受地基条件限制，适用于跨度不大（一般跨径<60m）。制作，施工方便等优点，所以本铁路预应力混凝土简支梁桥的设计意义很大，同时也可作为我们桥梁专业学生大学毕业前的一次综合考察。

本设计顺序依次为主梁尺寸的拟定及验算，桥台的设计验算，桥墩的设计验算，最后是桩基的设计验算，整篇设计符合桥梁设计的规范，设计过程中，通过查阅一些桥梁设计的资料，使设计更加合理。

预应力混凝土简支梁桥，由于构造简单，预制和安装方便，采用高强钢材，具有很好的抗裂性和耐久性，梁体自重轻，跨越能力大，有利于运输和架设，在现代桥梁中起到越来越重要的作用。目前我国已建成最大跨径为60m的简支梁桥，而且简支梁应用的很广泛。

2 主梁设计

设计依据及设计资料：

(1) 设计题目：铁路预应力混凝土简支梁桥设计 (2) 计算跨度：216m224m

(3) 线路情况：单线，平坡，梁位于直线上，Ⅰ级铁路 (4) 设计活载：某专用线上铁水罐车专用荷载 (5) 设计依据：《铁路桥规》

g(6) 材料：24φ5mm钢绞线 ,断面面积g4.717cm2,公称抗拉直径Ry＝1500MPa；i考虑到钢丝在钢绞强度有所降低，故抗拉极限Ry0.915001350MPa

(7) 混凝土强度等级：450 (8) 抗压极限强度Ra31.5MPa(9) 抗拉极限强度Rl2.8MPa (10) 受压弹性模量Eh3.4104MPa (11) 钢绞线与混凝土的弹性模量比n

EgEh5.89

结构尺寸的选定

截面形式采用工字形，梁体结构及截面尺寸按《桥规》采用标准梁， 跨度Lp24m，梁全长L24.6m 高度：轨底到梁底260cm

轨底到墩台顶300cm 梁高210cm

每孔梁分成两片，架设后利用两片梁之间的横隔板连接成孔。

1567.6G783.6783.8kN q632.66kN/m 每片梁自重G=2l24 各截面内力计算结果

表2-1 截面内力计算表

截面位置 自重弯矩 其他恒载弯矩 活载弯矩 最大弯矩 最大剪力 MgkNm MdkNm MhkNm kNm kN

L/2 374

3L/8

L/4 L/8 1063

支点 0 0 0 0 0

确定力筋数量并计算截面特性

2.3.1 力筋估算（跨中截面）

上翼缘板厚度hi'可取其平均厚度

172621.014.52621012176627.560.515222217.6cm ' hi19223令其中gg'0，即只有Ay起作用。

对压应力作用点取矩可得kMMpAyRyZ利用上式可估算所需力筋的数量 其公式为：AykM RyZ式中为Z梁内力偶臂，参照钢筋混凝土梁的经验数据，对T形截面梁取

hi'Zh0

2Z19717.6188.2cm， 代入有关数据，2kM2.059206.9105Ay4661mm246.61cm2

RyZ1350188.210选用10根24φ5的钢绞线，面积为

Ay3.140.522441047.1cm2>cm2

2.3.2 截面几何特性计算（跨中截面）

表2-2 截面几何特性计算

截面分类

截

面

t面

2积面重心至梁顶水平

线

距

离

截面重心的惯性矩I(cm)

4面重心至梁底水平

线

距

离

Acm

毛截面 净截面 换算截面

9485 9195 9604

ycm

77

ycm

55.8106

53.0106 57.3106

钢绞线重心到下缘距：

a2851754756130.45mm

11 正截面抗弯强度计算

设跨中性轴位于上翼缘内（xhi'） 由Rabi'xAyRy

47.11350102得x105.13mm11.6cmhi，与假设相符，故破坏弯'Rabi31.51920矩为：

x105.134MpRabi'xh031.51920105.1321001301.219210kNm22AyRy1.2192104k2.062.0（可）

M5920.69Mp 0.4h00.421013.04578.78cmx（可）

预应力损失计算

2.5.1 钢丝回缩和分块拼装构件的接缝压缩损失s3

钢判锥型锚头每端钢丝回缩及锚头损失变形对跨中的影响为4mm, 即L20.40.8cm 已知钢丝束平均长度：

T244802244342244682243082243462243502439.02cm

110.8s32.010565.6MPa

2439.022.5.2锚头变形

Eg2.0105MPa，Eh3.4104MPa

2.0105钢筋混凝土的弹性模量比：5.882 4Eh3.410'0.7613501026MPa 锚固口摩擦损失为： k'0.07102671.81MPa 0.07k''kk0.07k954.18MPa

Eg2.5.3 摩阻损失s4

查表得0.55，k0.0015

从张拉端至计算截面的管道长度，一般可取半径的平均值，

24.6即：x12.3m

2从张拉端至计算截面的长度上钢筋弯起角之和 一般可采取各钢丝束的平均和，即：

5.2365.3445.1055.3925.1054.0091069605222240.0045.0045.0072004080q110.1843radqkx0.550.18430.001513.30.1213

查表，内插值得，

0.1130.1220.113(0.12130.12)0.1142

0.01∴s4k0.1142954.18121.07MPa

2.5.4 分批张拉混凝土压缩引起的应力损失s6

考虑

L截面处的有关数据 4L处净截面积为9286cm2,截面重心到梁底的距离为128.7cm,对重心轴的惯性矩 42eN1N11j6nhnyAycosα I=10,ej= s6AI2N2Njiyks3s4s6

1ej2N1nyAycosα k-s3s4AI2Nji∴y1ks3s41eN1nAycosαAI2Njj2j

代入有关数据得

Ay=51.7847cm2

y954.1865.6109747.47MPa 21101107.315.8951.78740.983620928653.3410故s60.0427747.4731.92MPa

2.5.5 钢筋应力松弛引起的应力损失s2

∵Ryj1350MPa

传力锚固时，y747.47MPa0.5Ryj675MPa，故必须考虑s2 又∵y0.65Ryj877.5MPa

∴按《桥规》

s20.05y0.05747.4737.37MPa

2.5.6 混凝土收缩和徐变引起的预应力损失s1

s10.8(Eg0.8nh)

截面面积为A9485cm2，截面与大气接触的周边长度887.6cm 理论长度2A21.4cm 按28天龄期查表得

E159106MPa，1.49

Eg2.0105MPa，y747.47MPa

跨中截面的k为

NyAyycosα51.7847747.471013870.8kN

NyNyej2MgheAIjIjjj3870.8103870.810(13113.045)102351.5210(13113.045)102101092861052.881052.881033226

+8.05MPaL截面处的h为：

Ny=Ayycos=

5178.47747.470.983 310NyNyej2MgheAIjIjjj

332263811.56103811.5610(107.3)102351.5210107.3107.67kN2101092861052.881052.8810 平均的h=

8.057.677.86MPa 2s1=(158.61062.01050.85.891.4867.86)69.4kN

弹性工作阶段的正应力计算

2.6.1预应力阶段

传力锚固时，预应力钢筋应力

yks3s4s6954.18(65.610931.92)747.66MPa

在运营阶段，预应力钢筋有效应力

y1ks1s2s3s4s6

954.1869.437.3765.610931.92

640.99MPa

传力锚固时混凝土正应力

钢筋预加应力的合力 Ny7474.751.7847387.08103

Ny 至净截面重心轴的距离 e021079.013.045117.955cm

净截面的回转半径r

I52.88106r5694.6cm2

A92862混凝土的正应力

Nye0y1M1y1387.08103117.955796235.1251057961126ArI92865694.652.88101h 9.40kg/cm2 (压)

Nye0y2M1y2387.08103117.955131235.152105131 1126ArI92865694.652.88102h 96.54kg/cm2

容许应力ha10.70Ra'0.70315220.5kg/cm2h

2.6.2 运营阶段混凝土正应力

M2----人行道，到渣槽及线路设备等（48.1kN/m）产生的弯矩 M3----换算均部荷载产生的弯矩

钢筋预加应力的合力

aNyy1Ay6409.951.7849331.94103

331.94103a0.7653433.83105aNMMy356.91083.26eyMYy230110111h0.76535.53737.79912ArII57.35106 66.12kg/cm2（压）ha1

ha2=315157.5kg/cm2

2haNye0y2M1Y2M2M3y02 12ArII0356.9105126.824.44kg/cm 0.765173.4958.25 657.3510 抗裂性检算

为了简化计算，将跨中截面简化成工字形截面 截面几何特性(见图2-1)

图2-1 工字型截面

2.7.1 换算截面特性计算

A020.61922323210782321.31995.8951.7847

9589cm2

2.7.2 换算截面对顶部水平线的面积矩

20.621021.34830117221029619921019.1222S3481795.16103cm2

2.7.3换算截面重心至顶部水平线的距离

795.16103y83.0cm

9589上0y下021083.0127cm

2.7.4换算截面重心轴的惯性矩

120.612103I01922320.62348183.083.0232104830122122

222121.32782321.33117212729619912719.1] 12255.698106cm4

2.7.5 对截面受拉下边缘的换算截面弹性抵抗矩

55.698106438.57103cm3

127W下02.7.6 换算截面重心轴以下部分对重心轴的面积矩

127221.32S023117212729619912719.1

22 332.31103cm3

2.7.7计算值

2S02332.311031.52 3W01438.57102.7.8抗裂安全系数计算

受拉区下边缘应力

58.2578.91137.16kg/cm2

h148.33kg/cm2

Rl1.523045.6kg/cm2

抗裂安全系数为

Kf148.3345.61.391.2

137.16 剪应力计算

运营阶段处检算截面正应力外，尚需检算腹板剪应力 由外荷载产生的剪应力为：

32.6624391.92 224.0524Qd288.6kN

2Qg=Qh949kN

QgSjbIjQdQhS0

bI0由预应力钢筋弯起产生的剪应力为：

yQySjbIjQsS0 bI0其中，QyAywywsinαk0.5s2s3s4s6Aywsinα Qs0.5s2s1Aywsinα

梁截面处见应力检算

Qy954.180.537.3765.610931.925178.470.1833691.94MPa Qy0.537.3769.45178.470.183383.61MPa

36391.92103526.5106288.6949.010530.23101.403MPa ∴78077.94101078079.051010为了便于计算，将支点处截面简化成T型截面（见图2-2）

图2-2 T型截面

2.8.1 换算截面特性

A020619207807802100199005.715178.4718825.09cm2

AjA05.715178.4718529.4cm2

2.8.2 换算截面对顶部水平线的面积矩

预应力筋重心到底部的距离:

1325107528252265214521152561.36mm56.136cm ay11'ay21056.136153.864cm

S20.6(19278)10.3782101758.97103cm3

2105.7151.7847199153.864 2换算截面对顶部水平线的面积矩

S20.6(19278)10.3782101713.47103cm3

210199153.864 22.8.3 换算截面重心至面顶部水平线的面积矩

1758.97103下21093.4116.6cm y93.4cm y018825.09上0净截面重心至面顶部水平线的面积矩

1713.47103y92.47cm

18529.40上jy下j21092.47117.5cm

2120.613 I019220.6319220.693.421020.678

1221221020.62 21020.678116.6296199116.656.136 279.05106cm4

2120.613Ij19220.6319220.692.4721020.678 1221221020.62 21020.678117.5199117.556.136277.94106cm4

22S078(21093.4)21093.429619921093.456.136530.23103cm3 221092.47Sj7821092.4719921092.4756.136526.5103cm3

2775.33103526.510695.488103530.23106y0.589MPa

78077.94101078079.051010hy1.4030.5890.814MPa∴不需要配预应力筋

R5005.56MPa 9090 主应力计算

《桥规》主拉应力作为斜裂缝检算的依据

zl其中：

hxhy2hy2hxhRl

2MgMdMhyiy0 IIy02hxNyNyejNye0yjmY0KfAIAIj0j0hfKf对1/8截面梁肋处

QySjQdQhQySjQyS0S0 bIbI0bI0jbIjNyks3s4s60.56s2AyAywcos

954.1865.610931.920.5641.8937.37282523540.9686

3734.7kN

Nys10.56s2AyAywcos69.40.5637.37282523540.9686 465.34kN

3734679.863734679.86(13043.4)10796 745.4131010hxm2928610465343.75465343.75827 2745.6651010958210

1026.631067961552.71061.2872 74745.7310105.41310104.024.780.5530.6471.21.512.266

hx10.760.0944.53123.87MPa（压）

hx28.81.24.53123.07Pa（压）

Qy954.1865.610935.770.5637.3723540.1833313.26kN

Qy0.537.3769.423540.183337.97kN

293.94103317.9103103216.45252.54103335.1106hf1.211112305.413102305.66510

351290317.910643377335.11061.563MPa11112305.665102305.41310其主拉应力为

3.073.072zl=hxhf1.5632 22220.2PaRl3.0MPahx22为了防止出现沿应力方向的微裂缝，需检查主拉应力。按《桥规》要求，对截面进行主拉应力检算

zl对于变截面处

hxhy2hy2hxhf0.6Ra

22hx3.87MPa

由于未配预应力箍筋，故hy0，hf1.563MPa

2zlhxhf223.873.8721.5634.42MPa0.6Ra0.631.5MPa18.9MPa222hx2

∴符合要求

3 T型桥台设计检算

设计资料:

(1) 桥跨资料：I级铁路，单线，平坡，曲线；

(2) 不等跨度216m224m道渣槽钢筋混凝土粱，双侧人行道及栏杆。 (3) 设计活载：某铁水罐车专用活载

(4) 建筑材料：顶帽及道渣槽用200#钢筋混凝土； (5) 台后填土为渗水土17kN/m3

(6) 桥台尺寸：填土高，基础埋深及有关尺寸见图

(7) 其他计算数据：梁上道渣槽等线路设备及双侧1.55m宽人行道重量为km(混

凝土枕)，台顶道渣槽及线路设备N71.6d1(d1为桥台长度，单位，m)。

确定桥台尺寸

荷载计算

3.3.1 竖直恒载

3.3.1.1 桥跨恒载压力

1N1(1567.648.124.6)1375.43kN 2MN11375.43(0.065.9640.3)8698.22kNm3.3.1.2 桥台自重

表3-1 基顶以上桥台自重

部分 体积cm3 容重kN/m3 竖直力kN 水平距离m N对A的 力矩kNm 1台顶道渣 槽及线路设备

2顶帽以上 23 台顶

3 顶帽 6 25 150 4顶帽下 23 5台身前墙 23 6身后墙 23

基顶以上小计

3.3.2 台后恒载土压力

道渣换算为填土17kNm3的高度：

h'0.81r0200.810.95m r173.3.2.1 台后直墙部分土压力

台后直墙高H11.580.952.53m，台后墙宽b2.2m。 按直墙，填土水平33o ，所以, 直墙主动土压力：

11H12a1B172.5320.2672.231.96kN22E1xE1cos16o30'31.960.95932.177kN E1E1yE1sin16o30'31.960.2849.529kN216o30'等条件查表得a10.267，

1E1x对基顶A点力矩E1xC30.64(2.536)209.68kNm

3E1y对基顶A点力矩E1y00

3.3.2.2后斜墙部分土压力

1o'台后墙背仰角arctan1119，斜墙部分高度H26.354m，

5由表查得a0.196，所以

11E22H2(H22H1)b0.196176.354(6.35422.53)2.2265.82kN22o'E2xE2cos()265.82cos(16o30'1119)264.73kNo'E2yE2sin()265.82sin(16o30'1119)24.01kNE2作用点至基顶截面距离:

c2H2H23H16.3546.35432.532.59m 3H22H136.35422.53E2x对基顶A点力矩E2xc2264.732.59685.66kNm

2.59E2y对基顶A点力矩=E2y(1.2)16.37kNm

53.3.2.3前墙土压力

前墙承受土压力的高度和宽度分别为H前3.2m,B1.2m 设前墙后填土的破裂角为，其中 a4.93m,b4.93m

11A0(aH前)2(4.933.2)233.01

2211B0ab4.934.9312.15

2233o16o30'49o30' tanθ=-tanψ+(tanψ+cotφ)(tanψ+B0)A0 =-tan49o30'+(tan49o30'+cot33o)(tan49o30'+0.368) 0.871641o4'

E3(A0tanθB0)Bcos(θ+φ)sin(θ+ψ)cos(41o4'+33o) 17(33.010.871612.15)1.2

sin(41o4'+49o30')93.04kNE3xE3cos16o30'93.040.95989.21kNE3yE3sin16o30'93.040.28426.42kNE3作用点距基顶距离为Zx，其中

h1Zxbatanθ4.934.930.87160.726m tanθ0.871622H前a(3H前3h1H前h12)23Ha(2H前h1)前3.224.93(33.2230.7263.20.7262) 233.24.93(23.20.7260.955mE3x对基顶A点力矩E3xZx89.210.95585.16kNm E3y对基顶A点力矩E3yZy26.420.95538.947kNm

基顶以上恒载水平土压力

ExE1xE2xE3x30.64264.73589.21384.58kN

基顶以上恒载竖直土压力

EyE1yE2yE3y9.07824.0126.4259.51kN

基顶以上恒载土压力对A点的力矩

ME209.68685.6616.3785.1625.2341022.1kNm

3.3.3 竖直活载

3.3.3.1 活载情况I（见图3-1）

图3-1 活载情况Ⅰ

根据M00，求得：

R12433.33(0.4751.7753.0755.8757.1758.47510.02511.32512.62515.42516.72518.02519.57520.87522.175)R1241016kN台顶活载压力R233.334133.32kN

桥台承受的活载压力RIR1R2241.16133.32374.48kN

RI对A点力矩

MR1241.46(5.9640.30.06)33.33(1.2042.7544.0545.35)1970.59kNm3.

3.3.2活载情况Ⅱ（见图3-2）

图3-2 活载情况Ⅱ

根据M00求得：

R12433.33(24.12922.84921.54919.99918.69917.39914.59913.29911.99910.4499.1497.8495.0493.7492.4490.899)R1283.49kN

台顶活载压力R2333.3399.99kN

桥台承受的活载压力RR1R2283.4999.99383.48kN

R对A点的力矩

MR283.495.9640.060.3)33.33(0.7752.0753.375)2000.27kNm

3.3.4 台后活载土压力

3.3.4.1 直墙背部分土压力

台后直墙高度由轨底算起H1'1.78m，台后墙宽BB02.2m，轨底平面竖向荷载强度q33.337.41kPa。

2.5(2.62.8)活载土压： E1'qH1'aB07.411.780.2672.27.747kN

''E1xE1cos16o30'7.470.9597.4295kNEEsin16302.2kN'1x'1y'1o'

'H11.78E对A点的力矩E(6.228)7.4295(6.354)53.819kNm

22'1x'对A点的力矩为零 E1y3.3.4.2 斜墙背部分土压力

台后斜墙高度H26.354m，后墙宽BB02.2m

'E2qH2a2B07.416.3540.1962.220.302kN''o' E2xE2cos(δ-)20.302cos(16o30'1119)20.22kN

''o'E2yE2sin()20.302sin(16o30'1119)1.833kN''E2x对A点的力矩E2xH26.35420.2264.24kNm 220.56.354'(1.2488)1.124kNm 对A点的力矩E2y5'''E1xE2x7.429520.2227.6495kN 基顶以上活载水平土压Ex'''基顶以上活载竖直土压EyE1yE2y2.21.8334.033kN

基顶以上活载土压对A点力矩

'ME53.81964.241.124119.183kNm

3.3.5 水平制动力

3.3.5.1 活载情况I

梁上活载制动力Pt1(33.3315)0.0734.965kN 台顶活载制动力Pt2(33.334)0.113.332kN 纵向水平力PtIPt1Pt234.96513.33248.285kN

Pt1 移至支座铰中心，Pt2移至轨底处，它们对基顶的力矩：

I34.965(30.0870.7)13.332(1.786.324)240.45kNm MPt3.3.5.2活载情况Ⅱ

梁上活载制动力Pt1(33.3316)0.07373.296kN 台顶活载制动力Pt233.3330.19.999kN 纵向水平力PtIPt1Pt2373.2969.999383.295kN

ΠΙPtΠ对基顶的力矩Mpt=（3++）+（+）=m MPT 台身底部截面的检算

3.4.1 台身底部截面的截面特性

截面面积：A2.23.43.552.214.61m2

2.23.41.12.2(截面形心至前端距离：S13.552.2)3.552 15.212.48m截面形心至后端距离：S25.552.483.07m

113.4232.23.4(2.481)22.23.5531212惯性矩：

3.5522.23.555(3.07)38.46m42Iy截面抵抗矩

W前I38.4615.51m3 S12.48I38.4612.53m3 S23.07W后3.4.2 台身底部截面的偏心和应力检算

表3-2 台身底部截面的偏心检算

活载情况 活载情况I—检算前端 活载情况Π—检算后端 荷载 P N M P N M N1 竖 N2 直

恒 Ex 载 Ey 竖直活载 R 活载土压 Ex Ey 纵向主力合

制动力或牵应力 主力+附加力合计 21918

主力+附加力的合 力对A点距离x''MAN

偏心e 容许偏心[e]

3.4.3 台身底部截面应力检算

T形桥台台身截面强度一般都有富余,现以活载情况I检算前端应力(主力组合): 主力作用下,其合力对A点的距离

x=

MA21767.234.82m N4512.07合力偏心e=+=0.489m

合力对台身底部截面形心的力矩

M=0.4892207.75kNm

台身视为刚体时,截面上的应力为

NM4512.072207.75451.38kPa AW前14.6115.51NM4512.072207.75132.84kPa AW后14.6112.53max(前端)max(后端)min为正值,截面全部受压,前端最大应力就是计算的

当台身用150混凝土时,容许压应力为MPa=5500kPa比max富余很多。 垂直弯矩作用方向的受压稳定不控制,不需验算。

桥台基础设计检算

3.5.1 结构自重及填土重计算

基顶以上结构自重及填土重

'11700.887kNm N3054.7kN MAMA3.5.1.2 襟边以上土重(见后页表)

表3-3 基础襟边以上土重

''编号 体积v（cm) 土重（kN) 对基础A点 对基础A点

3的力臂 的力矩

1 2 3 4 5 6 7 124 8 9 10 11 合计 N土= M土=

3.5.1.3 自重

表3-4 基础自重

部分 体积 竖直力 对基础A点 对基础A点

3 v(cm) N23V 的力臂 的力矩

''第一层 基础 第二层 基础 合计

N基1292.19

M‘基5433.08

3.5.2 基础部分土压力计算

台顶台身部分计算高度 H12H1H22.536.248.884m 台身宽度 B=2.2m a10.267 其土压力为

11E4H122a1B178.88420.2672.2394.07kN22

E4xE4cos16o30'394.070.959377.9kNE4yE4sin16o30'394.070.284111.92kN

E4x对基顶A点力矩 E4xC377.918.8841119.08kNm38.884'E4x对基顶A点力矩 377.9(2)1874.89kNm3E4y对基顶A点力矩111.92(1.2'8.88453)68.02kNm

台顶台身恒载土压在检算基底时与检算台身时的差值

ExE4x(E1xE2x)377.9(30.64264.73)82.53kN EyE4y(E1yE2y)111.92(9.07824.01)78.83kN

MA1119.0868.02(209.68685.66516.37)275.57kNm

B基础部分计算土层高度H32m，基础横向平均宽度

4.62.63.6m2基础部分土压按下式计算得：

11E5a1H3(H32H12)B217(228.88)0.2673.6322.898kN22 E5x322.890.959309.658kNE5y322.8980.28491.7kN2238.88'E5x对A点力矩=E5xC5309.65299.2kNm

3228.882E5x对A点力矩=91.70.218.34kNm

'3.5.3 前墙基础土压

前墙承受土压的高度以H前5m 计算破裂角时

11(aH前)2(4.9352)249.3 2211 B0ab4.934.9312.15

22A033o16o30'49o30'

tantan(tancot)(tanB0)A012.15) 49.3 tan4930'(tan4930'cot33)(tan4930'0.7883814'

tancos()0.320.7880.254

sin()0.99锥体填土与前墙背交点处侧压力强度为零

batan4.934.9340.788h11.27m处侧压力强度

tan0.788r(ah1)17(4.931.275)0.25426.77kPa

基顶处侧压力强度

2r(a2.2)17(4.933)0.25434.24kPa

r(a6.2)17(4.935)0.25442.88kPa

前墙基础土压

115.43.84.62.6H3(23)B'(34.2442.88)2()7.12kN2222 E6x77.120.95973.96kNE6E6y77.120.28421.96kN2238.88E6x对A'点力矩=E6xC673.9671.46kNm

3228.88E6y对A'点力矩=21.94.5599.6kNm

基础部分恒载土压

E5xE6x309.6573.96383.61kN

E5yE6y91.721.9113.6kN

'MA299.218.3471.4699.6488.6kNm

3.5.4 基础部分活载土压(检算前端用)

'(1.786.354)8.134m 轨底到基顶的高度H1'2H1'H24.62.6基础高度H32m,基础横向平均宽度=3.6m,大于台后活载计算宽度

2B02.5m

计算基础活载土压应采用B02.5m 基础活载土压

E5'qH3a1B07.4120.2672.59.89kN'E5xE5'qH3a1B07.4120.2672.59.89kN 'E5yE5'sin16o30'9.890.2842.81kN''E5x对A'点力矩=E5xH39.89kNm 2''对A'点力矩=E5yE5y(1.21)0.5623kNm

'MA9.890.56210.452kNm

基顶以上台后活载土压在检算基底时也应按最下一层基础外缘作假象竖直墙背计算,则

'E5qH1'2a1B07.418.1340.2672.235.4kN

它和检算台身时活载土压的差值为:

'''ExE4cos1630'Ex35.40.95927.656.299kN

'H1'21''H12'MEcos1630E4sin1630(H1')ME225138.074.599119.18323.49kNm'a'4''''EyE4sin1630'Ey35.40.2844.0336.024kN

基底偏心及应力检算

3.6.1基底截面特性

截面面积 A4.64.353.35.437.83m2 截面形心到前端距离

3.35.4y1截面形心到后端距离

3.34.354.354.6(3.3)223.67m

37.83y27.653.673.98m

惯性矩

13.3215.43.333.35.4(3.67)4.64.355312212

4.3524.64.355(3.98)150.05m42I截面抵抗矩

W前W后I150.0540.89m3y13.67I150.0537.7m3y23.98

核心半径

前W后A37.70.99m

37.839 后W前A40.891.08m 37.833.6.2恒载作用下基底偏心检算

基底以上水平土压力

E 基底以上竖直恒载

xE4xE5xE3xE6x

377.9309.6573.9689.21850.72kNNN1N2N基N土E4yE5yE3yE6y 

1375.432698.621292.191677.2426.42111.9291.721.97295.42kN基底以上所有恒载对A'点的力矩

'MAMN1MN2MN土MNME4xME5xME5yME3xME3yME6xME6y8698.229957.145433.085100.61955.11299.285.1625.2318.3471.4699.631743.14kNm

M合力作用点到A点的xN''A31743.144.35m

7295.42合力距基底截面形心的距离

ex(0.23.98)4.350.23.980.17(偏向前端)

从计算结果表明,桥台在恒载作用下的偏心很小,合力作用点接近截面形心,符合要求。

4 桥墩的设计与检算

设计资料：

轨高采用0.176m，轨底至墩台顶3m，轨底至梁底2.6m,支座铰中心至支承垫石顶面为0.32m，24m每孔梁重1567.6kN，16m每孔梁重914kN,梁上采用木枕道渣桥双侧1.55m宽的人行道，其重为48.1kNm（混凝土枕），不等跨

216m224m，梁全长为24.6或16.6m，梁缝为0.1m。

荷载计算

4.2.1 恒载

4.2.1.1 由桥跨结构传来的恒载压力

10.5（9.848.116.624.791.4156.7）2209.249kN 4.2.1.2 顶帽及墩身重

（1）顶帽为巨型，其体积（200钢筋号混凝土） V211.4054.960.51.2954.961.2211.32kN

顶帽重： 21vr6.69625283.02kN

本设计要把荷载转移到承台顶部，可以仍需检算墩身底部截面，先计算墩身高度（初步拟定将承台底面布置在局部冲刷线所在水平面内） 轨顶标高为38.2m，查表得：墩身标高为：.176-3-1.=33.024 m

其中轨高为0.176 m，轨顶至墩台顶3 m，托盘高度1.5 m，顶帽高0.5 m 取墩身高为3 m，基础高为1.5 m，承台底布置局部冲刷线以上0.524 m处，采用高桩承台布置

（2）托盘200号混凝土，其体积：

V311.66m3

（3）墩身体积：V222.0339.425m

22墩身重： N229.42525235.619kN 墩底截面以上桥墩自重：

NN12N22N3283.02(11.661.3)25235.619842.64kN

4.2.2 计算列车荷载

对于各检算项目的最不利荷载图式为： 4.2.2.1 活载情况（见图4-1）

图4-1 活载情况Ⅰ

对于16m梁

R133.33(0.251.052.355.156.457.759.310.611.914.716)177.07kN16

对24m梁

1(0.32.35.16.47.79.2510.5511.8514.6515.9517.2518.82420.121.424.2)33.33259kNR1'

'由于设置纵向预偏心，所以R与R1对桥墩中心的力矩大小相等，方向相反，

即：(0.250.05x)259(0.50.3x)

x = 0.09m(梁缝中心线与墩中心线间距离)

对墩中心的力矩MR1=++=m

图4-2 活载情况Ⅱ

4.2.2.2 活载情况Ⅱ（见图4-2）

由MA=0 R2 =R1=

33.33(0.652.23.54.87.68.910.211.7513.0515.3417.1518.45 2419.7521.322.623.9)278.06kNR33桥墩所受压力R2=R2+R3=+=

活载压力对桥墩中心距

(0.30.050.09)177.07(0.250.050.09)3.24kNm

4.2.3 制动力

4.2.3.1 活载情况

对于16m梁

P1=117%=

P1对墩身底部截面的力矩为：

Mp1P1(30.51.560.325)136.64kNm (支座中心至墩台顶0.325m)

对于24m梁

'33.33167%37.33kN P1P1'对墩身底部截面的力矩M4.2.3.2 活载情况

'p1=(3+++=m

左孔梁为固定支座时传递的制动力

Pt10.0733.331125.66kN

右孔梁为滑动支座时传递的制动力

Pt233.33167%50%18.66kN

传到桥墩上的制动力为

PtPt1Pt225.6618.6644.329kN

Pt对墩底的力矩：

Mt（底）25.66(30.51.50.50.325)18.66(30.3250.51.5)248.83kNm

4.2.4 纵向风力

风压强度按标准设计要求采用，有车时桥墩纵向风压为

WK1K2800Pa

K1--风载体型系数，根据桥墩长边迎风的圆端行截面lb=4.962.3=>查《桥梁墩台与基础工程》中表3-1得K11.1

K2--风压高度变化系数，根据桥墩离地面高度小于20m，查表得K21.0 W=K1K28000.88kPa 4.2.4.1 顶帽风力

Pw1WA0.88(4.960.51.5Pw1对墩底截面的力矩：

4.562.4)6.78kN 21.524.562.4MPw12.48(0.251.5)5.220.88 34.562.4Pw1h8.666.78329kNm4.2.4.2 墩身风力

Pw2WA0.882.035.28kN

Pw2对墩身底截面的力矩

MPw2Pw2h35.287.92kNm 224.2.4.3 桥墩风力

PwPw1Pw26.785.2812.06kN

Pw对墩底截面的力矩：

MPwMPw1MPw2297.9236.92kNm

4.2.5 横桥向水平风力

有有车时桥墩横向风压： W墩K1K20.80.80.810.64kPa 无无车时桥墩横向风压： W墩K1K21.40.811.41.12kPa

式中K1根据桥中短边迎风的圆形截面及lb1.5，查表得K10.8

有K1K20.81.310.81.04kPa 有车时列车及梁上横向风压： W梁无K1K21.41.311.41.82kPa 无车时列车及梁上横向风压： W梁式中K1按桥墩以外的其他构件为。

本例中设计频率水位时桥墩受流水压力较桥墩横向风力的影响大，故将桥墩横向风力计算至设计频率水位处，并按有无车两种情况分别计算，如下表： 表4-1 桥上有车横向风力

力及力矩

风力风雅强度受压面积（kN）

风力对墩身底面力矩风力该力至基顶力臂（kNm）

项目

列车 梁 顶帽 墩身 托盘 合计

表4-2 桥上无车横向风力

力和力矩

风力风压强度受风面积（kN）

风力对墩身底面力矩风力该力至基顶力臂（kNm)

项目

梁 顶帽 墩身 托盘 合计

桥墩墩身受压稳定性检算

由于墩身比较底，故不考虑墩身受压稳定性的检算。

墩身底部截面的纵向检算

墩底截面

3.14223.14m2 墩底截面积：A24截面惯性矩：IxIy24640.79m2

截面抵抗矩：WxWyIx0.79m3 d2表4-3 底部截面纵向偏心检算

活载情况 活载情况 活载情况Π

力及力矩 N(kN) P(kN) M(kNm) N(kN) P(kN) M(kNm) 主 墩顶合力 力 桥墩自重 附 制动力或

加 牵引力Pt 力 风力 Pw 主加附合计

墩顶出偏心



m

Id(m4)

计算长度l 2(31.50.50.36)10.72

06E0 2410

4mE0Id2.06106 2.06106 (x)

l02Ncr(x) 1.224610 1.28710

66max

maxM

墩底截面合力

合力偏心e

容许偏心[e]0.6s 2/20.6 墩底截面面积(m)

截面抵抗矩

21N/A

2M/W

max12(kPa)

min12(kPa)

应力 a/R 0 0 系数 ne/2R  2 2

'max'N/A

' 底部截面横向偏心检算

表4-4 底部截面横向偏心检算

荷载组合 活载情况主+横附 桥上无车主+横附 力及力矩 N P Mx N P Mx 主 桥跨恒载N1 桥跨自重N2 力 活载压力P活 0 附 横向风力Pw 加 力

合 计

顶0 从横向检算荷载汇总可知墩顶竖向力的初始偏心e00.1故 a0.160.66,故下面的计算均以前者的情况考虑

0.20另外I0x/Idx1 查表的 mNay242.465

4mE0Idx61.6310kN 2l0y

ey111.031 KN顶1.6(2209.249455.13)111.63106NcryyMyN1.0311173.410.345

3507.02横向容许偏心[e]=sy0.610.6ey可以。

桥墩在不配钢筋的情况下验算合格，所以按构造要求配筋

'AgAg0.005An0.0052215700mm2

4l内3.14288552.64cm

552.6418.42cm 故各竖直钢筋的间距取为18.42cm 30

5 桩基础配筋及检算

主力加纵附的桩基础设计计算

桥跨为等跨不等跨216m224m,钢筋混凝土梁，桩身为200级钢筋混凝土，荷载按活载情况Ⅱ，主加纵附汇总到承台底部中心处。

5.1.1 承台底部中心处荷载

N3329.955.45.41.5254423.45kN P56.38kN M363.76kNm

5.1.2 计算b0,m0及

（1） 桩的计算宽度： b0kfk00.9(1.21)1.98m

1因为nb021.983.96mD'(4.2m),则k0仍采用1

d（2） m8000kPam2，m值考虑桩净距的影响，应予修正 h03(d1)3(1.21)6.6m

则L02m0.6h=0.66.63.96m，

故修正系数K为：

KC

1Cl010.620.60.802 0.6h00.66.6则mKm0.80280006416.2kPam2 （3） 桩的变形系数

E0.8Eh0.82710621.6106kPa

d43.141.24I0.102m4

64645mb056416.21.980.36 EI21.61060.012h0.36165.76

5.1.3 计算QQ,MQQM,MM

h5.762.5,可令Kh0,查函数值，按h4.0(因h4.0)

EI0.3621.61060.1027.9105 2EI0.36221.61060.1022.86105 3EI0.36321.61060.1021.03105

QQB3D4B4D3112.44135EIA3B4A4B31.0310

A3D4A4D3111.62525EIA3B4A4B32.8610

2.37105mkNQMMQ0.57105mkNmMMACA4C311341.7510.22105rad(kNm) 5EIA3B4A4B37.9105.1.4 计算桩顶柔度系数1,2,3

EI21.61060.1022.23106kNm2

l00.524m

3l01MMl022MQl0QQ3EI0.52430.221050.524220.571050.5242.37105632.203103.57105mkN2l00.524MM0.221056 EI2.203100.24105rad(kNm)l020.52423MMl0MQ0.221050.5240.5710562EI22.20310 0.69105mkNm5.1.5 计算桩顶刚度系数1，2，3，4

l00.524m 0.5 h16m A1.13m2 E27106kPa

m33o

m48.25o

1.2216tan8.25o5.843.2m（桩中心距）

则 F03.228.04m2 4c0m0h177500162840000kPa/m（为泥质砂岩，m0查表可得）

1

11l0h0.5240.51611

EhAC0F0271061.130428400008.0430.96105kNm0.241052221233.571050.24105（0.69105）

20.63105kNm0.691053212323.571050.24105（0.69105）

31.81105kNm3.57105549.3810kNmrad 2101230.38071015.1.6 计算承台底部中心O处水平位移a和转角

aa240.631052.52105kNm

aβ341.811057.24105kNrad

ββ41x249.3810530.961051.624354.5510kNmrad5

ββPaβM354.5510556.387.24105363.76a2aaββaβ2.52105354.55105(7.24105)2

26.891050.02689cmaaMaβP2.52105363.767.2410556.382aaββaβ2.52105354.55105(7.24105)2

1.575105rad5.1.7 计算桩顶内力

41183.88kN1027.84kNNi小大Nx14423.451.61.57510530.961054

Qia2326.891050.631051.5751051.8105

14.09kN

Mi4a31.5751059.3810526.891051.81105

校核： P4Qi56.38414.090.020

33.897kNm

M(2Ni大1.52Ni小1.5)4Mi363.76(21183.881.621027.841.6)433.8970.02kNm0

5.1.8 计算土面处的x0，0，M0，Q0

P56.3814.095kN

44Q0Qi M0MiQil033.89714.095052426.51kNm

X0Q0QQM0QM14.0952.3710526.510.5710518.29410m0Q0MQM0MM14.0950.5710526.510.221052.210rad55

5.1.9 计算土面以下桩身弯矩My

MQMy2EIx0A30B320C330D3EIEI 2.8610518.294105A36.1105B39.27105C313.68105D3

52.32A317.45B326.51C339.12D3My计算如下表：

表5-1 My计算表

顺序 y y(m) A3 B3 C3 D3 My 1 0 0 0 0 1 0 2 1 -15 3 4 5 6 7 5 8 9 10

桩基在主加横荷载组合下的受力计算

5.2.1承台底部中心处的荷载

N4423.45kN由前知

P137.83kN，

M926.764258.12511.521371.4kNm

QQ2.37105mkN，MM0.22105radkNm，

MQQM0.57105m(kNm)

13.096106kNm，20.63105kNm，

31.81105kNm，49.38105kNmrad，

aa2.52105kNm，aβ7.24105kNrad，

ββ354.55105kNmrad

5.2.2 计算承台底部中心O处水平位移a及转角

ββPaβM354.55105137.837.241051371.4a2则， aaββaβ2.52105354.55105(7.24105)2

79.41050.0794cmaaMaβP2.521051371.47.24105137.83aaββaβ22.52105354.55105(7.24105)2

5.56105rad5.2.3 计算桩顶内力

41381.28kN830.44kNNi大小NX14423.451.65.561053.0961064

Qia230.07940.631055.561051.8110534.47kN

Mi4a35.561059.381050.07941.8110591.6kNm

校核: P4Qi137.8334.4740.05kN0

M21.5Ni大Ni小4Mi

1371.41762.7491.62.4kNm05.2.4 计算土面处X0，0，M0，Q0

Q0QiP137.8334.46kN

44M0MiQ0l091.634.460.52473.54kNm

X0Q0QQM0QM34.462.3710573.540.5710539.7510m50Q0MQM0MM34.460.5710573.540.221053.4610rad5

5.2.5 计算土面以下桩身弯矩

MQMy2EIX0A30B320C330D3EIEI3.4610573.5434.462.86(39.75A3B3CD3 3550.362.86101.0310113.69A327.49B373.54C395.69D3计算如下表：

表5-2 计算表

顺序 y y(m) A3 B3 C3 D3 My

1 0 0 0 0 1 0 2 1 3 4 5 6 7 5 8 9 10

配筋计算

按最不利截面配筋，当y0时，截面为最不利截面。

78.17kNm

N5222.15/41305.54kN

'取最小配筋率：AgAg0.5%An0.0051.225652.5mm2

4'则可取830，则AgAg5655mm2

M26.5173.5422判别大小偏心

An2d1.221.13m2，Ag5655mm2 44A0AnnAg1.131061556551214825mm2

I011R4nAgg20.64150.0056550.4420.10995m4 4242yR0.6m

ke0I00.109950.151m A0y1.2150.678.170.071

1105.860.10.1a0.160.160.473

e00.0710.20.20.6d11.03 kN1a2EnInl02ee01.030.0710.073m故属于小偏心受压构件。

NM1105.8610378.17103hy1060.61.34MPa10.5MPa

A0I012148250.10995NM1105.8610378.17103'nya151060.60.040.10995 1214825 A0I015.78MPag160MPa'g所以强度满足要求。

稳定性计算

l00.716.5249.64，查表0.96，m14.8 d1.2hN1105.860.949MPa160MPa

AnmAg0.961.1314.80.005655（可以）

偏心计算

e0.3d0.31.20.36，e00.071

所以满足要求。因此，抗裂性不用检算。

单轴轴向承载力检算

由前述可知，单轴最大轴向力：N1105.861.222516.5241572.83kN

4施工使用灌注桩，计算直径b1.20.11.3m，桩长h16.524m

1单桩轴向容许承载力PUfilim0A

2桩底为泥质砂岩，取m00.9

0k2r24d3k2'r2'

8002.520.341.231.020.361.21037.5MPaP1Ufilim0A213.141.37016.5240.91.121037.5 22861.79kN>N1572.83kN因此，单桩承载力满足要求。

6 结论

经过将近一个学期的努力，我这次做的毕业设计—铁路预应力混凝土简支梁设计终于完成了。通过这次毕业设计，使我感觉收益匪浅，可以说为以后从事桥梁方面的设计打下了一个坚实的基础，因为上学期忙于考研，桥梁方面的专业课只是学了点皮毛，但经过这次系统的学习，对桥梁墩台与基础，桥渡设计，钢筋混凝土桥，结构设计原理这四方面已经有一定程度的掌握。同时，设计过程中也加强了与其他同学的沟通，互助和对指导老师的学习，在此深切感谢他们在我遇到困难时给以我极大帮助。同学们的刻苦认真，严谨求学的态度，非常值得我去学习。我想通过这次毕业设计的亲自实践，我不仅学到了专业知识，也锻炼了自己的交际，合作能力，对以后的工作会有很大的帮助。

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[14] 铁道部第三设计院主编. 桥梁设计通用资料[TB]. 中国铁道出版社. 1996 [15] 浙江大学，华南理工大学，湖南大学，东南大学四校合编。清华大学出版社 土力学地基基础[TB]。

致 谢

时间过的很快，毕业设计三个月就过去了。经过进三个月的努力，我终于完成了大学最后阶段的任务，可以说非常不容易 ，尤其是遇到困难的时候，会觉得一筹莫展，无法下手。在这我要衷心感谢我的指导老师牛润明老师。他为人谦和，对我们就象对自己弟弟一样看待，在百忙之中每个星期都出几天时间到毕业设计教室指导我们，有时侯一来教室就是一上午辅导我们，并且通过拿些实际的设计图纸和资料给我们作参考。为我们解决难题，有时侯经过牛老师这么一指，真有点柳暗花明的感觉。 另外，我还要感觉我同组的同学，杜永山，王旭东，张海军，李建忠，陈东他们。他们平时都很刻苦，也乐意帮助人。我碰到难点时经常和他们在一起探讨解决方法。可以说，这次毕业设计的圆满完成离不开牛老师和其他同学的帮忙。最后，分院，学院有关领导也多次来到毕业设计教室检查我们的设计情况，在此再一次表示衷心的谢意！

附 录

附录A:外文翻译

梁的疲劳与破坏

摘要：本文大体论述了材料的选择，设计。并详细分析了钢箱梁的疲劳与破坏的极限状态。过去的论文关于桥梁的破坏控制方法已经成熟。伴随着典型的Charpy和韧性破坏的测试数据，一场关于钢结构和焊接金属的刚性破坏讨论开始了 。其中包括新型高性能钢A709Hps485W，也讨论了关于覆盖板块的详细资料和易扭曲裂解的破坏。然后将各种处理可变荷载的方法参照测试数据。

主要标题字： 桥梁 梁 钢桥 疲劳 破坏 韧性

介绍：一般情况下桥梁有很多重要的活载周期，因此，如果一座桥承受破坏性阶段的荷载而没有发生破坏，通常疲劳比破坏产生要早。大多数情况下，疲劳的 控制比裂缝的控制更重要，然而，设计破坏抵抗力很重要，因为疲劳裂缝最终可变为构件破坏的关键因数。而且，在缺乏详细资料的情况下它们经常受到高度约束。比如在二处或三处的焊接交叉点，破坏在焊接不连续点没有疲劳裂缝的优先产生的情况下直接发生。比如在2000年12月MilwakeeDE 欧安大桥 裂缝在大陆架板块产生了 。

在20世纪70年代，钢桥的疲劳设计规范得到改进，大概是因为在Lehigh成立了国家合作公路研究所。公路桥规（AASHTO 1998）和铁路桥规（AREMA2000）都包括 疲劳设计程序。这些规范包含详细的目录和它们的分类，疲劳抵抗力的种类与一种特殊S-N曲线和疲劳应力分布界限相联系，疲劳规范控制详细资料因为不允许在这些目录中不显示缺乏详细资料。在1985年，桥梁的疲劳设计规范明确要求板梁或横隔板连续梁与箱梁边缘联结。因此，防止普通设计裂缝，即非焊接连续板块经常导致网状裂缝。

这样详细的规范可能是疲劳和破坏设计程序最重要的一部分，其它的细节规范在《桥梁焊接》（）中有，他们试图避免痕迹或其它的应力集中，否则可能导致疲劳裂缝发生和脆性破坏。由于这些规范，现代钢桥从某种程度上说详细划分似乎比２０世纪７０年代更透明。现代桥梁有更少的联结和覆着物，更少的联系被认为疲劳抵抗的特征，比如，高强度螺栓联结的应用取代了焊接联结。

今天，有足够刚性和适当设计规范的钢和焊接金属的选择根据新的疲劳设计规范应该是足以避免疲劳和破坏。然而，在使用过程桥梁建设先于规范改变可能表现为疲劳—裂缝等问题。这些问题相对较小并且可以作并不昂贵的翻新加固。

本文论述了关于设计和维修钢箱梁疲劳破坏极限状态的大体看法，随着具有代表性的数据的出现一场关于钢结构板块形状的刚性破坏大讨论开始了，新型高性能钢A709HPS435W提供了更大的刚性破坏能力。

AASHTO破坏控制方法

在１９６７年，The Point Pleasant大桥倒塌，原因是非多余工字钢支撑主跨的其中之一发生脆性破坏。后来 ，联邦公路管理局（FHWA）要求改进破坏控制方法，使其提供一个更高水平的安全度。美国钢铁研究所开始一项研究工程，以便对非多余结构发展一个改进的破坏控制方法。这项研究最终导致AASHTO规范向导和包含了ASTMA７０９材料说明的破坏临界种类的出版，测试数据和规范发展的哲理性得到很好的证明。（Barsom1974）.

当前AASHTO破坏控制方法有２方面，即控制结构裂缝和材料韧性的说明规范。二者都完整的提供了脆性破坏的低可能性，结构裂缝可由很多原因产生，包括最初的构造 焊接的不足，疲劳裂缝和重大的破坏。《桥梁焊接》（AWS1995）阐述了使潜在焊接裂缝或不足达到最小化的构造的程序和标准。本书也阐述了在一座桥梁即将通车时确保关键缺点检查到的检测要求。理论上，本书包含了当超过临界荷载时保持缺陷规模足够小以便防止裂缝产生和确保疲劳裂缝增长不至于超过承受荷载。周期性检查可以提供一个最终安全网，以便在裂缝增长为极限状态时及时发觉，这对于保证老式结构是很重要的一方面。很多建筑在现代疲劳和破坏控制产生前就已经建好，除此之外，很多更古老的建筑比其刚开始设计使用时能承受更高的交通流量和载重重量。联邦公路管理局已经要求在联邦公路系统内对所有建筑进行周期为２年一次的大检查。他们希望在结构性方面变化之前能发现一些问题。如果他们决定对裂缝冒更大的风险，那么就得经常对结构的极限破坏和一些有疲劳问题历史记录的结构进行检查。

韧性破坏

钢箱梁承受荷载的能力和在裂缝情况下的变形能力由钢板和焊接金属的破坏韧性决定，韧性破坏在钢桥中是 经常变化的，大部分决定与其类型和抗拉强度，化学性能，生产工艺和生产厂家。尽管韧性破坏可以直接在力学—破坏测试中测量，但是通常情况下测量钢的韧性是根据CVN样本吸收能量来确定，CVN的能量经常被分为“痕迹—韧性”，虽然不是直接与韧性破坏有关，可直接用于力学破坏评估，但是痕迹韧性与韧性破坏经常相互联系。例如，评估（1990年的Dexter和Fisher）

当温度很低时，钢的破坏行为从柔性破坏到脆性破坏，比如，图1描绘A709 250

0跨桥钢的CVN能量，它周围的温度从-40C。对于热量循环变化的钢结构板块这个结果很具代表性，这个过度性的现象在图1中显示出，这是由于潜在的微观结构破坏方式而导致。

图1中所谓更低的板块的脆性板块与个别颗粒在选择结晶平面时的分裂有关，脆性破坏可能被分析为线性弹性破坏力理论，因为在断裂处的塑性区域很小。

在温度变化的最高端，所谓的较高板块，柔性破坏与裂缝的产生发展和显微结构

空隙的联合有关。显微结构空隙的联合是一个需要巨大能量的过程。网状截面完全屈服然而破裂并且在破裂面有很大倾斜切断面。

过渡性的破坏发生在低温和高温板块的不同温度时，并且与分裂和剪切破坏的混合物相联系。在1974年，对于桥钢Charpy的最低要求是首先包含在AASHTO和AST说明书里面，由于温度和结构冗余的影响，把CVN的最低限度分为3个温度区域，就好比构件分为极限破坏和非极限破坏一样。这样做是确保钢在最低温度区域不发生脆性破坏，因此，如果裂缝尺寸控制了脆性破坏就不会发生。

经验表明，建造轮船的钢当CVN能量最小时就很少发生破坏。这种最小的能量是20J。最初，CVN能量要求的最小20J应用于所有重要的桥梁荷载中。对于临界破坏和非临界破坏和钢的级别都没有区别，AASHTO协会后来对于临界破坏的最低能量调高到34J，而对于非临界破坏的最低能量仍然是20J，同样提高的是485，690型号钢，和345号钢。如果这些钢被焊接，那么它们的厚度至少要超过50mm.。

图表1画出了美国划分的CVN能量对临界破坏部分影响的三个温度区域（对于非临界破坏部分，20J能量是所需要的同样温度），整个图表是AASHTO,LRFO桥梁设计

0

规范和ASTMA709钢桥规范画的，对低预计的温度—15C肯定对1区域有最小的能量影响。

Charpy试验的频率在ASTMA673中有详细的说明，H频率需要一组3个CVN样品来作试验，如果是同样的热度，这些试验样品可以从一定厚度的板块变成9mm厚，P频率需要一组3个样品来做实验。对于钢桥来说，AASHTO规范要求CVN试验在H频率作为一个最低限度。对于临界破坏的样品来说，规范要求CVN试验放在P频率中进行。钢桥规范的慢慢变化可能要求试验放在一个板块的两端进行，这种变化在KanFrank的调查发现所体现，KanFrank发现在CVN试验中有很大的变化。

我们注意到A709规范要求在一个温度区域里的34J能量，也就是21-（-18）=390C 要高于最低区域1的温度，这就是所谓的“温度改变”，它归因于Charpy冲击试验和交通荷载的伸缩率的不同。例如，在 Charpy试验中，一座超载的桥达到屈服变形所花时间大约是1s/ms，一些独立的研究（1974年的Roberts,1990年的Ripling和1977年的Roberts,krishna）的研究证实了温度的改变，例如，在美国钢铁研究所的试验中，一些箱梁的试验表明容许疲劳破坏依板块零件的末端而定。在Lehigh大学完成了一项更深远的研究，他们从250号，345号，690号等级的钢中研究了不断增长的样品构造数量。在这两项研究中，桥梁的疲劳破坏发生于不同温度的横梁受压边缘和荷载等级几乎相同的地方。有裂缝的钢箱梁屈服于周期性的超载直到发生破坏。图2显示在Lehigh大学的试验发生破坏前的钢箱梁的全部表面裂缝长度。这些裂缝长度根据试验温度和20J的CVN温度的不同而被划分开来。结果表明，380C的温度改变

足以保证一根表面裂缝长度超过50mm的梁能承受拉压力而不会破坏。然而，这也很清楚的是，在发生破坏前一个更小的温度改变可以保证甚至更长的裂缝。

在箱梁网中超过50mm的裂缝长度是允许，因为它们的厚度更能抵抗脆性破坏，除此之外，如果疲劳破坏不是与初始弯曲应力垂直（比如网状裂缝 后面将讨论），那么梁能容许更长的裂缝。因此，在服役期内，边缘的裂缝一般会立刻修复好。然而，箱梁 网的裂缝破坏可以允许到一定的程度而不需要立刻的修复

Roberts和其他一些人，认为临界破坏规范应该要求一定程度的动态韧性以便阻止脆性区域的破坏，Harbower建议另外一种控制破坏的方法，这种方法叫做CVN试验法，即将桥址处执行相同的温度试验，然后减少温度改变。Roberts(Roberts和Krishma1997年) 注意到，大多数在二十世纪七十年代服用的桥不能满足最低能量要求，它们不适合温度的改变。到最后，温度改变的概念保留了，大部分是因为经济上的需要，并且破坏控制方法的试验放在坚固的梁上防止发生破坏。

《桥梁焊接规范》（AWS1995年）要求在焊接金属中比一般金属有更高的冲击能量，这是一个合理的要求。一般来说，金属有间断处，应力提高空间和较大和较大的残余应力。如果合金的成本相对比材料的全部成本低的话，那么专门把高韧性的合金用来减少这些作用将是很好的，对于临界破坏材料来说，34J的能量要求在—290C时实行金属焊接，无论在哪个温度区域，温度的改变也将因此依靠区域3的重大变化来进行。对于非临界破坏材料来说，焊接金属在区域3内的—290C下给予29J的能量，或者在区域1 ，2内的—180C下。

因该注意的 是，然而，Charpy频率试验对焊接金属的要求远远不如对于一般金属要求的严格，而CVN测试临界破坏材料是针对一般金属的每个板块进行的 。CVN试验不要求焊接金属在应用中有多少，事实上，它们仅仅是每年一次的应用，小商贩的CVN样品是从焊接试验板块中取出来的，因此有可能在应用中的厚度各不一样，导致比现实应用中实现的更快有利的冷却速度，生产者也利用样品做CVN试验，这些样品都取自于焊接过程中，这些质量过程测试仅仅是 几年重复一次。

AASHTO韧性材料规范提供了材料韧性的最低水平，它要求把发生脆性破坏的失事率降到最低水平。目前的AASHTO破坏控制方法是由LRFD桥梁设计规范（AASHTO1998）和刚桥材料临界破坏的规范说明（AASHTO1998）二者综合起来的，此方法已经合理的防止了桥梁结构的 破坏失效，虽然仍然有一小部分发生脆性破坏，然而，即便钢遇到现代CVN方法的要求，在大多数情况下，破坏可以追朔到破坏控制方法的某一或多方面关于控制缺失裂缝的大小。如果破坏控制方法的所有方面都适当的满足了，那么发生脆性破坏的概率将达到最小，在使用期内破坏也将极少发生。

FHWA和美国钢铁研究所主办了关于HPS钢的最近发展与正在研究并且处于发展

过程中的美国钢铁部门相互合作问题，高强度钢比250，350，345W号普通钢不仅强度大的多且贵的多。一级钢中其中找到AASHTO规范的有HPS485W，另外两种钢当前正在研究，即HPS690W和HPS345W型钢，这两种钢都比245，345，345W号钢强度要高。

目前在研制HPS型钢的主要原因是提高高强度钢的可焊性，图3表明HPS485W型的CVN过度曲线，相比喻图1中的250型号钢而言，HPS485W钢在试验温度下降到—200C时表现为更高的韧性，即便在降到最低的试验温度（区域3的—510C），这种钢的韧性也表现在较高的过度区域。如果没有温度改变 的行为，CVN能量仍要超过150J。很明显，HPS485W钢具备了超过当前要求的韧性强度，这一点可以防止发生脆性破坏。

当前正在研究的FHWA高速公路研究中心的Turner_fairbank，表明HPS型钢发生韧性破坏取决与温度的响，荷载等级和钢板的厚度，同时HPS485型钢制成的工字型钢的抵抗疲劳破坏能力正在研究，这个试验既让梁一直承载到裂缝发展到特定长

0

度，然后将梁冷切到—34C，最后在梁上布置超载，如果梁没有发生破坏，疲劳裂缝将发展的更大，也可以重复布置超载。图 4显示了一根发生破坏的梁，受拉翼缘则显示了长100mm厚50mm的裂缝并最终引起了破坏，这种HPS485W型钢箱梁能承受 全部的设计超载直到50﹪的受拉翼缘区域发生疲劳破坏 ，也就是说这部分受拉翼缘区域发生疲劳破坏，也就是 说这部分受拉翼缘已经屈服了。

相比之下，我们先前讨论的在梁上的模拟现场试验当破坏应力达到屈服应力的60%时，345号等级钢就会发生裂缝，这也意味着裂缝是很小的。相比之下，对于HPS485W型钢梁来说，在失效前能够允许更大的塑性变形。

新型HPS等级钢比普通钢提供了远远超过最低要求的强度指标，尽管HPS485钢比普通345W钢贵的多，但是高强度的优势抵消了材料成本的不同。在计算AASHTO强度要求时取决于经济条件因数，对于高强度钢成本比30年前要低。

目前FHWAS Turner-Fairbank高速公路研究中心正在研究利用高强度钢的各种方法。包括：

对于HPS钢减少临界破坏结构的特殊使用检测要求。 在检测HPS钢中减少HPS钢的使用频率 对于HPS钢中减少对低残余结构的应用

最后，最大的好处可能是由对于结构创新提供一个地基基础来完成。当前，美国的实际情况是提供一个高水平的结构。用于防止工程师们考虑其它可以使桥梁更低成本，更有效的结构体系。例如，两片梁和系拱桥在美国现在就很少见，即使经验表明在很多情况下这种桥是非常经济的。

附录B:有关图纸

目 录

摘

要………………………………………………………………………………...…………...…..…..

Ⅰ

Abstract……………………………………………………………………………… ……………..…

Ⅱ

1 绪 论 .............................................. 错误!未定义书签。

课题研究意义 ...................................... 错误!未定义书签。 2 主梁设计 ............................................ 错误!未定义书签。

结构尺寸的选定 ..................................... 错误!未定义书签。 各截面内力计算结果 ................................. 错误!未定义书签。 确定力筋数量并计算截面特性 ......................... 错误!未定义书签。

力筋估算（跨中截面） ........................... 错误!未定义书签。 截面几何特性计算（跨中截面） ................... 错误!未定义书签。 正截面抗弯强度计算 ................................. 错误!未定义书签。 预应力损失计算 ..................................... 错误!未定义书签。

钢丝回缩和分块拼装构件的接缝压缩损失 ........... 错误!未定义书签。 锚头变形 ........................................ 错误!未定义书签。 摩阻损失 ....................................... 错误!未定义书签。 分批张拉混凝土压缩引起的应力损失 ............... 错误!未定义书签。 钢筋应力松弛引起的应力损失 ..................... 错误!未定义书签。 混凝土收缩和徐变引起的预应力损失 ............... 错误!未定义书签。 弹性工作阶段的正应力计算 ........................... 错误!未定义书签。

预应力阶段 ...................................... 错误!未定义书签。 运营阶段混凝土正应力 ........................... 错误!未定义书签。 抗裂性检算 ......................................... 错误!未定义书签。

换算截面特性计算 ............................... 错误!未定义书签。 换算截面对顶部水平线的面积矩 ................... 错误!未定义书签。 换算截面重心至顶部水平线的距离 .................. 错误!未定义书签。 换算截面重心轴的惯性矩 .......................... 错误!未定义书签。

对截面受拉下边缘的换算截面弹性抵抗矩 ........... 错误!未定义书签。 换算截面重心轴以下部分对重心轴的面积矩 ......... 错误!未定义书签。 计算值 .......................................... 错误!未定义书签。 抗裂安全系数计算 ................................ 错误!未定义书签。 剪应力计算 ......................................... 错误!未定义书签。

换算截面特性 ................................... 错误!未定义书签。 换算截面对顶部水平线的面积矩 ................... 错误!未定义书签。 换算截面重心至面顶部水平线的面积矩 ............. 错误!未定义书签。 主应力计算 ......................................... 错误!未定义书签。 3 T型桥台设计检算 ..................................... 错误!未定义书签。

设计资料: ........................................... 错误!未定义书签。 确定桥台尺寸 ....................................... 错误!未定义书签。 荷载计算 ........................................... 错误!未定义书签。

竖直恒载 ....................................... 错误!未定义书签。 台后恒载土压力 ................................. 错误!未定义书签。 竖直活载 ....................................... 错误!未定义书签。 台后活载土压力 ................................. 错误!未定义书签。 水平制动力 ..................................... 错误!未定义书签。 台身底部截面的检算 ................................. 错误!未定义书签。

台身底部截面的截面特性 ......................... 错误!未定义书签。 台身底部截面的偏心和应力检算 ................... 错误!未定义书签。 台身底部截面应力检算 ........................... 错误!未定义书签。 桥台基础设计检算 ................................... 错误!未定义书签。

结构自重及填土重计算 ........................... 错误!未定义书签。 基础部分土压力计算 ............................. 错误!未定义书签。 前墙基础土压 ................................... 错误!未定义书签。 基础部分活载土压(检算前端用) ................... 错误!未定义书签。 基底偏心及应力检算 ................................. 错误!未定义书签。

基底截面特性 .................................... 错误!未定义书签。 恒载作用下基底偏心检算 .......................... 错误!未定义书签。

4 桥墩的设计与检算 .................................... 错误!未定义书签。

设计资料： .......................................... 错误!未定义书签。 荷载计算 ........................................... 错误!未定义书签。

恒载 ........................................... 错误!未定义书签。 计算列车荷载 ................................... 错误!未定义书签。 制动力 ......................................... 错误!未定义书签。 纵向风力 ....................................... 错误!未定义书签。 横桥向水平风力 ................................. 错误!未定义书签。 桥墩墩身受压稳定性检算 ............................. 错误!未定义书签。 墩身底部截面的纵向检算 ............................. 错误!未定义书签。 底部截面横向偏心检算 ............................... 错误!未定义书签。 5 桩基础配筋及检算 .................................... 错误!未定义书签。

主力加纵附的桩基础设计计算 ......................... 错误!未定义书签。

承台底部中心处荷载 ............................. 错误!未定义书签。 计算 ........................................... 错误!未定义书签。 计算 ........................................... 错误!未定义书签。 计算桩顶柔度系数 ............................... 错误!未定义书签。 计算桩顶刚度系数，，， ........................... 错误!未定义书签。 计算承台底部中心O处水平位移和转角 ............. 错误!未定义书签。 计算桩顶内力 ................................... 错误!未定义书签。 计算土面处的，，， ............................... 错误!未定义书签。 计算土面以下桩身弯矩 ........................... 错误!未定义书签。 桩基在主加横荷载组合下的受力计算 ................... 错误!未定义书签。

承台底部中心处的荷载 ............................ 错误!未定义书签。 计算承台底部中心O处水平位移及转角 ............. 错误!未定义书签。 计算桩顶内力 ................................... 错误!未定义书签。 计算土面处，，， ................................. 错误!未定义书签。 计算土面以下桩身弯矩 ........................... 错误!未定义书签。 配筋计算 ............................................ 错误!未定义书签。 稳定性计算 ......................................... 错误!未定义书签。 偏心计算 .......................................... 错误!未定义书签。 单轴轴向承载力检算 ................................ 错误!未定义书签。 6 结论 ................................................ 错误!未定义书签。 参考文献 ............................................... 错误!未定义书签。 致 谢 ................................................ 错误!未定义书签。 附 录 ................................................ 错误!未定义书签。