目錄第一部分橋梁設計1第一章水文計算11.1原始資料11.2水文計算5第二章方案比選82.2方案二：鋼筋混凝土箱形拱橋14第三章總體布置與主梁的設計163.1設計資料與構造布置16第四章預應力鋼束的估算與其布置294.1跨中截面鋼束的估算與確定294.2鋼束預應力損失計算344.3截面強度驗算384.4預加力計算454.5主梁斜截面驗算474.6截面應力驗算534.7主梁端部的局部承壓驗算59第五章下部結構的計算645.2橋墩墩柱計算755.3鉆孔灌注樁的設計計算79第二部分英文翻譯84可靠性分析96第一部分橋梁設計第一章水文計算1.1原始資料1.1.1水文資料：河與太子河相匯，而后匯入遼河。渾河干流長364公里，流域面積平方公里，對地區的渾河洪峰流量起到很大的削減作用。根據水文部門的資料，值為4780立方米/秒。渾河沒年12月初開始結冰，次年3月開始化凍。汛期一般在7月初至9月上旬，河流無通航要求。橋為處河段屬于平原區次穩定河段。1.1.2設計流量根據水文站資料，近50年的較大的洪峰流量如下：用渾河洪水比降0.0528％。1.1.3地質資料：要受底下徑流或大氣降水所補給。汛期每年七月下旬至八月下旬，近幾年，尤其較干燥；春秋較短，稍較溫濕，宜植被生長。橋地區正位于走向北東、傾向北西二界溝斷裂上，此斷裂南西至，北東至為32－37％，為卵石層。但通過橋位附近采礫場，從河底下6－7米深挖采處的砂礫中最大可達25－35cm，個別甚至達40cm左右。從實際使用地址資料出發，d>80-100mm顆粒，一般未予計入百分含量，且無代表性。礫石顆粒，尤其稍大顆粒，巖石強度較高，無棱角，磨圓程度良好。其巖風化巖頂面標高自南而北為2.8米－4.9米，由低而高坡形上升，高差2.1米左右，但由于鉆孔間距較遠，不知其間有無起伏。礫石層下部為前震旦紀花崗巖，上部為全風化，下部為強風化或局部全風化。上部為散體狀，下部為碎石狀且散裝體。rp95CU=67.1,σ0=550Kpa，τ0=250Kpa。σ00σ07、混和巖：褐黃色，強風化或全風化，碎石狀或散體狀。σ00σ08、混和巖：褐黃色，強風化，節理裂縫發育，巖石破碎，碎石狀。σ00σ011、混和巖：褐黃色，強風化，節理裂縫發育，巖石較比1、工程地質條件良好，無不良工程地質現象或地段。廢孔。由于采用膨潤土同聚丙乙烯胺混和成漿糊流體護壁，才能得到有效控制。1.2水文計算QL=L=jcEQ\*jc3\*hps35\o\al(\s\up7(533),43)EQ\*jc3\*hps35\o\al(\s\up7(43),5)q式中：沖刷系數P取1.3設計流速VS=Vc＝1.84因橋墩阻水而引起的橋下過水面積折減系數λ=2.564=0.0625j20河灘路堤阻斷流量與設計流量的比值Q＝572+129-45.9＝655.1mW波浪高度hb1WA河槽的一般沖刷Q1=Q2=4275m3,B1=B2=533.43m,k=1.04,μ=1.0，λ=0.0625，hmax＝10.1mB河槽處橋墩的局部沖刷0z﹥V0ξ=1.0，B＝4m，η=1V()0.2d0.15VV0=1.0×1.1970×40.6×（0.9648-0.31）×（1=3.1349m總沖刷深度h＝h+h＝13.73+3.13＝16.86m1.2.3結論百年一遇底設計流量為Qs＝4976立方米/秒，設計水位16米。計算最小橋距離1.9米（按《橋規》最小距離為0.50米）。第二章方案比選全橋共：480米，分12跨，計算跨徑：38.88m。高坎圖表1和1.52kN/m。本橋為預應力鋼筋混凝土T型梁橋，錐形錨具；混凝土：主梁采用40號混凝土，人行道、欄桿與橋面鋪裝用20號混凝土；預應力鋼筋：冶金部TB—64標準的5㎜碳素鋼絲，每束32根。橫斷面圖如下：圖2圖表3簡直梁的優點是構造、設計計算簡單，受力明確，缺點是中部受彎矩較Qa.單寬流量公式L＝sjβ水流壓縮系數β=K1.(Bchc)0.061式中：沖刷系數P取1.3設計流速VS=Vc＝1.84因橋墩阻水而引起的橋下過水面積折減系數λ=2.564=0.062520河灘路堤阻斷流量與設計流量的比值Q＝572+129-45.9＝655.1m橋下平均流速Vm=p+1s橋下壅水高度ΔZ'=EQ\*jc3\*hps35\o\al(\s\up7(1),2)×0.19=0.095mW波浪高度hb1W1.6沖刷深度A河槽的一般沖刷Q1=Q2=4275m3,B1=B2=533.43m,k=1.04,μ=1.0，λ=0.0625，hmax＝10.1mB河槽處橋墩的局部沖刷0z﹥V0，kξ=1.0，B＝4m，0=1.0×1.1970×40.6×（0.9648-0.31）×（1.8=3.1349m總沖刷深度h＝h+h＝13.73+3.13＝16.86m（1）方案簡介準跨徑60m。采用箱形截面的拱圈。橋墩為重力式橋墩，橋臺為U型橋臺。（2）尺寸擬定個拱箱組成，高為1.2m。02120102864802018888888168圖4取140cm。取8cm。移。這里取10cm。7）橫隔板：多采用挖空的鋼筋混凝土預制板，厚6～8cm，間距3.0～5.0m。橫隔板應預留人行孔，以便于維修養護。這里取厚6cm。（3）橋面鋪裝與縱橫坡度頂實腹區段。雙向縱坡，坡度為0.6%。（4）施工方法采用無支架纜索吊裝施工方法，拱箱分段預制。采用裝配——整體式結構型式，分階段施工，最后組拼成一個整體。第三章總體布置與主梁的設計3.1設計資料與構造布置全橋共：480米，分12跨，計算跨徑：38.88m。和1.52kN/m。本橋為預應力鋼筋混凝土T型梁橋，錐形錨具；混凝土：主梁用40號，人行道、欄桿與橋面鋪裝用20號；預應力鋼筋：冶金部TB—64標準的5㎜碳素鋼絲，每束32根；其他容鮮見設計說明書。（二）橫截面布置1、主梁間距與主梁片數因此共設7片主梁，根據一些資料，主梁的梁高選用230米詳細布置見以下圖：圖表4腹板加厚到與馬蹄等寬，主梁的基本布置到這里就基本完畢了。（三）橫隔梁的布置由于主梁很長，為了減小跨中彎矩的影響，全梁共設了五道橫隔梁，分別布置在跨中截面、兩個四分點與梁端.3.2.1恒載力計算邊主梁的恒載集度為：中主梁的恒載集度為：（2）第g(4)=[0.5×(0.07+0.15)×5.10+0.5×(0.+0.15)×4.=26.694KN/m若將各恒載均攤給7片主梁，則：g2=（1.52+3.6+7.754+26.694）=5.653K如圖6所示，設x為計算截面離左支座的距離并令α=x/l則主梁彎矩和剪力的計算公式分別為：1恒載力計算見表2恒載力計算表表2項目α跨中四分點變化點跨中四分點變化點支點第一期恒載17.7073345.8572510.371671.8482第二期恒載5.951.775714.212191.11648.960橫向分布系數的計算：（1）跨中截面的荷載橫向分布系數mc本橋跨有三道橫隔梁，具有可靠的橫向聯結，且承重結構的長寬比為：0=3.47>2所以可選用偏心壓力法來繪制橫向影響線和計算橫向分IT對于T梁截面cibitii=12．橋孔長度確定：Qa.單寬流量公式L＝s水流壓縮系數β=K1.0.06c1式中：沖刷系數P取1.3設計流速VS=Vc＝1.84因橋墩阻水而引起的橋下過水面積折減系數λ=2.564=0.0625j20河灘路堤阻斷流量與設計流量的比值Q＝572+129-45.9＝655.1m21.2252)W波浪高度hb1WA河槽的一般沖刷Q1=Q2=4275m3,B1=B2=533.43m,k=1.04,μ=1.0，λ=0.0625，hmax＝10.1mB河槽處橋墩的局部沖刷0z﹥V0，kξ=1.0，B＝4m，0=1.0×1.1970×40.6×（0.9648-0.31）×（1.8=3.1349m總沖刷深度h＝h+h＝13.73+3.13＝16.86m百年一遇底設計流量為Qs＝4976立方米/秒，設計水位16米。計算最小橋距離1.9米（按《橋規》最小距離為0.50米）。EIB查《橋梁工程》表2-5-1，n=7時，ξ=1.，并取G=0.425E12圖5（尺寸單位如圖8所示1、2、4號梁的橫向影響線和最不利布載，因為很顯然1號梁的橫向分布系數最大，故只需計算1號梁的橫向分布系數：汽-20：crr支點截面的橫向荷載分布系數計算，該截面用杠桿原理法計算，繪制荷載橫向影響線并進行布載如以下圖號梁號梁號梁圖9支點橫向分布系數計算圖式汽-20：moq=orr最最大彎矩與相3.2.2活載力計算活載的力計算主要考慮的是最不利荷載布置時的主梁各截面受力情況，其中包括最大彎矩與最大剪力作用時的截面力值：祥見下表:1號梁跨中截面最大力計算表mc汽-20ΣPyiΣPyii應1號梁剪1號梁剪力最合力P剪PyM(KN.m)相應Q（KN）與相1號梁彎矩1號梁支點最大剪力計算表荷載荷載065065067q=3.023Qmax=（1+μ)ΣPiyimi=.292（KN）27各個截面的荷載均已求出，因此可以得出每個截面的最大力值，以下即為主梁的恒載組合：支點截序跨中截面四分點截面變化點截面面號荷載類別第一期恒01載第二期恒02載總恒載0345汽-2067汽+人89恒+汽+人恒+掛提高后的提高后的第四章預應力鋼束的估算與其布置4.1跨中截面鋼束的估算與確定4.1.1鋼束數量的估算式中：M—使用荷載產生的跨中彎矩，按表10取用；C1—與荷載有關的經驗系數，對于汽-20，C1=0.51；對于掛-100，取C1=0.565；ΔA—一根32φs5的鋼束截面積，即：yy（1）對（恒+汽+人）荷載組合36362Mjbh式中：Mj—經荷載組合并提高后的跨中計算彎距，按表9取用；C2—估計鋼束群重心到混凝土合力作用點力臂長度的經驗系數，汽-20：C2=0.78，掛-100：C2=0.76；h0—主梁有效高度，即h0=h-ay=2.（1）對于荷載組合Ⅰ36（2）對于荷載組合Ⅲ3n=6為方便鋼束布置和施工，各主梁統一確定為10束。4.1.2確定跨中與錨固截面的鋼束位置鋼束群重心的偏心距大些，選用直徑5cm抽拔橡膠成型的管道，取管道凈距4cm，至梁底凈距5cm，如圖13-a所示。布置要考慮到錨頭布置的可能性以滿足拉要求，也要使預應力鋼束合力重心盡可能靠近截面形心，使截面均勻受壓。祥圖如下：圖7由上圖可知，預應力鋼筋為9根，布置在主梁的不同截面上，其中3根最終拉倒上翼緣。（1）彎起角度的確定：（3）彎起點的確定：A1=a2=39-30*tan7.5=35.051A3=a4=31.1cmA5=a6=27.15cm彎起點到跨中的距離彎起高角鋼束號度度RX5，6789鋼束中心到下邊緣的距離截面四點鋼束號XRCA變化點支點4.2鋼束預應力損失計算曲線束通過）計算。4.2.1預應力鋼束與管道壁之間的摩擦損失(σs1見表16）按規，計算公式為：拉控制應力為：σk=0.75Rby=0.75×1600=1200MPa；k—管道每米局部偏差對摩擦的影響系數，取k=0.0015；影長度（見圖15所示），當四分點為計算截面時，x=a+l/4；4.2.2由錨具變形、鋼束回縮引起的損失(σs2，見表17）按規，計算公式為：ΣΔls2ly00鋼制錐形錨△l=6mm，本設計采用兩端同時拉，則Σ△l=12mm；l—預應力鋼束的有效長度（以mm計）。項目N1,N2N3,N4N5,N6（MPa）4.2.3混凝土彈性壓縮引起的損失(σ見表18）后法梁當采用分批拉時，先拉的鋼束由于拉后批鋼束所可按下式計算：15所示，a值見表13i4.2.4由鋼束預應力松弛引起的損失(σs5）按規，對于作超拉的鋼絲束由松弛引起的應力損失的終極值，按下式計算：4.2.5混凝土收縮和徐變引起的損失(σs6）按規，計算公式如下：Ay+A'+A'+A'Aε(∞,τ)--自混凝土齡期τ開始的收縮應變終值；uuu—與大氣接觸的截面周邊長度。4.3截面強度驗算b1‘≤l/3=3888/3=1296cm；）；b1‘≤b+2c+12h1‘=16+2×71+12×8故取b1‘=160cm所以：左邊>右邊，即中性軸在腹板。設中性軸到截面上緣距離為x，則：'(b'h'式中：b=16cm，h2‘=8cm，h1‘=12cm，得x=38.65cm。同時公預規要求混凝土受壓區高度應符合：x≤ξjyh0a=18.3cm則：yh0=h-ay=230-18.3=211.7cm說明該截面破壞時屬于塑性破壞狀態。按規，計算公式為：M≤jEQ\*jc3\*hps36\o\al(\s\up11(x),2)M≤jh'2)]3則上式：右邊=122由表9可知控制跨中截面設計得計算彎矩為7867.969KN.m<右邊，主梁跨中正截面滿足強度要求4.4截面強度驗算選腹板寬度改變處的截面（變化點截面）驗算：T形截面梁當進行斜截面抗剪強度計算時，其截面尺寸應符合：j—經力組合后支點截面上的最大剪力，見表9得支點截面處最大為Qj為898.734KN；b—支點截面得腹板厚度（cm即b=36cm；h0=h-ay=230-98.54=131.46cm）；j所以主梁的T形截面尺寸符合要求。根據規，若符合以下公式要求時，則不需要進行斜截面抗剪計算：）；Qj、b、h的0單位同上述說明一致。上式右邊=0.038×2.15×16×因此需要進行斜截面抗剪強度計算。式中：m—斜截面頂端正截面處的剪跨比，m=M/Qh0，Q—通過斜截面頂端正截面由使用荷載產生的最大剪力；M—相應于上述最大剪力時的彎矩；上述的Q、M、h0近似取變化點截面的最大剪力、最大彎矩和截面有效高度，則：c=0.6×1.7×157.04=160.若選用Φ820cm的雙肢箍筋，則箍筋的總截面的總截面積為k在錨固端設置兩塊厚20mm的鋼墊板，即在N7-N10的四根鋼束錨下設置200×962mm的墊板1；在N1-N6的六根鋼束下設置350×766mm的墊板2。在墊板下等于梁高（230cm）的圍并且布置21層φ8的間接鋼筋網，鋼筋網的間距為10cm，其中錨下第一層鋼筋網的布置如圖16-b所示，根據錨下鋼墊板的布置情況，分上、下兩部分各自驗算混凝土局部承壓強度。計算公式如下：為控制應力外，其余各束均為傳力錨固應力，可計算出墊板1、2的Nc各為2166.146KN和3184.825KN；ccAAhe—包羅在鋼筋網配筋圍的混凝土核心面積；aj2l2l1l2stn1、aj1和n2、aj2—鋼筋網分別沿縱s—鋼筋網的間距。對于鋼墊板1（見圖164d4πcπc42=1845.46cm2強度系數為：cc間接鋼筋體積配筋率：把計算數值代入上述公式得：N=2166.146<右邊，符合要求。cQj≤Qhk+Qw本設計考慮混凝土收縮和徐變大部分在澆筑橋面之前完成，Ah和u均采用預 設混凝土收縮和徐變在野外一般條件（相對濕度為75%）下完成，受荷時混凝土加載齡期為28天。查《橋規》附表4.2得到：-3算數據算h計Aj=6131.65cm2eA=ej=114.02cmEy=NNy0y0Aj（1）M)h（MPah（MPa）（3）Ijj（2）算應力損失y（4）+（5）A=1+eA2/r2 A4.4預加力計算傳力錨固應力σ與其產生的預加力：y0=k-s1=k-s1-s2-s3彎矩：M=Ne剪力：Qy0=Σσy0△Aysinα使用荷載階段的有效預加應力：鋼束號預加應力由拉鋼束產生力QQAy由σsⅡ而消失的預加力s123456789Σ000000111111000000b1‘≤l/3=3888/3=1296cm；）；b1‘≤b+2c+12h1‘=16+2×71+12×8故取b1‘=160cm所以：左邊>右邊，即中性軸在腹板。設中性軸到截面上緣距離為x，則：'(b'+b)+b(x-h'-h'式中：b=16cm，h2‘=8cm，h1‘=12cm，得x=38.65cm。同時公預規要求混凝土受壓區高度應符合：0a=18.3cm則：yh0=h-ay=230-18.3=211.7cm說明該截面破壞時屬于塑性破壞狀態。部位下緣部位NyAjMNMcg2（0.1K（cm2jjj（NmNmcm3cm3Nm）（MPaMPaMPa）））（123456）=EQ\*jc3\*hps35\o\al(\s\up12(4),5)7）=EQ\*jc3\*hps35\o\al(\s\up12(1),3)910）M+MEQ\*jc3\*hps21\o\al(\s\up8(2),W)W（NmMPaNm）0（MPa）（11）下緣103-9.-0.573（14）（7）+（8）+（13）按規，計算公式為：M≤jEQ\*jc3\*hps36\o\al(\s\up11(x),2))h'2)]3則上式：2由表9可知控制跨中截面設計得計算彎矩為7867.969KN.m<右邊，主梁跨中正截面滿足強度要求選腹板寬度改變處的截面（變化點截面）驗算：T形截面梁當進行斜截面抗剪強度計算時，其截面尺寸應符合：j—經力組合后支點截面上的最大剪力，見表9得支點截面處最大為Qj為898.734KN；b—支點截面得腹板厚度（cm即b=36cm；h0=h-ay=230-98.54=131.46cm）；j所以主梁的T形截面尺寸符合要求。根據規，若符合以下公式要求時，則不需要進行斜截面抗剪計算：）；Qj、b、h的0單位同上述說明一致。上式右邊=0.038×2.15×16×因此需要進行斜截面抗剪強度計算。式中：m—斜截面頂端正截面處的剪跨比，m=M/Qh0，Q—通過斜截面頂端正截面由使用荷載產生的最大剪力；M—相應于上述最大剪力時的彎矩；上述的Q、M、h0近似取變化點截面的最大剪力、最大彎矩和截面有效高度，則：c=0.6×1.7×157.04=160.若選用Φ820cm的雙肢箍筋，則箍筋的總截面的總截面積為AkAkkkQj≤Qhk+Qw0wQhk+Qw=517.027+426.148=943.175KN故Qj=832.294KN<Qhk+Qw，說明主梁腹板寬度改變處的斜截面抗剪強度滿足要由于梁預應力鋼束根數沿梁跨沒有變化，可不用進行驗算。4.6截面應力驗算4.6.1使用荷載作用階段計算jjsjs0sjjsjs0sW0s、W0x—分別為對上、下緣的換算截面抵抗Wg1、Wg2—分別由第一期、第二期恒載產生的彎混凝土法向應力驗算：按規定，載使用荷載使用下，混凝土法向壓應力極限值如下：荷載組合Ⅰ:ba荷載組合Ⅲ:a在使用荷載（組合Ⅰ)作用下，全預應力梁截面受拉邊緣由預加力引起的預壓應力必須大于或等于由使用荷載引起的拉應力，即σh≥0通過各截面上下緣混凝土法向應力計算，其結果說明受拉區（組合Ⅰ)都未出現拉應力，最大壓截面具有與正截面同等的抗裂安全度，而驗算后者是保證混凝土在沿主壓應力方向破壞時也具有足夠的安全度。計算混凝土主應力時應選擇跨徑中最不利位置截面，對該截面的重心處和寬度急劇改變處進行驗算，所以選擇1號梁的變化點截面，對其上梗脅、凈軸、換軸和下梗脅等四處分別進行主應力驗算：yy;在g1jjI;在g1jjIbjjτ—活載與第二期恒載共同引起的剪應力，其中在凈軸（j-j）上p成；各項剪應力計算和組合情況見表22所示。b.主應力計算按規定，當只在主梁縱向有預應力時，計算公式為：h±σ計算；由鋼束錨固時產生的和σsⅡ損失產生的法向應力組合而成（見表23j0yi、yo—分別為各計算的主應力點到截面凈軸通過各控制截面的混凝土主應力計算，其結果如下：在使用荷載作用下混凝土主應力應符合以下規定：b=16.8MPaj0σyMepoiI0yM、M—第一、第二期恒載產生的梁彎矩；p計算1號梁跨中截面鋼束應力，見表26。對于鋼束載使用荷載作用下，預應力鋼束的應力（扣除全部預應力損失）應符合以下要求：由表26可以看出兩種荷載組合的鋼束最大應力均滿足上述要求。1號梁跨中截面鋼束應力（MPa）計算表表26鋼束項目有效應力σy第一恒載第二恒載4yIjMσjiyIjiyjyIjcm4Mg2yIoio汽nyM汽+人Io4pIyM汽+人Io掛(10)o掛車σpⅢMyIyo(0)×46.08642.81839.549ymin=727.743.758.774.786.鋼束荷載組合Ⅰ763.779.791.806.816.應ymaxymin力荷載組合Ⅲ733.789.801.816.826.ymaxymin4.6.2施工階段計算力階段，鑒于支點附近截面的荷載彎矩很小，故通常演算這些截面下緣的壓應力和上緣的拉應力。1號梁變化點截面的計算如下：jjxjxNAjMWjsMWjs代入數據得：對于40號混凝土，截面邊緣混凝土的法向應力應符合以下規定：haEQ\*jc3\*hps20\o\al(\s\up2(b),a)hlEQ\*jc3\*hps20\o\al(\s\up2(b),a)通過各控制截面計算，得知截面邊緣的混凝土法向應力均能符合上述規定。因此就法向應力而言，說明在主梁混凝土達到90強%度時可以開始拉鋼束。（2）吊裝應力驗算由于本設計采用兩點吊裝，吊點設在兩支點移59cm處，則兩吊點間的距離小于主梁的計算跨徑，故吊裝應力可以不需要驗算。后預應力混凝土梁的端部，由于錨頭集中力的作用，錨下混凝土將承受很大的局部應力，它可能使梁端產生縱向裂縫。設計時，除了在錨下設置鋼墊板和鋼抗裂計算。4.7.1局部承壓強度驗算錨下鋼墊板布置錨下間接鋼筋網：）圖8如圖16-a所示，在錨固端設置兩塊厚20mm的鋼墊板，即在N7-N10的四根鋼束錨下設置200×962mm的墊板1；在N1-N6的六根鋼束下設置350×766mm的墊板2。在墊板下等于梁高（230cm）的圍并且布置21層φ8的間接鋼筋網，鋼筋網的間距為10cm，其中錨下第一層鋼筋網的布置如圖16-b所示，根據錨下鋼墊板的布置情況，分上、下兩部分各自驗算混凝土局部承壓強度。計算公式如下：cc為控制應力外，其余各束均為傳力錨固應力，可計算出墊板1、2的Nc各為2166.146KN和3184.825KN；ccAAhe—包羅在鋼筋網配筋圍的混凝土核心面積；ajaj1aj2l2l1l2stn1、aj1和n2、aj2—鋼筋網分別沿縱s—鋼筋網的間距。對于鋼墊板1：4d4πcπc42=1845.46cm2強度系數為：cAAc間接鋼筋體積配筋率：把計算數值代入上述公式得：N=2166.146<右邊，符合要求。c對于鋼墊板4444dc22222222Ad=Accl1tll公式右邊=0.6×（1.28×20.7+2×0.00799×1.192×24c4.7.2梁端局部承壓的抗裂驗算Nc≤0.09α(ARl+45Ag)V—與墊板形式與構件相對尺寸有關的系數，取V=2；gR1—混凝土抗拉設計強度（MPa考慮40號混凝土達90強%度時拉鋼束，則：對于鋼墊板1：A=36×230-5×230=7130cm2鑒于沿截面A的深度方向布置21層間接鋼筋網，并且每層有2兩根鋼筋通過截面g代入計算公式：對于鋼墊板2：A=36×230-2×5×230=5980cm2第五章下部結構的計算概述，下部結構的設計主要包括蓋梁、橋墩、樁柱以與橋臺等構件的尺寸設計，荷載計算和驗算，在這里我只做蓋梁和橋墩、樁柱的設計，由于時間的關系橋臺設計，我沒有做。圖95.1.2荷載計算（KN/M）每孔總重支座恒載反力（KN/M）截面編自重彎矩剪力號Q左0Q右0偏心壓力法。η245672η456746各梁支點反力計算表荷載橫向分布情況車計荷算載方布法車雙對行稱汽布車置橫線荷載荷載（KN）單孔雙孔RBRBRBR000000人0群0非汽非汽對稱雙布行置掛車人群（4）各梁恒載、活載反力組合：各梁恒載、活載反力組合計算表編荷載情1號梁2號梁3號梁4號梁5號梁6號梁7號梁號況1恒載汽雙列2對稱汽雙列0034000056000789雙柱反力G1計算表反力由上表可見，組合10產生的力最大，控制設計。對稱布置時數值，跨中的彎矩取用對稱布置時數值。按以下圖給出的截面位置，各截面彎矩計算1=-1021.128；1-0.8×R2+G1×0.8=52.41261-3.2×R2-1.6×R3+G1×3.2=1254.9242算如下：左右1左右1左=-R1=-1276.41，Q右=G1-R1=3805.5418-1276.41=2529.062；Q右=G1-R1-R2=2529.062-993.213=1535.8488；Q右=G1-R1-R2-R3=1535.8488-1011.1=524.7488自重彎矩荷載總合自重剪力（KN）荷載總合005.1.3截面配筋設計與承載力校核查“橋規”得到[σ]=11000kPa,[σ]=185000kPa.1、彎矩作用時配筋計算各截面所需鋼筋量，見下表。配筋圖如下各截面鋼筋量計算表截面號M總b2222h.ru鋼筋數2、建立作用時配筋計算（1）各截面主拉應力計算，在蓋梁懸臂部分變高度區間主拉應力的計算公式為：z1z1具體計算表如下，查橋規，25號混凝土容許主拉應力值為：z1（2）斜筋、箍筋的配置。由于各截面的主拉應力m,但是無論長短，不影響垂直應力的布置，在考慮彎矩作用時，墩柱越長受力越大，所以，取最大的墩柱長進行設計。5.2.1荷載計算（1）上部構造恒載，一孔總重6180.29kN；（2）蓋梁自重，723.5kN；（3）墩柱自重，44.18×21=927.78kN/m。作用于墩柱底面的恒載垂直力為：N恒=6180.29/2+723.5/2+荷載產生最大偏心彎矩，即產生最大墩柱低彎矩。3、雙柱反力橫向分布系數計算:1)汽—20：η1=0.75，η2=0.252)掛—100：η1=0.8359，η2=1.05/6.4=0.1643)人群荷載：η1=η2=0.55.2.2荷載組合荷載組合垂直反力計算表（雙孔）編最大垂直反力最小垂直反力荷載情況號BB1汽--20（3）最大彎矩時計算（單孔）荷載組合最大彎矩計算水平編號荷載情況柱頂反力力對柱頂中心彎矩1汽--20單孔2—3—5.2.2界面配筋計算與驗算（1）垂直力：N=4379.685+1720.23=6099.885kN；max（2）彎矩：Mmax=1018.+72.105+78.904=1169.102kN.m;（3）水平力：H=63.25kN.maxNmin=4379.685+909.102+927.78=62max墩柱選用20號混凝土，查得[σ]=7000kN/㎡，鋼筋選用。由于al/d=21/2=10.5>7,偏心矩的增大（1）雙孔荷載，最大垂直反力時，墩柱按軸心受壓構件驗算：hmaxhgm——鋼筋屈服強度與混凝土軸心抗壓極限強度的比值，按I鋼筋與20號混凝土可查的：m=17。故σ=7027.665/1.054×（1.767+17×)=3756.548kPa<[σ]he0=M/N=2345.352÷7027.665=0.337<0.520號混凝土，按圓型鋼筋混凝土截面桿件強度計算公式，查表可得：T=0.861S=0.75壓應力：σ=6216.567÷1.767×（0.861+0.447+0.75）=6897.38<[σ]h拉應力：K=6897.38÷(6897.38－495.17)=1.鋼筋應力：行。同時墩柱配筋滿足規要求，箍筋和駕立筋可按要求配置。5.3鉆孔灌注樁的設計計算載地基，宜設計鉆孔灌注樁基礎。5.3.1荷載計算首先計算每根樁承受的垂直荷載Nma包括活載)N=7027.665+1/2(1.5×2×6.0×25)=7252.灌注樁每延米自重q=3.1416×1.02×15=47.123kN彎矩M=（1065+70.09）×0.56+63.25×23=2090.406kN*m巖層，由于上層很薄且與花崗巖比較差不很大，所以均按花崗巖計算，并且預留檢驗裝的承載力：所以，選取的裝廠可以滿足垂直承載力的要求。裝的變形系數：a=0.367m-1,樁的計算寬度：b=0.9×(2.0+1.0)=2.7m已知作用于地面處樁頂上的外力，見上頁。樁身在地面以下深度Z處截面上的彎矩MZ與水平力Z的計算，見下面兩表：Z水平壓應力計算(單位:kN/m2)Z0Z*aAXBxaHoZAx/ba2M0234驗算最大彎矩值（Z=1.13m）處的截面強度，該處力值為：N=7252.665+1.13×47.123=732由上計算可知：主梁的滿足要求。第二部分英文翻譯ofdeteriorationmechanisms,includingalkali-thawactionandchlorideingress.Substantialresearchhasbeenundertakentheobjectivehasbeentoidentifycausehasbeenidentified,knownasre-activemaintenance.ThismayHowever,ownersareoftenreluctanttopayforbecomesincreasinglycriticrelevantinthecontextofwhole-wifecostingprocedures.Substantialresearchhasbeenundertakeninrelationtothesemechanismsandotherbeentoidentifycauses,consequencesanddevelopremediationoftechniquestoincreasedhasbeenidentified,knownasre-activemaintenance.ThismayHowever,ownersareoftenreluctanttopayforinfrastructureagesandjustifbecomesincreasinglycriticaccountsafety,functionalityandsustainaengineeringsystemsaresusceptibletouncertainties,arisingfromrandomphenomenaandincompleteknowledge.Reliabilityanalysisinstructuralengineeringenablesquantificationofsusceptibletodeterioratidirectlyfromtheactualstructures.Reliabilityanalysiperformancetarget.Thecprobabilityofarrivingontimemanagementactionsmaythenbealteredaccordingly.changeswithassumedconditions.Thedeteriorationmodelhasthatthecomponenthasatargetnominstructures.Substantialresearchhasbeenundertakeninrelationtothesemechanismsandotherbeentoidentifycauses,consequencesanddevelopremediationoftechniquestoincreasedhasbeenidentified,knownasre-activemaintenance.ThismayHowever,ownersareoftenreluctanttopayforbecomesincreasinglycriticBridgeperformancecriteriaCurrentUKassessmentcodesareconcernedwithultimatethewidelyacceptedSLScriteriaofdeflectionandcrackingdodelaminationandspallingneedtobeconsideredbecausetheybridgemanagementstrategy.Figure1.Thus,reliabilityanatheprobabilitythatperformancewillexceedthatrequired,anyotherappropriatecriterion.Modelingchloride-induceddeteriorationThisparticularprojectconcentratedononespecificareaextensivereinforcementcorrosion.expansionjoint,(seeFigseverereinforcementcorrosion,delaminationandspalling.Acoveroverthecrossbeamhasdelaminated.Aprobabilisticdeteriorationmodelforreinforcedconcretebridgecomponentswasdeveloped,takingintoaccountquantityofde-icingsaltsreachingthecrossbeamsurfaceandhowthesequantitiesvaryannually.Typicalchlorideexposuredirectlyfromtheactualstructures.Reliabilityanalysiperformancetarget.Thecprobabilityofarrivingontimemanagementactionsmaythenbealteredaccordingly.deteriorationmodelingandreliability.Muchdatacollectionthecostsassociatedwithmaintainingsafe,reliablechangeswithassumedconditions.Thedeteriorationmodelhasthatthecomponenthasatargetnominstructures.ConcludingremarksReliabilityanalysispmanagementtoolwithwhichsimilarstructurescanbecomparedrecommended,andcanbereadilyperform