摘 要
本设计是根据设计任务书的要求和《公路桥规》的规定,对高坎——上官伯段的高坎大桥进行方案比选和设计的。对该桥的设计，本着“安全、经济、美观、实用”的八字原则，本论文提出两种不同的桥型方案进行比较和选择：方案一为预应力混凝土简支梁桥，方案二为 拱桥。经由以上的八字原则以及设计施工等多方面考虑、比较确定预应力混凝土简支梁桥（锥形锚具）为推荐方案。
在设计中，桥梁上部结构的计算着重分析了桥梁在使用工程中恒载以及活载的作用利，采用整体的体积以及自重系数，荷载集度进行恒载内力的计算。运用杠杆原理法、偏心压力法求出活载横向分布系数，并运用最大荷载法法进行活载的加载。进行了梁的配筋计算，估算了钢绞线的各种预应力损失，并进行预应力阶段和使用阶段主梁截面的强度和变形验算、锚固区局部强度验算和挠度的计算。下部结构采用以钻孔灌注桩为基础的双墩柱，采用盆式橡胶支座，并分别对桥墩和桩基础进行了计算和验算。
本设计全部设计图纸采用计算机辅助设计绘制，计算机编档、排版，打印出图及论文。还有，翻译了一篇英文短文“Reliability analysis”。
关键词：预应力混凝土、简支梁桥、钻孔灌注桩、锥形锚具、AutoCAD。
Abstract
This is a partial struct design of a flyover crossing that is over the railway in Gaokan—Shangguanbo, according to designing assignment and the standard of road and bridge. For the purpose of make the type of the bridge corresponding with the ambience and cost saving, this paper provides two different types of bridge for selection: the first one is pre-stressed concrete continuous bridge; the second one is double cantilever half through no-thrust arch bridge. After the comparisons of economy, appearance, characteristic under the strength and effect, the first one is selected.
In this design, The checking calculation of strength of main girder was preceded not only in prestressed statement but also in using statement, deflection,precamber and the assessment of reinforcing steel bar were checked too.
The pier of the bridge was basing on digging pile, and adopted rubber pot bearing. According to the characteristic of the overpass bridge and spot condition, it adopted the method that the cantilever job placing combined with bracket job placing.
All of the design drawings were protracted by AutoCAD. Except that the thesis called A note on dynamic fracture of the bridge bearing due to the great Hanshin–Awaji earthquake was translated into Chinese, and made a report on.
Keywords: prestressed concrete、AutoCAD、simple supported beam bridge、cast-in-place pile、cone anchorage device。
目录
1第一部分 桥梁设计
1第一章 水文计算
原始资料
水文计算
6第二章 方案比选
方案一：预应力钢筋混凝土简支梁（锥型锚具）
方案二：钢筋混凝土箱形拱桥
11第三章 总体布置及主梁的设计
设计资料及构造布置
主梁内力计算
21第四章 预应力钢束的估算及其布置
跨中截面钢束的估算与确定
钢束预应力损失计算
截面强度验算
预加内力计算
主梁斜截面验算
截面应力验算
主梁端部的局部承压验算
51第五章 下部结构的计算
盖梁的计算
桥墩墩柱计算
钻孔灌注桩的设计计算
63第二部分 英文翻译
63Reliability analysis :
70可靠性分析
74结束语
第一部分 桥梁设计
第一章 水文计算
原始资料
水文资料：
浑河发源于辽宁省新宾县的滚马苓，从东向西流过沈阳后，折向西南，至海城市三岔河与太子河相汇，而后汇入辽河。浑河干流长364公里，流域面积11085平方公里。本桥位上游45公里的大伙房水库，于1958年建成，该水库控制汇流面积5563平方公里，对沈阳地区的浑河洪峰流量起到很大的削减作用。根据水文部门的资料，建库前浑河的沈阳水文站百年一遇洪峰流量位11700立方米/秒，建库后百年一遇推算值为4780立方米/秒。浑河没年12月初开始结冰，次年3月开始化冻。汛期一般在7月初至9月上旬，河流无通航要求。桥为处河段属于平原区次稳定河段。
设计流量
根据沈阳水文站资料，近50年的较大的洪峰流量如下：
大伙房水库建库前
5550立方米/秒
3700立方米/秒
1939年 3270立方米/秒
1942年 3070立方米/秒
1947年 2980立方米/秒
1950年 2360立方米/秒
1951年 2590立方米/秒
1953年 3600立方米/秒
3030立方米/秒
大伙房水库建库后
2650立方米/秒
2090立方米/秒
2090立方米/秒
2200立方米/秒
2160立方米/秒
根据1996年沈阳年鉴，浑河1995年最大洪峰流量4900立方米/秒（沈阳水文站）为百年一遇大洪水。1995年洪水距今较近，现场洪痕清晰可见，根据实测洪水位，采用形态断面计算1995年洪峰流量为5095立方米/秒，与年鉴资料相差在5％之内。故1995年洪峰流量可作为百年一遇流量，洪水比降采用浑河洪水比降％。
经计算确定设计流量为Qs＝立方米/秒，设计水位16米。
地质资料：
一、自然地理
本桥址区地处浑河流域的冲击平原，地势较平阔。河水为季节性河流，主要受底下径流或大气降水所补给。汛期每年七月下旬至八月下旬，近几年，尤其是2000年河水位历史少见的下降，以致影响工农业、甚至民众生活用水。本区于北寒温带气候类型，为类型冻土区，冻结深度－米。冬季漫长，气候比较干燥；春秋较短，稍较温湿，宜植被生长。
二、大地构造
桥地区正位于走向北东、倾向北西二界沟断裂上，此断裂南西至营口，北东至沈阳40公里，走向北东、倾向北西的抚顺－营口断裂相交。这兩断裂均属郯城－庐江大断裂带系统。二界沟断裂最后一次活动时期为白垩纪。
三、地层及岩性
桥址区地层，上部为第四纪厚6－11米的圆砾层，d>2mm为70－80％；d>20mm为32－37％，为卵石层。但通过桥位附近采砾场，从河底下6－7米深挖采处的砂砾中最大可达25－35cm，个别甚至达40cm左右。从实际使用地址资料出发，d>80-100mm颗粒，一般未予计入百分含量内，且无代表性。
砾石颗粒，尤其稍大颗粒，岩石强度较高，无棱角，磨圆程度良好。其岩性或矿物成份由花岗岩类或砂页岩、石灰岩以及其他暗色矿物构成。砾石层底或风化岩顶面标高自南而北为米－米，由低而高坡形上升，高差米左右，但由于钻孔间距较远，不知其间有无起伏。
砾石层下部为前震旦纪花岗岩，上部为全风化，下部为强风化或局部全风化。上部为散体状，下部为碎石状且散装体。
1、圆砾：褐黄色或褐灰色，d>2mm为73－80％，松散，其间含粗砾砂薄层。砂砾颗粒强度较高，软弱颗粒含量较少。drp＝，d95＝，d10＝，CU=,，。
2、圆砾：褐黄色或褐灰色，d>2mm为73－80％，中密，其间夹含粗砾砂薄层。砂砾颗粒强度较高，磨圆或磨光程度良好。drp＝，d95＝74mm，d10＝，CU=,，。
3混和岩：全风化，散体状，砂砾状或土状。，。
4、混和岩：褐黄色，全风化或含强风化，碎石状或局部为散体装，砂砾状。，
5、混和岩：褐黄色，强风化，碎石状。，
6、混和岩：强风化，碎石状。，
7、混和岩：褐黄色，强风化或全风化，碎石状或散体状。，
8、混和岩：褐黄色，强风化，节理裂缝发育，岩石破碎，碎石状。，
9、混和岩：褐黄色，强风化，节理裂缝发育，岩石破碎，碎石状，不能提取岩芯。，
10、混和岩：褐黄色，强风化，节理裂缝发育，岩石破碎，碎石状，不能提取岩芯。，
11、混和岩：褐黄色，强风化，节理裂缝发育，岩石较比破碎，碎石状，不能提取岩芯。，
工程地质评价
1、工程地质条件良好，无不良工程地质现象或地段。
2、地下水位深－米，砂砾颗粒较大，地下水较丰富。钻孔过程中于标高3－6米左右地段常常孔壁塌落，有时越发严重，以致钻孔无法继续钻进，成为废孔。由于采用膨润土同聚丙乙烯胺混和成浆糊流体护壁，才能得到有效控制。
水文计算
桥孔长度确定：
a.单宽流量公式＝
水流压缩系数
次稳定河段 ＝
则
河槽平均单宽流量＝
最小桥孔净长＝m
b．过水面积法
冲刷前桥下毛过水面积Wq＝
式中：冲刷系数P取
设计流速VS=Vc＝
因桥墩阻水而引起的桥下过水面积折减系数
＝60>50 压缩系数
Wq
净过水面积Wj＝（1-
桥孔净长m
壅水计算
桥前最大壅水高度
河滩路堤阻断流量与设计流量的比值＝572+＝
系数
桥下平均流速Vm＝
断面平均流速V0=
m
桥下壅水高度
波浪高度hb1％＝ VW=15m/s
平均水深，良程D＝8×102m
本桥设计水位：++
上部结构底标高为
冲刷深度
A 河槽的一般冲刷
一般冲刷后的最大水深
hp＝ EMBED
Q1=Q2=4275m3,B1=B2=,k=,μ＝，λ＝，hmax＝
A——单宽流量集中系数，A＝
hp＝m
B 河槽处桥墩的局部冲刷
桥位处的冲止流速
h=,d=3m,查表得：V0＝
∵V0＝Vz﹥V0 ，＝，B＝4m，
＝（+）1/2＝
η＝＝＝
hb＝kη（V0- V0′）（V/ V0）n
=×××（）×（
＝
总冲刷深度hs＝hp+ hb＝+＝
不考虑标高因素，总冲刷深度为-16＝
结论
百年一遇底设计流量为Qs＝4976立方米/秒，设计水位16米。计算最小桥孔净长Lj＝米，实际最小桥孔净长为米。桥前最大壅水高度，桥下壅水高度米。
本桥设计水位：16米，上部结构标高为米。计算水位距上部结构底面最小距离米（按《桥规》最小距离为米）。
以上标高均为假定标高系统。
第二章 方案比选
方案一：预应力钢筋混凝土简支梁（锥型锚具）
基本构造布置
（一）设计资料
1、桥梁跨径及桥宽
标准跨径：40m（墩中心距），
全桥共：480米，分12跨，
主梁全长：，
桥面净空：净—9米，2×人行道，
计算跨径：。
立面及平面图
图表 1
（二）设计荷载
汽—20，挂—100，人群荷载 kN/m和 kN/m。
材料及工艺
本桥为预应力钢筋混凝土T型梁桥，锥形锚具；
混凝土：主梁采用40号混凝土，人行道、栏杆及桥面铺装用20号混凝土；
预应力钢筋：冶金部TB—64标准的5㎜碳素钢丝，每束32根。
横断面图如下：
图2
主梁截面沿纵向的变化示例：
图表 3
简直梁的优点是构造、设计计算简单，受力明确，缺点是中部受弯矩较大，并且没有平衡的方法，而支点处受剪力最大，如果处理不好主梁的连接，就会出现行车不稳的情况
桥孔长度确定：
a.单宽流量公式＝
水流压缩系数
次稳定河段 ＝
则
河槽平均单宽流量＝
最小桥孔净长＝m
b．过水面积法
冲刷前桥下毛过水面积Wq＝
式中：冲刷系数P取
设计流速VS=Vc＝
因桥墩阻水而引起的桥下过水面积折减系数
＝60>50 压缩系数
Wq
净过水面积Wj＝（1-
桥孔净长m
壅水计算
桥前最大壅水高度
河滩路堤阻断流量与设计流量的比值＝572+＝
系数
桥下平均流速Vm＝
断面平均流速V0=
m
桥下壅水高度
波浪高度hb1％＝ VW=15m/s
平均水深，良程D＝8×102m
本桥设计水位：++
上部结构底标高为
冲刷深度
A 河槽的一般冲刷
一般冲刷后的最大水深
hp＝ EMBED
Q1=Q2=4275m3,B1=B2=,k=,μ＝，λ＝，hmax＝
A——单宽流量集中系数，A＝
hp＝m
B 河槽处桥墩的局部冲刷
桥位处的冲止流速
h=,d=3m,查表得：V0＝
∵V0＝Vz﹥V0 ，＝，B＝4m，
＝（+）1/2＝
η＝＝＝
hb＝kη（V0- V0′）（V/ V0）n
=×××（）×（
＝
总冲刷深度hs＝hp+ hb＝+＝
不考虑标高因素，总冲刷深度为-16＝
方案二：钢筋混凝土箱形拱桥
（1）方案简介
本方案为钢筋混凝土等截面悬链线无铰拱桥。全桥分八跨，每跨均采用标准跨径60m。采用箱形截面的拱圈。桥墩为重力式桥墩，桥台为U型桥台。
（2）尺寸拟定
本桥拟用拱轴系数m=，净跨径为，矢跨比为1/8。桥面行车道宽,两边各设的人行道。拱圈采用单箱多室闭合箱，全宽，由8个拱箱组成，高为。
拱箱尺寸拟定如图1-1：
图4
1）拱箱宽度：由构件强度、刚度和起吊能力等因素决定，一般为130～160cm。取140cm。
2）拱壁厚度：预制箱壁厚度主要受震捣条件限制，按箱壁钢筋保护层和插入式震动棒的要求，一般需有10cm，若采用附着式震捣器分段震捣，可减少为8cm,取8cm。
3）相邻箱壁间净宽：这部分空间以后用现浇混凝土填筑，构成拱圈的受力部分，一般用10～16cm，这里取16cm。
4）底板厚度：6～14cm。太厚则吊装重量大，太薄则局部稳定性差且中性轴上移。这里取10cm。
5）盖板：有钢筋混凝土板和微弯板两种型式，最小厚度6～8cm,这里取8cm。
6）现浇顶部混凝土厚度：一般不小于10cm，这里取10cm。
7）横隔板：多采用挖空的钢筋混凝土预制板，厚6～8cm，间距～。横隔板应预留人行孔，以便于维修养护。这里取厚6cm。
（3）桥面铺装及纵横坡度
桥面采用沥青混凝土桥面铺装，厚。桥面设双向横坡，坡度为%。为了排除桥面积水，桥面设置预制混凝土集水井和φ10cm铸铁泄水管，布置在拱顶实腹区段。双向纵坡，坡度为%。
（4）施工方法
采用无支架缆索吊装施工方法，拱箱分段预制。采用装配——整体式结构型式，分阶段施工，最后组拼成一个整体。
方案的最终确定：经考虑，简直梁的设计较简单，受力的点明确，比较适合初学者作为毕业设计用，因此我选着了方案一。
第三章 总体布置及主梁的设计
设计资料及构造布置
（一）设计资料
1、桥梁跨径及桥宽
标准跨径：40m（墩中心距），
全桥共：480米，分12跨，
主梁全长：，
桥面净空：净—9米，2×人行道，
计算跨径：。
2、设计荷载
汽—20，挂—100，人群荷载 kN/m和 kN/m。
3、材料及工艺
本桥为预应力钢筋混凝土T型梁桥，锥形锚具；
混凝土：主梁用40号，人行道、栏杆及桥面铺装用20号；
预应力钢筋：冶金部TB—64标准的5㎜碳素钢丝，每束32根；
其他内容鲜见设计说明书。
（二）横截面布置
本设计采用公路桥涵标准图40米跨径的定型设计，因此主要尺寸已经大致定下，，以下为初步选定截面尺寸。
1、主梁间距与主梁片数
全桥宽12米，主梁间距米（T梁上翼缘宽度为158cm，留2cm施工缝），因此共设7片主梁，根据一些资料，主梁的梁高选用230米详细布置见下图：
图表 4
2、横截面沿跨长的变化，该梁的翼板厚度不变，马蹄部分逐渐抬高，梁端处腹板加厚到与马蹄等宽，主梁的基本布置到这里就基本结束了。
（三）横隔梁的布置
由于主梁很长，为了减小跨中弯矩的影响，全梁共设了五道横隔梁，分别布置在跨中截面、两个四分点及梁端.
主梁内力计算
恒载内力计算
1、恒载集度 （由于一直到这里，我的设计均参照《预应力混凝土简支梁桥算例》，故恒载集度已知，结果如下：
边主梁的恒载集度为：
g1= KN/m.
中主梁的恒载集度为：
KN/m
（2）第二期恒载
栏 杆：g!1)=
人行道：g(2)=
桥面铺装层(见图3):
g(4)=[×(+)×+×(+)×]×24
=
若将各恒载均摊给7片主梁，则：
g2=（+++）=
2、恒载内力
如图6所示，设x为计算截面离左支座的距离并令则主梁弯矩和剪力的计算公式分别为：
1
恒载内力计算见表2
恒载内力计算表 表2
计算数据
L=
项目
g1
跨中
四分点
变化点
四分点
变化点
支点
0
第一期恒载
第二期恒载
（二）活载内力计算
1、冲击系数和车道折减系数对汽—20，1+u=,其他活载不计。以下为荷载横向分布系数的计算：
（1）跨中截面的荷载横向分布系数mc
本桥跨内有三道横隔梁，具有可靠的横向联结，且承重结构的长宽比为： 所以可选用偏心压力法来绘制横向影响线和计算横向分布系数mc
a.计算主梁抗扭惯矩IT
对于T梁截面
式中bi和ti—相应为单个矩形截面的宽度和厚度；
ci—矩形截面抗扭刚度系数（可查《桥梁工程》表2-5-2）；
桥孔长度确定：
a.单宽流量公式＝
水流压缩系数
次稳定河段 ＝
则
河槽平均单宽流量＝
最小桥孔净长＝m
b．过水面积法
冲刷前桥下毛过水面积Wq＝
式中：冲刷系数P取
设计流速VS=Vc＝
因桥墩阻水而引起的桥下过水面积折减系数
＝60>50 压缩系数
Wq
净过水面积Wj＝（1-
桥孔净长m
壅水计算
桥前最大壅水高度
河滩路堤阻断流量与设计流量的比值＝572+＝
系数
桥下平均流速Vm＝
断面平均流速V0=
m
桥下壅水高度
波浪高度hb1％＝ VW=15m/s
平均水深，良程D＝8×102m
本桥设计水位：++
上部结构底标高为
冲刷深度
A 河槽的一般冲刷
一般冲刷后的最大水深
hp＝ EMBED
Q1=Q2=4275m3,B1=B2=,k=,μ＝，λ＝，hmax＝
A——单宽流量集中系数，A＝
hp＝m
B 河槽处桥墩的局部冲刷
桥位处的冲止流速
h=,d=3m,查表得：V0＝
∵V0＝Vz﹥V0 ，＝，B＝4m，
＝（+）1/2＝
η＝＝＝
hb＝kη（V0- V0′）（V/ V0）n
=×××（）×（
＝
总冲刷深度hs＝hp+ hb＝+＝
不考虑标高因素，总冲刷深度为-16＝
结论
百年一遇底设计流量为Qs＝4976立方米/秒，设计水位16米。计算最小桥孔净长Lj＝米，实际最小桥孔净长为米。桥前最大壅水高度，桥下壅水高度米。
本桥设计水位：16米，上部结构标高为米。计算水位距上部结构底面最小距离米（按《桥规》最小距离为米）。
b.计算抗扭修正系数β
其中IT=×10-3m4，I=，
查《桥梁工程》表2-5-1，n=7时，ξ=，并取G=
∴
c.按偏心压力法计算横向影响线竖标值
求出一号梁在两个边主梁的横向分不影响线竖标值为：
图5
计算荷载横向分布系数
如图8所示1、2、4号梁的横向影响线和最不利布载，因为很显然1号梁的横向分布系数最大，故只需计算1号梁的横向分布系数：
汽-20：
挂-100：
人群荷载：
支点截面的横向荷载分布系数计算，该截面用杠杆原理法计算，绘制荷载横向影响线并进行布载如下图
汽-20：
挂-100：
人群荷载：
活载内力计算
活载的内力计算主要考虑的是最不利荷载布置时的主梁各截面受力情况，其中包括最大弯矩及最大剪力作用时的截面内力值：祥见下表:
1号梁跨中截面最大内力计算表
类别
汽-20
挂-100
1+μ
mc
最大弯矩及相应剪力
Pi
60
120
120
70
130
250
250
250
250
yi
相应Q（KN）
相应Q（KN）
3354
8420
1号梁内力值
最大剪力及相应弯矩
合力P
2×120+60=300
250×4=1000
Y
Py
2670
8120
1号梁内力值
1号梁支点最大剪力计算表
荷载
类别
汽-20
挂-100
人群
1+μ
Pi
60
120
120
70
130
70
130
250
250
250
250
q=
yi
971
611
039
010
152
123
313
004
975
667
y人=
mi
75
363
578
372
607
×3
×
×
Qmax=（1+μ）∑Piyimi=（KN）
各个截面的荷载均已求出，因此可以得出每个截面的最大内力值，以下即为主梁的恒载组合：
主梁内力组合表
序号
荷载类别
跨中截面
四分点截面
变化点截面
支点截面
Mmax
Qmax
Mmax
Qmax
Mmax
Qmax
Qmax
1
第一期恒载
0
2
第二期恒载
0
3
总恒载=1+2
0
4
人群
5
汽-20
6
挂-100
7
汽+人
8
恒+汽+人
9
恒+挂
10
Si
2851
10949
14493
11
Sj
12
(7)/Si
35%
100%
36%
42%
36%
17%
38%
13
挂/Si
33%
100%
33%
25%
34%
13%
32%
14
提高后的Si
477
15
提高后的Sj
第四章 预应力钢束的估算及其布置
跨中截面钢束的估算与确定
钢束数量的估算
1．按使用阶段的应力要求估算钢束数
式中：M—使用荷载产生的跨中弯矩，按表10取用；
C1—与荷载有关的经验系数，对于汽-20，C1=；对于挂-100，
取C1=；
—一根32φs5的钢束截面积，即：
=32×π×
--φs5碳素钢丝的标准强度，=1600MPa；
ks—上核心距，在前以算出ks=；
ey—钢束偏心距，初估ay=17cm，则
ey=yx-ay=-17=
（1）对（恒+汽+人）荷载组合
（2）对（恒+挂）荷载组合
2．按承载能力极限状态估算钢束数
式中：Mj—经荷载组合并提高后的跨中计算弯距，按表9取用；
C2—估计钢束群重心到混凝土合力作用点力臂长度的经验系数，
汽-20：C2 =，挂-100：C2 =；
h0—主梁有效高度，即h0=h-ay==
对于荷载组合Ⅰ
对于荷载组合Ⅲ
为方便钢束布置和施工，各主梁统一确定为10束。
确定跨中及锚固截面的钢束位置
1、 （1）对于跨中截面，在保证布置预留管道构造要求的前提下，尽可能使钢束群重心的偏心距大些，选用直径5cm抽拔橡胶成型的管道，取管道净距4cm，至梁底净距5cm，如图13-a所示。
（2）对于锚固截面，为了方便张拉操作，将所有钢束都锚固在梁端，所以钢束布置要考虑到锚头布置的可能性以满足张拉要求，也要使预应力钢束合力重心尽可能靠近截面形心，使截面均匀受压。祥图如下：
图 7
由上图可知，预应力钢筋为9根，布置在主梁的不同截面上，其中3根最终拉倒上翼缘。
2、钢束位子的确定
（1）弯起角度的确定：
上部：12
下部：
弯起点的确定：
A1=a2=39-30*=
A3=a4=
A5=a6=
A7=
A8=
A9=
(4)各截面钢束位子
弯起点到跨中的距离
钢束号
弯起高度
角度
cos
sin
R
X
1，2
1636
3，4
5，6
7535
7
12
8
12
9
12
钢束中心到下边缘的距离
截面
钢束号
X
R
C
A0
A
四 分 点
N1，N2
N3，N4
N5，N6
N7
N8
N9
变 化 点
N1，N2
N3，N4
N5，N6
N7
N8
N9
支 点
N1，N2
N3，N4
N5，N6
N7
N8
+07
N9
钢束预应力损失计算
预应力损失值因梁截面位置不同而有差异，选四分点截面（即有直线束又有曲线束通过）计算。
预应力钢束与管道壁之间的摩擦损失（σs1见表16）
按规范，计算公式为：
式中：σk—张拉钢束时锚下的控制应力；根据规定，对于钢丝束取张
拉控制应力为：σk==×1600=1200MPa；
μ—钢束与管道壁的摩擦系数，对于橡胶管抽芯成型的管道取
μ=；
θ—从张拉端到计算截面曲线管道部分切线的夹角之和，以rad计；
k—管道每米局部偏差对摩擦的影响系数，取k=；
x—从张拉端到计算截面的管道长度（以m计），可近似取其在纵轴上的投影长度（见图15所示），当四分点为计算截面时，x=axi+l/4；
由锚具变形、钢束回缩引起的损失（σs2，见表17）
按规范，计算公式为：
四分点预应力损失计算表
钢束号
θ=φ-α
u
x
kx
u=x
e
g
0
rad
10
N7
N8
10
N9
10
N10
0
式中：△l—锚具变形、钢束回缩值（以mm计），按《桥规》表采用；对于钢制锥形锚△l=6mm，本设计采用两端同时张拉，则∑△l=12mm；
l—预应力钢束的有效长度（以mm计）。
σs2计算表 表17
项目
N1,N2
N3,N4
N5,N6
N7
N8
N9
N10
l（mm）（见表12）
39600
39540
39479
39753
39683
39641
39544
（MPa）
60698
混凝土弹性压缩引起的损失（σs4见表18）
后张法梁当采用分批张拉时，先张拉的钢束由于张拉后批钢束所
产生的混凝土弹性压缩引起的应力损失，根据《桥规》第条规
定，计算公式为：
σs4=ny∑△σhl
式中：∑△σhl—在先张拉钢束重心处，由后张拉各批钢束而产生的混凝土法向应力，可按下式计算：
式中：Ny0、My0—分别为钢束锚固时预加的纵向力和弯矩；
eyi—计算截面上钢束重心到截面净轴的距离，eyi=yjx-ai，其yjx值见表15所示，ai值见表13
由钢束预应力松弛引起的损失（σs5）
按规范，对于作超张拉的钢丝束由松弛引起的应力损失的终极值，按下式计算：
σs5=σk=×1200=54MPa
混凝土收缩和徐变引起的损失（σs6）
按规范，计算公式如下：
式中：σs6—全部钢束重心处的预应力损失值；
σh—钢束锚固时，在计算截面上全部钢束重心处由预加应力（扣除相应阶段的应力损失）产生的混凝土法向应力，并根据张拉受力情况，考虑主梁重力的影响；
μ—配筋率，；
A—为钢束锚锚固时相应的净截面积Aj，见表15；
ρA=1+eA2/r2
eA—钢束群重心到截面净轴的距离ej，见表15
r—截面回转半径r2=Ij/Aj；
--加载龄期为τ时的混凝土徐变系数终值；
--自混凝土龄期τ开始的收缩应变终值；
1.徐变系数和收缩应变系数的计算构件理论厚度=
式中：Ah—主梁混凝土截面面积；
u—与大气接触的截面周边长度。
截面强度验算
T形截面受压区翼缘计算
（1）按规定，对于T形截面受压区翼缘计算宽度b1‘，应取用下列三者中的最小值：
b1‘≤l/3=3888/3=1296cm；
b1‘≤160cm（主梁间距）；
b1‘≤b+2c+12 h1‘=16+2×71+12×8=254cm
故取b1‘=160cm
（2）确定混凝土受压区高度
按规范，对于带承托翼缘板的T形截面：
当RgAg+RyAy≤Rabi‘hi‘+Rg‘Ag‘+σya‘Ay‘成立时，中性轴载翼缘部分内，否则在腹板内，所以：
左边= RyAy=1280×10-1×=
右边= Rab1‘h1‘+ Ra（b+b2‘）h1‘=×[160×8+（16+158）×12]×10-1=
左边>右边，即中性轴在腹板内。
设中性轴到截面上缘距离为x，则：
即 KN
式中：b=16cm，h2‘=8cm，h1‘=12cm，Ra=，
得 x=。
同时公预规要求混凝土受压区高度应符合：
x≤ξjyh0
式中：ξjy—预应力受压区高度界限系数，对于预应力碳素钢丝ξjy=跨中截面ay=则：
h0=h-ay==
ξjyh0=×=>x
说明该截面破坏时属于塑性破坏状态。
（3）验算正截面强度
按规范，计算公式为：
式中：γc—混凝土安全系数，取用。
则上式：
右边=
由表9可知控制跨中截面设计得计算弯矩为<右边，主梁跨中正截面满足强度要求
截面强度验算
斜截面抗剪强度验算
选腹板宽度改变处的截面（变化点截面）验算：
1）复核主梁截面尺寸
T形截面梁当进行斜截面抗剪强度计算时，其截面尺寸应符合：
Qj≤
式中：Qj—经内力组合后支点截面上的最大剪力，见表9得支点截面处最大为Qj 为；
b—支点截面得腹板厚度（cm），即b=36cm；
h0—支点截面得有效高度，即：
h0=h-ay==
R—混凝土标号（MPa）；
上式右边=
所以主梁的T形截面尺寸符合要求。
2）斜截面抗剪强度验算
a.验算是否需要进行斜截面抗剪强度计算
根据规范，若符合下列公式要求时，则不需要进行斜截面抗剪计算： Qj≤
式中：R1—混凝土抗拉设计强度（MPa）；
Qj、b、h0的单位同上述说明一致。
对于变化点截面：b=16cm，ay=，Qj=，故：
上式右边=××16×（）=< Qj
因此需要进行斜截面抗剪强度计算。
b.计算斜面水平投影长度c
计算公式为： c=
式中：m—斜截面顶端正截面处的剪跨比，m=M/Qh0，当m<时，取 m=
Q—通过斜截面顶端正截面内由使用荷载产生的最大剪力；
M—相应于上述最大剪力时的弯矩；
h0—通过斜截面受压区顶端截面上的有效高度，自受拉纵向主钢筋的合力点至受压边缘的距离（以cm计）
上述的Q、M、h0近似取变化点截面的最大剪力、最大弯矩和截面有效高度，则：
，取m=，故：
c=××=
c.箍筋计算
若选用Φ8@20cm的双肢箍筋，则箍筋的总截面的总截面积为
Ak=2×=
箍筋间距sk=20cm，箍筋抗拉设计强度Rgk=240MPa，箍筋配筋率：
在锚固端设置两块厚20mm的钢垫板，即在N7-N10的四根钢束锚下设置200×962mm的垫板1；在N1-N6的六根钢束下设置350×766mm的垫板2。在垫板下等于梁高（230cm）的范围内并且布置21层φ8的间接钢筋网，钢筋网的间距为10cm，其中锚下第一层钢筋网的布置如图16-b所示，根据锚下钢垫板的布置情况，分上、下两部分各自验算混凝土局部承压强度。计算公式如下：
式中：
Nc—局部承压时的纵向力，在梁端两块钢垫板中，分别考虑除最后张拉的一束为控制应力外，其余各束均为传力锚固应力，可计算出垫板1、2的Nc各为和；
β—混凝土局部承压时的纵向力，按下式计算：
β=
Ad—局部承压的计算底面积（扣除孔道面积）；
Ac—局部承压（扣孔道）面积；
βhe—配置间接钢筋时局部承压强度提高系数，按下式计算：
Ahe—包罗在钢筋网配筋范围内的混凝土核心面积；
Ra—混凝土抗压设计强度，对于40号混凝土，Ra=，考虑在主梁混凝土达到90%强度时开始张拉钢束，所以= Ra=；
Rg—间接钢筋抗拉设计强度，对于Ⅰ级钢筋Rg=240MPa；
μt—间接钢筋的体积配筋率，对于方格钢筋网
n1、aj1和n2、aj2—钢筋网分别沿纵横方向的钢筋数即单钢筋的截面积；
s—钢筋网的间距。
对于钢垫板1（见图16）：
=
=
=
强度系数为：
间接钢筋体积配筋率：
把计算数值代入上述公式得：
公式右边=×（×+2×××240）××10-1=
Nc=<右边，符合要求。
d.抗剪强度计算
主梁斜截面抗剪强度应按下式计算：
Qj≤Qhk+Qw
式中：Qj—经组合后通过斜截面顶端正截面内的最大剪力（KN），对于变化点截面Qj=；
本设计考虑混凝土收缩和徐变大部分在浇筑桥面之前完成，Ah和u均采用预制梁的数据。对于混凝土毛截面，四分点截面与跨中截面上述数值完全相同，即：Ah=6328cm2（见表1）
u=158+2×（8+72+172+14+28）+36=782cm（见图3）
∴
设混凝土收缩和徐变在野外一般条件（相对湿度为75%）下完成，受荷时混凝土加载龄期为28天。查《桥规》附表得到：
==×10-3
计算数据
Ny0= My0= Mg1= Ij=39742163cm4
Aj= eA=ej= Ey=×105MPa ny=
计算σh
σh（MPa）
（1）
（2）
（3）
计算应力损失
计算公式：
分子项
分母项
(4)
r2=Ij/Aj
(5)
46
ρA=1+eA2/r2
(6)
（4）+（5）
μ=10△Ay/Aj
%
1+10μρA
预加内力计算
传力锚固应力σy0及其产生的预加内力：
1.σy0=σk-σs1=σk-σs1-σs2-σs3
2.由σy0产生的预加内力
纵向力： Ny0=∑σy0△Aycosα
弯 矩： My0=Ny0eyi
剪 力： Qy0=∑σy0△Aysinα
式中：α—钢束弯起后与梁轴的夹角，sinα与cosα的值见表12；
△Ay—单根钢束的截面积，△Ay=
使用荷载阶段的有效预加应力：
四分点愈加内力计算表
钢束号
预加应力由张拉钢束产生内力
由σsⅡ而消失的预加内力
Sina
Cosa
σy0△Ay
Qy0
△Ny
Qy
My
1）
2）
3）
5）
7）
8）
9）
10）
1
0
1
0
×
2
0
1
0
3
0
1
0
4
0
1
0
5
0
1
0
6
0
1
0
7
8
9
∑
5225
1211
纵向力：Ny=Ny0-Ny‘==
剪力：Qy=Qy0-Qy‘==
弯矩：My=My0-My‘==
主梁斜截面验算
斜截面强度验算
1.斜截面强度验算
（1）按规定，对于T形截面受压区翼缘计算宽度b1‘，应取用下列三者中的最小值：
b1‘≤l/3=3888/3=1296cm；
b1‘≤160cm（主梁间距）；
b1‘≤b+2c+12 h1‘=16+2×71+12×8=254cm
故取b1‘=160cm
（2）确定混凝土受压区高度
按规范，对于带承托翼缘板的T形截面：
当RgAg+RyAy≤Rabi‘hi‘+Rg‘Ag‘+σya‘Ay‘成立时，中性轴载翼缘部分内，否则在腹板内，所以：
左边= RyAy=1280×10-1×=
右边= Rab1‘h1‘+ Ra（b+b2‘）h1‘=×[160×8+（16+158）×12]×10-1=
左边>右边，即中性轴在腹板内。
设中性轴到截面上缘距离为x，则：
即 KN
式中：b=16cm，h2‘=8cm，h1‘=12cm，Ra=，
得 x=。
同时公预规要求混凝土受压区高度应符合：
x≤ξjyh0
式中：ξjy—预应力受压区高度界限系数，对于预应力碳素钢丝ξjy=跨中截面ay=则：
h0=h-ay==
ξjyh0=×=>x
说明该截面破坏时属于塑性破坏状态。
应力部位
Ny
（）
My
（Nm）
Aj
（cm2）
Mg1
（Nm）
Wj
（cm3）
±
（MPa）
（MPa）
（MPa）
Wc
（cm3）
Mg2
（Nm）
（1）
（2）
（3）
（4）
（5）
（9）
（10）
上缘
×103
×103
448374
477695
×103
下缘
275927
339850
应力部位
组合Ⅰ
组合Ⅲ
M汽+人
（Nm）
σh
（MPa）
M挂
（Nm）
σh
（MPa）
（11）
（13）=（6）+（7）+（8）+（12）
（14）
（16）=（6）+（7）+（8）+（13）
上缘
×103
×103
下缘
（3）验算正截面强度
按规范，计算公式为：
式中：γc—混凝土安全系数，取用。
则上式：
右边=
由表9可知控制跨中截面设计得计算弯矩为<右边，主梁跨中正截面满足强度要求
斜截面强度验算
（1）斜截面抗剪强度验算
选腹板宽度改变处的截面（变化点截面）验算：
1）复核主梁截面尺寸
T形截面梁当进行斜截面抗剪强度计算时，其截面尺寸应符合：
Qj≤
式中：Qj—经内力组合后支点截面上的最大剪力，见表9得支点截面处最大为Qj 为；
b—支点截面得腹板厚度（cm），即b=36cm；
h0—支点截面得有效高度，即：
h0=h-ay==
R—混凝土标号（MPa）；
上式右边=
所以主梁的T形截面尺寸符合要求。
2）斜截面抗剪强度验算
a.验算是否需要进行斜截面抗剪强度计算
根据规范，若符合下列公式要求时，则不需要进行斜截面抗剪计算： Qj≤
式中：R1—混凝土抗拉设计强度（MPa）；
Qj、b、h0的单位同上述说明一致。
对于变化点截面：b=16cm，ay=，Qj=，故：
上式右边=××16×（）=< Qj
因此需要进行斜截面抗剪强度计算。
b.计算斜面水平投影长度c
计算公式为： c=
式中：m—斜截面顶端正截面处的剪跨比，m=M/Qh0，当m<时，取 m=
Q—通过斜截面顶端正截面内由使用荷载产生的最大剪力；
M—相应于上述最大剪力时的弯矩；
h0—通过斜截面受压区顶端截面上的有效高度，自受拉纵向主钢筋的合力点至受压边缘的距离（以cm计）
上述的Q、M、h0近似取变化点截面的最大剪力、最大弯矩和截面有效高度，则：
，取m=，故：
c=××=
c.箍筋计算
若选用Φ8@20cm的双肢箍筋，则箍筋的总截面的总截面积为
Ak=2×=
箍筋间距sk=20cm，箍筋抗拉设计强度Rgk=240MPa，箍筋配筋率：
d.抗剪强度计算
主梁斜截面抗剪强度应按下式计算：
Qj≤Qhk+Qw
式中：Qj—经组合后通过斜截面顶端正截面内的最大剪力（KN），对于变化点截面Qj=；
Qhk—斜截面内混凝土与箍筋共同的抗剪能力（KN），按下式计算：
Qw—与斜截面相交的弯起钢束的抗剪能力（KN），按下式计算：
Qw=∑Aywsinα
式中：Ryw—预应力弯起钢束的抗拉设计强度（MPa），取Ryw=1280MPa；
Ayw—预应力弯起钢束的截面面积（cm2）；
α—与斜截面相交的弯起钢束与构件纵轴线的交角（如图15所示），sinα值见表12
， p=100μ=
∴
KN
∑Aywsinα=×[2×（++）+
+++]=
∴ Qw=×1280×=
Qhk+Qw=+=
故Qj=<Qhk+Qw，说明主梁腹板宽度改变处的斜截面抗剪强度满足要求，同时也表明上述箍筋的配置是合理的。
（2）斜截面抗弯强度验算
由于梁内预应力钢束根数沿梁跨没有变化，可不用进行验算。
截面应力验算
使用荷载作用阶段计算
（1）混凝土法向应力验算
此阶段为有预加力和全部恒载作用的阶段，通常是跨中截面上缘可能出现最大压应力和下缘最大拉应力（或最小应力）。
计算公式如下：
式中：Ny、My—由有效预加力产生的预加内力；
Wjs、Wjx—分别为对上、下缘的净截面抵抗矩；
W0s、W0x—分别为对上、下缘的换算截面抵抗矩；
Wg1、Wg2—分别由第一期、第二期恒载产生的弯矩；
Mp—由活载产生的弯矩，有组合Ⅰ和Ⅲ的两种情况；
混凝土法向应力验算：
按规定，载使用荷载使用下，混凝土法向压应力极限值如下：
荷载组合Ⅰ： =14MPa（见表10）
荷载组合Ⅲ： =
在使用荷载（组合Ⅰ）作用下，全预应力梁截面受拉边缘由预加力引起的预压应力必须大于或等于由使用荷载引起的拉应力，即σh≥0通过各截面上下缘混凝土法向应力计算，其结果表明受拉区（组合Ⅰ）都未出现拉应力，最大压应力为，故符合上述各项规定。
（2）混凝土主应力验算
此项验算包括混凝土主拉应力和主压应力，对前者验算主要为了保证主梁斜截面具有与正截面同等的抗裂安全度，而验算后者是保证混凝土在沿主压应力方向破坏时也具有足够的安全度。计算混凝土主应力时应选择跨径中最不利位置截面，对该截面的重心处和宽度急剧改变处进行验算，所以选择1号梁的变化点截面，对其上梗胁、净轴、换轴和下梗胁等四处分别进行主应力验算：
a.剪应力计算
计算公式： τ=τg1+τp+g2-τy
式中：τ—由使用荷载和弯起的预应力钢束在主应力计算点上产生的混凝土剪应力；
τg1—第一期恒载引起的剪应力，其中载截面净轴（j-j） 上τg1=；在换轴（o-o）上τg1=；
τp+g2—活载及第二期恒载共同引起的剪应力，其中在净轴（j-j）上；在o-o上的；
Qp—活载剪力，有（汽-20+人群）和挂-100两种情况；
τy—预加力引起的剪应力，由钢束锚固时产生的和σsⅡ损失产生的剪应力组合而成；
各项剪应力计算和组合情况见表22所示。
b.主应力计算
按规定，当只在主梁纵向有预应力时，计算公式为：
式中：σhx—预加力和使用荷载在计算主应力点上产生的混凝土法向应力，按σhx=σh±σ计算；
σh—在计算主应力点上由预加应力（扣除全部应力损失）产生的混凝土法向应力，由钢束锚固时产生的和σsⅡ损失产生的法向应力组合而成（见表23）；
σ—在计算主应力点上由使用荷载产生的混凝土法向应力，按下式计算：
yi、yo—分别为各计算的主应力点到截面净轴和换轴的距离；
Mp—活载引起的弯矩，有（汽+人）和挂-100两种情况。
表24示出了σhx的计算过程，混凝土主应力计算结果见表25
通过各控制截面的混凝土主应力计算，其结果如下：
maxσzl（MPa） 组合Ⅰ 组合Ⅲ
（由变化点截面控制）
maxσza（MPa）
（由跨中截面控制）
在使用荷载作用下混凝土主应力应符合下列规定：
荷载组合Ⅰ： σzl≤=（见表10，以下同）
σza≤=
(3)验算钢束中的最大应力
计算公式：
式中： σy—有效预应力；
Mg1、Mg2—第一、第二期恒载产生的梁内弯矩；
Mp—活载产生的梁内弯矩，分（汽+人）和挂-100两种情况；
eji、eoi—分别为钢束重心到截面净轴和换轴的距离，即：
eji=yjx-ai，eoi= yox-ai
计算1号梁跨中截面钢束应力，见表26。
对于钢束载使用荷载作用下，预应力钢束的应力（扣除全部预应力损失）应符合下列要求：
荷载组合Ⅰ： σy≤=1040MPa（见表10，下同）
荷载组合Ⅲ： σy≤=1120MPa
由表26可以看出两种荷载组合的钢束最大应力均满足上述要求。
1号梁跨中截面钢束应力（MPa）计算表 表26
钢束
项目
N1
N2
N3
N4
N5
N6
N7
N8
N9
N10
有效应力σy
(1)
641
.433
657.
456
678.
343
693.
426
711.
820
725.
898
711.
058
728.
031
744.
702
758.
447
第一期恒载
(2)
eji(cm)
(3)
(4)=
(2)×
(3)
第二期恒载
(5)
eoj(cm)
(6)
(7)=
(5)×
(6)
汽+人
(8)
(9)=
(8)×
(6)
挂车
(10)
(11)=
(0)×
(6)
钢束应力
σymin=
σy+σg1+σg2
(12)
727.
871
743.
894
758.
942
774.
025
786.
581
800.
659
797.
496
809.
530
819.
463
827.
369
荷载组合Ⅰ
σymax =σymin+σpⅠ
(13)
763.
020
779.
043
791.
598
806.
681
816.
744
830.
822
832.
645
842.
186
849.
626
855.
039
荷载组合Ⅲ
σymax =σymin+σpⅢ
(14)
733.
957
789.
980
801.
760
816.
843
826.
130
840.
208
843.
582
852.
343
859.
012
863.
649
施工阶段计算
（1）预加应力阶段的应力验算
此阶段指初始预加力与主梁自重力共同作用，为预加力最大而荷载最小的受力阶段，鉴于支点附近截面的荷载弯矩很小，故通常演算这些截面下缘的压应力和上缘的拉应力。1号梁变化点截面的计算如下：
式中：Nyo、Myo—钢束锚固时，由预加力产生的预内力；
Wjs、Wjx—分别为上、下缘的净截面抵抗矩；
代入数据得：
对于40号混凝土，截面边缘混凝土的法向应力应符合下列规定：
σha≤’=××28=（见表10）
σhl≤’=××=
通过各控制截面计算，得知截面边缘的混凝土法向应力均能符合上述规定。因此就法向应力而言，表明在主梁混凝土达到90%强度时可以开始张拉钢束。
（2）吊装应力验算
由于本设计采用两点吊装，吊点设在两支点内移59cm处，则两吊点间的距离小于主梁的计算跨径，故吊装应力可以不需要验算。
主梁端部的局部承压验算
后张预应力混凝土梁的端部，由于锚头集中力的作用，锚下混凝土将承受很大的局部应力，它可能使梁端产生纵向裂缝。设计时，除了在锚下设置钢垫板和钢筋网符合构造要求外，还应验算其在预应力作用下的局部承压强度并进行梁端的抗裂计算。
局部承压强度验算
图 8
如图16-a所示，在锚固端设置两块厚20mm的钢垫板，即在N7-N10的四根钢束锚下设置200×962mm的垫板1；在N1-N6的六根钢束下设置350×766mm的垫板2。在垫板下等于梁高（230cm）的范围内并且布置21层φ8的间接钢筋网，钢筋网的间距为10cm，其中锚下第一层钢筋网的布置如图16-b所示，根据锚下钢垫板的布置情况，分上、下两部分各自验算混凝土局部承压强度。计算公式如下：
式中：
Nc—局部承压时的纵向力，在梁端两块钢垫板中，分别考虑除最后张拉的一束为控制应力外，其余各束均为传力锚固应力，可计算出垫板1、2的Nc各为和；
β—混凝土局部承压时的纵向力，按下式计算：
β=
Ad—局部承压的计算底面积（扣除孔道面积）；
Ac—局部承压（扣孔道）面积；
βhe—配置间接钢筋时局部承压强度提高系数，按下式计算：
Ahe—包罗在钢筋网配筋范围内的混凝土核心面积；
Ra—混凝土抗压设计强度，对于40号混凝土，Ra=，考虑在主梁混凝土达到90%强度时开始张拉钢束，所以= Ra=；
Rg—间接钢筋抗拉设计强度，对于Ⅰ级钢筋Rg=240MPa；
μt—间接钢筋的体积配筋率，对于方格钢筋网
n1、aj1和n2、aj2—钢筋网分别沿纵横方向的钢筋数即单钢筋的截面积；
s—钢筋网的间距。
对于钢垫板1：
=
=
=
强度系数为：
间接钢筋体积配筋率：
把计算数值代入上述公式得：
公式右边=×（×+2×××240）××10-1=
Nc=<右边，符合要求。
对于钢垫板2：
公式右边=×（×+2×××240）××10-1=
∴ Nc=<右边，符合要求。
梁端局部承压的抗裂验算
计算公式如下：
Nc≤α(ARl+45Ag)
式中：Nc—考虑局部承压时的纵向力（KN），数值与前节计算的相同；
α—系数，按下式计算：
V—与垫板形式及构件相对尺寸有关的系数，取V=2；
λ—局部承压板垂直于计算截面（受剪面）方向的边长与间接配筋（230cm）之比；
A—梁端部区段沿荷载轴线切割的计算截面积（其高度等于间接配筋深度），其中应扣除孔道沿荷载轴线的截面面积（cm2）；
Ag—通过计算截面A的间接钢筋截面积（cm2）；
R1—混凝土抗拉设计强度（MPa），考虑40号混凝土达90%强度时张拉钢束，则：
对于钢垫板1：
A=36×230-5×230=7130cm2
鉴于沿截面A的深度方向布置21层间接钢筋网，并且每层有2两根钢筋通过截面A，则： Ag=2×21×=
代入计算公式：
右边=α(AR1+45Ag)=××(7130×+45×)=
∴ Nc=<右边，符合要求。
对于钢垫板2：
A=36×230-2×5×230=5980cm2
公式右边=××(5980×+45×)=
∴ Nc=<右边，符合要求。
至此便完全说明了在主梁混凝土达到90%强度时可以张拉预应力钢束。
第五章 下部结构的计算
概述，下部结构的设计主要包括盖梁、桥墩、桩柱以及桥台等构件的尺寸设计，荷载计算和验算，在这里我只做盖梁和桥墩、桩柱的设计，由于时间的关系桥台设计，我没有做。
盖梁的计算
盖梁的尺寸初定（如图）：
图 9
荷载计算
1、上部荷载列表
每边梁自重（KN/M）
每片中梁自重（KN/M）
每孔总重
支座恒载反力
2、盖梁自重产生的弯矩、剪力计算
盖梁自重力汇总
截面编号
自重
弯矩
剪力
KN
KN*m
Q左
Q右
1--1
2--2
3--3
4--4
180
180
180
5--5
0
0
3、活载计算
（1）活载横向分布系数计算，荷载对称布置时用杠杆原理法，非对称时用偏心压力法。
1）双列车对称布置
n=7, e=, 2=2=
人群单侧不对称：
各梁支点反力计算表
荷载横向分布情况
荷载（KN）
计算方法
荷载布置
横线荷载分布系数
单孔
双孔
B
R
B
R
对称布置
双行汽车
0
0
0
155
155
0
0
0
挂车
0
0
0
0
0
0
267
267
0
0
0
0
0
0
人群
0
0
0
0
0
0
0
0
0
非对称布置
汽车双行
挂车
191
194
人群
（4）各梁恒载、活载反力组合：
计算见下表，表中取各梁的最大值，其中冲击系数为：
1+=
各梁恒载、活载反力组合计算表
编号
荷载情况
1号梁
2号梁
3号梁
4号梁
5号梁
6号梁
7号梁
1
恒载
2
汽双列对称
0
0
3
汽双列非对称
4
挂-100
0
0
0
0
5
非对称
6
人对称
0
0
0
7
非对称
8
eq \o\ac(○,1)+ eq \o\ac(○,2)+ eq \o\ac(○,6)
9
eq \o\ac(○,1)+ eq \o\ac(○,2)+ eq \o\ac(○,7)
10
eq \o\ac(○,1)+ eq \o\ac(○,3)+ eq \o\ac(○,6)
11
eq \o\ac(○,1)+ eq \o\ac(○,3)+ eq \o\ac(○,7)
12
eq \o\ac(○,1)+ eq \o\ac(○,4)
13
eq \o\ac(○,1)+ eq \o\ac(○,5)
4、双柱反力G1计算，偏载时左边的柱受力最大。
双柱反力G1计算表
荷载组合情况
反力G1(KN)
组合8
组合9
组合10
组合11
组合12
组合13
由上表可见，组合10产生的内力最大，控制设计。
内力计算
1、恒载加活载作用下各截面的内力
（1）弯矩计算：截面位子见图示。为求得弯矩最大值，支点负弯矩取用非对称布置时数值，跨中的弯矩取用对称布置时数值。
按下图给出的截面位置，各截面弯矩计算（按最大荷载布置）:
M eq \o\ac(○,1)- eq \o\ac(○,1)=0
M eq \o\ac(○,2)- eq \o\ac(○,2)==；
M eq \o\ac(○,3)- eq \o\ac(○,3)==
M eq \o\ac(○,4)- eq \o\ac(○,4)=+=
M eq \o\ac(○,5)- eq \o\ac(○,5)=+=
上面的弯矩计算均未考虑施工荷载的影响。各截面的相应最大弯矩时剪力计算如下：
截面 eq \o\ac(○,1)- eq \o\ac(○,1)：Q左=0，Q右 =-R1=
截面 eq \o\ac(○,2)- eq \o\ac(○,2)：Q左= Q右 =-R1=
截面 eq \o\ac(○,3)- eq \o\ac(○,3)：Q左=-R1=，
Q右 =G1-R1==；
截面 eq \o\ac(○,4)- eq \o\ac(○,4)：Q左=-R1,=，
Q右 = G1-R1-R2==；
截面 eq \o\ac(○,5)- eq \o\ac(○,5)：Q左= G1-R1-R2=；
Q右 = G1-R1-R2-R3==
盖梁内力汇总表
盖梁内力汇总表
内力
1--1
2--2
3--3
4--4
5--5
弯矩（KN*m）
自重
荷载
0
总合
剪力（KN）
自重
180
0
荷载
总合
截面配筋设计与承载力校核
采用25号混凝土，主筋用16锰钢，保护层用5㎝（钢筋支混凝土边缘）。查“桥规”得到[]=11000kPa,[]=185000kPa.
弯矩作用时配筋计算
各截面所需钢筋量，见下表。配筋图如下
各截面钢筋量计算表
截面号
M总
b
h.
r
u
A(cm2)
钢筋数
1--1
2
2--2
-1063
2
3--3
-2076
2
4--4
2
5--5
1634
2
建立作用时配筋计算
各截面主拉应力计算，在盖梁悬臂部分变高度区间主拉应力的计算公式为：
其它等高区间用计算式为：
具体计算表如下，查桥规，25号混凝土容许主拉应力值为：
斜筋、箍筋的配置。由于各截面的主拉应力
桥墩墩柱计算
墩柱直径为150㎝，用20号混凝土，I级钢筋。如于该桥很长墩柱很多，而各处水深差别很大，故不同桥墩的高差很大，最小处不足10 m，最大处超过20 m,但是无论长短，不影响垂直应力的布置，在考虑弯矩作用时，墩柱越长受力越大，所以，取最大的墩柱长进行设计。
荷载计算
1、恒载计算:
（1）上部构造恒载，一孔总重；
（2）盖梁自重，；
（3）墩柱自重，×21=
作用于墩柱底面的恒载垂直力为：
N恒=
2、活载计算：荷载布置如前所述
活载中双孔荷载产生支点处最大反力值，即产生最大墩柱垂直力;活载中单孔荷载产生最大偏心弯矩，即产生最大墩柱低弯矩。
双柱反力横向分布系数计算:
汽—20：，
挂—100：，
人群荷载： EMBED
荷载组合
（1）最大最小垂直反力计算，见下表
荷载组合垂直反力计算表（双孔）
编号
荷载情况
最大垂直反力
最小垂直反力
B
B
1
汽--20
2
挂--100
3
人群荷载
最大弯矩时计算（单孔）
荷载组合最大弯矩计算
编号
荷载情况
柱顶反力
水平力
对柱顶中心弯矩
1
汽--20单孔
2
挂--100
—
—
3
人群单孔
—
—
表中水平力由两墩柱均分
界面配筋计算及验算
1、作用于墩柱顶的外力
（1）垂直力：Nmax=+=；
（2）弯矩：Mmax=++=;
（3）水平力：H=.
2、作用于墩柱底的外力
Nmax=+=;
Nmin=++=;
Mmax=+×21=
3、截面配筋计算
墩柱选用20号混凝土，查得[]=7000 kN/㎡，钢筋选用。由于l/d=21/2=>7,偏心矩的增大系数：=。
（1）双孔荷载，最大垂直反力时，墩柱按轴心受压构件验算：
= Nmax /（Ah+mAg）
式中：Ah =×=㎡
m——钢筋屈服强度与混凝土轴心抗压极限强度的比值，按I钢筋与20号混凝土可查的：m=17。
故 =
(2)单孔荷载，最大弯矩时，墩柱按小偏心受压构件计算
e0=M/N=÷=<
e0’=÷=
20号混凝土，按圆型钢筋混凝土截面杆件强度计算公式，查表可得： T=
S=
压应力：
=÷×（++）=<[]
拉应力：
=×（－）=－<650kPa
K=÷(－)=
钢筋应力：
=－10××（－）÷
=－<135000kPa
混凝土拉应力小于容许应力，表明墩柱不会出现裂缝，按小偏心构件计算可行。同时墩柱配筋满足规范要求，箍筋和驾立筋可按要求配置。
钻孔灌注桩的设计计算
钻孔灌注桩的直径为，用20号混凝土，20I及钢筋。由于该地区经由有关部门勘测显示，：工程地质条件良好，无不良工程地质现象或地段。地下水深—米，沙砾颗粒较大，地下水较丰富，6米以下为花岗岩层，可做为承载地基，宜设计钻孔灌注桩基础。
荷载计算
首先计算每根桩承受的垂直荷载Nmax(包括活载)
N=+1/2(×2××25)= kN
灌注桩每延米自重
q=××15=
水平荷载：T=（不考虑风力、地震力）
弯矩M=（1065+）×+×23= kN*m
桩长计算
按已有的地质资料，地面以下大约1到6米为圆砾层，再以下均为混合花岗岩层，由于上层很薄且与花岗岩比较差不很大，所以均按花岗岩计算，并且预留两米作为补充。我取桩长为18米，考虑冲刷及补充，最后取20米。
检验装的承载力：
[N]=1/2（××17×120）+×××（700+）
=>
所以，选取的装厂可以满足垂直承载力的要求。
桩的内力计算
该桩可按弹性桩计算，先算桩身的弯矩
装的变形系数：a=-1,
桩的计算宽度：b=×(+)=
已知作用于地面处桩顶上的外力，见上页。桩身在地面以下深度Z处截面上的弯矩MZ与水平力的计算，见下面两表：
桩身弯矩Mg计算（单位：kN*m）
Z
Z*a
a*h
Am
Bm
Ho*Am/a
MoBm
Mg
水平压应力计算(单位:kN/m2)
Z
Z*a
AX
Bx
aHoZAx/b
a2MoZB/b
0
0
0
0
0
2
3
4
桩身截面配筋与强度验算
验算最大弯矩值（Z=）处的截面强度，该处内力值为：
M=*m
N=+×=
该桩的配筋情况为2020，Ag=（㎝2），=%。
由上计算可知：主梁的满足要求。
第二部分 英文翻译
Reliability analysis :
a structures management tool for concrete bridges
Reinforced concrete structures are susceptible to a variety of deterioration mechanisms, including alkali-thaw action and chloride ingress. Substantial research has been undertaken in relation to these mechanisms and other problems. This has particularly been the case over the last 20 years or so, where the objective has been to identify causes, consequences and develop remediation strategies. This has improved understanding of long-term behaviour of reinforced concrete and resulted in the development of techniques to increase deterioration resistance.
At present, the most common approach is to act after a problem has been identified, known as re-active maintenance. This may not be the most economic solution since, in many cases, maintenance is more costly than preventative treatments. However, owners are often reluctant to pay for preventative treatments before deterioration is apparent. Early application of treatments may not be the optimal solution in the long run. Integrated deterioration and performance prediction modeling is essential to pro-actively plan and prioritise inspection, testing and maintenance. This becomes increasingly important as infrastructure ages and justification for maintenance funding becomes increasingly critical.
Performance assessment can be achieved through surveys, testing and formal calculations, ideally based on site data that represent, as accurately as possible, the state of the structure. By integrating predictive deterioration models with assessment tools and performance criteria (at element, structure or group level) it becomes possible to base the maintenance regime on time-dependent performance profiles. This is particularly relevant in the context of whole-wife costing procedures.
Substantial research has been undertaken in relation to these mechanisms and other problems. This has particularly been the case over the last 20 years or so, where the objective has been to identify causes, consequences and develop remediation strategies. This has improved understanding of long-term behaviour of reinforced concrete and resulted in the development of techniques to increase deterioration resistance.
At present, the most common approach is to act after a problem has been identified, known as re-active maintenance. This may not be the most economic solution since, in many cases, maintenance is more costly than preventative treatments. However, owners are often reluctant to pay for preventative treatments before deterioration is apparent. Early application of treatments may not be the optimal solution in the long run. Integrated deterioration and performance prediction modeling is essential to pro-actively plan and prioritise inspection, testing and maintenance. This becomes increasingly important as infrastructure ages and justification for maintenance funding becomes increasingly critical.
Reliability analysis has emerged as an important tool in this multi-objective management process, which must take into account safety, functionality and sustainability criteria. In simple terms, the reliability of a structure or a system is the probability of achieving a particular performance level. Probability or likelihood is the appropriate measure, since all engineering systems are susceptible to uncertainties, arising from random phenomena and incomplete knowledge. Reliability analysis in structural engineering enables quantification of uncertainties associated with loading, materials, deterioration, modeling and other factors. These are integrated into a method that estimates the probability of reaching the specified performance level during the service life of a structure. The method is increasingly being used in bridge engineering, both for calibration of safety levels in codes and standards and improving and refining assessment methodologies. The purpose of this article is to outline its application in managing bridges susceptible to deterioration.
Although data for many deterioration variables can be derived from laboratory studies, there is an absence of similar data real structures. An important feature of the model is the facility to modify initial predictions, based on published (known as ‘prior’) data, using information and data obtained directly from the actual structures. Reliability analysis is appropriate for this pursose as if it can readily incorporate additional data, updating the probability of reaching a performance target. The concept is analogous to updating the probability of arriving on time whilst on a train, having just obtain some extra information regarding the operating conditions ahead.
Typical results produced by the probabilistic deterioration model for a crossbeam chloride exposure zone, similar to the delaminated area shown in Figure 3,are shown in Figure a threshold of 40% initiation is specified for the first inspection, the model suggests that it should be undertaken after eight years .Assuming that inspection indicates significantly less corrosion initiation ( about 10%) and attributed, through site investigations, to concrete cover being higher than expected, a revised prediction of the performance profile may be generated .The bridge management actions may then be altered accordingly.
Figure 5 illustrates how a limit state profile for this zone changes with assumed conditions. The deterioration model has been integrated with bond limit state equations .Thus, assuming that the component has a target nominal probability of failure of 1×10-5 per year, profile 1 suggests a lifetime of only 17 to 18 years, whereas Profile 2 suggests 30 to 31 years. Both are short lifetimes when compared with the normal life expectancy of bridges. However, initial conditions relating to these results assume that the deck joint has failed from the outset . Alternatively ,the expressions for modelling bond strength may be over-conservative ,as they were developed for intact structures.
Substantial research has been undertaken in relation to these mechanisms and other problems. This has particularly been the case over the last 20 years or so, where the objective has been to identify causes, consequences and develop remediation strategies. This has improved understanding of long-term behaviour of reinforced concrete and resulted in the development of techniques to increase deterioration resistance.
At present, the most common approach is to act after a problem has been identified, known as re-active maintenance. This may not be the most economic solution since, in many cases, maintenance is more costly than preventative treatments. However, owners are often reluctant to pay for preventative treatments before deterioration is apparent. Early application of treatments may not be the optimal solution in the long run. Integrated deterioration and performance prediction modeling is essential to pro-actively plan and prioritise inspection, testing and maintenance. This becomes increasingly important as infrastructure ages and justification for maintenance funding becomes increasingly critical.
Bridge performance criteria
Current UK assessment codes are concerned with ultimate limit states (ULS) and do not explicitly require checking of serviceability limit states (ULS). It is assumed that an existing structure has experienced SLS loads during its life. However, the widely accepted SLS criteria of deflection and cracking do not fully take into account the problems posed by deterioration. Deterioration-based criteria such as rust staining, delamination and spalling need to be considered because they clearly influence bridge performance, both functional and financial. These often prove the dominant factor with regard to bridge management strategy.
By explicitly considering and specifying performance levels, the engineer is aware of the important deterioration indicators in order to establish the inspection and maintenance regime for the particular structure/member. These performance levels may change over time, due to changes in function, loading, structure importance etc. for example, the relationship between actual and required performance is conceptualized by the diagram shown in Figure 1. Thus, reliability analysis may be used to formulate the probability that performance will exceed that required, thereby estimating the reliability of the structure. The performance measure can be related to safety, functionality or any other appropriate criterion.
Modeling chloride-induced deterioration
This particular project concentrated on one specific area of reinforced concrete deterioration, specifically arising from chloride ingress. Chlorides are present in de-icing salts used in the UK during winter. Chloride ions migrate though the concrete, . by absorption and diffusion. Under suitable conditions, they initiate reinforcement bar corrosion. The corrosion mechanism produces rust. The increased volume of the metal, due to the rust, leads to cracking, delamination and spalling of the concrete cover. This results in more rapid and extensive reinforcement corrosion.
Reinforced concrete bridge elements located below expansion joints are particularly susceptible to chloride attack if the joint fails. Highway viaducts in the UK typically consist of a reinforced concrete crossbeam directly located below the expansion joint,(see Figure 2).Many crossbeams have suffered severe reinforcement corrosion, delamination and spalling. A typical example is shown in Figure 3, where the reinforcement cover over the crossbeam has delaminated.
A probabilistic deterioration model for reinforced concrete bridge components was developed, taking into account the characteristics of these structures and their environment. It assumes that both diffusion and absorption play a part in chlotide migration through the concrete, the variability in the quantity of de-icing salts reaching the crossbeam surface and how these quantities vary annually. Typical chloride exposure zones considered for the crossbeams include the:
● Horizontal surface below a failed
expansion joint where water ponding can occur
● vertical surface below a failed expansion joint
surfaces below an intact expansion joint, but exposed to traffic spray etc.
Although data for many deterioration variables can be derived from laboratory studies, there is an absence of similar data real structures. An important feature of the model is the facility to modify initial predictions, based on published (known as ‘prior’) data, using information and data obtained directly from the actual structures. Reliability analysis is appropriate for this pursose as if it can readily incorporate additional data, updating the probability of reaching a performance target. The concept is analogous to updating the probability of arriving on time whilst on a train, having just obtain some extra information regarding the operating conditions ahead.
Typical results produced by the probabilistic deterioration model for a crossbeam chloride exposure zone, similar to the delaminated area shown in Figure 3,are shown in Figure a threshold of 40% initiation is specified for the first inspection, the model suggests that it should be undertaken after eight years .Assuming that inspection indicates significantly less corrosion initiation ( about 10%) and attributed, through site investigations, to concrete cover being higher than expected, a revised prediction of the performance profile may be generated .The bridge management actions may then be altered accordingly.
Laboratory and site data are essential for improved deterioration modeling and reliability .Much data collection and test interpretations made in the deterioration models. Given the costs associated with maintaining safe, reliable infrastructure systems, this is an area where a concreted effort by industry and organizations could yield substantial benefits.
Figure 5 illustrates how a limit state profile for this zone changes with assumed conditions. The deterioration model has been integrated with bond limit state equations .Thus, assuming that the component has a target nominal probability of failure of 1×10-5 per year, profile 1 suggests a lifetime of only 17 to 18 years, whereas Profile 2 suggests 30 to 31 years. Both are short lifetimes when compared with the normal life expectancy of bridges. However, initial conditions relating to these results assume that the deck joint has failed from the outset . Alternatively ,the expressions for modelling bond strength may be over-conservative ,as they were developed for intact structures.
Concluding remarks
Reliability analysis provides a rational and consistent framework for treating uncertainties .It can be a useful management tool with which similar structures can be compared through performance profiles which change over time. The results must be interpreted with care, and stand up to common sense and engineering judgement . Sensitivity analysis is strongly recommended, and can be readily performed.
Laboratory and site data are essential for improved deterioration modeling and reliability .Much data collection and test interpretations made in the deterioration models. Given the costs associated with maintaining safe, reliable infrastructure systems, this is an area where a concreted effort by industry and organizations could yield substantial benefits.
Acknowledgements
This work was performed with the support of the Highways Agency. The views expressed are those of the authors and are not necessarily shared by the Highways Agency.
可靠性分析
——混凝土桥的结构处理工具
钢筋混凝土桥结构对多种恶化机制敏感，包括碱趋于和缓行动和氯化物进入。 实际的研究已经被与这些机制和其他问题联系起来承担。 这一直特别在那些案件在过去的大约20年，那些目标是鉴定引起，结果并且发展补救策略。 这已经改进加强的混凝土的理解长期性能并且导致技术的发展增加恶化抵抗。
目前，在一个问题已经被鉴定之后，最共同的方法是行动，被称为重新活跃的维修。 这不可能以前最经济解决办法，在许多场合，维修比比预防处理方法昂贵。 不过，在恶化是明显的之前，拥有人经常不愿意为预防处理方法支付。 处理方法的尽快应用归根结底可能不是这个最佳的解决办法。 综合恶化和性能预测模型化对很重要支持积极计划和检查，试验与维修。 这作为年龄和理由给提供资金的维护变得越来越批判性的基础设施变得越来越重要。
性能评价可以被通过调查，测试和正式的计算取得， 最好基于尽可能准确代表结构的状况的场所数据。 以把提前检测的 恶化模型和评价结合起来工具和性能准则(在元素， 结构或者组水平) 基于维护关于与时间有关的性能剖面图的政体变得可能。 这鉴于花费程序的全部妻子特别相关。
可靠性分析已经作为在这个多客观的管理过程里的一件重要的工具出现，这必须考虑到安全，功能性和持续标准。 用简单术语，一个结构或者一个系统的可靠性是取得特别的性能水平的可能性。 可能性或者可能是这个适当的措施，因为全部工程系统对不确定敏感，起因于随便现象和不完全的知识。 在结构工程方面的可靠性分析使与装，材料，恶化，模型化和其他因素相关的不确定的确定数量成为可能。 这些统一到估计在一个结构的使用年限期间达到保证性能水平的可能性的一种方法中。 两个对安全水平的校准来说在规则和标准和改进和精炼评价方法学里，这种方法正越来越被在桥工程使用。 这篇文章的目的是在管理易受到恶化的桥过程中略述它的申请。
桥梁性能指标
当今英国评价代码关心最后限制说明(ULS)并且不明确要求使用能力所限制的检查说明(ULS)。 可以认为一种现有的结构已经经历SLS在它的生命期间装。 不过，被广泛地相信的挠度的SLS 标准和断裂不完全考虑到那些问题通过恶化矫柔造作。 基于恶化的象弄脏的锈那样的标准，失效并且弄碎需要被认为，因为他们清楚影响桥性能，起作用和金融。 这些经常关于连接管理策略证明有势力的因素。
通过明确地考虑到和指定性能水平， 为了建立检查与维修政体适合特别的结构/ 成员工程师知道重要恶化指标。 这些性能水平超时可以改变， 由于在功能，装，例如的结构重要等等方面的变化， 在实际之间的关系和要求性能被用图1 显示的图解概念化。 因此，可靠性分析可能用来阐述性能将超过要求的可能性，因此估计结构的可靠性。 性能测量可能与安全，功能性或者任何其他合适的标准有关
解决由氯化物引起的腐蚀
这项特别的工程专心于加强的混凝土恶化的一个具体的领域，特别是起因于氯化物进入。 氯化物存在于在冬天在英国使用的除冰的盐。 氯离子迁移虽然使凝固，例如以吸收和扩散。 在合适条件下，他们起动加固酒吧腐蚀。 腐蚀机制产生锈。 金属的被增加的体积，由于锈，导致断裂，失效并且具体的盖子的弄碎。 在更迅速和广泛的加固腐蚀里的这结果。
在一个问题已经被鉴定之后，最共同的方法是行动，被称为重新活跃的维修。 这不可能以前最经济解决办法，在许多场合，维修比比预防处理方法昂贵。 不过，在恶化是明显的之前，拥有人经常不愿意为预防处理方法支付。 处理方法的尽快应用归根结底可能不是这个最佳的解决办法。 综合恶化和性能预测模型化对很重要支持积极计划和检查，试验与维修。 这作为年龄和理由给提供资金的维护变得越来越批判性的基础设施变得越来越重要。
性能评价可以被通过调查，测试和正式的计算取得， 最好基于尽可能准确代表结构的状况的场所数据。 以把提前检测的 恶化模型和评价结合起来工具和性能准则(在元素， 结构或者组水平) 基于维护关于与时间有关的性能剖面图的政体变得可能。 这鉴于花费程序的全部妻子特别相关。
如果共同不及格，加强在伸缩接头下面位于的混凝土桥元素特别对氯化物攻击敏感。 在英国的公路高架桥通常由交叉梁直接在伸缩接头下面位于的加强的混凝土组成，(参阅图2)。 很多交叉梁已经遭受严厉的加固腐蚀，失效和弄碎。 一典型例子在3 图让看，加固覆盖在哪里交叉梁有失效。
一概率恶化模特适合加强零部件被发展的混凝土桥，考虑到这些结构和他们的环境的特性。 它以为扩散和吸收都通过混凝土扮演氯化作用迁移的角色， 在到达交叉梁 表面的除冰的盐的数量方面的变化性和每年这些数量怎样变化。 考虑交叉梁的典型氯化物暴露区域包括：
位于破坏的扩大的节点下面的水平表面，
这种节点是浸于水中的
位于扩大的紧密的节点下面的垂直表面，它通常是暴露在道路中氯化物容易飞溅到的地方等.
数据适合很多恶化变量能由实验室而来虽然研究，有相似的数据真正的结构不在。 一个模型的重要的特征是修改最初预言的设备， 基于出版(认为为' 早先') 的数据，使用信息和数据从实际结构直接获得。 可靠性分析适合于这个目的好象它能容易包含附加数据，不断改进达到一个性能目标的可能性。 概念与相似不断改进到达准时的可能性当在一火车上时，有刚刚获得一些额外信息关于操作条件在前面。
为一个交叉梁 氯化物暴露区域概率的恶化模型生产的典型的结果， 类似于用图3 显示的领域，图4.认为一个40%的开始的门槛被为第一个检查指定， 模型建议它在8 年之后被承担。 假定检查表明相当较少的腐蚀开始(仅仅这些大约占10%)并且把归于， 由于通过场所调查，对具体的盖子比期望高，性能外形的修正的预言可能被产生。 桥管理行动可能然后被照着改变。
说明一个限制怎样说明这个区域的剖面图随以为的条件而变。 恶化模式和契约结合起来限制状态方程。 因此， 组成部分有一个目标每年1 * 10-5的名义上的失效概率， 外形1 建议仅仅17到18 年的寿命，而第2 剖面图建议30到31 年。 当与桥的正常的预期寿命相比较时，两个都是短的寿命。 不过，与这些结果有关系的起始条件以为甲板关节从开始已经失败。 当他们被为完整的建筑物发展时，或者，塑造契约强度的表达方式可能是过于保守的。
可靠性分析提供对待不确定的一种合理和一致的框架。 这可能是相似的结构可以被通过超时改变的性能外形比较用的一件有用的管理工具。 结果必须被小心解释，并且经得起常识和工程判别法。 敏感性分析被强烈推荐，并且可能被容易执行。很多数据收集和测试在恶化模型过程中做的解释。 假使有与保持安全，可靠基础结构系统相关的费用，这一凝固的努力以勤奋和组织能产生结实的好处在哪里的一地区。
说明一个限制怎样说明这个区域的剖面图随以为的条件而变。 恶化模式和契约结合起来限制状态方程。 因此， 组成部分有一个目标每年1 * 10-5的名义上的失效概率， 外形1 建议仅仅17到18 年的寿命，而第2 剖面图建议30到31 年。 当与桥的正常的预期寿命相比较时，两个都是短的寿命。 不过，与这些结果有关系的起始条件以为甲板关节从开始已经失败。 当他们被为完整的建筑物发展时，或者，塑造契约强度的表达方式可能是过于保守的。
可靠性分析提供对待不确定的一种合理和一致的框架。 这可能是相似的结构可以被通过超时改变的性能外形比较用的一件有用的管理工具。 结果必须被小心解释，并且经得起常识和工程判别法。 敏感性分析被强烈推荐，并且可能被容易执行。很多数据收集和测试在恶化模型过程中做的解释。 假使有与保持安全，可靠基础结构系统相关的费用，这一凝固的努力以勤奋和组织能产生结实的好处在哪里的一地区。这项特别的工程专心于加强的混凝土恶化的一个具体的领域，特别是起因于氯化物进入。 氯化物存在于在冬天在英国使用的除冰的盐。 氯离子迁移虽然使凝固，例如以吸收和扩散。 在合适条件下，他们起动加固酒吧腐蚀。 腐蚀机制产生锈。 金属的被增加的体积，由于锈，导致断裂，失效并且具体的盖子的弄碎。 在更迅速和广泛的加固腐蚀里的这结果。
说明一个限制怎样说明这个区域的剖面图随以为的条件而变。 恶化模式和契约结合起来限制状态方程。 因此， 组成部分有一个目标每年1 * 10-5的名义上的失效概率， 外形1 建议仅仅17到18 年的寿命，而第2 剖面图建议30到31 年。 当与桥的正常的预期寿命相比较时，两个都是短的寿命。 不过，与这些结果有关系的起始条件以为甲板关节从开始已经失败。 当他们被为完整的建筑物发展时，或者，塑造契约强度的表达方式可能是过于保守的。
如果共同不及格，加强在伸缩接头下面位于的混凝土桥元素特别对氯化物攻击敏感。 在英国的公路高架桥通常由交叉梁直接在伸缩接头下面位于的加强的混凝土组成，(参阅图2)。 很多交叉梁已经遭受严厉的加固腐蚀，失效和弄碎。 一典型例子在3 图让看，加固覆盖在哪里交叉梁有失效。
总而言之：
这项工作受到公路办事处的的大力支持而得以顺利进行， 所表示的观点意见仅代表作者的想法，并不一定被公路办事处接受或分享。
主要参考文献
[1]姚玲森主编：《桥梁工程》，人民交通出版社，1998
[2]中华人民共和国交通部部标准：《公路路线设计规范》，1994
[3]金成 主编：《预应力混凝土梁拱组合桥梁》人民交通出版社，2001
[4]中华人民共和国交通部部标准：《公路桥涵设计通用规范》1989
[5]叶见曙主编：《结构设计原理》，人民交通出版社，2000
[6]毛瑞祥、程翔云主编：《基本资料》，人民交通出版社1997
[7]徐光辉、胡明义主编：《梁桥》（上、下册），人民交通出版社，1996
[8]汪祖铭，晚崇礼主编：《墩台与基础》，人民交通出版社，1997
[9]《公路桥涵设计手册》编写组：《墩台与基础》，人民交通出版社，1978
[10]中华人民共和国交通部部标准：《公路桥涵施工技术规范》1989
[11]中华人民共和国交通部部标准：《公路沥青路面设计规范》1997
[12]易建国主编：《桥梁计算示例集》，人民交通出版社，1991
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