大桥水文计算书.docx

主要设计成果汇总表

项 目
河 槽
河 滩
设计流量Q1%（m3/s）
2902
设计水位（m）
175.25
设计流速V（m/s）
2.32
平均流速V平（m/s）
1.68
桥孔长度（m）
330
桥前壅水（m）
0.27
一般冲刷深度（m）
1.96
0.48
局部冲刷深度（m）
2.11
梁底最低标高（m）
176.32

一、流域概况
呼玛河发源于大兴安岭山脉南麓的，是黑龙江右岸一大支流，该河由西向东流经沈家营子，于平安村、团山子分别汇入溪浪河、牤牛河后折向北流入 松花江。河流长度265Km,流域面积12603 Km2，流域内植被良好，中、上游山丘地带生长茂密森林和次生林，平原区为耕地，流域内支流毛沟纵横，较大支流右岸有牤牛河，左岸有溪浪河，向阳山以上为上游段，支流汇入较多，地处中山、低山、丘陵区棕山峻岭，地势较高，海拔400～600m，地面比降1.5～5.0‰，谷窄流急，向阳山至牤牛河口为中游，属丘陵及河谷平原区，高程在200～400m，地面比降为0.15～1.0‰,河谷变宽，一般在2Km 以上，最宽达5Km ,水流变缓，河道弯曲，汛期洪水泛滥成灾。牤牛河口以下为下游段，属平原区，地势较低，高程150～170m地表平坦开阔，地面比降0.2～0.5‰，河谷较宽，一般3～15Km,水流缓慢，河道蜿蜒曲折且多串沟，河水常出槽泛滥成灾，属山前区宽滩性河段。本项目路线经过之处位于河流中游，河道较顺直稳定，复式断面，砂质河床，两岸平坦宽阔，河床比降较小，流速较缓，汛期洪水泛滥宽度达2～5Km。桥位上游汇水面积F=5642Km2
二、水文气象
流域内径流主要受降雨支配，夏季雨量充沛，年最大降水量为880mm，夏秋两季降水量占全年降水的70%以上,洪汛多发生在7、8、9月份，冬季枯水多雪，春季降水较少，约占全年的15%，因此春汛较小，故洪水设计流量，采用暴雨洪水流量。洪水时河水出槽，没溢两岸，泛滥宽度达3～5Km。
项目区域内处于大陆性寒温带季风气候区，其特点春季干旱多风，夏季温热多雨，秋季降温急剧，冬季严寒，一年四季分明，而春秋两季较短，寒冷期长，年平均气温2～40C，平均湿度55～65%，年日照时数约2500小时。最高气温发生在7月份，为36.20C, 最低气温发生在1月份，为-35.40C。最大冻深1.92m,最大冰厚1.13m,封冻日期11月中旬，封冻天数130～150天，翌年4月开河
年平均降雨量600～800mm，全年分布不均，多集中在夏秋汛期，占全年的65％～70％，24小时最大降雨量为125mm，3日最大降雨225mm，最大降雪厚度100cm。桥位处主导风向为东南，平均风速3～4m/s,最大风速25.8m/s,大风日数15～25天，多发生在春季。
三、工程地质和地震
桥位附近地质构造为内陆河流新生代第四纪冲、洪积层，根据桥址地质钻探资料及现场调查，河床表层为中粗砂，其下40m内为中等密实的粗砂、砾砂及角砾层。
本项目所在地区地震烈度，根据建设部建抗字[1993]13号文及《中国地震烈度区划图》（1990），地震基本烈度为Ⅵ度，依据交通部颁发的《公路工程抗震设计规范》的规定，桥梁结构可以不考虑地震力的影响，只需要简单设防。
四、水文资料搜集和调查
桥位上游岔林河流域内水文站点有三个，干流上有沈家营子、五常水文观测站，支流溪浪河上有舒兰水文观测站（吉林省）。资料多为五十年代初至近期40～50年的实测水位、流量等资料。其中位于桥位附近的五常站和上游的沈家营子站为本桥渡设计提供了有利资料。
五常站始建于1952年10月，位于五常镇西南本桥位上游4.5Km处，地理位置为东经127°06′10″，北纬44°52′12″，水文断面上游积水面积F=5642Km2,高程采用水文站假定高程系统。五常站有自1953年以来的50余年的连续水位及流量观测资料，又有1932年、1951年的历史特大洪水调查资料，该水文站资料，可以作为本桥流量分析的基本依据。
沈家营子站始建于1955年9月，位于本桥位上游95Km处沈家营子屯西，地理位置为东经127°40′00″，北纬44°28′18″，水文断面上游积水面积F=1151Km2,高程采用水文站假定高程系统。该站有自1956年以来的近50年的连续水位及流量观测资料。
历史主要洪水发生年份有1932年(Q32=2870m3/s)、1989年(Q32=2440m3/s)、1951年(Q51=2310m3/s)、1960年 (Q32=2220m3/s)、1956年(Q32=2120m3/s)。
五、桥位附近河段及原有构造物情况
1、桥位附近河段情况
团山子大桥位于拉林河中游，属山前宽滩性河流。桥位上下游洪水滥泛宽度受东西岸防洪大堤控制，宽度在2～3Km不等，河道较弯曲，多岔河，为次稳定性河段。主河槽宽150～220m,岔河槽宽50～70m,主、岔槽河床多为中粗砂或砾砂，滩地杂草丛生并有少量耕地，地势平坦，河床比降为0.05%左右。
2原有旧桥
现有团山子大桥位于五常镇西铁通公路389.615公里处，建于1936年日伪时期。该桥为一河两桥，高桥低路，且两桥之间有一段长100m的过水路面，主桥（主河道桥）上部结构为15孔14m钢筋混凝土板与工字钢梁组合的叠合梁，下部结构为重力式混凝土实体墩，混凝土U台，木桩加固基础。该桥设计菏载相当于汽－8级，桥面净宽6.0＋0.25m护轮带，桥梁全长217m。该桥年代久远，年久失修，由于河床下切，基础裸露，墩台均有不同程度位移，桥体混凝土老化、部分脱落，支座失效，已列为危桥，断绝交通。
背河桥（滩地岔河）原为木桥，于1976年改建为7孔17m双曲拱桥，下部结构为双柱式钢筋混凝土墩、U形台，钻孔桩基础, 该桥设计菏载为汽－15，挂—80级，桥面净宽7.0＋0.25m护轮带。桥梁全长129m。经近30年的使用，拱肋、拱波有不同程度的裂缝，横拉杆及桥面系破损严重，铁岸桥台冲刷严重，桥台锥坡铺砌脱落。
桥头引道及河滩路地为三级公路标准，路基宽8.5m,路面宽7.0m,路面为砂石，由于常受水害，破坏严重，且时有翻浆。
3、现有堤防
桥位附近上下游河两岸建有防洪堤，堤顶宽6～8m不等，能行走汽车。该堤目前的防洪标准为30年一遇，远景规划为50年一遇。
4、水库
桥位以上汇水区内仅有永久性水库一处，即磨盘山水库。该水库坝址位于沈家营子水文站上游2km处，水库设计标准为：总库容5.3×108m3,设计洪水频率Pp=1%,校核洪水频率Pp=1‰，2004年开工建设，现正在建设中。水库建成后将对下游各段面洪峰流量有所削减。
六、流冰及通航情况调查
根据调查本河春汛不大，最大流冰水位较平槽水位略高些，河内最大冰块4×5m，流冰厚0.75m,流速1.1m/s。本河无通航要求。
七、桥位方案的选择
根据铁通公路总体走向布局，结合五常市城建规划和铁通公路近、远期通过五常镇的过境方案，且考虑本段公路与黑、吉两省的接线位置。在本次勘测中调查了团山子屯（原桥位）附近拉林河段上所有可能的桥位方案，在充分征求当地政府及城建、水利、农业等部门意见的基础上，从环境、技术、经济等方面进行论证筛选，最后提出两个桥位备选方案。既方案一，（该桥位对应于路线方案一、三、四），位于原团山子大桥桥位下游30m处的河段上，为一河两桥方案，经水文计算，桥梁总长492.68m；桥位方案二（该方案对应路线方案二），位于原桥位上游1.70Km的河段上，为一河一桥方案，经计算桥梁总长448.60m。两个桥位的具体位置见“桥位方案平面图”。两个桥位方案比较如下：
1、方案一
本桥位方案与路线一、三、四方案结合较好，路线顺捷，利用旧路，占用耕地少。桥位处河床行洪断面宽约2.1 Km, 主河槽宽度280m（主河河槽宽210m，加岔河槽宽70m）。主河槽桥和岔河桥布设均匀，泻洪顺畅，桥前壅水对防洪造成的影响小，桥位上游1.2Km、下游0.5Km河道较顺直、稳定，河道和洪水流向与桥梁轴线正交，利于泻洪。缺点是与路线方案二结合较差，为一河两桥，较一河一桥方案二桥梁总长相对长。
2、方案二
本桥位方案仅与路线方案二结合较好，桥位处于河段弯曲，岔流较多的结点上，水文情况复杂，洪水流向与路线（桥梁轴线）斜交80o,且河道曲率有加大、岸线右移趋势，现右侧河槽严重塌岸，属次稳定河段。桥位处河床行洪断面宽约1.6Km, 主河槽宽度210m，河道偏向左岸防洪堤，桥前壅水将对防洪影响较大。本方案优点是一河一桥，桥梁总长较方案一相对短。
由于资金限制和计划安排，团山子大桥与五常市绕行方案可能不同步实施。因此，若选择桥位方案二，需修建3Km长的引道与旧路相连，来保证正常通行。等到将来铁通公路五常市绕行方案实施时，目前所修建的3Km引道必将废弃，造成一定的经济损失。
综上，两个桥位方案从河势、行洪、桥渡工程布设及工程量和造价等方面综合比较，各自具有优缺点，但从路线总体布局的角度出发，桥位方案应服从于路线走向方案，因此本次可研将桥位方案一作为桥位推荐方案。
八、设计流量推算
由于桥位上游4.5Km处五常水文站，且桥、站间无支流汇入，因此本桥位处流量利用五常站资料进行推算并以经验公式校核。此外由于上游干流97Km处有磨盘山水库，在推算桥下设计流量时充分考虑该水库的调洪削峰作用。
（一）、桥址处百年一遇洪水流量推算
1、频率分析法
采用五常站水文观测资料，观测年份为1953~2003年的连续实测洪水流量进行连续系列频率分析，同时采用1932年和1951年两次历史特大洪水流量（Q32=2870m3/s, Q51=2310m3/s），作为不连续系列进行频率分析比较。
五常水文站连续系列流量
序号
年份
流量
序号
年份
流量
1
1953
251
27
1979
94
2
1954
1170
28
1980
913
3
1955
1290
29
1981
709
4
1956
2120
30
1982
937
5
1957
938
31
1983
379
6
1958
229
32
1984
312
7
1959
149
33
1985
935
8
1960
2220
34
1986
757
9
1961
272
35
1987
622
10
1962
130
36
1988
532
11
1963
447
37
1989
2440
12
1964
1290
38
1990
324
13
1965
710
39
1991
1510
14
1966
386
40
1992
410
15
1967
375
41
1993
427
16
1968
440
42
1994
1430
17
1969
658
43
1995
129
18
1970
960
44
1996
493
19
1971
387
45
1997
640
20
1972
313
46
1998
350
21
1973
420
47
1999
127
22
1974
278
48
2000
508
23
1975
618
49
2001
1330
24
1976
500
50
2002
1780
25
1977
290
51
2003
275
26
1978
69
52

1）采用连续流量系列进行频率分析
现以数理统计方法计算如下：
流量连续系列频率分析
序号
年份
Q
K
K2
P
1
1989
2440
3.53
12.44
1.92
2
1960
2220
3.21
10.30
3.85
3
1956
2120
3.06
9.39
5.77
4
2002
1780
2.57
6.62
7.69
5
1991
1510
2.18
4.77
9.62
6
1994
1430
2.07
4.27
11.54
7
2001
1330
1.92
3.70
13.46
8
1964
1290
1.86
3.48
15.38
9
1955
1290
1.86
3.48
17.31
10
1954
1170
1.69
2.86
19.23
11
1970
960
1.39
1.93
21.15
12
1957
938
1.36
1.84
23.08
13
1982
937
1.35
1.84
25.00
14
1985
935
1.35
1.83
26.92
15
1980
913
1.32
1.74
28.85
16
1986
757
1.09
1.20
30.77
17
1965
710
1.03
1.05
32.69
18
1981
709
1.03
1.05
34.62
19
1969
658
0.95
0.90
36.54
20
1997
640
0.93
0.86
38.46
21
1987
622
0.90
0.81
40.38
22
1975
618
0.89
0.80
42.31
23
1988
532
0.77
0.59
44.23
24
2000
508
0.73
0.54
46.15
25
1976
500
0.72
0.52
48.08
26
1996
493
0.71
0.51
50.00
27
1963
447
0.65
0.42
51.92
28
1968
440
0.64
0.40
53.85
29
1993
427
0.62
0.38
55.77
30
1973
424
0.61
0.38
57.69
31
1992
410
0.59
0.35
59.62
32
1971
387
0.56
0.31
61.54
33
1966
386
0.56
0.31
63.46
34
1983
379
0.55
0.30
65.38
35
1967
375
0.54
0.29
67.31
36
1998
350
0.51
0.26
69.23
37
1990
324
0.47
0.22
71.15
38
1972
313
0.45
0.20
73.08
39
1984
312
0.45
0.20
75.00
40
1977
290
0.42
0.18
76.92
41
1974
278
0.40
0.16
78.85
42
2003
275
0.40
0.16
80.77
43
1961
272
0.39
0.15
82.69
44
1953
251
0.36
0.13
84.62
45
1958
229
0.33
0.11
86.54
46
1959
149
0.22
0.05
88.46
47
1962
130
0.19
0.04
90.38
48
1995
129
0.19
0.03
92.31
49
1999
127
0.18
0.03
94.23
50
1979
94
0.14
0.02
96.15
51
1978
69
0.10
0.01
98.08
以1953~2003年51年的连续观测资料计算：
Qcp=692 m3/s Cv=0.82
当Cs=2.5Cv时其理论频率曲线与经验频率点群曲线相比，理论曲线上端偏离经验点群较多。调整Cv值：当Cv=0.95 、Cs=3.4Cv时理论频率曲线与经验点群重心线较为吻合（见附图1），故：
Qcp=692m3/s Cv=0.95 Cs=3.4Cv
2）采用不连续流量系列进行频率分析
以数理统计方法计算如下：
流量不连续系列频率分析
序号
年份
Q
K
K2
P
1
1932
2870
3.76
14.14
1.85
2
1989
2440
3.20
10.22
3.70
3
1951
2310
3.03
9.16
5.56
4
1960
2220
2.91
8.46
7.41
5
1956
2120
2.78
7.71
9.26
6
2002
1780
2.33
5.44
11.11
7
1991
1510
1.98
3.91
12.96
8
1994
1430
1.87
3.51
14.81
9
2001
1330
1.74
3.04
16.67
10
1964
1290
1.69
2.86
18.52
11
1955
1290
1.69
2.86
20.37
12
1954
1170
1.53
2.35
22.22
13
1970
960
1.26
1.58
24.07
14
1957
938
1.23
1.51
25.93
15
1982
937
1.23
1.51
27.78
16
1985
935
1.22
1.50
29.63
17
1980
913
1.20
1.43
31.48
18
1986
757
0.99
0.98
33.33
19
1965
710
0.93
0.87
35.19
20
1981
709
0.93
0.86
37.04
21
1969
658
0.86
0.74
38.89
22
1997
640
0.84
0.70
40.74
23
1987
622
0.81
0.66
42.59
24
1975
618
0.81
0.66
44.44
25
1988
532
0.70
0.49
46.30
26
2000
508
0.67
0.44
48.15
27
1976
500
0.66
0.43
50.00
28
1996
493
0.65
0.42
51.85
29
1963
447
0.59
0.34
53.70
30
1968
440
0.58
0.33
55.56
31
1993
427
0.56
0.31
57.41
32
1973
424
0.56
0.31
59.26
33
1992
410
0.54
0.29
61.11
34
1971
387
0.51
0.26
62.96
35
1966
386
0.51
0.26
64.81
36
1983
379
0.50
0.25
66.67
37
1967
375
0.49
0.24
68.52
38
1998
350
0.46
0.21
70.37
39
1990
324
0.42
0.18
72.22
40
1972
313
0.41
0.17
74.07
41
1984
312
0.41
0.17
75.93
42
1977
290
0.38
0.14
77.78
43
1974
278
0.36
0.13
79.63
44
2003
275
0.36
0.13
81.48
45
1961
272
0.36
0.13
83.33
46
1953
251
0.33
0.11
85.19
47
1958
229
0.30
0.09
87.04
48
1959
149
0.20
0.04
88.89
49
1962
130
0.17
0.03
90.74
50
1995
129
0.17
0.03
92.59
51
1999
127
0.17
0.03
94.44
52
1979
94
0.12
0.02
96.30
53
1978
69
0.09
0.01
98.15
以调查的32年、51年两次特大洪水流量，对连续观测的1953~2003年洪水流量序列外延，N=72年，其计算得：
Qcp=744m3/s Cv=0.86
当Cs=2.5Cv时其理论曲线与经验频率点群有所改善，调整Cv值：当Cv=0.92，Cs=3.0Cv时理论频率曲线与经验点群重心线更加吻合（见附图2），故：
Qcp=744m3/s Cv=0.92 Cs=3.0Cv

频率分析计算结果如下：
频率P%
1/3
1
2
5
10
连续系列
4456
3447
2804
1999
1428
不连续系列
4407
3462
2875
2119
1572
根据以上结果可以看出，两个系列计算结果很接近，故取Q1%＇=3462 m3/s
2、按“桥规”JTJ 062—91附录十二全国水文分区经验公式计算：
Qcp=CFn
式中C=3.0
N=0.65
F=5642Km2
Qcp=3×56420.65=823 m3/s
Cv=0.9 Cs=2.5Cv K1%=4.36
Q1%＇= Qcp×K1%=823×4.36=3590 m3/s
以上两种方法计算Q1%＇值非常接近，偏差仅为（3590－3462）/3462=3.7%，所以认为计算结果可靠，从安全角度考虑，取Q1%＇=3590 m3/s。
（二）、桥坝区间同频率流量计算
1、 按面积比例法计算（“公路水文规范”（JTG C30—2002）5.2.2式）：
Q1%q=（Fq/F）n1 Q1%＇
式中：Fq=4491m2
F=5642m2
n1=0.65
Q1%＇=3590 m3/s
Q1%q =（4491/5642）0.65 ×3590=3095m3/s
2、按“桥规”JTJ 062—91附录十二全国水文分区经验公式计算：
Qcp=CFn
式中：C=3.0
N=0.65
F=4491Km2
Qcp=3×44910.65=710 m3/s
Cv=0.9 Cs=2.5 K1%=4.36
Q1%q = Qcp×K1%=710×4.36=3096 m3/s
以上计算几乎没有偏差，所以桥坝区间设计流量（三）、桥下设计流量计算
本桥位上游97公里有一处永久性大型水库，即磨盘山水库。该水库坝址位于沈家营子水文站上游2km处。水库设计标准为：总库容5.3×108m3,设计洪水频率Pp=1%,校核洪水频率Pp=1‰，百年一遇洪水时坝址断面流量Q1%b=2100 m3/s，百年一遇洪水时水库下泄流量Q1%x=652 m3/s（见附图3），2004年开工建设，现正在建设中。水库建成后将为哈市居民提供日常生活用水，同时水库本身具有较强的调洪作用，对下游各段面洪峰流量有所削减，所以本桥下设计流量考虑水库对其影响，采用《公路工程水文勘测设计规范》（JTG C30—2002）10.1.6-3公式计算。
Q1%= Q1%q+ (Q1%＇－Q1%q) Q1%x/ Q1%b
式中：Q1%＇=3590 m3/sQ1%x=652 m3/sQ1%b=2100 m3/s
Q1%=3271m3/s×1.2=3921m3/s
点号
距离
高程
点号
距离
高程
0
0
176.214
36
1100
174.297
1
50
174.475
37
1150
174.654
2
87.4
173.04
38
1200
174.22
3
100
173.089
39
1250
174.165
4
109
174.116
40
1300
174.27
5
150
174.625
41
1350
174.289
6
200
174.618
42
1400
174.135
7
237.5
174.632
43
1430
174.288
8
265
173.429
44
1439
173.69
9
300
173.536
45
1556
173.54
10
303
173.593
46
1559.5
173.68
11
303.2
172.48
47
1561
172.39
12
330
171.42
48
1572
172.38
13
332
170.264
49
1581.5
172.53
14
421
170.10
50
1589
171.32
15
441
169.46
51
1596
171.32
16
491
170.234
52
1599.5
171.05
17
500
172.027
53
1615
170
18
503
173.268
54
1626
170
19
550
173.768
55
1641.5
171.05
20
600
174.03
56
1643.5
172.08
21
650
174.049
57
1653.5
172.25
22
700
174.11
58
1663
174.75
23
750
174.149
59
1700
174.05
24
800
173.96
60
1721.5
173.387
25
839
173.295
61
1724
174.393
26
850
174.712
62
1750
173.844
27
853
175.128
63
1800
173.655
28
900
175.525
64
1850
173.951
29
929
175.735
65
1900
173.976
30
950
175.052
66
1950
174.304
31
955
173.594
67
2000
173.603
32
1000
174.377
68
2018
174.563
33
1050
174.415
69
2027
176.59

断面点号

m值

n值

0~8

20

0.05

8~19

40

0.025

19~29

20

0.05

29~47

17

0.06

47~56

29

0.034

56~67

17

0.06

点号
距离
高程
点号
距离
高程
0
0
169.951
10
550
170.227
1
50
169.979
11
650
170.227
2
100
170.057
12
700
170.237
3
150
170.105
13
750
170.354
4
200
170.169
14
800
170.451
5
250
170.159
15
850
170.494
6
300
170.188
16
900
170.543
7
347
170.194
17
950
170.659
8
400
170.183
18
1000
170.683
9
450
170.192
19　

Q1%=3921m3/sH=175.25mQ主=2902m3/s
V主=2.32 m/sQ岔=1019 m3/s
V岔=1.60 m/s
团山子大桥设计洪水位及断面水力要素
序号
项目
河滩1
河槽1
河滩2
河滩3
河槽2
河滩4
全断面
1
设计水位（m）
175.25
2
断面与水流夹角（°）
0
3
水面宽度B（m）
237.21
285
317.17
637.67
81.50
358.06
1916.62
4
有效宽度（m）
237.21
285
317.17
637.67
81.50
358.06
1916.62
5
平均水深h（m）
0.97
3.93
1.20
1.16
4.07
1.26
1.70
6
过水面积A（m2）
230.70
1119.94
380.47
736.61
331.81
452.10
3251.61
7
平均流速V（m/s）
0.46
2.32
0.53
0.4
1.6
0.43
1.20
8
流量Q（m3/s）
105
2597
200
296
530
193
3921

水 位
流 量
流 速
面 积
175.66
4972
2.48
4052.34
175.25
3921
2.32
3251.61
174.94
3215
2.20
2663.23
174.75
2822
2.12
2305.99

2、 桥孔长度的计算
1）根据《公路工程水文勘测设计规范》公式6.2.1-1，计算设计流量下的最小桥长
Lj=Kq（Qp/Qc）n3Bc
式中：Lj—最小桥孔净长（m），
Qp—设计流量（）
Qc—设计流量（）
Bc—河槽宽度（）
Kq、 n3—系数，查“规范”表6.2.1 Kq、 n3值表
具体数值见下表
序号
项目
团山子大桥
岔河桥
河滩1
河槽
河滩2
河滩1
河槽
河滩2
1
设计水位（m）
175.25
2
断面与水流夹角（°）
0
0
3
水面宽度B（m）
237.21
285
317.17
637.67
81.50
358.06
4
有效宽度（m）
237.21
285
317.17
637.67
81.50
358.06
5
平均水深h（m）
0.97
3.93
1.20
1.16
4.07
1.26
6
过水面积A（m2）
230.70
1119.94
380.47
736.61
331.81
452.10
7
平均流速V（m/s）
0.46
2.31
0.52
0.4
1.6
0.43
8
流量Q（m3/s）
105
2597
200
296
530
193
计算结果如下
桥名
设计洪水流量Qs（m3/s）
河槽流量 Qc（m3/s）
河槽宽度 Bc（m）
桥孔最小净长度Lj（m）
团山子大桥
2902
2597
285
298.50
岔河桥
1019
530
81.5
135.78
由于岔河桥桥位轴线与水流呈110度交角，所以净桥长为135.78/cos20°=140.49m。
2）按壅水相等的原则初步确定桥孔
根据“桥规”8.4.1-2公式：△Z=η［（Qp/W）2－(Qp/A)2］计算不同净过水面积（W）时的壅水高度，绘制壅水高度—净过水面积曲线（见“壅水高度—净过水面积曲线图”），然后按壅水高度相等的原则，在同一△Z下查出两桥的净过水面积。根据桥位附近地形、地物及防洪情况，桥前壅水按30cm控制，故本设计取△Z=30cm，在曲线图中查出两桥净过水面积分别为W主=1086m2，W岔=547m2，通过面积及各桥的

壅水高度—净过水面积曲线图
通过以上两种计算得出的结果对桥孔进行选择：当主河为8×40m，净桥长303.8m，
岔河为8×20m，净桥长149.2m，满足以上计算结果，所以我们采用两桥孔径为：
主河：8×40m
岔河：8×20m
十、桥前壅水及冲刷计算
1）桥前壅水计算
根据“桥规”8.4.1-1公式△Z=K/2g（VM2－VOM2），计算两桥壅水高度分别为：
△Z主=0.27cm
△Z岔=0.29cm
由以上结果可以看出，两桥壅水高度基本相同，且小于控制壅水高度△Z=30cm，所以我们选择的桥孔较为合理。
2）桥下一般冲刷计算
一般冲刷采用《公路工程水文勘测设计规范》中64~1修正公式、7.3.1-5河滩冲刷公式。
a）主河桥桥下一般冲刷计算
64~1修正公式：hp=｛［Ad Q2/（μBcj）（hcm/hcq）5/3］/（Ed1/6）｝3/5
Ad=1.37，单宽流量集中系数；
Q2=2870 m3/s，桥下河槽部分通过的设计流量；
μ=0.969，桥墩水流侧向压缩系数；
Bcj=285m，桥长范围内的河槽宽度；
hcm=5.79m，河槽最大水深；
hcq=3.93m，桥下河槽平均水深；
E=0.66，与汛期含沙量有关的系数；
d=5mm，河槽泥沙平均粒径。
计算得
hp=7.75m
河滩冲刷公式： hp=｛［Q1/（μBtj）（htm/htq）5/3］/VH1｝5/6
Q1=30 m3/s，桥下河滩部分通过的设计流量；
μ=0.969，桥墩水流侧向压缩系数；
Btj=40.5m，河滩部分桥孔净长；
htm=2.21m，河槽最大水深；
htq=1.23m，桥下河槽平均水深；
VH1=0.6m/s，河滩水深1m时非粘性土不冲刷流速；计算得
hp=2.69m
b）岔河桥桥下一般冲刷计算
64~1修正公式：hp=｛［Ad Q2/（μBcj）（hcm/hcq）5/3］/（Ed1/6）｝3/5
Ad=1.33，单宽流量集中系数；
Q2=898 m3/s，桥下河槽部分通过的设计流量；
μ=0.968，桥墩水流侧向压缩系数；
Bcj=81.5m，桥长范围内的河槽宽度；
hcm=5.25 m，河槽最大水深；
hcq=4.07m，桥下河槽平均水深；
E=0.66，与汛期含沙量有关的系数；
d=5mm，河槽泥沙平均粒径。
计算得
hp=7.01m
河滩冲刷公式： hp=｛［Q1/（μBtj）（htm/htq