某市政桥梁（共7篇）
某市政桥梁 篇1
摘要：某市政桥梁桥面病害形成的主要原因为梁板间铰缝损坏, 形成单板受力状态。通过对单板受力状态下与铰缝修补好情况下桥梁承载能力极限状态和刚度的检算对比, 说明了恢复桥梁横向联系的必要性。根据计算结果, 确定了该桥梁的维修方案。
关键词：桥梁铰缝,单板受力,检算,维修方案
引言
许多的市政桥梁修建年代较早, 且多采用小跨径实心板形式, 板间的横向联系多采用铰缝连接。随着使用时间的增长, 容易出现铰缝脱落、横向联系减弱或缺失的问题, 导致出现单板受力的现象。单板受力是指桥梁上部板梁结构中部分梁之间失去横向联系后, 产生某一块或多块板梁单独受力的情况。桥梁出现单板受力病害后, 由于荷载横向分布系数比设计值增大, 桥梁不能共同受力, 致使整体承载能力降低。加剧了单板疲劳破坏, 使桥梁上部结构处于极为不利的受力状态, 降低了桥梁耐久性和使用寿命[1]。
1 工程概况
1.1 桥梁概况
某桥梁位于太原市某主干路上, 为1座南北走向的5跨简支普通钢筋混凝土实心板梁桥, 跨径组合为5×6.7 m, 桥梁中心线与河道中心线法线逆交10°, 桥面总宽35 m。每跨上部结构均由33榀普通钢筋混凝土实心板梁组成, 人行道下实心板梁与车行道下实心板梁间无铰缝连接, 梁高均为0.33 m, 每跨8号、9号、22号、23号实心板梁底宽均为1.5 m, 其余板梁底宽均为1.0 m, 桥面铺装为约20 cm厚的沥青混凝土。该桥曾进行拓宽改建, 改建时仅保留了老桥的下部结构, 并于其两侧各新建了一幅桥。该桥梁的横断面示意图见图1。
1.2 桥面存在病害及原因分析
根据检测报告, 该桥桥面铺装存在较为严重的病害。
1.2.1 桥面铺装
(1) 全桥车行道桥面铺装上分布有多条明显的纵向裂缝, 裂缝均对应于板梁间铰缝位置, 且板梁间底面均有通长的渗水痕迹, 这表明实心板梁间的铰缝已经损坏, 桥面病害见图2。尤其是第5跨桥面铺装对应于4-5-22号~4-5-23号板梁铰缝处, 距5号台2.0~4.5 m范围内已出现明显的凹陷, 最深处达5.0 cm, 但对应此铰缝两侧板梁底面无明显错位, 这主要是由于板梁间铰缝已严重损坏, 此处桥面铺装在重车的反复碾压下产生了局部凹陷。铰缝的损坏降低了桥梁的横向整体性, 使得荷载横向分布集中, 已形成单梁受力的不利状况, 大幅度降低了桥梁上部结构的承载能力。
(2) 全桥墩台处桥面铺装均分布有横向裂缝, 横缝均对应于墩台位置, 多数贯穿整个车行道。产生这种裂缝的主要原因是主梁在车辆荷载的作用下, 梁端产生转角, 导致该处桥面铺装因负弯矩作用而横向开裂。
1.2.2 伸缩缝
全桥墩台处均未设置伸缩装置, 桥面铺装均为连续构造, 不利于主梁的正常伸缩。
1.2.3 人行道及栏杆
该桥东西两侧人行道铺装均存在纵向裂缝, 这主要是由于人行道下板梁间未设铰缝连接, 板梁间拼缝反射到人行道铺装表面所致。此外, 人行道铺装还存在局部网裂和破损。
2 承载能力检算[2,3]
2.1 检算荷载
检算荷载包括恒载和活载, 恒载包括实心板梁、桥面铺装、栏杆等附属设施的自重。本次检算拟采用汽车-20级、挂车-100, 人群荷载3.5 k Pa作为检算荷载。
2.2 检算对象
本次检算仅针对上部主体结构进行, 检算中结构外观尺寸以现场实测为准。
2.3 主梁检算
(1) 该桥人行道板与车行道板间无铰缝连接, 因此将车行道和人行道分幅进行检算;由于人行道板梁间未设铰缝, 人行道板梁按单梁计算。
(2) 该桥上部结构车行道实心板梁的部分铰缝失效, 个别1.5 m车行道板、1.0 m车行道板存在单梁受力的迹象, 因此车行道实心板梁的检算均按单梁受力状态进行, 同时给出铰缝完好状态下的检算结果。
(3) 经无损检测得到的实心板梁混凝土推定强度均在36.5 MPa以上, 偏于安全考虑, 本次检算取JTJ 023—85《公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范》[3]中的C30混凝土强度设计值。
2.4 横向分布系数
采用通用的桥梁博士计算软件 (v3.0.3) , 按铰接板梁法计算各实心板梁的荷载横向分布系数, 实心板梁跨中截面荷载最大横向分布系数列于表1。
2.5 承载能力极限状态检算
2.5.1 正截面抗弯强度
该桥实心板梁跨中截面荷载极限弯矩最不利组合值及截面极限抵抗弯矩计算结果见表2。
2.5.2 斜截面抗剪强度
选取实心板梁距支座中心h/2处斜截面进行抗剪强度检算。该桥实心板梁斜截面最大剪力组合值及斜截面极限抗剪强度见表3。
2.6 刚度检算
对钢筋混凝土桥梁在正常使用极限状态短期荷载作用下的变形进行检算。该桥实心板梁在汽车荷载作用下跨中最大挠度计算结果见表4。
2.7 检算结论
综合以上检算结果, 可以得到如下结论:目前该桥上部结构实心板梁的承载能力仅能满足汽车-8级, 人群荷载3.5 k Pa的安全承载要求;若板梁间失效铰缝修复完好, 则该桥上部结构实心板梁能满足汽车-15级、挂车-80, 人群荷载3.5 k Pa的安全承载要求。
3 维修方案
根据桥面目前存在的病害及计算结果, 确定如下维修方案:
(1) 凿除桥面车行道部分沥青和混凝土铺装层, 凿除人行道表面砂浆铺装层。
(2) 用M15砂浆将实心板梁间的缝隙进行灌封填充, 待实心板梁间砂浆强度足够后, 在板梁上部钻孔, 粘贴钢板并用锚固螺栓锚固, 以增强实心板之间的横向联系。
(3) 在桥面上铺设双层钢筋网 (上、下层均为B10@100 mm) , 靠近人行道时若铺装厚度不足, 则调整为单层钢筋网, 浇筑C40钢纤维混凝土铺装层。
(4) 混凝土铺装层强度足够后, 在其上铺装沥青面层, 混凝土铺装层与沥青铺装层间设置高分子聚合物沥青防水层。
(5) 在两端桥头安装TST伸缩缝不锈钢盖板。
(6) 用修补砂浆修补人行道板破损部分。
4 结语
对于单板受力病害, 在桥面铺装厚度足够的情况下, 铺设双层钢筋网片能够很好地解决横向联系不足的问题, 但若受桥面铺装厚度限制, 整体或部分桥面铺装只能设单层网片时, 需要通过其他方式来增强梁板之间的横向联系。本方案是通过增加钢板来增强板梁之间的横向联系, 在今后对类似病害维修处治时, 需根据现场的具体条件确定合理、经济的方案。
参考文献
[1]梁巍, 杨彦晨.浅谈桥梁铰缝失效及维护技术[J].科技创新导报, 2011 (6) :59.
[2]JTG/T J21—2011, 公路桥梁承载能力检测评定规程[S].北京:人民交通出版社, 2011.
[3]JTJ 023—85, 公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范[S].北京:人民交通出版社, 1985.
某市政桥梁 篇2
摘要:本文以某工程为例介绍市政管道工程在实际施工时的相关措施，对沟槽开挖、基底处理、管道安装施工、检查井施工等环节的施工措施进行探讨，为类似工程提供参考。
关键词:市政管道;施工技术;沟槽开挖
随着城市化进程的不断推进，城市居民的不断增加，城市基础设施的负担也随之增加，而市政管道工程大部分都藏于地底下，属于隐蔽工程，后续的维修养护较为不便。因此其施工质量是减少后期维修的关键所在，本文以某市政管道工程的施工技术为例，介绍相关的技术要点及难点，为类似的市政管道工程提供参考。
1工程概况
本工程排水体制为雨污分流制，雨水管道共分四段，第一段长约400米，由西向东排入新建路A;第二段长约520米，由西向东排入西侧支路;第三段长约560米，由西向东排入新建路B;第四段长约409米，由西向东排入新建路C，污水由西向东排向规划泵站。检查井内外壁均采用1∶2防水水泥砂浆抹面，抹面厚2M。井盖采用重型防盗式球墨铸铁井盖和重型塑钢复合材料井盖两种。雨水口采用偏沟式单篦雨水口和偏沟式双篦雨水口。雨水管采用DN800Ⅱ级钢筋砼承插管，雨水主管道位于道路中心线上，主管线全长约2061米。污水排水管道管径采用DN600、DN1350Ⅱ级、DN1350Ⅲ级钢筋砼承插管，污水主管道位于道路中心线西侧14.0米，污水主管线全长约2209米。
2施工
施工的工艺流程为:测量放线→开挖管沟沟槽→沟槽基底处理→沙砾垫层施工→管道安装→砌检查井→闭水试验→管道回填→砌筑雨水收集口→装井盖井座、雨水篦子→验收。
2.1测量放线
测量外业的操作严格遵守《工程测量规范》(GB50026-93)的要求。每天施工测量的外业资料及时进行整理、检核，避免对施工的误导。每个月对控制点进行复核，以减少控制点的变化对施工的不利影响。测量人员根据图纸准确定位放线，以便进行土方开挖。
2.2沟槽开挖
本工程管道沟槽土方采用机械开挖、人工配合清槽。开槽前，要按照事先确定的开槽断面实放开槽上口线。当槽深小于4.5米时沟槽可以一次性开挖成型，当槽深大于4.5米时需采取分层开挖，由于土方较多，还需二次倒运。例如根据图纸标高所示，支路A雨水主管有两段需进行分层开挖。开槽过程中，如遇腐殖土、渣土等需装车外弃，合格土在现场沟槽一侧堆放，另一侧作为排管与机械作业场地。不具备存土的地段，将土运至工地指定地点。发生超挖或对槽底土体造成扰动时，需要对基底进行处理。确定沟槽开挖断面形式，洒白石灰显示边线。挖土从上到下分层分段依次进行，随时做成一定坡度以利泄水。尽量堆土于沟槽一侧，不得压盖测量标志桩等，堆土应距挖方边缘2.0m以外，高度不大于1.5m，不能堆的土石方及时运走。管道基础开挖过程中如遇淤泥，按横三路降水段方案打防护桩换砂砾石处理。不得扰动沟底土层，挖至设计标高30cm以上时，人工挖至沟底整平，并请监理验槽作出隐蔽工程记录。根据沟底土质，确定相应的沟底处理方法。开挖管沟时其断面尺寸应准确，沟底应平直，沟内无塌方、无积水、无杂物，转角应符合设计要求。
2.3沟槽基底处理、砂砾垫层施工
依照设计通用图集图示，管道砂石基础由C1、C2两部分组成，C1部分在管道安装前铺设，C2部分在管道安装后回填。基础材料为天然级配砂石，其中:砂为中砂或粗砂;级配内卵石最大粒径R32mm。在进行管基C1部位砂石铺设时，首先依据检查井位置确定每一节管道的承口位置，在此沿槽横向挖一条300mm宽、约150mm深的凹槽，然后铺设砂石，以保证管道承口部位管外皮下有等同厚度的砂石基础。铺设砂石采用人工并注意虚铺厚度，铺设完一井段后，立即测试其含水量，在符合标准要求时采用平板振捣器进行捣固密实。两井之间管道接口安装完毕后进行设计管基C2层砂石的回填。先回填管道下三角区粗砂，然后按C2厚度将砂石回填到位，回填时采用人工木夯夯实。
2.4管道安装施工
为防止将不合格的管材下入沟槽，下管前要对管材进行检验和修补，检查管体的承口和插口工作面的平整度，合格后在沟槽上排管，核对无误后方可下管。下管使用起重机下管并派专人指挥，注意管道承口朝向上游，进入井室的承口需割除。安管采用拉边线和高程桩线控制管道中心与高程。在槽底给定的中心桩一侧钉边线铁钎，上挂边线，边线高度应与管中心高度一致，边线距管中的.距离等于管外径的1/2加上20mm。在槽帮两侧适当的位置打入高程桩，间距10米左右一对，并设高程钉。连接两帮高程钉，在连线上挂纵向高程线，用眼串线看有无折点，线必须拉紧查看，如有及时更正。根据给定的高程下反数，在高程尺杆上量好尺寸，刻写上标记，经核对无误，再进行安管。安管时，用尺量取管外皮距边线的距离D，满足15≤D≤25为正确。安管时，将高程线绷紧，把高程尺杆下端放至管内底上，并立直，当尺杆上标记与高程线距离不超过5mm时为正确。承插管安装采用橡胶圈密封的柔性接口，在铺设前，应将承口内部及插口外部洗刷干净，管子安装应经仪器或者全站仪控制管道安装轴线，用水准仪控制管道安装标高，使管中线位置和管内底高程符合图纸要求。
2.5检查井施工
砂浆采用滚筒式小型搅拌机现场搅拌，现场拌制应拌合均匀、随用随拌，采用铲车和手推车配合运输砂浆。检查井砌筑前，先将砌块充分湿润，砌筑砂浆配合比必须符合设计要求。检查井砌筑应在井基砼强度达到70%、稳好管子、做好接口后砌筑。排水检查井内的流槽也应在井壁砌到管顶时随时修建，用砖砌筑并抹水泥砂浆，防止积水与阻塞。排水检查井的流槽，应用混凝土或水泥砂浆抹光，流槽下部断面应为半园形，其直径与引入管直径相等。排出管与引入管直径不等时，流槽应按渐变直径处理。砌块砌筑时，铺浆应饱满，灰浆与砌块四周粘结紧密、不得漏浆，上下砌块应错缝砌筑;砌筑时应同时安装踏步，踏步安装后在砌筑砂浆未达到规定抗压强度前不得踩踏;内外井壁应采用1∶2防水水泥砂浆抹面，抹面厚度2cm。
2.6管道回填施工
管线回填必须符合施工技术规范要求，按规定频率进行回填土的轻重型击实试验，求得该填料的最佳含水量和最大干密度。沟槽内不得有积水、淤泥，所用填料严禁有砖头、混凝土块、垃圾和腐植土质。回填必须分层夯实或碾压，沟槽窄小需扩槽，要有足够工作宽度:采用蛙式夯，虚土厚不超过20cm;采用压路机，虚土厚不超过30cm，碾压的重叠宽度不小于20cm。在不损及管道的前提下，尽早使用压路机进行回填碾压，每层回填完毕，自检合格后，层层报监理抽检验收，合格后，方可进行下层回填，对于监理抽检不合格处，要无条件返工或补压，直至达到合格标准。管道回填必须保证管道本身的安全，排水管道两侧、检查井四周及过路管两侧至路床回填均采用10%灰土回填，其他采用素土回填。管道两侧和管顶以上50cm范围内人工夯实，管顶以上50cm至路床底每回填1～2层土，在沟槽两侧开挖一级台阶(50cm宽、30cm高)，再回填素土或10%灰土，并用8t压路机静碾压，直至路床标高。回填时管道两侧对称同时进行，高差不超过30cm，逐层夯实，密实度达到相关施工规范要求，不得使管道移位或损伤。分段回填时，相邻段的接茬形成台阶，每层台阶宽度Q厚度2倍。
3结语
某市政桥梁静动载试验研究 篇3
1、工程概况及无损检测
(1) 工程概况
某市政桥梁总长为90m, 跨径组合为3×30.0m, 采用预制预应力砼简支空心板, 空心板采用C50混凝土浇筑, 板高1.30m, 宽1.49m, 单幅单跨共设5片空心板, 下部结构形式为双柱式桥墩、重力式桥台。
(2) 无损检测
对该桥进行无损检测, 无损检测的相关内容包括:超声回弹综合法检测混凝土强度, 回弹法检测结构混凝土强度, 混凝土碳化深度测试, 钢筋保护层厚度测试。
该桥梁体的混凝土强度推定值为35.7MPa, 墩柱的混凝土强度推定值为38.9MPa;梁体所抽检部位钢筋保护层厚度对结构钢筋耐久性影响不显著, 墩柱所抽检部位钢筋保护层厚度对结构钢筋耐久性影响不显著;梁体和墩柱混凝土碳化深度平均值与实测保护层厚度平均值的比值远小于0.5, 评定标度为1, 混凝土碳化深度对钢筋锈蚀影响轻微。该桥外观状况总体良好, 仅空心板局部存在蜂窝麻面和竖向裂缝、防撞栏顶部栏杆普遍锈蚀等, 需一般小修养护处理。
2、静载试验
静载试验检测法是通过对桥梁进行静载试验, 量测与桥梁结构性能相关的挠度、应力、裂缝等具体参数。通过静载试验测出这些参数, 分析出结构的强度、刚度及抗裂性能, 据此来判断桥梁的承载能力。静力荷载试验主要通过在桥上加载试验车辆模拟设计荷载。为完成上述静载试验内容并达到检测目的, 根据选定的控制断面和边、中梁的布置形式, 全桥共需要加载下面工况:桥跨跨中截面在试验荷载下的静应变、挠度最大值;桥跨桥跨支点、跨中、四分点等截面在试验荷载下的静挠度;跨桥墩在试验荷载下的竖向变形。
加载方式为逐级递加到最大荷载, 然后逐次卸载到零级荷载。加载位置与加载工况确定的主要方式是:采用荷载等效的原则实施, 在满足试验荷载效率的前提下对加载工况进行适当优化, 每一加载工况以某一检验项目为主, 必要时可兼顾其他检验项目。加载中的试验工况加载阶段为:工况1, 布置荷载车辆一台, 车前轴与跨中线重合, 车头朝东向。工况2, 移动工况1中的荷载车辆, , 使车前一个后轴与跨中线重合;工况3, 移动工况2中的荷载车辆, 使车后轴距离跨中线3.4m;此时另一台荷载车辆, 与前一辆车对称于跨中线布置。卸载阶段:将桥面上所有车辆依次撤离。
本桥的静载试验结果见表1所示。结果表明该桥静力工作性能良好, 各项试验检测指标均能够满足《评定规程》的要求, 在试验过程中, 未见肉眼可观测到的新裂缝出现, 既有裂缝未见明显扩展, 试验桥跨的桥墩未产生可观测到的沉降变位。
3、动载试验
动载试验的目的在于研究桥梁结构的动力性能, 该性能是判断桥梁运营状况和承载能力的重要标志之一。比如动力系数是确定车辆荷载对桥梁动力作用的主要技术参数, 直接影响到桥梁设计的安全与经济性能;桥梁过大振动可能引起乘客和行人的不舒适;桥梁自振频率超出某些范围时, 有引起桥梁共振的危险。
在桥面无任何交通荷载以及桥址附近无规则振源的情况下, 通过高灵敏度动力测试系统测定桥址处风荷载、地脉动、水流等随机荷载激振而引起桥跨结构的微幅振动响应, 测得结构的自振频率、阻尼比等动力学特征。测试断面同静载试验测试断面, 按受力最大作用处进行测点布置。车辆激励方法在原理上为结构的自由振动衰减法, 即给结构一个初位移或初速度使结构产生振动, 然后测得结构的自由振动衰减曲线, 进而分析处理得到结构的自振特性参数。实际的动力试验包括:脉动试验、无障碍行车试验、跳车试验。对该桥进行动载试验检测, 试验结果见图1。
由图1的动测数据分析表明:该桥的一阶自振频率为6.35Hz, 阻尼比为1.2883%, 对应的理论计算一阶频率为6.34Hz。实测频率大于理论计算值, 表明该桥的实际刚度较大, 振动响应较小, 行车性能较好。
4、结论
经对该桥病害外观检查、典型区段无损检测、静载试验、动载试验, 结果表明该桥的承载能力能满足设计要求, 整体状况良好, 全桥技术状况等级被评定为B级 (良好) 。
摘要：本文以某市政桥梁的静动载试验检测为例, 对静动载试验的荷载布置, 工况设计进行简要介绍, 对其检测结果进行分析, 检测结果表明, 该桥的承载能力能满足设计要求, 整体状况良好, 为类似桥梁工程的检测提供参考。
关键词：桥梁检测,静载试验,动载试验
参考文献
[1]吴浪辉, 马保松, 杨永贵.武汉白沙洲高架桥静动载试验研究[J]铁道建筑, 2009 (12) :15-17
[2]申明文, 周海作者简介:姜婷 (1981-) , 女, 工程硕士学历, 湖南娄底人, 工程师, 讲师, 从事有关土木工程专业教学
某市政桥梁 篇4
该工程里程桩号K7+000～K11+000, 为全长3.225 km, 其中软基处理长度为2.465 km, 占全线长度的76.4%。本工程沿海滩布置, 路基基底地层含水量很大, 路线纵向淤泥为3～12 m不等, 横断面方向淤泥下卧持力层基本由路基右侧 (山侧) 向左侧 (海侧) 倾斜, 即持力层横坡较大, 基于以上因素的影响, 路基在填筑中容易产生失稳现象, 尤其是“滑坡”现象, 影响路基的稳定 (见图1所示) 。软土路基基底下卧层一般为含水量很大、承载力极低的淤泥, 按其物理力学性质及深度不同均应采取相应的软基处理方法进行加固处理。
2 本工程软土地基经处理后方能分层填筑路基
我们在路基填筑中提出了以下几点措施, 增加了软土路基的稳定性。
2.1 路基施工准备
该标段路基土方工程量大、分布不均匀、不仅自身的其它工程与设施, 如路基排水、加固等相互制约, 而同其工程项目, 如软基处理、涵洞、路面及附属设施相互交错。因此路基施工, 在质量标准、技术操作、施工管理等具有特殊性。为提高路基的质量与稳定性, 要保证正常施工, 施工前的准备工作, 极为重要, 它是组织施工的第一步, 无准备的施工和准备不充足, 均使路基施工的基本工作难以顺利进行。
(1) 建全施工队伍和管理机构, 明确施工任务, 制定必要的规章制度, 确立应达到的目标等。
(2) 现场勘查与核对设计文件, 确定土源, 注意当地的风俗习惯, 交通规则, 提前清除土源区的地面拆迁、和现场车辆组织管理, 清除路基范围内的一切障碍物。
(3) 临时工程, 包括现场的供电、供水, 修理便桥、便道架设临时通讯, 设置施工用房 (建立生活区) 。
2.2 路基排水
根据水源的不同路基排水分为路面排水和地下排水, 路面水对路基产生冲刷和渗透, 冲刷可能导致路基整体稳定性受损害, 形成水渗现象。渗入路基的水分, 使土体过湿而降低路基强度。地下水对路基的危害程度, 因条件而定。轻者使路基湿软, 重者使路基翻浆或边坡滑塌, 甚至使路基整个延滑动面滑动。
路基排水的主要任务, 就是将路基范围内的土基湿度降低到一定范围内, 保持路基常年处于干燥状态, 确保路基路面具有足够的强度与稳定性。
路基施工前应校核路基排水系统是否完备和妥善, 重视排水工程的质量和使用效果。将影响路基稳定性的地面水, 排除和拦截于用地范围以外, 并防止地面漫流、滞积或下渗。如设置边沟、截水沟、跌水和急流槽、倒虹吸和渡水槽。将影响路基稳定的地下水隔断、梳干、降底, 并引导致路基范围以外。如设置盲沟、渗沟和渗井。此外, 应根据实际情况, 设置施工现场的临时性排水措施, 以保证路基土石方及附属结构物在正常条件下进行施工作业, 消除路基底和土体内有关水的隐患, 保证路基工程质量、提高工作效率。
2.3 设置填石隔水层
本着经济合理的原则, 本工程的软基处理基本采用砂垫层结合塑料排水板、土工布等方式进行处理。这种处理方法应该说施工方便、速度快, 比较节约资金, 但也有其不利的一方面, 即软土的排水固结期较长, 路基填筑完成后还应进行预压, 路基的稳定期较长。砂垫层在软基处理中除了起扩散应力的作用外, 更重要的是作为软土排水固结时的地面排水通道, 因此在一定期限内应确保砂垫层排水畅通。
本工程在K10+850处有一石方爆破区, 施工图纸上只考虑土石方平衡利用, 在路线纵向上分布很不均匀。为了避免路基填土污染砂垫层, 我们向业主建议在砂垫层上增设一道全宽填石隔水层, 厚度约为1 m, 利用石方爆破区的石料作为填石隔水层的填料。
该隔水层一方面可以避免路基填土污染砂垫层, 保持砂垫层排水畅通;其次隔水层能够有效阻断地下水通过毛细孔作用浸泡填土路基;第三, 增加隔水层后, 提高了填土路基的底高程, 使路基在软土沉降稳定后免受地下水的影响。因为软土地基在荷载的作用下不断地排水固结、一般是路中心沉降量最大, 路基两侧坡脚处最小, 因此在软土地基沉降基本稳定后, 地基表面形成一个抛物面, 地下水容易在抛物面底部聚集, 不利于路基稳定。路基沉降相对稳定后断面如图2所示。
2.4 加强路基沉降监测
软土路基的填筑施工, 应以路基变形即时观测结果指导施工。在路基填筑施工前, 沿路线纵向选取若干具有代表性的断面 (选取的断面应有指导性, 宜选用软土深度较大或箱涵等结构物的桩号) , 作为路基变形观测断面, 利用观测结果动态地判断路基是否稳定, 是否可继续施工。在观测断面上设置变形观测桩, 变形观测桩分为两种类型, 一种为分沉降观测桩, 设置在路中心及左右路肩距边缘0.5 m处;另一种为侧向位移观测桩, 设置在距路基坡脚5 m处, 侧向位移观测桩采用100×100 mm的方木制成, 顶面设置观测点, 桩的埋设深度不应小于1.5 m, 避免其他因素影响观测结果。沉降观测桩采用一块500×500 mm的钢板 (底板) 及钢管制成, 观测钢管分节制作, 每节长度为300～500 mm, 两端加工成螺纹丝口, 采用有内螺纹丝口的套管连接。在填筑施工前埋设好首节沉降观测桩, 以后随着路基分层填筑的增高而连接加高。在施工过程中要加强对观测桩的保护, 在桩位设置明显的警示标志, 避免观测桩受到破坏, 保持沉降观测的连续性 (详见图3) 。
在填筑施工期内, 每填筑一层应进行一次变形观测, 如果相邻两层填筑间隔时间较长时, 则每隔三天应进行一次观测;在预压期内每隔14天应进行一次变形观测;每次观测结果应进行整理、对比分析, 用于严格控制填筑速率。一般认为:日沉降量≤10 mm以及日侧向位移量≤5 mm的情况下, 路基是相对稳定的, 可以连续施工。若观测结果超过上述规定, 应立即停止填筑施工, 分析原因, 待路基稳定有保证后方可继续施工。
2.5 超载预压
本工程软土地路基上有9座箱涵、通道等构造物, 施工均采用反槽开挖法, 即待软土路基填筑完成后并沉降相对稳定后再开挖沟槽进行结构施工。由于涵址处软土路基均采用砂垫层结合塑料排水板处理, 软土地基排水固结的速度比较缓慢, 箱涵等构造物的施工时间拖后, 将会影响总工期。为了缩短工期, 在确保路基填筑质量的前提下, 我们采取相应措施, 在箱涵等构造物中心桩号前后40～50 m的范围内局部加快填筑速度, 并采取超载预压的方法, 加大软土固结的速度, 缩短软土稳定时间。所谓的超载预压, 就是路基实际填筑高度大于设计要求 (包括路面结构层换算的填土高度) , 使软土在超过设计荷载的状态下排水固结。根据参考文献【4】超载可以增大地基土层中的附加应力σz, 根据土层的最终变形量S为:
undefined (1)
式中 α—土的压缩系数;
e1—施压前土的孔隙比;
H—淤泥层的厚度。
由 (1) 式可以看出地基土层附加应力σz的增加会引起土层最终变形量S的增加, 为达到设计荷载下土层变形量St所需要的时间为:
undefined (2)
式中 C—反映地基固结性能的待定常数;
St—设计荷载下地基的变形量;
t—达到设计荷载下地基变形所需要的时间。
当增大土层的最终变形量S时可以减小设计荷载下地基变形所需要的时间t, 由以上分析可以看出超载预压可以缩短设计荷载下地基固结所需要的时间, 并可以在一定程度上减少构筑物的工后沉降。
实践证明由于箱涵等构造物处的软土提前 (相对其他路段) 填筑完成, 提前进入预压期, 并且在超载的状态下固结, 缩短软土固结稳定时间, 可以提前进行箱涵等构造物的施工, 并在一定程度上减少了构造物的工后沉降。
2.6 反压护道
本工程软土地基的下卧持力层横坡较大, 软土在路基与其下卧层之间形成“软土楔体”, 施工中容易造成失稳现象, 尤其是“滑坡”现象。“滑坡”现象一般会发生在危险的一侧 (左侧) , 为此, 本工程在路基左侧坡脚处设置一个反压护道, 增加软土路基的稳定性。软土路基稳定性分析如图4所示。其计算过程为:
2.6.1 当量的高度
路基除承受自身作用外, 同时承受行车苛载作用。在边坡稳定验算时, 按车辆最不利情况排列, 并将车辆的设计荷载换算成土柱高, 又称为当量高度, 以h0表示。
undefined (3)
式中 h0—当量高度, m;
N—横向分布的车辆数;
Q—每一车辆重量;
L—车辆前后的着地长度;
Y—土的容重;
B—横向分布车辆轮胎最外缘之间总距。
2.6.2 计算公式
如图5所示, 设滑动面为如图所示的AB弧, 将AB弧上可能滑动的土体划分为若干小段, 在任一小段的可能滑动面上, 则有Wi力作用着。Wi可分解为垂直于小段滑动面的法向分力undefined和切于该面的切向的分力undefined, 其中αi为该圆弧段中心点的半径线与通过圆心的坚线之间的夹角。在滑动面上, 由所有自重引起的切向力所产生的滑动力矩 (对滑动圆心) 为:
∑TiR=∑Wisinαi·R (4)
由所有土条底部抗剪强度所产生的抗滑力矩 (对滑动圆心) 为:
∑τfiLi·R=∑ (Nitgϕi+cili) R (5)
式中 Li—AB的弧长;
τfi—土条底部的抗剪强度;
ϕi—土的内摩擦角;
li—单个土条长度;
ci—土条的粘聚力。
故可得土坡的稳定安全系数Fs:
undefined (6)
由图和计算式中可以看出, 反压护道增加了圆弧滑动面的长度即增加了可能滑动面上的反力 (抵抗力) , 反压护道同时也减少了土条自重引起的滑动力矩, 这样会使安全系数大大增加即增加了软土路基的稳定性。
3 结束语
某市政桥梁 篇5
蕨菜坡隧道位于贵阳盐沙线上, 属于城市快速公路。其工程地质情况如下:
1) 松散岩类工程地质岩组:土体结构较松散, 力学强度低, 具较高压缩性;2) 硬质岩夹软质岩类工程地质岩组:主要为未风化～中风化岩体, 力学性质差异大;3) 软质岩类工程地质岩组:为中风化～强风化岩体。岩体以较破碎为主, 总体强度较低;4) 硬质岩类工程地质岩组:多为未风化～中风化岩体, 岩体物理力学强度总体较高。
2隧道横断面结构方案
2.1 隧道建筑限界
在隧道的两外侧设有宽2.0 m的人行道, 两内侧设有检修道, 宽0.75 m;布置三个车道, 宽度为3.75 m+3.75 m+3.50 m, 两侧侧向宽度均为0.5 m;余宽均设为0.25 m, 人行道和检修道高出行车道0.25 m;最后净宽为14.75 m, 建筑限界高度5.0 m, 人行道和检修道高2.5 m。蕨菜坡隧道都为双向六车道、两内侧均设检修道、两外侧设2 m宽的人行道, 建筑限界如图1所示。
2.2 隧道横断面设计
由于属于中短隧道, 也属于城市隧道, 受地形和线形的影响, 本次方案设计全部采用双连拱隧道形式。双连拱隧道复合式曲中墙二次衬砌对受力有利, 且它的防水层对防水也有利。因此, 本
次方案设计采用复合式曲中墙形式, 左右隧道两行车道路缘之间的最小距离为5.3 m (相当于中央分隔带的宽度) , 这要求道路的中央分隔带宽度在连拱隧道的进出口处要从2.0 m加宽到5.3 m, 从而满足设计要求。
衬砌支护参数选择:
1) 初期支护和二次衬砌。
根据不同的围岩级别, 喷射混凝土采用C25混凝土、厚度为15 cm～25 cm, 初期支护里面布设钢拱架、锚杆、挂钢筋网, 支护参数的具体取值按照施工中围岩稳定性进行的力学分析确定。即Ⅴ级围岩喷射混凝土厚度为25 cm, Ⅳ级围岩为20 cm, Ⅲ级围岩为15 cm。二次衬砌采用C25钢筋混凝土, 厚度Ⅴ级围岩为60 cm, Ⅳ级围岩为55 cm, Ⅲ级围岩为50 cm, 钢筋的用量进行结构力学分析确定。
2) 中墙。
中墙采用C25钢筋混凝土结构, 其结构形式为复合式衬砌结构, 由中导洞施工的中墙最小厚度为1.8 m, 不同围岩级别条件下复合式中墙的最小厚度由1.8 m+二次衬砌的厚度确定。
2.3 隧道洞门
根据隧道进出口地形和工程地质条件, 本次方案设计洞门形式采用削竹式, 并对洞门进行必要的装饰。
3存在问题及建议
由于本隧道此次为方案设计阶段, 没有详细的地质资料, 因此建议下一阶段设计中, 根据具体的地质勘察资料进行详细设计, 特别是特殊地质条件下隧道的开挖方法和支护参数的选择。
摘要：结合工程地质情况, 分隧道建筑限界、横断面设计、洞门三部分具体介绍了某市政公路双向六车道复合式曲中墙双连拱隧道主体方案结构设计, 并指出设计中存在的问题, 提出建议。
关键词：市政公路,复合式曲中墙,双连拱隧道,结构设计
参考文献
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[2]JTG D70-2004, 公路隧道设计规范[S].
[3]CJJ 37-90, 城市道路设计规范[S].
[4]王毅才.隧道工程[M].北京:人民交通出版社, 2000.
某市政桥梁 篇6
1 边坡基本地质条件
该边坡坡体走向N36°E, 所处部位属低山地貌, 地形较复杂, 地势高差较大, 地面高程在178.2 m～295.8 m之间, 山体自然坡度20°～40°, 坡顶植被较发育。坡体第四系覆盖层较薄, 场地出露地层岩性由上至下主要有:第四系全新统残坡积 (Q
2 边坡变形破坏及机理分析
2.1 边坡变形破坏现象
边坡K2+320～K2+400段在开挖第四级平台过程中出现明显的变形破坏, 边坡表部岩体松动变形、破坏, 已经形成了一较大规模的变形体。根据地表裂缝发育特征及分布范围, 该变形体立体上近似呈勺状, 横向宽约20 m, 纵向长约80 m。根据地质条件, 推测变形体底面为一条由后缘裂缝底部和前缘鼓胀区底部相连的折线, 由此初步判断变形体铅直厚度为7 m～15 m。滑坡部位第二级台阶面岩体出现较大范围的松弛和隆起现象。
2.2 变形破坏机制
根据地形、地质资料及施工情况, 分析变形破坏主要成因为:1) 边坡岩体较破碎, 岩石块度小, 且裂隙大多微张或张开;2) 应力重分布后, 开挖边坡坡缘 (坡面与坡顶面的交线) 附近形成张力带, 易产生拉张裂缝, 而坡脚应力集中, 易产生剪切破坏现象;3) 雨水渗入坡体, 导致夹层岩土软化, 对边坡的变形破坏起到了诱发作用;4) 施工不利因素对边坡的稳定性有较大影响。
3 边坡变形破坏稳定性分析
3.1 边坡应力特征分析
3.1.1 有限元模型建立
根据边坡地质结构, 计算选用理想弹—塑性本构关系, 模型主要采用八节点四边形单元进行有限元剖分, 模型左右边界及底部边界为固定约束边界 (见图2) 。
各岩体的物理力学参数取值在参考勘察资料的同时, 也结合了结构面类型、物质成分、风化状况等工程地质特性的调查研究。综合评价的各类岩体参数值如表1所示。
3.1.2 开挖边坡应力特征比较
边坡开挖前后其不同高程最大主应力、最小主应力、最大剪应力和开挖前后的关系分别如图3～图5所示。图中对比分析了开挖前后边坡的应力特征。
由图3～图5分析可见, 边坡的最大主应力、最小主应力及最大剪应力均在开挖后增大。开挖后, 使边坡临空面变陡, 各级台阶底部最大主应力增长较快;而从图4可见边坡坡脚最小主应力增加较小, 导致各级台阶坡脚出现明显的最大压应力增大情况;同时从图5可见, 随着边坡的开挖, 坡脚部位出现明显的剪应力集中, 故在这种不利的受力状态下边坡局部台阶将可能出现从底部剪出破坏的情况。因此由于开挖引起的应力重分布, 在坡脚及各台阶底部出现明显的最大压应力增大, 坡顶的拉应力有所增加, 致使边坡出现蠕滑弯曲变形直至发生滑坡。
3.2 边坡稳定性特征分析
3.2.1 稳定性分析模型建立
采用Sigma和Slope程序耦合, 直接使用Sigma有限元分析得到的应力场来计算安全系数, 该方法称之为Enhanced limit method, 最早由Kulhawy于1969年提出, Fredlund曾经认为这是未来最有前途的土坡稳定分析方法。即通过有限元计算各单元或节点处应力 (应力线性分布) ;模型通过条块划分, 以条块底端中点为对象, 计算该点的σx, σy, σz;确定条块底端的倾角α;然后采用Mohr圆确定条块底的法向和切向应力, 由计算的法向应力得出可能的剪切强度, 将条块基底的应力转为力;重复计算N个条块。
最后由公式
3.2.2 稳定性分析计算结果
稳定性计算导入有限元应力计算结果, 通过程序自动搜索得到最危险破坏面, 见图6。
由图6分析可见, 最危险破坏面与边坡地质结构分析一致:破坏面受软弱夹层和结构面共同控制, 滑面前缘为开挖后坡体受力最不利位置;后缘有向后延伸, 与实际情况相符;破坏面安全系数为0.874。由此可见, 边坡失稳与施工不利影响有直接关系, 合理的施工顺序对边坡过程稳定有较大的影响。
4 结语
1) 通过综合分析, 该市政公路高边坡的变形以复杂的地质体结构、较陡的临空面和强烈开挖卸荷为基础, 继而出现蠕滑—弯曲变形破坏模式。2) 施工不利影响是触发边坡过程失稳的直接原因。3) 该边坡后期治理, 应重点处理好变形的不利影响, 采取信息化施工及动态设计理念。
参考文献
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[2]储文静, 张可能, 金福喜.湘西朱雀洞滑坡的变形破坏及机理分析[J].岩土工程界, 2008 (2) :10.
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[6]D.TAN, S.K.SARMA.Finite element verification of an enhancedli mit equilibrium method for slope analysis[J].Geotechnique, 2008 (20) :3-5.
某市政桥梁 篇7
冰蓄冷机组是利用夜间用电的低谷期、低价期制冷,将生产的冷量以冰的形式贮存起来,然后在白天用电高峰期、 高价期机组停止运行,通过融冰将夜间贮存的冷量释放出来。 这样一方面有利于缓解城市电力系统峰谷差的急剧增加,改善用电结构,并提高电厂发电机组的运行效率;另一方面又可以大大降低供冷季节机组的运行费用。因此,积极推广冰蓄冷机组对于实现经济、能源和环境的协调发展具有十分重要的意义。
1工程概况
本工程为韩国首尔某市政项目,采用冰蓄冷双工况机组为项目办公大楼提供冷量,冷量汇总如表1所示。
根据建筑使用情况及初步设计估算结果,整栋大楼的尖峰最大逐时冷负荷为5 800 k W。由于气温变化,空调系统在整个运行期间日负荷大小会有变化,根据负荷分布情况,计算出逐时负荷,如表2所示。
2主机运行方案
该项目主机选用1台LG中央空调生产的双压缩机串联离心式双工况机组,可分别满足制冰和制冷2种工况的需求, 其结构如图1所示,主机由1级离心压缩机、2级离心压缩机、蒸发器、冷凝器、经济器等主要部件组成,使用电动调节阀自动进行制冰和制冷模式的转换。
备注:设计单日空调总负荷为 46 453 k W。
2.1主机制冰循环模式
如图2所示,制冰模式下,蒸发后的制冷剂气体会先后经过1级压缩机和2级压缩机的压缩,再进入冷凝器冷凝成液态,液态制冷剂进入经济器后闪发分离,分离出来的气体与1级压缩后的气体混合,降低其过热度节约能耗, 而液体进入蒸发器吸热蒸发,制取低温乙二醇溶液,用于制冰。
2.2主机制冷循环模式
在制冷模式下,该双工况主机只运行1级压缩机,此时的1级压缩机足以满足项目供冷需求,控制器自动打开/ 关闭相关转换电动阀门,实现从制冰模式到制冷模式的自动转换,此时的循环与常规离心式冷水机组相同,如图3所示。
2.3主机设计参数
制冰工况如表3所示,制冷工况如表4所示。
3运行费用对比分析
3.1冰蓄冷机组运行时间段设计及运行费用
韩国的大型用电场所是根据整体电网负荷按峰、平、谷的不同时段收费,以本次项目为例,主机在满负荷下的用电量根据表3和表4可知每小时都大于1 000 k W,电机采用高压6 600 V启动,根据这些条件可查得不同时段的电费价格如表5所示。
从表5可以看出需要供冷的夏季电价和秋季电价有所差异,且谷段的单位电价要远低于峰段价格,本项目主机运行时间段设计如图4所示,在谷段23:00 ~ 06:00进行满负荷蓄冰,单日所制得的冷量28 000 k W全部以冰形式储存起来,供峰段负荷时使用,满足该时段26 967 k W的总冷负荷; 在峰段11:00 ~ 12:00和13:00 ~ 17:00高电价时主机停机, 水系统只进行融冰释冷,避开用电高峰及电价高峰;而在平段负荷,根据需要主机只开启1级离心压缩机进行供冷运行, 这样设计可有效降低主机运行费用。
按图4运行时段及主机参数,计算出单日主机运行费用。
3.1.1夏季单日
谷段蓄冰7 h:1 060 k W×7 h×0.277元/k W·h = 2 055.34元
谷段供冷1 h:1 174 k W×1 h×0.277元/k W·h = 325.198元
平段供冷3 h:1 174 k W×3 h×0.526元/k W·h = 1 852.572元
夏季单日主机运行费用:2 055.34 + 325.198 + 1 852.572 = 4 233.11元
3.1.2秋季单日
谷段蓄冰7 h:1 060 k W×7 h×0.277元/k W·h = 2 055.34元
谷段供冷1 h:1 174 k W×1 h×0.277元/k W·h = 325.198元
平段供冷3 h:1 174 k W×3 h×0.388元/k W·h = 1366.536元
秋季单日主机运行费用:2 0 5 5 . 3 4 + 3 2 5 . 1 9 8 + 1 366.536 = 3 747.07元
3 .2常规机组运行费用计算
采用常规空调时,运行时段如图5所示,根据项目制冷工况可按单冷机组COP5.5计算耗电量和运行费用。
3.2.1夏季单日
谷段供冷1 h:5 800 k W/5.5×1 h×0.277元/k W·h=292.11元
平段供冷3 h:5 800 k W/5.5×3 h×0.526元/k W·h = 1 664.07元
峰段供冷5 h:5 800 k W/5.5×5 h×0.898元/k W·h = 4 734.91元
夏季单日主机运行费用:292.11+1 664.07+4 734.91 = 6 691.09元
(From Korea Electric Power Corporation)
3.2.2秋季单日
谷段供冷1 h:5 800 k W/5.5×1 h×0.277元 /k W·h = 292.11元
平段供冷3 h:5 800 k W/5.5×3 h×0.388元 /k W·h = 1 227.50元
峰段供冷5 h:5 800 kW/5.5×5 h×0.526元 /kW·h = 2 773.45元
秋季单日主机运行费用 :292.11+1 227.50+2 773.45 = 4 293.06元
4经济效益性分析
按照计算结果总结出单日100% 负荷运行费用经济性比较,如表6所示。
由于空调负荷的大小与当地的室外气象密切相关,根据首尔市气象参数特点测算,运行费用100% 负荷出现时间占总供冷期的15%,75% 负荷出现时间占45%,50% 负荷出现时间占25%,25% 负荷出现时间占15%。首尔市全年空调供冷期按夏秋2季4个月共计120天计算,另外为计算方便,夏秋2季相同负荷时的天数按相同计算,双工况冰蓄冷机组与常规冷水机组运行费用比较如表7所示。
由表7可知,双工况冰蓄冷机组比常规冷水机组每年节约电费约11.7万元, 节约费用达27%。
对于本项目,冰蓄冷机组及蓄冰池等系统投资比常规冷水机组多60.5万元, 在不考虑时间对资金影响的前提下,冰蓄冷机组的静态投资回收期为60.5/11.7=5.17年,这样的静态投资回收期对于设计使用寿命15 ~ 20年的冰蓄冷机组是完全可以接受的。
5结语
冰蓄冷机组既可以满足制冷需求,又可以在电价低廉时蓄冰,具有平衡用电波峰段和波谷段电价差的优点,实际应用中通过设计适合的运行策略可降低年运行费用30% 左右。另外如果遇到临时断电,只要利用一般功率发电机提供水泵运行仍可通过融冰释冷保持室内供冷,因此不管是从经济效益或社会效益来看,冰蓄冷机组都有常规冷水机组无法比拟的优点,具有非常大的推广潜力和发展前景。
摘要：介绍了冰蓄冷机组的结构和运行模式,比较了冰蓄冷机组和常规冷水机组的运行费用,指出了冰蓄冷机组的推广潜力和发展前景。