实测过程（精选7篇）
实测过程 篇1
0 引 言
酒泉风电基地建设在甘肃电网的末梢,网络结构相对薄弱,加之风电机组的短路特性与常规水、火电机组的短路特性差异很大,因此大规模风电场并网运行会引起明显的电网稳定性问题[1,2]。目前,国内外对风电机组并网接纳能力、对系统无功和电能质量的影响[3,4,5],风电机组对配网保护的影响、低电压穿越等问题也开展了较多研究[6,7,8]。但大规模风电场的特点、短路特性等方面的研究,多集中在理论研究、仿真分析等方面。通过对330 k V Q汇集站出线人工短路试验进行数据统计与整理,本文对风电场在系统发生大扰动时的稳定运行能力,风机二次穿越、高电压穿越能力以及动态无功补偿装置的响应能力进行了分析。
1 试验情况简介
如图1所示,330 k VQ汇集站为四个大型风电场公用,总装机容量为600 MW。每个风电场通过各自的主变( 330 k V/35kV ) 接入汇集站330 kV母线,经由一条330 kV出线送至750 k VD变电站的330 k V系统。本次测试选择Q汇集站第二风电场的风机进行。
试验一: 330 k V出线汇集站侧( k1) A相瞬时性接地故障
330 k V线路近端A相瞬时接地,保护动作后跳开A相,经延时后线路重合闸成功。
试验二: 330 k V出线汇集站侧( k2) C相永久性接地故障
330 k V线路远端C相永久接地,保护动作后跳开C相,经延时后线路重合闸于故障,出线三相跳闸切除故障。
2 两次短路过程中风电场动态无功补偿装置暂态调节分析
如图2( a) 、( b) 所示,330 kV送出线路发生接地时,330 k V母线电压骤降,动态无功补偿装置随电压变化快速正确动作,介入对母线电压的支撑调整,响应时间分别为18 ms和22 ms。
3 风机测试情况
测试风机为直驱型机组,单机容量为1 500 k W,出口额定电压620 V。
( 图中曲线自上而下分别为 330 k V 母线电压,动态无功补偿装置电流,动态无功补偿装置无功功率)
3. 1 330 k V送出线路近端发生A相瞬时性接地故障
如图3所示,系统发生A相瞬时接地故障。风电机组机端电压Ubc由608 V最低降到279 V,机端电流Ib由1 320 A最高升至1 902 A后,故障切除后最低降至421 A,有功功率由1 380 k W降至1 144 kW ,故障切除后最低降至431 kW。无功功率由90 k Var增至最高523 kV ar,故障切除后降至131 k Var。
3. 2 330 k V送出线路远端发生C相永久性接地故障
如图4所示,在发生C相永久接地故障后,风电机组机端电压由611 V最低降到230 V,线路重合于故障跳开后,最高升至901 V,线路跳开后降为0。机端电流Ib由660 A最高升至1 309A,重合后最大到1 404 A,线路跳开后降为0。有功功率由368kW降至267 kW ,线路再次跳开后降为0。无功功率由54 k Var升至最高388 kV ar,线路再次跳开后最高至2 037 k Var,后降为0。在系统发生单相永久接地过程中,该机组有较为明显的无功支持,但是在二次穿越后,全场脱网,明显加剧了母线过电压的程度。
4 试验结果分析
4. 1 电压跌落时风电机组无功功率变化分析
通过对风电机组在测试中的监测发现,在系统发生接地故障导致机端电压跌落时,风电机组输出电流迅速增大,从功率变化曲线上可以看出,这部分电流增量主要是提供了机组的无功输出。而且,电压跌落幅度越大,无功输出增加越多。也就是说,在发生接地故障时,风电机组无功输出迅速增大,对系统电压提供了一定支持[9],同时在一定程度上增加了系统恢复后出现过电压的几率。尤其是当系统发生永久性故障,导致出现风电机组的二次穿越时,无功功率急剧增大,机端出现明显过电压情况。
4. 2 试验过程中动态无功补偿装置的动态调节情况
在试验过程中,监测到的动态无功补偿装置调节方向正确,普遍都在电压下降5 ms之内开始动作于调节,调节幅度随系统电压变化幅度大小而变化。一定程度上改善了风电场的电压稳定性,提高了风电场的低电压穿越能力[10,11]。
4. 3 电压跌落时风电机组有功出力变化分析
根据统计数据看,大部分风电机组在试验中没有脱网,但是有功出力下降较大。例如在单相瞬时接地试验中,测试风电机组有功功率由1 380 kW降至1 144 k W,故障切除后最低降至431k W,经过约600 ms后( 大约为开关重合时间) ,有功功率开始缓慢上升,经1 s后稳定在1 300 k W左右。这说明风电机组在系统电压骤降时,风电机组控制逻辑进入低电压穿越程序,此时风机不仅能够保持在网,还能通过增加输出电流,对系统参数提供一定支撑。
5 结束语
经过近年来对风电机组低电压穿越能力的检测改造,以及对风电场动态无功补偿装置的运行规范,风电场在系统发生大扰动时的稳定运行能力得到了大幅提升。在本次人工短路试验过程中,大部分机组未发生因低电压而造成的脱网,风电场动态无功补偿装置也能够快速正确的动作与对系统电压的跟踪调节,很大程度上保证了风电场的稳定运行,同时也确保了电网的安全稳定运行。
摘要：甘肃电网风电装机容量已超过水电,成为第二大能源。风电带来的电网安全稳定运行压力也随之增大。经过近年来对风电机组低电压穿越能力的检测改造,以及对风电场动态无功补偿装置的运行规范,风电场在系统发生大扰动时的稳定运行能力得到了大幅提升。为了检验风电场的抗扰动能力,在酒泉地区开展了人工短路试验,用最接近真实的手段进行了验证分析。
关键词：风电场,风电机组,大扰动,人工短路,直驱
窑尾结构的实测分析 篇2
1 试验模态测试技术
测试采用的动态信号测试系统为TMR-7200智能信号采集处理分析仪。
该系统的主要特点有:
1)利用设备自带的模块和显示屏进行数据记录和观测,满足了对便携式设备和采样速度的各种要求,方便应用于室内和野外测试;测试中TMR-7200系统配合使用的传感器是借助高灵敏度的ARF-20A加速度计和SB-120DD-1R小桥盒的,该仪器可用于结构在正常工作状态下和脉动时的测量,满足本次测试窑尾结构自振特性的要求。
此次测试共使用5台水平向和3台铅垂向的ARF-20A加速度计,分别用于测试结构水平向和铅垂向的加速度信号。采用东方噪声动态信号分析软件中的频谱分析模块得到结构水平方向(包括横向、纵向)的阻尼比和自振频率。
在检测中,采取对控制点的加速度时程分别采样的方案,即8个通道同时对结构的脉动进行测试,利用TMR-7200智能信号采集处理分析仪对测点的数据进行采样,然后采用数据采集和处理系统对采样的数据进行分析研究。试验模态分析流程图如图1所示。
2 工程概况和测点的布置
由于篇幅有限,仅取大连天瑞水泥有限公司二号线烧成窑尾结构的相关测点布置以及相应的测试和分析结果作详细介绍。该结构的立面如图2所示,窑尾结构共7层,总高91.71 m。其底层为钢筋混凝土结构,其上6层为钢框架-支撑结构体系。其中,框架柱为钢管混凝土柱,梁为H型钢梁,支撑则采用空心钢管。
在窑尾结构的第7层布置了5个测点,第6层均布置了2个测点。在测试过程中,采集了窑尾结构在相应各控制点上的纵向、横向、竖向3个方向的加速度。测点布置如图3所示。
图4为现场测点布置照片。
3 窑尾结构测试数据整理分析
3.1 窑尾结构加速度反应
各测点提取数据以E点为例。工作状态下,截取0～30 s时间历程,E点水平两个方向的加速度时程如图5所示。
3.2 窑尾结构的频谱分析
将加速度时程进行自谱分析,再FFT/FT频谱细化分析,经过计算,得到细化分析的结果如图6所示。
3.3 测试总结
按照以上步骤可同样得到大连二号线7层各点的相关测试数据和频谱分析结果,并取各项指标平均值,结果如表1所示。
4 结 论
通过现场采集窑尾结构各控制点的加速度时程,并进行频谱分析等相关动力分析,全面地了解了窑尾结构自振频率和阻尼比等动力特性的变化规律。
从以上测试结果可以看出:窑尾结构水平横向和水平纵向第一频率约为0.385 Hz和0.412 Hz,与有限元分析结果基本一致,第一频率的平均阻尼比为3.15%,从本次测试的结果来看,建议在窑尾结构设计时其阻尼比可按混合结构的阻尼比3.15%考虑。
摘要：采用TMR-7200智能信号采集处理分析仪分别对多个烧成窑尾结构进行了正常工作状态和脉动时的动力测试。采集了窑尾结构控制点的加速度时程,进行了频谱分析,得到相应的阻尼比、频率以及加速度幅值等设计数据,并对相应的数据进行整理和分析,从而全面地了解了烧成窑尾结构阻尼比等动力特性。
关键词：窑尾结构,动力特性,频谱分析
参考文献
[1]星谷胜(日).随机振动分析[M].北京:地震出版社,1977.
[2]张帆.水泥厂窑尾结构体系的性能与设计研究[D].南京:河海大学,2004.
[3]司马德义,王建环.新型干法水泥厂窑尾塔架的结构选型[J].工程建设,2006(4):73-75.
[4]赵茁跃.水泥厂窑尾高层钢管混凝土塔架结构的研究及应用[A].第三届全国水泥企业总工程师论坛暨全国水泥企业总工程师联合会年会文集[C].大连,2010:150-156.
[5]徐自国,王怀伟,程小燕等.水泥库窑尾塔架结构的地震反应研究[J].工程建筑,2012,42(4):41-47.
[6]赵茁跃,赵东岚,王建群,魏文晖.风机基础的现场检测[J].水泥技术,2011(3):105-111.
房屋建筑面积实测研究 篇3
这里将份测绘单位所遇到的几种面积测算难题汇总出来与大家共同探讨, 希望能够引起房产测绘部门的共鸣并共同探索解决问题的途径。
1 房屋建筑面积的实测
《规范》规定房屋面积测算必须以实际测绘数据为准, 而目前的普遍做法不是按实地量测尺寸计算房屋面积, 而是实地校核相关边长, 边长在一定误差范围内按设计图纸或竣工图纸尺寸进行面积计算与分摊。与《规范》规定的按实测数据进行测算有严重的出入。造成这个问题的原因主要是:
(1) 房产测量工作是由观测者使用测绘仪器 (手持测距仪、全站仪等) 、工具 (钢尺等) 、按照规定的操作方法, 在一定的外界条件下进行的, 不论观测者多么熟练, 使用的仪器多么精密, 观测方法多么合理, 对同一个量进行多次观测, 其结果总是有差异的。在房屋面积测算过程中, 按实测尺寸计算面积, 其中不仅含有仪器测量误差、人为观测误差, 而且因为房屋施工是粗线条的, 墙面的平整度, 垂直度, 轴线定位的偏差, 模板支护的位移都是不可避免的, 在图纸中完全平行的两面墙, 在实量时不同的位置就有不同的平距, 所以实量数据的唯一性是不存在的。 (2) 实测中受墙体位置偏移及抹灰层厚度等因素的影响, 完全相同的两户, 其实测数据总会有差别, 使得同一户型的套内建筑面积千差万别。这样的结果, 无论是开发商还是业主都不能理解和接受, 甚至是管理部门也不能够理解和接受。 (3) 实地校核相应边长, 差值在一定的较差内按图纸尺寸计算, 测绘实施过程简单;而按实测尺寸计算, 实施过程较复杂。 (4) 面积数值由测量单位负主要责任, 而房屋在开发商或业主手中, 他们有改变房屋现状的可能, 一旦现状改变了, 改变后的现状面积必定与测量时的面积不同。 (5) 在实测时所有的部位都测量到是比较困难的。
2 外墙中共有面积部位的确认
《房产测量规范》规定:外墙 (包括山墙) 水平投影面积一半的建筑面积作为共用面积进行分摊。此条款适合南方地区, 因南方地区的建筑物外墙和内墙的厚度一般情况下是相同的, 外墙的一半作为共用面积进行分摊是合理的。
而东北地区一般情况下外墙和内墙的厚度都不是相同的, 往往内墙是2 4 c m或18cm, 而外墙却是490mm或370mm。我们以370mm外墙、240mm内墙、房长20m、房宽10m、共6层为例, 做一下探讨。该栋楼外墙轴线的位置为:轴线外250mm, 轴线内120mm。
按《房产测量规范》执行, 外墙公摊以中线为准, 则:
按轴线论执行, 则:
同时按中线分摊外墙时, 把山墙的户型比不把山墙的相同户型的套内面积大, 而且按套内面积分摊共用面积, 则其分摊到的共用面积比不把山的相同户型分摊到的共用面积要大, 靠山墙的房间面积一般都增加0.7m2以上。这两部分面积的增加, 显然是不合理的。虽然购买房屋时价格上可以得到优惠, 但日后的物业管理费、取暖费等都是根据产权证上的建筑面积缴纳的。把山户型的面积不公正是永久性的。因此该省大部分地区外墙公摊还是以轴线为准。
3 阳台面积的计算
阳台是供人们活动、休憩及晾晒衣物或其他用途的房屋附属设施, 是户内与户外的过渡空间, 一般有永久性上盖、有围护结构、有台面与房屋相连, 根据其外围情况分为全封闭阳台和半封闭阳台。《规范》根据其围护将阳台分为全封闭和半封闭。
上述阳台的概念是标准阳台的概念, 近几年, 在实际测量中发现有阳台的顶盖与阳台底板、围护结构的投影不完全一致的现象。阳台的顶盖形式多种多样, 当阳台的顶盖与围护结构不完全覆盖时, 例如:隔层有顶盖、与阳台底板和围护结构不在一个竖直面上、隔二层以上的有顶盖、利用其他构件作为顶盖的, 这些特殊情况下的阳台如何计算建筑面积?
3.1 部份覆盖的顶盖
如图1所示。
(1) 没有完全覆盖的那部分算为没有顶盖, 不算面积; (2) 投影下来的面积的一半作为是否计算面积的标准; (3) 投影下来的面积大于围护结构的1/2, 则计算面积;不大于1/2的不算面积。
3.2 隔层的顶盖
隔层顶盖的阳台视为无顶盖, 不计算面积, 理由有两个:
(1) 隔一层情况下, 顶盖的作用不明显, 起不到保护的作用。 (2) 如果隔一层算有顶盖而计算面积, 那么隔2、3、4、5层计算不计算?标准难掌握, 因此就统一为隔层不认为是顶盖。是否为隔层是依据所依附的主体结构的结构层为准。
4 伸缩缝面积的计算
国家标准《房产测量规定》规定, 不论伸缩缝的宽度, 只考虑是否与室内相通, 能否利用, 作为伸缩缝是否计算建筑面积的标准。因此, 伸缩缝、沉降缝等变形缝, 不论其宽度, 只要其与两边房屋中任一边相通, 具有房屋的一般条件, 又能正常利用的, 则可以计算房屋的建筑面积。一般的伸缩缝面积相对本栋楼来说并不大, 若单独计算其通行的部分也只是门口那一小部分。一种观点认为:只要是通行的伸缩缝, 均应全部计算建筑面积, 虽然没有通行的部分没有使用到, 然而, 作为伸缩缝具有的功能, 此部分空间全楼均得到受益。另一种观点认为:这种算法是不合理的, 做为三缝 (伸缩缝、沉降缝、变形缝) 是结构上的要求。作为用户没有利用上是不应计算面积的, 如果用户利用上了是可以计算面积的, 且利用多少计算多少, 还是比较合理的。该研究者同意后一种观点, 如图2所示。
(1) A空间大, 阴影部份内可以使用, 且与室内相通, 全部计算面积; (2) B两边相通, 但阴影部份与两边不相通, 内不可以使用, 则只计算相通部分的面积, 阴影部分不计算; (3) C与其中一边相通, 阴影部分不相通, 内不可以使用, 则只计算相通部分的面积, 阴影部分不计算。
5 室外楼梯的计算
室外楼梯在计算建筑面积时, 按n-1层计算, 底层不计算面积, 与室内楼梯的自然层计算不一致, 即室外楼梯是上到n层的, 在室外楼梯的计算中按n-1层计算建筑面积。如果有顶盖, 计算全面积;如果无顶盖, 则按各层水平投影的一半计算, 例如:有一楼共八层, 有室外楼梯到各层, 无上盖, 则计算面积:s=3.5S层, 其中S层为单独一层的室外楼梯建筑面积。有两种情况下室外楼梯不宜计算面积。
(1) 通行到另一幢房屋的无顶盖的室外楼梯, 不服务于一幢楼, 不应计算建筑面积。 (2) 室外楼梯的建筑材料是铁制的或木制的, 也不宜计算建筑面积。根据计算建筑面积的有关规定和规则, 能够计算建筑面积具备的普遍性的条件中规定“结构牢固, 属永久性的建筑物”, 因此对于铁制、木制这样的室外楼梯是不宜计算面积的。
6 结语
以上几条是该研究者在实际工作中遇到的一些难题, 见解不一定正确, 望同行们给以帮助。
参考文献
[1]李斌.深度探讨应用GPS技术的测量方法[J].科技资讯, 2010 (4) .
明挖深基坑变形实测 篇4
开挖和降水是土体和支护结构强度和稳定性变化的共同诱因, 而土体和支护结构强度和稳定性变化又对开挖和降水起控制和指导作用, 它们相辅相成互相制约, 在地下水位较高的地区, 由于地下水而引发的工程事故占到整个基坑事故中极高的比例。基坑的开挖施工, 使原有的基坑周围的水、土应力平衡受到破坏, 土体发生变形, 变形达到一定程度就会危及到地下管线、道路、地面建筑物的安全, 严重时还会给工程建设带来无法估量的损失和影响。而如何有效控制基坑变形还需继续研究。
1 工程背景
南京地铁十号线珠江东站围护结构采用地下连续墙型式, 支撑系统均采用第一道为砼支撑、以下为钢支撑的型式, 车站长522m、宽22.1m, 车站基坑深度16m左右, 为南京地铁十号线和十一号线的交汇站;
场地南侧端头靠丰字河, 水面宽度20.25m, 水面标高5.52m, 水深0.8m。潜水含水组主要为 (1) 层人工填土层、浅部全新世冲淤积成因粘性土 ( (2) -1b2-3、 (2) -2b4) 及中部砂性土 ( (2) -3d2、 (2) -4d1、 (2) -4d1-2) 。潜水稳定水位埋深1.50～4.90m, 高程为5.44～7.43m (吴淞高程) 。浅部微承压水含水组主要为漫滩相全新世沉积土层 (2) -2c-d2-3、 (2) -3c-d2、 (2) -4c1、 (2) -4c2层, 深部微承压水含水组主要为漫滩相底部沉积砂性土 (2) -5d1、 (2) -5d1-2层, 及上更新统冲洪积土层浅部微承压水稳定水位埋深1.76～2.36m, 相应标高为4.80～5.39m, 地下水位年变幅0.50m左右, 渗透系数在8.4E-04cm/s～9.95E-03cm/s, 属弱透水层;深部承压水稳定水位埋深2.70m, 相应标高4.98m。粉土层微承压水水头高, 基坑开挖到底后抗水头安全系数不足, 须降低此层微承压水水头。
2 监测方案
2.1 测点布置与测量
沉降类监测点分三级布设, 即基准点、工作基点、观测点。沉降监测基准点布设于基坑开挖影响区外, 一般为开挖边界60米之外。优先考虑设立在基础好, 沉降稳定, 便于施测与保存, 稳固的永久性建筑物上, 也可以埋设于在变形影响区域外的基岩或原状土层上, 通常采用墙上水准点, 每个监测工区周围拟布设4个基准点。工作基点的选取应视观测点与基准点的距离而定, 初步确定为每个基准点联测3个工作基点。
测量方法与精度。各基准点应组成闭合水准路线, 按照二等水准测量方法进行施测。选用索佳B20精密水准仪配测微器, 仪器标称精度±0.3mm/km。在观测前对所用的水准仪和水准尺按照有关规定进行检定, 在使用过程中不得随意更换。
该标段处软弱地基范围, 软弱地基的稳定与地下水位的变化对变形监测成果影响明显, 为了确保监测成果的可靠性与稳定性, 需要定期对基准点进行复测检核, 及时修正起算数据。
(1) 基准点的起算点与施工测量起算控制点重合, 每月进行一次测区范围内的基准点复测工作, 对有明显移动或沉降的点位及时修正其坐标与高程值; (2) 基准点复测采用A级 (精度最高, 稳定性最好) 仪器设备, 由有丰富大地测量经验的测量工程师负责; (3) 及时与第三方监测及业主测量队交流沟通, 对其基准控制点复测过程中发现的异常变化点位进行针对性的复测; (4) 监测过程中强化相对监测措施, 通过相对变形量的变化反应监测对象的形变规律, 可以有效预防基准点整体异变产生的监测误差。
2.2 监测内容与方法
测点编号顺序为由东向西递增如图1所示;DB代表地表沉降, 布设36个断面, 每断面5个沉降点, 共计180个;观测方法采用精密水准测量方法。基点和附近水准点联测取得初始高程。观测时各项限差宜严格控制, 每测点读数高差不宜超过0.3mm, 对不在水准路线上的观测点, 一个测站不宜超过3个, 如超过时, 应重读后视点读数, 以作核对。
ZQS代表地连墙水平位移、沉降, 布设68个断面, 每断面1个墙顶位移点, 共计68个;水平位移监测采用的方法依据现场情况, 测定特定方向上的水平位移拟采用视准轴线法、小角法等;测定监测点任意方向的水平位移拟采用控制网法、极坐标法等。作业前应对使用的基准点和工作基点的稳定性进行检测。地连墙沉降监测同地表沉降监测。
ZQT代表地连墙测斜, 布设36个断面, 每断面1根测斜管, 每管深度30米;围护结构变形监测孔埋设于围护桩或连续墙体内, 孔间距20～30m, 测点间距0.5～1.0m。
ZL代表支撑轴力, 布设21个断面, 每断面4层支撑;将轴力计安装架与钢支撑的端头对中并牢固焊接。在拟安装轴力计位置的桩 (墙) 钢板上先焊接一块250mm×250mm×25mm的加强垫板, 以防止钢支撑受力后轴力计陷入钢板, 影响测试结果。待焊接温度冷却后, 将轴力计推入安装架并用螺丝固定好。安装过程必须注意轴力计与钢支撑构件轴线在一条直线上, 各接触面平整, 确保钢支撑受力通过轴力计正常传递到支护结构上。
3 监测结果分析
取得监测数据后, 及时进行整理, 绘制位移随时间或空间的变化曲线图。
3.1 地表下沉监测结果
分析图2地表沉降监测图表明, 地表沉降曲线有较明显的快速发展阶段、缓慢下沉阶段和逐渐稳定的阶段。架设第一、二道钢支撑时周边地表沉累计沉降量约占总沉降的70%～80%, 基坑浇筑垫层后, 周边地表沉降逐渐趋于稳定。伴随着基坑降水及开挖基坑周边发生了沉降, 距离基坑边越近变形越大, 最大变形可达10cm;地表不均匀比较明显, 因此, 控制地表不均匀沉降对于构造物得稳定至关重要。
3.2 地连墙顶沉降监测
分析图3地连墙沉降结果表明, 9月份沉降非常小;10～11月份表现为上升趋势, 最大上升达6.0cm, 11月份变化趋势减缓, 主要原因是基坑开挖土体应力释放所致。
3.3 地连墙测斜监测
分析图4地连墙变形监测结果表明, 地连墙侧向变形呈现悬臂梁变形特点, 围护结构水平位移在支护结构尚未施加任何支撑时, 变形速率较大。基坑在刚开挖后, 荷载释放的速率是最快的, 对应围护结构的水平位移变化也最快。随着支撑的架设并施加预加轴力, 水平位移值变化开始减缓。墙体最大位移位置随着开挖的进行逐渐下移。并且随着钢支撑的架设变形趋于平稳。
3.4 支撑轴力监测
分析图5支撑轴力变化表明, 基坑开挖深度较浅时, 支撑轴力基本维持不变或变化缓慢。随着围护结构土方开挖, 对应位置处钢支撑轴力也随之增大。垫层浇筑完成后, 支撑轴力基本趋于平稳。轴力值在变化过程中略上下波动状, 说明动温度的变化对其有比较大的影响。
4 结论
南京地铁十号线珠江东车站施工监测, 根据测点的监测结果综合判断, 及时发现问题并采用最优的工程对策, 必要时调整基坑开挖顺序和速度, 确保了基坑和周围环境的安全, 通过本次监测, 明确了基坑变形的基本规律, 为基坑变形控制提供了基础, 为以后施工有如下几点建议:
(1) 地下连续墙为一种刚性支护挡墙, 其变形具有明显的时空效应特征, 基坑变形呈现了较强规律性。在基坑刚开挖时, 水平位移变化较大。深层土体水平位移在支护结构底部所处位置水平位移几乎为零, 水平位移最大值出现在位于基坑深度约3/4处。 (2) 当开挖深度较浅, 支撑轴力基本维持不变或变化缓慢当开挖到设计标高并浇筑垫层后, 支撑轴力增长趋于稳定, 动荷载和温度的变化对其影响比较大。在基坑开挖过程中, 应严格控制基坑周边堆载, 尽可能的减少基坑边沿的荷载, 以减少对基坑变形的影响。 (3) 在实测数据中周边地表沉降曲线有较明显的快速发展阶段、缓慢下沉阶段和逐渐稳定的阶段。架设第一、二道支撑时周边地表沉累计沉降量约占总沉降的70%～80%, 基坑浇筑垫层后, 周边地表沉降逐渐趋于稳定。 (4) 围护结构周边地表沉降值随着基坑开挖深度的增加而增大, 地表沉降的影响范围约为基坑开挖深度的3～4倍。周边地表沉降主要引发因素是降水、开挖。 (5) 通过减小支撑水平间距可以有效控制墙体水平位移。第一道支撑对于控制围护结构桩顶位移起重要作用。适当增加基坑各道支撑预加轴力对减小围护结构深层土体位移有很好的作用。保证变形均匀是保证结构稳定的前提条件。
参考文献
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地铁车站深基坑现场实测研究 篇5
1 工程概况
某车站为地下二层岛式车站, 位于十字交叉路口, 呈东西向布置。车站总长163.3 m, 标准段宽度18.9 m, 西部扩大段最大宽度37.4 m。车站底板埋深约16.5 m, 基坑两端深约16.8 m, 车站净高13.55 m。车站基坑整体呈两端宽、中间窄的结构形式。主体基坑开挖分解为:西区基坑和东区基坑两个独立的基坑, 均采用明挖顺作法进行施工。基坑开挖安排在围护结构、地基加固、临时立柱桩施工结束, 降水井正式抽水至少20 d后, 且降水效果达到设计要求后进行。基坑竖向共设4道钢管支撑。内部第1道支撑采用Φ609×12 mm的钢管, 支撑水平间距为3 m, 其余各道采用Φ609×16 mm的钢管支撑, 支撑水平间距在第1道支撑间距上部分加密。基坑开挖前均先架设好相应横向钢支撑, 并施加预应力。具体基坑土层开挖步骤如下: (1) 开挖第1层土, 开挖深度1.0 m; (2) 开挖第2层土, 开挖深度6.0 m; (3) 开挖第3层土, 开挖深度10.5 m; (4) 开挖第4层土, 开挖深度14.0 m; (5) 开挖第5层土, 开挖深度16.5 m, 即基坑底部, 开挖完毕。
基坑清底工作每6 m即浇筑混凝土垫层, 以起到底撑作用, 地下的无支撑暴露时间限制在24 h以内。基坑支护结构平面布置图及监测点布置图如图1所示。测点布置典型剖面图如图2所示。
2 监测数据分析
2.1 地下连续墙体水平位移监测
利用测斜仪对地下连续墙体的水平位移进行量测, 将测斜管绑扎在连续墙钢笼上埋入墙体里, 管顶高出基准面150~200 mm, 底部和顶部用盖子封牢, 埋入前灌满清水, 以防污水或泥浆从管子接头处漏入。在基坑开挖之前, 先测出测斜管的初始水管位, 此值即为基准值, 此后所测管位值减去基准值即为墙体水平位移值。
取基坑5个开挖步骤期间, 2#、12#测斜管的侧向位移时程变化曲线如图3所示。图中日期均为5个开挖步骤开挖一周后基坑侧向位移的测量值。由2#、12#测斜曲线可知:随着基坑开挖的进行, 连续墙水平位移变化最大的地方会慢慢朝下移动, 最后至基坑开挖结束, 连续墙发生最大水平位移的时间与位置, 有先有后, 有偏上也有偏下。但在地下连续墙处于悬臂状态时位移值变化速率较大, 而且基坑的最大水平位移值一般不出现在基坑开挖结束后, 因为随着基坑开挖结束, 底板、中板及顶板的浇筑完成, 测斜位移值还会有一个相对的收缩减小过程。连续墙的最大水平位移多集中在基坑最终开挖面 (16.5±3) m的地方, 也不排除最大水平位移出现在支护墙的顶端。
2.2 基坑地表沉降监测
地表沉降测点布置断面如图1所示, 各断面之间的距离一般为10~20 m;每断面各测点布置间距为距基坑边缘1 m、3 m、7 m左右。茶亭车站基坑共设21个测点, 编号ES1~ES21, 分2~3层布置在基坑周围。各测点沉降时程曲线如图4、图5所示。
由图4、图5可知, 若将基坑开挖历时分为前、中、后3个时期, 那么在开挖前期和后期, 不论是靠近基坑两端的测点 (ES3、ES7、ES4、ES8) 还是靠近基坑中部的测点 (ES5、ES6) , 其沉降的变化速率基本一致, 而在开挖的中期, 基坑中部测点的变化速率明显大于基坑端部的测点。开挖初期, 出土范围在基坑的西端头, 测点ES3、ES4的沉降量明显大于其它测点;开挖中期, 开挖范围在基坑中部, 所以靠近基坑中部的测点 (ES5、ES6) , 沉降速率及沉降量明显增大起来;同理, 开挖后期, 在出土范围内的测点也有一个沉降速率及沉降量的增量, 但是后期速率的增长值明显小于前面两个时期。这是因为在基坑开挖的后期, 由于内支撑基本架设完毕, 以及内部结构的围护作用, 基坑趋向一个稳定的状态;而在开挖前期和开挖中期, 由于动态的施工, 会导致基坑受力变形变化较大, 地表点的沉降速率也会变大。一般来说, 基坑开挖初期, 出土的范围不大, 开挖影响范围不大, 地表测点的沉降量不会太大, 而在基坑开挖的中后期, 由于大范围的出土, 此时基坑最易出事故, 应特别注意此段期间基坑周围的地表沉降、管线沉降、以及建筑物沉降。
2.3 建筑物沉降监测
在本车站基坑北侧分布有锦江之星大酒店和千峰彩翠大厦两幢建筑物。前者是3层大楼, 无桩基础, 后者是30多层高楼, 有群桩基础。两者同在基坑一侧, 离基坑的距离相当。两幢建筑物沉降测点的时程变化曲线如图6、图7所示。
测点FS9、FS10、FS11的沉降量随时间不断地增大, 且在3月中旬到5月初期间, 沉降变化速率一度比较大, 直到开挖后期, 沉降速率逐渐趋稳, 各测点最大沉降量值分别为37.2 mm、63.7 mm、63.9 mm。而千峰彩翠各测点的沉降变化量很小, 变化速率也比较稳定, 最大沉降量值也不过4.8 mm, 远小于锦江之星各测点的沉降变化量。由此可知, 基坑开挖对临近建筑物的影响是不可忽略的, 且基坑建筑物沉降测点的变化规律受建筑物自身结构性能好坏的影响。对于有桩基础的建筑物, 其所有影响要远小于无桩基础的建筑物。为此, 应重视基坑开挖对基础薄弱的临近建筑物的影响。[3]
3 结论
(1) 基坑开挖期间, 地下连续墙的侧向变形随基坑开挖动态变化逐渐增大, 其最大水平位移多集中在基坑最终开挖面 (16.5±3) m的地方。
(2) 周围的地表沉降也随着基坑开挖时间的增加而增大, 在开挖前期、中期地表沉降变化速率较大, 后期由于深基坑支护设施基本架设完毕, 基坑处于趋稳状态, 地表沉降速率反而减缓。
(3) 基坑开挖对于无桩基础建筑物的影响要远大于有桩基础建筑物。故基坑开挖期间尤其要加强临近基础薄弱的建筑物的监测与监控。
参考文献
[1]史佩栋.深基础工程特殊技术问题[M].北京:人民交通出版社, 2004.
[2]梅传书, 严驰, 陆红, 等.高层建筑基坑开挖的数值分析研究及工程应用分析[J].建筑结构学报, 2001, 22 (3) :81-87.
软土路基实测沉降数据特征分析 篇6
关键词：沉降观测,沉降数据特征,软土地基
引言
为了保证高速公路在施工期间安全稳定,运营期沉降在允许的范围内,高速公路在建设过程中必须进行沉降观测,特别是在软土地区。现场实测沉降数据能综合考虑各种因素,反映土体的变形特征和各种工况的变化。利用实测沉降数据判断路堤是否稳定,对工后沉降进行预测,经过对推算沉降较大的地方适当增加预压期或进行预抛高等处理,使工后沉降满足要求,所以,沉降观测在软土地区高速公路的建设过程中发挥了重要作用。但是,在工程实际中沉降观测往往受到诸多因素的干扰,其结果必然反映在实测沉降数据上和由沉降变形数据绘制的沉降-时间关系曲线上,所以在处理、利用这些数据时必须了解这些数据的特征。
本文结合江苏省数条修建于软土地区高速公路沉降观测的实践,总结了现场实测沉降数据以及由实测数据构成的沉降-时间曲线的特征,并对造成这些特征的原因进行了分析,目的是为从事沉降观测或利用实测沉降数据进行分析、计算的技术和研究人员提供参考。
1软土路基实测沉降数据特征
1.1非全过程
由于沉降观测要埋设相应的沉降变形观测仪器,而沉降变形仪器的埋设往往要受施工等条件的限制,不可能在施工前埋设,一般情况下是施工开始一段时间以后,即地基处理之后才具备埋设条件。所以,以施工期路基路堤稳定为目的的沉降与稳定观测不能观测到由于地基处理等因素对天然地基扰动造成的部分初始沉降。
例如,江苏省淮盐高速公路淮安段,在软土深厚、超软的路段进行了真空联合堆载预压试验研究,桩号为K26+331.5~K26+731.5,该段地层较为简单,上层为淤泥质粘土,厚度在4~9m之间,平均含水量80%~120%之间,压缩系数大,孔隙比在2.2~3.3之间,为典型的超软地基,对该处地基的变形与稳定起到控制作用。该段在打设塑料排水板和铺设砂垫层之前在原地标设置沉降标,目的是为了监测在抽真空之前,由施工扰动天然地基所产生的地表沉降。表1为4个监测断面在抽真空之前由于填土、填筑砂垫层等增加天然地基荷载和打设排水板过程中机械振动使软土地基扰动所产生的沉降量。到2006年10月2日通车为止,抽真空之前的沉降在观测总沉降中所占的比例在20%左右。
而对于一般路段的沉降监测点,沉降标埋设要到地基处理结束以后,天然软粘土由扰动所产生的部分初始沉降不能观测到,而这部分沉降初始沉降中占有相当比例。
所以由观测得到的沉降数据实际上是由部分初始沉降,主固结沉降和次固结沉降组成,即S总=Si/+Sc+Sa,其中S总为观测到的总沉降量,Si/为观测到的部分初始沉降,Si/为观测到的主固结沉降,Sa为观测到的次固结沉降;并非原天然地表的全部沉降。
1.2非等精度
通常,沉降观测精度与沉降量有关,沉降量越小,观测精度越高。在高速公路施工中,沉降量的变化与路堤填筑、预压、路面结构层施工及路面完建后运行等四个阶段相关。白忠良、徐泽中等在文献[2]中以沪宁高速的沉降观测为例,证明了在高速公路施工中不同阶段各个沉降量级的出现频率不同,随着路堤的升高,观测精度也要求越来越高。在堆、等、超载的预压期、路面施工期和运营期沉降观测精度应以2~1mm才有意义,在路堤施工期中或真空预压期,由于沉降量较大,大沉降量出现的频率也较多,观测精度也适当低一些,以3~2mm为宜,由此,在实际沉降观测中,路堤填筑期间或真空预压期一般使用三等水准测量,在预压期、路面期以及运营期使用二等水准测量。
所以,实测的沉降数据和由此累加而成的沉降过程曲线是由不等精度的水准测量得到的。另外,影响沉降观测精度的因素很多,有各个不同阶段观测数据累加而成的沉降时间曲线就含有很多“噪声”,沉降过程线不平滑;所以,在利用实测沉降曲线进行沉降预测时,要对实测沉降数据进行一定的误差处理或曲线的光滑拟合[3],或者使用小波等滤波技术对沉降变形数据进行消噪,实现高精度的变形信息提取。
1.3曲线形态复杂
影响实测沉降曲线形态的因素很多,主要有所处位置的地层情况,土体的性质,地基处理方式,加载速率和施工情况等。
图1是江苏省淮盐高速公路淮安段三个典型断面1000多天的实测沉降时间曲线。三个断面均处于软土地段,其中K17+600的地基处理方式为塑料排水板、土工格栅、堆载预压,K28+100和K28+250为塑料排水板真空联合堆载预压。
从图1可以看出,三条沉降时间过程线的形态,发展过程趋势明显不同。虽然,K28+1 00和K28+2 50两个点的距离相差150m,且均为一般路基段,地质条件相同、地基处理方式相同,但K28+100的沉降时间曲线明显出现了“台阶”;而K17+600初期沉降速率较大,整体曲线形态较为平滑,无台阶”现象,后期趋于平缓。
在利用曲线配合法进行沉降预测时,首先要判断沉降时间曲线的形态,其中经常用到的有双曲线法配合法,指数曲线配合法(三点法)等;但影响沉降时间曲线形态特征的因素很多,很难说哪一种配合法更好[4]。另外,在多级荷载的作用下,沉降时间过程曲线上往往会出现“台阶”,这些“台阶”现象的出现增加了沉降预测的难度和复杂性。
正是由于实际观测到的曲线形状并非假设的理想曲线形态,并不完全符合假设曲线的特征,这也是在利用这些方法进行沉降预测时误差较大和预测结果不稳定的主要原因。
1.4非等时间间距
所谓非等时间间距是指由不同施工阶段的观测频率不一致或者观测条件的限制所造成的。沉降观测的频率的取决于沉降量的大小、加载方法和观测目等,通常要求观测的次数能反映出沉降变化的过程,又不遗漏变化的时刻[3];观测频率还要与位移速率相适应,位移越小,观测频率也可减慢,反之,位移越大,观测频率越要加快[2],另外,沉降观测还受到天气等观测条件的限制,这也是沉降数据非等时间间距的因素之一。
如在深厚超软土地区建设的江苏省淮盐高速公路淮安段,其软土局部厚度最大可达到2 6.3 m,部分路段采用真空联合堆载预压;在抽真空的初期,沉降量相当的大,部分断面中心沉降点日沉降量达到20mm,所以要求在抽真空初期的一段时间内每三天观测一次,在抽真空中后期和路堤填筑期,沉降量与初期相比有所减小,观测时间间隔可以适当加大,可每7~10天观测一次;在预压期初期的观测频率一般控制在10天左右,以后每月观测两次,在路面施工期,分底基层、基层和油面层三期施工,依据设计厚度,每层分为一次到两次碾压,该阶段沉降量较为平稳,观测频率为每做一层观测一次,若下层与上层间的施工间隔较长,则随时间的长短增加观测次数。
正是由于沉降观测的频率变化和观测条件等制约测量因素的影响,造成沉降观测数据的不等时间间距。
所以,在利用Asaoka法,灰色GM(1.1)模型等基于实测沉降数据的方法进行沉降预测时,首先要对沉降数据进行等间距处理,如在文献[5,6]中作者分别采用抛物线插值和线性插值的方法实现实测数据的等间距化处理。
1.5 沉降数据非观测原因失真
非观测原因造成沉降数据失真的主要原因是:沉降标的破坏及不稳定、工作水准基点的不稳定和缺失数据的插补三个方面。
1.5.1 沉降标的破坏及不稳定
在路堤铺设碾压期间,沉降标被车辆碾压出现弯曲等损坏,但并未被观测人员及时发现,仍继续进行观测,就会造成观测数据失真。
另外,路面期需要开挖通讯电缆沟,原填筑预压期的沉降标将被破坏掉或被覆盖,为了保证在路面期沉降观测顺利进行以及工后继续对沉降进行观测,改由在原测点位置重新埋设沉降墩进行观测,但在沉降墩的不规范埋设会造成沉降观测数据失真。
本文结合江苏省数条高速公路建设过程总沉降观测工作的经验,一般会出现以下3种形式的失真情况:图2-a为沉降墩在埋设时由于底部土体未压实或者虚土未清除干净,造成在观测期间桩体自身下沉,图2-b为回填土未压实,在雨水等作用下桩周土体固结下沉产生负摩阻力造成的桩体下沉,造成数据失真;图3-c为由于桩体埋设深度不够,在外力作用下产生倾斜造成的观测数据失真。图中△s为沉降墩原因产生的位移。在沉降观测中,由于无法估计其大小,这部分位移被计入路堤产生的总沉降中,造成实测沉降数据失真。
所以,沉降墩在埋设时应该特别注意,埋设一定要规范,确保有足够的深度埋入地下,并注意保护,以防外界因素对其破坏影响沉降观测。
1.5.2 工作水准基点不稳定
沉降观测的水准点在路堤填筑的初期阶段采用工作基桩,工作基桩打设在变形区外,桩身埋入土中10m以上,水准点应选在垂直于路中心线50m以外[2,3]。路堤提升到一定高度以后,为了减少沉降观测由地面水准点传递到路面的高差影响以及观测工作的方便的进行,一般将工作水准点传递到设有钻孔灌注桩的耳墙桥角上;在这种情况下,一般认为设置有钻孔灌注桩的耳墙桥角是不发生沉降的;但在实际观测中发现过桥头下沉,水准点不稳定的现象,如果在观测过程中不及时发现这些问题并进行水准点校核,必然会造成沉降数据失真,所以必须对水准工作基点进行定期的校核,以保证沉降观测数据的准确。
1.5.3 缺失数据的插补
沉降数据的插补也是实测数据失真的主要原因。沉降标如果被施工车辆压坏、沉降板节管被盗或者沉降板改为沉降墩的过程中间隔时间较长,修补不及时均会造成该期不能观测,导致数据缺失。在工程实际中,为了保证实测沉降数据及沉降时间曲线的完整性,在沉降数据整理时一般通过插补沉降数据来保证其完整性,插补数据一般方法是使用临近点或者从左中右观测点中选取关联较强的点作为该点的沉降量,造成该测点的沉降数据失真。所以对破坏的沉降标的修复工作应该及时准确地进行。
2 结论
1)本文主要结合江苏省数条修建于软土地区高速公路沉降观测的工程实践,分析了实测沉降数据以及由沉降数据构成的沉降-时间曲线的特征,分析了产生这些特征的原因以及今后沉降观测中应该避免的问题;2)指出了利用实测沉降数据进行沉降推算、参数反演等计算时,要首先对实测沉降数据进行等间距化、误差处理、曲线的光滑拟合、消噪滤波等预处理,以保证预测和计算的精度与可靠性。
参考文献
[1]丁建奇,王永安等.高速公路超软地基处理设计及施工[M].北京:人民交通出版社,2006.
[2]白忠良,徐泽中等.高等级公路软基沉降观测的精度指标及观测规范化问题[J].水利水电科技进展,1998,18(2).
[3]JTJ017-96,公路软土路基路堤设计与施工技术规范[S].
[4]龚晓南.高等土力学[M].杭州:浙江大学出版社,1996.
[5]王志亮,黄景忠,李永池.沉降预测中的Asaoka法应用研究[J].岩土力学,2006,(11).
地铁运营对周围建筑振动实测研究 篇7
环境振动问题并不是一个新问题, 它一直贯穿着人类的历史进程。而随着城市轨道交通的普遍发展, 环境振动问题才逐渐进入人们的视野, 引起各界学者的关注。伴随着轨道交通的发展和人们对生活质量要求的提高, 轨道交通运行时引发的振动与噪声污染问题引起了社会的高度关注, 国际上已经把振动列为七大环境公害之一, 主要表现为:1) 对人生活、工作甚至健康的影响;2) 振动对周围建筑, 特别是历史性建筑的影响;3) 振动对精密仪器和装置的影响[1]。最近几年来, 由于城市轨道交通网的迅速发展, 轨道交通引起的扰民事件时有发生。同时, 轨道交通运行对沿线特殊建筑的影响情况也时有出现。因此, 对地铁引发的振动对周围建筑影响的分析研究是非常有必要的。本文结合某市地铁站附近某住宅楼的现场实测, 进行了地铁运营引起的环境振动实测分析。
2 测试方案及测试仪器介绍
在进行地铁运营引起的环境振动现场测试前, 应该确定一套合理的振动测试方案, 包括振动测量仪器、测量条件及测量位置的选择。振动测量的内容包括位移、速度和加速度三种振动量。在轨道交通振动测试中, 由于列车激振荷载存在高频分量, 目前大多采用加速度传感器。现场实测获得环境振动强度的方法通常有两种[2]:一是直接利用环境振动分析计进行现场实测, 直接读取振级数据;二是记录加速度、速度或位移信号, 然后再通过分析处理获取振级等信息。本文采用的是第二种方法。测量时列车应处于正常运行状态, , 应应避避免免足足以以影影响响振振动动测测量量值值的的其其他他环环境境因素, 如剧烈的温度梯度变化、强电磁场、强风、地震或其他非轨道交通列车运行引起的振动干扰。振动测试传感线布置在地铁运营线路周围的建筑物室内, 每层布置一个测点, 共布置6个测点。
3 振动分析评价的基本理论
分析中用到的基本理论有傅里叶变换的理论、1/3倍频谱理论和振级计算理论[3], 具体如下。
3.1 离散傅里叶变换 (DFT)
列车运行所引起的振动是随机的, 但它可以认为是一个具有零均值的各态历经的平稳高斯过程。因此, 现场测试所得的振动时程曲线可以视为许多不同频率的正弦波叠加的结果, 即可以用傅里叶级数的形式表示。由于实际采样信号是离散的并且采样信号的样本长度是有限的, 在对数字振动信号进行傅里叶变换时需要采用傅里叶变换的离散算法, 即离散傅里叶变换 (DFT) 。其表达式为:
3.2 1/3倍频程谱理论
1/3倍频程谱是一种频域分析方法, 它具有谱线少、频带宽的特点。1/3倍频程谱常用于声学、人体振动、机械振动等测试分析以及频带范围宽的随机振动测试分析。倍频程谱是由一系列频率点以及对应这些频率点附近频带内信号的平均幅值 (有效值) 所构成。这些频率点称为中心频率fc, 中心频率附近的频带处于下限频率fl与上限频率fu之间。对于环境振动, 一般常以1/3倍频程谱进行评价。中心频率及其上下限频率之间的关系见下式:
3.3 振级计算理论
首先计算计权均方根 (r.m.s) 加速度aw, 也称为计权加速度有效值, 单位为m/s2, 计算公式如下[4]:
其中, aw (t) 为计权加速度时程;T为测量时间长度, s。根据下式计算振级:
其中, a0为加速度标准值, 10-6m/s2。
4 测试数据的分析与处理
对各测点进行测量, 测得其加速度振动信号, 由于篇幅关系, 此处仅给出楼内典型测点的测试及分析结果, 由于z向振动明显大于x, y向, 对人体和建筑影响较大的也是z向振动。因此, 本次分析仅针对铅垂z向 (竖向) 。典型测点的时域波形图、功率谱图和1/3倍频图, 见图1。
从以上测试及分析结果可以看出, 地铁引起的建筑物振动的中心频率主要集中在40 Hz~50 Hz范围内, 1/3倍频程图中表现为倍频程谱线较为平滑, 表明振动在由轨道经土层传播至建筑的过程, 高频成分较低频成分衰减快;测点位置不同, 振动最大值对应的中心频率分布也有所不同, 但差别不是很大。可以认为, 建筑内部底层振动主要受大地振动影响, 而高层则主要受楼房结构振动影响。
5 建筑物楼层内部振动规律分析
为了讨论地铁运营引起的建筑物内部楼层振动情况, 根据振级计算理论, 分别计算结构上测得的加速度时程信号的振级, 得到振级沿楼层的分布图。
从图2中可以看出, 振级沿楼层没有明显的增大或减小的趋势, 大多数楼层振动水平较1层小, 但仍存在放大的情况 (如2层) 。由于振级随楼层的变化还关系到结构类型, 层高等因素, 有待进一步讨论。
6 结语
本文针对某市地铁运营线路地铁站附近某住宅楼, 由于地铁运营引起的振动进行了现场测试, 对振动信号分析和总结, 可以得到如下结论:
1) 地铁引起的建筑物振动的中心频率主要集中在40 Hz~50 Hz范围内, 振动在由轨道经土层传播至建筑的过程, 高频成分较低频成分衰减快;
2) 振级沿楼层没有明显的增大或减小的趋势, 由于振级沿楼层的分布关系到结构类型, 层高等因素, 有待进一步讨论;根据测点频谱统计分析可知, 建筑内部底层振动主要受大地振动影响, 而高层则主要受楼房结构振动影响;
3) 本文测试工况有限, 选取的建筑比较单一, 今后需要更多工况的测试才能得出经验性规律总结。
参考文献
[1]夏禾, 曹艳梅.轨道交通引起的环境振动问题[J].铁道科学与工程学报, 2004, 1 (1) :44-51.
[2]徐建.建筑振动工程手册[M].北京:中国建筑工业出版社, 2002.
[3]张昕.引起环境振动的实测和理论分析研究[D].上海:同济大学博士学位论文, 2002.