施工变形（共12篇）
施工变形 篇1
挂篮施工方法又称迪维达克施工方法, 这种施工方法一般将主梁每2～5m分成一个节段, 以挂篮作为施工机具进行悬臂对称施工。悬臂施工需要对挂篮本省的变形有准确的把握。在桥梁悬臂浇筑过程中, 梁段立模标高的合理确定, 是关系到主梁的线形是否平顺、是否符合设计的一个重要问题。如果在确定立模标高时考虑的因素标胶符合实际, 而且加以正确的控制, 则最终桥面线性较为平顺;如果考虑的因素与实际情况不符合, 控制不力, 则最终桥面线形会与设计线形有较大的偏差。一般来说, 各梁段立模标高为设计标高, 分析计算得到得到得抛高值和挂篮变形之和, 所以, 准确确定挂篮变形是现场施工监控工作之中重要的一部分。
1 工程概况
建瓯建溪大桥位于福建省建瓯市徐墩镇山边村和丰乐村, 为跨建溪而设桥梁设计起止里程为中心里程为DK611+261～DK611+748.01。桥梁全长486.4m。桥址于DK611+420.4～DK611+600.3处跨越建溪, 河流与线路大里程夹角54度。测时建溪水位113.15m。上部结构主梁为三跨预应力砼变截面连续箱梁, 跨径组合60+100+60m, 全长221.5m (含两侧梁端至边支座中心各0.75m) 。全桥有2个“T”构, 全梁共有59个梁段, 0号段长度13m, 一般梁段长度分成3m、3.5m、4m, 合龙段2m;边跨现浇段长5.75m, 最大悬臂浇注段为1#段, 重172.9t。上部结构主要采用挂篮悬臂施工。
2 挂篮变形机理
本桥采用三角挂篮悬臂施工, 挂篮主要由主桁架、行走及锚固系统、吊带系统、底平台系统、模板系统五大部分组成, 如图1所示。T构施工时, 每个节段要经历挂篮安装、立模及钢筋绑扎、浇注混凝土、养护节段、张拉预应力钢筋、挂篮行走的循环过程。每个过程对挂篮变形会造成不同程度的影响, 监控工作主要关注的是混凝土浇注桥后挂篮的变形情况, 所以, 悬臂浇注开工前应进行挂篮变形试验, 根据试验和仿真计算结果综合确定挂篮的变形情况。
3 挂篮预压试验目的
在挂篮安装完成后, 必须进行挂篮预压试验, 试验目的如下:1) 检验挂篮及安装质量, 确保施工过程挂篮的安全性。2) 消除挂篮加载过程的非弹性变形, 确保挂篮正常变形, 达到可预测的目的。3) 通过挂篮逐级加载, 为监控单位提供可参考的挂篮荷载-变形曲线, 为后期挂篮变形预测提供一定的依据。
4 挂篮预压加载
试验主要检验挂篮施工过程安全性及为监控提供挂篮变形值。挂篮加载按照1号块实际重量的0%、40%、60%、80%、100%、120%进行加载。挂篮加载到120%停留24h, 按照100%、80%、60%、40%、0%的顺序进行卸载。挂篮每级加载和卸载完成后停留5min同时进行挂篮位移变形测量。
建瓯建溪大桥按照挂篮预压方案对挂篮进行预压试验, 通过挂篮预压确保挂篮施工过程安全可靠。挂篮预压试验按照1号块重量 (163t) 相应百分比进行挂篮加载, 并对其相应位移做好记录, 见表1。
通过挂篮试验荷载变形图分析可知, 当挂篮加载到100% (1号块) 荷载时, 挂篮前下横梁下降2.1mm, 挂篮卸载完成后, 挂篮下降了5mm, 这主要由于挂篮的非弹性变形所致。
5 挂篮预压试验模拟
按照相关规范要求, 我们对本桥三角挂篮采用Midas软件按照实际材料、几何、荷载及边界条件等进行仿真分析。
挂篮仿真分析按照实际挂篮边界条件、材料、几何尺寸及挂篮实际受力情况仿真模拟。挂篮被加载到1号块重量的120%时, 挂篮各构件变形位移情况, 如图2所示。
挂篮预压试验仿真分析也按照1号块重量的相应百分比对其模拟进行加载、卸载, 并在不同荷载情况下提取出前下横梁的位移变形情况, 通过空间模拟挂篮的变形情况绘制出理论挂篮变形曲线并与实际位移曲线对比, 如图3所示。
由于现场预压试验过程中, 每阶段不可能十分准确的加载, 仿真模拟三角挂篮变形情况还分析了在每阶段多加载5%、少加载5%的1号块重量的情况, 并与实测位移进行对比, 如图4所示。
通过实际—理论挂篮变形曲线对比分析可知:
1) 仿真模拟三角挂篮变形情况与实际挂篮试验变形情况基本吻合理论变形值较试验变形值平均偏小4mm, 这主要由于桁架各节点剪切和理论计算边界条件与实际情况有所偏差导致。
2) 挂篮预压试验荷载变形曲线, 在卸载完成后出现了5mm的竖向位移, 理论挂篮变形曲线在卸载完成后, 位移为0mm, 这主要是由于实际挂篮采莲的分弹性变形所指。挂篮正式通过预压消除其非弹性变形, 是挂篮变形值可预测。
3) 模拟加载过程中多加载5%、少加载5%的1号块重量的数据表中可知, 由于加载量得变化, 导致前下横梁三种模拟位移不相同, 从图4中可知加载量得变化对挂篮影响约为3mm。
4) 理论与实际的挂篮荷载—位移曲线, 将为准确预测后期阶段挂篮变形值提供很好的参考依据。
6 结论
1) 挂篮预压试验仿真模拟和挂篮预压试验结果的对比分析, 提高了施工控制中挂篮预抬值得准确性。本桥目前正在施工中, 本桥挂篮预抬值按照:挂篮预抬值=理论挂篮变形值+1/3 (实际挂篮预压变形值-理论挂篮变形值) +3mm, 通过上述提取的挂篮变形值可靠准确, 已施工连段线性满足设计要求, 证明了挂篮仿真模指导的挂篮预压试验开展成功, 挂篮变形值得提取方法符合实际要求, 上述方法对桥梁线性控制中的挂篮变形预测具有可操作性。
2) 仿真模拟挂篮试验和实际挂篮预压试验的开展不仅对后期节段挂篮变形预测提供了很好的数据参考。
摘要：以正在建设的某铁路桥梁上使用的三角挂篮为例, 分析了挂篮预压数据的变化。通过挂篮加载仿真分析指导挂篮预压试验, 确定挂篮的变形, 进而对施工各阶段的挂篮变形值做出准确合理的判断, 为该桥悬臂施工阶段线性控制提供可靠依据。
关键词：三角挂篮,仿真分析,变形,预压试验
参考文献
[1]GB50017, 2003, 钢结构设计规范[S].
[2]TB10002D1-2005, 铁路桥涵设计基本规范[S].
[3]范立础.桥梁工程[M].人民交通出版社, 2008.
[4]向中富.桥梁施工控制技术[M].北京:人民交通出版社, 2011.
[5]陈伟, 李明, 张志国, 等.桥梁施工临时结构设计[M].北京:中国铁道出版社, 2002.
施工变形 篇2
范围
本工艺标准适用于工业与民用建筑工程雨水管、变形缝制作与安装。
施工准备
2.1
材料及要求：
2.1.1
所用材料的品种、规格应符合设计和标准详图的要求。
2.1.2
板材及管材：26号镀锌白铁皮、铸铁管、2mm厚薄钢板、3mm×20mm扁铁及φ6圆铁。
2.1.3
其他材料：φ6螺丝、圆钉、焊条、焊锡、稀盐酸、水泥等。
2.2
主要机具；
2.2.1
机械：剪板机、咬口机、无齿锯，电焊机。
2.2.2
用具：电烙铁、硬方木、硬木拍板、木锤、钢錾子、钢针、方钢、螺丝刀、圆钢管、折尺、直尺、划线规。
2.3
作业条件：
2.3.1
屋面找平层施工已完成，经检查验收合格。
2.3.2
建筑物雨水管处装饰工程已完成，具备做雨水管的条件。
2.3.3
为施工安装屋面必须设有防护栏，确保安装水落口等的操作安全。
操作工艺
3.1
工艺流程：
制作：
→
划线
→
裁剪下料
→
成形
→
刷防锈层
安装：
→
找线定位
→
安装
→
固定
→
刷油漆
3.2
雨水斗制作、安装：
3.2.1
划线：依照图纸尺寸、材料品种、规格进行放样划线，经复核与图纸无误，进行裁剪；为节约材料宜合理进行套裁，先划大料，后划小料，划料形状和尺寸应准确，用料品种、规格无误。
3.2.2
划线后，先裁剪出一套样板，裁剪尺寸准确，裁口垂直平正。
3.2.3
成形：将裁好的块料采用电焊对口焊接，焊接之后经校正符合要求。
3.2.4
刷防锈层：加工制作好的雨水斗（包括铸铁雨水斗）应刷防锈层。
铸铁雨水口应刷防锈漆，先除掉焊缝熔渣，用钢丝刷刷掉锈斑，均匀刷防锈漆一道。
镀锌白铁雨水斗，应涂刷磷化底漆。
3.2.5
找线定安装位置：
3.2.5.1
挑檐板雨水斗，按设计要求，先剔出挑檐板钢筋，找好雨水斗位置，核对标高，装卧雨水斗，用φ6钢筋架固，支好底托模板，用与挑檐同强度等级的混凝土浇筑密实，雨水口上平不能突出找平层面。其构造见图10-15。
3.2.5.2
女儿墙雨水斗口：根据设计位置及要求，在施工结构时，预留出水落口孔洞，水落口的雨水斗安装前应弹出雨水斗的中心线，找好标高，将雨水斗用水泥砂浆卧稳，用细石混凝土嵌固，填塞严密，外侧为砌筑清水墙时，应按砌筑排砖贴砌与外墙缝子一致。其构造见图10-16。
3.2.5.3
内排直式雨水斗口：宜采用铸铁，埋设标高应考虑水落口防水层增加的附加层、柔性密封、保护面层及排水坡度，水落口周围直径500mm范围内坡度不应小于5%，并应用防水涂料或密封材料涂封，其厚度不应小于2mm。见图10-17。
3.2.6
刷油漆：雨水斗安装完毕，随雨水管露明表面刷设计要求的面漆。
3.3
雨水管制作安装：雨水管管材多用镀锌白铁管，铸铁管、硬塑料管。镀锌白铁管一般为施工单位用镀锌白铁制作；铸铁、硬塑料管为购置工业品。
3.3.1
划线：镀锌白铁雨水管，根据设计指定的圆形直径，一般用26号白铁，咬口成形制作，也有方形断面的雨水管，加工方法相同。加工时，用钢针划出标点，大小头周长差5～6mm，根据标点划出裁板线，大小头互为颠倒，依次划线，经校核无误，先裁出样板，成形两节试装。
3.3.2
咬口成形：雨水管（圆形）一般为平咬口，裁好的管材，先将一长进口对齐方钢角，推至先划好的咬口线，用方木向下轻打，形成抗弯咬口，然后将铁皮翻身调头，将另一边的咬口敲出，并将两端正、反抗弯依次敲成90度角，此时将铁皮放在圆管上，用手压成圆弧形，成圆状，使其正反咬口边相交贴，用拍板在圆管上将咬口敲紧，即成圆形雨水管，小头剪成小三角口做标记。
3.3.3
涂刷防锈层：雨水管制成后，应里外涂刷磷化底漆，内外应涂刷均匀。
3.3.4
雨水管安装：安装雨水管随外沿抹灰架子由上往下进行，先在水落口处吊线坠弹出雨水管沿墙的位置线，根据雨水管每节长度，预量出固定卡位置，间距一般为1200mm，设在下面一节管的上端，卧卡子用水泥砂浆固定，不得打入木塞固定和固定在木塞上。雨水管若遇建筑凸凹时，应以钝角折弯连通，并在抗弯处加卡固定。
3.3.5
油漆：雨水管安装后应加强保护，随最后落架子时涂刷面层油漆。
3.4
变形缝钢盖板制作安装：
3.4.1
划线：变形缝盖板用24～26号镀锌铁皮制作，或根据设计要求选用其他材料。
先依据设计图，对照实际情况，确定加工的具体尺寸，先做样板，必要时分类做样板，计算好搭接长度，绘制加工具体图纸，按图划线，经核对无误进行成形式焊接。
3.4.2
成形：按图纸进行折弯或压边、焊接，使其符合分段的加工品，出场前应涂刷防锈层。
3.4.3
变形缝罩板安装：变形缝安装前，应检查缝口伸缩片，缝内填充的沥青麻丝、油膏嵌缝等是否已完成，无漏项时，再进行变形缝封面的安装。
3.4.4
油漆：安装经检查合格，涂刷罩面漆。
质量标准
4.1
保证项目：
4.1.1
雨水斗和雨水管的制作必须符合设计要求，接缝无开焊，咬口无开缝。
4.1.2
雨水斗、雨水管和变形缝的安装必须牢固，固定方法、间距应符合规范要求，排水通畅，不漏水。
4.2
基本项目：
4.2.1
雨水管的连接口应紧密，承插方向、长度、排水口距散水的高度，正、侧面视为顺直，变折角应为钝角，每节雨水管必须有一个管箍固定。变形缝封板上压下，每块封板必须钉固严密。
4.2.2
雨水斗、雨水管、变形缝应双面涂防锈层，安装后表面涂面漆，涂刷应均匀，不透底、不漏刷；使用材料应符合规范要求，镀锌铁皮制品应涂锌磺类或磷化底漆。
4.2.3
阳台、雨罩出水口长度、排水管直径、构造形式，应符合设计要求，安装应上下对准，位置一致，无漏水。
成品保护
5.1
制品搬运应轻拿轻放，堆放应分品种，雨水管存放地面应平整，横、竖分层码放。严禁损坏变形。
5.2
已涂刷的防锈层、油漆层注意保护，防止划掉防锈层，污染油漆面。
5.3
雨水管安装前，对雨水斗应采取措施，不使雨水斗的排水浇墙，造成墙面污染。
应注意的质量问题
6.1
雨水管安装不直：安装卡箍时未认真找正。应弹线；侧向应控制距墙的距离，目测顺直。
6.2
雨水斗高于找平层：造成屋面积水，应加强管理；操作应认真，保证防水层按要求的坡度做。
6.3
雨水管、变形缝固定不牢：主要是在基层下木塞用圆钉或木螺丝固定而造成；固定点严禁下木塞，雨水管卡箍采用塞水泥砂浆固定，其他采用射钉或螺栓。
质量记录
本工艺标准应具备以下质量记录：
7.1
加工品、购置品应经验收，符合设计要求的应履行签认手续。
7.2
安装后经验收合格的资料。
7.3
焊接H型钢变形矫正的施工方法 篇3
关键词：钢结构 焊接 变形 施工
0 引言
当前钢结构已在建筑工程、装饰工程中得到广泛的应用。钢结构的主要受力构件是焊接H型钢柱（包括格构式钢柱）、梁以及稳定系统。这些构件在制作过程中都存在焊接变形问题，如果焊接变形不予以矫正，则不仅影响结构整体安装，还会降低工程的安全可靠性。
对于焊接结构应采取各种有效措施以防止或减小变形，当这些变形超过现行规范的规定时必须加以矫正。使其达到符合产品质量要求。实践证明，多数变形的构件是可以矫正的。矫正的方法都是设法造成新的变形来达到抵消已经发生的变形。
在生产过程中普遍应用的矫正方法，主要有机械矫正、火焰矫正和综合矫正。在钢结构制造中常用的有机械矫正法和火焰矫正法两种。
1 钢结构焊接变形的火焰矫正
火焰矫正法就是把焊接变形相对部位的金属局部加热到热塑状态，利用不均匀加热引起的变形来矫正焊接结构已经发生的变形，这种方法只需普通气焊所用的工具和设备。但火焰矫正是一门较难操作的工作，方法掌握、温度控制不当还会造成构件新的更大变形。因此，火焰矫正要有丰富的实践经验。下面对钢结构焊接变形的种类、矫正方法作一个粗略的分析。
钢结构的主要构件是焊接H型钢柱、梁、撑。焊接变形经常采用以下三种火焰矫正方法：①线状加热法；②点状加热法；③三角形加热法。下面介绍解决不同部位的施工方法。
以下为火焰矫正时的加热温度(材质为低碳钢)
低温矫正500℃600℃冷却方式：水
中温矫正600℃700℃冷却方式：空气和水
高温矫正700℃800℃冷却方式：空气
注意事项：火焰矫正时加热温度不宜过高，过高会引起金属变脆、影响冲击韧性。16Mn在高温矫正时不可用水冷却，包括厚度或淬硬倾向较大的钢材。
1.1 翼缘板的角变形
矫正H型钢柱、梁、撑角变形。在翼缘板上面(对准焊缝外)纵向线状加热(加热温度控制在650℃以下)，注意加热范围不超过两焊脚所控制的范围，所以不用水冷却。线状加热时要注意：①不应在同一位置反复加热；②加热过程中不要进行浇水。这两点是火焰矫正一般原则。
1.2 柱、梁、撑的上拱与下挠及弯曲①在翼缘板上，对着纵长焊缝，由中间向两端作线状加热，即可矫正弯曲变形。为避免产生弯曲和扭曲变形，两条加热带要同步进行。可采取低温矫正或中温矫正法。这种方法有利于减少焊接内应力，但这种方法在纵向收缩的同时有较大的横向收缩，较难掌握。②翼缘板上作线状加热，在腹板上作三角形加热。用这种方法矫正柱、梁、撑的弯曲变形，效果显著，横向线状加热宽度一般取20mm 90mm，板厚小时，加热宽度要窄一些，加热过程应由宽度中间向两边扩展。线状加热最好由两人同时操作进行，再分别加热三角形三角形的宽度不应超过板厚的2倍，三角形的底与对应的翼板上线状加热宽度相等。加热三角形从顶部开始，然后从中心向两侧扩展，一层层加热直到三角形的底为止。加热腹板时温度不能太高，否则造成凹陷变形，很难修复。
注：以上三角形加热方法同样适用于构件的旁弯矫正。加热时应采用中温矫正，浇水要少。
1.3 柱、梁、撑腹板的波浪变形
矫正波浪变形首先要找出凸起的波峰，用圆点加热法配合手锤矫正。加热圆点的直径一般为50mm一90mm，当钢板厚度或波浪形面积较大时直径也应放大，可按d=(43+10)mm(d为加热点直径；8为板厚)计算得出值加热。烤嘴从波峰起作螺旋形移动，采用中温矫正。当温度达到600℃一700℃时，将手锤放在加热区边缘处，再用大锤击手锤，使加热区金属受挤压，冷却收缩后被拉平。矫正时应避免产生过大的收缩应力。矫完一个圆点后再进行加热第二个波峰点，方法同上。为加快冷却速度，可对Q235钢材进行加水冷却。这种矫正方法属于点状加热法，加热点的分布可呈梅花形或链式密点形。注意温度不要超过750℃。
总之，火焰矫正引起的应力与焊接内应力一样都是内应力。不恰当的矫正产生的内应力与焊接内应力和负载应力迭加，会使柱、梁、撑的纵应力超过允许应力，从而导致承载安全系数的降低。因此在钢结构制造中一定要慎重，尽量采用合理的工艺措施以减少变形，矫正时尽量可能采用机械矫正。
当不得不采用火焰矫正时应注意以下几点：
(1)烤火位置不得在主梁最大应力截面附近；
(2)矫正处烤火面积在一个截面上不得过大，要多选几个截面；
(3)宜用点状加热方式，以改善加热区的应力状态；
(4)加热温度最好不超过700℃。
2 钢结构焊接变形机械矫正
机诚矫正法就是利用机械力的作用来矫正变形，常用的工具有千斤顶、螺旋拉紧器和压力机等。
2.1 矫正型钢
在焊接施工前，要对单料用翼缘调直机进行矫正，矫正完成后，目测及直尺检查。其端部应进行平头切割，所用设备为端头铣床，端部铣平。
2.2 钢柱校正
钢柱垂直度校正用经纬仪或吊线锤检验，当有偏差时采用千斤顶进行校正，标高校正用千斤顶将底座少许抬高，然后增减垫板厚度，柱脚校正无误后立即紧固地脚螺栓，待钢柱整体校正无误后在柱脚底板下浇筑细石混凝土固定。
2.3 钢梁校正
钢梁轴线和垂直度的测量校正，校正采用千斤顶和倒链进行，校正后立即进行固定。
3 钢结构综合矫正
综合矫正是把机械矫正、火焰矫正以及施工前准备工作和施工中的一些技巧的综合。例如，钢梁吊装时随吊随用经纬仪校正，有偏差随时纠正。钢结构吊装过程严格执行(GB50205—95钢结构施工及验收规范》及(GB50221—95钢结构工程质量检验评定表标准》等。
参考文献:
[1]李国强.钢结构框架体系弹性及弹塑性分析与计算理论[M].上海科学技术出版社.1998．
顶管施工引起土体变形机理分析 篇4
1 顶管施工工艺
如图1所示,顶管施工的基本过程是施工前先开挖工作井和接收井,从工作井将工具管吊下,在工具管前开挖土方,将工具管通过千斤顶顶入土中,然后吊下首节待铺设管道,紧随工具管顶入土中,一节顶完再下另一节管道,如此循环,直到到达接收井,将工具管从接收井吊起回收,完成整个管道铺设。
顶管施工工艺主要包括施工准备、测量放样、工作井及接收井施工、设备安装调试、下管、管道顶进、接口处理、闭水试验、竣工验收等几个工序(见图2)。其中对土体有扰动影响的是工作井及接收井的施工、管前挖土及管道顶进三个工序。
2 变形机理分析
2.1 工作井的开挖对土体的影响
工作井是顶管施工过程中的重要构筑物,同时也是顶管施工的主要工作场所。尽管其开挖的同时会对井壁进行支护,以保证施工安全,但因土体扰动及工作荷载等方面的原因,其肯定会对土体变形产生影响。只不过由此引起的变形影响范围较小,一般距工作井边沿在一个井深范围内。
2.2 管前开挖对土体的影响
管前开挖时,在掘进机械的反复振动影响下,周围土体中的部分水及气体被排出。在施工前方较远处,由于土体密实而使地面略有下沉。开挖面附近土体,由于临空面的形成,使土体中水平应力减小,加上振动荷载的反复作用,使得土体有向临空面方向凸出的变形,而使地面下沉。施工后方已顶入管道部分,受到的扰动最大而且持续时间是最长的,由于管道外壁与土体之间空隙的存在,在振动作用下,空隙体积将进一步减小,地面下沉要较施工前方较远处大。
2.3 千斤顶顶出对土体的影响
1)管道顶进对施工开挖面处土体的影响。在施工开挖面位置处,管道顶进的过程中,土体变形比较复杂。一方面,由于顶进对开挖面土体的挤压作用,土体产生向上隆起的变形;另一方面,由于挤压应力的存在,土体进一步向临空面方向变形而使地面略有下沉。最终由于千斤顶顶出而引起的地面变形与千斤顶顶进速度、顶力大小及土质等因素有关。2)管道顶进对施工前方较远处土体的影响。在施工前方较远处,开挖临空面对土体的影响基本消失,在管道顶进压力的作用下,土体水平应力增大,地面有轻微抬升。3)管道顶进对掘进机位置处土体的影响。为了减小摩阻力,掘进机外壁一般较后续管节外径要大2 cm～5 cm。管道顶进时掘进机外壁与土体之间将产生较大的摩擦力,这种摩擦力使土体中与掘进机外壁接触部分产生与管道顶进方向一致的剪切应力,从而使土体产生水平方向的剪切位移。剪切应力的大小与土质、顶进速度等因素有关。4)管道顶进对后续管节位置处土体的影响。掘进机后面的后续管道直径要较掘进机外壁小,当千斤顶顶进时,掘进机位置处的剪切应力使后续管节位置处的土体中产生水平应力减小,土体有向下松弛的趋势。当掘进机通过后,紧随掘进机后的土体也有向空隙回弹侵占部分空隙的变形。
2.4 千斤顶回收对土体的影响
1)顶杆回收对施工前方较远处土体的影响。顶杆回收后,施工前方较远处土体水平应力有所恢复,由前面管道顶进所引起的土体微升变形也会有一定的消散。但由于土体弹塑性变形的特点,在千斤顶反复顶出和回收作用下,土体总的变形趋势仍然是逐渐微小抬升。2)顶杆回收对施工开挖面处土体的影响。在施工开挖面处,顶杆回收后,顶进压力消失,土体向临空面方向回弹,地面下沉。这部分变形与顶进长度等因素有关,当顶进长度达到一定数值时,由于管道摩擦力的存在,这部分变形将会很小。3)顶杆回收对后续管节位置处土体的影响。顶杆回收后,后续管节位置处土体中的水平应力也有所恢复,但这种水平应力的恢复并不是使该位置处的土体恢复向下松弛变形,相反比顶进时增加的水平压应力使土体向下变形进一步增大。
2.5 引起土体变形的非施工工艺因素
顶管施工中,除了由于施工工艺对土体产生扰动直接引起地面变形外,很大一部分变形是由于一些偏差及受扰动土体的固结引起。纠偏时,一侧土体受较大压力使土体产生挤压变形,同时另一侧则形成较大空隙而引起土体位移。
3 结语
本文从顶管施工的整个施工工艺过程出发,逐个环节讨论了顶管施工引起地面变形的机理。从以上论述可知,顶管施工对土体扰动最大的位置应在开挖工作面及以后的位置,其产生的变形也不光是地面的沉陷,局部位置也会隆起。施工开挖面位置处由于剪切应力和压应力的存在以及各种应力的交替变化,变形趋势比较复杂,与具体的施工方法及管径大小等因素有关;后续顶入管节部分,由于空隙的存在,土体在水平应力“一张一弛”作用下,会发生较大沉陷。另外由于施工时控制不严等原因而产生的超挖等都会在这一部分引起较大的地面变形。
摘要：从顶管施工的整个施工工艺过程出发,详细分析了顶管施工引起地面沉降的变形机理,找出引起地面变形的相关因素,并指出顶管施工对土体扰动最大的位置应在开挖工作面及以后的位置。
关键词：顶管施工,土体扰动,地面变形,千斤顶
参考文献
[1]余彬泉,陈传灿.顶管施工技术[M].北京:人民交通出版社,1998.
[2]周民强.顶管施工技术[J].甘肃水利水电技术,2005,41(1):86-88.
[3]净少敏.顶管施工过程中各种障碍的预防与解决办法[J].山西建筑,2008,34(7):171-172.
[4]魏纲,徐日庆,肖俊,等.顶管施工引起的地面变形分析[J].中国市政工程,2002(4):27-29.
施工变形 篇5
摘要 通过对浅埋隧道沉降进行实时量测，并对其理论进行分析整合，找出了一些浅埋隧道施工阶段引起的地层变形规律，由此提出了隧道施工时控制大变形的相应措施，取得良好的施工成果。
关键字 隧道施工 沉降 分层沉降 浅埋暗挖法 沉降槽
1引言
伴随着我国经济的飞速发展，城市化进程建设进程的不断加快，越来越多的人口涌向城市，在给我国经济带来高速发展的同时，也产生了众多的负面效应。人口密度增加，城市规模越来越大，基础设施尽显疲态，尤其是交通的拥堵己成为各大中型城市所共有的“ 重症”。由此也对我国城市的发展产生很大的制约作用。同时，经济与社会的发展对城市集约化程度和提高效率要求越来越高，快速有效的交通设施建设成为一个城市发展的必要条件和提高城市竞争力的重要筹码。而与加强交通等基础设施建设的要求相矛盾的是目前城市市区内可供利用的土地面积越来越少，为解决城市建设与地面空间紧张的矛盾，以促进城市的可持续发展和加强环境保护，寻求地下空间的开发利用成为一条扩大城市容量和功能的有效途径，地下排水、供电、通信、煤气管道越来越多，城市地下交通的建设更是以其特有的各种优势受到人们的青睐。
虽然城市地下交通隧道及地下铁道有着诸多优点，但由于城市环境复杂，建筑物密集，管线密布，因此在施工过程中也不可避免的对周围环境产生影响，比如由于隧道在施工过程中引起的地层的位移，地表沉降，并由此引起隧道开挖影响区域内的建筑物基础的沉降，造成房屋的倾斜、变形等，对开挖区域内的管线(尤其是刚性管线)造成不同程度变形等影响。
在保证城市隧道及地铁等工程施工的顺利实施的同时，也为了保证周围既有建筑设施的安全，作为新奥法施工过程中重要组成部分的施工监测被普遍应用到施工过程当中，而在诸多监测项目当中，地表沉降监测被看作城市隧道监测项目中的重中之重，由于地表沉降为开挖过程中地层下沉最为直接量化的反应，而地层的下沉则直接影响了既有建筑及管线设施的变形甚至破坏。如路面的开裂、下陷；地下原排污、输水等管道等的破裂以至无法正常使用，且渗漏的污水等甚至影响到在建隧道的安全施工，且地表沉降监测有着如下优点：
一、监测简单方便且能及时实施；
二、测点布设简单且易于保护；
三、测量数据直观且可用作施工安全的预判；
四、监测不受施工等因素的干扰等。
因此在施工监测中地表沉降监测非常重要。然而目前，在有关监测规程中，对于地表沉降监测项目的规定仍然存在许多问题。
1、地表沉降监测断面的选择及断面的间距规定不明确，目前通用的是监测断面间距根据隧道埋深确定在某个范围内进行选择；
2、监测的频率采用同一频率，在间距的选择及监测频率当中，未考虑施工方法及地层的特性；
3、就隧道洞径对地表沉降的影响范围考虑较为模糊。由于在相同条件下，地表的沉降量随着隧道埋深的增加而呈现递减趋势，在某些特定地层当中，由于隧道开挖引起的围岩变形较小，地表沉降量也较小，且当隧道埋深达到某一临界值后，地表的沉降变形将极其微小，可看作地表无沉降变化，过多的地表沉降监测将失去意义。同时，地表沉降的变化为隧道洞内变形的间接反应，本文将根据胶州湾海底隧道洞内位移及地表沉降的变化，确定地表沉降与洞内位移及隧道埋深的关系，找出青岛地区花岗岩地层中，地层变形的规律，为今后类似工程建设提供借鉴及依据。
2理论基础
隧道上覆地层的竖向沉降是由开挖后的地应力释放、地层损失引起的。对于浅埋暗挖法则为开挖后、支护结构达到强度要求前的时间段内隧道上方一定范围内土体向隧道内空移动所引发的地层整体变形。
大量的现场量测表明，粘性土中隧道施工上方地表沉降槽可以用高斯函数拟合。一般单洞隧道的沉降曲线（图1）定义为
式中s为隧道上覆地层的沉降量；x为与隧道中线的水平距离；Smax为隧道中线处的最大沉降量；沉降槽宽度由参数i确定，i为隧道中线到沉降曲线反弯点的距离，沉降槽宽度一般为5i。i随深度变化，即反映在同一横断面处隧道上方不同埋深位置的沉降槽最大值 Smax和宽度不同，埋深越大，Smax越大，沉降槽宽度越小，即 i 值越小。O’Reilly & New(1982年)在粘土中得出地表沉降槽i与zo的关系：
式中zo为地表到隧道中轴线的距离。因此，可以假定：
式中k为一常数，与地层条件及埋深相关；z 为不同地层埋深（图1）。Rankin(1988年)在大量土样和现场量测试验基础上得出k取0.5在大多数情况下是合理的。3实例分析
深圳地铁3A标国老区间南段暗挖隧道上覆地层自上而下依次为：第四系全新统人工堆积层(Q４ml)、海冲积层（Q４m+al）及第四系残积层（Qel），下伏侏罗系中统（J2）凝灰岩、震旦系（Z）花岗片麻岩，局部为燕山期（r53）花岗岩，Ⅴ级围岩。3A标地层参数见表1。
表1
试验断面（图2）位于F5′断层位置，里程为Sk1+486。该断层发育在凝灰岩中，视厚度为4.4 m。真厚度约为2.0 m。断层带主要为灰绿色糜棱岩、断层泥及断层角砾。根据地质资料，断层走向NE55°，倾角约为 60°～75°。区间隧道洞身主要通过粉质粘土层、全风化层、中风化层，拱部 1.5 m以上为砂层，围岩“上硬下软”，软弱围岩除粉质粘土、全风化层，透水性较强，整个隧道地质条件很差。本区间隧道在国内首次采用了单洞双层重叠结构，隧道断面宽6.8 m，高13 m，属高边墙结构，分四台阶开挖。预支护采用小导管注浆；初期支护为网喷混凝土C20与格栅钢架(主筋φ22 mm)、锚杆(R25/4，L = 3.5 m，间距为750 mm×800 mm)联合支护；二衬采用模筑混凝土衬砌支护。各台阶之间设立临时横撑（型钢钢架），并网喷混凝土。
隧道开挖引起的地层变形是从隧道结构拱顶向上延伸的，从现场对断层位置的断面量测结果看，拱顶下沉量要小于地表沉降，为了进一步分析两者的关系，在该断面隧道正上方不同埋深位置埋设了分层沉降磁环，取趋于稳定的地表沉降和离地表8.25 m 处的地层分别做沉降槽曲线，并对曲线作回归处理(图2和图3)，图中的离散点是现场测点的实际沉降值，曲线为Gaussian 回归曲线。对比图2和图3的曲线可以明显发现两者的区别。
图2地表沉降值及其回归曲线
图3埋深8.25米处分层沉降值及回归曲线
图4拱顶正上方测点沉降
图5埋深8.25米拱顶正上方测点沉降
图3中地表沉降曲线的最大沉降量小于图4中的最大值。从两者的拟合函数可以看到，沉降槽宽度参数i前者大于后者。由此发现，从拱顶到地表的地层沉降量逐渐减小，开挖的影响范围却逐渐增大，可见现场测得的拱顶下沉量有一个超前释放部分。
图6和图7可以明显看到这样的变化，两者的Logistic拟合曲线除最终沉降量有差异外，其变化趋势基本相同。且两图中在沉降后期实测值有一个突变，这与高边墙暗挖台阶法施工中台阶长度及4台阶的爆破施工有关。
4隧道上覆地层分层沉降分析
图6隧道周边不同埋深处地层竖向位移
以现场监控量测数据为依据，经过对数据统计处理及回归分析，得出隧道周边不同埋深处地层竖向位移曲线，对浅埋隧道的地层变形规律进行了研究，得出了以下结论： 隧道开挖引起地层位移，在拱部及两侧形成一个塑性变形区域。从地层沉降槽可以看出，塑性区域延伸左右两侧的范围较大，而且一直到达隧道结构的底部.。从图6隧道周边不同埋深处地层竖向位移情况看，拱顶正上方土层满足应力松弛规律，从地表到拱顶沉降量总体变大，但在4 m左右略有减小。隧道中线以外地层，地表到隧道底部地层沉降量逐渐减小，且拱顶以下部分的沉降量相对较小。可见隧道开挖地层应力是从地表往下传递，而地层沉降的发展则是从拱顶呈辐射状传递；沉降槽随着深度增加，而i变小，两侧土体向隧道中线靠拢，在反弯点内土体受挤压，2i范围以外土体受拉，由于开挖临空面的存在，沿反弯点曲线土体易产生剪切破坏.5结论
通过对沉降理论和对深圳地铁的量测分析，可以得出下列结论： 1拱顶下沉随开挖时间的关系，沉降和时间关系曲线呈指数变化。
2深圳地层因其强度较低、地下水位较高，早期施工中出现地表沉降远远大于拱顶下沉的现象。分析表明，开挖后地应力从地表往下传递，而地层变形则从拱顶向地表发展，拱顶是隧道上覆地层中最大的塑性变形点。
3不同性质的地层具有不同的沉降特性，表现为地层压缩率存在较大差异，粉质粘土层压缩率为 7.94 mm/m，而素填土层近乎呈整体下沉。
参考文献
隧道施工期间的变形监测技术探讨 篇6
关键词：工程测量；隧道施工测量；拱顶下沉测量；隧道收敛监测
变形监测在工程施工中具有重要作用。隧道施工不仅要重视工程运行期间的监测，也要重视施工期间的变形监测，同时还不能忽略临时监测的重要性和必要性。施工期间变形监测的目的之一是监测永久性建筑物在施工期间的安全。临时监测是为突发变形异常而提出的快速反应。由于受岩石结构和岩土情况以及施工中的放炮震动带来的影响，为了确保施工安全，为施工提供准确及时的隧道变化情况信息，便于修正施工参数和施工技术工艺，确保工程质量，隧道开挖过程中必须进行变形监测。
施工期间变形监测的基本要求是：及时埋设监测基准点、工作基点和监测点，及时观测、整理分析资料。拱顶监测和隧道收敛监测就是通过测量手段，来解决拱顶的平面位移和拱顶下沉情况，是隧道施工测量中的重要环节。
隧道施工期间变形监测的精度、观测仪器和观测周期变形监测的精度测量等级及精度取决于变形观测的目的、变形观测体的级别以及预计变形量的“必要精度”。隧道施工期要求拱顶下沉的监测精度为1mm（相对于水准工作基点）收敛监测精度为2mm(一对监测点的相对精度)。为了保证监测精度，整个作业期间不宜更换观测人员和主要观测的仪器，每次观测次序和行进路线也应尽相同。
1.测量仪器设备
测量仪器设备的选择要在满足精度要求的前提下，力求先进和经济实用，要尽可能的采用快速高效的作业方法。结合本工程的具体情况，拱顶下沉监测采用NA型精密水准仪观测和用徕卡TPS402全站仪进行测距、三角高程观测；隧道收敛监测用收敛监测仪器和三维位移观测相结合。三维位移观测又可以分为绝对坐标观测法和相对位移观测法。
2.变形监测的周期
变形监测周期应以能系统的反应观测变形体的变形过程且又不遗漏其变化时刻为原则，应根据单位时间内变形量的大小及外界因素的影响程度来确定。当发现变形异常时，应及时增加观测次数。根据工地实际情况，结合业主、监理的意见，在稳定地区，首次观测在每次放炮后距离掌子面25m处设点观测；获得基础数据后25~50m处隔天监测一次，距离掌子面50m后的点每周监测一次，连续四周，然后改为每月一次。当位移量较小、变形趋于稳定时，观测间隔适当放宽，当变形值较大或出现异常数据时，应加大观测频率，并及时向业主和监理单位报告。实际执行过程中许多监测点都是每周监测一次。监测资料应及时给予洞挖部门和地质部，洞挖部门应及时按合同报送监理工程师。
A.隧道内监测基准点、工作基点和监测点的建立
拱顶下沉监测点和收敛监测的基准点应尽量利用控制点，但由于隧道的本身条件的限制，隧道开挖过程中工作面是逐步向前推进的，导线也是逐步向前延伸的。隧道贯通前，导线无法闭合或附和因而导线控制网采用复测支导线的形式布设，按规范要求进行作业。隧道开挖过程中所做导线点容易破坏，复测支导线每周进行一次重测和延伸。
B.水准基点和工作基点应按照监测点的分布选在观测断面附近
基准点应定期与洞外的水准点联测。由于施工期间的变形监测更重视相对变形，联测成果仅作为检查工作基点是否变形的参考。洞内监测基准点、工作基点应设定在岩体稳定、方便测量而且受交通影响小的区域。同时注意避开爆破影响区域。洞内观测基准点和工作基点采用特制托架，强制对中。由于拱顶较高，测量是不便放置棱镜，监测点应事先用锚钉打入岩体，然后用仪器的免棱镜条件下测距，为方便水准仪作业，方便悬挂钢尺，锚钉端部还应事先设计吊钩，两种标志可分别布设。为了反映纵向和横向不同部位的位移变化情况，沿隧道横向布设多个监测断面，在每个断面起拱线和边墙底面以上2m和10m处两个部位各埋设一组测点。各个测量点的安装埋设，必须按设计要求精心施工，确保质量，现场测量点应严格保护措施，一旦发生损坏或失效现象，应及时恢复。
3.拱底下沉监测
对拱顶下沉监测，可采用精密水准，按二等水准的精度要求进行作业。由于隧道内拱顶不便于水准作业，可以用特制的长挂杆把钢尺倒挂在拱顶的侧点上。实际作业时，监测基准点布设在基岩上，每次监测时，用水准仪读取钢尺的读数和后视水准尺的读数，根据水准测量原理即可求出测点的相对高程和绝对高程。
4.隧道收敛监测
A.相对位移观测法
首先在监测横断面上预先埋设若干监测锚杆A、B、C等，并在锚杆端部做成平面，贴上反光片。然后在距离隧道监测点断面30米或更远的地方安置全站仪O，以全站仪的任意坐标系作为假定坐标系，用坐标测量法测出监测点的任意坐标系三维坐标A（XA,YA,ZA）,B(XB,YB,ZB),C(XC,YC,ZC)。（任意设站，无需测站坐标和已知定向方位）。最后进行如下计算：
SAB=[(XB-XA)2+(YB-YA)2+(ZB-ZA)2]1/2
SBC=[(XC-XB)2+(YC-YB)2+(ZC-ZB)2]1/2
SCA=[(XA-XC)2+(YA-YC)2+(ZA-ZC)2]1/2
该方法就能直接测出相对距离值，既减少了放置棱镜不便带来的麻烦，又减少了因放置棱镜的微小变化而带来的误差。
B.绝度三维位移观测法
相对位移观测法，如果把仪器架于已知点上或与已知基准点联测，即可完成绝对三维位移监测。其优点是：变形表现为三维坐标量的绝对变化，可以客观而全面反映出测点的变化情况，变形监测和施工测量可共用一套测量设备。
5.变形监测数据整理
变形监测外业结束，应尽快进行数据处理。专业的变形监测数据处理和分析软件是必不可少的工具。变形值的一半变化规律是：隧道开挖初期，曲线变化较陡，随着时间及开挖面的推进，曲线逐渐变缓，最后趋于稳定。所以在变形观测初期，数据处理越及时越好。编写变形观测监测工作报告，其内容包括：
施工说明（施工方法、施测时间、地点等）；基准点、监测点位示意图；基准点监测成果表；隧道竖向位移量统计图表；横向水平位移量统计图表；变形观测成果分析意见；结论与建议。
通过时间证明，采用传统水准测量的方法来监测对到拱顶下沉，可以达到€?.5~1mm,采用测距三角高程测量的方法可以达到1~2mm的相对精度，在特殊大断面的隧道拱顶下沉监测中具有明显的优越性！
参考文献
[1]宋 冶.自由设站法三维变形观测精度的检测【J】工程勘测.1999.01
浅谈隧洞变形塌方处理施工方法 篇7
引洮供水一期工程总干渠3#隧洞全长13152m。总干渠3#隧洞磨沟峡标段位于磨沟峡口至杨家大庄区间的会川———峡城乡公路旁, 合同内标段起始桩号为9+800至15+300段, 标段全长5500m。主洞设计横断面形式为马蹄型, 断面尺寸4.68m×4.68m (B×H) , 设计纵坡1/1500。隧洞采用全断面C20钢筋砼衬砌, 其中Ⅲ类围岩衬砌厚度25cm, Ⅳ类围岩衬砌厚度30cm, Ⅴ类围岩衬砌厚度35cm。隧洞围岩地层岩性为 (T12) 变质砂岩和泥钙质板岩互层夹细砾岩, 岩体较破碎, 层间错动及揉皱发育, 隧洞最大埋深达750m。
二、塌方现场实际情况介绍
㈠塌方情况描述 在2010年5月28日晚, 项目部在进行主洞13+740至13+750二次衬砌砼浇筑作业时, 主洞13+790处突然发生了大面积的塌方, 塌方方量较大, 将整个隧洞断面全部封闭。事故发生后, 项目部立即组织对塌方碴体进行清除, 塌方断面处边清渣边滑塌, 塌方断面始终被继续塌方的松碴封闭, 塌方碴体无法清除完成。在清除方量达到4200m3左右时, 发现在距离塌方面4m位置出现新的环向裂缝, 将有可能诱发更大程度隧洞塌方发生。
㈡塌方段地质描述 根据设计图纸和对现场揭露岩层显示, 该洞段岩性为软硬相间中厚层状结构, 较破碎, 层间错动及揉皱较发育, 该洞段隧洞埋深大于400m, 围岩塑性变形大, 地下水呈滴渗状态, 局部有承压水。
三、塌方处理方案
塌方处理施工流程:对产生环向裂缝段进行一次支护加固→封闭塌方断面→围岩固结灌浆→注浆管棚施工→台阶出碴及拱架架立→核心土出碴。
㈠对产生环向裂缝段进行一次支护加固 为了保证处理塌方段落施工人员安全, 防止塌方进一步扩大, 将产生环向裂缝段桩号13+770至785段落的一次支护进行加固处理 (见图1) , 并且进行固结灌浆, 灌浆范围为拱墙。
加固支撑采用I18工字钢, 首先按设计断面封闭底拱, 然后架立竖向支撑系统, 整个支撑系统必须焊接牢固、整体稳定、受力合理, 并且能保证出碴车辆通行要求。固结灌浆从上游往下游进行, 先一序孔, 后二序孔, 同序孔中先侧墙底孔, 最后拱墙顶孔, 孔深1.5m~2m, 呈梅花形布置。
㈡封闭塌方断面 为了防止断面灌浆过程中漏浆, 用单层φ6mm@20cm×20cm钢筋网片锁好固定在塌方断面封闭桩号为13+785处, 封闭喷射C20砼连续作业一次性完成。喷射时遵循先下后上、先凹后凸的原则, 采用螺旋式喷射方式, 喷头与岩面距离控制在80cm~100cm, 喷射角度尽量与塌方面垂直, 并根据回弹量大小予以调整。
㈢围岩固结灌浆 为了保证施工作业安全, 从桩号13+785处开始全断面进行围岩的固结灌浆, 灌浆范围为拱墙及拱顶, 灌浆管加工型式同超前注浆管棚相同;孔排距2.0m, 环向间距2.0m, 固结灌浆管长6.0m, 仰角45°, 呈梅花形布置 (见图2) 。
㈣注浆管棚施工 全断面施工φ48mm、长4.5m的超前注浆小导管管棚, 管棚前段4m钻Ф6mm小孔, 孔距30cm, 梅花型错开布置。排距根据每循环进尺为0.6m~1m, 环向间距10cm, 仰角3°~7°, 向塌方虚碴灌浆, 起到固结松动围岩和断面支撑作用, 为了防止管尾相交废孔, 孔位与围岩固结灌浆孔位置错开布置 (见图3) 。
㈤台阶出碴及拱架架立 台阶出碴按《出碴及拱架架立施工顺序图》组织施工 (见图4) , 周边出碴完成一步后, 立即进行喷C20砼素喷, 以确保作业人员施工安全。在洞外按照设计要求Ⅱ-4型断面加工好钢拱架, 每榀拱架包括底拱共分8段, 洞外试拼, 洞内拱架通过测量后安装, 测出隧洞中线, 找出各单元节点的标高后, 将各段按顺序安装就位。钢拱架采用I18工字钢加工, 每清理60cm支立2榀带底拱封闭的全断面钢拱架。连接筋采用Φ22螺纹钢筋焊接相连, 间距50cm, 拱架内外双层φ6mm@20cm×20cm钢筋网片, 加厚喷C20砼到25cm为止。
㈥核心土出碴 待拱架架立并且加厚喷C20砼施工完成后, 方可进行核心土的出碴。核心土出碴可采用小挖机或拔碴机人工配合施工。
四、塌方施工注意事项
成立专项安全领导小组, 配备多名专职安全员连续跟班作业;每班统计进行塌方处理人员人数及姓名, 做好记录;配备专职测量人员进行围岩变形量测, 时刻注意并发现围岩的变化情况, 防止二次塌方造成人员伤亡;每个施工班组施工时, 必须班长统一指挥, 不得胡乱操作;现场照明设备齐全, 配置合理, 经常检修, 保证正常生产。
摘要：引洮总干渠3#隧洞磨沟峡标段工程, 主洞13+790处突然发生了大面积的塌方帽顶, 受地质条件影响, 塌方渣体无法按常规方法清渣, 项目部经过一系列处理措施的实施, 较好地完成了整个塌方段施工, 并且未发生任何安全事故。
高层连体结构变形施工技术研究 篇8
1 高层连体结构的常见结构形式及其组成
一般情况下, 高层连体结构一般由塔楼和连体构成。
1.1 塔楼
高层连体结构的主要部分是塔楼, 它所采用的结构形式同单体建筑结构的结构形式没有显著区别, 基本上是框架结构、框架剪力墙结构、剪力墙结构、框筒结构、筒体结构等。塔楼之间的对称与否、非对称程度、单体相对刚度对结构性能影响较大。
1.2 连体
连体跨越于两塔楼之间, 形式上看有点类似于桥梁。从静力的角度分析, 桥梁和连体都以承受竖向荷载或水平向风载为主, 但从动力的角度分析, 桥梁主要承受车辆运行所引起的振动或冲击作用, 而连体则主要承受由塔楼传递过来的两端部的振动作用。
1.3 连体与塔楼的连接形式
主要有三种:a.连接体两端与塔楼为刚性连接;b.连接体一端与塔楼为滑移连接, 另一端为刚性连接;c.连接体两端与塔楼铰接。连体刚度、连体两端的连接处理方式、连体的设置位置对结构性能影响较大。
2 高层连体结构的特点及变形因素研究高层连体结构体系并不是简单的多质点
度加强, 振型更加复杂, 偏心结构的特征更加明显, 扭转振型更加丰富, 并且低阶振型就开始出现耦合振型。
2.2 连体刚度影响
连体结构在设置连体后, 塔楼在连接楼层处的刚度发生变化, 当连体刚度较大时, 此处刚度的突变明显, 受力较为复杂。研究表明:当连体相对刚度较小时, 可以把双塔连体结构简化为双塔结构计算, 计算内力误差不是很大;当连体相对刚度较大时, 把塔楼连接楼层连同连体一起当作一刚性楼层, 计算误差也很小。对于非对称结构, 减小连接体刚度会使高塔的位移响应减小而低塔的位移响应增大;增大连接体刚度会使低塔的位移响应减小而高塔的位移响应增大。
2.3 对称性影响
研究人员通过计算分析指出:对于结构和连廊都对称的结构, 振型也具有对称性, 不是对称的, 就是反对称的, 这种振型在结构地震反应的计算中对结构是有利的;当双塔高低不同, 结构不对称时, 其振型也不具备对称性;与相同尺寸的等高双塔相比, 不等高双塔高塔部分的地震反应加重, 低塔部分的反应相应减小。
2.4 抗风分析
对风力的抵抗, 连体刚度越强, 结构的风振系数越小;两塔之间存在最优的连接阻尼使塔楼的风振系数最小;连体刚度增大使两塔楼的平动加速度略微减小。
2.5 结构控制研究
研究人员对连体结构讨论了不同的动力分析方法, 分析经典阻尼与非经典阻尼的不同假定, 指出连体结构根据连体的不同连接方式
(上接191页) 受偿权。应采用不同的计算方法;同时对有阻尼器的连体部分进行了地脉动下的振动实测, 识别连体频率, 应用半功率法求解了连体的阻尼比。
3 变形调控技术研究
通过以上分析, 我们得知, 影响高层连体结构发生变形的主要因素有:地震响应, 连体刚度, 是否对称, 是否抗风等。对此, 我们将提出以下措施, 来减小高层连体结构发生变形的几率。
3.1 连体结构连接体部分的材料应首选钢材。因为, 钢结构广泛适用于高层、超高层建筑。
3.2 对于复杂高层应当用多个程序进行分析, 同时还需要对计算结果进行人工判断。
3.3 对于平面及竖向均不规则的复杂高
层, 应注意结构竖向构件特别是剪力墙的布置方式, 使整体结构的刚度中心与质量中心靠近, 以减小整体结构的发生变形。
3.4 应采用提高连体部分桁架的刚度, 以及增设连廊水平支撑等方法以此来减小扭转周期。
3.5 连接体结构与两侧塔楼的支座连接是
连体结构建设的关键问题。宜采用强连接形式, 结构计算与设计时要充分考虑其受力与构造, 真正做到使其连为整体, 完全协调受力。
结束语
带有连体结构的高层建筑由于结构体系复杂, 受力分析一般比较困难, 再加上其他因素, 增加了连体结构发生变形的可能性。因此, 加大对高层建筑连体结构的研究分析, 必将有益于我国高层建筑的发展。
在施工中和竣工验收时, 均应及时办理质量验收
摘要：近年来, 随着投资规模的扩大和对地下空间利用的日益提高, 各种不同功能综合在一起形成的多功能高层建筑大量出现。在重点论述高层连体结构的特点及影响其发生变形的因素的基础上, 提出几点调控连体结构发生变形的具体的施工技术方法和要求。
某黄土隧道施工变形规律分析 篇9
兰新二线某黄土隧道位于青海省乐都县境内, 行于湟水河一高阶地中。阶地地面发育多条横向冲沟, 地势起伏, 地面高程为1985～2045m, 相对高差达约60m, 为单洞双线浅埋大断面黄土隧道, 最大埋深49m。隧道洞身穿越地层主要为第四系全新统, 上更新统风积黄土、冲积黄土、细圆砾土、粗圆砾土、卵石土。隧道围岩分级为Ⅴ级, 隧道暗挖段按三台阶七步法组织施工。
2 监控量测方案
该黄土隧道采用三台阶七步法开挖, 根据《铁路隧道监控量测技术规范》的有关规定, 在各监测断面布设5个观测点, 相邻两量测断面相距5m。拱顶沉降观测点布设在上导, 尽量接近拱顶, 拱顶测点在支护结构施工时埋设。收敛量测采用收敛计进行量测, 隧道开挖爆破后应尽早在隧道两侧边墙、拱腰水平方向埋设测杆或球头测桩, 埋设深度约为20～30mm, 钻孔直径为40～50mm, 用快凝水泥固定;收敛量测点布设四点 (相对两点在同一水平线上) , 两条测线分别在初支上导、下导。监控点在每个断面上的分布如图1所示。
要求测点埋设紧靠开挖作业面, 且要尽快埋设, 以减少对施工的干扰。第一次读数宜在埋设测点后立即进行, 以便取得初始数据, 拱顶下沉、收敛量测起始读数宜在初支做完0～3h内完成, 第一次读数最好在完成开挖12h内完成。测量中对开挖完成到第一次测量之间发生的土层变形未能测到, 从开挖完到第一次测量时间间隔7～12h, 前面这段时间内发生的变形未能统计在内, 因此、本文中总结是从第一次观测以后黄土隧道的变形规律。
3 大断面黄土隧道拱顶沉降及收敛规律
3.1 拱顶沉降规律分析
通过统计分析该隧道60组沉降观测数据, 排除个别断面因施工影响或测点受损以及其他因素导致出入较大的监测数据。依据有效监测数据, 我们总结出黄土隧道施工过程中沉降-时间关系有以下特征:
1) 上台阶初支做完后3d内沉降值较大, 每天沉降值在1～5mm/d, 3d内沉降能达到10mm左右, 到第三天中导开挖, 施做初支, 中导做完的3～5天, 沉降一般在2mm/d。再到第5天施做下导, 做完下导5～15d, 沉降一般在2mm左右, 第15天再做仰拱, 做完仰拱15～19d, 沉降一般在0.5～1mm, 第19天施做仰拱, 仰拱做完沉降基本稳定, 平均每4天沉降1mm左右 (两个具有代表性量测断面的拱顶沉降-时间关系如图2、3所示) 。
2) 分析隧道60组拱顶沉降观测数据, 其中36组累计沉降值在20～60mm之间, 占总数的60%, 其中7组累计沉降值超过60mm, 占总数的11.7%, 还有16组累计沉降值小于20mm, 占总数的26.2%。
3) 通过沉降特征分析隧道周边位移在各个施工阶段所占比例可知, 隧道初期支护全部封闭前的沉降占全部沉降的95%以上, 即隧道初期支护全断面封闭后, 隧道周边位移基本上不再发展。
4) 拱顶沉降和埋深关系密切, 当隧道埋深小于25m时, 实测断面拱顶沉降量较大, 相邻断面测得的沉降数据离散性较大;隧道埋深超过25m时, 所测得的数据比较集中, 规律性强。
5) 浅埋段隧道, 隧道开挖后拱顶沉降基本在40mm, 但地表沉降基本在60mm左右, 约为拱顶沉降的1.5倍, 这是由于在监测中从开挖完至初期支护完成这段时间的拱顶沉降值未能量测到, 拱顶急剧沉降在监测前已经发生, 而无法测到真实值的缘故。正常情况下浅埋隧道的拱顶下沉会向上传至地表, 地表点的下沉值一般比拱顶点的下沉值要小。
3.2 收敛变形规律分析
分析整理隧道监控量测数据, 排除个别断面、个别测线因施工影响和测点受损以及其他因素导致出入较大的监测数据, 依据有效收敛监测数据分析, 发现大断面黄土隧道收敛具有以下特征:
1) 上导测线收敛在上导施工完成后, 收敛值在0～2mm/d, 从第3天开始施做中导初支时, 收敛数据变化较为明显, 中导做完3～10d, 平均收敛0～1mm/d (典型观测断面如图4、5) 。隧道的收敛主要出现在开挖后的短期内, 前10d的收敛量占总收敛量约80%, 基本稳定时的收敛量约为8mm。因此, 控制隧道变形的关键是开挖后应尽快进行初期支护, 并适当增加初期支护的强度和刚度。
2) 下导测线下导做完后1～4d每天的变化基本在0～2mm, 到第5天仰拱施做后第5～15d, 平均每3d收敛1mm。前15d收敛约占总收敛的75%, 收敛变形上在15～20d范围内趋于稳定, 基本稳定时的收敛值约为15mm。
3) 因经验不足和现场施工条件的限制等原因, 测点的布设时间以及初始读数时间都受到了一定影响。开始测试时, 围岩和隧道已经产生了很大的收敛位移, 因此, 可以认为监测结果小于隧道的实际收敛值。尽管如此, 实测收敛量也达到了15mm。可见, 该黄土隧道围岩收敛较大, 合理的初期支护, 应该根据围岩的这些变形规律和大小来确定支护参数和方式, 不应笼统地根据围岩类别和经验进行确定。
4) 黄土隧道水平相对收敛位移变化规律与拱顶下沉相似, 但从绝对量值上看水平收敛小于拱顶下沉。
5) 黄土隧道变形沿纵向传递快。在掌子面到达之前, 地层变形已经开始, 待掌子面通过5m后, 达到总变形量的70% ～80%, 初支封闭后变形基本趋于稳定。
4 数值模拟
以隧道主洞典型断面为基础, 进行适当简化, 建立隧道平面模型。围岩用plane42单元模拟, 初期支护用beam3单元模拟, 锚杆用link1单元模拟, 采用莫尔—库仑本构模型。根据隧道施工过程, 应用有限元方法对隧道的开挖和支护过程进行分析。分析计算采用二维平面应变模型, 围岩体的初始应力场仅考虑了重力场, 不考虑构造应力的影响。计算模型的上边界取自由边界, 两侧受水平向约束, 底边为竖向约束。计算中用释放荷载法模拟开挖效应, 采用Mohr-Column屈服准则, 采用初始刚度迭代法求解平衡方程, 对超过屈服点的应力进行调整。
应力计算结果表明, 支护以前拱脚和拱腰部位出现压应力集中现象, 容易产生受压破坏。在支护以后, 压应力虽有所分散, 但拱顶出现拉应力区, 造成拱顶受拉破坏 (开挖后竖向应力值如图6所示) 。隧道周边变形主要有拱顶沉降和水平收敛, 根据土层中各节点的竖向沉降值Uy (软件可以列表输出或者图像反应) , 用开挖后节点的竖向位移值 (如图8所示) 减去自重作用下节点的竖向位移值 (如图7所示) , 即得到该节点的沉降值, 拱顶沉降值由模型中的节点13的相对沉降值反映。同样依据土层各节点的横向变形值Ux, 可以计算得到各节点的水平位移值, 选取隧道周边轮廓线位于同一水平线上的相对两点, 计算得相对位移值即隧道收敛值;1-1测线的收敛值由节点5、135反映, 2-2测线的收敛值由节点1、139反映, 围岩水平方向变化较小, 两条测线上四点的水平位移值用列表输出 (见表1) , 隧道周边围岩的变形如图9所示。计算结果表明:拱顶竖向位移随开挖阶段的逐步扩大而逐渐增大, 最大值达到了4.480cm;隧道收敛值1-1测线收敛值达到7.6mm, 2-2测线收敛值达到17.8mm。
注:表1中的位移都按m计。
对比现场实测结果和数值分析结果发现:现场观测到实际沉降值普遍在20～60mm, 收敛量测值1-1测线在8mm左右, 2-2测线在15mm左右。现场实测大多数据比数值模拟数据小, 因为实测中对刚开挖完的几个小时内的变形未能测量到;还有部分数据由于现场施工中控制的不是很好, 导致变形数据比模拟数据大, 总体来说现场实测数据和数值模拟数据基本吻合。
5 开挖过程中控制大变形的方法及要点
根据文中总结出的黄土隧道变形特点, 在开挖过程中有针对性地严格控制好以下几点:
1) 开挖工法一定要按设计方法开挖, 不能随意改变开挖工法;开挖坚持以机械开挖为主、人工配合风镐开挖为辅, 中导、下导左右侧错开开挖, 严格控制一次开挖进尺。
2) 施工中发挥施工人员的主管能动性, 找出每道工序的合理施工时间, 组织好施工人员, 衔接好各个工序, 尽量缩短循环作业时间, 减少开挖面土体的暴露时间, 减少上、下台阶施工的相互干扰, 并及时封闭成环。
3) V级围岩地段及洞口浅埋段每循环进尺限制为1榀钢架, 边墙落底不得超过2榀, 仰拱全幅开挖不得超过4m;尽量单侧落底或双侧交错落底, 避免上半断面两侧拱脚同时悬空;控制落底长度, 视土层情况采用1～3m, 不大于5m。仰拱开挖不得扰动、掏空边墙底脚基础。
4) 施工时要特别注意拱脚与墙脚处断面, 如超挖过大或该处土体土质疏松, 承载力不够时, 应立即施作大拱脚、加设锚杆或采取其他措施进行加固。
5) 及时监控量测围岩, 观察拱顶沉降、拱脚的收剑情况。根据量测数据确定二衬施做的时间, 监控中发现变形较大的数据, 应及时反馈, 在根据上一循环的地质及监控量测资料分析结果, 对下一循环的各项技术参数进行调整。
6 结束语
通过统计分析该隧道沉降观测数据, 我们总结出黄土隧道施工变形规律如下。
1) 黄土隧道拱顶累计沉降值大多在20～60mm, 隧道初期支护全部封闭前的沉降占全部沉降的95%以上, 即隧道初期支护全断面封闭后, 隧道周边位移基本上不再发展, 拱顶沉降和隧道埋深关系密切。
2) 上导水平测线的收敛值在8mm左右, 下导水平测线收敛值达15mm左右。黄土隧道水平相对收敛位移变化规律与拱顶下沉相似, 但从绝对量值上看水平收敛小于拱顶下沉。黄土隧道变形沿纵向传递快。在掌子面到达之前, 地层变形已经开始, 待掌子面通过5m后, 达到总变形量的70%～80%, 初支封闭后变形基本趋于稳定。
3) 对比现场实测结果和数值分析结果发现:现场观测到实际沉降值普遍在20～60mm, 收敛量测值1-1测线在8mm左右, 2-2测线收敛量测值在15mm左右。数值模拟数据拱顶沉降4.48cm, 水平收敛值8～18mm;因此现场实测数据和数值模拟数据基本吻合。
4) 针对黄土大断面隧道稳定时间较长, 变形相对较大, 施工难度大等特点。应根据黄土的特性, 重视初期支护的质量, 包括钢架基础的稳定、初支混凝土的质量及施工工艺。施工中应严格按照设计工法施工、严格控制安全步距。同时, 加强围岩监控量测, 并及时反馈量测信息, 以便指导设计施工。
参考文献
[1]王晓州, 朱永全.大断面黄土隧道建设技术[M].北京:中国铁道出版社, 2007.
[2]李围, 沈进.隧道及地下工程实例分析[M].中国水利水电出版社, 2006.
[3]澜云宏, 任飞.大断面黄土隧道开挖支护技术[J].铁道建筑技术, 2009, 18 (9) :21-23.
[4]刘军, 田志杰.黄土隧道浅埋段施工技术[J].西部探矿工程 (增刊) , 2008.
[5]高速铁路隧道工程施工技术指南[S].中华人民共和国铁道部出版, 2009.
施工变形 篇10
1 顶管施工地面变形机理分析
顶管推进过程中产生地面变形(沉降或隆起)的根本原因是顶管施工对周围土体的扰动。顶管推进过程中产生的地面变形主要由以下几部分组成:
1)工具管到达前的地面变形。当工具管离测点较远时,由于刀盘的切削、搅拌、振动,会对土体产生扰动。土体在扰动作用下,产生一定的压缩,地面会出现微小的沉降。
2)工具管到达时的地面变形。当工具管距离很近时,位于工具管正前方的土体,受到千斤顶推力的挤压、刀盘的切削剪切力及振动荷载的作用,引起地面沉降或隆起。
3)工具管通过时的地面变形。当工具管通过时,工具管外壳与土层间会形成剪切滑动面,剪切滑动面附近的土层内产生剪切应力,剪切应力引起地面变形。推进速度越快,剪切应力越大,周围土体位移也越大。
4)工具管通过后的地面变形。为减小摩擦阻力,后续管节的直径比工具管的直径要小2 cm～5 cm。所以,当工具管尾部通过后,管道周围的土体要向管壁移动,以填补后续管节外围的间隙。这样就会引起土体移动,这部分土层位移与间隙的大小、注浆压力、注浆方法等因素有关。
2 顶管施工开挖引起地表变形损害形式
2.1 地表沉降损害
顶管施工引起的地表沉降会使建筑物产生整体下沉。如果这种沉降比较均匀且不大时,对于建筑物的稳定性和使用条件可能不会产生太大的影响;若沉降过大,就有可能对基础承载力造成一定损害。对于砌体结构,这种垂直方向的沉降会使砌体中因为存在着垂直方向的下沉力而形成水平裂缝,最终造成结构的破坏。
2.2 地表倾斜损害
顶管开挖时很多情况下会引起地层的不均匀沉降。不均匀沉降将导致地表倾斜,使建筑物产生结构破坏裂缝,对建筑物的危害最大。此外,地表倾斜还会使高耸建筑物发生重心偏斜,引起附加应力重分布,使结构内应力发生变化,严重时,使建筑物丧失稳定性而破坏。
2.3 地表曲率损害
顶管施工引起的不均匀地层变形会使地表形成曲面,地表曲率对建筑物有较大影响。在负曲率(地表相对下凹)的情况下,建筑物中部沉降大,端部沉降小,建筑物中央部分悬空,端部受剪,使墙体形成正八字型裂缝;反之,会产生倒八字型裂缝。
2.4 地表水平变形损害
地表水平变形有拉伸和压缩两种。由于建筑物抗拉能力远小于抗压能力,建筑物对地表拉伸变形非常敏感,当基础侧面受外向水平推力作用时,很容易开裂。实际上,地表移动和变形对于建筑物的破坏作用往往是几种变形共同作用的结果。比如,地表的拉伸和正曲率同时出现,压缩和负曲率同时发生。
3 地表沉降控制措施
3.1 事前控制
顶管施工最突出的特点是施工工艺的适应性问题。针对不同土质、不同施工条件必须选用不同的顶管施工机具和施工方法。顶管机具选择合理,对于保证工程质量,控制并减少地面沉降,降低工程造价,都具有十分明显的作用。目前主要是根据地质条件、地下水情况、施工场地大小、施工环境影响等选用合适的顶管机具。
工具管装在所顶管道的最前端,用以挖土取土,保持开挖面稳定,确保正确的顶进方向,它有很多种形式。工具管选择的好与坏是决定顶管成败的关键。
不管是采用何种机具、工艺,均应视具体情况而定,因地制宜才能充分显示各种顶管机独特的优越性,具体可按以下原则进行选择:
1)详细了解工程概况、工程地质条件、地下水位、顶管管径、埋深、附近地上和地下建筑物、构筑物及各种设施、管线的埋设情况等。对于顶管前方地下障碍物探查可采用地质雷达探测,采用顶管前方超前预报的环形剖面与管线地基剖面探测相结合的方法,不会影响施工的正常顶进。
2)进行技术方案比较,可以从以下几个方面进行:
a.对于小口径顶管,因无法在管内施工,通常都采用泥水顶进。当顶进长度较短、管径较小且为金属管时,宜采用一次性顶进的挤密土层顶管法。b.对于埋深较大的管段,可以从有无地下水及所处土层特性来考虑,若地下水位较低、土层较稳定,可选用手掘式顶管施工;若地下水位高或者变化大以及土质较松软,则宜采用全断面掘进机施工。用手掘式顶管施工时,应将地下水位降至管底以下不小于0.5 m处,以防其他水源进入管道。c.对于地下障碍物较多的情况,应选用具有除障功能的机械式掘进机或采用手掘式顶管。 手掘式顶管只适于能自立的土中。 d.在黏性或砂性土层,当无地下水影响时,宜用手掘式或机械挖掘式顶管,当黏性土层中必须控制地面隆陷时,宜用土压平衡顶管法。e.当土质为砂砾土时,可采用具有支撑的工具管或注浆加固土层的措施。在粉砂土层中,当需控制地面隆陷时,宜采用加泥式土压平衡或泥水平衡顶管法。f.在软土层且无障碍物的情况下,管顶以上土层较厚时,宜采用挤压式或网格式顶管法。在软弱土层中宜采用土压平衡或局部气压等施工,选择土压平衡工具管时,还要考虑其刀盘的适用情况和切削面积。g.在流砂层中顶管可采取局部气压施工或泥水平衡法施工。
3.2事中控制
顶管掘进主要由4个参数控制,即开挖面土压力、推进速度同步注浆、纠偏方向与纠偏量。掘进过程中,必须视管道上覆土厚度、地质条件、地面荷载情况及顶管顶进姿态、地表监测情况等进行参数调整。这些参数既是各自独立的,又存在互相匹配、优化组合的问题。优化组合的根本目的是控制顶管推进轴线偏差不超出允许范围及尽量减少地层变形的影响。推进中参数优化组合的宏观表现就是地表变形的控制,同时必须配以相应的监测手段,将实测的各类数据与监测的地表沉降值整理分析、优化组合,指导下一步的顶进,实行信息化施工。
4结语
通过对顶管施工的地面变形机理分析,以及顶管施工对周边环境危害形式的探讨,对顶管施工提出了事前和事中两阶段控制措施。事前控制措施是要对施工场地的地质条件进行详细了解,选择合适的顶管机械;事中控制是通过优化掘进参数控制顶管推进轴线偏差。通过两阶段的控制,最终达到控制地面变形,从而减少由于地面变形引起的各种损害。
摘要：分析了顶管施工地面变形的机理,介绍了顶管施工开挖引起地表变形的损害形式,论述了顶管施工事前和事中两阶段的控制措施,以保证顶管施工质量,控制地面变形,减少地面变形损害。
关键词：顶管施工,地表变形,地表沉降
参考文献
[1]魏纲.顶管施工中土体性状及环境效应分析(硕士学位论文)[D].杭州:浙江大学,2003.
[2]余建锋.顶管施工引起地表变形问题研究(硕士学位论文)[D].广州:广州大学,2006.
[3]任建文.非开挖顶管施工技术[J].西部探矿工程,2004(1):33-34.
施工变形 篇11
关键词：施工方案；时间参数；收缩徐变；混合体系；竖向变形差
中图分类号：TU973.14文献标识码：A
混凝土的收缩和徐变对高层混合体系竖向变形差的影响比较显著＼[1-9＼]，而施工方案中的各时间参数对其有重要的控制作用.施工方案对结构各部分的施工顺序及时长的规定，一方面将确定钢结构部分与混凝土部分逐步形成整体并共同受力的时刻，从而影响竖向荷载在两部分之间的分配；另一方面，还将确定各混凝土构件的加载龄期及其在各相关施工阶段计算时刻的龄期，会极大地影响需要计算的混凝土收缩和徐变的数量.
本文引入时间因子，模拟逐层施工过程，采用我国桥规JTG D62—2004＼[10＼]提出的收缩和徐变公式以及文献＼[9＼]和＼[11＼]介绍的按龄期调整混凝土有效模量的方法，研究施工时间参数改变混凝土收缩徐变对混合体系竖向变形差及各构件内力的影响程度.
1算例模型
本文算例采用文献＼[9＼]中的钢框架钢筋混凝土核心筒混合体系，各构件材料及截面尺寸详见文献＼[9＼]，平面布置如图1所示，层高为3.6 m，计算时分为30层和60层两种情况.
2分析结果
模型计算结果分为以下3种工况：工况1仅考虑竖向荷载作用；工况2考虑竖向荷载及截至主体结构施工完毕时的混凝土收缩徐变效应；工况3考虑竖向荷载及截至主体结构施工完毕3年时的混凝土收缩徐变效应.通常，仅考虑竖向荷载时，结构钢柱的缩短大于筒体的缩短；考虑混凝土收缩徐变会较大幅度地增加混凝土筒体的缩短，并通过内力重分布使钢柱的缩短小幅度增加，从而减小柱筒竖向变形差（钢柱缩短减去筒体缩短）.
结构施工方案中两个重要的时间参数是结构每层施工的天数sday和结构混凝土部分相对于钢结构部分提前施工的层数spre.本文计算的标准状态为： sday=6 d；spre=6 s；环境相对湿度RH=80%；混凝土开始收缩的龄期ts=6 d.为了分析时间参数sday和spre对计算结果的影响，本文将在仅改变sday或spre其中之一的前提下，对比标准状态，sday=3 d，spre=3 s以及spre=9 s的计算结果（后3种状态的其他参数与标准状态相同）.总体来说，时间参数sday和spre共同确定的混凝土收缩徐变自由发展（即不予计算）的时间越长、模型分析总计算时间越少，则混凝土收缩徐变的影响越小.
2.1收缩徐变引起的钢柱与筒体的竖向缩短
表1和表2给出的是以工况1缩短值为基准，底层钢柱C3（平面位置见图1）和底层混凝土筒体在工况2和工况3下的缩短值增加比例.60层模型混凝土筒体的自重较大，结构整体联系更多，混凝土的收缩徐变效应能更多地转移至钢框架，故与30层模型相比，筒体缩短的增幅较小，而钢柱缩短的增幅较大.与工况2相比，工况3的总计算时间较长，参与计算的收缩徐变较多，钢柱和筒体的总缩短值增幅较大，可以分别达到7%～14%和70%～125%.使钢柱与筒体的缩短增幅最小的措施是减小sday，其原因是减少了主体结构施工期的长度，总计算时间也随之相对较短，但后续开展的混凝土收缩徐变还将对结构产生持续效应，加上参数sday的调整对施工期长度的影响太剧烈，受到的人力物力资金等条件的制约也较多，故不宜调整sday.而增加spre可以明显地增加混凝土收缩徐变的自由发展时间，能直接减少需要计算的收缩徐变数量，对施工期长度的影响也不大，因此，在保证施工安全的前提下，适当增加spre是减少收缩徐变效应的较好措施.
2.2钢柱与筒体的竖向变形差
图2和图3分别给出的是工况2和工况3下模型在标准状态，sday=3 d，spre=3 s以及spre=9 s四种时间参数条件下（图例分别为standard，sday3，spre3和spre9）的各楼层柱筒累积竖向变形差.工况3与工况2相比，需要计算的混凝土收缩徐变更多，柱筒竖向变形差进一步减小.各图中时间参数spre的不同取值带来的竖向变形差的差异比较明显.增加spre能减少混凝土收缩徐变的影响，使柱筒竖向变形差较大.若要按文献＼[12＼]提供的方法对结构进行竖向变形差补偿，建议先进行施工方案规划，根据施工方案计算出结构的竖向变形差结果后，再进行补偿设计和验算.
2.3钢柱轴力
时间参数spre不仅影响需要计算的混凝土收缩徐变的数量，还是确定钢与混凝土两大部分何时逐步形成整体结构并共同受力的决定因素.即使不考虑混凝土的收缩徐变，减小spre也会使钢框架提前参与整体结构的竖向荷载分配，从而增加钢柱的轴压力值.在工况1下，以钢柱C3在标准状态下（此时spre=6 s）的轴力值为基准值，将柱C3在spre=3 s和spre=9 s条件下的轴力值与基准值之比值绘制于图4.当spre=3 s时，比值介于1.0～1.02之间；当spre=9 s时，比值介于0.98～1.0之间.
图5和图6给出的是以工况1各时间参数下各层柱C3的轴力值为基准值，工况2和工况3对应相同的时间参数下各层柱C3的轴力值与基准值的比值.图5和图6表明，通常在spre=3 s条件下钢柱轴力出现最大增幅，在工况2下，30层模型钢柱轴力增加比例最大可达6.4%，60层模型钢柱轴力增加比例最大可达13.5%；在工况3下，以上数字则分别为13.4%和19.2%.若要减小混凝土收缩徐变引起的钢柱轴力增加，则应该增大参数spre，例如当spre=9 s时，工况3下30层和60层模型的钢柱轴力最大增加比例分别减小为11.2%和17.2%.
柱C3轴力比
3结论
时间是混凝土收缩和徐变开展的重要控制参数，包含时间参数的施工方案确定结构各部分的建设顺序以及形成结构共同受力的时间，从而影响到混凝土收缩徐变对结构的作用程度.本文建立高层钢框架钢筋混凝土核心筒混合体系计算模型，用考虑时间因子的有限元方法对其竖向变形差及构件内力进行分析，得出了以下结论：
1）混凝土收缩徐变对高层钢框架钢筋混凝土核心筒混合体系竖向变形差以及各构件内力的影响非常显著，主体结构施工完毕后混凝土收缩徐变的进一步开展及其在结构中产生的后续效应不可忽略.通常，混凝土的收缩徐变可以减小柱筒竖向变形差，使钢柱轴力增加（增加幅度可达20%）.
2）施工方案中的两个时间参数，即结构每层施工的天数sday和结构混凝土部分相对于钢结构部分提前施工的层数spre，可以控制结构计算中需要考虑的混凝土收缩徐变的数量和参与作用的时间，从而影响混凝土收缩徐变对结构产生的效应.适当增大spre是减小混凝土收缩徐变效应的较好方法.若要对结构进行竖向变形差补偿，建议先确定施工方案中的相关时间参数，再计算结构的竖向变形差，最后进行补偿设计和验算.
参考文献
[1]周绪红，黄湘湘，王毅红，等. 钢框架钢筋混凝土核心筒体系竖向变形差异的计算＼[J＼].建筑结构学报，2005，26（2）：66-73.
ZHOU Xuhong， HUANG Xiangxiang， WANG Yihong， et al. Calculation of the differential shortening of steel framereinforced concrete corewall structure＼[J＼]. Journal of Building Structures， 2005，26（2）：66-73. （In Chinese）
[2]沈蒲生，方辉，夏心红. 混凝土收缩徐变对高层混合结构的影响及对策＼[J＼]. 湖南大学学报：自然科学版，2008， 35（1）：1-5.
SHEN Pusheng， FANG Hui， XIA Xinhong. Influence of creep and shrinkage on tall hybrid structures and its countermeasures＼[J＼]. Journal of Hunan University： Natural Sciences， 2008， 35（1）：1-5. （In Chinese）
[3]林超伟，王兴法，陈勤， 等. 长富金茂大厦混凝土收缩徐变分析及结构设计＼[J＼].建筑结构，2011，41（5）：43-45.
LIN Chaowei， WANG Xingfa， CHEN Qin， et al. Structural design and concrete shrinkage and creep analysis of Changfu Jinmao Building＼[J＼]. Building Structure， 2011，41（5）：43-45. （In Chinese）
[4]郑七振，康伟，吴探， 等. 超高层混合建筑结构竖向变形差计算分析＼[J＼].建筑结构，2011，41（8）：49-53.
ZHENG QIzhen， KANG Wei， WU Tan， et al. Calculation and analysis on the different vertical deformation of super highrise hybrid building structures＼[J＼]. Building Structure， 2011，41（8）：49-53. （In Chinese）
[5]赵汉青， 贺世伟， 潘文， 等. 高层框架核心筒结构考虑加载方式及混凝土收缩徐变影响下的竖向位移差分析＼[J＼].科学技术与工程，2012，12（12）：3005-3009.
ZHAO Hanqing， HE Shiwei， PAN Wen， et al. Vertical deformation analysis on mixed structure considering the load simulation methods and the timevarying performance of concrete＼[J＼]. Science Technology and Engineering， 2012，12（12）：3005-3009. （In Chinese）
[6]王化杰，范峰，支旭东， 等. 超高层结构施工竖向变形规律及预变形控制研究＼[J＼].工程力学，2013，30（2）：298-305.
WANG Huajie， FAN Feng， ZHI Xudong， et al. Research of vertical deformation and predeformation of super highrise buildings during construction ＼[J＼]. Engineering Mechanics， 2013，30（2）：298-305. （In Chinese）
[7]张盼盼， 赵昕， 郑毅敏. 超高层混合结构竖向变形分析及补偿＼[J＼].建筑结构，2013，43（6）：45-49.
ZHANG Panpan， ZHAO Xin， ZHENG Yimin. Vertical members shortening and compensation analysis of super highrise composite buildings ＼[J＼]. Building Structure， 2013，43（6）：45-49. （In Chinese）
[8]尧国皇，于清. 高层钢管混凝土框架混凝土核心筒混合结构的竖向变形差分析＼[J＼].建筑钢结构进展，2014，16（1）：58-64.
YAO Guohuang， YU Qing. Vertical differential deformation analysis of a highrise CFST frameRC corewall mixed structure ＼[J＼]. Progress in Steel Building Structure， 2014，16（1）：58-64. （In Chinese）
[9]黄湘湘，周绪红. 混凝土收缩徐变的长期效应对混合体系竖向变形差的影响＼[J＼]. 湖南大学学报：自然科学版，2013， 40（5）：1-6.
HUANG Xiangxiang， ZHOU Xuhong. The long term effects of concrete shrinkage and creep on vertical differential shortening of hybrid structures ＼[J＼]. Journal of Hunan University： Natural Sciences， 2013， 40（5）：1-6. （In Chinese）
[10]JTG D62—2004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， 2004：118-120.
JTG D62—2004 Code for design of highway reinforced concrete and prestressed concrete bridges and culverts＼[S＼]. Beijing： China Communications Press， 2004：118-120. （In Chinese）
[11]BAZANT Z P. Prediction of concrete creep effect using ageadjusted effective modulus method ＼[J＼]. ACI Journal，1972，69（4）：212-217.
[12]周绪红，黄湘湘，王毅红， 等. 钢框架钢筋混凝土核心筒体系竖向变形差异补偿对结构性能的影响＼[J＼].土木工程学报，2006，39（4）：19-23.
施工变形 篇12
柿花树隧道是新建昆明至河口线玉溪至蒙自段的重点工程, 隧道主洞全长9 952 m, 为云南在建铁路第一长隧道。该隧道正洞Ⅳ、Ⅴ级围岩占隧道总长的70%, 辅助坑道Ⅳ、Ⅴ级围岩占辅助坑道总长的55%。柿花树隧道地层岩性复杂, 断层大量发育, 岩体被强烈挤压至破碎, 施工期间遇到大量由破碎岩层引起的围岩大变形。目前该隧道已全部贯通, 针对该隧道的围岩大变形施工防治问题, 有必要进行系统总结, 为今后的类似工程施工设计提供指导及参考。
1柿花树隧道围岩大变形段工程概况
柿花树隧道围岩大变形里程段包括:正洞D2K47+030-+530 (长度约500 m) 、3#横洞 (长度281.89 m) , 该区段隧道最大埋深112 m。
1.1 围岩大变形区段工程地质条件
1.1.1 地层岩性
正洞及3#横洞里程段围岩主要为 (Zac) 砂岩夹页岩, 灰紫夹绿灰、浅灰白色, 中-厚层状构造, 细-中粒结构, 泥质胶结, 部分泥质较重, 为泥质砂岩, 岩质软。受构造影响严重, 节理裂隙发育, 岩体多被切割成小块体状, 极为破碎, 锤击呈粉砂状, 属Ⅳ级软石。
1.1.2 地质构造
大变形区段位于支断层F12-4两侧, 该断层走向约N53°E, 倾向SE, 倾角70°, 为一逆断层, 断层破碎带宽度不甚明显。断层北西盘泥盆系上统宰格组 (D3zg) 白云岩夹砂岩、页岩, 南东盘为泥盆统中统海口组 (D2h) 白云岩、砂岩。断层与线路在D2K46+790处呈74°相交, 该断层对工程影响大。受构造作用影响, 区内Zac地层受到强烈的挤压、逆冲抬升, 使Zac地层产状紊乱, 岩石破碎, 岩体完整性差, 易风化、剥蚀、垮塌、冲刷, 地表多见坍塌、滑坡等地质灾害, 局部地段形成“土林”, 向源浸蚀严重, 少部分冲沟形成泥石流沟谷。岩石节理裂隙发育, 节理组数一般三组以上, 岩层产状N55°W/54。
1.1.3 水文地质条件
据现场施工开挖情况, 横洞H3K0+009-+035及正洞D2K47+030-+530里程段地下水基本不发育。
1.1.4 地应力特征
现场地应力测试结果表明, 隧道内以水平应力作用为主, 在孔深150～195 m范围内, 最大水平主应力值为4.47～9.05 MPa, 最小水平主应力值为3.07～6.25 MPa, 应力随深度逐渐增大。最大水平主应力方向一般为N40°W～N46°W, 即以NW向现今主应力作用为主。
1.2 柿花树隧道大变形特征
柿花树隧道大变形区段主要集中在出口端500 m区段左右, 地层岩性主要为强风化Zac组砂岩夹页岩, 含水量较少;该区段埋深在110 m左右, 地应力3 MPa左右, 属低地应力破碎围岩大变形。
2柿花树隧道大变形区段初期设计及施工方案
3#横洞、D2K47+030-+530里程段隧道围岩分级为Ⅴ级。
2.1 衬砌方法
D2K47+340-+430段设7处90 m非绝缘下锚区段衬砌, 设普通复合式衬砌。3#横洞考虑本洞将作为运营期间永久排水通道且围岩级别均为V级, 故全洞采用模筑衬砌。
2.2 支护方法
D2K47+130-+510里程段采用全环格栅钢架及拱部Φ42小导管超前支护。钢架纵向间距为0.8 m;超前小导管纵向间距1.6 m, 环向间距0.4 m, 每根长3 m。3#横洞区采用全断面法开挖, 锚喷支护;设模筑衬砌段底板或仰拱超前, 拱墙一次衬砌, 拱墙设I14工字钢钢架, 纵向间距1 m;拱部设Φ25水平砂浆锚杆超前支护, 超前锚杆纵向间距2 m, 环向间距0.4 m, 每根长3.5 m。
2.3 施工方法
隧道按新奥法施工, 采用光面爆破及湿喷技术, 并按要求对支护体系的稳定性进行监测、分析, 并按照仰拱超前的原则组织施工。隧道IV、V级围岩地段采用台阶法开挖;锚、网、喷初期支护, 仰拱超前, 拱墙一次衬砌。
3隧道施工中围岩大变形特征及整治措施
3.1 围岩大变形特征
3.1.1 主洞里程段
隧道施工初期, 在主洞局部区段产生了大规模的围岩变形。其中D2K47+162里程处最大水平收效速率17.36 mm/d, 累计收敛40.39 mm;D2K47+170里程处最大水平收效速率9.3 mm/d, 累计收敛20.08 mm;D2K47+162处仰拱施做前水平收敛速率为10.14～28.60 mm/d, 仰拱施做后水平收敛速率为5.55～7.22 mm/d, 累积水平收敛值203.49 mm;D2K47+170处仰拱施做前水平收敛速率为3.76～16.39 mm/d, 仰拱施做后水平收敛速率为0.04～4.82 mm/d, 累计水平收敛值151.21 mm;D2K47+190处水平收敛速率为2.87～14.31 mm/d, 累计水平收敛值238.17 mm, 在该阶段施做仰拱前变形速率无规律, 施做仰拱后变形速率在逐渐变小, 但仍然较大。根据实测断面资料, 围岩大变形多处吃去支护内轮廓且已侵入二次衬砌, 侵限较大处多发生于线路右侧上、下台阶接头处附近、侵限值11.9～50.1 cm。
随着施工不断深入, D2K47+088断面在下台阶施做前上台阶水平收敛速率为0.1～46.9 mm/d, 累计收敛值为250 mm;下台阶在仰拱施做前水平收敛速率为1.8～13.18 mm/d, 累计收敛值为93.77 mm;在仰拱施做后上导水平收敛速率为0.02～9.66 mm, 累计收敛值为107 mm。根据量测数据分析:在上台阶钢架架立之处、开挖下台阶和检底时变形速率较大, 仰拱封闭初期变形速率趋于稳定, 掌子面开挖后变形速率增大。根据实测断面尺寸, D2K47+074-+092段有多处初支侵入二衬净空, 初支面出现不同程度的开裂, 且变形较大处均出现在上、下台阶接头处, 根据实测断面侵限值2～27 cm。
隧道施工中均表现为水平收敛远大于拱顶沉落量, 且变形速率较大时主要表现在“上台阶钢架架立、开挖下台阶和检底”三个阶段, 仰拱封闭初期变形速率趋于稳定, 掌子面开挖后变形速率增大。
3.1.2 3#横洞段
施工中3#横洞与正洞交叉位置初期支护变形较大, 3#横洞H3K0+009-+035段二衬发现环、纵、斜向裂纹;至10天后, 3#横洞与正洞交差处已施做模筑衬砌。但H3K0+033.11-+025段模筑衬砌已经多处开裂, 裂缝呈不规则的纵、环向状发育于拱部、边墙及底板处, 且裂缝仍在继续发育, 已作的观测块均已开裂。
3.2 围岩大变形段施工整治措施
3.2.1 主洞里程段
(1) 调整开挖方式。
调整开挖方法为短台阶法, 上台阶开挖高度略低于钢架单元竖直方向高度15～20 cm, 钢架铺设时采用拉槽方式落脚, 对拉槽空间采用喷混凝土充实, 使两脚之间地层起到临时仰拱作用, 并做好锁脚锚管。开挖下台阶时, 采用机械或弱爆破开挖中槽留马口, 对马口逐榀人工 (或弱爆破, 严禁机械) 开挖顺接钢架下部单元, 左右两侧马口不得同时开挖。尽可能缩短台阶长度。
(2) 加强钢架支护与锚固。
将格栅钢架调整为全环I16或I18工字钢架, 并适当调整支护参数;调整拱部设Φ42超前小导管注浆加固参数, 钢架工序顺接处设砂浆锚杆作为锁脚锚杆。对局部变形侵限部分上下单元接头部位在采用钢花管径向加固后, 对侵限的局部单元实施局部拆换。为减少薄弱环节 (钢架接头个数) , 在10榀钢架范围内将钢架的拱部连接位置调整至拱顶左右 (不设于正中, 上台阶由原来的3个单元调整为2个单元) , 纵向前后两榀钢架拱部接头左右错开, 环向间距不小于1 m。对钢架接头处连接方式, 接头间采用高强螺栓连接辅以焊接, 确保上下单元连接紧密, 传力顺畅。若实测变形情况好转, 可延续采用;若无效果须立刻返回原设计方案, 并对已采用措施进行补强。
(3) 局部增加横撑。
对局部里程段, 增加Φ150钢管水平横撑。
(4) 增加预留变形量。
局部预留变形量调整为20 cm或30 cm。
(5) 加强监控量测。
加强监控量测及其数据分析, 量测位置应根据现场实际设在变形最大处, 当累积收敛值达到预留变形量的2/3时, 及时通知相关单位进行处理。量测中以线路中线为基准点, 分别量测线路左右两侧的水平收敛值并加以分析。
(6) 尽早成环。
尽快跟进仰拱, 根据量测数据及时施做二次衬砌。
(7) 加强排水。
加强地下水及施工用水的引排, 防止积水, 浸泡软化岩体。
3.2.2 3#横洞
3#横洞H3K0+003.11-+025里程段衬砌开裂段衬砌内轮廓内增设全环I14工字钢架套拱 (与模筑衬砌密贴) , 纵向间距0.8 m;钢架间全环设Φ22纵向连接筋, 环向间距0.8 m;底部为钢横撑。预留水沟位置后底板浇筑C25模筑混凝土以便运输, 厚18 cm, 与其他底板处放坡顺接, 紧贴钢架施做径向Φ42钢花管注浆加固地层, 钢花管每根长3.5 m, 间距0.8 m梅花型布置, 钢花管露出端与钢架牢固焊接。钢架及钢花管施作位置应与原横洞支护之钢架、超前小导管、径向锚杆等位置错开。
4结论
柿花树隧道为一座施工高风险隧道, 其围岩大变形问题严重影响了现场施工进度。该隧道的围岩大变形以水平变形为主, 水平收敛远大于拱顶沉落量。且水平变形速率较大时主要表现在“上台阶钢架架立、开挖下台阶和检底”三个阶段, 仰拱封闭初期变形速率趋于稳定, 掌子面开挖后变形速率增大。针对该大变形特征, 施工中系统总结了整治对策, 其包括短台阶法开挖、加强钢架支护与锚固、局部增横撑、增加预留变形量、加强监控量测、尽早成环、加强排水等主要措施。目前该隧道已顺利贯通, 实践证明现场的施工对策合理有效。 [ID:7523]
参考文献
[1]索巍.姚家山隧道围岩稳定性分析[D].西安:西安科技大学, 2009.