沉降变形规律（通用7篇）
沉降变形规律 篇1
1 计算模型
设计计算模型时需要结合山区的实际情况,对高速公路路堤具体分析后才能找出具体的计算方式。此次主要是平坦地基路堤、斜坡地基路堤、折线性地基路堤3种典型路堤结构为原型,对各种地基条件下路堤的工后沉降变化规律详细分析。从山区路堤填料以及地基土体的相关特点看,对数值分析模型构建过程中,地基土体分成2层,路堤都根据统一压实度选择相同的土性指标实施计算分析。
2 土体本构模型
计算采用通用的理想弹塑性本构模型以及在土力学中使用比较广泛的Mohr-Coulomb破坏准则进行计算分析。Mohr-Coulomb准则用平面状态下的主应力可以表示成:
式中:c为土体粘聚力;φ为土体摩察角;σ1、σ3为土体的大小主应力。
在应力空间中,以I1、J2、θσ替换σ1、σ3,Mohr-Coulomb屈服准则可以写成:
其中:
式中:I1为应力张量第一不变量;J2为应力偏量第二不变量;θσ为Lode角。
3 不同地基上路基的沉降变形规律
3.1 平坦地基
计算时地基的厚度为10m,地基上层厚度为3m,下层厚度为7m计算,路堤高度15m。路基根据3阶段分级填筑,每级路堤厚度在5m,每级的填筑速率都以0.2m/d完成,第1阶段填筑结束固结30d,第2阶段填筑结束后固结50d再实施第3阶段的填筑,第3阶段填筑完成后再固结近650d。计算分析结果见图1、图2。
路堤底部中心点在时间变化下出现的沉降变形关系,如图1。对每一级的加载处理时,路堤中心底部都会出现大幅度的沉降。当路基填筑结束之后,路基则达到工后固结沉降期,而竣工后的初始时期沉降变化较快。但在后期的半年时间里,沉降的发展速度则相对变慢且趋于稳定。
图2中坡脚的沉降-时间曲线说明,各级路堤填筑阶段的坡角点会向外被挤出,主要依据为其竖向沉降瞬时为正,在各级路堤填筑结束后固结时间标准里。受到固结效果的影响,坡角点处正位移不断减小而形成负位移,此变化的服务会随着路堤填筑高度的变大而变小。
3.2 斜坡地基
结合20m的高路堤,路堤全宽达24m完成计算,地基斜坡坡度在1∶3。对斜坡不挖台阶、挖台阶的沉降变形状态实施分类计算处理。挖台阶路基的台阶根据宽3m、高1m计。
从最后得到的数据显示,路堤沉降变形主要集中为平坦地基出现异常等状况。路堤靠近斜坡的位置是沉降变形的最大值,从路堤内侧边缘到外侧沉降变形沿着非线性的方式不断变大。研究斜坡路基的沉降变形时,对路基水平方向的变形加以关注是很重要的,经过最后的计算得出路基的水平位移和路基沉降量之间关系紧密。
中部是斜坡地基路堤水平位移最大的,同时受到其它因素的影响而使得位移值逐渐变化。地基土体同样有水平位移的变化,最大位移值的发生部位均处于路堤中部。根据实际测量得到的位移数据看,不挖台阶和挖台阶的路基之间有着相同点,而因未挖台阶地基由于抗滑力偏小,使得不同位置间的水平位移偏大。
3.3 折线地基
此次研究过程中,参照的对象为20m路基实施计算,路堤宽度在24m,折线地基上部坡度1∶2,高度14m,地基下部斜坡坡度1∶5,地基土类和上述地基情况一样。集合相关的路基施工标准,仅仅是针对坡度超过1∶5的地基斜坡挖台阶处理,因而只是对上部斜坡挖台阶,台阶宽2m,高1m。
从最后得到的数据显示,折线地基的沉降变形于斜坡地基之间存在一定的相似性。本路堤最大沉降量在47.2cm,工后沉降19.2cm,而斜坡路堤的高度与其相同,最大沉降量却上升26.2%,工后沉降上升51.2%。而路堤上部是出现沉降变形的主要地段,折线型地基使得路堤的填筑厚度变大,这些都是造成总沉降量以及工后沉降加重的因素。
4 小结
对各种地基条件下高填方路基沉降变形规律深入分析,能及时掌握导致路基变形的具体因素。这不仅给施工作业安排提供了依据,还能显著保证公路结构的科学性。
摘要：目前,我国公路在使用过程中常会出现不同程度的变形现象,影响了公路使用性能的正常发挥。特别是对于西部山区的高等级公路而言,形成高填方路堤的数量更多。基于此,本文主要对高填方路基沉降变形规律进行了探讨。
关键词：高填方路基,沉降变形规律,计算分析
参考文献
[1]邓卫东.山区公路路堤边坡破坏形态分析[J].公路交通技术,2005,(5).
[2]张伟韧.高填方路基非均匀沉降的原因及设计与施工对策[J].湖南交通科技,2005,(2),78.
[3]郑颖人等.岩土塑性力学原理[M].北京:中国建筑工业出版社,2002.
[4]刘涌江,邓卫东等.高速公路路堤稳定性与沉降变形规律研究[J].公路交通技术,2005,(5).
高液限土路基的沉降变形规律 篇2
1 具体案例分析
某高速公路路基沿线分布着大量的高液限土, 该路基的修建宽度为25.5m, 在高填路段, 高液限土路基出现了严重的沉降变形情况, 路基进行填高处理时, 最大的填高高度达到了27.5m。而在填高的中心区域, 则填高的高度也在14m左右。在路基填筑的过程中, 主要采用的填充土就是高液限土, 相关人员针对高液限土的特性进行了详尽的了解, 在此基础上, 针对该高速公路高液限土路基中常发生沉降变形的路段进行了跟踪观察, 并且依据非饱和土固结理论来对高液限土路基沉降变形进行了计算和分析, 总结出了高液限土沉降变形的规律, 从而有效的保障了高液限土在路基施工中的应用效果。
2 高液限土的路用性质及路基填筑
2.1 高液限土的路用性质。
该高速公路中, 路床以及上路堤在进行填筑的过程中, 主要应用的就是风化碎土石, 而在对另外的路基段进行填筑的过程中, 应用的主要就是高液限土。高液限土本身的含水率就较高, 并且具有一定的稠度, 液限相对较高, 而且空隙比也相对比较高, 有着较强的吸水性能, 在水量减少的情况下, 会出现严重的开裂现象, 同时该土的性质就是上部较硬, 而下部则较软, 在一定条件的影响下, 其强度会相对提高, 其自身的承重比最大可达到12%, 最小也可以达到3%, 能够有效的满足高速公路路基填筑的需求。
2.2 路基填筑。
选取该高速公路中具有侵蚀-剥蚀低山坡麓沟谷地貌的路段作为实验路段, 针对该路段的路基在进行填筑处理的过程中, 需要将地表的厚度控制在2m的范围内的, 针对多余的地表土要进行有效的清理, 所选取的地段, 整体来说, 地基状况较为理想, 没有发生严重的沉降变形问题。
高液限土本身就具有较高的吸水能力, 含有的水分含量也相对较高, 在实际的应用中, 路基中所具有的含水率也会达到40%以上, 在碾压处理的过程中, 需要将碾压的土层厚度控制在30-40cm的范围内, 并合理的应用碾压机来进行碾压工作, 碾压的次数要尽可能的控制在4次, 到路基上的弹簧将要裸露出来的时候, 就可以停止碾压操作, 需要将路基碾压的厚度比率控制在80%以上。
3 路基沉降观测
3.1 传感器埋设。
在所选取的实验路基路段上, 要对路基的横断面进行分析, 并在此基础上进行传感器的埋设。利用埋设的传感器来对路基沉降状况进行观察, 而所选择的传感器需要是滑动式沉降仪。所需要监测的路基断面填高的最大高度在27.3m。针对路基沉降进行合理的管理, 在埋设传感器的过程中, 需要对埋设的填高控制在17.5m, 并且传感器埋设的位置要距离路面10m的距离, 并且要在30m的长度范围内, 均进行传感器的埋设, 以达到良好的监控效果。
3.2 沉降观测结果。
针对路基沉降进行监控的过程中, 需要合理的选定边坡点、边皮台阶、路肩下以及行车道下的准确位置点。根据这几个位置点来对路基沉降进行监测, 从而总结出路基沉降变形的规律。在对路基沉降进行监测的过程中, 需要对监测层进行长时间的跟踪观测, 本文所选取的实验路段, 已经进行了为期6个月的沉降观测, 并且路基也已经完成了填筑工作。而就观测的结果可知, 路基在进行后续填筑的过程中, 出现了一定的沉降情况。在沉降的时候, 高液限土路基的沉降变形情况较为严重, 路基填筑的高度直接影响到了高液限土路基的沉降变形量, 在施工过程中, 造成的高液限土路基沉降量占到了总高液限土路基总沉降量的50%以上, 而且沉降的时间较长, 一直延续了6个月。
一般来说, 高液限土路基会在填筑的过程中, 8个月以上沉降量最大只能够达到6cm, 而在对道路路面进行铺设处理的过程中, 只需要一天的时间, 就会使得高液限土路基出现3cm的沉降量。但是这样的沉降量, 依然在预定的范围内, 并没有超出预计。本文所选取的实验路段, 在正式通车后, 通车状况良好, 路基稳定性也较强, 路面也没有出现裂纹等一系列的质量缺陷。针对该实验路段, 进行观测, 发现高液限土沉降总量为5.3cm, 而该路段的路基的高度在25m以上, 所以, 在对路面进行铺设处理的时候, 路基的沉降量与路基高度的比率是在2%范围内。而在相关的规定中, 路基沉降率在2%-5%的范围内是属于合理的, 这就说明, 此范围内的高液限土路基具有较强的稳定性。
4 沉降计算与分析
一般来说, 在对路基沉降进行计算的时候, 采用的方法通常为分层总和法。在运用该方法的过程中, 还联合应用相应的实验计算方法, 以此来准确的计算出路基的沉降量。但是这样的方法并不能够很好的体现出路基沉降的过程。液限土是典型的非饱和土, 对于其沉降固结机制目前尚未有定论, 因此, 采用非饱和土固结理论进行高液限土路基沉降计算无疑是新的探索。
本论文采用Fredlund固结理论进行高液限土路基的沉降计算。压实后高液限土的饱和度基本在95%以上, 因此, 可以认为是孔隙气、水近似组成的混合流体, 高液限土即为具有可压缩性流体的两相土, 可以采用简化的非饱和土固结理论进行分析。
计算沉降量略小于实测值, 这主要是因为计算的结果中只包含高液限土路基渗流固结的部分, 而实测结果是高液限土的压缩变形, 这包含部分土的流塑性变形, 从图中也反映出土的流塑变形不大。高液限土路基的含水率的长期监测结果也表明, 路基填筑后其平均含水率是缓慢下降的。
结束语
综上所述, 根据计算结果可知, 高液限土路基在施工过程中, 会出现较为严重的沉降变形情况, 但是沉降量也是在可控的范围内, 而且高液限土路基的沉降量与路基的填筑高度之间有着明显的正比关系, 在高液限土路基的沉降变形量相对较小的时候, 则高液限土路基的稳定性会相对较为突出, 而观测的结果也表明, 高液限土路基在填筑完成后, 最好经过半年间的时间进行自然沉降, 再进行路面的铺设, 这样更能够保障路基的稳定性和道路应用的安全性。
摘要：本文主要根据实例分析和研究, 来确定高液限土路基的沉降变形规律, 通过对高液限土的路用性质以及路基填筑的具体情况进行分析, 计算得出高液限土路基的具体沉降变形量, 以此总结得出高液限土路基在沉降变形中, 所具有的规律。希望通过本文的探究, 能够为相关的人员提出一定的参考和借鉴。
关键词：高液限土,路基,沉降变形,规律
参考文献
[1]吴立坚, 陈礼彪, 张燕清, 吴存兴, 吴昌兴.高塑性土路基压实与压实标准[J].公路, 2007 (3) .
[2]吴立坚, 钟发林, 吴昌兴, 杨世基.高液限土的路用特性研究[J].岩土工程学报, 2013 (2) .
地面沉降变形破坏实例分析 篇3
关键词：地面沉降,地面裂缝,变形破坏形态,破坏分析
1 引言
从广义的地面沉降概念而言,地面沉降是在自然和人为因素作用下,由于地壳表面土体压缩而导致区域性地面标高降低的一种环境地质现象[1,2]。地表水下渗是较为常见的一种引起地面沉降的原因之一,其主要表现为土体遇水软化、静水压力、动水压力、土体容重增加等多个方面[3]。本文以某水库溢洪道下游出水渠左岸地面沉降变形破坏为例,通过调查沉降区工程地质及水文地质条件,研究了地面沉降的破坏形式,分析了产生地面沉降的原因。
2 工程概况
某水库在2010年汛期运行中,溢洪道下游出水渠左岸出现大面积地面沉降现象,并伴随有大面积地面裂缝,裂缝分布区域长约90.0m,宽约15.0m,裂缝最大宽度达0.70m,出现最大高约0.90m错台,挡土墙也出现宽约15~20cm的拉裂缝,地面明显向溢洪道侧倾斜,倾斜角度达15°,且局部出现坍塌现象,严重影响周围居民的正常生活和出行安全,一旦垮塌,将对水库行洪产生极大的影响。
场区地貌类型为中度切割低山和剥蚀-溶蚀丘陵,地形为南高北低。溢洪道岸坡较陡,一般1:0.2~1:0.4,局部近乎直立,溢洪道岸顶建有重力式挡土墙,距溢洪道岸边一般2.0~5.0m,墙体材料为浆砌块石,挡土墙高约7.0~8.0m,顶宽1.0m,墙体未设置泄水孔,挡土墙外侧建有两道扶壁,上部筑有高约1.5m的景观挡墙;沉降区上部为回填砾质土,填土以下地层为第四系坡洪积形成的砾质土、壤土和页岩层。回填土厚度不一,自西向东渐薄,西部最厚处6.0m,东部最薄处1.0m。
3 沉降区现状形态
该沉降区位于水库溢洪闸下游左岸,距溢洪闸90m。沉降、裂缝区沿溢洪道分布长度90m,垂直溢洪道分布宽度15m,沉降影响面积约1350m2。
沉降区有三个显著特点:一是大面积沉降、局部坍塌;二是地面产生纵(平行溢洪道方向)横(垂直溢洪道方向)向裂缝;三是挡土墙体出现拉裂缝(见图1)。
3.1 沉降变形
沉降区北部沉降量10~30cm,沉降区中部沉降量10~90cm,沉降区南部地面沉降达10~40cm,沉降变形严重区中部沉降量明显大于南北两侧,地面出现对折现象,地面沉降区周边出现明显的错台,沉降区地面向溢洪道侧倾斜,倾斜角度达15°。局部坍塌区位于场区东南角,长约10.0m,宽约2.5m,土体连同挡土墙体一起坍塌,塌方量约有80m3,坍塌区两端挡土墙出现较大位置错动,错动角度达15°。
3.2 裂缝
沉降区内出现多条宽深不一的裂缝,主要发育四条纵向裂缝,两条横向裂缝(见图2)。裂缝宽度最大达0.8m,边坡挡墙局部出现拉裂缝,缝宽约1~2cm,裂缝处有轻微错动,错动距离约1cm。
纵向裂缝:(1)号裂缝自坍塌区开始一直延伸至景观桥处,长约89.20m,走向NW,裂缝宽度自东南向西北逐渐变窄,最宽处约0.50m,最大错台高度约0.40m;(2)号裂缝长约62.30m,走向NW,裂缝宽度自东南向西北逐渐变窄,最宽处约0.80m,最大错台高度约0.50m,西北端与挡土墙相交,在挡土墙处形成宽约2cm的拉裂缝,并形成约6cm的错动缝;(3)号裂缝长约18.80m,环形发育,位于沉降最严重区域,最大宽度约0.70m,形成的错台最高约0.90m,西北端与挡土墙相交,在挡土墙处形成宽约15~20cm的拉裂缝;(4)号裂缝长约45.00m,沿挡土墙内侧呈直线发育,缝宽约2cm,与原地面最大沉降差约0.50m,沉降差沿挡土墙自东南向西北逐渐减小。
横向裂缝:(5)号裂缝长约7.50m,走向NE,裂缝最宽处约5cm,南端与(2)号纵向裂缝相连,北端交于挡土墙,在挡土墙上形成宽约15~20cm的拉裂缝;(6)号裂缝长约6.30m,走向NE,缝宽8~10cm,南端与(2)号纵向裂缝相连,北端交于挡土墙,在挡土墙上形成宽约3cm的拉裂缝(见图1b~图1e)。
3.3 挡土墙变形
经现场察看,在挡土墙体发现三处明显裂缝和一处大面积坍塌:(2)号裂缝北端与挡土墙相交处,于挡土墙体形成宽约2cm的拉裂缝,并形成约6cm的错动;(5)号裂缝北端与挡土墙相交处,在挡土墙上形成宽约15~20cm的拉裂缝;(6)号裂缝北端与挡土墙相交处,在挡土墙上形成宽约3cm的拉裂缝。场区东南角坍塌区挡土墙坍塌长度约10m,坍塌区两端挡土墙出现较大位置错动,北端挡土墙偏向溢洪道侧,错动角达15°。沉降变形严重区,挡土墙上部略微向溢洪道侧倾斜,倾斜角约5°,下部未见明显向溢洪道侧位移变形;挡土墙外侧扶壁与挡土墙接触处,有一条宽约10cm的竖向裂缝(见图2f)。
4 变形破坏原因分析
根据野外调查显示,(1)号~(3)号裂缝均呈环形分布,最大沉降量为0.9m,(4)号裂缝沿挡土墙呈直线分布,最大沉降量为0.5m,沉降区中部沉降变形大于南北两侧,变形严重区地面出现向中部对折现象。沉降区内树木向溢洪道侧倾斜,挡土墙体未发现明显内倾现象;挡土墙外侧,溢洪道顶土体未发现明显被挤出和舌状凸起现象;据钻孔揭示,沉降区内地层岩性为砾质土、壤土,下覆页岩,砾质土内摩擦角35°,不具备剪切滑动条件,壤土厚度较薄,且分布不连续,亦不具备滑床特质,下覆页岩岩层倾向NW,倾角5°~9°,未发现层间错动挤出,综上所述,我们认为沉降区裂缝为不均匀沉降造成。从总体上看分析,我们认为造成地面沉降及局部坍塌的原因有以下几点。
1)地形。沉降区呈南高北低、东高西低。东侧、南侧大气降水形成路面坡水交汇于沉降区东部坍塌部位,是造成局部坍塌的主要因素之一。
2)内因。回填区土体粒径大小不一,级配差,结构杂乱且松散,透水性强,具备形成沉降的岩性结构条件。
3)外因。雨水入渗是造成大面积地面沉降的主要外部原因。修建挡墙时,未考虑有效的排水措施,回填区域亦未做好防渗,大量雨水造成坡面流急剧下泄,长期浸水又使得回填土容重增加,地面开始沉降引起地面开裂,地面裂缝的出现又加剧了地表水的入渗,孔隙水压力骤然升高,造成被动土压力增大,在挡土墙上造成墙体开裂,产生错位。
5 结语
1)通过分析,降雨入渗是导致大面积地面沉降及局部坍塌的主要原因,回填区土体结构杂乱且松散,透水性强,亦具备形成沉降的岩性结构条件。
2)对于类似工程,应对地表水(路面坡水)进行有效疏导。回填区域应分层夯实,并做好防渗措施,挡土墙体也应设置一定数量的泄水孔,以减小孔隙水压力。
参考文献
[1]刘毅.地面沉降研究的新进展与面临的新问题[J].地质前缘,2001,8(2):273-277.
[2]郑铣鑫,武强,侯艳声.关于城市地面沉降研究的几个前沿问题[J].地球学报,2002,23(3):279-282.
浅谈如何应对隧道沉降变形 篇4
众所周知, 围岩等级对于隧道施工起着决定性的作用。如果围岩的裂缝过多, 地下水、雨水等就会通过裂缝, 下渗, 导致岩体稳定性减低。而当施工地点土质为粘性或者亚粘性土时, 降雨过后土质遇水塑性指数迅速下降, 黄泥遇水极易形成股流, 稳定性极差。致使山体整体发生沉降导致部分已经施工的段落原有支护结构完全被破坏, 注浆形成的拱套受挤压, 已经破碎, 拱架受压变形严重, 不能满足隧道净空要求。
2 施工处理前期准备及注意事项
在隧道开挖后整体发生较大沉降时, 及时采取了封闭仰拱和基底小导管注浆加固等措施后, 沉降变形段已经完全稳定。根据现场实际情况采取对变形段落采取置换钢拱架重新进行初期支护的处理措施。
首先成立职能部分, 组织分工明确。隧道施工过程中一旦出现沉降变形, 应立即成立钢拱架置换施工管理部, 专职人员负责与质检机构、安全组织机构, 以及测量队、材设部、试验室等各部门人员紧密联系, 密切监视沉降变形情况。定时对变形数据进行采集、整理、分析, 制定全面的组织实施方案, 保证施工正常有序进行。隧道施工危险性极大, 变形处理的危险性更大, 因此为了确保工程施工质量和安全, 应全过程执行安全监控, 严防生产事故的发生。并需要注意以下事项: (1) 凿除侵入二次衬砌界限的初期支护, 过程中严禁放炮, 及时重新施作初期支护, 确保二次衬砌厚度。 (2) 隧道施工的各班组间, 应建立完善的交接班制度, 并将施工、安全等情况记载于交接班的记录簿内。工地值班负责人应认真检查交接班情况。 (3) 所有进入隧道工地的人员, 必须按规定配戴安全防护用品, 遵章守纪, 听从指挥。 (4) 施工人员到达工作地点时, 应首先检查工作面是否处于安全状态, 并检查支护是否牢固, 如有松动的石、土或裂缝, 应先予以清除或支护。 (5) 风钻钻眼时, 应先检查机身、螺栓、卡套、弹簧和支架是否正常, 管子接头是否牢固, 有无漏风;钻杆有无不直、带伤以及钻孔堵塞现象, 不符合要求者应予以修理或更换。 (6) 洞内施工车辆必须处于完好状态, 制动有效, 严禁人料混载。 (7) 洞内应设专人指挥交通, 防止车辆干扰。 (8) 隧道作业环境包括粉尘浓度、通风等应符合相关标准。 (9) 隧道内的照明灯光应保证亮度充足、均匀及不闪烁, 隧道内的用电线路和照明设备必须设专人负责检修管理, 检修电路与照明设备时应切断电源。 (10) 隧道开挖的监控布点工作要及时, 施工作业队应根据监控方所提供的量测数据及时调整施工方案, 加强支护。
3 施工方案
3.1 施工顺序及流程
根据设计思路, 二次衬砌是隧道的主要承重结构, 所以在更换钢拱架的过程中二次衬砌需要及时跟进, 为施工安全提供保障。具体见施工流程图。
3.2 施工技术方案
3.2.1 由于原有的支护结构被破坏, 原注浆形成的拱套受挤压, 已经破碎, 为了施工安全, 应对施工段落前后的受挤压段落进行加固。
加固用如下两种方法:1、对变形段落进行整体注浆小导管加固处理ф42×4mm超前小导管 (长4.5米, 环向间距1m, 纵向1m, 垂直) 注浆压力为:初压0.5~Mpa、终压2.0~2.5Mpa, 水灰比1:0.45;2、对施工段落前后进行伞状支撑加固 (如图)
3.2.2 凿除变形段原有喷射砼:
凿除受破坏变形段原有喷射砼, 凿除时应该尽量采取人工凿除的方法, 根据实际变形情况确定凿除喷射砼的环向长度, 凿除喷射砼后进行人工环向开挖, 必要时只能采用风镐开挖, 不可用爆破施工以减少对围岩的扰动。如果围岩依然松散应该立即进行复喷封闭, 复喷完以后再对该处进行加密小导管注浆处理, 待稳定后再进行上述工序。
3.2.3 拆除变形拱架:
待凿除原有喷射砼露出受挤压变形的钢拱架后对已变形的钢拱架变形部位进行切割, 切割完毕后对下沉的岩土再次进行开挖, 开挖至设计净空。
3.2.4 重新安装钢拱架:
开挖下沉岩土后将拱顶岩土进行整平。将加工好的钢拱架进行安装, 焊接连接钢筋, 并留出足够的搭接长度, 根据现场实际情况局部可加密连接钢筋, 使新安装的拱架与原未切割的拱架形成完整的受力环, 并将相邻两榀钢拱架之间采用纵向连接筋连接, 保证其整体性, (更换间距控制在50 cm) 。
3.2.5 把已换好的拱架的段落及时进行喷射砼。
3.2.6 对换好拱架的段落进行二次衬砌施工后, 继续下榀变形拱架的更换。
4 监控量测
4.1 量测断面应该布置在处理作业面及其周边, 同时对需要处理段的山体顶部进行布设。
4.2 加强监控量测, 加密量测间隔, 加大量测频率, 加密量测间隔, 尤其是拱顶下沉、水平净空收敛和钢支撑内力的量测。
4.3 量测元件的安设及其初值数据采集应该在开挖后24小时内, 在下一次开挖之前完成。
4.4 在监测过程中, 如果发现拱顶下沉量过大, 山体顶部下沉量过大, 净空位移过大或者收敛速度无稳定趋势, 应该采取补强措施。
4.5 每天测量数据及时反馈给施工技术人员及其作业班组, 为下一步施工作业安排提供科学的参考依据。
5 施工注意事项
(1) 严格按照施工顺序进行施工;
(2) 施工过程中要时刻保持高度的警惕性, 切不可盲目施工作业;
(3) 二次衬砌施工必须及时跟进, 确保施工安全系数;
(4) 要加强监控量测工作, 尤其是拱顶下沉量、水平净空收敛和地表沉陷值, 量测数据结论及时送交施工方, 真正起到指导施工作用。
6 安全措施
(1) 配备专职技术人员以及安全人员, 对施工作业进行全方位监督;
(2) 喷射混凝土尚未达到一定强度、喷锚后变形量超过设计允许值以及发生突变的围岩, 采取及时加强临时支护措施;
(3) 开挖台车必须加工牢固, 能方便施工人员上下活动, 开挖台车最上面的操作平台应该留有必要的活动空间用以防止危石滑落人员可以安全躲避;
(4) 拱顶和地表布置的测点定期观测, 发现洞内和地表位移值等于或大于允许位移值, 以及地面或洞内出现裂缝时, 必须立即通知作业人员撤离现场, 待继续观测数据稳定后再进行施工;
(5) 定人、定岗, 认真执行安全操作规程, 坚持交接班检查制度, 作好记录。
7 结束语
隧道施工的地质条件复杂, 在发生不可预见的问题时选择合理的施工方法及时有效的解决问题, 将隧道施工风险降低, 损失减少到最低限度。诸永高速公路温州段第八合同大门台隧道沉降变形通过上述方法取得了预计的效果。
参考文献
[1]《公路工程隧道规范手册》
[2]《公路隧道施工》
[3]《隧道工程施工要点》
浅析地表沉降变形的预测方法 篇5
我国大部分矿山由于开采初期没有进行正规、严格的开采设计就进入了生产, 乱采乱挖现象严重;同时, 没有进行采矿后期的设计、处理, 也从来没有考虑矿山开采后期以及开采结束后矿山的采场、地表处理问题等, 造成了我国现存的几百万亩的塌陷区, 造成了无尽的经济建设、生活活动的损失和影响。
开采沉陷预计是矿山开采沉陷学科的核心内容之一, 它对开采沉陷的理论研究和生产实践都有重要意义[1], 这方面研究已经有许多成果[2~4]。从全国范围看, 每年矿山地质灾害的总体损失不亚于一次地震或洪水带来的损失[5]。在我国部分煤炭能源开发较早的地区, 开采沉陷带来的灾害问题显得尤为突出。
数值模拟计算可靠性主要取决于建模。而对矿山开发的建模极其复杂, 尤其是建立三维实体模型。采用传统的建模方法, 不仅花费大量的人工、计算时间, 而且可靠性不高。鉴于此, 我们采用了ANSYS[6]进行整个矿区的模型建立。利用有限元的思想, 结合ANSYS平台从系统化、模块化、可视化的角度进行模拟分析, 得出采空区引起的地表沉降的范围、最大下沉线、最大下沉点、覆岩移动及变形等规律, 仿真结果与实际情况相符合, 为矿山开采和大体积地下工程的建设提供了研究依据。
1、大空区引起地表沉降计算模型的建立
1.1 物理模型
由于矿山区域地质结构相当复杂, 不同的岩层相互交错, 构成了特殊的地质构造结构。为了计算方便, 我们简化了原始地质构造, 如图1所示的模型。整个模型最上层为地表土体, 其次由岩石1、岩石2、岩石3、岩石4、和矿体1、矿体2组成的三维实体, 图1 (a) 和图1 (b) 所示为三维实体的剖面图。
1.2 模型计算思想
本模型将整个复杂的物理模型实体拆分为若干个形状简单的单元, 利用单元节点变量对单元内部变量进行插值来实现对总体结构的分析。将连续体进行离散化, 离散而成的有限元集合将替代原来的弹性连续体, 所有的计算分析都将在这个模型上进行。其分析过程主要可分为以下五步:单元划分、位移模式的确定、单元分析、总体分析及有限元方程组的求解。
由于计算机资源使用的有限性, 本模型使用SOLID45单元[7]用于构造三维固体结构, 满足了模型计算的精度要求, 同时, 计算效率也大幅提升。该单元通过8个节点来定义, 每个节点有3个沿着x, y, z;方向平移的自由度。单元具有塑性、蠕变、膨胀、应力强化、大变形和大应变能力。单元由8个节点和各向同性的材料参数来定义。各向同性材料方向对应于单元坐标系方向, 单元载荷包括节点载荷和单元载荷。S O L I D 4 5单元结构如图2所示。
2.3 网格划分以及边界处理
考虑到本模型存在复杂的结构以及极不规则的地质条件和采场空间几何形状。考虑到几何形状对网格的影响, 同时, 几何特征区域上网格划分形式取决于特征的重要度。可以从特征的几何形状、几何参数大小、属性和约束等多方面进行评价一个特征的重要度。外加载荷的力学特性分析是研究形体工作状态的情况。这两种情况下, 受力情况和几何情况完全不同, 也决定了这两种模式下网格划分情况的不同。在网格划分的过程中, 两者相互考虑、相互结合, 同时, 使用了自适应网格划分算法, 得到比较高效、精确的三维划分。
由于我们取的模型足够大, 空区对模型边界的实际影响可以忽略不计, 至此、整个三维模型的边界我们进行钢化面处理。
2.4 物理参数的选取
整个模型的计算, 物理参数的选取对整个模型的精确度和可参考性起到了重要的作用。本模型中我们使用了参数评估加权算法进行参数的确定。评估加权算法如下表1所示:
根据矿山设计院的地质结构图与相关本区域内的地质构造图表我们得出了各个水平层岩石物理参数。我们进行计算参数选取时, 以某个区域内大体积含有某种岩石, 以此区域进行研究对象, 结合此区域内的其他种类岩石进行整体评估加权。其中:mi其依据本体积内岩石namei所占的体积份数, 并且1=m1+m2+m3+…+mi。pi为岩石namei实际物理参数。整个该区域内最终确立的参数为
2、结论
1) 、该方法的模拟结果与实际结果相符合。我们可以快速建立模型, 简单、方便的得出地下工程的开采引起的地表变形的结果。从可视化的角度、从便捷的角度、从准确、可靠的角度, 无疑用有限元思想结合ANSYS分析软件进行矿上分析, 是行之有效的。
2) 、在上述理论模型的基础上, 利用有限元机制, 结合国内外大型有限元分析软件, 实现对模型的数值模拟, 得出了地下大型工程累积损伤引起的地表下沉的一些数据, 包括:地表下沉范围、最大下沉曲线、最大下沉点、下沉时间预测。
3) 、随着国民经济快速良性的发展, 我国存在数量巨大的地下工程。同时, 早期缺乏地表沉降预测该类问题的探讨与研究;加之, 现存土地资源经济价值巨大, 该类沉降问题越显重要。该研究迎合了行业市场的发展, 具有非常重要的实用价值。
摘要：由于地下大体积空区的存在, 引起了地表的沉降变形。为了预测变形趋势, 我们建立了沉降模型去模拟变形情况。该物理模型的建立, 使用有限元的思想, 采用不同的岩层结构、结合有限元分析软件ANSYS、用自适应网格划分算法划分网格, 使用了参数评估加权算法进行物理参数的选取。仿真结果与实际情况相符合, 为地表沉降研究机制提供了依据。
关键词：ANSYS,有限元,地表沉降,地下空区
参考文献
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[6]尚晓江, 邱锋, 赵海峰, 等.ANSYS结构有限元高级分析与规范应用[M].中国水利水电出版社.2008.5
路基土方沉降观测及变形观测方法 篇6
在南分路布设1个基准点 (国家二等三角点) 、沿线布设2~3个工作基点 (约5~8 km一个工作基点) , 基准点、工作基点线路分布示意图;根据具体断面情况适当加密测量控制点。
基点控制采用GPS相对静态方法, 按国家GPS B级网点观测和精度要求, 观测并连测GPS B级网点和国家一、二等三角点观测, 通过观测数据基线向量外业数据质量检核、GPS网平差计算等数据处理建立位移平面基准控制网。采用高精度数字水准仪, 按国家二等水准观测和精度要求并连测国家一等水准点, 通过观测量的各项改正、概算和平差计算建立沉降高程基准控制网。基准控制网建立之后在位移和沉降观测期间, 对基准控制网按位移和沉降观测的方法完成不少于三次的检核观测, 若发现变化应对期间的观测成果进行必要的修正。
横向位移观测, 以工作基点 (精度控制在0.5 mm以内) 为起算点, 采用国家GPSC级网点 (国家三等三角点) 观测;采用仪器标称精度不低于2″, 且测距精度≤5mm的全站仪;施测精度可达到1mm要求。
路基基底沉降观测, 以工作基点为起算点, 采用高精度数字水准仪按国家二等水准观测和精度要求, 采用符合水准路线观测沉降板的沉降量。
以填土高、观测时间、沉降量/位移为要素, 绘制“填土高~时间~沉降量/位移关系曲线图”。
2 基准点、工作基点的埋设
基准点应选在变形影响以外便于长期保存的稳定位置, 工作基点应选在靠近观测目标且便于连测的稳定位置或相对稳定位置。基准点、工作基点距路肩距离。
用于位移观测的基准点应建造观测墩和强制对中装置, 对中误差≤0.1 mm。用于沉降基准点标石应埋设在基岩层或院桩。位移、沉降两类基准点、工作基点共用一个观测墩。
3 沉降板的埋设及保护
沉降板由一根直杆 (直径=20~30 mm的钢管或自来水管) 和600 mm×600 mm×9 mm的沉降钢板组成。直杆用三根斜钢筋焊接在沉降板上, 沉降板埋设在路基的底面或砂垫层下。为了使沉降杆不受破坏, 杆长应随填土升高而逐段接高。每段接管的长度为20~30 mm, 两端有螺纹接头与空心管紧绞连接。
为了不使填压的土质嵌入空心螺纹管内, 每段接管应套上一段塑料圆管, 圆管的高度略高于接管顶面, 圆管的直径略大于水准尺的宽度。套管顶面盖上一个圆盖板, 盖板中心穿一段红布线条, 以便下次测量找出沉降点位。当路基面填至需要埋设沉降板标高以上30 cm时, 用全站仪放出沉降板埋设的位置, 在埋设处挖土坑, 深度35 cm, 铺上5 cm左右的砂垫层, 层面要水平, 将沉降板放在砂垫层上, 套上第一节外保护管, 然后回填土, 用小型夯机夯实。夯实后要求内、外管均垂直水平面, 不得歪斜, 并且内外管之间的间隙要均匀。最后用水准仪测出内沉降管的标高, 作为该沉降管的初始读数。
内外管要随填土高度用管箍接长, 使管口始终高于填土地面。上下两节管要接触紧密, 避免内管下沉时卡在外管上, 并防止沉降管被偷盗。接管前后均要用水准仪测一次内管标高, 以求出所接管实际长度。每层填土前, 应先用小车推土将沉降板周围填高, 防止大型机械撞到沉降管。沉降管周围填土要求用小型夯机夯实, 以免被压路机撞坏。万一不幸撞外, 要及时卸下被撞坏的沉降管, 接上新的沉降管, 并立即测出标高。
4 位移桩的设置
位移桩长度为100~200 cm, 断面为10 cm×10 cm的木方桩打入地基内。桩的入土深度是随土基软硬程度不同而异, 以不被踩动为原则。位移桩从路堤坡脚起, 在垂直于路中心线方向两侧各布设2个位移桩, 用经纬仪定线方法使4个桩在一条直线上, 最后用小钉在木桩上标定桩位。
5 路基面观测桩的设置
级配碎石填筑完成以后, 埋设路基面观测桩, 桩用砖围砌, 以防机械压坏。桩的长度为100~200 cm, 断面为10 cm×10 cm的木方桩 (中部钉入￠8的圆钢作为观测点) 。
6 位移、沉降量的测量
6.1 沉降控制测量
沉降观测板的每段接管的顶面应有相邻两期的观测标高。观测时, 第一段接管埋好后, 随即测量管顶标高, 作为第一期观测值。待填筑一层土后, 先在原顶管面处观测标高, 作为第二期观测值。随即接上第二段接管, 观测管顶标高。这样, 循序逐节升高, 计算出每期观测的沉降量。
级配碎石填筑完成埋设路基面观测桩, 开始3个月按照每5天1次的观测频率测量桩顶 (圆钢) 标高, 3个月后每15天1次观测一次, 直至沉降稳定方可停止观测工作。根据相邻两次观测的标高差值计算对应位置的沉降量。工后沉降的观测次数应不少于12次, 持续时间不少于180天。
6.2 位移控制测量
为了观测水平位移, 在位移桩的延长线上设置二个固定桩A、B (AB为20~30 m) 。每次观测时, 安置经纬仪于A点, 后视B点, 倒转望远镜观测2个桩是否在一直线上, 否则量出偏出直线的垂距 (即横向位移) 。用钢尺丈量固定点A到各位移的距离, 两期观测的距离差为纵向位移。钢尺丈量时要记上气温, 以便进行温度改正。用水准仪测量位移桩的垂直位移, 用首次观测的标高减去第i次观测的标高即为垂直位移。规定“正”号为下沉;“负”号为上升, 如上升到一定量级, 则表示地基有破坏的趋向, 应及时上报, 以便采取措施。
参考文献
[1]刘恒新.低强度桩复合地基加固桥头软基试验研究[D].浙江大学, 2004.
软土地基沉降规律研究 篇7
关键词：堆载预压,塑料排水板,地基沉降
堆载预压法是排水预压法的一种, 是软土地基常用处理方法, 通过预压荷载产生的附加应力使地基产生超孔压, 然后孔隙水通过排水板排出, 地基产生固结压缩。排水板为竖向排水通道, 可以加速地基固结, 对于工程来说, 准确预测地基各个时期沉降量及固结度对工程施工及设计非常重要, 而对于砂井地基或排水板处理地基常用固结理论为太沙基理论, 巴隆固结解。
1 固结原理
土是由固、液、气三相组成, 土体的固结过程也就是液体、气体的排出过程, 土体骨架发生错动的结果, 因此, 土体固结的快慢与土体中液体、气体的排出速率有关, 在1925年, 太沙基建立了单向固结的基本微分方程, 按太沙基单向固结理论计算固结过程, 在某一压力作用下, 饱和土的固结过程, 就是土体中各点的超孔隙水应力不断消散, 地基有效应力逐渐增加的过程。根据巴隆固结解析解得出以下结论。
瞬时加荷下砂井地基固结度。竖向排水平均固结度:
横向排水平均固结度:
砂井地基总的平均固结度:
其中, Tv为竖向固结时间因素, Tv=cvt/H2;Th为横向固结时间因素, ;cv, cn分别为竖向和径向固结系数, cm2/s;n为井径比, n=de/dv;t为时间, s;H为土层的竖向排水距离, m, 双向排水时H为土层厚度的一半, 单面排水时H为土层厚度;de, dw分别为砂井距、砂井直径。
逐渐加荷下砂井地基固结度:
其中, Ut为多级等速加荷下, t时刻修正后的平均固结度;Urz为瞬时加荷下的平均固结度;tn-1, tn分别为每级等速加荷的起点和终点时间;Δpn为第n级荷载增重;∑Δp为第n级荷载起始和终止的时间。
考虑砂井 (塑料排水板) 作用的线性加载时的固结度改按下式计算:
其中, ti为历时;Ti为i级荷载加载历时, 泊松比v近似取0.4;Ch为水平向固结系数, 计算时取竖向固结系数, 考虑涂抹影响, 近似取s=1.2, β=7.0。
2 工程概况
大连某工程位于大连湾南岸, 通过挖泥, 大开挖段地基内存留约12 m厚淤泥质土, 打设排水板后, 抛填碎石层和中块层整平后, 安装大圆筒, 圆筒为钢筋混凝土结构, 上部外径8.0 m, 内径7.3 m, 高度7.6 m, 底部外径9.0 m, 内径6.3 m。外形见图1, 圆筒安装后常年受海浪影响。圆筒满载后上部建设胸墙, 因为圆筒高度一定, 为了防止圆筒高低不平, 影响景观工程效果, 必须较准确预测圆筒加载沉降量以及固结时间, 为上部胸墙设计以及施工时间提供理论及实践指导。
3 地质条件
根据勘查报告及经过挖泥后, 基床内存在软土为:
(1) 流泥 (Q4m) :灰黑色, 饱和, 流塑, 具腥臭味, 多见贝壳碎片, 钻进十分容易, 钻孔缩径严重, 岩芯采取十分困难。
(2) 淤泥 (Q4m) :黑色或黑灰色, 饱和, 流塑, 具腥臭味, 多见贝壳碎片, 钻进容易, 缩径。顶面高程-14.13 m~-8.08 m, 顶面埋深5.6 m~10.8 m。底面高程-18.23 m~-11.46 m, 钻孔揭露厚度1.6 m~5.7 m。
(3) 淤泥质粉质粘土 (Q4m) :黑灰色, 饱和, 软塑, 局部可塑, 具腥臭味, 偶见贝壳碎片, 无摇震反应, 干强度中等, 韧性中等, 切面稍有光泽, 部分钻孔底部有薄层粉质粘土。
土体物理力学性质详见表1。
软土层厚度约12 m, 施工过程中打设了塑料排水板SPB-B型排水板, 换算成砂井直径74 mm, 正方形布置, 间距1.0 m。圆筒回填一般1 d完成。软基处理断面图见图2。
根据式 (1) ~式 (5) 通过电算的方式, 计算结果并与实测数据进行比较, 见图3。
由图3实测沉降曲线和理论计算结果对比曲线可知, 在加载初期理论计算沉降值比实测值较小, 但随着观测时间的延伸, 到一定时间后实测沉降值开始比理论计算值偏小, 且两者最终趋于一致的变形特性, 在土上表现为两条曲线基本重合。且从图3中可见, 在完成全部荷载施加后约30 d地基固结度达到90%。
以上现象主要是因为初期地基排水效果较好, 且地基侧向挤出, 地基产生较大塑性变形引起的, 而理论计算是建立在达西定律的基础上, 且整个过程渗透系数为常数, 且地基只发生竖向压缩, 因此, 初期实测沉降量较理论计算值大, 且随着地基变形逐渐增加, 土体渗透系数逐渐减小, 而计算中没有考虑这一特点, 因此, 后期出现实测沉降量略小于理论计算值现象。但随着时间因素的影响, 最终趋于一致。
4 结语
根据以上计算分析, 得出以下结论:
1) 砂井地基固结理论计算地基沉降及地基固结度与实测值有较好的一致性。2) 理论计算沉降量与实测值由初期实测沉降值略大于理论计算值, 到一定时间又表现出略小的特点, 后期则基本一致。3) 在全部荷载施加完成后, 约30 d后, 地基固结度可以达到90%。
参考文献
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