隧道位移反分析研究（精选7篇）
隧道位移反分析研究 篇1
1 工程概况
张承高速一期施工的东山隧道左、右线共长2 286 m,围岩的级别分别为Ⅴ级,Ⅳ级和Ⅲ级,采用新奥法施工。管棚、小导管超前支护配合钢拱架的初支,在初支稳定后,使用C30混凝土进行二次衬砌,从而形成稳定结构。隧道进出口段共计373 m浅埋、偏压段,占隧道暗洞长度的18%,地质情况很差,隧道围岩稳定性极差。
2 隧道初始应力场的确定
本次计算采用二维结构实体单元Plane82,Plane82是二维平面单元Plane42的高阶单元。计算范围取隧道开挖当量直径的4倍。通过现场实测的拱顶下沉、水平收敛值由反演分析求得初始应力场。底边为固定约束,上边界和左右边界加初始应力场,计算模型中围岩、加固圈、初期支护采用实体单元,二次衬砌采用梁单元(见图1)。
3 位移反分析求初始应力场
3.1 围岩及支护材料计算参数
围岩及支护材料参数参照TB 10003-2001铁路隧道设计规范选定,如表1所示。其中围岩弹性模量E在1.0 GPa～2.0 GPa之间取值,进行多种情况反演分析计算初始应力场。
3.2 初始地应力计算
其中,UX,UY均为现场量测的收敛数据,见表2;λ1,λ2分别为二维平面所求水平和竖向地应力;Δ11为加水平方向单位力时引起的水平位移;Δ12为加竖向单位力时引起的水平力;Δ22为加竖向单位力时引起的竖向位移;Δ21为加水平方向单位力时引起的竖向位移;说明:Δ11,Δ12,Δ22,Δ21均为数值计算值。
通过叠加原理,解方程得初始地应力场λ1,λ2。
3.3 现场收敛数据
根据现场提供的测试资料,断面计算时取一条收敛测试基线和一个拱顶下沉测点的测试数据。收敛基线布置在内轨顶面上2.5 m处。断面净空收敛与拱顶下沉结果见表2。
由现场收敛值通过位移反分析原理及式(1)和式(2),解得初始地应力场λ1(σ1)=16.5 MPa,λ2(σ2)=10.097 MPa,σ1>σ2说明水平地应力场大于竖向地应力场。通过对实测数据的分析,选择LK15+052断面作为数值分析断面。
3.4 LK15+052断面衬砌静力分析
隧道衬砌第一、第三主应力见图2,图3。
隧道开挖数值分析见表3～表5。
采用衬砌截面的内力计算公式,求出二次衬砌截面关键位置内力,见表3。
根据表3中的二次衬砌截面关键位置的内力,采用容许应力法,计算出二次衬砌截面各关键位置安全系数,见表4。
由表4可知,二次衬砌结构最不利位置处于隧道边墙脚处但实际安全系数大于铁路隧道设计规范要求的安全系数,说LK15+052断面二次衬砌结构是安全的。
表5为隧道关键位置收敛值,根据隧道初期支护极限相对位移和稳定性判别方法做出对单线隧道稳定性的评价,见表6。
4结语
1)隧道初期支护拱顶竖向位移计算结果为:-67.8 mm,相对位移值为0.24%,在规范允许值0.1%～0.6%内。2)隧道初期支护拱脚水平收敛计算结果为:-67.20 mm,相对位移值为1.20%,在规范允许值0.8%～3.5%内。3)隧道初期支护拱腰水平收敛计算结果为:-100.25 mm,相对位移值为1.40%,在规范允许值0.96%～3.95%内。4)隧道LK15+052断面二次衬砌结构最不利位置处于隧道边墙脚处;水平最大位移产生在拱腰处;竖向最大位移产生在拱顶处,且在这些位置处计算出的安全系数均满足设计规范的要求。5)现场水平收敛为300 mm,数值计算结果为324.5 mm;现场实测拱顶沉降为110 mm,数值计算结果为87.80 mm。通过比较可以看出,由初始应力场数值计算的结果和现场水平收敛值相差不大。6)如果结构体系不满足要求,改变支护结构体系再次模拟隧道开挖,直至达到要求为止。根据以上结论,通过改进支护方法,可以在很大程度上提高施工进度,杜绝安全事故的发生。
摘要：通过对东山隧道现场量测得到水平收敛及拱顶下沉的数值分析,利用ANSYS有限元法程序模拟围岩初始应力场,初始应力场代替自重应力场数值模拟隧道开挖,通过计算,评价支护结构的稳定性,优化支护结构体系。
关键词：数值分析,ANSYS,初始应力场,稳定性,结构体系
参考文献
[1]杨林德.岩土工程问题的反演理论与工程实践[M].北京:科学出版社,1999.
[2]王芝银,杨志法,王思敬.岩石力学位移反演分析回顾及进展[J].力学进展,1998,28(4):488-498.
[3]高峰.乌鞘岭隧道岭脊地段复杂应力条件下的变形控制技术研究专题报告(六)[R].兰州:兰州交通大学,2004.
[4]潘昌实.隧道力学数值方法[M].北京:中国铁道出版社,1995.
[5]关宝树.隧道力学概论[M].成都:西南交通大学出版社,1993.
[6]TB 10003-2005,铁路隧道设计规范[S].
隧道围岩位移的区间分析 篇2
1 区间分析基础
1.1 区间分析简介
区间分析法是在60年代后期发展起来的一个比较活跃的计算数学的分支。在各种计算中会遇到很多原有计算方法不能够处理的区间变量, 为此一些学者经过大量研究提出区间分析这一分析方法。R.E.Moore在1966年出版《Interval Analysis》奠定区间分析的理论基础, 在1979年又出版《Methods and Applications of Interval Analysis》将区间分析初步应用到某些实际领域。近年来, 区间分析已经成为处理区间变量的一个强有力工具。
1.2 区间的基本概念
对于给定的两数, ∈R, 若满足条件
则闭有界数集合X
就称为有界闭区间。其中, 称为区间X的下端点, 称为区间X的上端点。把R上所有有界闭区间所组成的集合, 记为I (R) 。由此反映区间几何特性基本量。对任意X∈I (R) , 定义
1.3 区间运算法则
本文介绍在I (R) 上的四则运算法则。对于任意区间
其四则运算为
2 围岩位移的区间分析
2.1 围岩位移的区间函数
在工程的实际计算中, 采用下式计算二次应力状态下洞室周围围岩的最大位移。
其中μ, E, θ, σ都是选用某一确定值, 这个确定值的获得主要通过工程类比法或者是大量的样本数据统计而来, 工程当中的样本获得需要投入大量的人力财力, 即使这样也不能真实、全面的反映岩体的情况。因此, 根据其自变量的特点, 将上式看作区间模型, 将围岩的参数值表示为区间。
2.2 围岩区间参数的选取
根据《公路隧道设计规范JTG D70-2004》, 不同围岩级别的水平均布压力如表1所示。
应用表1时必须满足条件
式中:H为隧道开挖高度, m;B为隧道开挖宽度, m。
同样, 根据《公路隧道设计规范JTG D70-2004》, 各级围岩的物理力学参数取值如表2所示。
根据表1、表2, 可以取得相应参数的区间, 由于区间分析中所使用的都是闭区间。以Ⅳ级围岩为例, 可取均布水平压力σx=[0.15, 0.3]q, 变形模量E=[1.3, 6], 泊松比μ=[0.3, 0.35]。
2.3 围岩位移区间函数的解法
大多数区间计算所得到的解区间往往产生扩张, 如何控制区间扩张是区间计算的关键之处。目前对控制区间扩张方法已有不少研究, 例如, 区间截断法、改进的区间截断法和区间扩张法等。本文采用区间扩张法来达到控制区间扩张的目的。
首先, 将围岩物理力学参数的区间向量X= (X1, X2, …, Xn) 划分为宽度相等的N个小区间, 即
现构造如下的区间扩张函数FN (X) :
根据区间函数的计算方法, 有
且存在常数K, 使
其中, K为常数, ω (X) 为区间向量的宽度。
可以通过控制N获得值域的任意精度, 即
ω (EN (X) ) =ω (F (X) ) -ω (珚f (X) ) 任意小。
2.4 围岩位移的区间分析
Ⅳ级围岩的区间参数:均布水平压力σx=[0.15, 0.3]q, 变形模量E=[1.3, 6], 泊松比u=[0.3, 0.35]。
为了便于计算, 取θ=45°处围岩为代表进行计算, 其他各处方法一致。当θ=45°时, 围岩位移的区间函数为
根据区间分析法, 计算的误差η可以按照相对精度要求ε控制, 即
本文取ε=95%:
1) 当N=N0=1时, 有
2) 当N=N1=3时, 有
3) 当N=N1=5时, 有
因此, 区间分析Ⅳ级围岩下隧道毛洞的位移为
其中, a为隧道半径, q为围岩竖向均布压力, q=γh。
3 结束语
通过区间分析方法的引进, 选取Ⅳ级围岩, 计算分析出隧道的径向、切向位移的具体区间范围。同样也可以算得其他各级围岩位移的区间解, 根据此结果可以查找各级围岩的径向、切向位移, 为工程实践提供指导。
参考文献
[1]王德人, 张连生, 邓乃扬.非线性方程的区间算法[M].上海:上海科学技术出版社, 1987.
[2]王继承, 苏永华, 何满潮.区间分析方法在深部岩体工程中的应用[J].岩石力学与工程学报, 2005, 24 (21) :3835-3840.
[3]黄明奎.钢管混凝土构件力学性质的区间分析方法[J].四川建筑科学研究, 2009, 35 (2) :32-35.
[4]喻和平.区间分析理论及其在边坡工程中的应用[D].南京:河海大学, 2006.
[5]邱天.区间分析在边坡工程中的应用[D].南京:河海大学, 2006.
[6]夏永旭, 王永东.隧道结构力学计算[M].北京:人民交通出版社, 2004.
[7]吴明生, 刘会, 刘保伟, 等.隧顶溶洞下隧道围岩稳定性数值模拟[J].交通科技与经济, 2012, 14 (3) :35-40.
深基坑立柱位移监测与反分析 篇3
目前, 随着我国经济实力和科学技术实力的快速增长, 深基坑工程的应用不仅出现在地铁工程, 高层、超高层建筑工程, 而且已成功应用于某些大型桥梁工程。一般深基坑工程的监测项目和方案往往根据基坑的安全等级、结合施工或监测单位的能力和经验来确定, 一般包括基坑的整体稳定, 维护结构的水平变形, 围护墙的防渗止水等。监测数据的处理和反馈也是对观测数据做某些简单的处理, 然后结合工程经验对施工阶段工程的安全状况做出评价, 并据此调整施工方案。然而, 深基坑工程中的内支撑式围护结构中立柱的竖向位移控制往往经常被忽略, 从而导致围护结构水平变形和周边地层位移过大, 影响基坑整体稳定安全, 严重的甚至导致基坑安全事故。本文结合工程实例对深基坑立柱竖向位移进行监测, 并且通过合理选择材料本构、破坏准则以及裂缝模型, 建立立柱的有限元模型, 利用立柱的变形反演了其受力特征从而进行反分析, 在工程实践中得到了验证和应用。
1深基坑立柱位移
基坑隆起与竖向荷载是影响立柱竖向位移最主要的两个方面。基坑内土方开挖的直接作用引起了开挖面以下土层的隆起变形, 但即使在场地土层性质确定的情况下, 影响坑内土层隆起变形的因素仍很多, 如桩周围土的性质、桩的直径、桩间距、桩身强度、基坑的开挖深度、宽度、开挖历时、开挖时是否坑内预先降水以及降水深度、坑内基础工程桩的数量以及施工方法等等。
在开挖基坑过程中立柱产生的位移可以是上升的也可以是下降的。但是一般情况下, 不论基坑开挖深度是大是小, 是否利用工程桩, 采用顺作法施工还是逆作法施工, 都会使立柱出现上升现象, 也是正常的, 但是应该避免基坑立柱产生较大的上升位移, 以免对整个基坑的安全带来不利影响。特别的, 若立柱出现下沉现象, 则说明立柱的竖向荷载已偏大, 承载力已经不足, 应予以报警并采取措施。
2立柱位移监测
施工期间用水准仪监测立柱竖向位移, 切实整理好监测数据, 并对数据进行分析反馈, 对位移及位移速率进行分析计算, 分析沉降是由支护结构水平位移引起的, 还是由地下水位降低等原因引起的, 必要时及时提醒设计单位提出加固方案。开挖后仪器监测频率的确定可参照《建筑基坑工程监测技术规范》。
注:1.当基坑工程等级为三级时, 监测频率可视具体情况要求适当降低;2.基坑工程施工至开挖前的监测频率视具体情况确定;3.宜测、可测项目的仪器监测频率可视具体情况要求适当降低;4.有支撑的支护结构各道支撑开始拆除到拆除完成后3d内监测频率应为1次/1 d。
3工程实例
商业中心某工程, 基坑尺寸190m×110m×23m, 坑底沿基坑周边进行了水泥混凝土搅拌桩加固。采用ANSYS有限元软件模拟基坑的施工过程, 采用分离式建模方法, 并对模型进行网格划分, 分别定义土体和结构单元的材料性质, 考虑了桩、土两种材料接触面受力的影响, 采用位移边界条件定义基坑的边界及施加约束。模型支护结构见图1。
通过模拟某些立柱 (随机抽取7根) 竖向位移的数值对应实际工程监测的结果进行比较分析, 见图2。
由图2可知, 数值模拟的结果和实测数据比较接近。立柱竖向位移的规律为:在开挖二之前, 模拟值基本上比实测值偏大;在开挖三之后, 模拟值基本上比实测值偏小, 并且其差值程递增趋势, 说明在此期间竖向荷载和基坑隆起对基坑立柱位移影响较大。在开挖完成, 基坑达到稳定后, 最大差异竖向位移为3.12 mm, 这是由于模拟时所考虑的因素不能全面而产生的, 从整体趋势来看, 模拟值基本可以反映实际基坑开挖过程, 具有可行性。
4结语
深基坑工程是岩土工程研究的热点问题之一, 基于实测位移对立柱竖向位移模拟对比的方法证明深基坑立柱位移主要由于基坑隆起和竖向荷载所引起, 以便出现紧急情况采取相应措施对基坑进行加固, 从而为基坑开挖的信息化施工提供条件, 保证施工安全。
参考文献
[1]何公社.基于位移反分析和安全预报要求的深基坑工程施工监测[J].安徽地质, 2007, (9) .
[2]谢军, 孙旻, 徐伟, 张太科.嵌岩深基坑支护结构施工过程内力监测与反分析研究[J].建筑监督检测与造价, 2011, (4) .
[3]毛金平, 徐伟, 吕鹏.深基坑立柱竖向位移分析[J].建筑技术, 2004.
隧道位移反分析研究 篇4
1 岩体初始地应力场
地下工程区别于地面工程一个很重要的方面就是存在初始地应力场,岩体赋存于这种应力场中处于平衡状态,施工开挖引起的对围岩的扰动使得围岩应力场发生重分布。
无论是二维地应力场分析还是三维地应力场分析,自重应力场数学计算模型都是侧面(或侧边)为水平向约束、垂直向自由,底部边界为水平向自由、垂直向约束,内部介质作用着铅垂向的体积力。
在二维地应力场分析中,地质构造应力场模拟为:在加载的侧面边界上施加梯形分布(即均匀分布和适量的三角形分布压力的叠加)水平向压力。
在三维地应力场分析中,地质构造应力场模拟采用两种形式:1)模拟构造应力场的主压应力和次压应力情况,即对两个水平主应力的模拟;2)模拟构造应力场的一般应力状态情况,即对两个正应力分量和一个剪应力分量的模拟。
2 地应力回归计算方法
在二维和三维地应力场分析中,回归元素都定为三个。把地应力回归计算值
其中,k为观测点的序号;
坐标轴规定:对二维地应力场分析,y轴为计算剖面走向;对三维地应力场分析,x轴和y轴为计算域水平边界方向,而z轴为铅垂向上方向。
对每一个应力状态σ
其中,k为观测点序号;n为观测点的个数,n=n1+n2,n1为三维地应力测点(套钻孔应力解除法测量)的个数,n2为二维地应力测点(水压致裂法测量)的个数,二维应力测点编列在三维应力测点后面;j为应力分量序号;m为应力分量的个数;σ*jk为第k观测点序号为j应力分量实测值,例如σ*1k=σ*xk。对二维地应力场分析,当k≤n1时,m =3,当k>n1时,m=1;对三维地应力场分析,当k≤n1时,m=6,当k>n1时,m=3。
采用数理统计的最小二乘法原理,使残差平方和为最小,即用式(2)对Li取偏导并令其为0,得到求解回归系数Li的正规方程组:
解得回归系数Li(i=1～3)后,就可根据回归方程和数值计算结果求得计算域内各处的应力回归计算值。应力回归的效果依照回归方程和回归元素的显著性检验值F和Fi进行检验:
其中,Rv和R分别为回归差平方和与残差平方和;N为回归差平方和的自由度;Vi为回归方程中各自变量的贡献,用变量的偏回归差平方和表示:
Vi=Li2/Cii (5)
其中,Cii为正规方程组(2)系数矩阵逆阵的主元素。
下面根据一个实际工程进行初始应力场的反演分析。
3 工程算例
3.1 计算模型与力学参数
勘测阶段进行了地应力实测,测试工作在位于地下厂房两侧的钻孔中进行,根据勘测结果,工程区在地下厂房部位(岩体埋深150 m左右)的地应力状态为:最大主应力σ1=9.0 MPa～11.0 MPa,方向N80°W～N87°W(即近E～W向),近水平应力;中间主应力σ2=5.0 MPa～7.0 MPa,近水平应力;最小主应力σ3=3.5 MPa～5.0 MPa,方向接近于铅直。
因厂房轴线方向为NW285°,最大水平主应力方向与厂房轴线夹角很小,可以认为一致,所以进行三维地应力回归分析时,可以考虑模拟自重应力场和构造应力场主压应力、次压应力情况,建立三维模型时,可以将坐标轴方向定为与主厂房轴线一致。
对于三维数值计算的模型,考虑安装间、主变室、交通洞等主要洞室,对较大断层进行实际模拟。计算时选择主厂房走向为z轴,铅垂向为y轴,厂房端墙方向为x轴,高程0.0 m为y坐标原点,其计算范围为-150.0≤x≤150.0;-150.0≤y≤地表;-303.0≤z≤208.0,三维模型共有34 108个节点,193 271个单元。计算时采用线弹性模型,各岩体力学参数采用实验室试验参数如表1所示。
3.2 地应力回归分析结果
根据前述地应力回归分析的方法,回归得到整个场区的地应力场,以两个水平向侧压系数的形式给出:
λ1=1.32,λ2=2.40。
其中,λ1为垂直厂房边墙方向即x向侧压系数;λ2为垂直厂房端墙方向即z向侧压系数。
后经两个钻孔采用水压致裂法和压磁套芯应力解除法共测得17个测点的地应力值,其测试结果与回归结果的比较显示:除个别点外,绝大多数测点的回归值与实测值吻合较好,误差基本在10%以内。另外,与实测值差别较大的多为水平地应力,这是因为实际岩体水平构造应力的产生原因较为复杂,影响因素较多,在计算中难以全面考虑,所以会形成较大误差,但从整体上看,回归结果还是令人满意的。
4 工程应用
位移反分析法在水电站地下厂房的建造和矿山开采中应用较多。20世纪80年代中期,同济大学岩土工程系开始涉足水电站地下厂房围岩初始地应力和地层岩体参数的位移反分析研究,先后承担了浙江天荒坪抽水蓄能电站试验洞、云南天生桥一级电站导流隧洞、广州抽水蓄能电站通风支洞试验段和青海拉西瓦水电站试验洞的反分析计算任务。其中天荒坪抽水蓄能电站取得的结果是均布初始地应力及围岩参数的弹性和粘弹性问题解,天生桥一级电站工程取得的是线性分布初始地应力和弹塑性问题围岩参数的优化反分析解,广州抽水蓄能电站取得的是线性分布初始地应力与岩体参数的弹性解,拉西瓦电站取得的是线性分布初始地应力和围岩参数的弹性和弹塑性问题解。
此外,位移反分析法还被应用于基坑工程、边坡、大坝等各个领域。自20世纪70年代以来,岩土工程问题位移反分析方法的研究已经取得了巨大进展,所获成果表明,迄今为止不仅已经建立有较为系统的计算理论,而且已将其用于实际工程问题的分析。
摘要：从分析岩体初始地应力场和进行地应力回归计算两方面探讨了位移反分析法的理论,通过工程算例说明了位移反分析法在工程中的应用,研究了位移反分析法的工程应用前景,以推广位移反分析法的应用。
关键词：位移反分析法,岩土工程,应力场,回归计算
参考文献
[1]刘巍,李福兴.高填方地基位移和应力分布的有限元分析[J].山西建筑,2004,30(6):44-46.
隧道位移反分析研究 篇5
关键词：地铁隧道,地下通道,回弹位移,Boussinesq解,Mindlin解
1 工程概况
拟建老街站至茂业集团和平广场地下人行过街通道位于东门片区, 横跨解放路、和平路, 穿越广深铁路, 东邻地铁老街站及BRT站场, 北接新港中心, 南通和平广场[1]。通道总建筑面积1 710 m2, 其中地面出口部分面积225.02 m2。通道主体呈“丁”字形, 通道A段沿解放路布置, 长约96 m, 宽4 m;通道B段沿和平路布置, 长约103 m, 宽4 m, 通道B段与地铁区间隧道的平面关系如图1所示。建设本地下通道的主要目的是为了减少广深铁路桥对群众过街的影响, 同时加强地铁老街站及BRT与周边物业的联系, 合理利用市政资源, 充分吸引客流。
根据地铁1号线老街站及广深铁路桥的线路走向, 通道A段和B段将上穿地铁1号线区间隧道。通道B段近正交上穿地铁1号线区间隧道, 通道底板与地铁隧道拱顶净距3 m。《城市轨道交通安全保护区施工管理办法 (暂行) 》[3]规定:隧道结构 (外边线) 两侧邻近3 m范围内不能进行任何工程建设。通道B段暗挖施工会改变原有地基的应力状态, 对周围建 (构) 筑物特别是地铁隧道产生附加变形。B段通道施工对地铁隧道的影响相对较小, 但地铁隧道上方因通道开挖卸载将影响既有地铁的运行安全。将针对上述问题, 结合实际工程条件和工程设计方案, 计算B段通道施工开挖产生地铁隧道顶部及底部的回弹变形, 对地下通道施工对临近地铁隧道的影响进行分析, 分析结果可作为工程设计、施工的依据。
2 分析断面及土层参数
根据《茂业通道施工图设计》资料, B段通道底板与地铁1号线隧道拱顶净距约3 m, 初步估计该段通道的施工对运行中的地铁影响相对较小, 对于该断面计算分析地下通道施工开挖引起临近地铁隧道回弹变形。B段通道与地铁1号线隧道关系如图2所示。
根据《茂业和平广场钻探取样成果及土工试验报告》[4], 土层自上而下为: (1) (1) 人工填土, 层厚3.8 m; (2) (2) 1含有机质中砂, 灰黑色, 质不纯, 层厚5.2~5.7 m; (3) (2) 2砾砂:灰褐色-灰色, 层厚4.1~4.2 m; (4) (3) 砂质黏性土:红褐色, 层厚4.4 m; (5) (4) 1燕山晚期花岗岩:全风化花岗岩, 层厚2.8~2.9 m; (6) (4) 2燕山晚期花岗岩:强风化花岗岩, 层厚1.8~2.2 m; (7) (4) 3燕山晚期花岗岩:微风化花岗岩, 层厚未揭穿。各土层压缩模量采用舒尔茨-梅经巴赫的经验公式[5]。
(尺寸单位:mm;标高单位:m) (dimensional unit:mm;elevation unit:m)
式中, N63.5为标准贯入击数;c为经验系数, 不同土类取值见表1。回弹模量根据经验取2倍的压缩模量, 不同土类的回弹模量见表2。
计算模型如图3所示, 图中十字交叉点为地铁隧道中线位移计算点。假设岩土体为各向同性均质体, 地基回弹位移采用分层总和法计算, 地基内因卸载产生的附加应力采用布辛内斯克解 (Boussinesq) 和明德林解 (Mindlin) 两种方法计算。计算层厚度取至强风化花岗岩层底。
3 通道开挖引起地铁隧道回弹位移
3.1 地铁隧道底部的回弹位移
采用Boussinesq解、Mindlin解计算地铁隧道底部 (标高22.77 m) 回弹位移等值线局部图分别如图4、图5所示。图中等值线间隔0.01 mm, Boussinesq解计算地铁隧道底部的最大回弹位移为0.07 mm, Mindlin解计算地铁隧道底部的最大回弹位移为0.06 mm, 两种方法计算结果相差不大。采用Boussinesq解 (国家地基基础设计规范浅基础设计采用的方法) 偏于安全。
(Boussinesq solution) (mm) (Boussinesq解) (mm)
(Mindlin solution) (mm) (Mindlin解) (mm)
3.2 地铁隧道顶部的回弹位移
Boussinesq解、Mindlin解计算的地铁隧道顶部 (标高9.15 m) 回弹位移等值线局部图如图6、图7所示。图中等值线间隔1 mm。采用Boussinesq解计算地铁隧道顶部的最大回弹位移为6.2 mm, 采用Mindlin解计算地铁隧道顶部的最大回弹位移为5.3 mm。由计算得通道开挖对地铁隧道的影响范围为30 m。因此, 隧道的最大相对变形曲率为6.2/30 000≤1/2 500, 满足地铁隧道结构安全要求。
(Boussinesq解) (mm) (Boussinesq solution) (mm)
抽取地铁隧道底部及顶部中心线回弹位移结果分别形成如图8、图9所示。图8、图9为采用Boussinesq解计算的地铁隧道结构底部和顶部的回弹位移曲线。计算结果显示, 地铁隧道底部 (轨底) 最大回弹位移为0.07 mm, 满足地铁运营线路轨道竖向最大变形±4 mm范围内要求。地铁隧道顶部最大回弹位移为6.2 mm, 最大相对变形曲率≤1/2 500, 满足地铁隧道结构安全的要求, 同时也满足隧道结构绝对沉降量≤20 mm的要求。
(Mindlin解) (mm) (Mindlin solution) (mm)
4 结语
结合地下通道工程, 针对通道B段垂直正交近距离上跨地铁区间隧道复杂施工条件, 采用布辛内斯克解 (Boussinesq) 解和明德林解 (Mindlin) 计算通道开挖卸载产生的附加应力, 采用分层总和法计算通道施工开挖在地铁隧道顶部及底部产生的回弹变形。得到如下结论:
(1) Boussinesq解和Mindlin解两种方法计算结果相差不大, 采用Boussinesq解更偏于安全。
(2) 两种方法计算的地铁隧道底部 (轨底) 回弹位移均小于1 mm, 满足地铁运营线路轨道竖向最大变形在±4 mm要求。
(3) Boussinesq解和Mindlin解计算地铁隧道顶部最大回弹位移分别为6.2 mm、5.3 mm, 均满足地铁隧道最大相对变形曲率≤1/2 500和隧道结构绝对沉降量≤20 mm的要求。
参考文献
[1] 茂业通道施工图设计.深圳:中国中铁二院工程集团有限责任公司, 2007.Construction drawing design of Maoye channel.Shenzhen:China Railway Eryuan Engineering Group CO.LTD, 2007
[2] 深圳地铁1号线老街站—大剧院区间隧道施工图.深圳:中国中铁二院工程集团有限责任公司, 2002Construction drawing between Laojie station and Da ju-yuan station of Shenzhen metro No.1 line running tunnel.Shenzhen:China Railway Eryuan Engineering Group CO.LTD, 2002
[3] 城市轨道交通安全保护区施工管理办法 (暂行) .深圳:深圳市地铁有限公司, 2007Urban track traffic safety reserve construction management measure of Shenzhen metro Co., Ltd (temporarily) .Shenzhen:Shenzhen Metro Co.LTD, 2007
[4] 茂业和平广场钻探取样成果及土工试验报告.深圳:深圳蛇口华力工程有限公司, 2008Sample drilling data and soilexperiment report of Maoye Peace square.Shenzhen:Shenzhen Shekou Huali Engineering Co.LTD, 2008
隧道位移反分析研究 篇6
地下工程中,通常采用位移反分析方法来确定围岩的力学参数,这对于分析和预测围岩的力学性态,进而评估围岩的稳定性,都具有十分重要的意义[1,2,3,4,5]。现有各种智能化位移反分析方法在实现过程中均只关注于增加收敛的速度、提高计算的精度[4,5,6,7,8],而对算法的结构、参数的设置、全局的最优等关键问题干预过多,无法实现真正意义上的智能化,从而限制了其推广应用。笔者针对现有的各种位移反分析方法的不足之处,建立了位移反分析的自适应神经模糊推理(ANFIS)方法[9],这种方法具有诸多特点,如收敛速度快、计算稳定性好,而且模型的训练结果具有唯一性,并已被证实可以应用于实际工程[10]。然而,ANFIS的建模过程受到了过多的人为干预,其建立过程烦琐、耗时较多、参数调节盲目、预测精度不高,且难以保证所得结果为全局最小。因此,有必要对其建模过程进行深入研究,对其训练参数和模型结构进行优化,减少人为干预,建立一种真正意义上的智能化位移反分析方法,这在当前地下工程围岩力学参数确定工作中具有重要意义[11]。
基于此,本文采用正交试验设计法、模式搜索算法(PSA)和ANFIS,建立了位移反分析的PSA-AN-FIS方法,并应用所设定的一个标准弹塑性问题对此方法进行了检验。结果表明,所建立的位移反分析的PSA-ANFIS方法除了具有ANFIS的各种特点外,还具有模型建立简捷、参数调节明确、推广预测精度更高且结果为全局最小等特点,可以在进行位移反分析时应用。
1 位移反分析的PSA-ANFIS方法
位移反分析法的数学描述如参考文献[9]中所述,此处不再赘述。
1.1 方法的建立过程简述
基于PSA和ANFIS的各自工作原理,在建立位移反分析的PSA-ANFIS方法时,需要首先确定围岩力学参数的取值范围及取值水平;然后建立数值计算模型,并计算其模拟位移向量{us}i(i=1,2,…,m);进而将所获得的计算数据组成训练数据对和检测数据对,用于ANFIS模型的训练和检测;再设置初始的ANFIS模型(采用减法聚类方法进行建模)的4个参数,从而建立输出分别为E、μ、c、Φ、LC(侧压力系数)、SC(剪应力系数)的六个初始ANFIS结构;对每个结构进行训练,并在有检测数据指导的情况下采用PSA对ANFIS的四个参数进行搜索,从而获得六个映射关系:E=G1({us})、μ=G2 ({us})、c=G3({us})、Φ=G4 ({us})、LC=G5({us})、SC=G6(us});最后将现场量测位移向量{um}通过六个映射关系进行计算,即可得到所需的各个围岩力学参数。
1.2 位移反分析的PSA-ANFIS方法的技术路线图
位移反分析的PSA-ANFIS方法的技术路线图如图1所示。
2 位移反分析的PSA-ANFIS方法的检验
同文献[9]所述,这里设定一标准弹塑性问题对所建位移反分析的PSA-ANFIS方法进行检验。
2.1 所设定的标准弹塑性问题
某圆形巷道,半径为1m,其围岩力学参数为E=6.78GPa,μ=0.21,c=3.45MPa,Φ=30°,σx=-3×107Pa,σy=-3×107Pa,τxy=0。对σy采用海姆假说,反分析参数即可减至六个(E、μ、c、φ、LC、SC)。以该圆形巷道中心为坐标原点建立坐标系,通过弹塑性理论求解,可得到位于该巷道边界与顶帮、底帮和各像限平分线交点处的六个测点的竖向位移的值(cm),即:
2.2 数据对的获取
围岩力学参数所取的水平确定为表1,在实际工程中,可以根据实验室测得的围岩力学参数来确定其取值范围和取值水平,再采用六因素五水平的正交表确定模拟计算方案所需的各组参数值,见表2。通过弹塑性理论求解,即可得到对应于各组参数值的模拟位移值,也见表2。
2.3 结构模型的建立及搜索情况
根据PSA-ANFIS的特点,相应于各力学参数分别建立六个ANFIS结构:E-PSA-ANFIS、μ-PSA-ANFIS、c-PSA-ANFIS、Φ-PSA-ANFIS、LC-PSA-ANFIS和SC-PSA-ANFIS。将模拟位移值输入该六个PSA-ANFIS结构,其目标输出为模型力学参数值,即可实现从位移到围岩力学参数的反分析。
1)数据对的构建
在构建训练、检测和预测数据对时,根据PSA-ANFIS的特性,需建立相应的目标函数,即将检测数据对的相对误差作为目标函数值。因此,随机取表2中的第2组和第16组共两组数据组成检测数据对,其余23组数据组成训练数据对,用于建立结构并训练学习。另将标准弹塑性问题测点处竖向位移的理论计算值作为输入,将标准弹塑性问题力学参数作为输出,组成预测数据对,用作方法的检验。
2)目标函数的建立
将最大检测误差确定为目标函数。即,将检测数据对输入前述建立的六个PSA-ANFIS模型,并计算输出结果与理论计算值的最大相对误差,以此作为目标函数值,如式(1)所示:
式中:x0为目标输出值,x为预测结果。
3)影响因素分析及设置
研究发现,网格的划分和调整方式(如网格搜索过程中扩展或收缩的幅度)对训练结果也有较大的影响[8]。因此,本研究将ANFIS中减法聚类算法的四个参数影响范围、压缩因子、接收率、拒绝率,以及控制网格调整的网格扩展因子和网格收缩因子两个参数作为影响训练和预测结果的六个主要因素。该六个因素的取值范围和默认取值如表3所示,同样按照表2所示的正交设计方法对该六个因素的取值进行正交设计,即得到25组参数,其水平取值方案见表4。
4)搜索过程及搜索结果
对于E、μ、c、Φ、LC、SC的每个PSA-ANFIS结构,经过对每一组参数组合进行搜索,其对应于搜索目标函数值最小的参数组合,即预测效果最好的一组,分别为第21、16、3、16、17、12组参数,搜索情况见表5所示。
5)所得六个PSA-ANFIS结构及训练过程
将表5中搜索得到的六组ANFIS的训练参数分别输入E-PSA-ANFIS、μ-PSA-ANFIS、cPSA-ANFIS、Φ-PSA-ANFIS、LC-PSA-ANFIS和SC-PSA-ANFIS中,并采用除第2组和第16组之外的23组训练数据对分别进行训练学习,所得模型结构如图2和图3所示,其中E、μ和c三个结构图均为六个规则,而Φ、LC和SC三个结构图均为五个规则。
2.4 位移反分析的PSA-ANFIS方法的检测结果
将第2组和第16组的位移理论计算值作为输入代入训练好的SC的PSA-ANFIS模型,其输出即为参数SC的检测结果,如表6所示。
由表6可知,围岩力学参数位移反分析的PSA-ANFIS方法的检测精度达96%以上,可应用于对围岩力学参数的反演。
2.5 位移反分析的PSA-ANFIS方法的反演情况
将圆形巷道周边上六个测点的竖向位移输入前述已训练好的六个PSA-ANFIS结构,其输出结果即为围岩力学参数的反演结果,列于表7。
分析表7可得,围岩力学参数位移反分析的PSA-ANFIS方法的预测精度达97%以上,能够满足工程应用的要求。此外,该方法的反演结果与文献[9]中的反演结果相比,其预测精度均有较大提高,因此是一种更加优异的位移反分析方法。
3 结论
1) PSA-ANFIS方法以检测数据的预测结果相对误差最大为目标,依靠正交试验设计的初始参数赋值表,有指导性地进行训练学习,既能达到足够的预测精度,又充分利用了正交设计的优化试验特性,因此是一种优异的预测方法。
2)实际工程中,可根据巷道断面形状布置测点,以及现场经验及实验室测试结果综合设定围岩力学参数值和计算水平,进而开展位移反分析。
参考文献
[1]杨志法,熊顺成,王存玉,等.关于位移反分析的某些考虑[J].岩石力学与工程学报,1995,14(1):11-16YANG Zhi-fa,XIONG Shun-cheng,WANG Chun-yu,et al.Some consideration of the back-analysis from displacements[J].Chinese Journal of Rock Mechanics and Engineering,1995,14(1):11-16
[2]Mohammad N and Reddish D J.The relation between in situ and laboratory rock properties used in numerical modelling[J].Int.J.Rock Mech.Min.Sci.,1997,34(2):289-297
[3]Yang Y W&Soh C K.Fuzzy logic integrated genetic programming for optimization and design[J].Journal of Computing in Civil Engineering,ASCE,2000,14(4):249-254
[4]张军,杨仁树,段绪华.深部软岩巷道变形机理及卸荷本构关系研究[J].中国安全生产科学技术,2011,7(12):32-37ZHANG Jun,YANG Ren-shu,DUAN Xu-hua.Study on deformation mechanism and unloading constitutive relation of deep rock roadway[J].Journal of Safety Science and Technology,2011,7(12):32-37
[5]王思敬.中国岩石力学与工程世纪成就[M].南京:河海大学出版社,2004
[6]苏国韶,张克实,吕海波.位移反分析的粒子群优化-高斯过程协同优化方法[J].岩土力学,2011,32(2):510-516,524SU Guo-shao,ZHANG Ke-shi,LV Hai-bo.A cooperative optimization method based on particle swarm optimization and Gaussian process for displacement back analysis[J].Rock and Soil Mechanics,2011,32(2):510-516,524
[7]张凌然,徐卫亚,聂卫平,等.基于AFSA-LSSVM的位移反分析方法研究[J].水电能源科学,2011,29(4):78-80ZHANG Ling-ran,XU Wei-ya,NIE Wei-ping,et al.Research on back analysis method of displacement based on AFSA-LSSVM[J].Water Resources and Power,2011,29(4):78-80
[8]关永平,宋建,王述红,等.基于GA-BP算法的隧道围岩力学参数反分析[J].东北大学学报(自然科学版),2012,33(2):276-278,283GUAN Yong-ping,SONG Jian,WANG Shu-hong,et al.Back analysis of mechanical parameters of surrounding rocks based on GA-BP algorithm[J].Journal of Northeastern University(Natural Science),2012,33(2):276-278,283
[9]丁德馨,张志军.位移反分析的自适应神经模糊推理方法[J].岩石力学与工程学报,2004,23(18):3087-3092DING De-xin,ZHANG Zhi-jun.Adaptive neuro-fuzzy inference approach for back analysis of displacements[J].Chinese Journal of Rock Mechanics and Engineering,2004,23(18):3087-3092
[10]丁德馨,张志军.位移反分析的自适应神经模糊推理方法在湘西金矿的应用[J].岩土工程学报。2005,27(10):1123-1128DING De-xin,ZHANG Zhi-jun.Application of the ANFIS-Based approach for back analysis of displacements in Xiangxi gold mine[J].Chinese Jounal of Geotechnical Engineering,2005,27(10):1123-1128
隧道位移反分析研究 篇7
1 盾构壁后注浆体的力学性质
由于盾构施工过程中测试条件的限制及各种外界因素的影响, 注浆体的力学性能很难直接进行现场测试, 要想通过实验模拟现场施工过程, 同时观察随着施工进行注浆体的力学性质还不能实现。因此, 对于这个问题的探究只能通过室内试验来进行研究。根据注浆体的特征, 凝固过程主要是水与水泥反应从而使得注浆体的强度逐渐增加, 所以室内试验可采用无侧向抗压实验进行探究, 笔者以参与的某工程实例进行研究。工程中采用盾构刀盘直径、管片外径分别为6.280m、6.0m, 这样施工过程中当管片脱离盾尾后, 管片与洞壁之间会出现大约0.14m的空隙, 即可进行注浆体的灌注, 在工程中具体施工方式为同步注浆方式。浆液的成分与配比:砂875kg、水泥180kg、膨润土37kg、粉煤灰310kg、水310kg。试验中采用的浆液试样高度为H=8cm, D=3.91cm, 对不同龄期浆体的应力-应变关系进行拟合可以得出经过8h、24h及28d浆体的弹性模量分别为0.9MPa、4MPa、400MPa。
2 有限元模拟盾尾注浆体的处理
2.1 盾构注浆过程的非线性有限元模型
在地下隧道施工中, 由于岩土结构体的应力-应变关系的非线性及边界条件的复杂性, 对此类问题采用微分方程比较困难, 因此在多数情况下都采用灵活、通用的有限元分析法。这种方法即适用于复杂的边界问题, 又能反映材料的不均匀性。同时由于隧道施工过程属于长形结构, 因此盾尾注浆对隧道土压力和位移的影响问题, 可以采用二维有限元进行模拟。本文计算中采用ADINA通用商业有限元软件, 同时采用的是程序中自带的Mohr-Coulomb弹塑性模型。
2.2 有限元模拟盾尾注浆体的处理方法
由于注浆过程的复杂性和特殊性, 因此在采用有限元法进行模拟时, 做了以下几点近似:第一, 注浆厚度小于盾尾空隙的理论值;第二, 将浆体看作是变刚体。对于变刚体也进行了近似化处理, 将其看作是弹性材料。基于此, 变刚体的参数通常取厚度、弹性模量及泊松比。厚度通常按下式计算:
上式中, (35) 、η分别表示盾尾空隙的理论值及折减系数。折减系数对于不同土质取值不同, 通常在0.7~1.5, 对于硬土层, 取0.7, 对于极软的土层, 取1.5。弹性模量的取值要结合具体工程施工中洞周释放荷载考虑, 由于变刚体的组成主要包括水泥、砂及粉煤灰, 同时泊松比的取值范围比较小, 因此参考水泥土的泊松比, 取值为0.2。
3 隧道地层位移与土压力变化规律
某工程土压平衡式盾构直径6.28m, 管片外径、厚度、宽度分别为6.0m、0.3m、1.2m。施工时采用混凝土的标号为C50, 采用同步注浆方式, 施工开挖场地的土层分别为素填土、粉质粘土、砂土、全风化花岗岩。注浆组成配比如前所示, 隧道深埋15m, 计算时采用有限元分析法的Mohr-Coulomb弹塑性模型, 衬砌材料为钢筋混凝土, 泊松比为0.17, 折减系数为0.6, 衬砌的弹性模量为20.7GPa。
在用有限元法进行模拟分析时, 土层计算深度为40m, 水平方向的计算宽度为60m, 分4个阶段进行模拟:第一, 开挖阶段;第二, 注浆和盾尾管片脱开阶段;第三, 短期固化阶段;第四, 长期固化阶段。计算结果如图1、图2所示。
根据图1、图2可知, 在同一水平面, 位置不同的地方隧道地层竖向位移数值不同, 隧道顶部最大, 距离隧道轴线越远的地方越小, 距离地表越深的位置越小;同时任何深度的竖向位移都不是固定的, 而是随着施工过程增加, 其中第二阶段竖直方向位移增加的幅度最大, 随后增幅逐渐减小。
根据计算结果可知, 衬砌上竖直方向和侧向土压力随着施工过程的进行持续不断增加, 在施工的前两个阶段, 地应力、衬砌竖向和侧向土压力值都比较小, 随着时间的推移, 逐渐进入固化阶段, 此时地应力、竖向和侧向的土压力都逐渐增加, 但并不是等值分布。不同位置处压力大小不同, 对于竖向地层压力来说, 顶部压力值大于水平直径处;对于侧向土压力, 顶部和底部压力值小于水平直径处。
4 各种计算方法的比较
现阶段盾构施工数值模拟中对于注浆体的考虑通常有以下2种:第一, 作为弹性等刚体考虑, 忽略施工过程注浆体力学性质的变化情况;第二, 完全忽略注浆体的影响, 认定隧道壁面土体产生径向相等的位移, 并且位移大小与盾尾空隙相等。下面笔者对上述2种方法及本文中提到的将注浆体作为变刚体的计算结果进行比较, 并和实际地表沉降测量值进行比较。
第一种计算方法是将注浆体作为弹性等刚体考虑, 因此注浆体的弹模为400MPa, 泊松为0.2;
第二种计算法完全忽略注浆体的影响, 因此将注浆体的弹模设为5k Pa, 泊松比取0.2;
第三种计算方法为本文将注浆体作为变刚体处理, 参数与前面实验数据相同。
采用有限元分析法计算结果如图3、图4所示, A、B、C分别表示上述3种方法。
根据图3结果可知, 前2种方法计算出的地表沉降和实测值之间存在较大误差, 而本文提出的将注浆体看作变刚体的方法与实测值比较接近;根据图4可知, B方法的计算结果小于A、C方法, 若将注浆体作为弹性等刚体考虑, 则施工时弹模相对较大, 衬砌不易发生变形, 因此竖向和侧向压力的差值变化较小;若将注浆体作为变刚体考虑, 与弹性等刚体相比, 衬砌的竖向土压力变小而侧向土压力增加, 这样就导致竖向和侧向的土压力呈现比较均匀的分布状态。
5 结语
综上所述, 以往采用盾构隧道法施工时, 很少考虑施工过程注浆体随施工过程固化对位移和土压力造成的影响。笔者根据参与的工程实例, 结合现场实际情况, 提出了弹性变刚体模型, 采用有限元分析法模拟盾构隧道法的施工过程, 分析了随着施工过程的进行, 注浆体力学性质的变化对地层位移和衬砌压力的大小、分布的变化规律, 并对不同计算方法进行了比较探讨, 希望能对同仁起到一定的借鉴作用。
参考文献
[1]朱合华.盾构隧道施工力学性态模拟及工程应用[J].岩土工程学报, 2007, 33 (3) :98-103.
[2]徐永福, 孙钧.隧道盾构掘进施工对周围土体的影响[J].地下工程与隧道, 1999, (2) :9-14.
[3]张云.土质隧道土压力和地层位移的离心模型试验及数值模拟研究[D].河海大学博士学位论文, 2009.
[4]孙钧, 汪炳槛.地下结构有限元法解析[M].上海:同济大学出版社, 2005.