沉降及变形范文（精选9篇）

沉降及变形 第1篇

本工程为云南省未成年人管教所整体迁建项目, 主要建 (构) 筑物包括框架结构房屋建筑及其附属设施、围墙、道路等。主体工程及其配套工程于2012年8月基本完工, 监区围墙采用人工挖孔灌注桩, 桩径0.9 m, 有效桩长不小于6 m, 桩距6 m。2013年4月发现监区南侧围墙出现变形、裂缝;至2014年3月变形、裂缝态势加重, 最大沉降变形达到15.2 mm, 水平变形达到了18.3 mm, 墙体及地梁多处出现变形缝。位于监区内外的部分道路也开始出现变形, 尤其是监区外道路最大裂缝达到5 cm。

2 场地工程地质条件

2.1 地形地貌

场区原始地貌属低中山丘陵缓坡地貌, 场地相对高差35.80 m, 总体地势为东北高, 西南低。场区中部内发育一条宽缓的冲沟, 冲沟为场区的负地形, 场平后被回填, 最大填方厚度约为20 m。冲沟的西北部及东南侧为挖方区, 最大挖方高度为17.5 m。根据建筑平面布置图, 9栋建筑处于填方区内;2栋建筑物位于挖填交界地段;其他建筑物位于挖方区。

2.2 地层岩性

场地钻探揭露深度范围内出露的地层主要为第四系:人工填土 (Qml) ;坡积 (Qdl) ;坡、残积 (Qdl+el) 等地层;下伏基岩由侏罗系 (J) 泥岩组成。

(1) 人工填土:人工填土属近期人工堆填, 层厚0.0 m~18.5 m, 密实度差异大。

(2) 坡积粘土:褐红色, 硬塑 (局部可塑) 状态, 湿。层厚0.5 m~6.6 m, 具中压缩性。

(3) 坡、残积粘土:单层厚1.0 m~21.3 m, 具中压缩性, 力学性能较好。

(4) 泥岩:厚度1.1 m~16.3 m, 层位连续, 场地内均有分布, 为软质岩石。承载力相对高, 具低压缩性。

3 变形情况

自2013年11月21日开始对云南省未成年犯管教所监区西南侧围墙、围墙道路、监区内建筑物进行变形监测。

在监测的期间, 监区南侧围墙墙体存在一定倾斜变形, 变形未达到稳定状态。最大倾斜率2.6‰。

监区围墙西南侧外道路最大累计沉降量为61.10 mm, 指标超出国家规范允许值。

监区西南侧围墙基础沉降指标非常接近国家规范警戒值 (1 mm/d) 。水平位移量最大点日均位移量为1.663 5 mm/d, 累计沉降量最大达到15.20 mm, 且有变大趋势。

4 加固措施

4.1 道路沉降地基处理

针对道路变形区, 采用高压旋喷桩进行地基加固处理, 以提高路基的承载力, 减少变形, 旋喷桩桩径0.5 m, 桩间距1.5 m, 梅花形布置, 旋喷桩应进入 (3) 层粘土层不小于2 m, 桩长10 m~18 m。

道路下部回填边坡坡脚设置一道折线式M7.5浆砌石挡土墙, 以提高路基边坡的稳定性, 挡土墙墙高3.0 m, 基础应设置在非回填的地基土上, 地基承载力不低于150 k Pa, 基础埋置深度不低于0.8 m, 挡土墙每间隔15 m设置一道沉降缝, 缝宽20 mm~30 mm, 填塞沥青麻筋或沥青木板, 塞入深度不小于200 mm。挡土墙后回填碎石土必须夯实, 密实度不低于85%。

挡土墙墙顶以上4 m边坡坡面设置一道塑料排水盲沟管, 外包土工布, 排水管间距4 m, 长度15 m, 向外倾角10°。

4.2 围墙地基处理

围墙基础内外各设置2排高压旋喷桩, 距离围墙基础0.5 m, 高压旋喷桩桩径0.5 m, 桩间距1.1 m, 梅花形布置, 旋喷桩应进入 (3) 层粘土层不小于2 m, 桩长根据填土厚度确定为7 m~20 m。

围墙下间隔3 m设置树根桩, 桩径0.15 m, 桩长20 m, 与竖向夹角7°, 桩内插入3根25二级钢筋。树根桩注浆体强度不小于M20。

桩顶铺设厚度150 mm级配碎石褥垫层, 褥垫层的铺设宽度应大于基础外边线200 mm。由于现有围墙地梁大部分出现了变形裂缝, 局部出现了贯通裂缝, 结构受力状态受损, 在高压旋喷桩和树根桩桩顶设置C30钢筋混凝土板, 厚度0.5 m, 宽度3.9 m, 混凝土板设置在围墙地梁下部。

4.3 房屋建筑处理措施

现场变形相对较为严重的建筑物为 (R栋) 监区教学楼、 (L栋) 未成年男犯习艺楼, 在变形部位桩基周围设置一圈高压旋喷桩, 桩径0.5 m, 桩间距1.65 m, R栋桩长27 m, L栋桩长为10 m。

5 加固效果

2014年7月份开始进行地基的加固处理, 如图1所示, 为建筑物N栋6个监测点的沉降曲线图, 从图1可以明显看出加固后的建筑沉降速率减缓。如图2所示为围墙基础沉降曲线, 同样可以明显看到地基加固处理后围墙沉降速率减缓。

6 结语

1) 修建在欠固结高填土地基上的建筑物需充分考虑填土固结的影响, 仔细论证设计参数, 复核桩基承载力, 以保证建筑物的安全性和可靠性。2) 在高填方地基加固处理中, 可以选用高压旋喷桩进行加固处理, 使得加固后的地基土体满足建设工程的要求。

摘要：通过对某高填方地基的沉降变形进行分析, 采用高压旋喷桩进行地基加固处理, 提高了地基承载力, 减小了建筑物的沉降, 说明高压旋喷桩可以在高填方地基处理中应用, 并取得了良好的加固效果, 可为类似工程提供参考借鉴。

关键词：高填方,地基处理,高压旋喷桩,沉降变形

参考文献

[1]朱彦鹏, 曾春飞, 黄丽华.湿陷性黄土地区某框架房屋地基加固设计研究[J].甘肃科学学报, 2014 (4) :67-68.

[2]JGJ 94—2008, 建筑桩基技术规范[S].

沉降及变形 第2篇

应急处理会商纪要

二○一一年十一月二十三日，由京福铁路客运专线安徽有限公司主持，中铁四院京福客运专线建设指挥部、中铁诚业监理公司联合体HFJL-5标项目部、中铁六局HFZQ-6标项目经理部参加，对东山隧道DK217+820～+865段初期支护变形及地表开裂进行了现场勘察，经会商，形成纪要如下：

一、DK217+836～+851段洞顶地表沉降开裂及DK217+820～+865段洞内初期支护变形情况

东山隧道此段围岩设计为全风化花岗闪长岩，砂土状。围岩级别为Ⅴ级，衬砌类型为Ⅴb，超前预支护为双层小导管。

洞内初支变形侵限情况：东山隧道DK217+820～+865段初期支护存在侵限情况，主要分布在拱部中线偏左6m～中线偏右4m范围，侵限5～21cm。DK217+835～+850右侧边墙侵限。在DK217+840～+855处初期支护两侧墙纵向开裂及拱部局部拱架连接处，有不规则开裂现象，裂缝宽度约1～2mm。

地表开裂情况：洞顶地表共发现3道裂缝：

（1）第1道裂缝长度约6.5m，宽度约3cm，裂缝起点里程DK217+836.9，位于隧道中线偏左19.37m，埋深24m；终点里程DK217+843.4，位于隧道中线偏左18.62m，埋深24.5m。

（2）第2道裂缝长度约2.9m，宽度约2cm，裂缝起点里程DK217+844.636，位于隧道中线偏左17.4m，埋深24.1m；终点里程DK217+846.9，位于隧道中线偏左17.5m，埋深23m。

（3）第3道裂缝长度约8.4m，宽度约2cm，裂缝起点里程DK217+843.5，位于隧道中线偏左14.04m，埋深23.5m；终点里程DK217+851.9，位于隧道中线偏左12.4m，埋深21m。

初步判断：通过地表勘察及洞内量测资料分析，判断为支护沉降

变形引起地表开裂，山体基本稳定，洞内支护暂时稳定。

二、发生变形原因分析：

1、未严格按设计要求的六步CD法施工，引起洞内初期支护长期沉降变形较大。

2、DK217+828～+855段仰拱施工时，每循环开挖过长造成沉降变形突变（27m分3段一次开挖支护成型），诱导地表开裂。

3、此段山体存在一定地形偏压。

三、应急处理方案

主要原则，以洞内变形侵限处理为主，根据洞内及地表监测情况再判定是否加固处理。

1、掌子面停止施工，采用20cm厚C25喷射混凝土将掌子面封闭。

2、①、②、④、⑤部采用I22工字钢铺设临时仰拱，及时闭合成环，纵向采用Φ25mm钢筋连接形成整体受力，采用喷射混凝土封闭。

3、加强洞内及地表的监控量测，主要监测内容为地表沉降、位移，洞内拱顶下沉及水平收敛，监测断面每5m一个，监测频率每天3次，并对监测结果及时进行分析及反馈。

4、对DK217+820～+865段采用I22工字钢加设套拱，DK217+820～+830、DK217+850～+865段套拱间距1.2m/榀，DK217+830～+850段套拱间距加密，喷射三角形混凝土封闭。

5、套拱施工完成后采用Ф50*3.5mm小导管对DK217+820～+860段拱墙范围进行5m径向注浆，参考图号：合福隧参04-13。

6、注浆固结后对DK215+820～+865段进行换拱，要求从洞外向洞内逐榀处理。

7、DK215+820～+865段二次衬砌拱墙环向钢筋（原设计为Ф22钢筋）加强为Ф25。

8、对山体裂隙采取灌注水泥浆，固结后，用水泥砂浆封闭。

四、施工注意事项

1、掌子面必须停止开挖进行封闭，做好临时支护。

2、加强洞内监控量测，加大量测频率（每天3次）；做好地表裂缝位置范围的地表观测，监测数据应及时整理分析，项目部应做好监测数据核查；现场监测结果异常时，立即采取措施，同时上报相关单位；

3、侵限段初期支护拆换应逐榀进行，采用人工凿除，确保拆除安全。

4、变形侵限处理应制定详细的施工组织方案经监理审批后报现场指核备，监理单位加强现场施工过程监控。

5、下步施工必须严格按照设计支护参数及工法施做。

四、费用处理：此费用由施工单位承担。参加单位及人员：

京福铁路客运专线安徽有限责任公司： 中铁四院京福客运专线建设指挥部： 中铁诚业监理公司联合体HFJL-5标项目部： 中铁六局HFZQ-6标项目经理部：

路基沉降变形观测方法及数据处理 第3篇

1. 沉降与稳定观测点的布设

1.1 观测点布设原则

变形观测点应设置在需要观测的位置处, 它能直接反映出测点处变形情况位置。因此, 测点位置的设置不仅要根据设计要求, 同时还应针对施工掌握的地质、地形情况调整或增设。沉降和稳定等观测点最好设在同一断面上, 这样有利于测点看护, 便于集中观测, 统一观测频率, 更重要的是便于各观测项目数据的综合分析。

对于软土路基路段, 按规范要求, 每隔200m左右应设置一个地面沉降观测点, 桥头引道路段至少设置3个观测断面;一般路堤沉降元件埋设在路中心, 高路堤 (填土高于10m) 、桥头引道增设路肩及坡趾测点, 如下图1。

1.2 观测点布设步骤

根据不同要求, 观测点的布设分为沉降观测元件、水平位移观测元件的布设等内容。目的是能够准确而完整地反映出软土地基路堤沉降和路堤自身压缩变形沉降的规律性。

根据工地施工进度, 依次按以下步骤进行布设:

1.2.1 在软土地基处理完成后, 一方面布设综合观测断面的测点, 即:地表沉降观测元件、地表水平位移观测元件;另一方面, 布设一般软基路段的地表沉降板和边桩。

1.2.2 对计划书所规定的断面, 当填土高度达到所要求的位置时, 则按计划在该断面埋设路堤沉降板或水平位移边桩。

2. 沉降观测要求及精度指标

根据施工全过程沉降观测的不同要求, 路堤施工全过程沉降观测水准测量等级、精度指标和对仪器的要求如表1所示。

路堤堆筑期, 填土速率控制在日沉降速率不大于1.0cm/d;在预压期 (堆载或等、超载) , 连续2个月实测沉降速率小于5mm/月为路基稳定;在底基层、基层和油面层施工时, 连续2个月实测沉降速率小于3mm/月为路面层稳定。

3. 沉降观测资料整理及沉降预测

所有观测数据应及时记录表内, 随时计算、校核、汇总、绘制沉降过程曲线图并整理分析, 发现问题及时复查或复测并处理。当沉降和水平位移速率骤增时, 应即时进行动态跟踪观测, 及时分析原因, 确保工程安全。

采用科学的预测方法处理实测资料, 有助于准确地预测沉降, 从而使后期施工组织安排达到最优化, 具有一定的经济效益。根据实测资料来推测最终沉降量, 目前归纳起来, 主要有四类方法:曲线拟合法、灰色系统法、BP神经网络法和遗传算法。为了得到较为准确的后期沉降量推算结果, 必须对路基的沉降进行准确的观测, 应该在路堤开始填筑时就进行观测, 同时应尽可能地进行长期观测, 在数据处理时应选择有实际意义的数据。而且在实际的沉降预测中不单纯地依赖某一种方法, 了解每一种计算方法的原理、优缺点和计算结果的精度, 在实际的运用过程中灵活地选择。

4. 实例分析

据湖南某高等级公路路基沉降观测的时间以及断面的典型性, 同时考虑实测数据的代表性与准确性, 选择第五合同段的K18+500断面 (碎石桩处理软基高路堤) 进行沉降预测分析。该断面沉降观测元件的埋设见图2。已经埋设了三个元件, 进行了近两年的沉降观测, 获得了真实有效的数据。K18+500断面的主要加荷历程如图3所示。

根据路基填土施工高峰期间的观测数据, 对全线主要特殊地段观测段面的沉降作出一些初步的分析, 绘制了时间荷载沉降过程线曲线, 见图4。

选择双曲线法进行沉降观测数据预测, 最终沉降量:

曲线拟合的相关系数为0.95, 关联度较大。其拟合曲线见图5。

根据拟合的双曲线方程, 预测后期一段时间的沉降, 并与实测数据进行对比。结果表明, 预测取得了较好的效果, 预测与实测非常接近。其断面沉降预测与实测对比曲线如见图6。

5. 结语

隧道沉降变形处理方案(终稿) 第4篇

一、设计情况

1、D65+100～ D65+450段原设计为Vc型复合衬砌，支护及衬砌参数： 超前支护采用Ø89管棚，初期支护采用拱墙工22钢架，间距0.5m，拱部采用φ22组合中空注浆锚杆，边墙采用φ22砂浆锚杆，锚杆长3.0m，环纵向间距为1.2×1.2m，锁脚锚管长4.5m，每榀每侧2根，φ6钢筋网片间距20×20cm，C30喷射混凝土厚28cm,衬砌厚度为55cm，仰拱厚65cm。

2、设计地质情况：设计围岩为白垩纪下统磨石砬子组砂砾岩，拱顶为砂砾岩和弱风化砂砾土分界线，节理裂隙发育，岩体破碎，有裂隙水。

二、施工及沉降变形情况

目前掌子面施工至 D65+348，按三台阶法开挖，中台阶开挖至 D65+360，左侧下台阶施工至

D65+376，右侧下台阶施工至 D65+372，仰拱及填充施工至 D65+382，二衬施工至 D65+406。

10月6日早7：00测得 D65+348～ D65+382段34米发生变形，10月8日测得拱顶最大累积沉降量69.1cm，初支出现不同程度变形及侵入二衬限界。地表观测相对高差发现地表下层，沉降范围 D65+348～ D65+376，最大下沉量达1.1m。

三、施工计划安排 1、2012年10月15日至2012年11月20日对洞内沉降变形段进行加固和洞顶地表的封闭覆盖。2、2013年4月1日至2013年8月31日对洞内沉降变形段进行换拱并施做二衬。

3、出口掌子面不再掘进，采取隧道进口掘进贯通。

四、处理方案

（一）方案目标：

1、控制沉降，安全过冬，确保冻融期安全；

2、保证隧道贯通时掌子面和现已开挖变形支护段的安全。

（二）控制沉降变形措施

1、施做衬砌

对目前已施作仰拱及初支还没变形地段，加快二衬施工推进至 D65+382处，避免初支变形范围进一步扩大。

2、D65+382～ D65+348沉降段加固

（1）加固原则：先洞内后地表，洞内由外向里进行，先用套拱加固后径向注浆。

（2）待 D65+382～ D65+406段二衬完成，D65+376～ D65+348段监测稳定后，先在 D65+379～ D65+377段施做套拱，套拱采用I22a工字钢架，间距0.5m，共支立5榀，套拱工字钢采用14槽钢进行纵向连接，环向间距2m。套拱与原初支间喷射C30砼封闭，保护层厚度不小于3cm。套拱下部采用I22a工字钢架横向支撑，喷射C25砼设临时仰拱。套拱底面标高在现有原状土基础上施做，底面稍作开挖，套拱基础必须牢固，松软土体注浆加固，提高承载力。套拱定位后及时施做锁脚锚管，左侧拱脚的锁脚锚管每榀设置三排即6根，长度4~5m，角度5~10度，管内注浆对软弱基础进行固结，以提高承载力，同时插入直径32mm的螺纹钢增加锚管的刚度和抗剪度。每榀套拱施做前先由测量队对 D65+379～ D65+377段已变形断面测量，套拱工字钢比照变形初支内断面稍小加工，安装时尽可能密贴已变形初支，工字钢外侧与原初支间空隙采用混凝土喷射密实。

（3）在变形地段每间隔2m施作一处套拱。按以上方法施做 D65+375～

D65+373、D65+371～

D65+369、D65+367～ D65+365、D65+363～

D65+361、D65+359～

D65+357、D65+355～ D65+353、D65+351～ D65+348段套拱及临时仰拱。

（5）套拱加固施工完毕后开始进行径向注浆，注浆里程为 D65+348~ D65+380，注浆环向范围为：上台阶和左右侧中台阶以及左侧部分下台阶范围；注浆孔梅花型布置，孔深5m，直径50mm导管长度4.5m，间距1m（视注浆效果可适当调整）梅花型布置,浆液水灰比1:1，注浆压力0.5-1.0Mpa。注浆量视注浆压力而定，当压力不再上升或上升缓慢时换孔，下一个孔的注浆量参照上一个孔的注浆量适当调整。

3、洞内加固完成后开始对地表进行处理。处理方法为：一是对地表裂缝进行水泥砂浆灌注回填封闭；二是对地表凹陷区用原状土进行回填成拱形，表层铺填粘性土后用防水油布覆盖，将地表水引入周边挖好的截水沟。

（三）D65+382～ D65+348沉降段处理

1、处理原则：从外向里进行，采用套拱先加固后逐榀拆除初支换拱处理，仰拱和二衬及时跟进。

2、处理方法和顺序

第1步：对 D65+382～ D65+379段原初期支护逐榀拆除换拱,只对初支侵线部分逐榀拆换，采用人工配合“啄木鸟”进行拆除。拆除原变形拱架将托换的钢架安装至设计位置并喷护完成之后方可拆换下一榀钢架。钢架落底至下台阶墙脚，初支预留沉降量加大为35cm。换拱采用工22钢架，间距0.5m，锁脚锚管每环每侧为三排即6根，长度5m，向下倾斜约10度，并注水泥浆。

第2步：对 D65+377～ D65+375段原初期支护逐榀拆除换拱。方法同第1步。

第3步：拆除 D65+379～ D65+377段套拱和临时支撑，再对该段原已变形初支钢架逐榀拆除换拱，换拱采用工22钢架，间距0.5m，锁脚锚管每环每侧为三排即6根，长度5m，向下倾斜约10度，并注水泥浆。

第4 步： D65+382～ D65+375段换拱完成后，每3m一段开挖仰拱，仰拱开挖采用无爆破机械开挖，并及时施工仰拱初支及仰拱、填充混凝土，封闭成环。

第5 步：施工 D65+382～ D65+375段二衬混凝土。第6步：对 D65+373～ D65+371段已变形初支钢架逐榀拆除换拱，换拱采用工22钢架，间距0.5m，锁脚锚管每环每侧为三排即6根，长度5m，向下倾斜约10度，并注水泥浆，保证中台阶拱脚土体固结。

第7步：拆除 D65+375～ D65+373段套拱和临时支撑，再对该段原已变形初支钢架逐榀拆除换拱，换拱采用工22钢架，间距0.5m，锁脚锚管每环每侧为三排即6根，长度5m，向下倾斜约10度，并注水泥浆保证中台阶拱脚土体固结。第8步：对 D65+369～ D65+367段已变形初支钢架逐榀拆除换拱，换拱采用工22钢架，间距0.5m，锁脚锚管每环每侧为三排即6根，长度5m，向下倾斜约10度，并注水泥浆，保证中台阶拱脚土体固结。

第9步：开挖 D65+375～ D65+371段下台阶，单侧落底，每循环1榀钢架。

第10步：开挖 D65+375～ D65+372段仰拱、填充混凝土，封闭成环。

第11步：拆除 D65+371～ D65+369段套拱和临时支撑，再对该段原已变形初支钢架逐榀拆除换拱，换拱采用工22钢架，间距0.5m，锁脚锚管每环每侧为三排即6根，长度5m，向下倾斜约10度，并注水泥浆保证中台阶拱脚土体固结。

第12步：对 D65+365～ D65+363段已变形初支钢架逐榀拆除换拱，换拱采用工22钢架，间距0.5m，锁脚锚管每环每侧为三排即6根，长度5m，向下倾斜约10度，并注水泥浆，保证中台阶拱脚土体固结。

第13步：开挖 D65+371～ D65+367段下台阶，单侧落底，每循环1榀钢架。

第14步：分段开挖 D65+372～ D65+369段仰拱、填充混凝土，封闭成环。

第15步：施工 D65+375～ D65+369段二衬混凝土。第16步：对 D65+361～ D65+359段已变形初支钢架逐榀拆除换拱，换拱采用工22钢架，间距0.5m，锁脚锚管每环每侧为三排即6根，长度5m，向下倾斜，向下倾斜约10度，保证上台阶拱脚土体固结。

第17步：拆除 D65+367～ D65+365段套拱和临时支撑，再对该段原已变形初支钢架逐榀拆除换拱，换拱采用工22钢架，间距0.5m，锁脚锚管每环每侧为三排即6根，长度5m，向下倾斜约10度，并注水泥浆保证中台阶拱脚土体固结。

第18步：开挖 D65+367～ D65+363段下台阶，单侧落底，每循环1榀钢架。

第19步：开挖 D65+369～ D65+365段仰拱、填充混凝土，封闭成环。

第20步：拆除 D65+363～ D65+361段套拱和临时支撑，再对该段原已变形初支钢架逐榀拆除换拱，换拱采用工22钢架，间距0.5m，锁脚锚管每环每侧为三排即6根，长度5m，向下倾斜约10度，并注水泥浆保证中台阶拱脚土体固结。

第21步：对 D65+357～ D65+355段已变形初支钢架逐榀拆除换拱，换拱采用工22钢架，间距0.5m，锁脚锚管每环每侧为三排即6根，长度5m，向下倾斜约10度，并注水泥浆，保证中上阶拱脚土体固结。

第22步：拆除 D65+359～ D65+357段套拱和临时支撑，再对该段原已变形初支钢架逐榀拆除换拱，换拱采用工22钢架，间距0.5m，锁脚锚管每环每侧为三排即6根，长度5m，向下倾斜约10度，并注水泥浆保证上台阶拱脚土体固结。

第23步：开挖 D65+361～ D65+359段中台阶，单侧落底，每循环1榀钢架。

第24步：对 D65+353～ D65+351段已变形初支钢架逐榀拆除换拱，换拱采用工22钢架，间距0.5m，锁脚锚管每环每侧为三排即6根，长度5m，向下倾斜约10度，并注水泥浆，保证上台阶拱脚土体固结。

第25步：开挖 D65+359～ D65+357段中台阶，单侧落底，每循环1榀钢架。

第26步：开挖 D65+363～ D65+359段下台阶，单侧落底，每循环1榀钢架。

第27步：开挖 D65+365～ D65+361段仰拱、填充混凝土，封闭成环。

第28步：施工 D65+369～ D65+363段二衬混凝土。第29步：对 D65+355～ D65+353段套拱和临时支撑，再对该段原已变形初支钢架逐榀拆除换拱，换拱采用工22钢架，间距0.5m，锁脚锚管每环每侧为三排即6根，长度5m，向下倾斜约10度，并注水泥浆保证上台阶拱脚土体固结。

第30步：开挖 D65+357～ D65+353段中台阶，单侧落底，每循环1榀钢架。

第31步：对 D65+351～ D65+348段套拱和临时支撑，再对该段原已变形初支钢架逐榀拆除换拱，换拱采用工22钢架，间距0.5m，锁脚锚管每环每侧为三排即6根，长度5m，向下倾斜约10度，并注水泥浆保证上台阶拱脚土体固结。

第32步：开挖 D65+353～ D65+348段中台阶，单侧落底，每循环1榀钢架。

第33步：开挖 D65+359～ D65+355段下台阶，单侧落底，每循环1榀钢架。

第34步：开挖 D65+361～ D65+357段仰拱、填充混凝土，封闭成环。

第35步：施工 D65+363～ D65+357段二衬混凝土。第36步：开挖 D65+355～ D65+348段下台阶，单侧落底，每循环1榀钢架。

第37步：分段开挖 D65+357～ D65+348段仰拱、填充混凝土，封闭成环。

第38步：施工 D65+357～ D65+348段二衬混凝土。

3、为保证安全以上施工采用单工序施工，严格在监控量测指导下进行，发现有异常变化立即撤出施工人员，经分析后再采取下步措施。

五、质量保证措施

1、严格按处理方案及有关规范施工，确保施工质量。

2、套拱严格按照初支钢架工艺加工，现场控制套拱加工、安装连接质量。

2、确保注浆质量，做好注浆记录。

3、成立以项目经理为组长，安全总监、总工、洞长、以及技术员为成员质量管理小组，对施工过程全过程控制，对施工质量负责，并作好记录。

六、安全保证措施

1、在凹陷洞顶四周设警戒绳，立 “危险！严禁靠近”的警示牌，并派专人进行日常巡查，禁止无关人员靠近，以免发生意外事故。

2、沉降变形范围洞身开挖严格按照“管超前、预注浆、多循环、短开挖、快支护、勤量测、早封闭”的原则进行。

3、加强监控量测，监测支护体系的变形，判断结构的稳定性和安全性，及时反馈施工。

4、施工人员严格按照安全操作规程施工，严禁违章作业。

5、施工时安排专职安全员对洞内、洞外施工全过程监控，观察有否变形，发现有异常情况及时采取处理并汇报，以便调整施工方案。

沉降及变形 第5篇

1 数据分析的理论基础及模型

1.1 灰色系统与人工神经网络系统的关系

灰色系统理论是以不确定系统为研究对象的理论。主要通过对已知数据规律的探寻, 提取有用的信息, 从而实现对整个系统规律的正确认识和有效掌控。

人工神经网络系统是采用物理上或计算机技术模拟生物体神经网络某些结构和功能, 应用于工程领域。它是使用生物原理来克服目前电子计算机所不能实现的问题, 其特点是不需要任何模型, 只需要学习过去的经验。它可以用来处理模糊的、非线性的、含噪声的数据, 从而实现预测、分类、非线性控制和工程控制等。

灰色系统和人工神经网络系统的关系是:人工神经网络系统的输出值是在某种精度逼近一个固定的值, 但是误差的存在使得输出结果是以某值上下波动的, 总之, 按照灰色系统中灰数的定义, BP网络的输出是灰数, 灰色内容包含在人工神经网络中。因此, 灰色系统和人工神经网络系统是相互关联的, 可以相互验证的系统。

1.2 建立灰色系统-BP神经网络组合模型

灰色系统-BP神经网络组合模型简称灰色神经网络, 本文在前人研究的基础上, 采用灰色神经网络模型进行数据分析处理, 具体步骤如下:

A.用取得的原始数据不断地训练BP神经网络模型, 取得适合的阀值和权值后, 获得可以较好地预测此深基坑变形的模型。

B.用GM (1, l) 模型进行计算, 取得拟合值, 并绘制变形曲线。

C.用取得的BP神经网络模型进行计算, 取得拟合值, 绘制变形曲线。

D.继续使用GM (1, l) 模型进行预测, 将预测结果作为输入, 对训练好的神经网络模型进行仿真, 所得仿真结果即为本次灰色神经网络组合模型的预测结果值[2]。

2 工程实例

2.1 工程概况

南国中心一期项目总用地面积12 146 m2, 总建筑面积约为107 379 m2。地下室为4层, 地下室总建筑面积约为41 296m2, 地下室平面东西长约128 m、南北宽约81 m, 基坑开挖深度约20.6~22.6 m, 项目位于湖北省武汉市汉口江汉区解放大道与精武路交叉口处, 东临规划道路, 南临解放大道, 西临精武路, 北临居民小区。

2.2 地质状况

工程场地覆盖层厚51.5~64.5 m, 为第四系全新统长江冲洪积层, 具明显二元结构特征, 从上至下颗粒逐渐变粗。上部由黏性土组成, 下部由砂类土组成。

2.3 围护设计

深基坑围护形式选用地下连续墙结构, 因为地连墙结构形变小, 同时结合逆作法施工工艺, 从而充分发挥了楼板刚度无限大的特点, 最大程度地减少了围护结构的变形, 从而降低了开挖时对邻近建筑物的沉降影响[3]。具体设计为:西侧 (精武路) 墙厚1 000 mm, 深22 m;南侧 (解放大道) 墙厚1 000 mm, 深20 m;东、北侧墙厚800 mm, 深26 m。

3 数据处理与变形预测分析

本工程选取K24号监测点的前期变形监测数据为训练样本, 后期监测点为测试样本, 然后用灰色系统GM (1, 1) 模型对K24号点进行变形分析。

使用前文提到的两种模型分别对样本数据进行分析处理, 所得结果如表1和表2所示, 所得变形曲线如图1和图2所示。

从以上图表可以看出, BP神经网络模型有以下特点:它具有非线性的输入、输出特性;具有可塑性, 其可塑性变化的部分主要是权值的变化;拟合曲线的前期误差比后期相对较大。

4 结论

A.从K24号点的拟合值和预测结果可以看出:灰色神经网络组合模型对于深基坑地连墙的变形预测具有较高的精度, 实测值与预测结果值的相对误差均在2%以内, 而这个相对误差是相当低的。

B.在监测点前期变形值没有发生突变的情况下, BP神经网络模型与灰色系统模型的拟合值误差都很小, 并且与实际变形曲线趋势相符, 拟合效果也很好。但是从K24点预测变形曲线可知, 当深基坑的变形值在某期出现突变的时候, 灰色系统模型的预测能力要更强。

C.通过大量试验证明, BP神经网络模型与灰色系统模型在非线性、复杂的基坑变形问题上, 拟合和预测的误差都不大, 有很高的精度, 符合要求, 但从变形预测曲线图可以看出, BP神经网络模型的预测效果要远远比灰色系统模型好。

综上所述, 灰色神经网络组合模型具有很多优点, 而这些优点将会促使其在深基坑变形预测中得到更广泛的应用。同时, 灰色神经网络组合模型的成功运用表明:各种系统分析方法, 如灰色系统理论、分数维理论、混沌理论、随机介质理论、遗传算法、时间序列分析以及人工神经网络理论之间, 在某些条件下的相互组合运用可能会让我们得到更满意的结果, 这些问题值得我们进一步探索。

参考文献

沉降及变形 第6篇

1.1 地表沉降变形的原因

浅埋隧道、松软地质条件下, 盾构施工对土体的扰动将到达地表, 即施工地表沉降变形。盾构施工引起的地表沉降变形因素众多, 如门挖面坍塌、过大的推力、地下水位降低、施工偏离中线、超挖、周围土体的扰动、与周围土体的摩擦、盾尾空隙的产生、背后注浆压力及注浆效果、管片的变形、管片漏水等。

地表沉降变形的原因中, 以开挖面的土体移动和土体挤入盾尾间隙为主要原因。而在一定条件下, 开挖面土体移动量与盾构土仓的压力相关, 土体挤入盾尾间隙量与盾尾同步及补充二次注浆效果相关。在影响地表沉降变形的各因素中, 土体及衬砌材料的力学性质可以通过试验测定, 土仓压力在施工时可以人为控制, 最难确定而又对地表位移有着重要影响的是盾尾空隙、土体向盾尾空隙的自然充填及注浆后浆体的分布情况和隧道壁面受扰动的程度和范围。

1.2 地表沉降变形的分类

(1) 先行沉降, 盾构到达之前早就产生的沉降;

(2) 开挖面前变形, 盾构开挖面前不远地表产生的隆起、沉降变形;

(3) 开挖面处变形, 盾构施工通过处产生的变形;

(4) 开挖面后变形, 盾构通过后地表产生的变形;

(5) 后期沉降变形, 盾构通过后较长时间内产生的地表沉降变形。

1.3 地表沉降变形的产生机理

(1) 先行沉降:盾构到达之前早就产生的沉降, 一般来说, 主要是地铁施工造成的地下水位下降, 导致前方失水或部分失水沉降;

(2) 开挖面前变形:盾构开挖面前不远地表产生的隆起、沉降变形, 主要是盾构掘进施工产生的, 土仓内土压过高或推力过大造成前方隆起, 反之, 出土过快, 土仓内失水、失压引起前方沉降;

(3) 开挖面处变形:盾构施工通过处产生的地表沉降变形, 也是由于盾构机掘进施工产生的, 掌子面失稳、超挖、偏离中线等均可造成地表沉降变形;

(4) 开挖面后变形:盾构通过后地表产生的变形, 主要是跟盾尾空隙充填及时性和充填效果有关, 大部分表现为地表下沉, 个别注浆压力过大、注浆量过大也会引起地表隆起;

(5) 后期沉降变形:盾构通过后较长时间内产生的地表沉降变形, 主要是由盾构施工引起土体的松动、扰动随时间再次固结造成的地表沉降变形。

2 隧道盾构施工中地表沉降变形的控制措施

主动控制和被动控制是两种常规的变形控制方法。主动控制是指在盾构掘进时, 先对邻近建 (构) 筑物采取实时保护措施, 例如, 在盾构机不断推进时, 通过监测地表沉降数据, 实时调整施工参数。被动控制通常是指在地层出现了大的沉降, 或者是地面建 (构) 筑物发生较大的不均匀沉降时, 对建 (构) 筑物进行加固或纠偏等措施, 使其恢复到正常的变形范围内。这种处理措施是沉降治理的方式之一, 应尽量避免在工程中使用。

2.1 设计选线的控制方面

当用盾构法对隧道区间进行施工时, 要充分考虑到含水软弱地层和地面建筑的影响, 尽可能的避开建筑群, 并且使隧道线路处于地表均匀沉降区内。对于不同时施工的双线隧道, 在进行施工设计时, 需要考虑二次沉降的影响, 并且正确估计地表沉降及其危害。在条件允许的情况下, 尽量通过监测和测量取得盾构施工后的地表沉降及隆起值。

2.2 舱内压力的控制方面

对于土压平衡式盾构施工方法, 其原理是在盾构推进的过程中, 依靠盾构前方土体压力和舱内土体压力相平衡来保持开挖面的土体稳定。通过大量工程实践得知, 由于在盾构推进的过程中, 土压受到推进速度、排土量和千斤顶顶力等的影响会发生波动, 因此土压平衡是一种动态的平衡, 可以通过控制排土量和舱内外土体压力差值的大小要实现开挖面的稳定。

开挖面的稳定, 可以减小前方土体的松动或挤压造成的土体扰动。在盾构推进的过程中, 应该一直保持正面静止水、土压力之和略小于密封舱内的压力, 这样才能尽可能的减小开挖面土体的扰动。

2.3 盾尾建筑空隙的控制方面

管片施工质量的好坏是盾构施工的关键因素之一。管片的强度、尺寸和预留孔道位置等都需要严格控制。防水处理也必须做好, 这样才能保证盾构具有良好的抗渗性。

确保注浆数量, 控制注浆压力。由于注浆材料会发生收缩, 因此注浆量必须大于理论建筑空隙的体积, 一般应该超过理论值的l0%左右;如果在注浆材料中掺加膨胀剂, 则实际注浆量可以等于理论注浆量。

改进压浆材料性能。拌浆站在施工时, 要对浆体进行强度、凝结时间和收缩量等进行相关实验, 选择合适的配合比。注浆材料抗渗性的好坏影响到隧道的防水能否成功, 因此需要严格把握。

土体受到卸荷而发生扰动的程度与是否存在盾尾间隙有关。通过同步注浆和二次注浆能够减小土体扰动程度。在盾构向前推进时, 需要及时调整注浆参数, 从而达到控制沉降的目的。进行同步注浆时, 需要严格注浆压力, 从而确保注浆是填充土体间隙而不是由于过大的压力而是土体被劈裂。根据已有的施工经验, 注浆压力一般取为1.1-1.2倍静止土压力比较合适。

2.4 开挖面地层扰动的控制方面

施工之前就要调查施工区域内的地质概况, 尤其是要清楚地下水的来源、流量和流向, 为施工做好准备, 及早制定控制地表沉降变形的预防措施和防水、堵水的具体方案以及坍塌应急处理方案, 在突发事件发生时能够有效应对。

加快施工速度, 并保证连续性。盾构机停止向前推进时, 正面土压力导致盾构机发生后退, 尽管后退量可以采取支撑或者加固来减少, 但还是不可避免的。所以, 做好施工组织, 避免盾构机停止运作, 提高开挖工程的施工速度, 对减少地表沉降变形有积极地作用。如果盾构机在施工过程中需要检修或者其他原因不得不暂停作业时, 必须要采取防止后退的措施, 正面和盾尾要封闭, 尽可能地减少暂停作业期间的地表沉降。

盾构机向前掘进时, 要控制好开挖面的出土量, 避免超量。严格控制了出土量, 地表沉降的控制还是可能的。依照在软粘土中盾构施工中的工程经验, 采用挤压式盾构, 要是地表不发生隆起, 出土量要控制在理论土方量的80-90%。

施工过程中用合理的正面支撑控制土体的坍塌, 保证开挖面的稳定性。条件允许时, 要尽量使用先进的不会改变地下水位的土压平衡式盾构技术进行开挖, 这样可以减少土体由于地下水位发生变化而引起扰动。

3 结语

隧道盾构施工技术经过发展, 已经有了很大的进步, 由于盾构施工引起的周围建筑物的损坏也在减轻, 但是盾构施工还是会不可避免地引起地层的扰动, 引起地层变形以及地面的沉降。地层扰动导致的土体强度和压缩模量的降低将会引起长时间内的固结和次固结沉降。当地层变形超过一定范围时, 就会危及到邻近建筑物和地下管网的安全, 进而引起一系列的岩土环境问题。由此可见, 研究盾构施工产生地表沉降的机理及控制措施具有重大的意义。

摘要：本文主要针对隧道盾构的施工特点, 主要分析了隧道盾构施工中地表沉降的主要原因等, 参考文献资料, 对地表沉降变形的控制措施主要从保持开挖面稳定、减小对地层的扰动、合理注浆填缝等方面做了探讨。

关键词：隧道工程,盾构施工,地表沉降变形,控制措施

参考文献

[1]陈有亮, 周雪莲, 等.超大直径盾构施工地表沉降实测数据分析[J].力学季刊, 2013 (4) .

[2]廖少明, 徐进, 等.盾构施工引起的横向沉降模式及其识别[J].地下空间与工程学报, 2012 (4) .

沉降及变形 第7篇

一、建筑变形观测计划与步骤

1. 监测建筑的地理位置

此次观测的建筑对象位于郑州市,在一个物业园区内部,在实验观测时还在进行施工建设。由于该小区是城市的新建项目,与其他的居民楼距离较远,而且地形较复杂。本次要观测变形情况的是小区内的2号楼和4号楼,一共包括5个单元,建筑类型属于公寓式住房。

2. 布置沉降观测点的方位

(1)沉降观测点

沉降量是由沉降观测点得出的数据来衡量的,所以,对于高层建筑的沉降观测点,应该设置在便于观察到的位置,而且要注意观测点的横纵比例要相互平衡。选择的地理位置要能够体现差异性,在不同的高度和结构的倾斜角度上都要放置观测点。

本次实验建筑的沉降观测点分布较合理,在2号楼设置了24个观测点,4号楼则为14个,合计38个沉降观测点。这些观测点一般按照标准设置在外墙上,高度需要超过500mm,设置的建筑材质环境为钢筋混凝土,在设置观测点之前应该还要询问业主或施工方,设置的地点会不会有施工需求或者后期的改建情况,以便选好固定位置。

(2)布置水准基点的方位

对沉降变化的检测向来多以水准基点检测法来进行重复检查,水准测量并不只是单独去检测一个位置,而是要形成一个密集的检测网,在建筑的多处设置水准检测点。需要注意的是,在布置水准基点的同时要观测建筑工程的具体情况,尽量以均匀的数量分布在建筑周围,而且都在影响区之外的地点,具体的数值要求是在基坑的一到两倍以外,结构最好能构成等边三角形。水准基点的深度要适度,约为1500mm左右,为了避免冬季严寒发胀导致基点变形,设计深度至少应该在冻土层下。

(3)对检测的要求

a.检测的精确度

观测点的设置是为了得出精准的数据,通过数据的采集才能进行建筑的变形分析,然后再得出结论。所以,对建筑数据的收集有一套非常严格的要求。

根据国内《工程测量规范》中的规定,不同等级下的变形测量数据误差应该和它的垂直位移监测网所具备的等级精度一致,误差的等级分为四等,依次允许的误差值为:四等±0.2mm、三等±1.0mm、二等±0.5mm、一等±0.3mm。在高层建筑的普及标准中,沉降检测值的误差要保持在差异沉降量允许值的1/20以内。

b.观测点的频率

在国内《建筑变形测量规程》中对民用建筑有特别的检测规定,尤其是较高层的建筑物,一般每加高1至5层,则多加一次观测。同时,规程中还强调了观测的次数应该与建筑的实际加荷情况相匹配,对观测的方法而言,其实从该建筑开始施工时就应该进行了。从地基的建设工作开始,一旦出了地面,即为零高度,观测就要进行,按照该楼盘的建设工作进度适当调整次数。一般观测沉降变化是从施工的开始直到建筑封顶,建筑上升每两层就要检测一次,即使建筑已经完工了,还是要定期检测,以三个月为一季,第一年每一季都检测一次,第二年则半年检测一次,第三年及以后,每年检测一次,一直持续到沉降变化完全消失为止。

二、监测变化的数据及统计

1. 数据的处理与归纳

在监测工作完成后,每次都要记得检查测量设备,同时采集信息,采集后仔细审核每个数值结果,在审核无误后,和水准网核对误差等级,还要比较观测点之间的差距,在不同的安放区域允许存在较大的差异,只要符合最大差异值标准即可,而同一建筑环境下的观测点若产生的误差较大,则说明放置位置不妥,或者计算失误,需要重新调整位置或算法。

2. 绘制每一个观测点的沉降数据

沉降变化由各个观测点的统计得出结果,在全部的观测设备回收后,就要进行统一的计算和分析工作,为了分析工作能够更加顺利地进行,一般会以图表的形式来直观显示出各个点之间的差异和数值变动(如图下)

在线性图表中,横坐标是每个观测点的观测周期,而纵坐标则是沉降的变化量,这样一来,每次检测到的变化情况就能够清晰明了,以生动的曲线来向观察者报告沉降变化的具体情况。

三、不同的沉降变化分析法比较

1. 线性回归分析法

回归分析法是在掌握大量观察数据的基础上,建立因变量与自变量的回归关系,在沉降变化的统计分析中,可以把回归分析法看作是一个大的体系,体系中又可以分为“输入”和“输出”两方面的因素,监测体系的输入包括气温、气压、混凝土的温度、渗压程度、时间等。输出则包括建筑的位移、倾斜、挠度、沉降等。在监测沉降变化时,把“输入”因素作为自变量,而把“输出”作为因变量,在线性回归分析法中,自变量是导致因变量的直接原因。线性回归法的优势在于将事物发生的因果关系具体化,能够很直观地发现产生沉降、倾斜等建筑原因与哪个方面的误差有关,而通过线性函数的数学计算,还可以计算出每种自变量对因变量产生的比例,从而得出哪个自变量是出现沉降现象的主要原因。

2. 时间序列分析法

时间序列分析法是一种动态数据处理的统计方法。该方法基于随机过程理论和数理统计学方法,研究随机数据序列所遵从的统计规律,用于解决实际问题。在沉降变化的统计中,通常在沉降变化的检测里设置一个时间单位T和变形量单位X,在不同的时间中,以变化量的浮动来判定时间与变化的关系,确立计算公式。我们在此次实验中使用的关系式模型为趋势项关系式。此关系式可以看出高层建筑的沉降情况以及建筑学中的重力、土力学、土质与时间的关系。

3. 灰色系统理论

灰色系统理论在上个世纪80年代由中国学者提出的新理论,利用现有的已知信息,来预测未知信息。往往未知信息就是探索整个系统的关键。在建筑工程的沉降监测中,沉降的未来变化量就是未知信息,观测的次数和已得到的变化量则为已知信息。在观测点回收数据后做出下次沉降变化的预测值,在下次观测点统计时进行比对,看是否控制在最小误差以内。

4. 三种分析法比较结果

在同一检测时间回收的本次实际观测与之前预测结果对比,如下表所示:

由此可见,每一种分析方法都是可以预测变化的数值,但是方法之间还是有差距的,在前提条件已经具备的前提下,相关检测工作完成后的预测和实测结果对比,明显是灰色系统理论的分析方法更胜一筹,将误差尽量控制在了最小范围。所以,灰色系统理论这个分析模型在预测沉降变化监测结果时是准确度最高的分析法。

四、结语

经过沉降变化的监测流程,该楼盘工程的沉降变化从最开始的微幅沉降,到后来掌握了沉降数据后进行了改良建设,逐渐将沉降现象消除。所以,沉降变化的解决方案不仅要靠稳健的施工,还要靠对房屋建筑的勘测和探究,一旦在观测沉降变化时出现了异常,就可以通过科学的观察和计算得出高层建筑的改进方法,为日后防灾止患打下基础。

沉降及变形 第8篇

目前,高速公路软土地基处理通常采用以下措施:一种是采用排水固结预压法改善土体的三相体结构比例关系,加速软土地基排水固结过程,达到改良土体的物理力学性质的目的;另一种为加固土桩法,通过土体桩和桩间软土形成复合地基,提高地基承载力,达到减小路基总沉降量的目的[1,2]。

从已有的研究成果和施工经验看,高速公路软土地基施工过程中的变形监控必不可少,监控中沉降观测目的是判断软土地基沉降变化速率,进而判定路基的稳定性,保证路堤填筑施工安全,同时可利用监控量测数据推算路基的最终沉降量,评价软土地基的固结状况以及设计方案、施工措施的合理性,丰富软土地区施工经验、充实软基处理理论。

路基变形监控工作一般可分为填筑期监控、预压期监控、路面施工期监控和工后监控4个阶段。其中前3个阶段(施工期)的变形监控可以对高速公路施工过程实施沉降稳定动态控制,正确控制填筑速率以确保路堤填筑安全;同时可确定加载预压强度和卸载时间,加速沉降量在施工期或更早发生,减小工后沉降量;能确定结构物和路面的施工时间,确保结构物安全,减小路面施工期沉降量;通过监控有效控制工后沉降量和不均匀沉降,保证路面结构完整和车辆高速平稳行驶。工后沉降观测可以进一步验证地基处理效果,验证沉降预测的精确性,为运营期间采取合理措施提供指导,进一步完善软基设计、施工理论。

1 软基变形监控方案技术要求

软土区路基变形监控必须先做好技术设计方案,目的在于根据作业的具体要求,从全局考虑,统筹安排,使整个监控工作能及时有效进行,为工程建设的顺利进行提供可靠、准确、连续完整的实测资料。

1.1 变形监控精度指标确定

确定路基变形的精度指标通常有3个,一是采用规范中规定的固定值;二是根据沉降变形增量的大小确定精度指标;三是通过探讨沉降变形观测值与建筑物允许变形值的比值关系确定[3,4]。

沉降变形增量的观测精度指标要求:为了确保沉降变形速率不致过大引起地基、路基发生破坏,沉降变形观测的精度必须能够真实反映路基沉降速率。对高速公路不同施工期中路基沉降的一般变化规律进行比较分析,结合现场观测条件,目前一般在填筑期和预压初期沉降变形增量的中误差mds宜取(2.5+0.5)mm,在预压末期和路面施工期沉降增量中误差mds宜取(1.5+0.5)mm。

累计沉降变形量的观测精度指标:沉降变形观测点初设或接管后观测所得高程为初读数,累计沉降量为历次初读数间隔时间内的沉降增量之和。假设每次采用相同的观测方法,沉降增量中误差为mds,则经过n次初读数后累计沉降量的中误差ms为ms=n mds,因此可以看到累计沉降变形量的观测精度随着初读数的次数增多而降低。

1.2 沉降变形监控的平差方法

在进行软基变形监控技术方案准备阶段,如果发现为施工埋设的水准网的精度低于沉降变形观测的精度要求,此时在采用附合水准路线进行观测后,若按一般附合水准路线平差方法来消除观测中的闭合差,水准点本身的误差将直接影响观测结果的精度。因此沉降观测的平差方法应该充分考虑水准点本身的误差。

1.3 沉降变形观测技术要求

观测精度应按测量规范根据实测数据进行计算评估。为了确保观测精度达到三等水准测量的要求,沉降观测可采用单程双测站、往返观测和附合水准路线等方法,观测的不符差应满足《工程测量规范》中三等水准测量的技术要求。水准观测时应及时检查较差或闭合差,应符合规范规定,不满足限差要求必须立即复测。仪器、操作和外界环境是误差的三来源,为此,每次观测应尽量遵从5个固定原则:即后视尺固定;测站位置固定;转点固定;仪器设备固定;观测人员固定。

1.4 观测点的布置及观测频率设计

高速公路沉降变形观测点的布置首先应满足施工过程中地基、路基安全需要,其次考虑高速公路路线较长,应对布设密度进行优化,以节省投资。沉降观测的频率应能反映出路基荷载和沉降变化的过程,通常需根据具体情况确定[5,6]。

2 软基变形监控方案实施

2.1 沉降变形观测点的选择和埋设

沉降变形观测的测量点分为校核基点、工作基点和沉降观测点。其中沉降观测点主要有埋设于路基中心线、路肩及基底的沉降板测杆。工作基点是作为沉降板测杆观测的控制点,必须埋设在路堤填土影响区以外,一般至少距路基中心线50m以外。一般用预制混凝土桩打入坚硬土层2m以下,保证其稳定。而校核基点是用于控制工作基点的,布设在沉降区外地基稳定的地段,也一般采用预制混凝土桩打入坚硬土层10m以下,4周应采取永久性保护措施,且利用它定期对工作基点复测校核。沉降观测单位一般可利用施工单位所设置的校核基点。

2.2 沉降板的制作、埋设及保护

沉降板的制作要求:一般采用为长宽高尺寸为60cm60cm1cm的钢板做底板,一根直径为40mm的钢管,并用4块钢条搭接将钢管焊接在钢板的正中心作为测杆。随着填土的增高,测杆可以接长,逐渐升高。钢管外还设置硬质PVC套管,防止钢管与路堤填土直接接触,PVC套管也可接长。

沉降板在第1层填土铺平但未压实之前进行埋设,安放沉降板时应确保钢板底座水平性良好,保证充实,避免底座与砂垫层局部虚空。通常在选择断面后,分别于路堤的中心和左、右路肩及基底上各埋设沉降板一块,实测不同时间不同位置的沉降变形。

路基变形数据通过对测杆的不定期测试得到,为了得到与实际吻合的数据,要确保沉降板处于正常工作状态,沉降板一旦损坏将很难恢复,更严重的是将导致数据的断点,破坏数据采集的完整性和连续性。实际工作过程中,由于施工现场的复杂性,大型施工机械多、作业频繁,极易造成沉降板的破坏。为此,监控负责方和施工方要做好相应工作,监控技术人员要对埋设做好技术指导工作,沉降板接管外要套有硬质PVC管,沉降板周围不得有大型土块或石块,沉降板四周可人工填料并用小型机具振动压实。对施工人员做好宣传工作,在沉降板周围插上一面红旗或非常醒目的标志牌以警醒操作施工机械的人员。

2.3 观测频率和精度及观测原则

根据施工监控的技术设计方案,一般每填土1层观测1次,长时间停止施工,中间需要加测,观测间隔不大于7～10d/次。观测过程发现异常现象,要加大观测频率,调整到2d/次,甚至1d/次,密切注意沉降变形发展情况。一般而言,观测精度与沉降变形量有一定的关系,即沉降量越大,观测精度可放低,反之则要求精度高。路堤施工期间,其沉降变形观测精度与预压期及路面施工期的沉降观测精度相比,可适当放低。

2.4 沉降变形观测方法

一般进行变形监控时,测站点并不需要与工作基点及沉降标一定在一条线上,只需要后视距与前视距尽量相等,前后视距差不宜超过1m。后视距或前视距以不超过50m为宜,当工作基点与沉降板测点相距太远或因高差的原因需要转点时,一定得使用尺垫,转点次数一般为1次,不宜超过2次。

沉降板埋设稳定后即可测得初始高程H0,随着填方高度增加需要接长钢管时,在接长之前,观测高程H1。将钢管接上,再观测其高程H1',以此观测值作为下次观测计算沉降变形的初始值,依次类推。此时本次的沉降值即为:H1-H0。每段钢管的长度以20～30cm为宜,钢管过长,当接上钢管再于其上竖立铟钢尺时,铟钢尺所处位置较高,竖尺者无法看到圆水准气泡,致使铟钢尺无法竖直,而是左右晃动,让观测读数者读数产生误差。观测时间一般选择在上午或下午较好,最好避开中午时段,因为那时阳光强烈,致使观测人员眼睛眩晕,不宜看准读数,另阳光强烈时对观测仪器也有较大损害[7]。

随着路基填筑高度不断增高,观测点位置相应要发生变化。一次转点时,一般把工作基点的高程导到新压实的路面上,如果此时仪器架设于原地面时,前后视读数都有困难。可将转点设于路堤边坡上一定范围内,在其上竖立铟钢尺,仪器仍架设于原地面,则可看到读数,再把仪器架设于新压实的路面,将此处的高程导向沉降板测点。当填土高度进一步增大,仍会出现看不见铟钢尺而无法读数,而转点又不宜超过2次。此时则需要将工作基点的高程导往附近的桥墩或通道上,因为桥墩或通道的沉降基本上已趋于稳定,所以桥墩或通道上某一处的高程可作为以后的工作基点。

2.5 测试数据处理及应用

根据现场实测的不同时间同一位置,及同一时间不同位置的变形资料,需要对数据进行及时处理,同时绘制地基、路基随时间变形的曲线,以填土时间为横坐标轴,与时间对应的荷载(填土高度)和沉降量为纵坐标轴,可绘制时间-荷载-沉降曲线,指导施工过程。根据沉降变形量随时间变化曲线,日沉降速率不超过10.0mm/d时,可填筑下一层土方。当日沉降速率大于此值,则需报警,及时通知施工单位,上报业主,并仔细分析原因且加密观测,待路堤变形稳定才可继续填土。

3 结语

软土地基沉降变形观测是修筑高速公路过程中必不可少的监测工作,软土地基路堤施工期间,根据场地软土的特点,进行施工安全监控,控制地基沉降变形是确保施工进度和施工质量的重要手段,在软土地区工程建设中要给予高度重视。

摘要：软土地区修筑高速公路,由于软土含水量高、强度低、压缩性大等特点,造成工程条件很差,施工过程的安全风险比较大。因此,软土地基路堤施工期间,根据场地软土的特点,进行施工安全监控,控制地基沉降变形是确保施工进度和施工质量的重要手段。本文在已有的软基设计、施工研究成果基础上,从监控指标的确定和监控实施两方面对软土地基路堤施工期变形监控进行研究,以达到确保施工安全的目的,对类似地区工程实践活动提供指导。

关键词：软土地基,高速公路,沉降观测,沉降板

参考文献

[1]龚晓南,等).地基处理手册(第二版)[M].北京:中国建筑工业出版社,2000.55-141.

[2]公路软土地基路堤设计与施工技术规范(JTJ017!96)[S].北京:人民交通出版社,1997.

[3]中华人民共和国交通部.工程测量规范(GB50026-93)[S].北京:中国计划出版社,2001.

[4]聂让,许金良.公路施工测量手册[M].北京:人民交通出版社,1999.

[5]徐泽中,白忠良.沪宁高速公路(江苏段)软土地基沉降观测和稳定验证分析[J].水利水电科技进展,1998(3):40-43.

[6]何良德,洪波.高速公路软土地基沉降观测的精度控制[J].公路,2003(4):31-34。

地基沉降变形等效参数分析 第9篇

一般来说计算模型的选用要求符合工程实际情况,并要便于程序编制和计算分析。对于软土[1]地基,根据工程经验:

1)土体常常表现为各向异性,尤其在垂直方向上常常表现出分层性;

2)土体被看作粘弹性材料更符合实际。

软土地基沉降问题涉及到土的固结和流变[2],所以需要在本构模型中加入粘性原件来反映。下面拟在将地基的变形—时间特征视为可简化为粘弹性问题的前提下,用太沙基一维固结理论[3],以三元件粘弹性模型为基础,引入等效参数的概念,建立等效一维粘弹性沉降计算模型。

2 成层地基沉降的一维粘弹性分析

2.1 多层粘弹性一维固结沉降模型

基于图1的三元件粘弹性模型,考虑天然地基的成层性,瞬时加载情况下的地基模型如图2所示。

联立单层粘弹性固结方程式(1),式(2):

可得到瞬时加载时成层地基的线性粘弹性一维固结方程为:

则式(4)记为:

2.2 粘弹性平均固结度的确定

根据对应性原理[4],一维粘弹性地基的平均固结度近似表示为:

其中,;α,β均为待求常数。

根据式(5),式(6),可以得到瞬时加载条件下地基的最终沉降量和任意时刻的沉降量。由式(6)还知,在应力分布一定的情况下,粘弹土地基的固结情况取决于时间因子Tv。对于不与排水层直接接触的土层,计算土层的固结情况与其他土层的排水固结情况有关,不能直接采用该土层的固结系数计算固结度,下面引入等效固结系数的概念。

对于如图3所示的n个固结微层可作为一个统一的固结层,则该固结层的粘弹性固结系数等效粘弹性固结系数表示。根据前面的叙述,表示为,为固结层的等效渗透系数,mv为固结层的等效粘弹性体积压缩系数。

假定土层中的渗流服从Darcy定律[3]。

即v=kv·i。

因为在一维渗流条件下,图3所示的各固结微层的渗透速度相等,而固结层的总水头损失等于各固结微层的水头损失之和,所以有:

在附加应力分布已知的情况下,根据土层压缩量公式:

其中,A为附加应力分布总面积,则得到等效粘弹性体积压缩系数mv为:

2.3 分级加载一维固结沉降分析

地基填土通常是分级加载,可以采用“叠加原理”对分级加载情况下的固结沉降进行求解[5]。

“叠加原理”的基本思想,把变荷载情况下的固结过程看成为若干个瞬时荷载叠加作用的固结过程。运用上述的瞬时加载情况求解。

设初始荷载为q0,分级荷载增量为Δq,则在上节分析的基础上,有地基的最终沉降为:

平均固结度的求解在上述的等效参数法求解公式的基础上需要用太沙基法修正得:

任意时刻的沉降为:

3 算例

以某铁路软基试验路段DK 300+485处的观测断面为例,叙述对一维粘弹性问题进行沉降量预测计算的方法,并将计算结果同实测结果以及实测沉降过程线经验推算法的结果进行比较验证其适用性。

软基试验段位于新沂市郊外一河漫滩区,附近地区软土层厚达15m,主要为低液限粘土夹粉细砂薄层,渗透系数10-5cm/s～10-7cm/s。采用砂井预压法处理软土地基。于2002年6月18日开始填土预压,至2002年12月12日结束,填土高度为2.8m,后停载观测近4个月。由于其他软基路段的设计和施工工作已全面展开,而试验路的观测时间尚短,获得的数据尚不能作为设计依据,因而采用本文的方法对路堤高度为2.8m情况下的最终沉降量进行了预测计算,并将历时半年多的沉降量计算值与加载半年后的实测值进行了比较。

依据计算确定的参数得到的沉降的预测值与实测值见图4。为便于比较,同时列有按曲线法推算的沉降—时间的预报值,由图4可见由本文方法和双曲线推算法得到的沉降曲线均能与实测沉降值较好吻合。

一般而言,如用双曲线法或其他经验推算法推算最终沉降量,仅当实测沉降—时间过程曲线趋于收敛时,结果才比较符合实际。但运用本文方法计算时,对观测时间的要求相对较低。因此从本例的情况看,本文方法的计算结果似更合理。

4 结语

以太沙基一维弹性固结理论为基础,根据地基土体的工作性状,推导了成层地基一维粘弹性固结的有关公式,并提出了地基沉降一维粘弹性计算的等效参数方法,实例证明是合理的。

在瞬时加载情况下,引入等效参数解,用“叠加原理”来分析路基分级加载情况下成层地基一维粘弹性固结沉降是可行的。

与传统的沉降计算方法相比较,成层地基一维粘弹性等效参数方法计算更简便,对观测时间的要求相对较低,结果比较合理,符合实际工程分析简单适用的要求。

参考文献

[1]黄文熙.土的工程性质[M].北京:水利水电出版社,1983.

[2]赵维炳,施健勇.软土固结与流变[M].南京:河海大学出版社,1996.

[3]钱家欢,殷宗泽.土工原理与计算[M].第2版.北京:中国水利水电出版社,1996.

[4]折学森.软土地基沉降计算[M].北京:人民交通出版社,1998:5.