DreamBlooms/HansPub-15000-to-45000 huggingface dataset:
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user: 2. 室内物理模型实验 参考已有研究，并结合工程现场工程地质特征、土体参数等，选取相似材料进行室内物理模型试验研究。抗滑桩的桩顶位移不只是分析抗滑桩变形破坏的重要条件，也是衡量抗滑桩的加固效果的评判标准 [ 9 ] [ 10 ] ，因此试验将通过测得在一定推力下不同土体性质、不同桩间距下后桩桩顶位移的大小，研究h型抗滑桩的抗滑作用和效果。h型抗滑桩的受力机理比较复杂，肖世国 [ 2 ] ，张永杰 [ 11 ] 等对h型抗滑桩受荷承载特点进行了分析：在h型抗滑桩结构中，滑坡推力首先作用于后排桩上，再通过横梁及桩间土体传递到前桩上，前桩前侧的坡体阻止结构变形而抵抗一部分滑坡推力。影响h型抗滑桩受力性能的主要因素包括横梁刚度、桩间距、锚固深度、土体性能等。h型抗滑桩截面形式如图1所示。 根据周金成等 [ 12 ] 对h型抗滑桩横梁刚度的分析，认为横梁刚度在0.5 EI~3 EI (EI为桩身抗弯刚度)变化时在滑坡推力一定的条件下对桩身的弯矩以及桩顶的最大位移影响不大；锚固深度与滑动面以下的地层稳定型以及滑坡推力的大小密切相关，具体工程中根据现场勘查条件测定。张泽坤等 [ 13 ] 提出锚固深度可取H/2，马青力等 [ 14 ] 建议H/3，在此基础上，本实验取锚固深度为H/2.5，并锚固于混凝土模拟的基岩中。 前后桩间距的改变也会引起前后桩之间土体压力传递介质即桩间土的宽度发生改变，而不同的桩间土体宽度又会影响土压力的传递路径。大多文献中，例如欧明喜 [ 8 ] ，欧孝夺 [ 6 ] 等通过对前后桩间距的研究，都认为前后桩间距的取值对于h型抗滑桩结构的抗滑性能有很大的影响；而土体性质的不同不但直接土体本身的抵抗滑坡推力的能力，而且影响桩土之间的相互作用，从而对h型抗滑桩系统的产生影响，但目前为止很少有关于土体性质对h型抗滑桩抗滑效果的讨论。现行的关于h型抗滑桩的物理模型实验还较少，而且没有完成针对不同桩间距、不同土体性质下的一系列实验。 由此在前人的基础上，本文将选取两种土样，在五种桩间距下通过1:50的h型桩模型试验来探究h型抗滑桩的受力和变形性能，以弥补目前对h型桩试验方面的缺失。具体研究目的如下： 1) 对比不同前后桩间距下h型桩受力变形特点； 2) 对比不同土体对h型桩抗滑性能影响。 2.1. 模型试验的材料特性与设计 1) 土样 填土材料来自工程现场的滑坡黏土，经过烘干碾碎过筛，得到粒径小于2 mm的土，配成含水率13%的土样。为了进一步说明土体差异性对实验结果的影响，在土样2中加入了30%河沙，土样物理力学参数如表1所示。 2) 桩结构 考虑到h型桩体刚度较大，结构形式较复杂，为减少桩身材料的样品差异性，设计采用不锈钢空心圆截面钢管作为桩身材料，以1:50比例通过焊接制成h型结构桩体。模型试验桩的后桩、前桩和横梁截面外径38 mm，壁厚1 mm，后桩长700 mm，前桩长520 mm，横梁长度根据桩间距的设置取值。 图1. h型抗滑桩横断面示意图 室内物理模型试验工况如表2所示。 3) 模型箱 实验模型箱尺寸为1 m × 0.5 m × 0.9 m (长 × 宽 × 高)，箱体用3 mm厚钢板焊接，四周加角钢焊接固定，以减小模型箱变形的影响。模型箱内下部用水泥砂浆模拟滑床稳定基岩，上部为滑动土体。考虑到滑动面以下稳固岩层相对变形较小，为了简化计算模型，假设h型桩结构下半部分锚固在稳定滑床上。由于h型抗滑桩系统所处的滑面长度比整个滑面长度小得多，简化为水平面并不失一般性。实验模型剖面图如图2所示。 2.2. 实验步骤 1) 将抗滑桩桩体用混凝土砂浆浇筑在制备好的模板中，养护2天后拆模，并放入养护箱中养护不少于7天，取出放入模型箱中固定在底部。 2) 为保证土体均匀性，每50 mm为一层分层填土。控制每层土体的容重为19 kN/m 3 ，层与层之间进行表面粗糙处理，保证不同层之间良好的粘结和模型箱内土体的完整性。填土完成后静置模型试验箱，让土体内部应力自动平衡。 3) 在后桩桩顶位置固定百分表，测量桩顶的水平位移。 4) 通过千斤顶推动刚性垫板对土体施加水平分级荷载，加载完成后静置，待桩土充分作用，桩顶位移不再变化时记录百分表的读数。直至千斤顶压力达到预设压力，即刻停止试验。 5) 数据采集完后，卸载千斤顶的水平推力，取出填土和h型桩体。分别换不同前后桩间距h型桩结 Table 1 Physical-mechanical parameters of the sliding soil mas 土样 含沙量(%) 含水率(%) 容重(kN/m 3 ) 粘聚力(kPa) 内摩擦角(˚) 泊松比 压缩模量(MPa） 土样1 0 13 19 12.95 10 0.35 2.36 土样2 30 13 19 10.35 10 0.25 2.94 表1. 滑动土体物理力学参数 Table 2 Working condition of model physical test 前后桩间距的桩径倍率(L/b) 土样1 3 4 5 6 8 土样2 3 4 5 6 8 表2. 模型试验工况 图2. h型抗滑桩室内模型试验示意图 构和不同土样重复以上步骤进行下一组试验。 实验步骤流程如图3所示。 室内物理模型现场试验图如图4所示。
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user: 3. 模型试验结果分析 3.1. 土样1下前后桩间距影响分析 图5为土样1下不同前后桩间距后桩桩顶位移与各级推力关系。后桩桩顶位移与水平推力未呈线性变化，推力较小时后桩桩顶位移增长较缓，推力较大时桩顶位移增长较快。在水平推力逐渐增大时，不同桩间距下后桩桩顶位移的差别逐渐增大。在5 b (b为桩径)和6 b桩间距下，推力较大时桩顶位移增长速率具有逐渐平稳的趋势，桩土相互作用效果较好；3 b和8 b桩间距下，随着推力增大桩顶位移增长逐渐 图3. 实验步骤流程图 图4. 室内物理模型试验图 加剧，由于3 b桩间距下桩间土体较薄，8 b桩间距下因横梁较长，桩结构抗弯刚度较小，桩土之间距离过大，不能很好的发挥整体效应。 图6为土样1各级水平推力下后桩桩顶位移与桩间距关系。在一定水平推力不同桩间距下，桩顶位移并不是单调变化的，3 b和8 b桩间距下桩顶位移较小，在4 b到6 b之间，5 b桩间距下桩顶位移较小。3 b和8 b下由于桩或土单独分担推力较多，推力较小时有更好的抗滑性能。随着推力的增大5 b桩间距的桩土共同作用效果优势显著。说明在5 b的前后桩间距下桩土协同作用效果明显，能够很好的抵抗滑坡推力；而桩间距太小或太大都不能很好的发挥桩土协同作用。 3.2. 土样2下前后桩间距影响分析 图7为土样2下不同前后桩间距后桩桩顶位移与各级推力关系。与土样1类似，后桩桩顶位移与水平推力的关系，并不是呈线性变化的，推力较小时后桩桩顶位移增长较缓，推力较大时桩顶位移增长较快。在4 b、5 b和6 b桩间距下，位移增长速率具有逐渐平稳的趋势；3 b桩间距下，虽然推力较小时，桩顶位移相对较小，但推力较大时，后桩桩顶位移急剧增大，呈现非稳定增长；8 b桩间距下随着推力增大，桩顶位移增长速率也有增大的趋势。与土样1对比，由于图样2是含沙30%的土体，土体抗剪能力较强，故3 b桩间距下受剪土体较薄，推力较大时相对土样1更易不稳定，8 b桩间距下，受剪土体较厚，相对土样1下能承受更大的推力。 图8为土样2各级水平推力下后桩桩顶位移与桩间距关系。在推力较小时，3 b和8 b桩间距下，后 图5. 土样1不同桩间距下后桩桩顶位移与水平推力关系 图6. 土样1不同水平推力下后桩桩顶位移与桩间距关系 图7. 土样2不同桩间距下实验数据后桩桩顶位移与水平推力关系 图8. 土样2不同水平推力下后桩桩顶位移与桩间距关系 图9. 土样1和土样2水平推力为14 MPa不同桩间距下后桩桩顶位移实验值的对比 桩顶位移较小。推力较大时，3 b桩间距下位移急剧增大，且明显高于其它桩间距位移；4 b到5 b桩间距下，桩顶位移也较小；6 b桩间距下，桩顶位移较大。前后桩间距较小时，桩间土抗剪作用较小，推力较大时，推力主要由桩体承担，桩顶位移较大；前后桩间距较大时，桩间土体抗剪能力较强，桩顶位移也较小；4 b到5 b桩间距时，桩间土和桩体协同作用效果较好，桩顶位移也较小。 3.3. 土样1与土样2不同桩间距下后桩桩顶位移分析 图9为土样1和土样2水平推力为14 MPa不同桩间距下后桩桩顶位移实验值的对比。同等推力下土样2的后桩桩顶位移小于土样1的，且两种土样同等条件下都存在相对较优的前后桩间距。土样1下桩间距为5 b时后桩桩顶位移较小，土样2下桩间距为4b与5b之间时后桩桩顶位移较小，与欧明喜 [ 8 ] 通过FLAC 3D 数值计算得到的最优桩间距3 b~5 b，和周金成 [ 12 ] 通过PLAXIS 2D 数值计算得到的最优桩间距为3.5 b~5.5 b相吻合。说明随着土体抗剪强度的提高，h型抗滑桩的最优前后桩间距有变小的趋势，说明了更高的土体抗剪强度能使最优的桩土作用间距变小，而且相对抗剪强度小的土体，较优桩间距的范围也变得更大。
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user: 4. 结论 本文在土样一和土样二两种土体性质、五种不同前后桩间距下，完成10种工况h型抗滑桩模型试验，通过对实验结果的分析，得到如下结论： 1) 桩顶位移是评判h型抗滑桩抗滑性能的重要标准，实验结果表明，同种土体中，桩顶位移与前后桩间距并不是呈单调变化的，而是存在最优桩间距。土样1中5倍桩间距下，土样2中4~5倍桩间距下位移较小，h型抗滑桩的抗滑性能较好。 2) 实验结果表明，土体性质对h型抗滑桩抗滑性能影响较大。掺入30%河沙的土样2相对于没有河沙的土样1，由于其土体抗剪能力的提高，土体最优桩间距离变小，且较优前后桩间距的范围更大。
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user: 摘 要 本文结合蒙华铁路预制T梁外观质量情况，研究了聚羧酸高性能减水剂不同母液及小料对混凝土工作性、含气量、凝结时间、抗压强度等指标的影响，并通过混凝土实体外观对比，确定了最佳的减水剂复配方案。采用此方案成型的T梁外观颜色均一，气泡面积约占到整个表面积的5%之内，气泡最大尺寸仅1.5 mm。 关键词 :蒙华铁路，T梁，外观质量，聚羧酸高性能减水剂 Copyright © 2018 by authors and Hans Publishers Inc. This work is licensed under the Creative Commons Attribution International License (CC BY). http://creativecommons.org/licenses/by/4.0/
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user: 1. 引言 随着高性能混凝土应用技术以及施工质量的提升，对混凝土结构的外观质量也提出了更高的要求，外观质量在评定混凝土工程质量中占据了重要的地位。简支T梁由于混凝土方量少、自重小，具有良好的承载能力和良好的经济性能，在铁路中小跨径桥梁中占据着越来越重要的地位 [ 1 ] 。由于T梁本身存在梁体高而窄、预埋件多、钢筋密集且混凝土标号高、粘度大，在施工中容易出现色差、水纹、气泡等外观质量缺陷，尤其是马蹄倒角处坡度较缓，气泡不易排出，容易残留大量的气泡。因此，T梁混凝土质量也向着清水混凝土技术发展 [ 2 ] [ 3 ] [ 4 ] [ 5 ] 。 蒙华铁路全线采用T梁设计，其中中铁四局安徽中铁工程材料科技有限公司负责供应减水剂的制梁场有陕西段延安六标中铁十局梁场、山西段中铁四局卢氏梁场、河南段中铁四局西峡梁场和三阳梁场等六个，总计约9000片梁。 在蒙华铁路某梁场施工初期，由于施工控制不到位、混凝土状态不佳等原因造成梁体马蹄面出现较多尺寸不一的气泡，且有些尺寸直径较大，气泡面积约占到整个马蹄面的30%以上，气泡最大尺寸超过5 mm。如图1、图2所示。 在接到现场情况反馈后，公司安排专家组成员到蒙华铁路各个梁场进行调查、分析原因，并设计试验方案进行研究。 图1. 简支T梁表面气泡 图2. 简支T梁大气泡
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user: 2. 试验原材料、试验仪器、试验方法 2.1. 试验原材料 水泥：PO52.5，宁夏赛马水泥厂产；粉煤灰：I级，陕西省榆林市靖边电厂产；砂：II区中砂，当地沙场；粗骨料：5~10、10~20级配碎石，当地石料厂购；聚羧高性能酸减水剂：母液类型有高减水型母液101、132，减水保坍型母液103，保坍型母液301、322，引气剂Y01，消泡剂X01、X02均来自中铁四局安徽中铁工程材料科技有限公司。 2.2. 试验仪器 混凝土搅拌机、混凝土含气量测定仪、混凝土蒸汽养护箱、压力试验机、坍落度筒等。 2.3. 试验方法 混凝土含气量、坍落度性能试验测试按照GB/T50080-2016《普通混凝土拌合物性能试验方法标准》进行。 混凝土试件制作与养护、抗压强度测试按照GB/T50081-2002《普通混凝土力学性能试验方法标准》进行。
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user: 4. 工程应用 蒙华梁场从2016年5月开始施工，到2017年11月已成功浇筑了约1500片梁，现场混凝土拌合物各项性能良好，具有符合现场要求的凝结时间和早期强度，强度指标、耐久性指标满足要求，拆模后构筑物表面平整光滑，气泡少颜色均一，气泡面积约占到整个马蹄面的5%之内，气泡最大尺寸仅1.5 mm，如图13所示。并得到施工单位、业主和监理的一致好评。
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user: 5. 结论 1) 132母液具有低引气特点，能降低混凝土拌合物初始含气量及含气量损失；322母液适应性好，有助于改善混凝土含气量损失；103母液具有早强特点，能加快混凝土的凝结硬化，提高了早期强度。 2) 经过试验室及现场模拟试验，混凝土含气量损失小、凝结时间短有助于T梁外观质量的改善。 3) 103 + 132 + 322 + Y01 + X02 + T01 + C01减水剂复配方案，成型的T梁外观质量最佳，气泡少颜色均一，气泡面积约占到整个表面积的5%之内，气泡最大尺寸仅1.5 mm。
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user: 摘 要 为研究变截面波形钢腹板组合箱梁弯曲和剪切变形计算问题，本文基于辛普森积分公式，推导了计算变截面波形钢腹板组合箱梁在集中荷载和自重荷载作用下弯曲和剪切变形的等效惯性矩法。以一实际单箱单室变截面波形钢腹板组合箱梁为算例，考虑施工过程中的最大悬臂80 m时的工况，利用所提方法计算了其受集中荷载和自重荷载作用下的弯曲和剪切变形。为对比分析，通过建立悬臂梁的梁单元模型和实体–壳单元模型，分别计算了悬臂梁在集中荷载和自重荷载作用下的弯曲和剪切变形。与实体–壳单元模型计算的弯曲和剪切变形相比，集中荷载作用下等效惯性矩法计算的弯曲和剪切变形误差分别为1.3%和13.4%，梁单元模型计算结果误差分别为4.6%和34.1%；自重荷载作用下等效惯性矩计算的弯曲和剪切变形误差分别为2.8%和15.8%，梁单元模型计算结果的误差分别为5.5%和29.7%。同时基于顶底板混凝土对剪切变形影响的定量分析表明，由于考虑了顶底板混凝土的抗剪效应，利用等效惯性矩方法计算的剪切变形更接近实体–壳单元模型计算结果。结果表明，提出的变截面波形钢腹板组合箱梁弯曲和剪切变形计算方法结果吻合良好，计算效率较高，适合波形钢腹板组合箱梁在施工过程中的变形分析计算。 关键词 :波形钢腹板，弯曲变形，剪切变形，等效惯性矩，辛普森公式 Copyright © 2018 by authors and Hans Publishers Inc. This work is licensed under the Creative Commons Attribution International License (CC BY). http://creativecommons.org/licenses/by/4.0/
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user: 1. 引言 波形钢腹板PC组合箱梁桥结构作为一种新型的钢–混凝土组合结构，其顶底板为钢筋混凝土结构，腹板为波形钢板，预应力采用体外或体内与体外相结合的结构形式。该结构充分利用了混凝土抗压强度高，波形钢腹板抗剪屈服强度高的优点，有效的将钢、混凝土两种材料进行了融合，提高了材料利用率，是一种较为经济、合理、高效的结构形式 [ 1 ] [ 2 ] [ 3 ] [ 4 ] 。 与传统的预应力混凝土箱梁相比，它无论是在结构形式还是受力性能方面均有诸多特点，结构方面，波形钢腹板代替混凝土腹板使自重减轻，并且由于腹板特有的折叠形状，剪切刚度要在钢板剪切模量的基础上进行折减；受力性能方面，波形钢腹板是组合箱梁的剪力的主要承担者，混凝土顶板和底板主要起到抗弯的作用，充分发挥了材料特性 [ 5 ] [ 6 ] [ 7 ] 。同时，由于混凝土顶底板又对截面抗剪有贡献，波纹腹板也对抗弯也有一定贡献，忽略它们之间的作用，虽然使得计算的截面抗力偏于安全和保守。但是在桥梁施工阶段中，对波纹钢腹板的变形的控制和计算精度要求比较高，如果计算的变形偏于保守，会使得计算结果与实际结构发生的变形产生较大的误差，给波纹钢腹板梁的安装和变形控制带来困难 [ 8 ] [ 9 ] [ 10 ] [ 11 ] 。 国内外学者对波形钢腹板组合箱梁的变形计算进行了较多研究。其中，Ezzeldin Yazeed [ 12 ] 提出基于弹性弯曲理论的推导公式，通过假定位移场，建立内力平衡方程、变形协调条件和物理方程，依据边界条件及荷载条件求出解析解；但实际中梁的边界条件、荷载状况较复杂，难以获得解析解。刘保东 [ 13 ] 等根据波形钢腹板特点，基于变分原理，结合微分方程及相关的边界条件，利用欧拉公式推导了考虑箱梁剪力滞和剪切变形的波形钢腹板变形计算公式，结果表明剪力滞对计算结果的影响较小，变形值仅增大了1.3%。李宏江、叶见曙等 [ 14 ] 基于Timoshenko梁理论，推导出了等截面波形钢腹板组合箱梁的变形计算公式，其中，混凝土顶底板仅起到抗弯作用，腹板仅起到抗剪作用，简单有效，但忽略了混凝土顶底板的抗剪能力，其计算结果偏大。在此基础上，国内外学者采用共轭梁法和等效刚度法等近似等效方法进行了改进。上述方法应用于变截面波形钢腹板箱梁时都有一定的难度。 本文基于辛普森积分公式，推导了箱梁的等效惯性矩、顶底板的等效厚度和钢腹板的等效高度的计算公式，建立了箱梁在集中荷载和自重荷载作用下的弯曲变形和剪切变形的计算公式，并且利用等截面剪应力计算公式得到了腹板承担的剪力比例。通过单箱单室变截面波形钢腹板组合箱梁算例，利用等效惯性矩法分别计算了其在集中荷载和自重荷载作用下的弯曲变形和剪切变形，并与梁单元模型和实体–壳单元模型进行了对比，结果显示集中荷载作用下等效惯性矩法计算的弯曲变形和剪切变形误差分别为1.3%和13.4%，梁单元模型计算的误差分别为4.6%和34.1%；自重荷载作用下的等效惯性矩法计算的弯曲变形和剪切变形误差分别为2.8%和15.8%，梁单元模型计算误差分别为5.5%和29.7%。最后，通过顶底板混凝土对剪切变形影响的定量分析，表明由于考虑了顶底板混凝土的抗剪能力，利用等效惯性矩方法计算的剪切变形，更接近实体–壳单元模型计算结果。本文建立的基于辛普森公式的波形钢腹板组合箱梁变形计算方法计算简便，计算精度较高，且避免了复杂积分计算和模型建立，计算效率较高。适合波施工过程中的变形分析计算。
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user: 2. 波形钢腹板组合箱梁的截面特性 2.1. 波形钢腹板轴向受力特性 波形钢腹板组合箱梁截面，是在传统的混凝土箱梁截面基础上用波形钢腹板替代混凝土腹板的组合箱梁，由于其“手风琴”构造特征如图1所示，轴力作用下，轴向变形大，故其表观弹性模量小 [ 15 ] 。波形钢腹板纵向表观弹性模量与钢板的弹性模量E 0 、波高h、板厚t以及波纹形状系数r有关，可按下式计算： E x = 2 r E 0 ( t h ) (1) 计算所得表观弹性模量仅为钢板模量的几百分之一，因此设计上一般忽略波形钢腹板的轴向受力问题，认为轴向力仅由混凝土顶底板承担。 2.2. 波形钢腹板组合箱梁抗弯等效截面 由于波形钢腹板纵向表观弹性模量和轴向刚度很小，可忽略腹板对截面的抗弯作用。因此，计算箱梁抗弯惯性矩时，仅考虑混凝土顶底板的作用，其等效截面如图2所示。 波形钢腹板箱梁受弯时，若不考虑波形钢腹板的作用，则混凝土顶底板的纵向正应力分布基本符合线性的特征，因此计算波形钢腹板组合箱型梁变形时采用这一“拟平截面假定” [ 16 ] [ 17 ] 。 2.3. 波形钢腹板有效剪切模量 Johnson RP [ 18 ] 等研究发现，剪力作用下波形钢板的剪切模量有所降低，提出了有效剪切模量，其计算公式为： G e = G b + d b + d sec a (2) 式中：a、b、d为波形钢腹板尺寸，其意义如图1所示；G为钢板的抗剪弹性模量， G = E 0 / [ 2 ( 1 + μ ) ] ，其中m泊松比 [ 19 ] [ 20 ] 。
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user: 4. 算例分析 选取悬臂长度为80 m的单箱单室变截面波形钢腹板组合箱梁为研究对象，箱梁几何尺寸如图5。箱梁结构混凝土强度为C60，弹性模量 E c = 3.60 × 10 4   MPa ，抗压强度标准值 f c k = 38.5   MPa ，抗拉强度标准值 f t k = 2.85   MPa ，泊松比0.2。波形钢腹板弯折形式为波浪形，选用Q345钢板，弹性模量 E 0 = 2.10 × 10 5   MPa ，泊松比 μ = 0.3 。自由端作用集中荷载1000 kN，自重荷载为20687.64 kN。 4.1. 有限元计算模型 采用桥梁有限元分析程序Midas Civil和Abaqus有限元分析软件分别建立梁单元和实体–壳单元模型。其中，Midas Civil梁单元模型，悬臂梁分为18个单元，如图6所示。考虑到横隔板对结构整体影响不大，忽略其影响效应。组合箱梁的模拟计算采用程序中的波形钢腹板截面。 为了验证理论计算的准确性，利用有限元软件Abaqus对该箱梁进行实体建模以及荷载作用和边界条件的模拟，三维实体模型，如图7所示。其中，采用C3D8R单元模拟混凝土结构；采用S4R壳单元模拟波形钢腹板结构；在分析计算中，假设波形钢腹板与混凝土顶底板完全连接，无相对滑移或剪切连接破坏；波形钢腹板具有足够的屈曲强度，无任何形式的屈曲破坏；不考虑钢筋以及混凝土的非线性的影响。 图5. 80 m悬臂变截面波形钢腹板箱梁截面图 图6. 梁单元模型 4.2. 等效截面参数计算 利用建立的等效计算方法，得到悬臂波形钢腹板组合箱梁的等效顶板厚度、底板厚度、钢腹板高度和截面惯性矩，其中顶板厚度不变，按照设计块段划分选择计算截面，如表1所示。 4.3. 弯曲变形分析 利用公式(20)、(28)和表1中的惯性矩，可得该梁在集中荷载和自重荷载作用下的弯曲变形。 在集中荷载作用下两种方法计算的弯曲变形值相对于实体-壳单元模型计算的弯曲变形值误差都较 图7. 实体-壳单元模型 Table 1 Equivalent post composite box beam parameter 悬臂长度(m) 底板厚度(cm) 腹板厚度(cm) 惯性矩(m 4 ) 3.2 145 709 295 6.4 140 694 286 11.2 133 671 272 16 127 649 259 20.8 120 629 246 25.6 114 609 233 30.4 109 591 220 35.2 103 573 207 40 98 556 195 44.8 94 541 183 49.6 89 526 171 54.4 85 512 160 59.2 81 499 149 64 78 487 139 68.8 75 477 129 73.6 72 467 121 78.4 69 458 112 80 69 455 110 表1. 等效后组合箱梁参数 小，最大悬臂状态下梁单元误差为4.6%；等效惯性矩法误差为1.3%，相对于梁单元误差更小，如图8所示。在自重荷载作用下，最大悬臂状态下的误差梁单元为5.5%；等效惯性矩法误差为2.8%，如图9所示。 4.4. 剪切变形分析 为验证计算的剪切变形的准确性，与梁单元模型和实体-桥单元模型所计算的剪切变形进行比较；梁单元模型的剪切变形由考虑剪切变形的总变形值和不考虑剪切变形的弯曲变形值差值得到；实体–壳单元模型的剪切变形通过约束该梁变形时的转角得到。 计算结果如图10所示，由图可知在集中荷载作用下提出的等效方法计算的剪切变形值相对于梁单元模型计算值更加精确，随着悬臂长度的增加，等效惯性矩法计算值与实体–单元模型计算值误差逐渐减小，最大悬臂状态下等效惯性矩法的误差为13.4%，而梁单元模型计算的误差为34.1%。 自重荷载作用下的剪切变形如图11所示，由图可知利用等效惯性矩法计算的剪切变形相对于梁单元模型更加精确，最大悬臂状态下梁单元计算值误差29.7%，等效惯性矩法计算值误差为15.8%。 由于梁单元模型默认的有效抗剪面积为钢腹板截面面积，并不考虑混凝土的抗剪能力，故导致计算的剪切变形值偏大。
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user: 5. 顶底板混凝土抗剪能力对剪切变形的影响分析 该梁在自重荷载作用下各截面的波形钢腹板剪应力如图12所示，计算中假设腹板剪应力沿腹板高度均匀分布。由图可以看出，利用等截面梁计算公式计算得到的腹板剪应力相对与腹板承受全部剪力时的 图8. 不同方法计算在集中荷载作用下的弯曲变形 图9. 不同方法计算在自重荷载作用下的弯曲变形 图10. 不同方法计算在集中荷载作用下的剪切变形 图11. 不同方法计算自重荷载作用下的剪切变形 图12. 钢腹板剪应力对比 剪应力要小，这是由于考虑了混凝土顶底板的抗剪作用，因此计算结果更加精确；该梁梁端固结处截面的腹板实际承担剪力的比例86.5%，与腹板承受全部剪力时的剪切变形进行比较，如图13所示。由于腹板承受的剪力变小，故剪切变形相应减小，且与实体-壳单元模型计算值更加吻合，考虑混凝土抗剪能力 图13. 腹板不同剪力承载比下的剪切变形 时的剪切变形误差为15.8%，不考虑混凝土抗剪能力的剪切变形误差为33.9%。
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user: 6. 结论 1) 实体–壳单元模型可以真实反映波形钢腹板的受力情况，但建模过程复杂，计算效率不高；梁单元模型计算结果误差较大，波形钢腹板的安装对变形精度要求较高；本文基于辛普森公式计算的等效惯性矩，避免了当惯性矩沿截面变化时繁琐的积分计算，利用等效惯性矩计算得到的弯曲变形和剪切变形与实体–壳单元模型的计算结果吻合度较高。 2) 本文基于辛普森积分公式，将波形钢腹板组合箱梁的变截面形式等效为等截面，建立了计算变截面波形钢腹板组合箱梁变形的等效惯性矩法，该计算方法考虑了混凝土的抗剪能力，计算结果更贴近实际。
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user: 摘 要 开挖程序和开挖方法的选择对于实现地下厂房快速、经济、安全的施工具有重要影响。论文以文登抽水蓄能电站地下厂房为例，以“平面多工序，立体多层次”的思想拟定了三个开挖方案，建立相应的有限元分析模型，反演了初始地应力，并应用非线性有限元方法仿真分析了不同开挖方案下洞室围岩的变形、应力状态和屈服区分布。结果表明，三个开挖方案围岩整体稳定，局部变形和稳定主要受穿越厂房的2条主要断层影响，在制定开挖实施方案时可根据进度要求和施工条件等优化开挖步序。研究结果为文登地下厂房的施工方案优化提供了依据，也可供类似工程参考。 关键词 :地下厂房，开挖方案，稳定性，有限元分析 Copyright © 2018 by authors and Hans Publishers Inc. This work is licensed under the Creative Commons Attribution International License (CC BY). http://creativecommons.org/licenses/by/4.0/
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user: 1. 引言 我国地域辽阔、地形和地质条件复杂，对于峡谷地带水利枢纽，采用地下厂房有利于枢纽建筑物的合理布置和拦河大坝的快速施工，并且在施工导流布置方面具有优势，能缩短建设周期、节省工程总投资。90年代后的峡谷高坝大都采用地下厂房方案 [ 1 ] - [ 8 ] ，如二滩、大朝山、江娅、棉花滩、小浪底、小湾、龙滩、溪洛渡、爆布沟、水布娅等。近年来，地下厂房洞室群的规模也愈来愈大，我国已建成投产与正在建设中的大型水电站地下厂房中，地下厂房跨度已达25~35 m，高度已达70~90 m [ 2 ] [ 3 ] [ 4 ] 。对于大型地下洞室，钻孔爆破法是最常采用的施工手段，在钻爆法开挖大型地下洞室的过程中，开挖程序和开挖方法的选择对于实现快速、经济、安全的施工具有重要影响 [ 1 ] [ 2 ] [ 6 ] 。 论文将以文登抽水蓄能电站为例，通过对地下厂房系统地质条件、布置特点及施工特性的深入分析研究，充分利用进厂交通洞、通风洞、母线洞、引水岔管、尾水隧洞及施工支洞等通道，在保证工程施工安全的前提下，以“平面多工序，立体多层次”的思想合理安排开挖方案 [ 1 ] [ 2 ] ；应用非线性有限元方法仿真分析不同开挖方案，对地下厂房洞室进行稳定性分析，为制定安全、经济、快速的施工程序、开挖方案提供依据，以达到施工顺序与施工进度合理，经济安全的目的。
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user: 2. 工程概况及基本技术资料 2.1. 工程概况 文登抽水蓄能电站位于山东省威海市文登区界石镇境内，工程区距文登区公路里程约35 km。装机容量1800 MW，安装6台单机容量为300 MW的可逆式水泵水轮机组。电站主要由上水库、下水库、水道系统、地下厂房系统及开关站等建筑物组成，其中地下厂房包括主机间、主副厂房及安装场，安装场和主副厂房分别布置在主机间的左、右两端。地下厂房开挖总尺寸为214.5 × 25.0 × 53.5 m (长 × 宽 × 高)，其中主机间开挖尺寸为149.5 m × 25.0 m × 53.5 m (长 × 宽 × 高，下同)，安装场开挖尺寸为45.0 m × 25.0 m × 26.0 m，主副厂房开挖尺寸为20.0 m × 25.0 m × 53.5 m；主变洞平行布置在主厂房下游侧，与主厂房净距离为40 m，开挖尺寸为226.5 m × 21.0 m × 22.0 m；母线洞与主厂房、主变洞正交连通，一机一洞，断面为圆拱直墙型，净尺寸为40.0 m × 8.5 m × 9.5 m；交通电缆洞位于主副厂房与变副厂房之间，净尺寸为40.0 m × 2.5 m × 6.0 m，为两层布置，上层为交通廊道，下层为电缆廊道；主变运输洞位于安装场和主变洞之间，净尺寸为40.0 m × 6.0 m × 7.0 m；尾闸室为城门洞型结构，闸室闸门井段净尺寸为146.10 × 9.9 × 19.8 m (长 × 宽 × 高)；尾闸副厂房布置于尾水闸门室的右侧，平行布置于右变副厂房下游50.35 m处，开挖尺寸为35 m × 10.1 m × 19.8 m (59.1 m) (长 × 宽 × 高)。洞室群主要洞室情况如图1所示。 2.2. 地质条件及参数 地下厂房区岩性以晚元古代晋宁期黑云角闪二长花岗岩和中生代印支期黑云角闪石英二长岩(I、II类)为主，二者呈混熔状态，岩性界线不是很明显，以二长岩占多数。地下厂房区揭露大小断层53条，以近E-W走向倾向南的陡倾角断层为主，优势产状为NW275˚ SW∠80~85˚，其中多数为III~IV级结构面，宽度一般小于1 m，延伸短。F5、F12及f11-23是切过厂房区的三条II级结构面，断层及其影响带宽度均在10 m以上，为厂房区最大的断层，三条断层中间发育着29条III、IV级结构面，其中III级结构面宽度一般在1 m以上。厂房区裂隙以近EW走向倾向S\N，陡倾角裂隙为主，优势产状为NW275˚ SW∠60~90˚，该组裂隙约占总统计条数的50%；还发育一组近东西向缓倾角结构面，优势产状NW275˚ SW∠0~30˚，该组裂隙约占7%。 厂区围岩的物理力学性质测试分别进行了野外变形试验、地应力测试、岩体纵波测试及室内常规试验。根据对试验成果的整理分析及类比其它工程，结构面力学参数建议值见表1，各类围岩的物理力学性质指标建议值见表2。 2.3. 开挖方案 根据工程经验 [ 1 ] [ 6 ] 和进度计划要求，初步拟定了三个开挖方案，即常规开挖方案，分七层开挖完成 图1. 地下厂房横剖面图 Table 1 The recommended value of mechanic parameter of joints and fault 级别 代表性结构面 结构面类型 抗剪断强度 抗剪强度 f' c' (MPa) f c (MPa) II f11-23 岩块岩屑型 0.45~0.55 0.10~0.20 0.40~0.50 0 F5， F12 岩屑夹泥型 0.35~0.45 0.05~0.10 0.30~0.40 0 表1. 岩体结构面力学参数建议值 整个洞室，开挖时按分层从上往下逐层开挖，分层情况和步序如图2所示；立体开挖方案1，在常规开挖方案的基础上，先开挖第一层，再同时开挖第二层和第五层，然后其他层从上往下顺序依次开挖，分层情况和步序如图3所示；立体开挖方案2，在常规开挖方案的基础上，先开挖第一层，再开挖第二层，为了便于施工中出渣等，同时开挖掉引水洞并延伸到下游边墙部分岩体和尾水洞，其他层从上往下顺序依次开挖，分层情况和步序如图4所示。
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user: 3. 初始地应力反演 3.1. 实测地应力 厂房区域的地应力测试点(ZK524)在厂房西端墙部位，采用应力解除法地应力测试，测试结果见表3。 3.2. 反演方法 形成初始应力场的因素有：岩体自重、地质构造运动、温度等。暂不考虑温度因素，岩体自重、地 Table 2 The recommended value of mechanic parameter of surrounding roc 围岩分类 弹性模量 变形模量 剪切模量 泊松比 抗剪断强度 抗剪强度 凝聚力 内摩擦角 凝聚力 内摩擦角 GPa GPa MPa ˚ MPa ˚ I 40 25 10 0.2 2.50 60 1.2 48 II 30 20 8 0.23 2.0 52 1.0 45 表2. 围岩的力学性质指标建议值 Table 3 The measured data of crustal stress at EL. 151.65 m in ZK524 hole (unit: MPa σ x σ y σ z τ xy τ yz τ zx 13.626 7.056 9.846 −1.535 1.414 −0.208 表3. ZK524孔(EL151.65 m)地应力测试结果(单位：MPa) 图2. 常规开挖方案 图3. 立体开挖方案1 图4. 立体开挖方案2 质构造运动因素通过施加不同的边界条件来实现。自重的构成以图5(a)表示，计算中采用岩体实测容重。构造运动作用力的构成如图5(b)~图5(d)所示，通过在边界上施加单位力p或位移u来体现，但反映构造运动作用力的最终值决定于p或u与相应的回归系数的乘积。p和u的分布可以是均布的、线性的、二次的等等。 以认为，实测的初始应力场及其所反映的初始应力场是下列变量的函数： σ = f ( x ， y ， z ， E ， μ ， γ ， Δ ， U ， V ， W ， T ⋯ ) (1) 式中： σ 为初始应力值； x ， y ， z 为地形和地质体空间位置的坐标系；可由勘测资料获得 E ， μ ， γ (岩体的弹 图5. 边界模式 性模量、泊松比和容重)； Δ 为自重因素； U ， V ， W 为地质构造作用的因素； T 为温度因素。这些待定因素是由图5给定的边界条件构成的。将基本初始应力乘以系数即为实际初始应力。 记现场量测点的应力值为 σ ′ i ( i = 1 ， 2 ， 3 ， ⋯ ， n ) ，有限元计算所得测点的应力值为 σ i ( i = 1 ， 2 ， 3 ， ⋯ ， n ) 。于是，岩体初始应力场的反演问题可转化为式(2)所示数学模型的优化问题。 φ = ∑ i = 1 n | σ i − σ ′ i | (2) 由于岩体自重、地质构造运动、温度等对初始应力场的影响可通过在有限元计算模型上施加荷载及边界条件等效模拟，因此 σ i 也可看作有限元计算模型上所施加荷载及边界条件的函数。显然，当 φ → 0 时，可以将模拟应力场视为初始应力场，反演完成。遗传算法是求解这一优化问题提供了很好的途径 [ 3 ] 。 3.3. 反演结果 根据表2中地应力实测结果，采用有限元方法与基于式(1)~式(2)的遗传算法，反演得到垂直于厂房轴线的侧压系数约0.95，而在平行于厂房轴向方向的侧压力系数为1.15。
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user: 4. 围岩稳定数值分析 4.1. 有限元模型 1) 有限元网格模型 计算模型范围边界为：从主厂房洞上游边墙向上游延伸75 m (X轴负向)，从尾闸洞下游边墙向下游延伸70 m (X轴正向)；从安装场的左端墙向左延伸80 m (Y轴正向)，从主厂房端部的1#通风机室右端墙向右延伸80 m (Y轴负向)；上至地表、下至▽−130.0 m高程(Z轴向上为正)。 根据工程经验，模型仅考虑主厂房洞(含主副厂房、安装场)、主变洞(含主变副厂房)、6条母线洞、6条尾水洞(与主厂房的交叉段)；初步分析断层的分布区域和影响程度，仅考虑了2条断层，分别是f 202 和f 203 。用8节点六面体单元和4节点四面体单元进行离散，如图6所示；共计剖分了40万个单元，35万个节点，模型底面和侧面均施加法向约束。 2) 力学模型 围岩本构模型采用立加锚节理岩体的隐式弹粘塑性本构关系。根据弹粘塑性势理论(Owen， 1980)，隐式弹粘塑性本构关系均可写成： { Δ σ } n = [ D ^ ] n ( { Δ ε } n − { ε ν p } n Δ t n ) (3) 式中： Δ t n 是在时间 t n 的时步长； [ D ] 和 { ε ν p } n 分别是弹性矩阵、粘塑性应变率。岩块采用D-P屈服准则，断层、节理采用M-C屈服准则，锚杆采用Von Mises屈服准则。 4.2. 计算结果分析 4.2.1. 位移结果分析 常规顺层开挖方案、立体开挖方案1和立体开挖方案2三者的变形规律均一致，如图7~图8所示。 由图7~图8可以看出，总体上围岩位移均指向洞内临空面方向，即上游边墙变形指向下游，下游边 图6. 有限元网格 图7. 1 # 母线洞轴线剖面开挖位移矢量 图8. 主厂房纵剖面开挖位移矢量 墙变形指向上游，洞顶变形铅直向下，洞底板变形向上回弹；断层部位存在明显的错动变形。常规顺层开挖方案、立体开挖方案1和立体开挖方案2三个开挖方案围岩特征部位的变形统计如表4，由表4可知三者的位移差别非常小，在1 mm以内，除断层、边角等局部外总体均为弹性变形。 4.2.2. 应力结果 常规顺层开挖方案、立体开挖方案1和立体开挖方案2三者的应力分布规律均一致，如图9~图10所示。 由图9~图10可以看出，洞周围岩总体处于受压状态；在洞周部分断层出露处和洞室底板局部出现受拉区域，除了个别应力集中点外，拉应力水平一般不高于2.0 MPa；洞周围岩的主压应力总体小于20 MPa，但在洞室边角处或洞室间交叉处应力集中，导致局部应力水平较高。 Table 4 Deformation of specific points (unit: mm 位移最大值 主厂房 主变室 常规开挖方案 立体开挖方案1 立体开挖方案2 常规开挖方案 立体开挖方案1 立体开挖方案2 顶拱下沉 −7.45 −7.46 −7.46 −6.78 −6.79 −6.78 底板隆起 11.54 11.55 13.42 8.93 8.92 8.92 上游边墙X向 14.08 13.70 14.02 21.53 21.52 21.51 下游边墙X向 −34.55 −34.53 −35.38 −8.80 −8.79 −8.78 右端墙Y向 5.80 5.80 5.80 3.94 3.94 3.94 左端墙Y向 −11.62 −11.38 −11.58 −3.85 −3.85 −3.85 表4. 特征点位移(单位：mm) 图9. 3 # 母线洞轴线剖面σ 3 云图(MPa) 图10. 3 # 母线洞轴线剖面σ 1 云图(MPa) 4.2.3. 屈服区 常规顺层开挖方案、立体开挖方案1和立体开挖方案2三者的屈服区分布规律均一致，如图11~图13所示。 由图11~图13可以看出，洞周围岩整体稳定；洞周围岩的屈服区主要分布在主厂房和母线洞以及主变室与母线洞交叉处，但屈服区最大深度不超过4 m，小于拟采取锚固措施的深度；受洞室群开挖影响的断层处也有部分屈服区，建议加强对主要洞室与母线洞交叉口出的支护。 4.3. 关键开挖步分析 对于在立体开挖方案2，主厂房下部进行立体开挖的洞室规模均较小，而岩体本身质量较好，除了在断层处局部出现屈服区外，其他部位岩体均为出现屈服区，洞周围岩整体稳定；对于立体开挖方案1，与常规开挖方案的差别主要是开挖第三层岩体和开挖第四层岩体时形成临空(如图4)，对围岩稳定和施工安全存在隐患，因此重点对比开挖第三层岩体和开挖第四层岩体时洞周围岩的稳定状况。 1) 开挖第三层岩体 图11. 1 # 母线洞轴线剖面屈服区分布示意图 图12. 3 # 机组中心线剖面屈服示意图 图13. 主厂房轴线剖面屈服区分布示意图 第三层岩体开挖时引起的洞周围岩的变形和该步开挖完成时的屈服区分布分别如图14~图15所示。 由图14可知，开挖第三层岩体时洞周围岩的变形仍指向洞内临空面方向，围岩最大位移约为5 mm；由图15看出，开挖第三层岩体时洞周围岩的屈服区主要分布在厂房母线洞顶拱在主变洞和厂房洞室出露处附近以及断层内部，洞周围岩的屈服区深度小于4 m，且开挖第三层岩体时洞周围岩整体稳定。 2) 开挖第四层岩体 第三层岩体开挖时引起的洞周围岩的变形和该步开挖完成时的屈服区分布分别如图16~图17所示。 由图16可知，在主厂房上游侧第四开挖层岩体上部的岩体往下游斜向上变形，下部的岩体往下游斜向下变形，这是由于第四层岩体开挖前上下层岩体已经挖空，开挖第四层时，第四开挖层岩体附近的围岩向外凸起变形所致；围岩最大位移约为7.5 mm；由图17看出，开挖第四层岩体时洞周围岩的屈服区主要分布在母线洞在主变洞和厂房洞室出露处附近以及断层内部，洞周围岩的屈服区深度小于3 m，且 图14. 3 # 母线洞剖面位移矢量图 图15. 3 # 母线洞剖面屈服区分布 图16. 3 # 母线洞剖面位移矢量图 图17. 3 # 母线洞剖面屈服区分布 开挖第四层岩体时洞周围岩整体稳定。
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user: 5. 结论 针对文登抽水蓄能电站地下厂房的地质条件、可能的开挖方案，建立精细的有限元模型，进行了非线性有限元仿真分析，取得如下主要成果和认识： 1) 根据实测应力值，反演了厂区的初始地应力场，该区属于中等地应力水平，反演结果合理。 2) 根据拟定的洞室群开挖施工方案，从变形、应力分布及屈服区情况对比了三个开挖方案。结果表明： a) 由于地下厂房布置在I类围岩内，且岩体条件总体较好，因此三个开挖方案在变形、应力分布及屈服区等指标方面差异不大，以弹性变形为主，整体围岩稳定，局部的变形和应力主要受f 202 和f 203 断层的影响。 b) 立体开挖方案1、立体开挖方案2的洞周变形与常规开挖方案的洞周变形相差小于1 mm。 c) 洞周围岩总体处于受压状态，在洞周部分断层出露处和洞室底板局部出现受拉区域，最大拉应力小于2.0 MPa，主压应力小于20 MPa。 d) 屈服区主要分布在主洞室与母线洞交叉部分及受开挖影响的断层区域内，洞周围岩局部最大屈服区深度均小于4 m。 e) 应在主洞室与母线洞交叉等部位围岩加强支护。 3) 常规开挖方案与拟订的两个立体开挖方案在施工过程中围岩整体均稳定，仅从围岩稳定的角度来看是可行的。因此，在制定开挖实施方案时可根据进度要求、施工条件等优化开挖步序。
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user: 摘 要 本文以江西宜春某砂性土场地发生大变形的深基坑实例为对象，采用三维有限元分析软件Midas-GTS分析该基坑在发生大变形后的岩土力学参数变化过程，从而判断大变形后基坑的安全性、预测后续施工过程中基坑的变形趋势和稳定性状态，为进一步施工提供指导性建议。本文成果可供类似工程参考和借鉴。 关键词 :深基坑，大变形，反演，有限元法 Copyright © 2018 by authors and Hans Publishers Inc. This work is licensed under the Creative Commons Attribution International License (CC BY). http://creativecommons.org/licenses/by/4.0/
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user: 1. 引言 城市地下空间的开发利用已成为提高城市人口容量、缓解城市交通压力、改善城市居住环境的重要手段，随之而来基坑深度逐渐加深、影响范围不断扩大、周边环境更加严格复杂，如何确保基坑施工过程中基坑支护结构本身及周边建(构)筑物的安全成为基坑工程的主要课题。而目前的基坑支护设计将岩土参数作为定值，不考虑随着基坑开挖和变形的发生发展，岩土体应力应变状态发生改变，岩土物理力学参数也在不断变化和弱化减小的实际状态，对基坑安全性是有很大不利影响的。因此，通过常规设计计算方法所得的基坑支护结构位移及受力情况与实际情况均有一定的偏差。为解决此类问题，最常用的方法是根据监测所得基坑支护结构的受力、位移情况动态反演基坑施工过程中土层参数的变化，得到基坑开挖后的实际岩土层参数，以此为基础进一步分析基坑现状情况并预测后续的发展，研判整体基坑的安全性和周边环境的安全性。 目前，国内外学者在该领域已有一定的理论研究成果与实践验证。冯俊福等 [ 1 ] 以弹性地基梁法为基础，在常规的反分析过程中引入逐步开挖和隧道支撑的动态施工因素，反算基坑土体的m值，动态分析模拟深基坑工程实际变化情况，为下一工况的变形提出预报。吴朝阳等 [ 2 ] 以长沙五一广场地铁车站基坑为例，采用均匀设计法与有限元模拟相结合，以不同施工阶段的坑外实测沉降值为检验指标，在经验范围内反演分析土体的弹性模量，并根据反演结果预测基坑外的最终沉降值，结果表明，采用均匀设计法可以减少试算次数，反演分析得到的土体弹性模量值明显优于按经验区间的取值。朱合华等 [ 3 ] 基于任意施工阶段的围护墙体变形与内支撑梁轴力的增量监测值和施工FEM优化反演分析法，反推了各土层的弹性模量，给出了作用在墙体两侧的土压力分布，并预报各相继施工阶段的墙体和土体变形、内力及内支撑梁轴力。宋建学 [ 4 ] 结合郑州地区地铁车站工程案例，布设钢支撑轴力和支护桩水平位移(测斜法)监测点位，在不同开挖工况下按一定周期实测支护结构内力和变形，并根据静力平衡条件反演出基坑开挖面以上不同土层的m值；然后，用反演m值计算后续工段的变形，发现其结果更接近实测变形值。 由以上资料分析可见，众多学者的研究大部分集中在以支护结构的位移与受力为基础对支护桩(墙)的m值、弹性模量进行反演，而对基坑大变形情况下地层主要计算参数如 c 、 φ 、 τ 等值的变化研究较少 [ 5 ] 。本文以江西宜春某大变形深基坑工程为对象，采用三维有限元分析软件Midas-GTS 反演该基坑在发生大变形后的岩土力学参数 c 、 φ 、 τ 等动态变化情况，为大变形后基坑的后续施工进行安全稳定性评判并提供指导，为类似工程提供参考与借鉴。
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user: 2. 工程概况 2.1. 工程介绍 该基坑工程位于江西省宜春市袁州区区政府北侧，中山中路南侧，场地西侧及南侧为居民区(4~7层)。项目原规划设计包括商业中心裙楼2层、2幢29层住宅、2幢30层住宅、2幢31层住宅，原计划设置大底盘3层地下室，基坑深度约为9.0~19.8 m。项目地下室基坑形状呈L形，东西向长边约200 m，东西向短边约100 m，南北向长边约160 m，南北向短边长度约85 m，基坑总周长约710 m。场地卫星平面图如图1所示，基坑支护平面图如图2所示。 图1. 场地卫星平面图 图2. 基坑支护平面图(未加固方案) 该项目进行过两次基坑支护设计，分为基坑原支护设计与基坑支护加固设计。基坑原支护设计按照3层地下室深度进行，深度为9.0~19.8 m，采用顶部放坡+支护排桩+预应力锚索的方案，支护桩采用φ800-1000@1300 mm灌注桩，锚索间距为1300 mm。但基坑开挖至12 m左右时多个支护剖面出现了较大的变形，且周边建筑物沉降较大，于是对基坑进行了回填反压处理，并进行了加固设计。基坑支护加固设计在原支护设计基础上增加了微型钢管桩、增补混凝土排桩和预应力锚索等。基于该基坑的实际情况，本文选取东边中段的EF段剖面作为重点分析对象，针对该大变形深基坑在回填并加固处理后是否能保证安全稳定性或能否继续开挖至原设计深度问题进行深入分析。 基坑EF段原支护设计与加固支护设计情况如下： 基坑EF段剖面原设计深度为15.6 m，采用顶部3.0 m放坡 + φ1000@1300 mm灌注桩 + 一道25 m锚索支护(间距为1.3 m) + 桩间高压旋喷桩止水的方案，底部预留高3.3 m、宽5~8 m的反压土体，EF段原支护设计剖面如图3所示。当基坑开挖至12.3 m时支护桩变形过大，施工方将基坑回填反压至9.5 m深度，并进行了加固设计。加固设计方案中基坑开挖深度仍按照15.6 m不变，在原支护桩的坑内边增加φ800@500 mm的咬合桩(咬合300 mm，并跳桩设置上段钢筋笼，钢筋笼长13.5 m，下段和另一半的间隔桩为素砼桩)，在新旧两排支护桩间的200~300 mm间隙中采用20 m深的袖阀管注浆加固土体确保两排支护桩形成整体能共同作用，同时增加了三道36~42 m的预应力锚索(间距1.3 m)，对坑底土体采用φ1000@700三重管高压旋喷桩进行封底，加固设计剖面如图4所示。 2.2. 基坑施工重要时间节点 根据建设单位、施工单位、监测单位提供的资料汇总所得项目施工的重要时间节点如表1所示。 图3. 基坑原支护设计方案剖面图(EF段) 2.3. 基坑监测资料分析 基坑的监测平面布置图如图5所示，基坑EF段支护桩顶水平位移与周边土体沉降位移监测数据如表2所示，其中最大水平位移监测点S18的变化过程如图6所示，最大地面沉降监测点C18变化过程如图7所 图4. 基坑加固设计方案剖面图(EF段) Table 1 Table of important time node 2013年12月 原基坑支护结构施工 2014年11月 原基坑支护结构施工完成，开挖土体 2014年12月 基坑出现涌水、大变形 2015年01月 基坑抢险、回填反压 2015年04月 基坑开始施工加固措施 2016年05月 基坑完成加固措施施工，项目停工 2017年05月 项目停工一年 2017年10月 地下室结构完成，回填基坑 表1. 项目施工重要时间节点表 示。为了评估基坑二次开挖时新旧支护结构的受力特点及对周边建(构)筑物的影响程度，本文根据基坑的施工工况及现场实际监测数据将基坑EF段的变形过程分为三个时刻： 时刻一(2014年12月)：基坑开挖到12.3 m时； 时刻二(2016年5月)：基坑因大变形而进行回填反压到9.5 m深度，并对基坑加固完成时； 时刻三(2017年5月)：基坑保持9.5 m深度，基坑加固完成停工静置一年后。 据施工单位统计，至2016年05月为止，基坑EF段的加固混凝土桩、增加的第一道加固锚索、满堂式封底旋喷桩、袖阀管注浆全部完成施工，增加的第二、三道加固锚索因基坑没有下挖反压土体未进行 Table 2 Ditch pile top horizontal displacement and surrounding soil settlement displacement monitoring data sheet (EF Section 监测点 水平位移累计值(mm) 监测点 沉降变形累计值(mm) 时刻一 时刻二 时刻三 时刻一 时刻二 时刻三 ST9 −37.57 −64.87 −70.20 CT9 −15.92 −48.09 −42.54 S15 −67.36 −84.11 −87.40 C15 −36.69 −53.70 −55.31 S16 −58.30 −85.71 −92.48 C16 −35.56 −56.35 −59.27 S17 −59.15 −66.09 −75.49 C17 −20.50 −47.67 −49.50 S18 −84.79 −101.75 −115.90 C18 −33.51 −58.14 −67.59 表2. 项目施工重要时间节点表 图5. 基坑监测点布设示意图 图6. 监测点S18水平位移图 图7. 监测点C18竖直沉降图 施工，“时刻二”中“基坑加固完成”代表的是该情况，并不是全部加固措施都完成施工。 由以上监测数据分析可知，在时刻一，基坑最大水平位移为−84.79 mm，最大竖向沉降达−36.69 mm；在时刻二，基坑最大水平位移为−101.75 mm，最大竖向沉降达−58.74 mm；在时刻三，基坑最大水平位移为−115.90 mm，最大竖向沉降达−67.59 mm。可见，从时刻一至时刻二，EF段水平位移变化值增量为27.3 mm，竖向沉降变化值增量为24.63 mm；从时刻二至时刻三，EF段水平位移变化值增量为14.15 mm，竖向沉降变化值增量为9.45 mm，可见基坑加固后的位移变化增量已经明显减少，但蠕变一直在发展，平均每月的水平位移增量为1.18 mm，平均每天的水平位移蠕变量为0.04 mm。
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user: 3. 工程地质概况 场地地貌单元属于袁河一级阶地内，南边高、北西边低，最大高差约7.5 m；根据钻探揭露，场地地层由上往下为杂填土、含砾粉质粘土、粗砂、砾砂、粉质粘土、砾砂、碎石、含砾粉质粘土、强风化石灰岩、溶洞、中风化石灰岩等。根据岩土工程勘察资料确定的岩土设计参数值等如表3所示，典型地质剖面图如图8所示。 Table 3 Mechanical properties of rock and soil design parameters tabl 土名 承载力特征值 fak(kPa) 压缩模量Es/变形模量 E0(MPa) 天然重度 γ(kN/m 3 ) 快剪 岩土体与锚固体极限 摩阻力特征值qs 粘聚力 c(kPa) 内摩擦角 φ(度) ①1杂填土 40 2.0 17.5 10 10 15 ②含砾粉质粘土 155 6.2 19.5 26 20 30 ③粗砂 150 30 19.0 0 26 45 ④砾砂 200 38 19.0 0 28 47 ⑤1粉质粘土 100 4.6 18.8 22 18 30 ⑤2砾砂 180 35 19.0 0 28 47 ⑤3碎石 260 45 19.0 0 30 50 ⑤4含砾粉质粘土 158 6.4 19.6 28 22 35 ⑥1溶洞(全充填) 85 4.0 18.0 6 5 10 ⑥2溶洞(全充填) 180 35 19.0 8 6 12 ⑥石灰岩 1500 / / 45 25 65 ⑦中等风化石灰岩 10，000 / / 120 32 250 表3. 各岩土层力学性质设计参数表 图8. 典型地质剖面图(EF段)