山 东 科 技 大 学
本科毕业设计（论文）
题 目 青岛地铁3号线汇泉广场站 3号出入口结构设计
学 院 名 称 土木工程与建筑学院
专业班级 城市地下空间工程
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摘 要
城市地下轨道交通已成为城市交通的重要模式，城市地铁在城市交通运输中也起到了越来越重要的作用.自1863年伦敦建成世界上第一条地下铁道,迄今地铁建设已积累了130余年的经验与理论成果，在地铁隧道设计与施工方面的技术水平越来越成熟。我国地铁建设事业起步较晚。改革开放以来,随着国民经济的不断发展,我国的城市化进程也在逐步加快。经济的发展,人们生活水平的提高,城市规模的扩大,城市人口的急剧增加，城市交通面临着严峻的局势,就在这时，地铁建设才越来越多的进入到人们的视野里。
本设计为青岛市地铁3号线汇泉广场站3号出入口结构设计，运用荷载—结构法进行隧道衬砌结构力学计算，利用规范规定、工程类比、理论推导等多种方法结合进行结构设计，如对于隧道断面形状尺寸的设计采用工程类比法借鉴青岛市其他地铁隧道工程经验,利用规范规定方法进行材料系数选取、隧道深浅埋判断荷载计算、衬砌结构配筋等，利用理论推导及数值近似方法进行隧道衬砌内力、弹性抗力计算。
关键词： 隧道出入口结构 结构-荷载法 新奥法 初期支护
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Abstract
Urban underground rail transportation has become the important mode of urban transportation， and urban subway plays an increasingly important role in urban transportation。。 Since 1863 London built the world’s first underground railway, subway construction has accumulated more than 130 years of experience and theoretical results so far, the design ofand construction of metro tunnel technology became more and more mature. China's subway construction began late。 Since the reform and opening up， along with the continuous development of the national economy， our country’s urbanization process is gradually accelerated。 Economic development, people's living standards improve， the expansion of city scale, the rapid increase of urban population, urban traffic facing a grim situation, at this moment， the subway construction to more and more into the people’s vision。
The design for the Qingdao City Subway Line 3， Huiquan Square Station No。 3 out of inlet structure design, the use of load structure method for tunnel lining structure mechanics calculation, use a variety of methods such as specification， engineering analogy， theoretical derivation with structural design, such as for tunnel cross-section shape and size design of the engineering analogy method from Qingdao city subway tunnel engineering experience, for coefficient of material selection, the tunnel depth buried to determine the load calculation, lining reinforcement using standard methods， by theoretical derivation and numerical approximation method for tunnel lining internal force and the elastic resistance calculation。.
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Key Words： Tunnel air duct structure — load method， initial support for the new Austrian Tunnelling Method， two times lining
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目 录
摘 要
前 言 ........................................................................................................... 1 第一章 绪 论 ................................................................................................ 4
1.1本课题的研究目的和意义 .............................................................. 4 1。2本课题的主要研究内容 .............................................................. 7 1.3设计规范及设计标准 ................................................................... 12 第二章 工程概况 ........................................................................................ 14
2。1工程地理位置及设计范围 ........................................................ 14 2。2工程地质概况 ............................................................................ 14 第三章 隧道总体设计 ............................................................................... 20
3。1隧道线路选址 ............................................................................ 20 3。2隧道的几何设计 ........................................................................ 21 第四章隧道衬砌内力计算 ......................................................................... 22
4.1概述 ............................................................................................... 22 4.2隧道衬砌荷载类型及组合 ........................................................... 24 4.3隧道衬砌内力计算 ........................................................................ 32 第五章 隧道衬砌验算及配筋 ................................................................. 60
5.1隧道衬砌的截面强度验算 ........................................................... 60 5.2隧道二次衬砌配筋计算 ............................................................... 61 第六章 隧道施工组织设计 ....................................................................... 66
6.1隧道施工总体说明 ....................................................................... 66 6.2施工组织机构及施工队伍安排 ................................................... 69
6.3隧道施工方法和工序 ................................................................... 70 6.4施工组织注意事项 ....................................................................... 74
专题设计 .................................................................................................... 76
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参考文献 ...................................................................................................... 89 附录1 英文原文 ..................................................................................... 100 致谢 ........................................................................................................... 147
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第一章 绪 论
1。1本课题的研究目的和意义
本设计为地铁出入口隧道结构设计，为城市地下轨道交通辅助隧道，采用的结构断面形式为直墙拱式,通过此次对地铁隧道出入口工程设计施工全过程的毕业设计，目的是使自己能够熟练运用隧道工程有关设计计算的方法和施工规范,并能系统地掌握隧道工程的荷载计算基本理论和隧道衬砌支护结构设计方法，熟悉隧道设计的全过程，掌握隧道设计的基本原则,基本方法，基本程序和基本技术，积累隧道设计和施工组织的基础经验。培养综合运用理论知识和专业知识的基本技能，提高分析与解决实际问题的能力，为毕业后尽快适应工作奠定基础。
此次毕业设计通过自己独立自主的完成一项隧道工程项目的毕业设计，将有利于使自己各方面的知识系统化,在设计工作的实践中,锻炼了我们自主进行调查研究、收集资料、查阅资料及阅读文献的能力，也培养了自己的独立操作能力,以及与组内成员的协作意识。设计过程中，伴随着不断地发现问题、查找资料、解决问题，使得自己独立解决问题的能力得到大大提高,对于自己以后的工作和学习生活具有很大帮助，自己的学习能力得到了很大的提高。设计过程中还包括了工程制图的相关内容,有助于我们日后进入工作岗位，快速适应工作内容,并进行更深一步的学习。在今天一线城市加紧进行的地铁建设步伐的背景下，我们地下空间工程本科毕业生进行隧道的相关设计，将有助于我们提高自己的专业技术知识，提前培养自己的专业素养，迅速成长为城市地下交通隧道以及各种公路铁路隧道建设者中的中坚力量。
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在这次城市地铁隧道设计的过程中，除了利用已经学习的新奥法施工理念，还丰富了自己的隧道设计理念，当隧道为城市地下空间隧道结构时，我们不仅应考虑隧道安全性、经济性，还应考虑到隧道对地下环境的破坏,特别是对地下水的影响，因为城市地下水位的下降可能直接造成城市道路的沉降量过大，严重的造成地面裂缝，行人、车辆无法通行，因此,对于城市地下隧道的设计尤其注意地下水不能随意排放，而应采取对地下水影响较小的全封闭式隧道衬砌结构,提高防水设计等级而不做过多隧道外排水措施，减少大量排水对地面造成的沉降危害，并对隧道衬砌的裂缝严格控制，这样做可以显著减小对城市地下水环境的破坏，同时也符合现代建筑工程对环境保护的要求。这些是我从本次设计中对设计理念的深刻学习.
1。2 本课题的主要研究内容
本毕业设计工程为青岛地铁3号线汇泉广场车站出入口结构，结构形式为直墙拱式,支护类型为初期支护锚喷网加永久支护二次衬砌,从设计及施工方面概括来说有以下几个方面的内容:
1。2。1隧道线路设计
影响隧道位置选择的因素较多,如地质条件、水文地质条件、地形和地貌条件、投资条件、工期要求甚至于当地环境控制要求等.在众多因素中，根本性的因素是地质条件和地形条件。
隧道位置的选择与公路线路相互位置存在辩证关系.隧道工程有大小之分，对于一般的中、短隧道，原则上应依从于线路的位置,并根据具体的地质、地形条件做些小幅度的调整，以利于隧道施工。而对于长大隧道是线路的重点控制工程,其工程规模大、投资高、工期长，能否顺利施工是整条线路的重中之重，因此，在线路方案必选时,线路就得依从于隧道最优方
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案。城市地铁线路的选择尤其要注意地表以上建筑物和构筑物的基础,地铁施工尽量减少对地面正常交通的影响。
1.2。2隧道横断面设计
隧道横断面包括隧道建筑限界、通风以及其他所需的断面积，断面的形状和尺寸应根据围岩压力求得最经济值。本设计隧道需满足其功能性要求即作为出入口结构供给其他隧道通风的作用,因此其隧道断面设计为上半部分作为人行通道，下半部分作为送出入口,并根据此来进行隧道建筑限界、隧道断面的形状尺寸设计。本隧道横断面设计通过工程类比，对比青岛市其他地铁隧道的断面设计形式,确定最终方案。
1.2.3隧道支护结构设计
隧道初期支护的设计采用理论计算方法和工程经验类比法结合进行设计，通过计算围岩塑性区半径并参考规范规定，确定初期支护锚杆的间距、长度，确定喷射混凝土厚度和钢筋网钢筋间距，初次衬砌仅起到保护开挖面，使其没有危石掉落,提高隧道施工的安全性。二次衬砌及其配筋由计算得到的衬砌内力通过《混凝土结构设计规范》中的概率极限法确定。
1.2。4隧道防排水设计、通风防尘设计、隧道爆破设计
隧道防排水设计可以从两方面考虑，其一是通过改变围岩的渗透系数，降低地下水向隧道内的涌人量，这是限制排放的根本；其二是通过设置防水层和增强衬砌混凝土的抗渗抗裂性能，以达到阻隔地下水的目的，这是结构防水的最后保障。但事实上真正起到限制排放作用的主要在于降低围岩的渗透系数。隧道限制排水的技术措施有：超前预注浆、回填注浆、径向注浆.
隧道通风设计选择时主要考虑隧道长度和交通条件，同时还要考虑气象、环境、地形、以及地质等条件。在充分考虑各种因素后，选择既有效又经济的通风方式。隧道工程通风方式包括全横向式通风、半横向式通
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风、纵向式通风.横向式通风以车道下面作为送出入口，上部作为排出入口，气流从下往上横向流动。半横向式通风为了对于除圆形断面之外的其他断面形式的隧道换风便利,尽量减少通风管道断面的方式做了改进.全横向和半横向通风方式，由于需要隔离较大的隧道断面空间作为出入口，同时需要大功率的轴流风机通过斜（竖）井排出洞内废气，因此需要花费较大的工程费用和营运费用.而纵向式通风的竖井式纵向隧道通风，大大提高了隧道断面利用率，缩短了隧道独头通风的距离，在长大隧道的施工过程中被普遍采用。
隧道防尘设计：目前，在隧道施工中采取的防尘措施是综合性的，即湿式凿岩，机械通风,喷雾洒水和个人防护相结合，综合防尘。
隧道爆破设计：隧道开挖前应做好爆破设计,这也是隧道施工进度计划、工期、材料等的依据。隧道爆破设计应做到“有图、有表、有计算、有说明”。随着隧道施工理念新奥法的不断推广,对隧道光面爆破技术提出了更高的要求，光面爆破技术要求隧道爆破施工尽可能减少对围岩的扰动，保护围岩的完整性,充分发挥隧道围岩的自承能力。
1.2.5监控量测设计
地下水控隧道工程现场监控量测中最主要的成果就是反映围岩和支护结构的力学信息，根据信息类型的不同，隧道工程的监测内容可分为下述三类:
①目测观测。对围岩的破碎发育情况、隧道周边变形、支护结构开裂破坏等现象直接肉眼根据经验进行观察,以此判断围岩稳定性。
②位移监测。通过专门量测设备为获取隧道周边位移、拱顶下沉、围岩内部位移和地表下沉等信息而进行的现场监控量测.位移监测设备简单、易于操作。
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③受力监测.指通过专门量测设备为获取围岩与支护结构间的接触应力、围岩及支护结构内部应力状态、锚杆轴力等信息而进行的现场监控量测。
1。2.5专题设计部分 矿山法隧道：
①矿山法的国内外发展概况；
②矿山法的分类、盾构法施工的适用条件、施工流程； ③矿山法施工中常见的工程问题;
1。3设计规范及设计标准
1。3。1主要标准规范
本设计主要采用的设计规范主要有以下:
①JTGD 70-2004《公路隧道设计规范》 ②TB 10003—2005《铁路隧道设计规范》
③GB 50086—2001《锚杆喷射混凝土支护技术规范》 ④SL 377—2007《水利水电工程锚喷支护技术规范》 ⑤TB 10108—2002《铁路隧道喷锚构筑法技术规范》 ⑥GB 50157-2003《地铁设计规范》 ⑦GB 50010-2010《混凝土结构设计规范》 ⑧GB 50009-2012《建筑结构荷载规范》 ⑨TB 10204—2002《铁路隧道施工规范》
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⑩GB 50108—2008《地下工程防水技术规范》 1.3.2设计标准
（1)地铁工程地下结构中，除应急疏散结构平台结构设计使用年限为50年外，其余结构设计使用年限均为100年，设计按此要求进行耐久性设计。临时结构(矿山法隧道复合式衬砌的初期支护）可不考虑其耐久性要求,但需满足施工期间的使用要求。
(2）地铁结构中永久性构件荷载应按荷载效应基本组合进行试用阶段的承载能力计算时，取γ0=1。1，进行施工阶段的承载能力计算时，取γ0=1。0，在按荷载效应的偶然组合进行承载能力计算时,取γ0=1。0。作为临时结构构件设计的γ0=0.9。
（3）青岛市为6度抗震设防区,设计基本地震加速度值为0.05g。地下结构按抗震设计，抗震等级为三级,应采取 相应的抗震构造措施，提高结构的整体抗震能力。非承重构件亦应采取抗震措施。
（4）本工程地下结构所处环境类别有一般环境、氯化物环境(地下水中氯离子浓度〉100mg/L）和化学腐蚀环境（地下水中硫酸根离子浓度>200mg/L或地下水中侵蚀性二氧化碳浓度〉15mg/L）。
对于主体结构迎土面构件，一般环境下其环境作用等级按Ⅰ—C级，化学腐蚀环境或氯化物环境条件下其环境作用等级应根据水中离子浓度按照《混凝土结构耐久性设计规范》确定。对于结构内部构件，按干燥环境考虑，环境作用等级按Ⅰ—A级.
（5）钢筋混凝土构件(不含临时构件）正截面的裂缝控制等级一般为三级，即允许出现裂缝.在荷载作用下钢筋混凝土构件的表面裂缝计算宽度限制：结构内部混凝土构件（柱、楼板、楼板梁、站台板、楼梯等）不大于0。4mm，主体结
构迎土面构件（板、墙、衬砌等）的迎土面裂缝宽度不大于0.2mm，背土面不大于0.3mm。当保护层设计厚度超过30mm时，可取30mm计算裂缝最大宽度。
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（6）地下水位下的地下结构设计按最不利情况进行抗浮稳定性验算。在不计地层侧壁摩阻力时，抗浮安全系数Kf≥1.05；当计及地层侧壁摩阻力并采用标准值(极限值)时,抗浮安全系数Kf≥1。15。
（7)出入口支护结构的布置，需满足辅助隧道施工的需要和建筑限界要求，并考虑结构受力后的变形和施工误差等因素.
（8）出入口支护结构采用荷载-结构模式，计算分析对象为纵向长1m的出入口结构和地层，并选择最不利位置（内力最大处）进行衬砌计算。
（9）地下结构须具有战时防护功能并做好平战转换功能。在规定的设防部位，结构设计按6级人防的抗力标准进行验算，并设置相应的防护设施。地铁隧道与既有通道联通时，应保证设防标准不降低。
（10）地下结构主要构件的耐火等级为一级.
第二章 工程概况
2.1工程地理位置及设计范围
汇泉广场站位于文登路与延安路交汇路口东侧，文登路正下方。车站有效站台中心里程为 K2+816。059。本站设 3 座风道,3 个出入口，1 个疏散通道。本次设计为 2 号风道和 3 号出入口结构设计,2 号风道和 3 号出入口位于汇泉车站主体西南侧,周边较空旷，2 号风道西侧为已 建成的“人民会堂站~汇泉广场站区间 2 号竖井及其横通道”，距2 号风道约 10m,埋深 15m 左右.本风道埋深 9。5m,采用明挖法施工，为尽 量减小风道对横通道的影响，风道围护结构采用围护桩—钢支撑体系.主体结构为单层单跨箱型结构,3 号出入口出地面段为 U 型槽结构.2 号风道结构长度约为 42。4 米，
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宽度为 12.8m,结构顶板厚度为 500mm，结构底板厚度为 500mm，结构侧墙厚度为 500mm（300mm),覆土深 度为 2。95m，底板位于强风化中亚带。3 号出入口结构长度约为 32.4 米,宽度为 5.6~7。5m，结构顶板厚度为 500mm,结构底板厚度为 500mm （300mm、700mm），结构侧墙厚度为 500mm(300mm、700mm），覆土深度为 0～4。55m，底板位于强风化带. 围护结构型式：本基坑分两期施工,一期施工 2 号风道基坑，采用围护桩+内支撑体系；二期施工 3 号出入口基坑，采用桩锚体系且需待 2 号风道主体结构完工后方可施工；坑设旋喷桩止水帷幕,具体见设计图纸。
本出入口为非防倒塌出入口，楼梯的设计不考虑人防荷载。
2。2 工程地质概况
本次勘本节摘自《青岛市地铁一期工程（3号线）地质勘察一标段汇泉广场站详细勘察阶段岩土工程勘察报告》
2。2。1工程地质
根据青岛市建委推广的《青岛市区第四系层序划分》标准地层层序编号,依据野外钻探资料，本区间共揭示了6个标准层,划分了13个亚层，地层由新到老、自上而下分述如下：
第四系(Q）
第四系(Q)主要由全新统人工填土、全新统冲洪积层、上更新统冲洪积层组成,描述如下：
（1）第四系全新统人工填土层
第①层杂填土：杂色，松散，揭露层厚：0。50—2。50m，平均:1.48m.
第①1层素填土：褐色、黄褐色,松散,厚度0.50—2。90m，平均厚度1。46m。
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（2）第四系上更新统冲洪积层
第⑪层粉质粘土:黄褐—褐黄色，可塑—硬塑状,层厚：1。50—4。10m，平均：2。79m.
第⑫层含砂粘性土：黄褐色，硬塑状为主，层厚：0.40-4.60m，平均：2.19m.
基岩
基岩主要为燕山晚期侵入花岗岩为主，部分燕山晚期侵入脉岩，岩性主要为花岗斑岩，呈脉状穿插其间,于不同岩性接触带见有糜棱岩、碎裂岩，描述如下：
（1)燕山晚期花岗岩
按风化程度划分为强风化岩带、中风化岩带和微风化岩带，各带（亚带）的工程特征详细描述如下：
第⑯上层强风化花岗岩上亚带:浅肉红色—-黄褐色，结构构造已大部破坏，揭露层厚：1。40-2。70m。该层岩石坚硬程度为极软岩,岩体完整程度为极破碎,岩体基本质量等级为V级。
第⑯中层强风化花岗岩中亚带：浅肉红色，结构构造已大部破坏，层厚度为：2。20-9。80m，平均厚度5.73m.该层岩石坚硬程度为极软岩,岩体完整程度为极破碎,岩体基本质量等级为V级。
第⑯下层强风化花岗岩下亚带：浅肉红—肉红色，结构构造已破坏,层厚度为：1。00-7。20m，平均层厚3。68m。该层岩石坚硬程度为极软岩，岩体完整程度为极破碎,岩体基本质量等级为V级。
第⑰层花岗岩微风化带：肉红色,粗粒结构,块状构造，节理裂隙发育,以构造、风化裂隙为主,层厚度为：0。70—14。0m，平均层厚6。20m。该层岩石坚硬程度为软岩，岩体完整程度为较破碎，岩体基本质量等级为IV级.
第⑱层花岗岩微风化带：肉红色，粗粒结构,块状构造,节理不发育，岩芯较完整,坚硬，该层在场地内分布广泛，未揭穿，最大揭露厚度20。
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30m.该层岩石坚硬程度为坚硬岩，岩体完整程度为较完整，岩体基本质量等级III级。
（2）
燕山晚期侵入岩脉
第⑯2层强风化带花岗斑岩:原岩风化强烈,结构构造大部分已破坏,揭露层厚度为7。5m.该层岩石坚硬程度为极软岩，岩体完整程度为极破碎，岩体基本质量等级为V级。
第⑰2层中风化带花岗斑岩；肉红色,斑状结构，块状结构,节理、裂隙较发育,层厚度为：1。00-—5.50m，平均层厚3.22m。该层岩石坚硬程度为软岩，岩体完整程度为较破碎，岩体基本质量等级为V级。
第⑱2层：微风化带花岗斑岩：肉红色，斑状结构，块状构造，局部节理裂隙发育，以构造、风化裂隙为主，揭露层厚度为：0.80-20。30m，平均层厚8.94m。
该层岩石坚硬程度为坚硬岩，岩体完整程度为较完整,岩体基本质量等级III级.
（3）构造岩
第⑯4层砂土状碎裂岩：褐黄—灰绿色，结构构造大部分已被破坏，节理裂隙极发育,层厚度为：15。60m.该层岩石坚硬程度为极软岩，岩体完整程度为极破碎，岩体基本质量等级为V级。
第⑰4层块状碎裂岩：褐黄色,原岩为花岗岩，节理裂隙发育，地层厚度为:8.10—24.10m。该层岩石坚硬程度为软岩,岩体完整程度为破碎，岩体基本质量等级为V级。
地铁隧道出入口结构设计截面3—3处地层物理力学参数见表2.1
地层物理力学参数表2。1
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岩岩土土分名层称 杂填①、土、①1 素填土 ⑪ 粉质粘土含砂⑫ 粘性土 强风⑯下 化花岗岩中风⑰
化花岗岩微风⑱2
化花岗岩快剪 粘聚力内摩擦C
角
（kPa） （°）重度 γ kN/m3）
17。5 0 15 18。9 28 11 19.2 30 20 23.5 / 45 24.5 / 55
24。5 / 65 岩层或土层基床系
数K
水平竖直(MPa/m)
(MPa/m)
8 6 28 20 40 35 250 200 550
19 500 1000 900
静泊止松侧比μ 压力系数K0
/ / 0.44 0.31 0。42
0.30 0.39
0。28
0.35 0.26 0。0。30
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天土然石状工程态分级下 单轴极限抗压强度标准值fc
/ I / II / III / IV 30 V 110 VI 隧道围岩分级 VI
VI
V
IV
III
II
（
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2。2.2水文地质
本次勘察工作区内的地下水类型按赋存方式主要为：第四系松散土层孔隙水,基岩裂隙水。
本车站所处场地地貌类型为剥蚀斜坡,第⑪层粉质粘土、第⑫层含砂粘性土富水性一般，透水性较差，场地地下水位埋深4.80-13.60m。根据场地工程地质、水文地质条件，结合拟建车站结构特征及青岛市的地区经验，建议抗浮设防水位绝对标高按7.0m取值。
2.2。3工程地质条件评价
本场地地貌形态为剥蚀斜坡，地势较平坦，场地地面标高为14。40-16.61m.
本暗挖车站经过的岩层主要为强—微风化花岗岩、花岗斑岩，部分地段经过青岛山派生断裂，断裂带内主要为砂土状碎裂岩、块状碎裂岩，其隧道围岩分级为VI级，其余段的强-微风化隧道围岩分级为III—V级.
受砂土状碎裂岩、块状碎裂岩影响隧道围岩分级为VI级，强风化上、中亚带及强风化花岗斑岩隧道围岩分级为V级，该层岩土开挖时，拱部无支护时，可产生较大坍塌，侧壁有时会失去稳定，因此，应优先采用复合式衬砌，施工时应注意局部岩石软硬不均匀对施工的影响。
本次场地地下水类型主要为基岩裂隙水，主要含水层为强、中风化岩带的基岩裂隙水。基坑涌水量376。62m3/d,属富水性较差地层。综合评价本场地范围水文地质条件属简单类型。
综合评价本暗挖车站岩土工程条件属中等复杂类型，暗挖范围内的岩土工程条件中等.本车站施工时应注意隧道顶围岩级别为VI级和V级地
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段，围岩较易坍塌，处理不当会出现大坍塌.本场地不存在可液化土层，可不考虑地震液化问题。
本场地为可进行建筑的一般场地。本场地属于场地基本稳定区,适合地铁站建设。
第三章 隧道总体设计
隧道总体设计通常包括隧道选址、隧道几何设计、衬砌内轮廓线及几何尺寸拟定,本设计研究对象为地铁车站出入口结构，因此隧道选址上需依附于地铁车站的选址,本章将着重介绍隧道几何尺寸、内轮廓线的确定。
3。1隧道线路选址
建设部影响隧道位置选择的因素较多,如地质条件、水文地质条
件、地形和地貌条件、投资条件、工期要求甚至于当地环境控制要求等。在众多因素中，根本性的因素是地质条件和地形条件.
隧道位置的选择与公路线路相互位置存在辩证关系。隧道工程有大小之分,对于一般的中、短隧道，原则上应依从于线路的位置，并根据具体的地质、地形条件做些小幅度的调整，以利于隧道施工。而对于长大隧道是线路的重点控制工程，其工程规模大、投资高、工期长，能否顺利施工是整条线路的重中之重，因此，在线路方案必选时，线路就得依从于隧道最优方案。
在确定线路时，通常在多个线路方案中，根据地形图和各种调查资料，进行经济技术比较之后，最后确定一条线路.一般线路比较的要点是：线形适当(平面顺势，纵坡均衡、横面合理),顺应地形，路线延长对邻近地区的影响;安全性、用地、建设投资、养护费、行驶性能，施工难
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易，与当地环境和景观相协调等.采用该隧道方案时,尤其是长大隧道通风、照明及养护管理费用较大，应当综合考虑。
3。2隧道的几何设计
水隧道净空指隧道衬砌的内轮廓线所包围的空间,包括隧道建筑限界、通风以及其他所需的断面积，断面的形状和尺寸应根据围岩压力求得最经济值.隧道建筑限界是为了保证隧道内各种交通的正常运行与安全，而规定在一定宽度和高度范围内不得有任何障碍物的空间限界。设计时,应满足《公路工程技术标准》（JTG B01－2003)中规定值，设计公路隧道建筑限界横断面。隧道净空除应在符合隧道建筑限界的规定外，还应考虑洞内排水、通风、照明、防火、监控、营运管理等附属设施所需的空间，并考虑施工时必要的变形预留量，使确定的断面形式及尺寸达到安全、经济、合理。再确定隧道净空断面时，应尽力选择净断面利用率高、结构受力合理的衬砌形式。
横断面设计时考虑通风对断面的影响。本设计采用全横向通风方式，需要隔离较大的隧道断面空间作为出入口，因此其横断面设计为隧道竖向中间位置设置中板,隧道下半部分作为地铁车站主体通风用送出入口，上部结构可作为人行通道或地铁车站进站通道。
设计衬砌断面还需解决衬砌结构形式、内轮廓线、轴线、和厚度问题。内轮廓线原则上应尽可能的接近建筑限界，力求开挖和衬砌的数量最小。衬砌断面的轴线也尽可能与断面压力曲线重合，使各截面主要承受压应力，根据围岩等级、受力状态、防水要求等选择内衬的截面形式，可以根据作图法确定道路隧道衬砌内轮廓线。当主要承受竖向压力或同时承受不大的水平侧压力时，可采用三心圆拱加直墙式衬砌，本隧道围岩等级较
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高，围岩完整性较好，隧道侧压力较小,因此采用直墙拱式隧道衬砌结构形式。
本设计隧道衬砌结构详细尺寸见毕业设计图纸3。1
隧道衬砌结构详细尺寸3.1
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第四章 隧道衬砌内力计算
4.1概述
隧道结构工程特性、设计原则和方法与地面结构完全不同，隧道结构是由周边围岩和支护结构两者组成共同的并相互作用的结构体系.各种围岩都是具有不同程度自稳能力的介质，即周边围岩在很大程度上是隧道结构承载的主体,其承载能力必须加以充分利用。隧道衬砌的设计计算必须结合围岩自承能力进行,隧道衬砌除必须保证有足够的净空外,还要求有足够的强度，以保证在使用寿限内结构物有可靠的安全度。显然，对不同形式的衬砌结构物应该用不同的方法进行强度计算.
19世纪末，混凝土已经是广泛使用的建筑材料，它具有整体性好，可在现场根据需要进行模注等特点。在应用初期，地下结构的建造和计算的理论基础为线弹性结构力学即地下弹性连续拱形框架结构阶段，此种计算方法将隧道拱形衬砌看作一种超静定弹性结构，作用在结构上的荷载为地层压力，这种方法忽视了地层对结构变形所产生的弹性抗力.所谓弹性抗力是指支护结构发生向围岩方向的变形引起的围岩对支护结构的约束反力，其作用是限制衬砌变形改善衬砌受力状态提高衬砌结构承载力,衬砌在受力过程中的变形，一部分有离开围岩形成脱离区的趋势，另一部分压紧围岩形成抗力区，如下图所示:
因此，选择合理的弹性抗力系数有助于优化支护方案设计,减小支护
成本。在本设计中，隧道出入口结构采用直墙拱形形式，除考虑主动荷载外，还应考虑拱圈和边墙处弹性抗力作用。
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隧道衬砌结构内力计算通常可分为结构力学法和弹性力学法，其中弹性力学法建立在连续介质力学的基础上，认为在变形过程中，衬砌和地层是一个整体，两者相互之间依靠连续条件联系。但是，由于数学上的困难，此种方法只有少量简单的洞室模型才能求得解析解，而绝大部分不得不依靠数值解法来实现。本设计借助ANSYS有限元分析软件进行数值模拟分析用来校核结构力学方法计算得到的结果，校核支护结构设计的安全性。
隧道结构计算中的荷载结构法属于结构力学法,在这里结构是指衬砌结构，荷载主要是指开挖硐室后由松动岩土自重所产生的地层压力。在结构力学法分析过程中，首先确定地层压力，然后计算衬砌结构在地层压力及其他荷载作用下的内力分布，最后根据内力分布再进行衬砌结构的断面验算。可以看到，荷载结构法和计算地面结构时所采用的结构力学方法基本相同，主要差别是衬砌结构在变形过程中受到周围介质的限制。
本设计直墙拱式隧道衬砌的主要受力构件是拱圈和边墙，他们整体相连，而墙底支撑在基岩上。设计计算过程采用荷载结构法，将拱圈和边墙分开考虑,认为拱圈是一个拱脚弹性固定的无铰拱，拱圈弹性抗力假设为二次抛物线分布。边墙视为弹性地基梁,全部抗力由温克尔假定确定.墙顶和拱脚弹性固结，墙脚与基岩有较大摩擦力,无水平位移发生，它在基岩上的作用,视为刚性体。
4.2隧道衬砌荷载类型及组合
4.2.1隧道荷载类型
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一般来依靠力学计算设计衬砌结构的厚度、钢筋布置用量等,取决于隧道所受荷载的大小。荷载结构法计算的基本思路就是由荷载计算内力，再由内力设计衬砌结构.隧道结构主要承受的荷载包括:
①永久荷载。永久荷载又称静荷载，指长期作用在结构上且大小、方向和作用点不变的荷载，如结构自重、岩土体压力和地下水压力。根据铁路隧道设计规范出入口荷载计算可按浅埋隧道松散围岩压力考虑，采用规范所给出的公式计算。
②可变荷载。可变荷载又称活荷载,是指在结构物施工和使用期间可能存在的变动荷载，其大小和作用位置都可能变化.比如公路隧道中的车辆荷载、人群荷载、施工荷载、地面堆载、材料堆载.本设计中，施工荷载按10kPa 计算，结构设计中应考虑各种施工荷载可能发生的组合，地面超载一般按 20kPa 计算.
③偶然荷载。偶然荷载又称动荷载。指瞬时作用的荷载。如车辆爆炸荷载、车辆撞击荷载以及在抗震区进行地下结构设计时，需计算地震波作用下的动荷载作用。青岛市为 6 度抗震设防区,设计基本地震加速度值为 0。05g。
④其他荷载.指使结构产生内力和变形的各种其他因素,例如：混凝土材料收缩、温度变化、结构不均匀沉降等因素引起结构产生内力。
在本设计中地铁结构中永久构件在按荷载效应基本组合进行使用阶段的承载能力计算时， 取γ0＝1.1，进行施工阶段的承载能力计算时， 取γ0 ＝1。0,在按荷载效应的偶然组合进行承载能力计算时，取γ0＝1。0.作为临时构件设计的结构，在按荷载效应的基本组合进行承载能力计算时, 取γ0＝0。9。
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围岩压力与结构自重是隧道结构计算的基本荷载。《铁路隧道设计规范》TB 10003—2005中在对隧道结构进行计算时，列出了荷载类型，只考虑本设计需计算的荷载种类，如下表4.1所示
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表4。1 作用(荷载）分类
荷载类型 结构自重 永 久 岩荷 压载 力围力 水平压力 水压力 基可本 变可 荷变 载荷 偶然 荷载
4.2。2荷载组合
采用概率极限法设计隧道结构时，结构的作用设计值按式4-1计算
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荷载名称 荷载计算及取值 按实际考虑 竖向压按《铁路隧道设计规范》判断深埋和浅埋 按规范侧压力系数计算 按《水工隧道设计规范》采用静水压力折减的方法 按4KN/m 考虑 2人群荷载 施工荷载、地面堆按10KN/m2 考虑 载 载、材料堆载 地震作用 按设防烈度6度考虑
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(4—1）
其中，———作用分项系数
本设计考虑按施工阶段、使用阶段和特殊荷载作用的不同工况进行荷载组合，选择最不利荷载组合作用下进行内力计算，对构件进行强度计算时荷载采用设计值进行计算。
(1) 施工期间的基本组合：永久荷载+可变荷载，不考虑水压力影响；
(2） 使用阶段：
基本组合：永久荷载+可变荷载，考虑水压力影响； 偶然组合：永久荷载+可变荷载+地震荷载；
(3)进行正常使用极限状态下的衬砌裂缝宽度验算时，荷载组合采用标准组合值进行计算。
荷载组合如表4.2：
表4.2 荷载组合表
组合 荷载种类 基本组合1：永久荷载+基本可变荷载 标准荷载2：永久荷载+基本可变荷载 偶然荷载3：永久荷载+地震荷载 永久荷载 1。35 1.0 1。2 可变荷载 1.4 1.0 1.0 1。3 地震荷载 / / --—作用标准值
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由表格得出,考虑按照荷载最不利原则,选取使用阶段荷载基本组合为设计计算组合.
4。2。3隧道衬砌荷载计算 一、隧道围岩压力的计算
本设计计算断面为青岛地铁3号线2号出入口结构3-3断面,其断面结构详图见本设计图3.1 隧道衬砌断面详图。
根据断面设计图，确定其计算参数为：
（1）隧道净高：H=内轮廓线高度+衬砌厚度=4。2+1。6=5.8m 隧道净跨:B=内轮廓线宽度+衬砌厚度=6+1。7=7。7m （2）隧道深浅埋的判断：
①本设计隧道结构埋深为12.6m，根据《公路隧道设计规范》中附录E.0.1，浅埋和深埋隧道的分界,按荷载等效高度值，并结合地质条件、施工方法等因素综合判定.按荷载等效高度的判定公式为：
（4—2）
式中：
——-浅埋隧道分界深度
hqq --—荷载等效高度值，按
计算，其中q为按
q0.452s11i(B5)算出的深埋隧道垂直均布压力，其
中s为隧道围岩等级，对于本设计围岩等级为III级围岩，B为隧道净跨,B>5m时，i取0.1。 对于三级围岩，取
；
对于本设计的隧道地质及尺寸参数,计算得
，
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对于三级围岩，取
;
, ,
对于本设计的隧道地质及尺寸参数,计算得
,
, ,
所以判断隧道结构为深埋隧道。
综合规范方法和理论研究计算方法，本设计作为深埋隧道计算是没有问题的。
因此，本设计隧道结构围岩压力根据《铁路隧道设计规范》4.3。3，计算深埋隧道，围岩压力按松散压力考虑，其垂直均布压力可由:
q0.452s11i(B5)
水平均布围岩压力可按《铁路隧道设计规范》中表4.3 围岩水平均布压力
表4.3 围岩水平均布压力
围岩级别 水平均布压力e
I~II 0 III 〈0。15q 31 IV (0。VI （0. 30～0.50)q
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15~0。30)q
三级围岩取水平围岩压力系数为0.14，则有：
二、水压力计算
本设计为市政地铁车站出入口结构隧道设计，由于在城市内修建隧道,因此对于地下水的控制应特别注意，隧道的设计亦不宜采用透水垫层、盲沟、排水管等方式，对地下水进行大量排放，地下水位下降过大时，在城市内尤其容易发生地表不均匀沉降的问题，因此,从防止城市地面沉降以及保护地下环境等问题出发，本设计采用全封堵防水衬砌,即尽量少做或者不做隧道外的排水措施，而仅利用隧道衬砌的防水，阻止地下水进入隧道内部。
本设计中，地下水位抗浮设防水位绝对标高取7m深，衬砌所受水压力F可看作是作用在衬砌外缘的法向表面力，计算时，取水压力均匀分布,水头高度取隧道高度一半处,根据SL_279—2002__《水工隧洞设计规范》，作用在钢筋混凝土衬砌结构上的外水压力，可按式4—3估算：
(4—3)
式中 -—作用在衬砌结构外表面的地下水压力，kN/m3 ;
-—外水压力折减系数；
——水的重度，kN/m3,一般采用9。81 kN/m3; --地下水位线至隧洞中心的作用水头,m;
其中，外水压力折减系数
可有规范中表6.2.5取值，根据本设计勘
察的水文地质条件，地下水类型为基岩裂隙水，属富水性较差地层，地下
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水位埋深距离隧道中心的作用水头，由图3.1 隧道衬砌断面详图可得
，查表取值
，所以有，衬砌所受水压力：
三、结构自重荷载
对于隧道拱圈结构，计算其竖向荷载还应考虑拱圈自身重力影响，考虑其每延米范围内隧道长度的拱圈自重荷载为：
其中，钢筋混凝土重度=25 kN/m3,隧道衬砌结构厚度四、地震荷载
根据《铁路工程抗震设计规范》GB 50111—2006（2009年版）8。1节隧道抗震强度和稳定性验算公式8。1.3，可得隧道衬砌上任意质点的水平地震力，应按下式计算:
其中，
为计算质点的水平地震力;
水平地震力作用修正系数，岩石地基取0。20；
地震动峰值加速度,m/s2,青岛市为6度抗震设防区，设计地震加
速度值为0.05g；
计算质点的构筑物质量,此处取单位面积上衬砌厚度方向的质量;
将以上围岩压力、水压力、结构自重根据之前讨论的荷载最不利组合进行组合，地震荷载作为偶然荷载,计算得在使用阶段的荷载基本组合作用下，对结构是最不利的，其荷载大小为： 隧道竖向均布荷载：
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隧道侧向均布荷载:
隧道中板结构计算时考虑自重荷载以及施工荷载和行人荷载等活荷载,按荷载组合的基本组合分项系数计算得：
其中,，分别为恒荷载组合值分项系数，活荷载组合值分项系数； 为钢筋混凝土重度，为中板厚度；
为行人荷载，取4
，
为施工荷载，取10
隧道拱圈和边墙上由于产生朝向围岩的位移使围岩产生对隧道衬砌的受力有利的约束力-——弹性抗力的计算将在下一节里同隧道衬砌内力一同计算。
下图4.1为主动荷载作用下隧道衬砌以及中板所受荷载的受力简图：
4.3 隧道衬砌内力计算
4。3.1衬砌计算结构的选取
青岛市地铁3号线3号出入口结构采复合式衬砌,分初期支护和二次支护，初期支护采用喷锚网联合支护，二次衬砌采用现浇模筑钢筋混凝土支护.
拱形直墙式隧道衬砌的主要受力构件是拱圈和边墙，他们整体连接,而墙底支撑在基岩上.另外，由于拱圈与边墙紧贴岩壁,因此围岩对其具有弹性抗力作用.所以，再进行衬砌结构的计算分析时,除考虑主动荷载外,还应计算拱圈和边墙处弹性抗力的作用.
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在分析拱形直墙式隧道结构时,要进行简化和假定。直墙拱形结构计算的基本假定有:
①直墙拱形结构是一个空间结构，但其纵向长度远大于其跨度，可按平面应变问题处理；
②将拱圈和边墙分开考虑，认为拱圈是一个拱脚弹性固定的无铰拱，拱圈弹性抗力假设为二次抛物线分布；
③边墙视为弹性地基梁，全部抗力由温克尔假定确定，即本设计采用局部变形法计算弹性抗力与衬砌内力。
④墙顶和拱脚弹性固结，墙脚与基岩有较大摩擦力,无水平位移发生，它在基岩上的作用,视为刚性体。
⑤本工程中,为尽快封闭衬砌以保证防水达到施工条件。
拱圈弹性抗力一般假定为二次抛物线式分布，拱圈任意截面的弹性抗力按照下式计算：
(4—4）
其中，
为弹性抗力最大处，弹性抗力与隧道中轴线的夹角； 为弹性抗力抛物线上零点，假定大小为45°左右;
为拱脚处有弹性抗力最大值；
先来计算隧道拱圈内力，为了方便计算,利用辛普生近似法计算各类位移，隧道为对称结构,取隧道左半边拱圈作为研究对象，因此将半边拱圈结构等分为5块，各分块上的外力近似地认为作用在各分块截面的中点上，据此得出拱圈内力计算图示如图4。3所示。
4。3。2拱圈几何要素
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（1）衬砌几何尺寸.
隧道拱圈由三心圆方法绘制，隧道衬砌内轮廓线半径为r1=4200mm，r2=1800mm，内径r1、r2所画圆曲线的终点截面与竖轴的夹角为φ1=30°、φ2=60°,本出入口结构初次衬砌的厚度为0.25m，二次衬砌的厚度为0.55m,取初次和二次衬砌的中轴线为计算轴线。拱的矢跨比f/l=3250/8900=0。365〉0。25,因此，本设计不考虑材料的轴向变形对内力的影响.
（2）半边拱圈圆弧长度S及分段圆弧长度ΔS
O1圆弧弧长S11r1303.1442002.198m
180180O2圆弧弧长S22r2603.1418001.884m
180180半拱圆弧长度SS1S22.198 1.884 4.082 m
，将半拱轴线等分为6段，每段轴长为:
S4.0820.68m6
（3)各分块截面中心几何要素 ① 与竖直轴夹角i
00
2119.2765 218.5529
3219.2765 327.8295
S14SS10.522 m
430S118046.6158
r236
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S25SS11.202 m
530S218068.2608 r2S36SS11.882 m
630S318089.9059 r2角度闭合差0
② 拱部各截面中心垂直坐标yi
a1(r1r2)cos1(4.625-2.225)cos302.0785m
y00
y1r1r1cos14.625(1cos9.2765)0.0605my2r1r1cos24.625(1cos18.5529)0.2404my3r1r1cos34.625(1cos27.8295)0.5349my4r1a2r2cos44.6252.07852.225cos46.61581.0182my5r1a2r2cos54.6252.07852.225cos68.26081.7224my6r1a2r2cos64.6252.07852.225cos89.90592.5428m
4.3.3主动荷载作用下的衬砌内力计算
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在本设计中,考虑了中板和仰拱对隧道边墙的轴力作用，并认为中板、仰拱对隧道边墙的集中力不会影响到隧道拱圈的内力计算，根据拱顶截面相对变位为零的条件，列出立法方程如下:
X111X2111p00 （4—5) XXfu02222p00121由叠加原理, 墙顶转角位移0X11X2(2f1)z （4-6)
000M)1(HP0H)2ee 其中,z(MP墙顶位移u0X1u1X2(u2fu1)uz (4-7)
000M)u1(HP0H)u2eue 其中，uz(MP代入立法方程式得：
X1(111)X2(12f12)1p1z02X1(21f12)X2(22f12f2u2)2p2fzuz0（）
其中，ik、ip——基本结构的单位位移和主动荷载位移；
1——墙顶单位转角；
z-—基本结构墙顶的荷载转角；
f-—衬砌矢高，f=2。972m.
由辛普森法，得到各系数近似计算公式如下： ikMiMkS1; （4-9) dsEIEIip0MiMp0SMiMpds； (4-10) EIEI38
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求出未知力后，根据结构力学的方法，采用下列公式求解各截面内力:
0MX1yX2Mp0M （4-11） 0NX2cosNp0N (4—12)
内力Mp、Np的计算，取计算图示如下图，由结构力学方法求出内力计算公式如下：
00
0MipQaqiEaei (4-13)
0NipQisiniEicosi (4-14）
其中，Q、E为各分块上作用的垂直压力、侧压力；
aq、ae分别为相应垂直荷载和水平荷载对截面i中心点的力臂；
4。3.3位移计算
（1）单位位移δ11、δ12=δ21、δ22计算
围岩类别为III级,容重取24.5kN/m，围岩的弹性抗力系数
K1106kN/m3，衬砌材料为
3C45混凝土,弹性模量
Eh3.35107kPa，截面惯性矩
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，取每延米计算,容
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重取h25kN/m。由辛普生法近似计算,计算过程见附表5。11单位位移计算表，计算单位位移：
1112213S0SM1SdsEhIEhM1M2SdsIy10.68333.33366.766210-6/kNm73.35100.68265.39285.387110-6/kN0EhI
EhI3.3510740
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22S0M2SdsEhIEh2y2I0.683.35107401.49368.149710-6m/kN（2)载位移计算——主动荷载在基本结构中引起的位移
每一楔块上的作用力
① 15)
式中，bi为衬砌外缘相邻两截面之间的水平投影长度，由图4.4衬砌结构计算图示直接量得；
② 16)
式中，hi为衬砌外缘相邻两截面之间的竖直投影长度，由图4。4衬砌结构计算图示直接量得；
00外荷载对隧道衬砌结构产生的内力Mip、Nip均由本节式4—
竖向力： Qiqbi (4—
水平力： Eiehi (4-
13和式4—14求解计算结果见附表5。12载位移计算表，
aq、ae由图4.4衬砌结构计算图示直接量得,结构在荷载作用下的在
X1、X2方向上产生的位移Δ1p、Δ2p同样由辛普生近似法计算,计算结果如下：
1pS0M1MpSdsEhIEh0Mp00.68-6 539841-3150.105107I3.35102pS0M2MpSdsEhIEh0yMp00.687686815201.02510-6 I73.3510（3)由弹性抗力引起的位移计算Δ1σ、Δ2σ
假定拱圈结构所受弹性抗力分布形式为抛物线零点位于拱部外缘与垂直轴约呈45°的第四截面上,最大抗力值在墙顶截面即
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6号截面αh=90°，其值大小为σh,其余各截面抗力值大小按照本节公式4-4计算。
第四截面上，抗力大小σ4=0； 第五截面上，抗力大小
第六截面，
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各楔块弹。。性抗力的合力可按以下所示公式4-17进行估算：
其中，ΔS
外
（4-17）
是指相邻截面外轮廓长度，通过量测截面夹
角，用弧长公式进行计算;
所以有，利用弧长公式：
=
为简化计算，忽略弹性抗力引起的摩擦力。Ri的方向垂直于衬砌外缘,并通过楔块上的抗力图形的形心.将Ri的方向线延长，使之交于竖向对称轴，量取夹角Ψk，将Ri分解为水平与竖直的两个分力：
由图4。4衬砌结构计算图示量得夹角Ψk4=61。08°、Ψ
k5
=79.75°弹性抗力计算过程如下表：
弹性抗力作用下，基本结构的内力为：
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0弯矩内力:MiRrjji (4—18）
V0轴力内力:。NisiniRcosiRH （4—
19)
其中， rji——力Rj至接缝中心点ki的力臂，由图4.4衬砌结构计算图示量得
计算过程见5。13弹性抗力位移计算表 计算Δ1σ、Δ2σ
12M1M0Sds0EIEhhsM00.68I3.3510722.8796h0.4644106h yM00.68I3.3510746.0971h0.9357106h
M2M0Sds0EIEhhs（注：上表中，括号内标注σh意为所得数值是σh的倍数） 以上部分为拱圈内力计算,弹性抗力在下一部分计算边墙时求出。
（4）墙顶位移计算
边墙计算参数:钢筋混凝土弹性模量E=33.5GPa,
,弹性抗力系数K=0.5＊106kN/m3,边
墙衬砌厚度d=0.85m,侧墙的弹性特征值
,边墙换算长度
,判断边墙为弹性地
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短梁 A=72。3528 ①墙顶单位位移:
)=2.707
②墙顶弯矩M0Z、水平力H0Z、垂直力V0Z
边墙自重
③计算墙顶位移βz，uz
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④求解力法方程
将本章式4-8力法方程表示为下式4-22形式
(4-22)
首先计算力法方程的各项系数:
=—
（18931.1909+11。3517
由4—22可解得X1、X2有：
=75.093
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式中,X1P=75.093 X1σ=
式中，X2P=,
X2σ=
⑤最大抗力值σh计算 墙顶截面总水平位移：
最大抗力值：
=
故有:
=
⑥拱部各截面的弯矩、轴力计算
计算拱圈各截面弯矩、轴力、剪力，按下式4—24计算
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(4-24）
见附表拱圈内力M计算表、拱圈内力N计算表、拱圈内力Q计算表。
⑦根据强度条件进行校核：
闭合差:
闭合差
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⑧边墙内力和弹性抗力的计算
(1)计算作用在墙顶截面的弯矩、水平力、竖直力见下式
（4-25)
其中，墙顶在荷载及弹性抗力作用下的弯矩M0Z、水平力H0Z、垂直力V0Z
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所以作用于墙顶截面的弯矩、水平力、竖向力
=634
。
50
有,
28kN
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系数计算
—77.3758
/2a=120。4383
K=70.44
-K
=
按照弹性地基梁公式计算边墙的弯矩轴力抗力值
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将边墙平分为四段，每段H/4=M 编号如图 计算见表。
4。4隧道衬砌内力图及弹性抗力分布图
4。4.1位移计算计算表格汇总
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山东科技大学学生毕业设计（论文）
单位位移计算表5。11
截面0123456弧度值00.1619050.3238090.4857160.8135991.1913761.570796sinα00.1611990.318180.4668420.7267640.9288791单位位移计算表cosβyd1∕I100.8555.55560.9869220.06050.8555.55560.948030.24040.8555.55560.8843410.53490.8555.55560.6868871.01820.8555.55560.3703821.72240.8555.555602.54280.8555.5556Σ333.3336 单位位移计算表yd1∕I00.8555.55560.06050.8555.55560.24040.8555.55560.53490.8555.55561.01820.8555.55561.72240.8555.55562.54280.8555.5556Σ333.3336y∕I03.36111413.3555729.7166956.5667195.68897141.2668265.3928y²∕I00.2033473.21067815.8954657.59623164.8147359.2132401.4936积分系数α角度值1049.2765218.5529427.8295246.6158468.2608190 载位移计算表5。12
53
山东技学生毕业设计（论文）
54
山东科技大学学生毕业设计（论文）
载位移计算表截面0123456载位移计算表b0.8141.6072.3573.1263.6623.85Q139.8452276.0826404.9326537.0468629.1316661.43hE0.0665.15460.26220.46220.58345.53231.1589.8151.989155.34092.971232.0351aq0.3390.6680.981.2541.4361.5ae0.4520.5340.6680.8681.5531.486 ae0.4520.5340.6680.8681.5531.486 47.40752184.4232396.8339673.4567903.433992.145 2.32987910.9268130.4155877.95942241.2444344.8042 1/I y/I 负的49.7374195.35427.2495751.41611144.6771336.949Σ-2763.19-10852.8-23736.1-41745.4-63593.2-74275-155189-167.173-2609.01-12696.4-42505.1-109533-188867-256227积分系数1424241 弹性抗力计算表5。13
截面弹性抗力计算表 0.5(σi-1+σi)Δsi外RiΨiksinΨik400000050.7092σh0.3546σh1.00060.3548σh61.080.87536σh0.8546σh1.0050.8589σh79.750.984
55
山东科技大学学生毕业设计（论文）
弹性抗力计算表Δsi外RiΨiksinΨikcosΨikRiHRiv00000001.00060.3548σh61.080.87530.48360.3106σh0.1716σh1.0050.8589σh79.750.9840.17790.8452σh0.1528σh 截面0123456q171.8171.8171.8171.8171.8171.8b0.8141.6072.3573.1263.6623.85Q139.8452276.0826404.9326537.0468629.1316661.43e78.178.178.178.178.178.1 计算表 hE0.0665.15460.26220.46220.58345.53231.1589.8151.989155.34092.971232.0351 e78.178.178.178.178.178.1 计算表 hEα9.276518.552927.829546.615868.260890cosα0.9869220.948030.8843410.6868870.3703820sinα0.1611990.318180.4668420.7267640.92887910.0665.15460.26220.46220.58345.53231.1589.8151.989155.34092.971232.035117.4557368.4452148.7735328.6136526.8518661.43 M计算表σhR5=0.3548R6=0.8589截面r5ir5i*R5r6ir6i*R650.56020.19880060.27870.09890.39750.3414 M/I0.198811.04440.440324.461122.87957 56
山东科技大学学生毕业设计（论文）
M计算表σh=0.3548R6=0.8589r5i*R5r6ir6i*R60.1988000.09890.39750.3414 M/IMy/I0.198811.044419.02290.440324.461162.199722.8795746.097141截面N00计算表σhsinacosaRvsinaRvRhcosrh50.9288790.3703820.1716σh0.15940.3106σh0.1156100.32440.32440.84520 N00计算表σhsinacosaRvsinaRvRhcosrhNoo0.9288790.3703820.1716σh0.15940.3106σh0.1150.0444100.32440.32440.845200.3244 拱部内力计算表5.14
57
山东科技大学学生毕业设计（论文）
截面0123456X160.884760.884760.884760.884760.884760.884760.8847X2y027.47369109.1682242.9038462.3754782.16011154.7120060.884749.7374038.62099195.350-25.2971427.24950-123.461751.41610-228.1561144.67714.00399-315.6371336.94931.01588-152.368 MX2cosα454.1106448.1717430.5106401.5885311.9227168.19460 0017.45573068.44520148.77350328.61360526.85183.127651661.4322.85158N454.1106465.6274498.9558550.362640.5363698.174684.2816M/I3382.4832145.611-1405.39-6858.95-12675.3-17535.4-8464.88-40746.2My/I0129.8094-337.857-3668.85-12906-30202.9-21524.5-60993.4Ncosα/A6.2763386.3513496.537766.7268656.0809833.574034032.70761e0.1340750.082944-0.0507-0.22433-0.3562-0.45209-0.22267 My/I0129.8094-337.857-3668.85-12906-30202.9-21524.5-60993.4Ncosα/A6.2763386.3513496.537766.7268656.0809833.574034032.70761e积分系数yX20.13407510454.110610.08294440.0605454.11060.986922-0.050720.2404454.11060.94803-0.2243340.5349454.11060.884341-0.356221.0182454.11060.686887-0.4520941.7224454.11060.370382-0.2226712.5428454.11060 边墙内力计算表5.15
58
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截面678910x00.71751.4352.15252.87ax00.4840970.9681951.4522921.936389 10.9908480.8538530.266421-1.26518 00.9664221.8797372.4764122.091441 00.2342070.9282552.0052683.17037200.0756120.6025271.9989084.518687 -152.368-150.973-130.1-40.594192.7731 0116.3942226.3923298.2549251.8896 M-152.368-62.805124.42046194.4957524.2079 634.2816634.2816634.2816634.2816634.281625x015.2468830.4937545.7406360.987500-38.21299.986719-151.45379.5804-327.177264.0113-517.273596.8183 M-152.368-62.805124.42046194.4957524.2079 634.2816634.2816634.2816634.2816634.281625x015.2468830.4937545.7406360.9875N634.2816649.5285664.7754680.0222695.2691e-0.24022-0.096690.0367350.2860140.75396400-38.21299.986719-151.45379.5804-327.177264.0113-517.273596.8183ax67891000.4840970.9681951.4522921.936389 10.9908480.8538530.266421-1.26518 00.9664221.8797372.4764122.091441 00.2342070.9282552.0052683.170372 00.0756120.6025271.9989084.518687 59
山东科技大学学生毕业设计（论文）
-148.54-147.181-126.831-39.5742187.9303 0-116.211-226.036-297.786-251.494 0-32.4896-128.769-278.174-439.799 08.29103566.06814219.1838495.4822负e-78.1-78.1-78.1-78.1-78.1xσ-226.64-365.69-493.669-474.451-85.9806
第五章 隧道衬砌验算及配筋
根据上一章计算得到的隧道衬砌内力需要对隧道衬砌进行截面强度校核、衬砌配筋计算以及配筋后的衬砌裂缝宽度验算，最后,隧道整体衬砌方案确定后，由于隧道修建于地下水位以下，因此需对隧道进行抗浮稳定性验算。
5.1隧道衬砌的截面强度验算
60
山东科技大学学生毕业设计（论文）
对于隧道衬砌的几处控制截面进行截面强度验算，分别选取校核截面为：
①拱顶作用有最大正弯矩：
M= 60.8847 kNm,N= 454.1106kN，偏心距②墙底处作用有最大轴力：
M= 524。2079kNm，N= 695.2691kN,偏心距③拱脚处：
M= 152.3679017kNm，N= 684.2815794kN，偏心距
根据《铁路隧道设计规范》破损阶段法计算隧道衬砌强度的方法，对于混凝土矩形截面构件，当轴向力对截面重心的偏心距
时，系抗压强度控制承载能力，此时，混凝土矩形截面偏心受压构件抗压强度承载力应按下式5-1计算：
（5—1）
其中，K安全系数，在考虑混凝土达到抗拉强度极限时，K取3.0 N隧道衬砌轴力设计值
构件的纵向弯曲系数,对于隧道衬砌取1.0 轴向力的偏心影响系数，根据e0/h的大小查表得到
混凝土的抗压极限强度，对C45混凝土取33MPa
b、h为衬砌计算宽度和衬砌厚度，分别取1m和0。55m
61
山东科技大学学生毕业设计（论文）
对于轴向力对截面重心的偏心距且的情
况,应从抗裂要求出发，混凝土矩形截面偏心受压构件的抗拉强度应按下式5—2计算：
（5-2）
其中，
混凝土的抗拉极限强度，对于C45混凝土,取
；
其余符号含义均同前； (1)拱顶 对于隧道拱顶，
e0/h=0.244，查表得偏心影响系数此有，
，
，应从抗裂要求出发，因
显然满足； （2)拱脚
62
山东科技大学学生毕业设计（论文）
对于隧道衬砌拱脚，轴向力对截面重心的偏心距e0/h=0.007，查表得偏心影响系数所以有，
，
系抗压强度控制承载能力，
显然满足； (3）墙底
对于隧道边墙墙底,轴向力对截面重心的偏心距e0/h=0.0972,查表得偏心影响系数砌强度计算，所以有，
显然满足;
，
，应按照式5—1进行衬
5。2隧道二次衬砌配筋计算
根据上一章计算得到的衬砌内力,进行隧道衬砌配筋，由弯矩图可知,隧道衬砌受到的最大正弯矩和最大负弯矩接近，数值相差不大，因此，对隧道配筋计算时按照对称配筋计算,选择计算得到的钢筋面积中的较大值对隧道衬砌通长配置。
（1)计算参数
隧道衬砌混凝土选用C45，轴心抗压强度设计值轴心抗拉强度设计值
，
，
，中板选用C40混凝土；
63
山东科技大学学生毕业设计（论文）
钢筋选用HRB335带肋钢筋,抗拉、抗压强度设计值为
;
受弯截面高度
,混凝土最小保护层厚度
,截
面内下部和上部受力钢筋的合力作用点距截面较近边沿的距离分别为
，取
,则截面有效高度
(2）计算截面的选取
①拱圈最大正弯矩（拱顶）：
M=60。8847kNm，N=454。1106kN，Q=0kN，轴力对重心的偏心距
②拱圈最大负弯矩:
M=315.6365867kNm,N=698.174kN，，轴力对重心的偏心距
③最大轴力处（墙底）：
M=524。2078533kNm，N=695。2691N,轴力对重心的偏心距
④最大剪力处（拱脚）：
M=—152。3679kNm，N=684。2816kN，轴力对重心的偏心距
⑤边墙最大弯矩处：
M=524.2078533kNm，N=695.2691kN，轴力对重心的偏心距
（3)计算初始偏心距并判断偏压类型
64
山东科技大学学生毕业设计（论文）
初始偏心距：
(5—3)
其中，
为附加偏心距,取偏心方向截面尺寸的1/30和20mm中的
较大者，在本设计截面中,均取
所以有，
由《铁路隧道设计规范》10.2。3条规定，对于隧道衬砌结构，可不考虑挠度对偏心距的影响，因此
（4）初步判断偏压类型 当
件偏压类型为大偏心受压；
(5)轴向力至受拉钢筋合力作用点的距离e
时，初步判断偏心受压构不必乘偏心距增大系数
(5—5）
所以有，
65
山东科技大学学生毕业设计（论文）
（6)受力钢筋面积
计算
，
对称配筋时，截面两侧的钢筋数量和级别均相同，即
.由力的平衡条件，可得基本计算公式如下式5—6：
①对于隧道拱顶，
所以，隧道拱顶按照构造最小配筋率配置受力钢筋.
66
山东科技大学学生毕业设计（论文）
最小配筋率取0.2%和0。45ft/fy中的较大
值,，根据《混凝土结构设计规范》受压、受拉
钢筋总配筋率不能小于0.6％，由于本设计采用对称配筋，所以取每侧最小配筋率0.3%;
隧道拱顶受力钢筋面积：
选取4Φ25，As=As’=1964mm2
②对于隧道拱圈最大负弯矩处，
所以，隧道拱圈最大负弯矩按照构造最小配筋率配置受力钢筋。构造配筋量应与隧道拱顶相同，选取4Φ25，As=As'=1964mm2
③对于隧道边墙墙底处，
67
山东科技大学学生毕业设计（论文）
所以，隧道边墙墙底按照构造最小配筋率配置受力钢筋.构造配筋量应与隧道拱顶相同，选取4Φ25，As=As’=1964mm2
④对于边墙拱脚处，
所以,隧道边墙拱脚按照构造最小配筋率配置受力钢筋.构造配筋量应与隧道拱顶相同，选取4Φ25，As=As'=1964mm2
⑤对于隧道边墙最大弯矩处,
所以，隧道边墙最大弯矩处按照构造最小配筋率配置受力钢筋。构造配筋量应与隧道拱顶相同，选取4Φ25,As=As’=1964mm2
（7)箍筋计算
①选取计算截面及设计参数 选用HPB300箍筋，强度设计值Ф10，单根箍筋面积
②判断是否需要计算配置箍筋
68
,箍筋直径选用
，选用四肢箍，n=4。
山东科技大学学生毕业设计（论文）
对于隧道衬砌，混凝土自身所能抵抗的剪力值为：
因此,隧道中板和隧道边墙可以仅按照构造要求最小配箍率进行配置箍筋，
选取箍筋间距S=150mm
验算最小配箍率，按照最小配箍率配置，
为施工方便,取箍筋间距与隧道拱圈相同s=150mm 将各截面钢筋配筋量进行汇总，见下表5—2
表5— 2衬砌配筋汇总表 内力值 截面位置 M/KNm 拱圈最大正弯矩 60.8847 N/KN 454。1106 69
受力钢筋面积及配筋率 箍筋配置及配筋率 4Ф10＠150， ρ4Φ25,As=As’=1964mm2，0.36％ 山东科技大学学生毕业设计（论文）
=0。216% 拱圈最大负弯矩 —315。6366 —698.174 4Φ25，As=As’=1964mm，0.36％ 24Ф10@150， ρ=0。16% 2拱底内力 6844Φ25，As=As'=1964mm，0。36% 4Ф10@150， ρ=0.16％ 4Ф10＠150， ρ=0。16% 152.368 。2816 边墙底部内力 524.2079 -152。3677 695.2691 4Φ25，As=As’=1964mm，0。36％ 2边墙最大负弯矩 634.2816 4Φ25,As=As'=1964mm，0。36% 24Ф10@150, ρ=0.16% 隧道衬砌配筋详图见施工图纸
70
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第6章 隧道施工组织设计
6。1 隧道施工总体说明
6。1.1工程概况 6.1.2设计依据 一、依据的相关文件
1。《青岛市城市总体规划（2006—2020）》
2.《青岛市城市综合交通规划(2008—2020)》3。《青岛市轨道交通线网规划修编报告》（2008。09)4.《青岛市城市快速轨道交通建设规划（2009—2016）》5。《城市轨道交通工程项目建设标准》（建标104-2008）
6.《青岛市地铁一期工程（3号线)总体设计》及专家审查意见
7.《青岛市地铁一期工程(3号线）初步设计》及专家审查意见8。《青岛市地铁一期工程(3号线）施工设计文件技术要求》 9。青岛市地铁一期工程（3号线）《文件编制统一规定》 10.青岛市地铁一期工程（3号线）《文件组成与内容》 11.《青岛市地铁一期工程(3号线）地质勘察一标段中山公园站 详细勘察阶段岩土工程勘察报告》
二、工程建设标准强制性条文公路工程部分执行情况
本设计严格按照交通部颁布的行业规范和相关的国家标准执行，中华人民共和国《工程建设标准强制性条文》公路工程部分有关隧道的强制性条文执行情况如下：
71
山东科技大学学生毕业设计（论文）
（1）隧道规划和设计应遵循能充分发挥隧道功能、安全且经济地建设隧道的基本原则。隧道设计应有完整的勘测、调查资料，综合考虑地形、地质、水文、气象、地震和交通量及其构成，以及营运和施工条件，进行多方案的技术、经济、环保比较,使隧道设计符合安全实用、质量可靠、经济合理、技术先进的要求。
（2）本隧道能充分发挥隧道功能、安全且经济地建设隧道的基本原则，并作出充分的资料调查、收集,进行多方面综合比较使隧道设计符合安全实用、质量可靠、经济合理、技术先进的要求.
(3）隧道主体结构必须按照永久性建筑设计,具有规定的强度、稳定性和耐久性；建成的隧道应能适应长期营运的需要，方便作业.
（4）本隧道按新奥法进行设计，衬砌结构采用复合式衬砌,通过结构计算和工程类比，达到规定的强度、稳定性和耐久性。
(5）应加强隧道支护衬砌、防排水、路面等主体结构设计与通风、照明、供配电、消防、交通监控等营运设施设计之间的协调,形成合理的综合设计。必要时应对有关的技术问题开展专项设计和研究.
（6）本隧道设计过程中加强了隧道支护衬砌、防排水、路面等主体结构设计与通风、照明、供配电、消防、交通监控等营运设施设计之间的协调,避免出现干扰及不匹配问题。
(7）隧道土建设计应体现动态设计与信息化施工的思想,制定地质观察和监控量测的总体方案；地质条件复杂的隧道，应制定地质预测方案，以及时评判设计的合理性，调整支护参数和施工方案。通过动态设计使支护结构适应于围岩实际情况,更加安全、经济。隧道土建设计中已作出专门的动态设计，施工中可根据此进行合理地调整。
72
山东科技大学学生毕业设计（论文）
（8）应根据隧道不同设计阶段的任务、目的和要求,针对公路等级、隧道的特点和规模，确定搜集、调查资料的内容和范围,并认真进行调查、测绘和试验.调查的资料应齐全、准确,满足设计要求.
(9）本隧道在初步设计阶段、施工图阶段均按照规范要求进行物探、钻探、地质调查、调绘、水文调查来满足设计要求.
(10）应根据隧道所通过地区的地形、地质条件，并综合考虑调查的阶段、方法、范围等,编制相应得调查计划.在调查过程中，如发现实际地质情况与预计的情况不符，应及时修正调查计划。
（11）本隧道在初设、施设阶段均进行相应得调查并编写出详尽的调查计划，在调查过程中未发现实际地质情况与预计情况不符。
（12）隧道应遵循“早进洞、晚出洞\"的原则，不得大挖大刷,确保边坡及仰坡的稳定。本隧道进、出口洞口边仰坡开挖高度控制在20m以内.
(13）隧道衬砌设计应综合考虑地质条件、断面形状、支护结构、施工条件等，并应充分利用围岩的自承能力。衬砌应有足够的强度和稳定性,保证隧道长期安全使用。本隧道综合考虑地质条件、断面形状、支护结构、施工条件，在充分考虑围岩的自承能力前提下进行了衬砌的强度和稳定性验算。
(14）隧道防排水应遵循“防、排、截、堵结合，因地制宜,综合治理”的原则，保证隧道结构和营运设备的正常使用和形成安全。隧道防排水设计应对地表水、地下水妥善处理,洞内形成一个完整畅通的防排水系统。
（15）本隧道设计结合衬砌，在二次衬砌与初期支护之间敷设防水层防水，保证洞内行车安全,洞口通过设置洞外截水沟、洞顶排水沟、路基边沟等排水设施，保证洞口不受雨水冲刷破坏。
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（16）隧道路基应稳定、密实、匀质，为路面提供均匀的支承. 本隧道路基严格按照路基设计规范进行，在图纸中对路基的压实度提出明确要求。
6。2施工组织机构及施工队伍安排
一、施工组织机构
为了加强建设项目管理、全面履行合同、控制建设投资，确保全面实现工期、质量、安全、保护生态环境，全面实现建设目标,我公司按照项目法施工组建项目经理部，承担本项目的施工任务.项目经理部由领导层和职能部门组成，设项目经理1人、书记1人、项目副经理1人、总工程师1人.六个职能部门，即工程技术科、安全质量科、计划合同科、财务科、物资设备科、综合办公室。
二、管理职责 1 项目经理
（1）全面负责本项目的施工组织指挥和管理，对工程质量、环境、职业健康安全、工期负总责；组织实施综合管理方针,确保质量、环境、职业健康安全目标的制定和实施；
（2）组织策划、建立、实施和保持项目部综合管理体系,确保综合管理体系的符合性、适宜性和实施的有效性.
2 项目副经理
(1）协助项目经理抓好现场管理，对管理体系文件的贯彻实施情况进行检查和监督；
（2)组织协调产品实现过程中影响质量、环境、职业健康安全目标实现的相关因素;
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(3）有效组织施工生产，确保实现项目部质量、环境和职业健康安全目标，实现优质服务。
3 总工程师
（1）对本标段施工技术、计量测试和工程质量负技术责任,对管理体系文件的贯彻实施情况进行检查和监督；
(2）组织贯彻技术规范、施工规范、质量标准，跟踪有关科技信息，推进科技创新与开发；
(3）审批施工组织设计，解决施工中重大技术难题； （4）参加工程质量事故的处理工作，审批处理方案.
6.3隧道施工方法和工序
6。3。1施工总体计划 施工总体计划安排原则：
1、根据本隧道段主要工程项目及其数量,充分运用网络计划技术，统筹兼顾，合理地投入资源(机械设备、劳动力、材料、资金等）。
2、掘机械设备潜力,发挥企业综合优势，确保优质、高效地完成施工任务。
3、以组织均衡法施工为基本方法，本地区冬季时间相对较长，隧道施工直接受冬季影响，因此必须抓住施工的黄金季节,在队伍进场后，迅速组织施工，充分投入资源，确保总工期的实现。
4、优化施工方案，采用先进技术和工艺,攻克难点，快速施工。 6.3.2 B型车站主体开挖施工步序 1.开挖上部台阶，及时施做初期支护；
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2。纵向错开上台阶，开挖中台阶，及时施做初期支护； 3。纵向错开中台阶，开挖下台阶，施做初期支护； 仰拱及矮边墙；
5。铺设防水层，施做其余二衬。 6.3.3洞外施工
在进行洞口段开挖施工前，作好洞顶截水沟,洞口排水沟的施工，防止地表水渗入开挖面影响明洞边坡和成洞面及仰坡的稳定;在进行开挖的过程中，边仰坡防护与边仰坡开挖同时进行,进口边仰坡按设计打锚杆、挂金属扩张网、喷射混凝土防护；出口仰坡采用注浆小导管进行成洞面加固。开挖到洞面附近时,洞口段超前支护施工完成后再开挖进洞.洞口地质较差，雨季施工时，加强防护，并随时检测检查山坡稳定情况。
6.3.4洞内施工
隧道明洞开挖和边仰坡施工一起进行，通过
测量放样确定明洞地表的开挖范围界线，自地表逐步向下开挖刷坡，逐步进行口开挖到位后，检查和清除松石,进行边坡锚喷防护。同时应埋设泻水管、洞底拉槽等排水系统。明洞硅浇注完成后及时采用浆砌片石在洞身和边坡间回填密实。
隧道暗洞施工前需做好进出口长管棚施工，在管棚和超前小导管等超前支护的保护下进行掘进开挖,开挖拱部采用光面爆破以最大限度地保护周边岩体的完整性，使拱部围岩只受一次扰动就能炸出光滑、平顺、规则的岩面,有效减少超挖量,提高围岩的自稳和初期支护的承载能力；边墙和仰拱部分采用预裂爆破施工，目的也在于通过周边炮眼的预
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4.设仰拱防水层，施做
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裂,减轻爆炸过程爆轰波对围岩的多次扰动，以达到隧道洞内施工的简易性和安全性。
6.3.5钻爆设计原则
钻爆设计原则:满足施工安全、工程质量、施工工期，按照工程的具体情况，合理选择爆破参数，并且在施工中不断总结，使爆破参数达到最优化，以不断提高工程质量为原则。
6。3。6施工单位的出渣运输作业应符合下列要求
（1）装渣设备能在隧道开挖断面内发挥高效率，其装渣能力应与每次开挖土石方量及运输车辆的容量相适应。
(2)机械装渣作业应严格按操作规程进行，不得损坏已有的支护及临时设备。在台阶或棚架上向下扒渣时，应保证渣堆稳定,防止滑坍伤人。
（3）卸渣作业应根据弃渣场地形条件、弃渣利用情况、车辆类型,妥善布置卸渣线，卸渣应在布置的卸渣线上依次进行.
（4）卸渣场地应修筑永久排水设施和其他防护工程,确保地表径流不致冲蚀弃渣堆。
（5）因隧道长度较长,开挖中应采用有轨运输，减少机械的烟雾排放量。
6。4施工组织注意事项
6。4.1隧道施工通风与防尘
（1）隧道施工单一洞口通风采用自然通风。
(2）防尘采用湿式钻孔，爆破后采用喷洒水幕降尘法可以达到充分降尘的口的。
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6.4.2质量、安全、环保、工期保证措施 一、隧道工程质量保证措施
（1）建立健全工程质量保证体系和创优体系； (2）提高全员质量意识；
（3)狠抓工序质量，确保隧道整体质量； (4）严格执行各种技术管理制度。 二、隧道施工现场安全措施
（1）施工过程中,制定项目经理负责的安全管理体系,把隧道施工安全作为工程建设的首要目标，并具有合同责任，做到“安全第一、预防为主”。
(2）建立健全安全生产管理体系，成立施工安全领导小组，专职检查隧道施工安全，由项目经理担任组长，定期或不定期地召开现场安全生产会议，研究项口安全生产情况，发现问题及时解决处理.
(3)从事隧道施工人员必须经过专业培训、持证上岗，机械操作人员必须熟练掌握设备的性能和操作规程，严格按标准作业，规范施工。所有工作人员必须严格佩戴劳动防护用品,必须严格遵守劳动纪律，严禁酒后上岗,严禁在工作岗位打闹，工作人员必须熟知消防和设备报警信号。
(4)洞内爆破作业要严格按照《隧道爆破安全操作规程》和有关规章制度作
（5）加强围岩监控量测。严格按技术规范做好围岩监控量测，注意围岩变形，及时反馈围岩变形信息，做好变形预报，指导施工.
三、隧道施工工期保证措施
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（1）调遣精兵强将，强化隧道施工管理。上场后，迅速成立各种专业施工队，投入足够的劳力和技术骨干，建立各种管理领导体系，并迅速驻进施工现场,保证工程尽早开工.
（2）进行科学组织和精心施工。加强施工计划的科学性，做到点段明确，轻重分明,施工计划切实可靠,资源配制得当，确保工程按计划完成。
(3）应用先进高效的生产设备及采用先进合理的施工工艺。 （4)做好协调，减少施工干扰。成立专门协调小组，下大力气加强和有关部门联系协作，主动配合，力争在每个工序开始前把干扰减少到最低限度，使隧道施工顺利进行,只有做到这些才能确保工期要求。
（5）抓住时机掀起施工高潮。隧道施工当中要适时开展劳动竞赛活动,发扬前无险阻和特别能打攻坚战的好传统,适时掀起施工高潮，振奋精神，加快施工进度。
6.4。3文明施工
推行文明施工标准化作业，施工时严格按工艺操作规程执行.把工程质量建立在科学可靠的基础_卜，施工现场作到管理有序，工地布置合理，材料堆放整齐，场地平整，道路畅通，排水流畅,机械状况良好，施工安全紧张有序.施工时要认真执行局制定的“现场施工技术管理实施细则”和“工序作业细则”，做到每个工序有标准、有检查、有验收、有结论、按质论价，确保一次成优.尊重
当地民风、民俗，尊重当地的宗教习惯和地方乡规民约。 6。4。4环保措施
（1) 施工中应尽量保护好竖井周围的树木、花草绿地，不得不迁移的树木花草，工程竣工后必须予以还建，一保持原有环境.
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(2) 施工弃土临时堆砌坡脚宜设支挡物，并尽快运到指定排放场，避免乱取乱弃，破坏自然环境;运输弃土车辆不宜装得过满，应加盖篷布。进出场车辆必须把车轮冲洗干净，并不得超载。
（3） 施工期间,施工中产生的废水需沉淀后才能排放至市政雨、污水管道。
（4） 施工噪声应满足《建筑施工场界噪声限值》(GB12525-90）的要求,合理安排施工时间，尽量避开居民休息时间进行强噪声操作。
（5) 选用的施工注浆浆液必须对地下水无污染.
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专题设计
1.
矿山法隧道国内外发展状况
改革开放以来，随着国民经济的迅速发展，公路交通建设规模口益扩大,技术进步达到新的水平，公路隧道建设不仅在山区和丘陵地区公路建设中，而且在东部江河桥隧跨越方案比选中，日益引起人们重视,并得到很大发展。
据统计，1979年我国公路隧道通车里程仅为52km／374座,而2002年底，我国公路隧道通车里程已达704km／1700多座，比1979年增K厂13倍多，比1993年增长了5倍多。日前已建和在建的1．5km以上3车道隧道5座,3kin以I：的特长隧道26座，在建6tan以上隧道5座.可以毫不夸张的说，目前我国公路隧道发展已进入全盛时期。 特别是近十年来，我国修建了不少特长隧道、长隧道以及隧道群，隧道占公路里程比重不断增大,同时隧道建设技术得到了日新月异的提高和发展。例如1995年建成的成渝高速公路上的中梁山隧道长3．165km,解决了我国K大公路隧道的通风问题，在我国的现代化隧道建设中具有重要意义;1999年9月全线通车的四川广安地区华蓥山公路隧道长4．795km，地质情况复杂，集溶洞、涌泥、突水、岩爆、高瓦斯和石油天然气于—·身,是有名的“烂洞子\经过科研人员和施工技术人员的联合攻关，都得到了成功地解决；1999年底实现双洞通车的全长2x4．116km的浙江省甬台高速公路大溪岭一湖雾岭隧道，设置了照
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明、通风、防火监控等完善的运营机电设施，它是我同自行设计施上及采用国产材料设备为主的现代化大型隧道；2003年9月通车的山西省雁门关隧道长5．2kan，运用TSP203地质超前预报技术、现场地质分析技术、徕卡TCRAll01全站仪非接触围岩净空位移量测技术等措施，对围岩的稳定性进行综合评价，采用了先进的隧道运营管理机电系统，是日前我国已通车的最长的公路隧道。
同时,我国还修建了不少大跨度隧道、连拱隧道和小间距隧道。沈大高速公路改建工程中的金州隧道，单向四车道行车，单洞开挖宽度23m，是亚洲最宽的公路隧道。京珠高速公路五龙岭隧道为双连拱结构，总开挖宽度达32．52m。在地质条件不利的条件下，采用三导坑分部开挖，挂网锚喷加刚拱架联合支护，成功地将我国隧道修建技术向前推进了一步。
近代隧道兴起于运河时代，从十七世纪起,欧洲陆续修建了许多运河隧道。其中法国葵达克（Languedoc）运河隧道，建于1666~1681年,长157m，它可能是最早用火药开凿的公路隧道.1830年前后，铁路成为新的运输手段.随着铁路运输事业的发展，隧道也越来越多。
1895~1906年已出现了长19.73km穿越阿尔卑斯山的最大铁路隧道.
目前最长的铁路隧道已达53.85km.较为完善的水底道路隧道建于1927年，位于纽约哈德逊河底(Holland隧道).现在世界上的长大道路隧道（2km以上）和长大水底隧道(0.5~2.0km）将近百条，最长的为位于瑞士中部芦塞恩湖南侧的圣哥达(St.Gotthard）汽车专用隧道，全长
16.3km.
隧道施工与地面建筑物施工不同，其空间有限，工作面狭小、光线暗，劳动条件差,给施工增加了难度。隧道工程的施工条件是极其恶劣
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的，体力劳动强度和施工难度都相当大。为了减轻劳动强度，人们曾经做过不懈的努力。古代一直使用“火焚法”和铁锤刚钎等原始工具进行开挖，直到19世纪才开始采用钻爆作业，至今大约有一百多年的历史.在此期间发明了凿岩机，经过将近一个世纪的努力,发展成为今天的高效率大型多头摇臂钻机，工人们已经从繁重的体力劳动中解放出来了。
和钻爆开挖法完全不同的还有两种机械开挖法。一种是用于软土地层的盾构机，发明于1818年,经过一个半世纪的不断改进，已经从手工开挖式盾构发展到机械化乃至全机械化盾构，能广泛用于各种复杂的软土地层的掘进.另一种是用于中等坚硬岩石地层的岩石隧道掘进机。目前,已经发展成大断面的带有激光导向和随机支护装置的先进的掘进机，机械化程度大大提高，加上辅助的通风除尘装置，使工作环境得到很大改善。目前应用高压水的射流破岩技术已经过关，它能以很快的速度在花岗岩中打出炮眼，再在隧道周边用高压水切槽，然后爆破破岩。
优点是减少超挖,可以开凿任意断面形状的隧道，保护围岩，降低支护成本,并能增加自由面以降低炸药消耗和炮眼数量.但消耗功率较大，设备成本较高，技术上还未达到十分成熟的程度。
地层压力的研究开始于14世纪。此后随着采矿和隧道工程的发展，地层压力理论也相应发展着。这种研究基本上沿着两个方向进行,一是把地层视为松散构造的散粒体理论，另一个是把地层视为连续弹性体塑性理论.近百年来，从理论上和工程实践中对地层压力进行了极广泛的研究，获得了不少成果，但仍未得到系统、圆满、严格的理论，直到今天仍在不断的进行着新的探索.
20世纪初，普氏以均质松散体为基础，提出了地层压力的计算方法，但他把岩石假定为松散体，并把复杂的岩体之间的联系用一个似摩擦系数描述，这样做法显然过于粗糙，在工程中也常常出现失败的情
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况。不过，因为这个方法比较简单，所以现在普氏理论还在应用着。即使对不熟悉地质或不了解现场地质条件的人，也能利用普氏系数来进行设计.
我国著名学者陈宗基教授，在1958年首次把岩石力学作为一门边缘科学来发展。过去基本上是把岩石当作材料进行研究的。他强调必须用力学的观点,以地质为基础来解决实际工程问题，并指出现场试验与室内试验是相辅想成和不可分割的，强调问题的关键在于要有正确的概念。
他最先引用流变理论研究岩石的流变特性,指出即使在坚硬岩石中修建地下洞室，也要考虑流变对长期稳定的影响.还从板块运动、地应力的产生，分析了对高地应力地区工程建设的影响，用封闭地应力的概念了解工程中各种特殊的现象，如岩爆等。此外，还从微观结构分析了膨胀岩的破坏机制等等。所有这些都给地下工程的研究、设计和施工以巨大的推动和提供了新的理论依据.
新奥法是20世纪40年代开始发展起来的，它是以喷混凝土和锚杆为主要支护手段的一种方法.这种方法把坑道的支护与围岩看作是相互作用的一个整体，既发挥围岩的自承能力，又使支护起到加固围岩的作用。在确保坑道稳定的基础上，使设计更加合理、经济。
目前这种方法还处于经验设计阶段，需要在实施过程中根据现场量测数据加以修正。新奥法与传统的矿山法相比，更能充分利用地层地质条件。随着理论上的日臻得到更加广泛的应用.
2。矿山法施工特点
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矿山法的基本理论依据是，隧道开挖后受爆破影响，造成围岩体破裂形成松弛状态，随时都有可能坍落。鉴于这种松弛荷载理论依据，其施工方法是采取分割式按分部顺序一块一块的开挖，并妥求边挖边撑以策安全，所以支撑复杂，材料消耗多.由于这种施工方法，因其工作面小，不能使用大型的凿岩钻孔设备和装卸运输工具，故施工进度慢，建设周期长，机械化程度低，耗用劳力多。
工艺类型编辑木构件支撑
木构件支撑的耐久性差,对坑道形状的适应性差，支撑撤换既麻烦又不安全,且对围岩有所扰动，因此，目前已很少使用。钢构件支撑具有较好的耐久性和对坑道形状的适应性等优点,施工中可以不撤换，也更安全。国内隧道界将以钢构件作为临时支撑的矿山法称为“背板法”。
钢木构件支撑
钢木构件支撑类似于地上的“荷载一结构\"人学体系.它作为一种维持坑道稳定的措施．是很直观和奏效的，也容易被施工人员理解和掌握。因此这种方法常被应用于不便采用喷锚支护的隧道。由于衬砌的设计工作状态与实际工作状态不一致，以及临时支撑存在的—些缺陷等,在一定程度上限制了它的发展和应用。
本课题是一个实际工程的支护问题,因此，针对这一实际工程我们首先应该选择合理的支护方案,其次针对所选的支护方案进行相关的支护与不排水设计。在设计中，我们应该认真学习并总结前人的工作经验，并将这些工作经验与自己所学的知识相结合，来针对这一工程提出有针对性的合理化、经济化的支护方案。
其主要涉及的内容包括以下几个方面的内容：
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（1) 支护方案的选择 现阶段隧道的支护方案有许多种,目前常用的支护方式有锚杆支护、喷射混凝土支护、整体式混凝土支护、复合式支护等形式，各种支护方法都有其相适应的范围 .针对本次工程中的实际情况综合性的考虑工程造价、支护设备、以及场地的施工条件等各方面的信息选择合理的支护方案。最后对所选的方案进行综合性的了解,以便以后的设计中加以运用。
(2） 衬砌荷载的计算 衬砌荷载的计算是隧道支护中必须要考虑也是非常重要的问题，因为它牵扯到支护方案的选型，以及具体的施工参数的确定.通常采用荷载—结构模式，这种模式是假定已知地压荷载和地层对结构变形的约束抗力（前者在浅埋松散岩土荷载条件下为已知，后者均为假定）的条件下,安弹性地基上杆件系统的结构力学原理进行衬砌内力计算，这种设计方法的概念与地面结构设计相近,容易理解,计算也比较简单,受力明确，容易被设计人员接受，具有一定的实用性。这个方法在相当长的时间内是我国中小隧道及浅埋隧道的主要设计方法。
(3) 支护参数确定 对于这次工程设计，支护参数的设计也是一个很重要的方面，选择合理的支护参数，不仅可以节省材料而且还可以达到预期的效果。
(4) 支护效果验算 支护效果的验算是保证工程能顺利进行的一个很重要的方面。他不仅是对数据的核算，更是发现问题的很重要步骤。因此在设计中应该预以重视。这部分的内容复杂且计算较多也可以作为工程设计的主要内容。
在做设计的任务过程中，要对设计的主要内容了解透彻,把握住重点、难点。合理的处理好各部分的安排，保质保量的按时完成设计任务。
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。
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3。 结构内力的计算
3。1 荷载及组合
3。1.1 主要计算荷载
参照相关隧道设计规范,隧道设计主要考虑的荷载包括永久荷载、可变荷载和偶然荷载，相见表4.1其中最重要的是围岩的松动压力，支护结构的自重可按预先拟定的尺寸和材料重度计算约定。在含水层中，静水压力可按最低水位考虑。在没有仰拱结构中,车辆荷载直接传给地层.
本文计算主要考虑外水压力、围岩压力、弹性抗力以及地震荷载的影响，并给出这4种荷载的计算方法。
表4. 1海底隧道主要计算荷载
荷载类型 结构自重 地层压永 力 久 荷 载 混凝土收缩及 徐变影响力 竖向压力 水平压力 水压力及浮力 按实际考虑 按公路隧道设计规范分深埋和浅埋不同工况计算 按规范侧压力系数计算 根据地层渗透性确定 混凝土收缩的影响按降低温度的方法计算， 对于整体浇注的钢筋混凝土结构相当于降低温度15℃,对于分段浇注的钢筋混凝土结构相当于降低10℃。混凝土徐变的影响按提高温度88
荷载名称 荷载计算及取值 山东科技大学学生毕业设计（论文）
的方法计算 结构附加恒载 基本可变可荷变 荷载 他可变荷载 偶然 荷载 落石冲击力 温度影响力 地震作用 载 其人群荷载 活载产生的 侧向压力 施工荷载、地面 堆载、材料堆载 根据当地温度情况及施工条件所确定的温度变化值计算确定 按设防烈度Ⅵ度考虑 按20KN/m2 考虑 公路车辆荷载 及其冲击力 按实际情况计算 车辆荷载按所采用的车辆轴重、排列和制动力计算，并按 通过的重型设备车辆考虑 按4KN/m2 考虑 按均布荷载作用于地层上考虑 3.1。2 各种荷载的计算
各种荷载的作用形式如图4.1所示。
复合式衬砌按照新奥法原理应充分利用围岩的自身承载能力，将初期支护与围岩紧密结合在一起，把支护作为加固和稳定围岩的手段。对于全封闭衬砌地段,初期支护和围岩共同组成的复合承载结构能保证承担施工期间的全部围岩荷载和考虑渗流情况下的水压力荷载;由于海底
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隧道具有高腐蚀性，考虑100年的设计基准期，二次衬砌最终将成为最主要的承载结构,二次衬砌上的荷载，按形变压力和全部静水压力考虑。
图4.1 海底隧道受荷载作用示意图
由于隧道仰拱不设防水板，因此,计算时将仰拱二衬与初期支护作为整体考虑。拱部、边墙外设防水板，则不计二衬与初期支护的粘结力。
（1) 外水压力
外水压力为作用于衬砌外缘的面力。严格地说,仅当衬砌不透水时，水对衬砌的作用力才是表面力。由于混凝土衬砌是透水的， 因此水对衬砌的作用是渗流体积力。当衬砌与围岩接触面形成间隙，作用于衬砌内的渗流体积力可近似用衬砌内外缘的水压力代替，衬砌外缘的水压力称之为外水压力。作用方式如图4.2所示。外水压力用折减系数法计算,即当衬砌不透水或渗透性极小，并与围岩结合不紧密时,地下水从
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围岩中渗出，而以全部接触面积作用于衬砌-围岩脱离外表面时，体积力转化为边界力：P=βγw H
式中:
P为外水压力;β为外水压力修正系数；γw 为地下水重度;H
为渗流场模拟出的水头。
外水压力折减系数主要根据水电部门《水工隧洞设计规范（SD134—84)》的有关规定。此隧道地下水处理方式采用全封堵方式。 综合考虑各种因素，最终确定外水压力修正系数取为 β=0。5.
则 P=0。5×9.8 KN/m3×30m=147 kN/m2
图4.2 外水压力作用方式 (2） 围岩压力
围岩压力按松散压力考虑,其垂直及水平均布压力的作用标准可按下式确定。
垂直均布压力:
qh0.452s1
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式中：qy为围岩垂直均布压力（kN/m3 ); 为围岩重度（kN/m3);S为围岩类别；为宽度影响系数，且= 1+i(B-5），B为坑道宽度（m）， i为每增减1 m时的围岩压力增减率，以B=5 m的围岩垂直均布压力为准,当 B <5 m时，取i= 0。2，B=5～15 m时，取i=0．1。
水平均布压力:
qx =βqy
式中：β为水平压力系数，Ⅲ类围岩时β<0。15；Ⅳ 类围岩时取 β=0.15～0。30。
荷载等效高度： hqq 深、浅埋隧道分界深度：Hp2hq
(3) 弹性抗力
作用于隧洞衬砌上的荷载大多数是主动性质的荷载，例如山岩压力、水压力等;也有一种荷载是被动性质的荷载，即地层弹性抗力。根据文克尔法则,地层的弹性抗力P 和衬砌的变位 成正比，即
Fn = Kn × Un Fs = Ks × Us
其中， Kn = K+n Un≥0
Kn = K-n Un＜0 Ks = K+s Us≥0 Ks = K-s Us＜0
式中：Fn、Fs—-分别为法向和切向弹性抗力；
Kn、Ks——相应的围岩弹性抗力系数，并且K+、K—分别为压缩区和拉伸区的抗力系数，通常令K—n = K—s = 0
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杆件单元确定后,即可以确定地层弹簧单元，它只设置在杆件单元的结点上。地层弹簧单元可沿整个截面设置，也可以只在部分结点上设置。沿整个截面设置地层弹簧单元时，计算过程中需要迭代法做变形控制分析，以判断出抗力区的确切位置.
(4） 地震荷载
根据《公路工程抗震设计规范》（JTJ004—89），隧道衬砌和明洞上任一计算质点的水平地震荷载，应按下式计算:
Ei=CiCz KhGis
式中：Ei为水平地震荷载(kN)；Ci 为重要性修正系数，对于抗震重点工程,取1.7，对于二级公路，取1。0，对于三、四级公路的抗震重点工程，取0.6；Cz为综合影响系数,岩石地基的明洞采用0.2，其他采用0.25；K 为水平地震系数，基本烈度为7度时，取为0。1，基本烈度为8度时， 取为0。2，基本烈度为9度时， 取为0。4；Gis为构造物计算点的重力或计算土柱的重力(kN）.
3.1.3 荷载组合
按施工阶段、使用阶段和特殊荷载作用的不同工况进行荷载组合。 (1） 施工期间的基本组合：永久荷载+可变荷载，不考虑水压力影响
(2） 使用阶段:
基本组合:永久荷载+可变荷载
偶然组合：永久荷载+可变荷载+地震荷载
正常使用极限状态下的荷载组合采用标准组合进行计算。 荷载组合如表4。2：
表4。 2 荷载组合表
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组合 荷载种类 永久荷载 可变荷载 1。35 1.0 地震荷载 基本组合1：永久荷载+基本可变荷载 标准荷载2：永久荷载+基本可变荷载 偶然荷载3:永久荷载+地震荷载 1。4 1．0 1．0 ．3 / / 11．2 根据最不利原则，选取荷载组合为基本组合1。
3。2衬砌几何要素
确定衬砌几何尺寸
3.3 计算位移
3. 3。 1.计算单位位移
3. 3。 2主动荷载在基本结构中引起的位移 （1）每一楔块上的作用力 竖向力：
Qiqbi
式中：bi—-衬砌外缘相邻两截面之间的水平投影长度，经计算得:
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水平压力：
Eiehi
式中:hi——衬砌外缘相邻两截面之间的竖直投影长度，经计算得：
自重力：
Gidi1diSh 2式中:di——接缝i的衬砌截面厚度。
注:计算 G8时,应使第8个楔块的面积乘以h。
作用在各楔块上的力均列入下表（表4—5)，各集中力均通过相应图形的行心。
（2） 外荷载在基本结构中产生的内力
楔块上各集中力对下一接缝的力臂由附图4—1中得到，分别记为
aq、ae、ag。
内力按下式计算。 弯矩：
0MipMi01,pxi(QG)yiEQaqGagEae
i1i1轴力：
0Nipsini(QG)cosiE
ii式中:xi、yi——相邻两接缝中心点的坐标增值，按下式计算：
xixixi1
yiyiyi1
95
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3。 3. 3. 单位弹性抗力及相应的摩擦力引起的位移 (1）
最大抗力值以上各截面抗力强度按下式计算:
(cos2bcos2i)h i 22cosbcosh最大抗力值以下各截面抗力强度按下式计算：
i(1yi22)h
yh式中：yi——所考察截面外缘点到h点的垂直距离； yh-—墙脚外缘点到h点垂直距离。
（2）各楔块上抗力集中力Ri
按下式近似计算：
iRi(i1)Si外
2式中：Si外——楔块i外缘长度；
Ri的方向垂直于衬砌外缘，并通过楔块上抗力图形的形心。
（3)抗力集中力与摩擦力的合力Ri 按下式计算：
RiRi12
式中:—-围岩与衬砌间的摩擦系数，此处取0.2。
96
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则:
RiRi10.221.0198Ri
其作用方向与抗力集中力Ri的夹角arctan11.3099。由于
摩擦阻力的方向与衬砌位移的方向相反，其方向向上。Ri的作用点即
为Ri与衬砌外缘的交点。
将Ri的方向线延长，使之交于竖直轴,量取夹角k，将Ri分解为水平与竖直两个分力：
RHRisink
RVRicosk
（4）计算单位抗力及其相应的摩擦力在基本结构中产生的内力 弯矩： Mi0Rjrji 轴力： Ni0siniRVcosiRH 式中：rji——力Rj至接缝中心点ki的力臂。 5、单位抗力及相应摩擦力产生的载位移
3。 4 墙底（弹性地基上的刚性梁）位移
单位弯矩作用下的转角：
主动荷载作用下的转角：
1KI8
00pM8p
单位抗力及相应摩擦力作用下的转角：
97
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0M80
3。 5 解力法方程
3。 6 主动荷载及被动荷载（h1）产生的衬砌内力
计算公式为：
M0pX1pyX2pMp NXN0p2pcosp
MX01yX2M N0X2cosN
3. 7 最大抗力值的求解
首先求出最大抗力方向的位移。
考虑到接缝5的径向位移与水平方向有一定的偏离，因此修正后有：
SMphp5pEI(y5yi)sin5 hSh5EhMI(y5yi)sin5
3. 8 计算衬砌总内力
按下式计算衬砌总内力：
MMphM
98
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NNphN
计算精度的校核为以下内容：
根据拱顶切开点的相对转角和相对水平位移应为零的条件来检查：
SM0
EhI闭合差:
SMyfI0
Eh闭合差:
3。 9 衬砌截面强度验、检算
检算几个控制截面:
（1）拱顶(截面0） （2）截面7
（3）墙底（截面8）偏心检查
99
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4。 衬砌结构方案
衬砌混凝土不允许采用火山灰质硅酸盐水泥和粉煤灰硅酸盐水泥。
4。1明洞
明洞结构为现浇钢筋混凝土衬砌结构。明洞构造拱圈（仰拱）采用
65cm钢筋混凝土结构。采用C40混凝土。
4。2 暗洞衬砌结构
隧道衬砌结构的选择必须结合施工技术，安全作业以及使用适应性、造价综合确定。鉴于我国目前的技术装备情况宜采用钻爆开挖方式，可供选择的衬砌方案有两类，以矿山法施工的刚性衬砌结构和以新奥法(NATM）为核心的锚喷支护复合衬砌（柔性衬砌）.
A、刚性衬砌的特点
a、
衬砌是岩体压力的承载主体，岩体开挖后产生的压
力全部由结构承受，故衬砌厚度较大.
b、
由于毛洞开挖与被覆盖间隔时间较长，出现围岩失
稳的几率较多，特别是软弱围岩地段在防止岩体塌方适应性差，安全作业亦差;为防止围岩失稳，以采用分部开挖法居多，工序多，施工进度慢，机械装备要求不高。
c、
防水方面由于刚性衬砌背后施作柔性防水层困难，
故多采用结构自防水(抗渗混凝土）。而结构自防水承受施工质量影响极大，故很难达到防水的标准.
100
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B、柔性衬砌的特点
a、
衬砌与围岩共同组成承载环，岩体的压力主要是围
岩自身承受，故衬砌结构薄。
b、
由于毛洞开挖与初期被覆间隔时间很短，并通过实
际量测调整围岩的支护参数保证稳定性，故易于保障安全作业。且可进行大断面开挖，机械化程度高，施工进度快，工期短。
c、
防水方面，由于防水层是施作在初期支护与二次衬
砌之间,并可将二次衬砌做成自身防水结构，故防水质量容易保证.
综合上述因素，并结合高速公路隧道在防水方面的重要性，推荐采用新奥法锚喷支护复合衬砌。
4。 2。 1衬砌支护参数
暗洞衬砌结构按新奥法原理，采用复合式支护结构形式。初期支护以锚杆、钢筋网及喷射混凝土组成联合支护体系,二次衬砌采用模注混凝土结构，初期支护与二次衬砌结构之间设防水排水夹层。喷射混凝土采用湿喷法施工。
确定复合式衬砌参数确定首先是根据第4章中所分析计算所得的衬砌结构内力图，对本工程支护参数的要求有一个大体的概念。然后通过查阅国内外大量文献资料,收集国内外水底隧道（特别是暗挖水底隧道）、高水压富水隧道修建的技术资料,在消化吸收现有技术成果的基础上，认真分析了本项目的设计施工技术特点和难点，通过工程类比初步确定隧道的主要结构方案，其次结合隧道沿线具体的围岩类别、工程
101
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地质水文地质条件、地形及埋置深度、结构跨度及施工方法等具体确定衬砌结构的类型和支护参数。在初步确定复合式衬砌具体支护参数的基础
上
，
采
用
公式计算分析，定性的掌握围岩及结构的应力发展与变形破坏过程运用地下结构数值分析,对不同荷载组合作用下衬砌结构破坏机理和稳定性进行数值模拟分析,在综合分析前期研究成果的基础上，对隧道的衬砌的可靠性进行研究和对隧道衬砌结构、断面形式及设计参数进行优化。
4。 2. 2 锚喷支护参数的计算
由于力学分析荷载、结构和材料特性的不甚明确，隧道支护设计计算结果与实际情况往往相差很远，所以专家指出，对隧道工程锚喷直呼这类尚不能完全认清的复杂问题，采取半经验半理论的方法是科学的。下面就对该隧道采取根据文献提供的方法对锚杆支护参数计算方法进行计算。
对于Ⅵ级及以上的软弱围岩的支护参数计算可采取卡斯特纳和鲁波斯伊特导出的无支护圆形洞室的围岩出现塑性区域时的计算公式.
按卡斯特纳计算塑性区便捷的近似方程：
2x1sin21224cos4cos212a3a41212x21sin2224211a112a3a10 4124a2124a2102
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式中：2sin223a2 xCcot ar0 R0 ， rh
r0——开挖半径，采用650m R0-—所求点的塑性半径。
将各参数代入后，令90(即侧墙)得出:
(2）根据滑移线方程及计算破裂楔体长度L，目的是演算锚杆长度。
滑移线方程为:
Lr0ecot1
式中：—-破裂楔体最终起始角,40； 1——滑移线切线与所给坐标方向的夹角，
（3）支护抗力Pi的计算
rPiPCicot1sinR0Ci2sin1sinCicotP锚P网
uF锚eiC
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P网F网sbSsin4522
（4)计算喷层厚度
设喷层厚度为d，喷层沿破裂楔体滑移线方向的剪切面长度
d/sin45，按外荷载与剪切面上剪切强度相等的原则,可以得
2出：
K1Pib2dcsin452
除考虑上述剪切破坏形式外，需要检测在支护抗力Pi作用下，喷层是否出现剪切破坏，即喷层内壁切向应力应小于喷射混凝土的抗压强度.按弹性理论计算为：
2a2PiRc
a214。3二次模铸衬砌验算
按工程类比拟定二次模铸衬砌参数以后，对III类围岩的铸模衬砌用弹塑性力学方法进行验算，先计算出变形力,尔后验算铸模衬砌的强度。假设二次衬砌施做前围岩的周边位移以稳定并释放了总位移量的80％，即u10.8ua；将模铸晨衬砌视为厚壁圆筒（如图5. 1所示），其计算误差不大。
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作如下假定：
1. 在围岩与模铸层的接触面上,
PaPb
式中：Pa——径向压力 Pb——支护抗力
2. 在接触面上法相位移相等,即
ubuau1
式中：ub——支护外半径处径向位移; ub——围岩周边位移;
u1——施作铸模衬砌前已释放的位移，
u10.8ua
III类围岩的物理力学指标取值为：
23kN/m3，35，C0.3MPa，E5103MPa，0.3
模铸混凝土衬砌：厚度40cm(取拱顶厚度），外半径r外5.33m，内半径r内4.60mE2.6104MPa,0.2，Rc14MPa，
10.8。
隧道埋深H取H100m，原岩应力PH23102300kN/m2（2。3Mpa）
按厚壁圆筒公式计算：
12bEr外r内2rPa 22rr外1外内
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1sinrsinPCcotPCcot1sinsinb外2GPbCcot
由以上验算，当埋深100m时，Ⅵ级围岩中的模铸混凝土衬砌厚度采用50cm是安全的。
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翻译
Contents lists available at ScienceDirect Journal of Rock Mechanics and Geotechnical Engineering
journal homepage： www。rockgeotech。org
1.
Introduction
Underground excavations in rock (e。g. civil road tunnels， mine drifts) can be subjected to blast loads associated with excavation methods， or may be even subjected to blast loads caused by external sources。 Blast damage includes both cracking of the rock mass material and induced damage to structural reinforcing elements （concrete liner)。 Even in the case where the blast may not necessarily reduce the load capacity of the engineered excavation, there is the potential for fragments of rock material and/or struc-tural elements to be ejected with large velocities， thus imposing a significant hazard to either humans or equipment。
Due to the complexityof the mechanisms involved， blast design in construction projects and mining largely relies on simplified empirical approaches. Most commonly, peak particle velocity (PPV) attenuation is estimated based on field tests， and compared to PPV based damage thresholds （Dowding， 1996）. Different authors used numerical simulations to study the response of underground structures to blasting (e.g. Jiang and Zhou, 2012; Deng et al.， 2014), and rock mass damage is defined
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based on the observation of the plastic zones created by the blast and/or by measuring PPV results （Wei and Zhao， 2008）.
In this paper， a fracture mechanics based finite—discrete element approach (FEM—DEM) is adopted， using the proprietary code ELFEN （Rockfield, 2007）。 In the models， blast-induced cracking and spalling of the rock material are simulated using a Rankine rotating crack failure criterion。 The hybrid FEM—DEM approach allows for an immediate and explicit simulation of the damage caused to the tunnel walls. Blast load generated by the explosive detonation is initially estimated using the ANSYS Autodyn software （ANSYS, 2013） and subsequently inserted into ELFEN。
For calibrating and validating the proposed numerical method， observations and results from extensive field tests conducted by Engineering Research Associates are used， hereafter referred to as the ERA tests （ERA, 1953)。 In these tests, single delay charges in the range of 145—145，000 kg of TNT were detonated above unlined tunnels with diameters of 2—10 m in sandstone and granite。 All charges were buried and fully coupled to the ground。 Four damage zones from total collapse to light damage were empirically defined as a function of the scaled distance of the charge to the tunnel。
The influence of rock mass strength on tunnel durability to withstand dynamic loads is debated amongst authors. For instance， Rozen et al。 （1988） proposed an empirical correction factor to the empirical guidelines established in the ERA tests based on the Rock Quality Designation (RQD） (Deere and Miller， 1966) of the rock mass. They found that for lower RQDs
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the PPV induced by blasting increases。 In contrast, Wu et al。 （1998） emphasized the role of discontinuities in the rock mass on wave attenuation， implying that a weaker and heavily jointed rock mass is favourable in terms of tunnel dynamic resistance。 Once the proposed method of numerical simulation is found to be consistent with the ERA tests, the method is then extended to attempt to determine the overall impact of rock mass strength on tunneldynamicstrength.
2.
The finite-discrete element method
As discussed in Hamdi et al。 （2014), two main approaches are used for the numerical modelling of rock mass behavior， based on the concept that the deformation of a rock mass subjected to applied external loads can be considered to be either continuous or discontinuous. The main differences between the continuum and discontinuum analysis techniques lie in the conceptualization and modelling of the fractured rock mass and the subsequent deformation that can take place in it。 A continuum model reflects mainly material deformation of the system, while a discontinuum model reflects the movement component of the system。 The continuum approach may circumvent some of the difficulties associated with the discrete method, in terms of complexity of the model and impracticality of modelling every fracture in a deterministic way. However， an intrinsic limitation of the equivalent continuum approach is that the stress acting on a specific fracture is usually not the same as that deduced from the overall stress, because it depends on the stiffness of the fracture itself and on the stiffness of the fracture’s surrounding matrix （Cai and Horii, 1993)。
Hybrid finite—discrete element （FEM-DEM） codes combine the aspects of both finite elements and discrete elements, and also allow for the
109
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incorporation of fracture-mechanics principles to allow for the realistic simulation ofbrittle fracture—driven processes and a full consideration of the failure kinematics （Pine et al。, 2006; Mahabadi et al。, 2012; Hamdi et al。, 2014)。 In FEM—DEM model, the finite element—based analysis of continua is merged with discrete element-based transient dynamics， contact detection, and contact interaction solutions （Munjiza， 2004）。 FEM—DEM based numerical analysis of fracturing processes in rock considers that such problems are often highly dynamic, with rapidly changing domain configurations， thus requiring sufficient resolution and allowing for multiphysics phenomena。 Such problems are typically simulated employing time-integration schemes of an explicit nature (Owen et al。， 2004)。 Application of dynamic explicit time—integration schemes to multifracturing solids, particularly to those involving high nonlinearity and complex contact conditions， has increased notably in recent years （e。g. Owen et al.， 2004; Jaini and Feng， 2011）。
There are advantages in employing a hybrid FEM—DEM approach to model blast—induced damage， including: A better description of the physical processes involved， accounting for diverse geometrical shapes and effective handling of large numbers of contact entities with specific interaction laws。
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(2） The implementation of specific fracture criteria and propaga¬tion mechanisms allows the simulation of the progressive fracture process within both the finite and discrete elements。
Among the different hybrid FEM—DEM codes currently available, the code ELFEN (Rockfield, 2007） incorporates a coupled， elasto— plastic, fracture-mechanics constitutive criterion that allows realistic modelling of the transition from a continuum to a discontinuum, with the explicit generation of stress—induced cracks。
As an FEM/DEM code, ELFEN has the capability of modelling pre-existing discontinuities。 In the current paper, the rock mass is modeled as an equivalent continuum。 The effect of joints on wave propagation has been investigated by different authors (Cai and Zhao, 2000； Chen et al., 2000）。 Work is being carried out to test the proposed approach with the addition of discontinuities preinserted in the model。
Within the ELFEN code， the constitutive behavior used to simulate multi-fracturing of brittle materials is achieved by employing a fracture energy approach controlled by designated constitutive fracture criteria. In this paper， the rotating crack model is used to simulate crack formation under tensile conditions within the initially continuum—meshed geometry.
The Rankine rotating crack failure criterion is based on the concept of Mode I fracturing studied in fracture mechanics。 Once the maximum principal stress reaches the tensile strength limit, tensile softening is initiated and the elastic modulus is degraded in the direction of the major principal stress invariant。 Finally， the mesh topology is updated and when new surfaces and/or bodies are formed they interact with each other according to the discrete contact properties assigned (Rockfield， 2007）。 The yield
111
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surface and softening curve for the Rankine rotating crack failure criterion are shown in Fig。 1。
3.
Assessment and characterization of blast load
To the authors’ knowledge， there is no available software pro-gram that can model all stages of blast—induced damage （i.e. explosive detonation, wave propagation, fracturing and spalling）. Therefore， it was decided to simulate the load generated by the explosive detonation using ANSYS Autodyn (ANSYS， 2013）, similar to the work carried out by Chen and Zhao (1998). Autodyn is a finite-difference software, specially designed to solve a wide vari¬ety of non-linear problems including the resultant stresses emanated from explosive materials using the empirical Jones- Wilkins-Lee （JWL） equations。
Three material models are used for this stage： TNT, air, and the rock material。 The TNT material properties are based on the inhouse Autodyn material library and presented in Table 1。 The input parameters for the air
112
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material are also obtained from the Autodyn material library。 The equation of state (EOS） for air is the ideal gas equation。 The internal energy corresponding to the atmospheric pressure is assigned to the air material as an initial condition.
The mean values of the rock material properties from different sites of the ERA tests are listed in Table 2。 The sandstone properties from the ERA tests refer to intact rock material。 It is interesting to note that no rating of the rock mass with respect to the presence of discontinuities is available from the ERA tests since the tests were conducted before the development of the rock mass classification systems most commonly used today, i.e。 RMR （Bieniawski, 1989）， Q- index (Barton et al。，1974）, GSI (Hoeket al。，1995）. Considering that rock mass conditions for the ERA tunnels were such to allow for unsupported tunnels to be excavated and that the presence ofjoints results in a reduction in rock mass strength, the massive rock mass conditions were assumed for the test conditions （e.g. GSI and/or RMR greater than 80）. The GSI index has the advantage of being related to the Hoek—Brown failure criterion for rock masses， which is widely accepted in geotechnical and rock engineering applications。 In the current analysis， the Hoek—Brown parameters and the fitting Mohr—Coulomb parameters are initially estimated (assuming GSI of 80 for the rock mass） and then converted to the generalized Drucker-Prager strength model that is available in Autodyn. The Hoek—Brown and Mohr—Coulomb parameters for the sandstone material used for the Autodyn analysis are listed in Table 3。
The EOS for a material defines the relationship between the hydrostatic pressure， density, and internal energy。 This relationship is affected by the
113
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strain rate of the load applied， implying that the bulk modulus increases with increasing strain rate (Chen et al。， 2000; Zhao， 2000). As there is no information regarding the dynamic properties of the rock from the ERA tests， the bulk and shear static moduli from Table 3 are inserted into the Autodyn model and gradually increased in order that PPV results are consistent with the ERA tests. An increase by a factor of 25% is found to be appropriate for the EOS of the sandstone material.
The model geometry is shown in Fig. 2. In the axisymmetric model, the TNT material is located in proximity of the model origin (bottom-left corner in Fig。 1)。 History points Nos。 1， 5 and 9 are set at a distance of 2.4 m from the TNT location to provide the necessary stress input for the ELFEN models. The integrated Autodyn—ELFEN modelling approach is designed to take advantage of the strengths of Autodyn for blast modelling。 The large deformations that the supersonic region undergoes due to the extreme pressures generated by blast are accommodated by the Autodyn coupled Euler-Lagrange solver. In the supersonic region, the shock wave conforms to the Rankine—Hugoniot relations which are calculated by Autodyn。 Therefore the stress input for the ELFEN model is defined using the history points at some distance away from the blast location rather than using the stress history of the TNT—rock material boundary. The procedure is schematically illustrated in Fig。 3。 The remaining history points are used to confirm that the simulated PPV attenuation results are in agreement with the field tests。
114
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DeYoung’Uniaxial 86 Poi0。2 23017。2 Table 3 HoGSI 80
Mohr—Coulomb fit to Hoek—Brown Equivalent Mohr—Fricti64 Cohesio3.3 =0.7Em 15.1 ompressive pulse with a short rise time followed by a negligible negative tensile pulse. Dominant frequency has been found to be an
additional important parameter for assessment of blasting impact （Dowding, 1996）。 In the current analysis, a trian¬gular shaped pulse with the frequency and peak compressive stress determined by the Autodyn model is selected for the subsequent ELFEN modelling。 The load function used in the ELFEN model is shown in Fig。 3， based on the Autodyn results. The averaged peak stress of the compressive pulse and pulse duration from the Autodyn results are 320 MPa and 0。8 ms， respectively.
4.
Modelling of damage zones based on ERA test results
4。1。 ELFEN modelling methodology and set—up
As introduced in Section 2， ELFEN is a hybrid FEM—DEM code for 2D and 3D modelling and is extensively applied to modelling of ock mechanics problems （e。g. Cai and Kaiser， 2004； Stead et al。， 2004； Elmo et al。, 2008). Note that in the literature， generally the coupled Rankine—Mohr—Coulomb failure criterion is used in ELFEN to simulate quasi—static rock behavior. However， the Rankine rotating crack
115
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failure criterion is sufficient as spalling failure caused by tensile reflection from the tunnel roof is governed by the tensile strength alone.
The parameters required for this criterion are the tensile strength of the rock and the fracture energy. The tensile strength of the sandstone material used is taken from the intact strength measured in the ERA tests. The fracture energy Gf is the integral of the stress over the strain in the softening portion of the stress- strain curve, and is related to the critical stress intensity factor KIC （or fracture toughness) and elastic modulus E （Rockfield， 2007）:
116
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117
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G
F 4 ⑴
The fracture toughness KIC can be estimated using an empirical relationship with the rock tensile strength (Zhang， 2002）:
St = 6。88J(ic （2)
Therefore it is possible to estimate the fracture energy using Eqs。
(1)
and (2） solely based on the knowledge of the rock elastic
Table 4
The input parameters for Rankine rotating crack failure criterion。
Tensile strength St 4
modulus and tensile strength。 The Rankine rotating crack input parameters used in the ELFEN models for the sandstone material are listed in Table 4。
Four damage zones are identified in the ERA test results based on the scaled distance from the exploding charge （the scaled distance is defined as the distance from the exploding charge divided by the cube root of the charge weight)。 The four zones are categorized as follows：
(1) Zone 1： total collapse of the tunnel； (2) Zone 2: heavy damage； (3) Zone 3： moderate damage; (4) Zone 4: light damage。
Fracture energy Gf 2 Each zone is characterized by the damage area, defined as the difference in cross—section before and after the blast, and the maximum velocity of the
118
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broken rock fragments （spalls) ejected into the tunnel. Tunnels in distances greater than Zone 4 exhibited no damage at all.
Waves that propagate through a medium attenuate due to geometrical spreading and material damping. PPV attenuation is commonly simplified to the form of:
where R is the radial distance from the blast, W is the weight of the explosive, b in the case of a spherical charge refers to the cube root， and K and n are site—specific constants. There is noanalytical method of prediction of these constants based on the material.
119
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properties; therefore for the numerical simulations artificial global damping must be applied in order to obtain the attenuation rates measured in field. As shown in Fig。 4, two damping regions are defined in the ELFEN models。 Region 1 is the area around the loaded arc。 According to the modelling results, when cracking is simulated, the wave attenuates rapidly。 Therefore a lower damping percentage is required within Region 1 to yield a wave attenuation that agrees with the physical measurements from the ERA tests.
The following procedure is implemented in the ELFEN models:
(1) An initial ELFEN model is created that corresponds to a specific
distance of the damage zones in the ERA tests。
(2) The model above is calibrated so that the damping percentage for
Regions 1 and 2 in the model yields PPV results that are consistent with the PPV results measured in the ERA tests.
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(3) The other models （Zones 2 and 3, and model of no damage） are
then assigned the same damping percentage as the calibrated model.
(4) Results of damage area and velocity of the spalled rock in all models
are then compared to those of the ERA tests。
The distance of the center of the charge to the blast for the different models is listed in Table 5. The model set-up for the Zone 4 model used for calibration is shown in Fig. 4。 Note that Zone 1 damage， defined as the distance in which complete collapse of the tunnel occurs, is not considered in the current analysis, since the complex phenomena that occur in the supersonic zone may not be properly captured by the current modelling procedure。 An
Table 5
Vertical distance ofblast charge to tunnel roof for models of the ERA damage zones.
Zone 2 3 4 No Scaled distance from blast 1.26
1。76 2。89 3。28 Distance from blast 10
14 23 27
additional model representing a zone with no damage is included as well in the analysis。
A tunnel subjected to a spherically propagating blast wave is essentially a 3D problem. However， it is assumed that 2D plane strain modelling is acceptable. The 2D simplification is probably somewhat conservative as it implies that the maximum blast load acts infinitely。 Works done by others (Chen et al., 2000； Deng et al。, 2014） have shown that 2D models can be successful in predicting blasting outcomes tested in field。
121
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The tunnel diameter is 10 m。 The model boundaries are set to a distance sufficiently large to avoid wave reflections. Deng et al. （2014) found the initial stresses to have little influence in depths of up to 200 m. The tunnels in the ERA tests were located at shallower depths; therefore the effects of initially induced stresses associated with the tunnel excavation are not included in the models.
Simulated results of damage zones
A qualitative description of explosive interaction with rock was given by Brady and Brown (2004)， who stated that subsequently to blasting, the region surrounding the blasthole would experience expansion and dense fracturing, while farther away from the blast, radial cracks would appear. Finally， if the wave is reflected from a free face， additional fractures in the form of spalling may appear. Fig。 5 shows the fracture pattern generated in the calibrated ELFEN model for Zone 3， which matches the qualitative description given by Brady and Brown （2004).
Simulated results of the damaged area above the tunnel roof and the velocity of the spalled rock fragments from the three models are presented in Table 6 along with the corresponding results measured in the ERA tests。
For the Zone 4 model， fracturing occurs above the tunnel boundary and does not cause the rock to detach and fly into the tunnel space. This is consistent with the ERA observations， as in Zone 4, pieces of rocks were found to fall into the tunnel with no initial velocity, and the detachment of these pieces is attributed to
pre—existing joints。 No fracturing occurred in the model at a dis¬tance greater than Zone 4.
122
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In the ERA tests it was observed that, at closer distances to the blast， rocks are ejected radially, and, as the distance increases, the spalling tends to occur only above the tunnel roof. In addition, it was found in the ERA tests that spalling begins with small particle size with high velocity ejections from the tunnel perimeter. The subsequent deeper ejections involve comparatively larger particle size with low ejection velocity. Both these phenomena are captured in the results of the ELFEN models and can be observed in Figs. 6 and 7.
Note that the models are simulated for a duration of 10 ms which is sufficient for capturing the complete kinematics of the failed blocks。 In order to display spalling in a vivid manner such as the image displayed in Fig. 6, relatively long computing times are required so that the detached pieces gain distance from their initial location。
Table 6
Comparison of results for damage zones from the ERA tests and ELFEN models。
Fig. 6。 Progressed spalling in Zone 3 model。
5. Effects of varying rock materials and properties on tunnel durability
5。1。 Modelling set-up
When considering the influence of rock strength properties on the problem of tunnel subjected to blast loads， it is important to consider the interrelated effect of strength properties on both tensile failure （cracking) and wave attenuation. According to Zhou （2011), for massive rocks the attenuation will be less rapid than in weak and fractured rocks. Typical values
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of the attenuation co¬efficient n from Eq. (3) are 1。5 for hard and strong rocks and greater than 2 for weak and soft rocks.
In an elastic analysis, the wave will attenuate only due to geometrical spreading， independent of the material properties. When the Rankine fracturing failure criterion is used, different rock types （with different tensile strengths and fracture energy） will respond differently to the load and the resultant attenuation will vary due to energy dissipation through fracturing.
Wave attenuation is considered to be site—specific， and even for tests undertaken at the same site， a large scatter in results is often encountered （Dowding, 1996). Due to these limitations， it is assumed that true wave attenuation rates cannot be predicted by means of numerical simulation alone. An attempt is herein made to
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determine whether the simulated results in ELFEN are consistent with typical attenuation values encountered in field and published in the literature. Subsequently， a preliminary comparison between rock types with different strength properties is made.
Models with material properties typical oflimestone， basalt and granite are considered in the analysis, as listed in Table 7。 These types of rocks were chosen as their strength spans from weak to strong， and the objective
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of the modelling is to capture the overall influence of rock strength on the durability of the tunnel subjected to blast loading.
All models are set-up in an identical configuration to the models calibrated to the ERA tests discussed in the previous section， and with a distance of charge to tunnel of 14 m corresponding to “Zone 3” type damage。
5.2.
Simulated results for different rock types
Observing the simulated results of fracturing presented in Fig。 8， it can be seen that there is only minor decrease of the fractured area above the tunnel as the rock material is stronger。 On the other hand it can be noted that for the stronger rock types， less fracturing occurs in the area of the blast.
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granite compared to those in sandstone was found to be only slightly more favourable for the granite。 The discrepancy between the difference in tensile strength of the granite and sandstone to the similar amount of damage can therefore be attributed to the difference in attenuation： for the stronger rocks attenuation is less rapid, and the arriving pulse is larger。 Fig. 9 shows the best fit curves for the peak stress as a function of the scaled distance from the charge for recorded from the different models。
The two contrasting effects of the rock strength, i.e. wave attenuation and rock resistance to fracturing even out each other. It is apparent that tunnel durability subjected to blast loads cannot be estimated in a straightforward manner and both effects should be weighed carefully.
PPV is recorded for varying distances for each of the different rock types and the attenuation constants n and K are found by curve fitting。 The results are presented in Table 8 and show that, as the rock material is weaker， the attenuation is more rapid。 The nu-merical explanation for this is that the larger extent of fracturing that occurs around the area of the blast for the weaker rock dissi—pates more energy。
Results show that the models using the Rankine fracturing failure criterion in ELFEN yield attenuation rates for that follows the trend encountered in field measurements。 As is stated, this is not to say that numerical modelling is capable of predicting actual
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attenuation rates, as these are highly site-specific. However, it is believed that the ELFEN models capture the general trend of the different rock types and can be used for gaining an initial estimation and understanding of the tunnel response to blasting in
ifferent rock types. In—situ measurements can later be used to modify the damping percentage， so the attenuation rate is better fitted to the actual field behavior.
5.
Conclusions
An integrated approach is used in this paper to simulate the response of a tunnel subjected to blasting。 The code Autodyn is used to estimate the blast load， and the hybrid FEM—DEM code ELFEN is used to simulate the fracturing of the rock resulting from the blast wave。 Observations and results from field tests are used to calibrate the wave attenuation and to compare the results of the damaged area and rock spall velocity. Altering the distance of the charge to the tunnel, the simulated results are found to be
Table 8
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PPV attenuation constants for the rock type models。
Rock type Limestone
SandstonBasalt Granite
Attenuation K 15.8 16.4 15.5 9。9
n 2。5 2。6 2。4 1.9
consistent with the test measurements. Overall, the modelling results show that the proposed method is a reliable tool for analyzing spalling damage to tunnels induced by blasting。
The modelling shows that a tensile failure criterion with explicit fracturing simulation is capable of capturing the rock response to blasting in terms of the fracture pattern. Varying rock material properties shows that fracturing simulation yields attenuation rates that are consistent with measurements encountered in field。 Furthermore， the modelling results show that due to the contrasting effects of the rock strength （i。e. tensile strength and wave attenuation) the tunnel response to a given blast load in weak and strong rocks is similar。
This method can be further extended to investigate the influence of other varying conditions such as tunnel shape, in-situ stresses， tunnel support, and multiple blast loads. The proposed numerical approach has the capability of modelling pre—existing discontinuities. Although this is not considered in the current paper， the effect of joints on wave propagation is the subject of ongoing research。
Conflict of interest
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The authors wish to confirm that there are no known conflicts of interest associated with this publication and there has been no significant financial support for this work that could have influenced its outcome.
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岩石力学与岩土工程
内容参照
ScienceDirect
岩石力学与岩土工程 期刊网址:www。rockgeotech.org 炼铁损伤使用混合隧道模型 有限离散数值方法
加拿大研究所NBK，温哥华，不列颠哥伦比亚大学,矿业工
程
关键字
爆炸损坏 隧道 数值分析 有限离散方法 摘要
本文提出了一种混合式的有限离散元方法研究爆破在圆形隧道损伤中的应用。一个广泛的地下爆炸以上隧道现场试验数据库，用于校准和验证所提出的数值方法的计算结果；
结果与公布数据为大型物理实验结果吻合良好.该方法是用于研究岩石的强度特性对隧道耐久性承受爆炸的影响荷载.分析认为，通过隧道开挖爆破损伤相对薄弱（砂岩）和强（花岗岩)的岩石材料,结果发现，较高的岩石强度增加隧道抗负载的一方面，但另一方面,减少了衰减。因此,在一定条件下，弱和强岩体具有相似的结果。
1.说明
在地下岩石开挖（如民用公路隧道，矿井漂移）可以经受与挖掘有关爆炸荷载的方法，或可甚至经受爆炸引起的负载外部来源。在模型
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中，爆炸引起的开裂和剥落岩石的材料使用的是朗肯旋转模拟裂纹失效准则。混合fem—dem方法允许一个直接导致损伤模显隧道的墙壁.由炸药爆炸产生的爆炸负荷初步估计使用ANSYS AUTODYN软件（ANSYS,2013年），并随后插入ELFEN。针对校准和验证所提出的数值方法，应用工程协会协会观察，广泛领域内进行实验，他们称之为时代试验（时代，1953）。在这些试验中，145—145000公斤TNT炸药爆炸在单隧道之上，在这些隧道中砂岩和花岗岩的直径为2-10米.
岩体强度对承受动力荷载的隧道强度的影响是作者间的争论.例如,蔷薇等人（1988)提出了一种经验校正系数的经验准则，这是基于岩石试验建立的时代质量指标(RQD)（迪尔和米勒,1966）的岩石质量。他们发现，较低的rqds爆破，PPV增加。相比之下，吴等人（1998）强调岩体结构面波衰减的作用，这意味着一个越来越严重的节理岩体对隧道动态电阻是有利的。一旦发现,该方法数值与ERA试验一致，这一方法随后被运用于探究整体岩体强度对隧道动态强度的影响。
有限的离散元方法
随着Hamdi等人（2014）的讨论,两种主要的方法用于岩体特性的数值模拟,他是基于服从外加荷载的岩体变形，外加荷载可以认为是连续或不连续。连续与非连续分析技术主要的区别在于概念和裂隙岩体的模拟与随后的变形模拟，后者可以也替代前者。连续模型主要反映
系统的材料变形，而非连续介质模型反映系统的运动部件。连续方法可以规避一些相关的困难,就模型的复杂性而言，在一个确定的方法下每个模型不切实际，然而，该等效连续介质固有的限制方法作用于一个特定的断裂应力下的压力,这个应力通常不同于从整体压力分离出的
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压力。因为这取决于对断裂本身的刚度和刚度断裂的周围基质（ Cai and Horii， 1993）。
混合有限离散元（fem—dem）码联合有限离散元素的方方面面也允许断裂力学原理结合使脆性断裂的驱动过程的逼真模拟，并充分考虑故障运动学(Pine et al。， 2006;Mahabadi et al。, 2012; Hamdi et al。, 2014)。在fem-dem模型中,它基于有限元分析的连续合并，分立基于单元的瞬态动力学，接触检测，并联系交互解决方案（Munjiza, 2004)。岩石破裂过程分析认为以岩石破裂过程的数值分析为基础的FEM—DEM模型,这样的问题通常是高度动态的,随着迅速变化的领域配置,因此需要足够的分辨率和允许多物理现象。这样的问题通常是模拟采用显式时间积分方案的性质(Owen et al,2004）.特别是近几年来，动态显式时间积分中的应用对multifracturing固体方案，特别是那些涉及高度非线性和复杂的接触条件的。（e.g。 Owen et al。, 2004; Jaini and Feng, 2011)。在采用混合fem—dem方法爆炸引起的损伤模型，包括以下优点，
所涉及的物理过程有一个更好的描述,即不同的几何形态和大量的具体的相互联系的实体法律。在有限的离散元素下，具体的断裂准则和传播实施机制允许进行仿真。 在不同的混合fem-dem码下，代码ELFEN采用采用弹塑性耦合,断裂力学本构的标准,这一标准允许从真实的过度模型从连续到不连续的过渡，在这一过程中会有明确的生成性裂缝。作为一个FEM/DEM代码，ELFEN 具有造型能力存在缺陷。在本文中，岩体建模为一个等效连续体，在传播节点的作用上已有不同的研究（Cai and Zhao， 2000； Chen et al。， 2000）。正在进行的工作是试验所提出，模型中添加不连续面。在ELFEN代码中，用于模拟多脆性材料压裂的组建行为是通过采用受控于断裂能量，指定重构的断裂准
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则。在本文中,旋转裂缝模型是用来模拟拉伸条件下的裂纹形成，而他最初的是连续网状结构.
朗肯旋转裂缝破坏准则是基于I型压裂断裂力学研究的概念.一旦最大主应力达到限抗拉强度，拉伸软化启动和弹性模量的退化的主应力方向不变。最后，根据离散接触性分配，该网状拓扑结构更新，这时新的表面和/或机构相互作用形成(Rockfield, 2007).屈服面和对朗肯旋转裂缝破坏准则的软化曲线如图1所示。
评估和爆炸荷载的特性
据作者所知,有没有可用的软件程序能模拟爆破损伤的所有阶段（即炸药爆轰波的传播、破裂和剥落，）因此利用ANSYS AUTODYN炸药爆轰，它是决定模拟所产生的负载(ANSYS, 2013)，与Chen and Zhao (1998)开展的工作相似。Autodyn是有限差分软件，专门解决各种非线性问题，包括来自使用经验琼斯爆炸材料-——威尔金斯李（JWL)方程而产生的应力.
三材料模型用于这一阶段：TNT，空气，和岩石材料.TNT材料性质是根据室内
给出了Autodyn材料库，如表1所示.也得到了来自于空气中物质的输入参数AUTODYN材料库。就空气来讲状态方程（EOS）是理想的气体状态方程。与大气相应的内部能量分配到航空材料作为初始条件。
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不同的岩石材料性能的平均值测试列于表2。从测试来看，砂岩的性能是指完整岩石材料，令人感兴趣的是没有等级存在不连续性岩体可
从时代试验由于试验前的岩体分类系统开发最常用的,即RMR(Bieniawski,1989）， Qindex(Barton et al., 1974）, GSI （Hoek et al。, 1995）。考虑到时代隧道岩体等条件允许支持的隧道开挖，连接点导致岩体强度降低的情况下,大量的岩体条件是对试验条件的假设（例如GSI和/或RMR大于80）.该指数对与岩体破坏准则hoekebrown具有优势，这在岩土工程和岩石工程中应用广泛。就目前的分析,初步
估计hoekebrown参数和mohrecoulomb拟合参数，然后转化到 Autodyn，可用广义druckereprager强度模型。在hoekebrown和
mohrecoulomb参数用AUTODYN分析砂列在表3。
材料的EOS定义了静水压力，密度，和内部的能量之间的关系.这种关系是通过加载应变率的影响，这意味着随着应变速率的增加而增加的体积弹性模量（Chen et al。,2000； Zhao， 2000)。没有关于ERA测试的动态性能测试岩石的信息,从表3中可以看到散装和静态模量被插入到计算模型，不断增加命令以使PPV的结果与试验相符。对砂岩材料的EOS，由25％个因素的增加被认为是适当的.
几何模型如图2所示.在轴对称模型中,TNT材料位于接近于模型的起源，历史分1,5和9被设置在离TNT位置2。4米的地方以提供
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ELFEN模型的应力输入。综合 Autodyn-ELFEN建模方法，目的是利用高炉造型AUTODYN的优势。超音速区由于经历了极端的压力所产生的爆炸是由AUTODYN耦合欧拉-拉格朗日求解适应大变形。在超音速的冲击波地区,震动波关系到RankineeHugoniot,这是通过Autodyn计算出来的。因此对于ELFEN模型应力输入是用历史点距离爆炸地点而不是用TNT岩石材料边界应力历史的定义.这个程序在图3示意.剩下的历史点用来证实PPV衰减模拟结果与现场试验协议。
为了获得真实的结果动态模拟，Kuhlmeyer and Lysmer (1973)发现网格尺寸应不大于最小波长八分之一。这个标准是用于Autodyn和ELFEN模型的网格尺寸选择。这一假设是通过执行网格敏感性分析和结果收敛到一个12厘米的网格尺寸.
德雷克和利特尔对土地震动的影响进行了广泛的试验（1983)；德雷克和利特尔（1983）发现压力时间曲线由一个短的上升时间组成，伴随的是被忽略的压缩脉冲,发现优势频率是爆破影响评价的一个重要参数(Dowding, 1996）。在目前的分析中,一个三角形的脉冲频率和峰值压应力的计算模型确定为后续的妖精造型。根据计算结果ELFEN负载功能模型如图3所示。从 Autodyn结果看出，平均峰值应力的压缩脉冲和脉冲持续时间。
破坏区时代基于试验结果的模型
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在第2节中介绍,ELFEN是一种混合fem-dem代码，二维和三维建模，广泛应用岩石力学问题的建模(e。g. Cai and Kaiser， 2004； Stead et al。，2004; Elmo et al., 2008)。在文献中值得注意的是，在ELFEN中,一般耦合朗肯MohreCoulomb失效准则用于模拟岩石的行为准则,然而,朗肯旋转裂缝破坏准则非常像拉伸反射引起的剥落失效,拉伸反射来自于只有拉伸力量的隧道顶板。该标准所要求的参数是拉伸岩石的强度和断裂能力，使用的砂岩材料的抗压强度是来自于ERA测试。断裂能力GF是压力的一部分,与临界应力强度因子KIC（或断裂韧性）和弹性模量E相关（Rockfield, 2007)：
断裂韧性KIC可以用经验估算与岩石抗拉强度的关系（Zhang，2002)：
因此，可能估计的是使用均衡器的断裂能力.（1）和（2）完全以岩石的弹性模型和抗拉强度的知识为基础。
朗肯旋转裂缝参数输入用于ELFEN模型中，砂岩材料列在表4中.
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在ERA测试结果中,四损伤区以爆炸电荷比距离为基础加以确定（比距离是爆炸电荷除以电荷量的立方根的距离）。
四区分类如下： 1区:隧道的总塌陷; 2区:严重破坏； 3区：中度破坏； 4区：轻度破坏。
每个区以破坏区域为特点,以爆炸之前和之后不同截面为定义,破碎的岩石碎片以最大的速度喷出进入隧道。距离上比4区域更远的隧道没有丝毫的损伤。由于几何扩散和材料阻断，波的传播通过介质衰减，PPV衰减常用的简化形式:
其中R是爆炸的径向距离,W是重量爆炸，b是指在球形的情形下的立方根，K和n是定点常数。没有基于材料特性的预测分析方法；因此,对于数值模拟人工全球阻尼的应用必须在现场测量以获得衰减率，如图4所示，两阻尼区域在ELFEN中有定义。区域1是周围负载电荷的区域。根据模拟的结果，当裂缝模拟产生，波迅速衰减.因此，较低的阻尼率需要在1区产生波的衰减,与ERA试验的测量一致.
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下面的步骤是ERA试验的补充:
在ERA试验中，创建一个初始的ELFEN模型，这个模型与损伤区距离测试一致。
上述模型校准使阻尼率在区域1和区域2产生的PPV的结果一致. 其他模型（模型2和3，无损伤模型)然后像校准模型一样分配到相同的阻尼率。
在所有的模型中，剥落区域和剥落岩的速度的结果然后与ERA试验相比较。
对电荷中心距离的爆炸，不同的模型列在表5中。用于校准4区模型的结构如图4所示.注意的是1区损伤是指发生在隧道中完全崩溃的距离,它不在当前的分析中。因为在超音速区发生的复杂现象可能不正确地捕捉到当前的建模过程。另外一个模型代表一个没有损伤且包括在分析中的模型。一种球传播的冲击波基本上是一个三维问题的作用下隧道。然而，假定的二维平面应变模型是可以接受的。简化二维可能有些保守，因为它意味着最大爆炸载荷作用下无限，已有成果(Chen et al。, 2000； Deng et al。,2014）显示二维模型可以成功预测爆破效果现场实验。
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隧道直径为10米模型，边界设置为足够大以避免反射波距离，Deng et al。 （2014）发现对高达200米的初始应力影响较小,在ERA试验中隧道位于较浅的深度，因此与隧道施工相关的最初的作用应力不在模型中。
4。2损伤区的模拟结果
布雷迪和布朗（2004)研究出了与演示爆炸相互作用的定型描述，他们声称随后的爆破炮孔周边地区将经历扩张和密集的压裂。而远离爆炸，会出现径向裂纹。最后，如果波从自由面反射，在剥落过程中可能出现额外的断裂,图5显示在区域3校准的EFLEN模型产生了断裂模式，这与布雷迪和布朗（2004）的定向描述一致.
受损区域的模拟结果和第三个模型中剥落的岩石碎片如表6所示，它与ERA测试的结果一致，受损区域位于隧道上方.
对于4区模型，隧道边界上的压裂不会使岩石分离，而且不会飞入隧道空间。这与ERA试验相一致,如4区，我们发现一块块岩石没有初始速度而进入隧道。这些碎片的分离导致了预先存在的节点。在这个模型里，没有比4区发生更大的断裂.
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在ERA试验中发现,近距离的爆破，岩石会径向喷射,而且，随着距离的增加，剥落往往只发生在隧道顶板,另外，在ERA试验中发现，剥落是从隧道周边高速剥落小粒子比较之下，随后更深的喷射是低速率，大粒子.这些现象发生在ELFEN模型中，也能在图6和7中观察到。
值得注意的是，该模型模拟的持续时间足以捕捉完整的剥落的运动块。为了显示生动的剥落方式，图像如图6。相比之下，需要长时间的计算以使碎片从最初的获得的距离分离。
5。1模型的建立
当考虑到岩石强度性能在爆炸荷载作用下对隧道的问题时,考虑到性能对拉伸破坏和波的衰减的影响。根据Zhou的研究，巨大的岩石衰减在既脆弱又破碎的岩石中将会减慢速度。衰减系数的典型指从 Eq到n。(3）是1.5，坚硬的岩石比2软弱的岩石大。
在弹性分析中，由于几何扩散，波会衰减，独立于材料特性，当使用兰金压裂失效准则,不同类型岩石(不同的拉伸强度和断裂能量）的负载有不同的反应,通过压裂，因能量耗散会产生衰减.波的衰减可以认为是特定的，甚至会在同一地点进行测试，经常遇到的结果太分散(Dowding， 1996)。。由于这些限制，它是假定真波衰减率不能通过数值模拟预测。试图在这里确定模拟结果与领域中遇到的典型衰减值和文
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献中记录的是否一致，随后，初步在不同强度的岩石类型之间进行比较。
具有材料特性的典型石灰岩模型，这些岩石根据他们的强度由强到弱分类,建模的目的是捕捉岩石强度在爆炸荷载作用下对隧道耐久性的影响。
所有的模型都是建立在一个相同的配置,来校准在上一节讨论的ERA试验，距离隧道14米的地方与3区型损伤一致。
5。2不同岩石类型的模拟结果
观察模拟结果图8给出了压裂，从中可以看出，以上的隧道裂隙区随着岩石材料的增强只有轻微的减少.另一方面，它可以指出，较强的岩石类型，在爆炸发生的区域有更少的压裂。
这些结果与ERA测试中的砂岩和花岗岩一致,与那些砂岩相比，我们发现花岗岩只有稍微更有利的花岗岩,因此在花岗岩和砂岩抗拉强度的损害相似量的差异之间的差异可以归因于衰减的差异：较强的岩石衰减不迅速，到达时的脉冲大,图9显示，峰值应力的最佳拟合曲线从电荷以不同型号记录功能的比例距离。两对比效果的岩石强度,即波的衰减和岩石抗破裂平衡了彼此,很明显，爆炸荷载的隧道耐久性不能用一个简单的方法估计,而且应当仔细权衡影响。
PPV是用来记录不同距离的每个不同岩石类型，在曲线拟合下发现了衰减常数n和K，结果在表8中表明，当岩石材料是弱的时，衰减越快.发生在爆炸区更大程度的破裂，较弱的岩石所消耗的能量较多。
结果表明，采用朗肯压裂模型破坏准则的ELFEN模型产量衰减率，与现场测量的趋势一致。如这样解释，这并不是说，数值模拟能够预测实际衰减率,因为这些是高度特异性,然而,可以相信的是ELFEN模型捕捉不同岩石类型的一般趋势，而且可以被用作增加初始的估计和理
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解隧道在不同岩石类型下的爆炸,原位测量以后可以用来修改阻尼率，这样的衰减率是更好的拟合实际行为。
结论
在这篇文章中，用一种综合的方法模拟爆破作用下隧道的反应，代码Autodyn用于爆炸荷载的估计，而且混合fem—dem代码ELFEN是用来模拟来自爆炸冲击波的岩石破裂，观察和实地测试的结果被用来校准的波的衰减，并且比较受损区域和岩石剥落的速度，改变了电荷距离的隧道，模拟结果与实验测量结果基本一致,总之，模拟结果表明,该方法是分析爆破隧道损坏剥落的可靠工具，该模型显示，就断裂模式爆破而言,一个显式的拉伸破坏准则压裂模拟能够捕捉爆炸岩石反应,不同的岩石材料的性质表明,压裂模拟产生的衰减速率与现场测量一致，此外，模拟结果表明，由于对比对岩石强度（即抗拉强度与波衰减）的影响,与给定的弱和强的岩石爆炸荷载类似隧道效应相似.
这种方法可以进一步调查诸如隧道形状、地应力，巷道支护和多次冲击载荷其他不同条件的影响，所提出的数值方法具有模拟以前存在的不连续性能力。虽然这在现代的文章中不被关注，对波传播的节点影响是正在研究的主体。
利益冲突
作者希望确认有没有与此相关的出版物已知的利益冲突，有没有巨大的财政支持一是这项工作对结果有所影响。
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致 谢
特别感谢 肖洪天 教授 特别感谢 答辩评论组老师
在为期一学期的毕业设计中,由于本人在初期奔波于驾照等各种繁杂事务，耽误了相当一部分时间，由于专业技术课的水平不高和时间的耽误,在设计中显得很被动。但是肖老师诲人不倦，常常在设计中给我提出建议，付出很大的精力悉心教育我，令我非常感动.同学钟贻光在设计中给予我很大帮助,从一些计算方法,到对整个设计的把握都详细给我进行介绍。同时答辩评阅组老师不辞辛苦为我评阅，及全体同学和家人的全方位支持和帮助,都令我非常感激,这里由于篇幅不再一一感谢.
冯海象
2015年6月于青岛
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