隧道工程課程設計

/

m

E

初始條件

類圍巖(即

級圍巖)，埋深

H=20m，隧道圍巖天然容重γ=25

KN/m3，計算摩擦角ф=50o,

h 2

隧道洞身設計

W—行車道寬度；取

3.75×2mC—余寬；因設置檢修道，故余寬取為

J—檢修道寬度；雙側設置，取為

1.0×2mH—建筑限界高度；取為

L

LL

RE

LE

Rh—檢修道高度；取為

圖1

cm）

35cm）圖2 得到如下尺寸:R

，R

，R

3

隧道襯砌結構設計

8.4.2-1，對于兩車道Ⅲ級圍巖：

8-12cm，拱墻的錨桿長度為

2.5-3m，

20×2.5m，采用梅花型局部布設，采用

9.8cm。

300g/m2,防水板應采用鋪

2.0mm，搭接長度為

150mm。

35cm。

B=12.10m，H=10.50m

級圍巖需要預留變形量，查《公路隧道設計規范》8.4.1

45cm，又每側超挖量為

10cm，故隧道的近B

p

q

p

q

q

i

i—圍巖壓力增減率，當B

mq

p q

m

p

B

q

h

qq

/mq

4

襯砌結構內力計算

K=0.18×10

h

/m E

25Gpa g

g

d

d

/m

4.2.1

圍巖壓力的確定經前面計算可得,可用公式q

h

qq

/mq4.2.2

襯砌自重 n h（1）全部垂直荷載（2）圍巖水平均布壓力e<0.15×92.025=13.80KN/m

4.3.1

襯砌的幾何尺寸

R

，R

，

o o

，

o o d

d

n4.3.2

半拱軸線長度

S

及分段軸長

E

4.4.1

單位位移

sinα

cosα

注：1

I—-截面的慣性矩，I=bd

E

I

E

I

E

I

（

）

E

IE

4.4.2

載位移——主動荷載在基本結構中引起的位移1）每一塊上的作用力(豎向力

G),分別由下面各式求得，

=q×b

=e×h

)/2×△S×

其中：b

4-2。各集中力均通過相應圖形的形心

g

e

g

g

E

2）外荷載在基本結構中產生的內力

、a

、a

M

o

M

o ip

i

(

)

E

?i

q

Eag

ei iN

o

i

(

)

Eiii

Δx

、Δy

4-4。

sinα

cosα

i

sinα*

（Q+G）

cosα*∑iE

3）主動荷載位移

eq

\o\ac(△,1p)= S/E

×∑M

/I=6.39×10×（-1438629.862

9192.84×10

=△S/

×∑M

y/I=6.39×10×(-7696895.378)=

×10

eq

\o\ac(△,Sp)= eq

\o\ac(△,2p)eq

\o\ac(△,Sp)=

×∑M

=6.39×10×（-9135525.240

-58376.006×10

-（9192.84+49183.16

）×10

-58376.000×10 閉合差△≈0.000。4.4.3

載位移——單位彈性抗力及相應的摩擦力引起的位移1）各接縫處的抗力強度

=44.28°=α

截面,

=76.25°=α

）/（cos

=0，

=σ

邊墻截面彈性抗力計算公式為：σ=σ

得)

[1-（1.634/4.776

[1-（3.198/4.776

2）各楔塊上抗力集中力ii

i

/

i

i外i3）抗力集中力與摩擦力之合力i按近似計算:

i i μ——圍巖與襯砌間的摩擦系數。取μ=0.2,

i

i

ii其作用方向與抗力集中力的夾角為β=arctanμ=11.301°。由于摩擦阻力i

i i

度)。將i

sinψ

cosψ

(σ

R(σ

(σ

sinψ

cosψ

(σ

(σ

(σ4）計算單位抗力圖及其相應的摩擦力在基本結構中產生的內力iiii

Mo

r

i

KiN

o

i

i

----力

R

r

r

r

r

Rr

r

r

sinα

cosα

(σ

ΣRH(σh)

sinαΣR(σ

cosαΣR(σ

Noσ(σh)

5）單位抗力及相應摩擦力產生的載位移

4-8。

eq

\o\ac(△,1σ)= S/E

×∑M 1/I=6.39×10

-270.960×10 eq

\o\ac(△,2σ)= S/

×∑M y/I=6.39×10×(-31508.650)=

2013.403×10 eq

\o\ac(△,1σ)+

=-2284.363×10eq

\o\ac(△,σ)=S

×∑M (1+y)/I=6.39×10eq

\o\ac(△,σ)= 閉合差△≈0。4.4.4

墻底（彈性地基上的剛性梁）位移1）單位彎矩作用下的轉角：

/0.18×10=731.596×10 2）主動荷載作用下的轉角：

=731.596×(-2265.583)×10

-1657491.46×10 3）單位抗力及相應摩擦力作用下的轉角：

=731.596×10

14722.64×10

=δ

+β

=（67.32+731.596

）×10=798.913×10

=δ

+fβ

=（240.74+9.232×731.596）×10=6994.83×10

=δ

=（1433.43+9.232×731.596）×10=63787.228×10 eq

\o\ac(△,10)= +βeq

\o\ac(△,p)+(

1σ

+14722.64σ

)×10eq

\o\ac(△,20)= +fβ

+(△

+fβ

-(491831.6+9.232×1657491.46+2013.403

+9.232×14722.64

=（548.873-4.140

1σ

=（187.412+2.616

=1）分別產生的襯砌內力M

p

p

p

M

opN

Nop p pM

M

oN

N

o

(σ

(σ

*y(σ

](σ

cosφ

(σ

cosφ(σ

］(σ

(

)M

p

E

hp

E

hh

M

hE

I

pp

hp

M

iE

I

p

h

M

iE

I

3-11。

i

(Y-Yi

=6.39×10×621438.869×0.9590=3808.184×10

=6.39×10

-30.645×10hσ

/(1/K-δ

3808.184×10/[1/(0.18×10

30.645×10

按下式進行計算：M=M

+σ

+σ

E

E

I

=6.39×10

24.80×10 M

ME I

×731.596×10=-24.794×10E

E

I

=6.39×10×35900.60=229.405×10△=(24.80-24.794)

E Ifβ

=9.232×（-24.794）×10=-228.898×10△=（229.405-228.898）/229.405=0.221%

3.9.1

截面

0

0.2d=0.2×0.45=0.09mK

K

NN

bdN

e

d

R

bdN

3.9.2

截面

1

0.2d=0.2×0.45=0.09mK

K

NN

bdN

e

d