厚層堆積體偏壓隧道洞口段動力響應特性研究

杜 斌, 張 熙， 劉大華， 陳 松, 陳先國

(1. 四川公路橋梁建設集團有限公司二分公司，四川成都 610066;2.西南交通大學交通隧道工程教育部重點實驗室，四川成都 610031;3. 四川公路橋梁建設集團有限公司，四川成都 610200)

1 概述

隨著我國高烈度地震區交通建設基礎工程的發展，隧道結構以其良好的抗震性能而被廣泛選擇[1-2]。然而，近年來隧道工程震害事件頻發[3]，從以往隧道震害情況來看，不良地質段特別是洞口及軟硬巖交界面附近隧道結構破壞往往十分嚴重，這是因為一方面隧道洞口段圍巖地質條件較差，多為強風化的堆積體，且與基巖地質條件差別較大，在地震發生時，山體容易產生滑動和坍塌掩埋隧道洞口。另一方面由于在軟硬交界面附近，圍巖性質變化不連續，在基覆交界面處隧道襯砌在剪切波和面波的作用下極易產生剪張性環向破裂[4]。因此研究隧道結構薄弱段的抗震設防設計是十分必要的。

目前國內外學者已經對高烈度地震區不良地質段的隧道結構動力響應展開了一系列研究，但針對洞口段覆有厚層堆積體偏壓隧道的研究還不夠深入。唐垠斐[5]研究了斷層破碎帶襯砌的地震動力響應規律及不同措施的抗減震機理及效果。江楠[6]結合隧道的宏觀震害,分析了隧道的震害機理和震害影響因素,得到隧道結構的震害機理主要可以分為地震慣性力引起的破壞、地震強制位移引起的破壞和圍巖失穩引起的破壞三類；造成隧道嚴重受損的因素大致包括地震參數、圍巖條件、斷層、隧道埋深、隧道自身條件等。禹海濤[7]推導任意動載作用下長大隧道縱向動力響應解析解,退化出行波效應下長大隧道縱向響應的理論解,直觀地給出各參數之間相互關聯的解析表達,并基于多質點-彈簧-梁模型進一步提出面向長大隧道縱向抗震設計的快速簡化分析方法。歐爾峰[8]基于連續介質力學的離散元方法軟件CDEM模擬水平巖層的結構面特性,主要針對不同水平巖層的厚度和不同地震動輸入方向 ,分析了隧道襯砌關鍵部位的動力響應特性。

然而目前，針對厚層堆積體[9]的邊坡穩定性研究較多，而對厚層堆積體覆蓋下的隧道結構動力響應規律的研究很少,因此有必要深入地研究厚層堆積體隧道洞口段的動力響應特性。本文依托國道318線飛仙關隧道洞口段覆有厚層松散堆積體的工程實際,對洞口段穿越軟硬交界面隧道動力響應特性進行深入研究。通過分析隧道襯砌結構的應力、變形和地震過程中的邊仰坡塑性區變化，來討論隧道抗震設防的關鍵位置。

2 依托工程概況

飛仙關隧道位于國道318線雅安至二郎山隧道段災后恢復重建工程A1標段，全長1 608m，其中進口明洞為單壓式明洞，長49m。進口段斜坡地表主要為稍密狀塊石土，斜坡坡度約為25～30 °，斜坡覆蓋層厚約10m，表層未見變形跡象。圍巖為殘坡積塊石土，以稍密狀為主，厚度約10m，淺埋段易出現地表下沉過大或冒頂現象。具體構造部位處于龍門山斷裂帶西南段內，隧道主要圍巖等級為Ⅲ、IV、V級，其中洞口段主要為IV級和V級。局部覆蓋層及風化巖體松軟，強風化巖體破碎，線狀或淋雨狀出水，大部分巖體較完整，點滴狀出水。洞口段地質條件復雜，穿越了軟硬巖交界面，且同時具有淺埋偏壓的特點，強震作用下極易發生襯砌結構的破壞，因此研究該隧道洞口段的動力響應特性是十分必要的。

飛仙關隧道洞口結構橫斷面圖如圖1所示。隧道二次襯砌厚度為60cm，初支襯砌厚度為24cm，錨桿為φ25中空注漿錨桿，長350cm，間距為1.0m×1.0m(環×縱)。

圖1 飛仙關隧道結構斷面(單位：cm)

3 隧道計算模型及力學參數

3.1 計算模型建立

本次計算以飛仙關隧道進口段為研究對象，隧道計算模型水平方向長度取120m，沿隧道縱向取60m，模型高度為85m，將軟硬交界面傾角簡化設為60 °。計算模型在X、Y、Z三個方向上的尺寸為120m×60m×85m，如圖2所示。隧道圍巖和二次襯砌采用實體單元模擬，初支襯砌采用殼單元模擬，其中圍巖采用摩爾-庫倫模型，二次襯砌則采用彈性本構模型計算。局部隧道結構和錨桿單元模型如圖3所示。

圖2 隧道洞口整體計算模型

圖3 隧道洞口整體計算模型

隧道洞口三維計算模型位置關系規定如下：

(1)X軸垂直隧道走向，以飛仙關隧道進口端隧洞口中線為x=0軸，左右各約60m。

(2)Y軸為隧洞走向方向，長度取60m。

(3)Z軸豎直向上，硬巖高度為45m，軟巖高度為40m。

模型四周和底部采用法向固定約束，地表為自由表面。計算模型總共包含55 751多個單元和38 215多個節點，計算結果的精確度可以得到保證。

根據JTGD70-2004《公路隧道設計規范》和飛仙關隧道地質勘察資料并做相應調整，本次計算選取的圍巖和隧道結構的物理力學參數如表1所示，錨桿物理力學參數如表2所示。

表1 隧道圍巖與襯砌物理力學參數

表2 錨桿物理力學參數

3.2 測點布置

在地震作用下，隧道結構隨圍巖同步震動，絕對位移很難反應隧道結構的變形和破壞情況，則相對位移相對更具有說服力。本文主要采取相對位移的分析方法，即同一斷面地震動中相同時刻各質點的位移差值。在結構動力響應分析中主要參考指標為監測點的相對位移峰值。在本次數值模擬中，監測隧道斷面對角線方向位移以及仰拱與拱頂之間的橫向水平相對位移。故需在每個監測斷面設置8個測點，4條測線。隧道斷面的測點布置和橫向位移如圖4所示。

圖4 隧道結構測線分布

D點沿DH測線方向的位移為：

ΔD=μDcosα+νDsinα

H點沿DH測線方向的位移為：

ΔH=μHcosα+νHsinα

式中：μ表示水平位移，ν表示豎向位移，其下標代表測點編號。

所以，D、H測點沿DH測線方向的相對位移為：

ΔDH=ΔH-ΔD

A、E測點沿垂直AE測線方向的水平相對位移為：

ΔAE=μA-μE

C、G測點沿CG測線方向的水平相對位移為：

ΔCG=μC-μG

在地震剪切作用下，隧道結構可能在縱向上產生相對錯動，引發隧道軸向的彎曲變形等震害。為此，本文擬分析隧道關鍵測點的縱向相對位移。以拱頂位置垂直于AE測線方向(即水平方向)的縱向相對位移為例說明，如圖5所示，A2點沿水平方向的縱向相對位移指的是A2點的水平位移減去A1點的水平位移。本文以軟硬交界面處隧道橫斷面各個測點的位移為基準，其余斷面處各個測點的縱向相對位移指的是該橫斷面與軟硬交界面同一測點的相對位移(兩點遠離為正，靠近為負)。

圖5 測點縱向相對位移說明示意

隧道結構縱向監測斷面布置如圖6所示，在洞口段52m的區段內，每隔4m設置1個監測斷面，共計14個斷面，從監測斷面編號進口方向依次編為1～14號。其中厚層堆積體及軟巖段17m的范圍內布置5個監測斷面，在硬巖段26m的范圍內布置7個監測斷面，在軟硬交界段附近12m布置2個監測斷面。

圖6 隧道結構縱向監測斷面分布

3.3 地震波輸入

鑒于橫向剪切波垂直于隧道軸向入射，將使隧道襯砌結構橫斷面發生拉伸和壓縮破壞，是所有方向的地震波中破壞性最大的一種[10]，所以，本文采用垂直于隧道縱向的橫向剪切波來模擬穿越洞口段隧道的動力響應。本文依托的飛仙關公路隧道工程區具體構造部位處于龍門山斷裂帶西南段內，且距臥龍鎮較近，故選取汶川大地震臥龍波進行輸入。原始臥龍波加速度時長約180s，加速度最大峰值發生在33.01s時刻，為957.7gal?？紤]到動力計算耗時長的特點，對該地震波進行處理，選取振動最劇烈的的24～36s時間段作為地震動輸入。由于地震波中絕大部分能量集中在0～18Hz的范圍內，故本文采用SeismoSignal軟件進行基線校正并過濾掉地震波中大于18Hz的成分。根據所測得的飛仙關隧道工程地震動峰值加速度為0.2g，在最終輸入應力波時乘以0.2的系數進行折減，加速度時程曲線如圖7所示。

4 計算結果分析

4.1 隧道結構變形

4.1.1 隧道結構橫向變形

分別選取AE測線、DH測線、BF測線和CG測線在14個監測斷面下的橫向相對位移，提取14個監測斷面的位移數據，4條測線的橫向相對位移沿隧道縱向變化規律如圖8所示。

圖7 地震加速度時程曲線

圖8 隧道各條測線橫向相對位移沿縱向變化

從圖8可以看出，對于隧道上的各測線，在軟巖區變化較明顯，軟硬交界面附近約6m的區間內相對位移有明顯突變，硬巖段以后位移逐漸趨于平穩。DH測線數值不斷減小，從最初洞口附近最大相對位移8.49mm減小至4.79mm，減少了43.6 %； AE測線和BF測線數值也不斷減小，分別從最初的-5.40mm和-7.63mm減小至-3.04mm和-5.16mm，減小了43.7 %和32.4 %。CG測線整體變化較為平緩，始終維持在6.55mm附近。

4.1.2 隧道結構縱向變形

本節對隧道襯砌較有代表性的拱頂、仰拱、左供腰和右拱腰四個位置的縱向相對位移峰值沿隧道軸向的變化規律進行分析，見圖9。

圖9 隧道各位置縱向相對位移變化

從圖9可以看出，拱頂、仰拱和右拱腰縱向相對位移均為正，左拱腰縱向相對位移有正有負。在軟巖段，隨著開挖的進行，圍巖變形不斷增大，導致各條測線的縱向相對位移呈增大的趨勢。在軟硬交界面附近時，縱向相對位移呈波動狀。在硬巖段，四條測線縱向相對位移均減小。從整體上看，右拱腰的縱向相對位移變化幅度最大：從起始的最小值0.012mm至軟硬交界面附近的最大值0.171mm。拱頂和仰拱變化幅度不大，且兩者位移值較為接近。左拱腰的縱向相對位移變化很大，且在軟硬巖交界面附近正負波動，峰值達到了0.055mm和-0.074mm?？傮w來看，隧道縱向相對位移在Y=20～50m區間范圍內變化最大，可見隧道在穿越軟硬交界面段的縱向相對變形相對較大，說明在隧道縱向上的同一位置的位移基本同步變化的，呈整體變形。

4.2 隧道結構受力

根據第三強度理論所述，材料的破壞強度是由最大剪應力所決定的。最大剪應力的公式為：

τmax=0.5(σ1-σ3)

式中σ1、σ3分別為最大主應力和最小主應力。

第三強度理論的等效應力公式為：

σs=σ1-σ3

所以，在本文中所分析的應力均為第三強度理論的等效應力σs。

4.2.1 隧道結構縱向受力分析

沿縱向提取隧道關鍵點的應力在地震中的峰值，以判斷地震作用下襯砌結構沿隧道軸向的受力狀態，如圖10所示。

(a)拱頂及右拱肩、 腰、腳應力峰值

(b) 拱頂及左拱肩、 腰、腳應力峰值

從圖10可以看出，隧道各測點應力峰值在軟巖段至軟硬交界面段的起伏較大，而在硬巖段的起伏較為平穩。在軟巖段，拱肩和拱腰位置的應力遠遠大于其他位置的應力，其中應力較大的位置發生在Y=10～17m區間的右拱肩、左拱肩和右拱腰位置，應力峰值分別為8.04MPa、7.97MPa和7.16MPa。在軟硬交界面附近區間(Y=21～36m)內，除仰拱和拱頂位置外，其余位置的應力變化范圍十分大：左、右拱腰位置應力呈波動狀，峰值最大值分別為9.26MPa和8.53MPa，峰值最小值分別為2.60MPa和3.81MPa；左、右拱腳位置應力達到最大值，分別為4.53MPa和11.23MPa；左、右拱肩位置應力達到最小值，分別為2.37MPa和1.90MPa。在硬巖段(Y=37～56m范圍內)，除左、右拱肩外，其余位置的應力變化較為平緩。

4.2.2 隧道結構橫向受力分析

本節分別在軟巖段、軟硬交界面附近、硬巖段取三個橫斷面，進行應力分析。隧道襯砌橫向受力如圖11～圖13所示。

圖11 隧道軟巖段襯砌橫向受力(單位：MPa)

圖12 隧道軟硬交界面處襯砌橫向受力(單位：MPa)

圖13 隧道硬巖段襯砌橫向受力(單位：MPa)

由圖11～圖13可知，軟巖段左右拱肩及拱腰處應力峰值最大，約為8MPa左右，右拱腳處應力值也較大，拱頂、仰拱和左拱腳處的應力峰值較小，約為2.5MPa。軟硬交界段右拱腳應力峰值最大，為11.23MPa，其次是左右拱腰，約為9MPa，其余位置的應力峰值較小。在硬巖段右拱腰處應力峰值最大，為6.27MPa，其次為左右拱肩及左拱腰，應力峰值約為4MPa，其余位置應力均較小。因而對襯砌設計時，應尤其關注拱腰和拱腳位置，進行適當加強。

4.3 洞口邊仰坡塑性區分析

本節主要分析模擬地震過程中第6s和地震結束時的12s時刻飛仙關隧道洞口邊仰坡塑性區破壞范圍和程度，如圖14、圖15所示。

圖14 地震時隧道洞口邊仰坡塑性區分布云圖(6s時刻)

圖15 地震時隧道洞口邊仰坡塑性區分布云圖(12s時刻)

圖14、圖15可以看出，在地震動6s時刻，邊仰坡上就出現了較大的塑性區，只有邊坡中部和下部以及仰坡的上部大部分位置還未受塑性破壞，塑性區體積約為313 141m3。地震后(12s時)整個洞口邊仰坡范圍內幾乎全受過塑性破壞，只有仰坡后方一小片區域還未受到破壞，塑性區體積約為428 839m3。

5 結論

本文分析了強震作用下山嶺隧道結構地震動力響應基本原理，通過有限差分軟件建立數值模型，模擬在地震作用下穿越軟硬交界面隧道結構的動力響應特性。通過分析地震動過程中隧道襯砌結構的應力、變形和圍巖塑性區的破壞程度及范圍，得出了以下結論：

(1)由于數值模型中地震波垂直向上輸入，襯砌收到較大的水平剪切力作用，導致隧道襯砌的橫向變形明顯大于縱向變形。并且橫向相對位移在軟巖區和軟硬交界面附近變化較明顯，硬巖段以后位移逐漸趨于平穩?？v向相對位移數值較小，說明襯砌在地震波作用下沿隧道軸向不易發生變形，主要破壞形式為水平橫向剪切破壞。

(2)通過比較8個測點在14個監測斷面下的應力峰值，可看出右拱腳、左拱肩和左拱腰位置等應力峰值在軟硬交界面出現極值點，且應力變化十分迅速，可見這三個點為地震動下為隧道結構的危險位置，應著重加強抗震設防。

(3)隨著地震波的輸入，洞口上方的邊仰坡塑性區破壞范圍迅速增大，在地震動中6s時刻和地震動結束的12s時刻，邊仰坡塑性區體積增加十分迅速?？梢娫诙纯诙蔚倪呇銎聭m當加強防護，以減少地震動后邊仰坡的滑坡、垮塌。