花崗巖隧道地震響應機理及減震技術探析

陳 慶，鄭穎人，陳劍杰

(1.西北核技術研究所，西安 710024;2.后勤工程學院，重慶 401311;3.重慶市地質災害防治工程技術研究中心，重慶 400041)

隧道工程是一項關系到國計民生的生命線工程，維護隧道工程的穩定運行也是學者們一直努力追求的目標。之前，不少人認為隧道結構由于受土體約束作用，可以忽略地震對隧道的破壞作用，然而事實證明:最近二三十年內，世界上發生的大地震都在某種程度上對隧道工程產生了破壞作用，如1995年的日本阪神地震［1］、1999 年的臺灣集集地震［2］以及2008 年的汶川地震［3］等?？梢姡芯克淼拦こ痰臏p震抗震技術意義深遠。

1 隧道震害及減震技術概述

總結諸多隧道震害實例，其震害表現主要集中在以下5個方面［1－6］:① 由斷層引起的地層錯動和位移，致使隧道結構遭受剪切破壞;② 隧道洞口段的淺埋處因邊坡失穩而導致洞口結構的破壞;③ 由地震引起的隧道周邊巖體(或土體)振動并傳遞到隧道結構上，使隧道結構產生相應的應力和變形，導致襯砌開裂，脫落以及圍巖的片幫底鼓等;④ 因支護結構本身設計、施工不合理(如未進行抗震設計、結構形式不合理、未按規范施工等)而使隧道結構在地震力作用下產生破壞;⑤ 由地震引起的其他原因造成的隧道破壞，如地層液化、失效、軟化震陷等。

對于斷層、邊坡失穩等引起的震害，最好的方法是規避該風險。而目前研究最多也是值得深入研究的就是如何減小地震對隧道結構的振動破壞。主要有兩種途徑，一是改善襯砌材料以減輕隧道襯砌的內力，如改變襯砌的質量、強度、剛度以及阻尼等。二是設置減震層和抗震縫。減震層不僅能隔斷周圍地層對襯砌結構的約束力，而且能吸收襯砌和圍巖之間的應變或相對位移?？拐鹂p可以消除隧道縱向拉應力，且在一定程度上減小不良地質段可能產生的橫向剪切破壞。

2 研究方法及隧道模型建立

2.1 研究方法

采用FLAC3D軟件來分析花崗巖隧道的地震響應及減震技術。該方法目前在巖土工程界廣泛應用，并已經被證明與實際情況較為吻合［7－11］。動力計算采用自由場邊界，阻尼系數采用局部阻尼，可通過式α=ζ·π求得，式中α為阻尼系數，ζ為阻尼比。圍巖阻尼比取7%，襯砌結構阻尼比取5%。地震荷載截取的是一段7 s的EI波，相對于里氏震級為7級，加速度時程曲線如圖1所示。

圖1 地震波加速度時程曲線Fig.1 Acceleration time-history curve of earthquake

由于分析的對象是較為堅硬的花崗巖體，所以地震波采用加速度時程從模型底部直接輸入。分別考慮單獨輸入水平橫向地震加速度(X軸方向)和同時輸入水平橫向及豎直向地震加速度(X軸方向及Z軸方向)兩種工況，為便于分析比較，兩個方向輸入同一種地震波。

2.2 隧道模型建立

隧道基本情況:埋深120 m，斷面形式采用直墻半圓拱形，跨度12 m，直墻高6 m，如圖2所示。

圖2 隧道模型示意圖Fig.2 Abridged general view of tunnel model

模型厚度取1 m，為減小模型邊界對計算結果的影響，模型左右邊界及下邊界取8倍洞跨，上邊界為自由地面，圍巖參數根據《錨桿噴射混凝土技術規范》［12］選取，如表1所示。由于深埋隧道的破壞形式以剪破壞為主，因此巖體本構選用摩爾－庫倫模型。

表1 圍巖物理力學參數Tab.1 Physics-mechanical parameters of surrounding rock

3 花崗巖隧道地震響應機理分析

以無襯砌隧道為研究對象，分析其在單獨施加水平橫向地震荷載及同時施加水平橫向和豎直向地震荷載情況下的地震響應。

3.1 塑性區分析

靜力條件下及地震荷載作用下圍巖塑性區分布如圖3所示。

圖3 圍巖塑性區分布Fig.3 Plastic zone of surrounding rock

在靜力條件下，側墻、側墻底腳及拱腳處存在小范圍的塑性區。圍巖穩定后除極少數單元仍處于剪切破壞狀態，其余均已恢復彈性狀態，圍巖整體穩定。

單獨輸入X向地震波時，圍巖水平向及豎直向均有較大范圍的塑性發展。地震結束后除直墻左下拱腳及右側拱肩處的少部分單元有剪切破壞的跡象，其余單元基本恢復彈性狀態，圍巖整體穩定。同時輸入X向及Z向地震波時，雖然塑性區在水平方向及豎直方向都有發展，但范圍較小，約為單獨輸入X向地震波時的一半，圍巖整體穩定。

3.2 圍巖應力分析

圍巖最大主應力分布如圖4所示。

圖4 圍巖最大主應力分布Fig.4 Maximum principal stress of surrounding rock

如圖4所示，單獨輸入X向地震波時，左側直墻墻腳及右側拱肩處圍巖最大主應力值最高，且應力值相近，約為5.25 MPa。其他部位最大主應力值較小。而巖體單軸抗壓強度約20～30 MPa，因此圍巖在此地震波作用下的抗壓是穩定的。分析最小主應力可知，圍巖中未產生拉應力。因此，圍巖在此地震波作用下不存在拉破壞。

同時輸入X向及Z向地震波時，最大主應力數值增加至8.5 MPa，比只輸入 X向地震波時增加了約70%。應力分布規律與單獨輸入X向地震波時相同，圍巖整體穩定。

3.3 應變增量分析

圍巖應變增量云圖如圖5所示。

圖5 應變增量云圖Fig.5 Strain increment

由圖5可知，單獨輸入X向地震波時，圍巖應變增量總體較小，兩側墻的應變增量相對較大，但最大值也只有3.5×10－4，并不足以產生破裂面。若隨著地震作用的增強，隧道將首先從側墻開始發生破壞。

當同時輸入X向及Z向地震波時，圍巖的應變增量值比只輸入X向地震波時要小。左側直墻底部及右側直墻頂部的應變增量最大，但最大值不超過3.0×10－4，因此，也不會產生破裂面。

4 襯砌結構減震效果分析

襯砌采用0.2 m厚混凝土施加在隧道內壁，采用FLAC3D中的襯砌單元進行模擬。襯砌參數見表2。

表2 襯砌結構物理力學參數Tab.2 Physics-mechanical parameters of liner

4.1 塑性區分析

當隧道設置襯砌結構后，圍巖塑性區分布如圖6所示。

比較圖3和圖6可知，有襯砌隧道圍巖塑性區發展規律同無襯砌隧道，但塑性區范圍無明顯變化。

4.2 圍巖應力分析

當隧道設置襯砌結構后，圍巖最大主應力分布如圖7所示。

圖6 圍巖塑性區分布Fig.6 Plastic zone of surrounding rock

圖7 圍巖最大主應力分布Fig.7 Maximum principal stress of surrounding rock

由圖7可知，有襯砌時，圍巖中主應力分布規律同無襯砌隧道。單獨輸入X向地震波時，最大主應力最大值約為4.95 MPa，比無襯砌時稍小。同時輸入X向及Z向地震波時，最大主應力最大值約為8.5 MPa，比無襯砌時稍大，這與單獨輸入X向地震波時有所不同。

4.3 應變增量分析

當隧道設置襯砌結構后，圍巖應變增量云圖如圖8所示。

圖8 圍巖應變增量云圖Fig.8 Strain increment of surrounding rock

由圖8可見，對于有襯砌隧道，圍巖應變增量變化規律同無襯砌隧道。應變增量值略有減小。

4.4 襯砌結構受力分析

襯砌結構彎矩及軸力分布如圖9、10所示。

由圖9可知，單獨輸入X向地震波時，最大負彎矩出現在右側直墻底部，彎矩值約為39.8 kNm。最大正彎矩出現在右側直墻中部，彎矩值約為26.7 kNm。軸力最大值出現在拱頂處，約為1.81 MPa，小于襯砌結構抗壓強度(約為10 MPa)。在兩邊墻中部出現了拉應力，最大拉應力值約為0.5 MPa，小于襯砌結構的抗拉強度(約為1.1 MPa)。同時輸入X向及Z向地震波時，最大負彎矩出現在直墻底部，彎矩值約為58.7 kNm，最大正彎矩出現在底板端部，約為26.5 kNm。軸力最大值出現在右側直墻頂部及拱腳處，約為2.5 MPa，小于襯砌結構抗壓強度。底板中部出現了拉應力，但僅為0.12 MPa。因此，襯砌結構除直墻腳部區域因應力集中導致彎矩較大，可能產生破壞以外，其余部分基本穩定。

4.5 減震效果分析

由以上分析可知，在地震荷載作用下，對于花崗巖隧道，襯砌結構無法達到減震的目的。

圖9 襯砌彎矩圖Fig.9 Bending moment diagram of liner

5 減震層減震效果分析

為減小隧道地震響應程度，降低隧道振動破壞概率，擬在圍巖與襯砌之間設置減震層。減震層采用既經濟又便于制備的泡沫混凝土材料，厚度0.5 m，物理力學參數如表3所示［13］。計算中減震層采用實體單元模擬，本構選用摩爾－庫倫模型。襯砌層厚度為0.2 m，物理力學參數同表2。

表3 減震層物理力學參數Tab.3 Physics-mechanical parameters of buffer layer

5.1 塑性區分析

設置減震層后，圍巖的塑性區分布如圖11所示，減震層塑性狀態如圖12所示。

對比圖3及圖11可知，當設置減震層后，圍巖塑性區范圍略有減小，但變化范圍不大。而減震層有部分單元處于受拉破壞狀態，主要分布在直墻底部及拱頂。由于受破壞單元較少，減震層基本處于穩定狀態，局部可能受損。

5.2 圍巖應力分析

設置減震層后，圍巖及減震層最大主應力分布如圖13、14所示。

由圖可知，單獨輸入X向地震波時，圍巖最大主應力最大值出現在距隧道臨空面約3 m的圍巖中，方位位于右側拱腳右上方及左側直墻腳左下方，最大主應力值約為3.1 MPa，比未設減震層時的值減小約38%。減震層主應力云圖顯示，底板端部處出現了約為0.5 MPa的拉應力，大于減震層的抗拉強度0.2 MPa，因此，該處的減震層處于受拉破壞狀態，這與塑性區狀態分布結果一致。當同時輸入X向地震波和Z向地震波時，圍巖最大主應力出現在距隧道臨空面約2 m的圍巖中，方位位于右側直墻右側及左側直墻左側，最大主應力值約為6.2 MPa，比未設減震層時值減小了約27%。減震層在直墻底部及底板端部出現了0.5～1.0 MPa的拉應力，可見減震層在該處為受拉破壞狀態。分析最小主應力可知，圍巖中未產生拉應力，因此，圍巖整體穩定。

圖10 襯砌軸力圖Fig.10 Axial force diagram of liner

圖11 設減震層后圍巖塑性區分布圖Fig.11 Plastic zone of surrounding rock using buffer layer

5.3 應變增量分析

當設置減震層后，圍巖及減震層的應變增量如圖15、16所示。

由圖可知，單獨輸入X向地震波時，圍巖最大應變增量出現在直墻與底板連接處，最大值僅為9×10－4，雖比未設置減震層時的數值要大，但分布范圍很小。同時輸入X向地震波和Z向地震波時，圍巖應變增量最大的部位仍為直墻與底板連接處，右側墻腳處的分布范圍更大一些，幾乎與拱頂貫通，但應變增量值也僅為3×10－4，與未設減震層時的數值基本一致。減震層的應變增量值也比較小。因此，可以初步判定，圍巖及減震層是穩定的。

圖12 減震層塑性狀態Fig.12 Plastic status of buffer layer

圖13 設減震層后圍巖最大主應力分布Fig.13 Maximum principal stress of surrounding rock using buffer layer

圖14 減震層最大主應力分布Fig.14 Maximum principal stress of buffer layer

圖15 設減震層后圍巖應變增量分布Fig.15 Strain increment of surrounding rock using buffer layer

5.4 襯砌結構受力分析

當設置減震層后，襯砌結構的彎矩及軸力分布如圖17、18所示。

圖16 減震層應變增量分布Fig.16 Strain increment of buffer layer

由圖可知，單獨輸入X向地震波時，最大負彎矩出現在直墻底部及拱腳處，彎矩值約為31.4 kNm，比未設減震層時的彎矩值減小約22%。最大正彎矩出現在右側直墻中部，約為26.4 kNm，與未設減震層時的彎矩值基本相同。軸力最大值出現在拱頂處，約為0.79 MPa，比未設減震層時的最大軸力值減小了約56%。遠低于襯砌結構抗壓強度。在兩邊墻中部出現了拉應力，最大拉應力值為0.25 MPa，比未設減震層時的最大軸力值減小了約50%，遠小于襯砌結構的抗拉強度。當同時輸入X向及Z向地震波時，最大負彎矩出現在直墻底部，最大負彎矩值約為74.2 kNm，比未設減震層時的彎矩值增大約26%，最大正彎矩出現在底板端部，約為35 kNm，比未設減震層時的彎矩值增大約32%。軸力最大值出現在右側墻頂部及拱腳處，約為1.29MPa，比未設減震層時的最大軸力值減小了約48%，小于襯砌結構抗壓強度。圖中顯示，未出現拉應力。

另外需要指出，因為底板與直墻為垂直連接，沒有設置圓弧形過渡段而導致了應力集中?？蓮膹澗貓D中看出，最大彎矩主要集中于直墻與底板連接處，且分布范圍很小。因此，在設計中可以考慮加強該部位的襯砌剛度或是改善結構形式以規避應力集中的發生。

圖17 設減震層后襯砌彎矩圖Fig.17 Bending moment diagram of liner using buffer layer

圖18 設減震層后襯砌軸力圖Fig.18 Axial force diagram of liner using buffer layer

6 結論

通過上述分析，對花崗巖隧道的地震響應機理及襯砌結構、泡沫混凝土減震層的減震效果有了一定的認識，得出結論如下:

(1)同時施加水平和豎直兩個方向地震荷載時，圍巖的塑性區只有單獨施加水平向地震荷載時的一半，但圍巖中的主應力增大約50%。可見，同時施加水平和豎直兩個方向地震荷載對圍巖的影響范圍要小，但影響強度更大。

(2)對于花崗巖隧道，混凝土襯砌結構的減震效果不理想，但泡沫混凝土減震層的減震效果較好。主要體現在泡沫混凝土減震層能有效的改善圍巖中的應力分布，減小圍巖中的主應力，從而提高圍巖的安全穩定性。

(3)泡沫混凝土減震層在減小襯砌結構軸力的同時會在某些能引起應力集中的部位增加襯砌結構的彎矩，因此，設計時應適當增強這些部位的襯砌剛度。同時，設計中還應盡量消除可能引起應力集中的因素。

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