高速鐵路列車振動荷載對下穿隧道地層動力響應分析

高玄濤

(中鐵第一勘察設計院集團有限公司，西安 710043)

近年來，我國軌道交通得到大力發展。隨著我國軌道交通的大規模建設，近接工程數量越來越多，施工難度也越來越大。特別是隧道下穿高速鐵路施工時，不可避免地對周圍土體產生擾動，引起周圍地層損失及路基沉降，造成高速鐵路軌道的縱、橫向不平順，從而影響列車的運營安全［1］。以某隧道下穿高速鐵路項目為研究背景，主要采用數值模擬的方法對下穿隧道施工至不同位置時列車動載作用下地層動力響應進行研究分析，為下穿隧道施工提供理論指導。

1 工程概況

該隧道下穿高速鐵路A(即將投入運營)、客運專線B(已運營)、客運專線C(在建)段，需與在建的工程同步完成施工。隧道全長300 m，隧道內為單面坡，隧道開挖拱頂到上部鐵路軌頂面最大埋深約27.3 m。隧道下穿段與地表高速鐵路A、客運專線B及客運專線C在平面位置上呈斜交，斜交角度約30°。

高速鐵路A本段地基采用CFG樁加固，樁徑0.5 m，樁長 10.5 m，樁底高程約 13.275 m，樁端一般進入強風化層不少于0.5 m，樁間距1.80 m，按正方形布置，樁頂設1.0 m擴大樁頭，樁頂設0.6 m厚墊層(0.2 m厚中粗砂+0.4 m厚碎石)，墊層內鋪設二層雙向經編高強土工格柵;土工格柵極限抗拉強度不小于100 kN/m。地基表層挖除換填0.5 m厚C組填料后再打樁。

客運專線B本段地基采用CFG樁加固，樁徑0.5 m，樁長9.5～6.5 m，CFG 樁樁端進入硬層不少于1.0 m;樁間距 1.8 m，按正方形布置，樁頂設直徑為1.0 m擴大樁頭;樁頂設0.6 m厚墊層(0.2 m厚中粗砂+0.4 m厚碎石)，墊層內鋪設二層雙向經編高強土工格柵;土工格柵極限抗拉強度不小于100 kN/m。地基表層挖除換填0.5 m厚C組填料后再打樁。

客運專線C本段地基采用CFG樁加固，樁徑0.5 m，樁間距1.6 m，樁長 3.0 ～9.0 m(樁長嵌入全風化層內不小于1.0 m)，按正三角形布置。CFG樁樁頂采用1 mx1 m擴大樁頭，樁頂設0.5 m厚碎石墊層，墊層內鋪設1層雙向經編土工格柵，土工格柵抗拉強度不小于250 kN/m。

下穿隧道與地表線路路基相對位置及縱斷面分別見圖1、圖 2。

圖1 工程平面位置(單位:m)

圖2 工程縱斷面(單位:m)

2 地質概況

隧道處地貌為秦淮河及其階地、崗地、坳谷以及剝蝕丘陵，隧道洞身位于第四系地層中。根據地質資料揭露，上部為2～5 m厚人工填土，下部為第四系上更新統粉質黏土層，硬塑，厚度0～5 m，具有弱膨脹性，下伏基巖為白堊系砂巖或侏羅系凝灰巖、砂巖，節理裂隙發育，全風化～弱風化，地下水主要賦存于土層與風化層、強風化與弱風化層間及巖層裂隙內，水量較豐富。隧道拱頂以上0～3 m范圍為弱風化巖，隧道所處地質根據圍巖情況判定為Ⅲ～Ⅳ級，根據隧道穿越地段地表建筑物的重要性及地下水情況，將隧道按為Ⅴ級型式加強支護。如圖3所示。

圖3 地質柱狀圖(單位:m)

3 動力分析本構模型

土的動力本構關系是極其復雜的，它在不同的荷載條件、土性條件下會表現出極不相同的動力本構特性。目前具體建立的動力本構模型已達數十種，大致可以分為線彈性模型、黏彈性模型、彈塑性模型、邊界面模型、內時模型等［2］。

根據彈塑性理論，土體變形可以分為彈性變形和塑性變形兩部分，其中彈性變形可以應用廣義胡克定理計算，塑性變形可以應用塑性增量理論計算。塑性增量理論包含3個基本要素:屈服準則、流動法則和硬化定律，分別規定了塑性應變增量的產生條件、方向和大小。目前基于不同的基本要素已經提出了多種彈塑性本構模型，如Drucker-Prager模型、多重屈服面模型(Nested Surfaces Model)、邊界面模型(Bounding Surfaces Model)等［2］。

事實上，目前還沒有一種本構模型能夠模擬各種情況下土的動力非線性特征，并具有實際應用中必要的簡單性。因此針對具體的問題應該選擇合理而簡單的本構模型［2］。

ABAQUS是國際上最先進的大型非線性有限元計算分析軟件之一，具有強健的非線性計算功能。其提供的非線性模型有Mohr-Coulomb模型、擴展的Drucker-Prager模型、修正Drucker-Prager帽蓋模型、(修正)劍橋模型。其中Mohr-Coulomb模型在巖土工程中應用最廣泛，模擬結果與實際也較為吻合。因此計算中采用 Mohr-Coulomb 模型［3］。

4 有限元計算模型的建立

采用三維有限元模型進行計算。根據工程實際及圣維南原理，參考已有研究成果進行建模［4-7］，隧道頂部以上覆土為23.5 m，隧道底部以下為29.7 m，左右邊界分別離隧道中線50 m，縱向延伸50 m。通過ABAQUS程序建立的計算分析模型如圖4所示。

圖4 下穿隧道計算分析模型

4.1 本構模型

土體的非線性本構模型:采用了彈塑性物理模型。襯砌單元采用強度等級為C35的鋼筋混凝土，計算時采用Mohr-Coulomb本構模型并將混凝土與鋼筋合為一體考慮。為了建模及劃分網格方便，將計算區域不同地層簡化為同一地層，土體參數進行相應轉換。根據下穿隧道段地質勘察資料，計算過程中土體的材料參數取值如表1所示。

表1 材料物理力學參數

4.2 邊界條件［8-10］

本工程通過對固定邊界、黏性邊界條件及無限元邊界條件進行計算比較分析，計算結果相差不大，一方面是由于列車振動荷載不是很大，另一方面模型選取的比較大，列車振動荷載傳至邊界處時已衰減較多。而從計算所需時間上看，固定邊界所需時間要少，故選用固定邊界進行計算。

固定邊界條件:土層底部完全固定;左右兩側面限制水平方向的位移，豎向自由;前后兩面限制軸線方向的位移，豎向自由;地面完全自由。

5 動力計算及結果分析

本文針對無砟軌道的結構特點，采用彈性地基梁板模型分析了CRTSⅠ型板式無砟軌道結構動力響應，給出了CRTSⅠ型板式無砟軌道結構在CRH2型列車以時速350 km經過時軌下壓力時程曲線，確定了列車振動過程中的激勵荷載［11］。如圖5所示。

圖5 列車輪軌激振力時程曲線

本文主要計算了隧道開挖到不同位置時列車以時速350 km通過，研究地層動力響應。計算過程中分別在地層表面、地層不同深度處及隧道拱頂設置監測點，監測該處位移變化情況。

5.1 地層表面監測點位移分析

隧道分別開挖至15、25 m和35 m時，施加列車振動荷載，地層表面各監測點在列車動載作用下的豎向位移時程曲線如圖6所示。

圖6 隧道開挖至不同位置時施加動載地表監測點位移時程曲線

隧道開挖至不同位置施加動載地表監測點最大豎向位移如表2所示。

表2 地表監測點最大豎向位移 mm

通過對隧道開挖至不同部位施加動載地表監測點位移時程曲線及最大位移值分析可知。

(1)在單次列車動載作用下地表監測點產生的豎向位移值與隧道開挖引起的沉降量相比很小，可以忽略不計(隧道開挖引起的最大沉降量為2.7 mm)。但是根據國內外工程實際在長期高速列車振動荷載的作用下，地層產生的沉降量是不能忽視的;

(2)隨著一組組車輪的滾過，監測點位移時程曲線具有明顯的車輪滾過效應;當車輪壓在監測點時，該監測點出現位移峰值，車輪離開監測點后，位移逐漸減小;當列車駛離后，位移逐漸回彈恢復;

(3)當第一節車廂經過時，z=15 m處監測點產生的位移最大;隨后，z=25 m處即下穿隧道與高速鐵路路基交叉點處監測點位移最大，因此，在設計與施工時要注意對下穿隧道與高速鐵路路基交叉部分加強支護;

(4)隧道中點前監測點隨著隧道開挖的不斷進行，施加動載產生的位移值在逐漸減小;隧道中點及中點后監測點則隨著隧道開挖的不斷進行，施加動載產生的位移值在不斷增大。

5.2 隧道拱頂監測點位移分析

隧道分別開挖至15、25 m和35 m時，施加列車振動荷載，隧道拱頂各監測點在列車動載作用下的豎向位移時程曲線如圖7所示。

圖7 隧道開挖至不同位置時施加動載隧道拱頂監測點位移時程曲線

隧道開挖至不同位置施加動載隧道拱頂監測點最大豎向位移值如表3所示。

表3 拱頂監測點最大位移值 mm

通過對隧道開挖至不同部位施加動載隧道拱頂監測點位移時程曲線及最大位移值分析可知:

(1)隧道拱頂位移時程曲線表現出和地表位移時程曲線同樣的特性;

(2)隧道開挖至某一處施加動載，該處拱頂產生的位移值最大，因此，隧道開挖后，特別是上臺階開挖后，要及時施加支護;

(3)隨著開挖的不斷推進，開挖面即掌子面處拱頂位移值在不斷增大。

5.3 地層不同深度監測點位移分析

為研究在列車動載作用下，地層不同深度處動力反應，取隧道開挖面即掌子面處地層不同深度監測點來進行研究，監測點布置如圖8所示。隧道開挖至不同位置時施加動載，在動載作用下各監測點的位移時程曲線如圖9所示。

圖8 不同深度監測點分布示意

圖9 隧道開挖至不同位置時施加動載地層不同深度監測點位移時程曲線

隧道開挖至不同位置施加動載地層不同深度監測點最大位移值如表4所示。

通過對隧道開挖至不同部位施加動載地層不同深度監測點位移時程曲線及最大位移值分析可知:

(1)隨著地層深度的增加，在動載作用下產生的位移不斷減小，地表處監測點位移最大，隧道拱頂處位移最小。這說明振動荷載在地層中傳播時，由于地層阻尼等因素使振動波能量不斷減小。

(2)地層動力響應從地表到隧道拱頂衰減速度逐漸減小。

(3)隧道開挖至25 m處施加動載，地層不同深度各監測點的位移值較大。

5.4 地層應力響應分析

為分析在列車通過時地層的豎向應力變化情況，通過對地層監測點(圖8)進行監測分析，得到不同深度處地層在列車振動荷載作用下的豎向應力時程曲線，如圖10所示。

表4 地層不同深度監測點最大位移值 mm

隧道開挖至不同位置施加動載地層不同深度監測點最大應力值如表5所示。

表5 隧道開挖至不同位置施加動載地層不同深度監測點應力最大值 Pa

圖10 隧道開挖至不同位置時施加動載地層不同深度監測點應力時程曲線

通過對隧道開挖至不同部位施加動載地層不同深度監測點應力時程曲線及應力最大值分析可知:

(1)隨著地層深度的增加，在動載作用下產生的豎向應力不斷減小，地表處監測點沉降最大，隧道拱頂處沉降最小。這說明振動荷載在地層中傳播時，由于地層阻尼等因素使振動波能量不斷減小。

(2)地層動力響應從地表到隧道拱頂衰減速度逐漸減小，但是隧道拱頂附近衰減較快，這主要可能是由于隧道拱頂的壓力拱效應造成的。

(3)隨著隧道開挖的不斷推進，開挖面即掌子面處不同深度地層在列車動載作用下的豎向應力在不斷減小，這主要是因為隧道開挖深度越深，高速鐵路路基與下穿隧道交叉處的“臨空面”面積不斷增加，地層在列車動載作用下向隧道凈空發生位移，使應力在一定程度上釋放。

6 結語

通過對隧道施工至不同位置時列車以時速350 km通過，研究地表及地層不同位置處位移值的變化，結論如下。

(1)在單次列車動載作用下產生的位移值與隧道開挖引起的沉降量相比很小，可以忽略不計。但是根據國內外工程實際，在長期高速列車振動荷載的作用下地層產生的沉降量不能忽視。

(2)下穿隧道與高速鐵路路基交叉點處為該工程薄弱環節，因此，在設計與施工時要注意對該處進行加強。

(3)隧道開挖后，特別是上臺階開挖后，應立即施加支護。

(4)埋深對地層沉降影響比較明顯，隨著地層深度的增加，在動載作用下產生的沉降不斷減小，并且地層動力響應從地表到隧道拱頂衰減速度逐漸減小。與日本E rich iTan igueh i的研究結果一致［12］。

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