爆破振動下雙洞隧道襯砌動力響應分析

凌同華，歐陽雄志，劉建偉，張勝

爆破振動下雙洞隧道襯砌動力響應分析

凌同華1，歐陽雄志1，劉建偉1，張勝2

(1. 長沙理工大學 土木工程學院，湖南 長沙 410114；2. 湖南城市學院 土木工程學院，湖南 益陽 413000)

以浙江省金華市里巖壟坑2號隧道為工程背景，研究Ⅲ級圍巖隧道爆破時襯砌動力響應。本文采用MinimateProTM振動監測儀對開挖洞與鄰洞進行了爆破振動測量，并利用Midas GTS NX對雙洞隧道進行數值模擬分析。研究結果表明：本洞初襯振動速度和位移的最大值發生在拱頂處，橫向上的大小遠小于縱向和豎向。對于縱向，拱頂及拱肩處的質點振動峰值速度遠大于其他關鍵位置的，各關鍵位置的豎向位移和速度變化趨勢相同，但仍是拱頂處最大；本洞初襯應力最大值位于拱腰處，先行洞應力最大值在左拱腰處；其速度與位移的最大值位于左拱肩；先行洞二襯與后行洞掌子面的縱向間距應為15～20 m。本文研究結果可為雙洞隧道的爆破施工提供 指導。

隧道工程；動力響應；數值分析；爆破；隧道襯砌

中國隧道施工條件復雜，在設計理論和工程實踐等方面遇到了諸多難題[1]。部分隧道工程受復雜的地質情況和地形條件、線路總體規劃走向、工程預算等諸多因素影響，采用側壁導坑、三臺階、上下臺階和全斷面等不同方法進行開挖。鉆爆法是山嶺隧道運用最廣的開挖手段。山嶺隧道穿越堅硬圍巖區域時，為保證隧道循環進尺長度，會采用較多藥量保證爆破效果，但爆破施工造成爆源周圍介質地強烈振動，對隧道襯砌結構造成損壞。因此，有必要對隧道襯砌結構進行隧道的爆破動力響應分析。國內外學者對比已進行了大量研究[2?7]。凌同華[8]等人采用現場試驗與數值模擬相結合，獲得了分岔隧道過渡段的振速研究及動力響應情況。胡守云[9]等人通過現場測試與數值模擬，討論了隧道下穿機場跑道爆破施工對機場的影響。高杰[10]研究了常速、緩慢鐵路列車行駛動載作用下隧道初期支護的應力和位移響應。仇文革[11]等人通過室內相似模型試驗對深埋硬巖隧道初期支護的劣化過程進行了模擬。吳忠仕[12]等人通過三維數值模型，在應力位移方向對既有隧道進行動力響應分析。但在隧道爆破荷載作用下對隧道初期支護結構的動力響應研究較為少見。因此，本研究以浙江省金華市里巖壟坑2號隧道雙洞隧道工程爆破為例，根據現場監測數據和數值模擬結果，擬分析后行洞及先行洞初次襯砌結構，得到關鍵位置處3個方向的質點振速、應力和位移的響應規律，并通過對先行洞襯砌振速的研究，得出先行洞最優二次襯砌施工位置。

1 工程概況

里巖壟坑2號隧道位于永康至武義公路改建工程內，全長864 m，洞身段埋深大，頂板最大埋深約為180 m。洞室巖性為中風化和微風化凝灰巖，巖芯較堅硬，巖質新鮮。在樁號ZK12+000處，采集現場爆破數據，并對該處進行數值模擬，觀察爆破對后行洞與先行洞初期支護的動力響應。該隧道在Ⅲ級圍巖處，采用上、下臺階分步開挖的形式。隧道寬為16.8 m，高為10.5 m。上臺階爆破如圖1所示，炮孔深度為3～5 m，循環進尺為3 m，設計開挖方量286 m3，初襯采用15 cm厚C20噴射混 凝土。

圖1 上臺階炮眼布置

隧道間距及測點布置如圖2所示，其中，A為拱頂，B、C為拱肩，D、E為拱腰，F、G為拱腳，H為仰拱中點。

圖2 隧道間距及測點布置(單位：m)

2 現場數據采集

表1 爆破振動監測數據

式中：為場地系數；為衰減系數。

對式(1)進行數學變換，左、右同時取ln可知：

由于v、R和Q為已知量，參數α和lnK分別為一元二次函數斜率及截距。因此，對各方向測試數值進行擬合，得出K、α的速度擬合曲線如圖3所示。

從圖3中可以看出，質點振動速度峰值在不同方向的傳播規律為：

式中：T、V、L為橫向、垂向、徑向的質點振動速度峰值。

3 有限元數值模擬

選取部分Ⅲ級圍巖進行模擬。由于模型的長和高為隧道最大寬度和長度的3倍以上，才能忽略模型邊界對爆破振動的影響。因此，設置模型的長、寬和高分別為184 m、80 m和90 m。模型采用軟件自動劃分，尺寸控制由兩側到隧道中心，從4 m到1 m的網格。模型邊界的頂部為自由邊界，四周為無反射黏性邊界，底部為固定邊界，如圖4所示。

圖4 隧道3D模型

圍巖和隧道支護結構中的動強度與靜強度差別很大。王思敬[13]提出了圍壓襯砌結構靜彈性模量(s)與動彈性模量(d)計算公式：

除了彈性模量，支護結構中泊松比同樣存在動靜之分，文獻[14]提出兩者之間的換算關系：

式中：d為動泊松比；s為靜泊松比。

根據參考文獻[13]和[14]中的取值，本模型材料的參數見表2。

表2 材料參數

注：為重度；為黏聚力；為內摩擦角

爆炸產生的沖擊波沿徑向均勻地作用在隧道洞壁上，三角形荷載作為爆破荷載。確定爆破荷載加卸載時長，本次試驗加載時間[15]為10 ms，卸載時間為90 ms。爆破荷載作用在隧道洞壁上應力峰值可由式(8)計算得到[16]：

其中，的計算式為：

由于Ⅲ級圍巖上臺階單段最大藥量為59.1 kg，作用面的距離最不利長度約為1 m。由此，可求爆破荷載作用在洞壁上的應力峰值為140.705 MPa，得出該爆破荷載時程曲線如圖5所示。

圖5 爆破荷載時程曲線

4 動力響應分析

通過數值模擬，計算出掌子面前方40 m的拱腰處豎向質點峰值振動速度為2.79 cm/s。由表1中爆心距40.92 m處豎向峰值振動速度為2.92 cm/s和式(5)計算可知，后行洞的豎向質點峰值振動速度為3.71 cm/s。因數值模擬在均質圍巖前提下進行，但實際工程圍巖條件復雜，測試儀器也存在一定誤差，從而導致數值模擬與現場儀器監測數據存在差異。雖然誤差較小，但是仍能通過建立模擬對隧道襯砌的動力響應規律進行較好地反映。

通過對模型中后行洞距掌子面10 m處，以及先行洞距爆破位置最近隧道截面處的隧道拱頂、拱肩、拱腰、拱底及仰拱中點處，提取其各個方向上時程曲線，判斷隧道爆破對后行洞隧道初襯影響規律和對先行洞襯砌動力響應規律。

4.1 后行洞隧道動力響應

4.1.1 襯砌振速響應

通過對模型進行動力響應計算，得出后行洞隧道爆破時程速度曲線，分別對橫向、縱向和豎向3個方向進行分析，其結果如圖6所示。

從圖6中可以看出，對于后行洞隧道，橫向上質點振動峰值速度在拱肩處最大，在拱頂處最小。縱向上，拱頂處的質點振動峰值速度最大，其次是拱肩位置。拱頂和拱肩位置的峰值速度遠大于隧道同一斷面其他監測位置的值，左右對稱位置值一致。豎向上，同樣拱頂處質點振動峰值速度最大，但隧道各監測點處變化趨勢相同。

圖6 后行洞速度時程曲線

4.1.2 襯砌位移響應

通過對模型進行動力響應計算，得出后行洞隧道爆破時程位移曲線，分別對橫向、縱向和豎向3個方向進行分析，其結果如圖7所示。

從圖7中可以看出，對于隧道后行洞位移，橫向上，拱肩、拱腰、拱腳的位移峰值依次變小，對拱頂和仰拱中點的影響不大。縱向上，拱頂位移最大，其次是拱肩和拱腰。由于上臺階爆破，拱腳和仰拱中點處位移沿反方向增長，拱頂處位移0.88 mm，為仰拱中點位移的3.5倍。豎向上，隧道拱頂處最大位移為1.42 mm，隧道各點豎向位移方向一致，均沿隧道軸線向上，位移大小隨隧道從上至下逐漸減少。

圖7 后行洞位移時程曲線

4.1.3 對隧道襯砌應力動力響應分析

通過對模型的后行洞與先行洞襯砌的最大主應力進行整理，見表3。表3中1代表先行洞襯砌最大主應力，2代表爆破后行洞襯砌最大主應力。

表3 隧道各位置最大主應力

由表3可知，隧道爆破時，后行洞襯砌應力最大值發生在拱腰處，其次是拱肩與拱頂。所以爆破過程中應重點監測隧道這3個關鍵部分的變化情況，確保隧道初襯不被損壞。先行洞應力最大值發生在左拱腰處，當隧道爆破后，也要注意爆破截面處先行洞處左拱腰以及左拱腳的變化情況。

4.2 對先行洞隧道動力響應

研究隧道爆破對先行洞襯砌的動力響應規律，能更好地找出各個方向上最危險處。然后對其進行分析，采取措施，從而保證先行洞隧道襯砌的安全，進而得出先行洞二襯的最優距離。

4.2.1 襯砌速度響應

通過對模型進行動力響應計算，得出先行洞隧道每個方向上爆破時程速度曲線，如圖8所示。

從圖8中可以看出，對于橫向隧道先行洞，左拱腰處質點峰值速度最大，隧道上半部先到峰值，隨后當隧道下半部到達峰值后，各處變化趨勢相同。縱向隧道各點振動趨勢大致相同，隧道左拱肩、左拱腰處的質點峰值速度相對較大，兩者趨勢都是隧道左部的峰值速度大于隧道右部的，而豎向上左拱肩峰值速度最大，拱頂的比左拱肩的略小。因此，重點監測先行洞左拱肩與拱腰處，能降低爆破對先行洞襯砌的影響。

4.2.2 襯砌位移響應

通過對模型進行動力響應計算，得出先行洞隧道每個方向上爆破時程位移曲線如圖9所示。

從圖9中可以看出，隧道爆破對先行洞襯砌位移的影響。隧道豎向的位移值為橫向的3倍，縱向的位移相對于橫向以及豎向的可忽略不計。因此，重點監測先行洞左拱肩處位移變化值，可保證先行洞隧道安全。

4.2.3 對先行洞二襯距離影響

依據《爆破安全規程(GB 6722?2014)》中規定的爆破振動安全允許標準，交通隧道中互相垂直的3個分量的安全允許振動速度范圍為10～20 cm/s。《公路隧道施工技術細則(JTGT F60?2009)》中，隧道處于Ⅲ級圍巖區段，間距略小于2倍隧道單洞的開挖面寬度，先行洞二襯的距離需滿足爆破振動振速，不應大于10 cm/s，所以取最安全質點振動速度為10 cm/s。

由于2個隧道為平行關系，橫向與縱向的最大安全距離分別取22.67 m、21.77 m，豎向取隧道凈空高度的垂直距離10.6 m。由空間坐標軸3個方向矢量和可知，實際安全距離為33.17 m，相當于兩條隧道之間直角三角形的斜邊。而隧道間距30 m為其中一條直角邊，先行洞二襯安全距離為另外一條直角邊，距離為14.15 m。通過數值模擬，得出先行洞速度最大值均小于10 cm/s，即爆破不會對先行洞二襯造成影響。因此，對于先行洞二襯布置的間距，應該距后行洞掌子面15～20 m處進行布置，以保證安全及施工進度。

5 結論

通過數值模擬分析，隧道爆破施工對后行洞及先行洞的襯砌都會產生影響，得出結論：

1) 后行洞襯砌的振速響應在徑向與豎向上影響較大，最大值發生在拱頂，其次為拱肩。襯砌的位移峰值在徑向上，拱頂處位移2.69 mm，為仰拱中點的3.5倍。豎向拱頂上，位移最大值4.31 mm。施工過程中，加強拱頂處的支護強度，以及爆破后重點監視拱頂和拱肩變化情況，以保證隧道襯砌的穩定性。

2) 隧道爆破時，后行洞襯砌應力最大值發生在拱腰處，其次是拱肩和拱頂。爆破過程中，應重點監測隧道這3個部分的變化情況，以保證隧道初襯不被損壞。先行洞應力最大值發生在左拱腰處，當隧道爆破后，同樣需注意先行洞處左拱腰以及左拱腳的變化情況。

3) 隧道爆破對先行洞襯砌位移的影響，隧道豎向的位移為橫向的3倍，縱向位移與橫向以及豎向位移相比，可忽略不計。因此，重點監測先行洞左拱肩處位移變化值，保證先行洞隧道安全。

4) 通過爆破振動安全允許標準及數值模擬數據相結合，得出先行洞二襯布置的間距應在距后行洞掌子面橫截面15～20 m處進行布置是最經濟實惠、安全的方案。

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Dynamic response analysis of double tunnel lining under blasting vibration

LING Tong-hua1, OUYANG Xiong-zhi1, LIU Jian-wei1, ZHANG Sheng2

(1. School of Civil Engineering, Changsha University of Science & Technology, Changsha 410114, China;2. School of Civil Engineering, Hunan City University, Yiyang 413000, China)

Taking the No. 2 tunnel of Li yan long keng in Jinhua City, Zhejiang Province as the research object, the blasting dynamic response of lining in the grade III surrounding rock was investigated. The blasting vibration of the blasting tunnel and the adjacent tunnel was measured by the MinimateProTMvibration monitor. The numerical analysis of the double tunnel was carried out using Midas GTS NX. The results show that, the maximum value of vibration velocity and displacement of the blasting tunnel occurs at the vault, and the value in the transverse direction is smaller than that in the longitudinal and vertical direction. For the longitudinal direction, the peak particle velocity at the position of arch and shoulder is larger than that at the other key positions. The variation trend of vertical displacement and velocity of each key position is the same, and the value at the position of arch is maximum. The maximum stress of the primary support of tunnel is located at the arch waist. For the excavated tunnel, the maximum stress occurs at the left arch waist, the maximum velocity and displacement is located at the left arch shoulder. The longitudinal distance between the lining of the existed tunnel and the working face of the back tunnel should change from 15 m to 20 m. The results of this study can provide guidance for blasting construction of double-hole tunnels.

tunnel engineering; dynamic response; numerical analysis; blasting; lining

U455.6

A

1674 ? 599X(2021)02 ? 0020 ? 08

2020?07?27

國家自然科學基金項目(51678071，51608183)；湖南省自然科學基金項目(2018JJ3022)

凌同華(1968?)，男，長沙理工大學教授，博士。