強震區(qū)穿越軟硬交界面鐵路隧道結構抗震技術研究

申玉生,唐浪洲,周鵬發(fā),楊佳奇,資曉魚

(西南交通大學交通隧道工程教育部重點實驗室,成都 610031)

1 概述

在高烈度地震區(qū)交通工程建設過程中，隧道工程方案被認為具有良好的抗震性能而被選擇[1-5]。但近年來，許多隧道工程的震害實例表明，在強震作用下不良地質地段隧道結構同樣會遭受嚴重破壞。從隧道震害調(diào)研中發(fā)現(xiàn)，在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(fā)生時，山體容易產(chǎn)生滑動和坍塌掩埋隧道洞口，另一方面基覆交界面處隧道襯砌在剪切波和面波的作用下極易產(chǎn)生剪張性環(huán)向破裂，需要引起高度重視，應加強洞口段基覆交界面隧道結構的抗震設防設計[6]。

國內(nèi)許多學者已經(jīng)對強震區(qū)不良地質段隧道結構的地震動力響應展開了一系列研究。高峰[7]基于Newmark隱式積分分析比較了隧道洞口處抗震設防長度，發(fā)現(xiàn)該區(qū)間襯砌受力和變形受臨空面的影響較小，設防長度與周邊巖體物理力學性質有關，松軟、破碎的巖體越長，隧道抗震設防長度就越大，其斷面形狀與抗震設防范圍之間幾乎沒有關系。張維慶[8]對穿越斷層隧道震害機理進行研究，認為穿越斷層區(qū)隧道結構為震害設防的重點。湯建良[9]對淺埋公路隧道的抗減震措施進行分析，減震層的厚度對結構減震效果有一定的影響，減震層厚度越大，其減震效果越好。信春雷[10]針對跨斷層隧道抗減震措施開展振動臺模型試驗研究，認為跨斷層隧道結構需要設置抗減震措施，并且指出了拱肩、拱腳和仰拱是隧道結構抗震加固的重點部位。唐錁[11]分析了山嶺隧道洞口段地震動力響應機理，得出了隧道洞口段的抗震性能與洞口邊坡、洞門、明暗交界面和深淺埋分界等位置的襯砌安全性有很大關系，需提出有針對性的抗減震措施。高烈度地震區(qū)山嶺隧道工程穿越軟硬巖交界面時，在地震動作用下襯砌結構受不同圍巖介質的強制位移影響，易遭受嚴重的震害[12]。

目前，國內(nèi)外對穿越斷層破碎帶或軟弱圍巖隧道結構動力響應研究較多，而對洞口段穿越軟硬交界面時隧道結構的動力響應特性的研究較少[13]。因此，有必要對洞口段穿越軟硬交界面隧道抗減震技術進行探究。本文依托成蘭鐵路躍龍門隧道工程，對穿越軟硬交界面雙線鐵路隧道結構抗震技術進行深入研究。對比分析隧道減震層和漸進式注漿兩種抗減震技術措施，分別討論設置減震層和漸進式注漿措施對襯砌應力和變形的影響。

2 依托隧道工程概況

以成蘭鐵路躍龍門隧道工程為研究對象，隧道雙洞分修，左、右線線間距為30～63 m。隧道進口緊鄰高川雙線大橋，高川車站分別伸入左、右線隧道；隧道出口接羊記溝左右線大橋，線路設計為單面上坡，最大埋深1 445 m。隧址區(qū)位于松潘甘孜褶皺斷裂帶與四川盆地交接帶之間。區(qū)域新構造運動強烈，巖漿巖、沉積巖和變質巖出露。隧道洞門段基覆層為第四系全新滑坡堆積層，厚12～27 m。下伏基巖為千枚巖，碳質千枚巖夾灰?guī)r，裂隙節(jié)理發(fā)育，巖體破碎。隧道洞口段基覆交界面兩側圍巖是由Ⅳ級向Ⅲ級過渡，如圖1所示。

圖1 躍龍門隧道出口段地質縱斷面

隧道洞口段開挖采用全斷面法施工，最大開挖寬度為9.5 m，高度為10.7 m，隧道襯砌為C35鋼筋混凝土(厚度50 cm)，初期支護為C30混凝土(厚度25 cm)，如圖2所示。

圖2 躍龍門隧道襯砌橫斷面(單位：cm)

3 隧道計算模型及力學參數(shù)

3.1 隧道計算模型建立

為了保證隧道數(shù)值計算結果的可靠性，盡量消除邊界效應的影響，雙線隧道計算模型水平方向長度取139 m，沿隧道縱向取87 m，模型高度為91 m，軟硬交界面距隧道洞口56.5 m，將軟硬交界面傾角簡化設為90°(圖3)。隧道二次襯砌厚度為50 cm，初期支護厚度為25 cm。隧道圍巖、二次襯砌采用實體單元模擬，初期支護采用殼單元模擬，軟硬交界面采用interface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。

圖3 隧道計算模型(單位：m)

3.2 地震波的選擇

有關研究[14]表明橫向剪切波對隧道結構破壞作用大于其他方向的地震波作用，所以，本文采用垂直于隧道縱向的剪切波來模擬洞口段隧道的動力響應。

隧址區(qū)離臥龍鎮(zhèn)地震波記錄站較近，故選取汶川特大地震中記錄的臥龍波進行地震動力計算。原始臥龍波加速度時長約180 s，加速度最大峰值發(fā)生在33.01 s時刻，為9.58 m/s2。由于計算容量有限，對原始臥龍波進行基線校正和濾波后，選取地震波能量最集中的24～34 s時間段作為地震動輸入，加速度曲線見圖4。根據(jù)躍龍門隧道工程地震場地實際條件，在最終輸入應力波時乘以0.3的系數(shù)進行折減。

圖4 地震波加速度時程曲線

采用FLAC3D軟件來求解圍巖與隧道襯砌結構的動力力學作用關系。計算時選用的阻尼模塊為局部阻尼，臨界阻尼比按工程經(jīng)驗取5%，即局部阻尼系數(shù)為0.157。模型底部使用黏性邊界，將速度時程以應力形式從底部輸入，側邊界為自由場邊界。

3.3 隧道結構抗減震措施設計及計算工況

針對鐵路隧道開挖斷面小，有利于提高隧道結構的抗震性能，但同時需要加強隧道結構或圍巖注漿加固措施。因為對強震作用下基覆交界面隧道襯砌的破壞，主要是由于襯砌、軟巖、硬巖之間的剛度不匹配而造成較大的相對錯動，進而導致隧道結構的破壞[15]。因此，針對鐵路隧道馬蹄形斷面特點，提出高烈度地震區(qū)基覆交界面隧道結構的抗減震技術措施，即隧道圍巖漸進式注漿措施和初期支護與二襯之間設置減震層，如圖5、圖6所示。隧道圍巖采用漸進式注漿方式來使襯砌、軟巖、硬巖之間的剛度匹配間接削弱對襯砌的破壞力，另一方面采用初期支護與二襯之間設置減震層的措施減弱地震動響應。

圖5 隧道圍巖漸進式注漿示意

圖6 隧道結構設置減震層示意

本文采用無措施、漸近式注漿和設置減震層3種工況進行對比分析，各工況具體設置形式見表1(表中代表注漿區(qū)和減震層的長度、厚度的字母符號參照圖5、圖6所示)。

表1 隧道計算模型工況

注：各工況中的注漿區(qū)和減震層采用實體單元模擬，并按摩爾-庫倫模型計算。

根據(jù)《鐵路隧道設計規(guī)范》(TB 10003—2005)[16]，并根據(jù)躍龍門隧道現(xiàn)場實際情況進行相應調(diào)整，隧道圍巖與支護力學參數(shù)如表2所示，軟硬交界面力學參數(shù)如表3所示。

表2 隧道圍巖與結構物理力學參數(shù)指標

表3 軟硬交界面物理力學參數(shù)

3.4 隧道襯砌橫向相對位移分析方法

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，則相對位移更具有說服力。本論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(jiān)測點的相對位移峰值。在本次數(shù)值模擬中，監(jiān)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(jiān)測斷面設置8個測點，3條測線。隧道斷面的測點布置和橫向位移如圖7所示。D點沿DH測線方向的位移為

ΔD=μDcosα+νDsinα

(1)

H點沿DH測線方向的位移為

ΔH=μHcosα+νHsinα

(2)

式中，μ為水平位移；ν為豎向位移，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

(3)

A、E測點沿垂直AE測線方向的水平相對位移為

ΔAE=μA-μE

(4)

隧道結構縱向監(jiān)測斷面布置如圖8所示，在交界面左右18 m和48 m范圍內(nèi)依次設置。

圖7 隧道結構測線分布

圖8 隧道縱向監(jiān)測斷面分布(單位：m)

4 隧道結構動力響應規(guī)律研究

4.1 隧道結構縱向變形規(guī)律

限于篇幅，本文主要選取AE測線水平方向、DH測線方向及BF測線方向的相對位移峰值沿縱向的變化對無措施、減震層和漸進式注漿3種工況進行對比分析，見圖9～圖14。

圖9 左線隧道AE測線水平方向相對位移沿縱向變化

圖10 左線隧道DH方向相對位移縱向變化

從圖9可以看出，對于左線隧道，AE方向水平相對位移峰值沿縱向變化較為平穩(wěn)，并在軟巖段距軟硬交界面24 m處的無措施工況和硬巖段距軟硬交界面2 m處的無措施工況達到最大和最小值，分別為3.99 mm和1.90 mm。AE方向水平相對位移表現(xiàn)為無措施>減震層>漸進式注漿。

如圖10所示，左線隧道對角線DH方向相對位移峰值，在硬巖段是先減小后緩慢增大，進入軟巖區(qū)之后漸進式注漿工況變化平穩(wěn)，其他兩種工況慢慢減小，在軟巖區(qū)距交界面30～40 m區(qū)間，3種工況由負轉正，轉正后再逐漸增大。DH方向相對位移峰值的最大值和最小值出現(xiàn)在硬巖段的無措施工況和漸進式注漿工況，分別為6.03 mm和1.19 mm。DH測線相對位移表現(xiàn)為：無措施>減震層>漸進式注漿。

圖11 左線隧道BF方向相對位移縱向變化

從圖11可以看出，左線隧道BF測線相對位移峰值在軟巖段距交界面30 m之前沿縱向變化較緩，而在軟巖段距交界面30 m以后，漸進式注漿工況變?yōu)檎?，并逐漸增大，其他兩種工況變化依舊較小。BF測線相對位移峰值的最小和最大值出現(xiàn)在軟巖段中部的漸進式注漿工況和減震層工況，達到最小和最大值，分別為0.30 mm和3.29 mm。整體來看BF方向相對位移為：減震層>無措施>漸進式注漿。

圖12 右線隧道AE測線水平方向相對位移沿縱向變化

在圖12中可以觀察到，對于右線隧道，AE方向水平相對位移峰值在軟巖段距交界面15 m之前沿縱向變化平穩(wěn)，而在軟巖段距交界面15 m之后逐漸增大，增大至距交界面42 m以后保持穩(wěn)定。其相對位移峰值在軟巖區(qū)距軟硬交界面42 m處的無措施工況和交界面附近的漸進式注漿工況達到最大和最小值，分別為4.49 mm和1.16 mm。AE方向水平相對位移表現(xiàn)為：無措施>減震層>漸進式注漿。

圖13 右線隧道DH方向相對位移縱向變化

從圖13可以看出，右線隧道對角線DH方向相對位移峰值在硬巖區(qū)沿縱向變化較小，進入軟巖區(qū)之后漸進式注漿工況變化平穩(wěn)，其他兩種工況逐漸減小，在軟巖區(qū)距交界面30 m以后，3種工況由負轉正且緩慢增大。其相對位移峰值在軟硬交界面附近軟巖側的漸進式注漿工況和硬巖區(qū)的無措施工況達到最小和最大值，分別為1.56 mm和6.36 mm。DH方向相對位移表現(xiàn)為：無措施>減震層>漸進式注漿。

圖14 右線隧道BF方向相對位移縱向變化

在圖14右線隧道對角線BF方向相對位移變化中可以觀察到，BF測線相對位移峰值在硬巖區(qū)沿縱向變化較小，進入軟巖段后，減震層工況緩慢減小隨后趨于平穩(wěn)，漸進式注漿工況變化平穩(wěn)而在靠近洞口端迅速增大，無措施工況在軟巖區(qū)距交界面40 m之前變化不大，而在距交界面40 m以后由正變負隨后保持穩(wěn)定。BF方向相對位移峰值的最小值和最大值發(fā)生在硬巖區(qū)的漸進式注漿和減震層工況，分別為0.81 mm和4.55 mm。BF方向相對位移表現(xiàn)為：減震層>無措施>漸進式注漿。

綜上所述，設置減震層方案對隧道襯砌的橫向相對位移有所減小，但減小效果均不及漸進式注漿。總體上，漸進式注漿方案對隧道襯砌中上述3條測線的相對位移減小效果明顯，并在左線隧道軟巖段中部和右線隧道硬巖段的BF方向相對位移峰值最小，分別為0.30 m m和0.81 mm，此時，相較無措施工況分別減小89.1%和68.4%。

4.2 隧道結構受力分析

由于隧道襯砌結構為彈性材料，所以本文采用第三強度理論，所分析的應力均為第三強度理論的相當應力(注：第三強度理論的相當應力=最大主應力-最小主應力，這里監(jiān)測的最大主應力和最小主應力分別為監(jiān)測點所在網(wǎng)格單元的最大主應力和最小主應力)。首先分析在無措施情況下軟硬交界面處隧道結構各測點的應力時程變化，見圖15和圖16(注：拱肩、拱腰和拱腳的應力值取左右側較大者)。

圖15 軟硬巖交界面左線隧道結構應力時程曲線

圖16 軟硬巖交界面右線隧道結構應力時程曲線

從圖15和圖16可以看出，初始應力并不為零，主要是動力計算開始前的初始地應力平衡過程所致。從圖中可以得出，在地震動前4 s時左右線隧道襯砌各測點應力變化較小，而在5.5～9.5 s時段各測點應力變化較大，其中應力峰值集中在9～9.5 s時段。對于左右線隧道軟硬交界面處，應力峰值的最大值均發(fā)生在拱腰處，分別為4.06 MPa和4.92 MPa。

由于篇幅有限，本文對隧道襯砌應力縱向分析時，僅分析左線隧道拱腰的應力峰值和右線隧道拱腰的應力峰值。在無措施、設置減震層和漸進式注漿3種工況下，左線隧道拱腰的應力峰值和右線隧道拱腰的應力峰值沿隧道縱向分布如圖17和圖18所示。

圖17 左線隧道拱腰應力縱向分布

圖18 右線隧道拱腰應力縱向分布

由圖17和圖18可知，對于左線隧道拱腰與右線隧道拱腰，其應力縱向分布規(guī)律基本相同，即在硬巖段至軟巖區(qū)距軟硬交界面24 m處應力峰值呈上下波動變化。所不同之處在于距離交界面24 m以后，左線隧道拱腰應力先降低再增加最后小幅減小，而右線隧道拱腰應力則是先保持穩(wěn)定最后逐漸降低。在軟巖區(qū)靠近基覆交界面段，漸進式注漿工況對于應力峰值的削弱大于減震層工況，且在距軟硬交界面12 m處減小量最大，其中左線隧道拱腰應力峰值減小量為20.1%，右線隧道拱腰應力峰值減小量為29.0%。而在隧道普通段，漸進式注漿工況對應力峰值的削弱較減震層工況并不明顯。

左右隧道各測點在軟硬交界面處應力峰值情況見表4和表5，其中拱肩、拱腰和拱腳的應力值取隧道結構左右側較大者。

表4 軟硬交界面左線隧道各測點應力峰值

注：1.最大主應力單位為MPa；

2.百分數(shù)表示當前工況相對無措施工況的變化，正值表示增加，負值表示減小。

從表4可知，在左線隧道交界面處，采用漸進式注漿措施除了對襯砌拱肩的應力峰值有所增大外，對于其余位置的應力峰值皆有較大的減小，其中對仰拱處減小量最大，為30.4%。在采用減震層工況時襯砌整體受力有所減小，但在拱肩處受力有所增大，并且除拱頂與拱肩外其他位置的應力峰值減小量均大大小于漸進式注漿情況。

表5 軟硬交界面右線隧道各測點應力峰值

注：1.表中最大主應力單位為MPa；

2.表中的百分數(shù)表示當前工況相對無措施工況的變化，正值表示增加，負值表示減小。

從表5可知，在右線隧道交界面處，采用漸進式注漿措施對除拱肩外的襯砌其他位置的受力有明顯的減小，其中在拱頂處減小量最大，為29.7%，而在拱肩處的應力有所增大。采用減震層工況對襯砌受力也有所減小，但除拱肩外其余位置處的應力峰值減小量皆明顯小于漸進式注漿工況。

經(jīng)過分析得知，左右線隧道在軟硬交界面處，采用漸進式注漿措施對襯砌受力峰值有明顯的削弱，而設置減震層措施對襯砌受力峰值也有所削弱，但削弱效果不如前者。

5 結論

通過對穿越軟硬交界面雙線鐵路隧道的抗減震措施進行了研究，得到如下結論。

(1)采用漸進式注漿措施能有效減小穿越軟硬交界面雙線隧道的橫向變形，其中左線隧道軟巖段中部和右線隧道硬巖段的BF方向相對位移峰值最小，其減小量分別為89.1%和68.4%。而設置減震層措施對雙線隧道的橫向變形的減小效果不如前者。

(2)左右線隧道在軟硬交界面處應力最大值發(fā)生在拱腰位置，因此，需加強該處隧道結構抗震加固措施。

(3)在軟巖區(qū)靠近基覆交界面段，漸進式注漿措施對襯砌受力的削減明顯優(yōu)于設置減震層措施，其中在軟硬交界面上漸進式注漿對左線隧道結構仰拱處和右線隧道結構拱頂處的應力峰值削弱效果最佳，其削弱量分別為30.4%和28.6%。

當雙線隧道穿越洞口段軟硬交界面時，建議采用漸進式注漿的抗減震技術進行圍巖加固，無論是在隧道結構的變形還是在隧道結構的受力方面，都可以得到十分良好的抗減震效果。