王立新

?

基于斷面突變的地鐵隧道結構的抗震性能與措施研究

王立新1，2）

1）長安大學，西安，710064 2）中鐵第一勘察設計院集團有限公司，西安，710043

本文依托西安地鐵5號線某區(qū)間工程，針對礦山法隧道與盾構法隧道接口處斷面突變條件下的結構抗震性能進行了研究，研究表明，在地震作用下，當兩者接口處隧道斷面高差為3.5m時，隧道橫向強度與變形、縱向抗拉與抗壓均能滿足規(guī)范要求。隨著隧道斷面高差的增大，結構變形也相應增大，接口處為結構抗震薄弱環(huán)節(jié)。當接口處礦山法隧道斷面增大時，地表位移及盾構法隧道拱頂、拱底的相對位移差略有增大，而礦山法隧道拱頂、拱底相對位移增長趨勢較為明顯。當接口處隧道斷面高差介于4—7.5m時，礦山法隧道拱頂、拱底相對位移明顯增大，不利于結構抗震。因此為確保地震作用下不同斷面隧道相接處的結構抗震滿足要求，建議斷面高差控制在4.0m以內，可將礦山法隧道設計成剛柔結合的復合式襯砌結構，同時可考慮加固地層、設置變形縫或柔性接縫，并在條件允許時適當減少襯砌結構厚度等。研究結論可為類似工程的設計與施工提供理論支撐。

地鐵 盾構法隧道 礦山法隧道 斷面突變 地震響應

引言

我國地處歐亞地震帶和環(huán)太平洋地震帶之間，地震活動頻繁，是世界上最大的大陸淺源強震活動區(qū)，且大量隧道工程位于高地震烈度區(qū)（耿萍等，2013）。隨著城市軌道交通的快速發(fā)展，地下結構抗震設計顯得尤為重要。《城市軌道交通結構抗震設計規(guī)范（GB50909—2014）》（中華人民共和國住房和城鄉(xiāng)建設部，2014）于2014年12月1日開始實施，其規(guī)定抗震設防地區(qū)的城市軌道交通結構必須進行抗震設計。

地鐵區(qū)間隧道使用周期長，一旦發(fā)生破壞則較難修復，將造成巨大的直接和間接經濟損失。在結構及地質環(huán)境等變化較大的位置，難以利用地震系數法及反應位移法等方法將地震作用等代為靜力荷載或靜位移進行計算，提高了襯砌結構設計的難度（潘成筋，2006）。受地鐵周邊環(huán)境或既有地鐵線路的影響，一個地鐵區(qū)間采用兩種或多種工法的情況越來越多。西安地鐵經過地裂縫的段落經常采用大斷面礦山法隧道與常規(guī)盾構法隧道相結合的工法；成都地鐵4號線一期工程穿越既有的地鐵2號線時，采用了常規(guī)礦山法隧道與盾構法隧道相結合的工法；成都地鐵4號線二期工程穿越成綿樂高鐵處，采用了圓形礦山法隧道與盾構法隧道相結合的工法。

李育樞（2006）分析了山嶺隧道在埋深、地震強度、激震方向、圍巖和襯砌剛度等不同條件下的地震響應，并提出了剛柔結合、增加橫向減震層與地層加固處理等減震方法。然而，鮮有學者針對地震在不同斷面隧道相接時的結構突變處產生的響應進行研究，隨著類似的工程問題不斷涌現，該課題已經引起了業(yè)內人士的廣泛關注。張偉（2009）提出了盾構隧道的震害模式及地震作用下襯砌位移與內力的變化規(guī)律，以及地層加固與設置減振層的減震措施；王新（2011）提出了大型盾構隧道的地震動力響應數值模擬方法，研究了地震工況下隧道結構的動力響應；黃茂松等（2012）提出了隧道和地基土的地震響應與地震強度和邊界條件密切相關，隧道地震響應特征與靜力狀態(tài)存在明顯差異。本文根據西安地鐵某區(qū)間盾構隧道與礦山法隧道接口過渡段工程實例，進行了斷面結構突變處的地震響應分析，對接口處隧道橫縱向強度與變形特性進行了詳細的計算，研究接口處斷面差異對隧道結構內力、變形、抗震能力的影響，以期為類似工況下的隧道設計提供借鑒與參考。

1 工程概況

西安地鐵某區(qū)間隧道位于城市主干道下方，為左右分建的單洞單線隧道，采用盾構和礦山法施工（地裂縫段）。隧道埋深約9—26m，左右線間距為15.0—17.8m。盾構隧道內徑5.4m，管片厚0.3m；與盾構隧道相接段為地裂縫設防段礦山法隧道，斷面為馬蹄型，內凈空為8.3m（寬）×8.45m（高），二襯厚度0.5m。盾構與礦山法隧道接口如圖1所示。

本區(qū)間沿線地表分布有厚薄不均的全新統(tǒng)人工填土（Q4ml）；其下為上更新統(tǒng)風積（Q3eol）新黃土及殘積（Q3el）古土壤，再下為中更新統(tǒng)風積（Q2eol）老黃土及殘積（Q2el）古土壤互層。隧道洞身主要位于老黃土層，該層具針狀孔隙，含少量白色鈣質條紋及結核，軟塑狀態(tài)，屬中壓縮性土。場地地下水屬潛水類型，穩(wěn)定水位埋深約4.70—9.80m。土層參數如表1所示。

表1 土層和材料參數

注：模擬時所用動彈性模量由公式推導得出；其中為密度，為動彈性模量，為泊松比，為粘聚力，為摩擦角。

2 模型的建立

2.1 抗震計算條件

根據工程勘察報告，工程場地類別為Ⅱ類。場地土類型為中軟-中硬土。擬建場地位于抗震設防烈度Ⅷ度區(qū)內，地震動峰值加速度值為0.20g，設計地震分組為第一組。場地類別為Ⅱ類的地震動反應譜特征周期為0.35s。

采用E2（重現周期為475年的地震動）及E3（重現周期為2475年的地震動）的基巖加速度反應譜和峰值加速度作為地震動時程合成的目標峰值和反應譜，合成土層地震反應分析所需的基巖地震動時程。根據《地震安全性評價報告》得到本區(qū)間場地的地震動時程，本文選取在E2及E3地震作用下的典型地震動時程D2TM1及D3TM1進行各種工況下的時程分析計算，如圖2及圖3所示。

圖2 E2地震作用下基巖水平加速度時程

圖3 E3地震作用基巖水平加速度時程

2.2 計算模型

計算采用MIDAS-GTS軟件、Mohr-Coulomb本構模型與地層-結構法進行動力時程分析。動力有限元數值分析中，振波的高頻（短波）成分決定網格單元長度，低頻（長波）成分決定模型邊界范圍的大小（李金明，2012）。考慮水平和豎向地震波的影響，計算模型的側面人工邊界距地下結構之間的距離不小于地下結構水平有效寬度的3倍；底面人工邊界取至設計地震基準面，且距結構的距離不小于地下結構豎向有效高度的3倍，上表面取至實際地表。實際場地是一個半無限區(qū)域，但在對地層-結構進行有限元分析時，土體的計算范圍只能是有限的。為了解決有限截取模型邊界上波的反射問題，邊界條件采用由Decks等人提出的粘-彈性吸收邊界（陳萬祥等，2009）。粘-彈性邊界不僅可以較好地模擬地基的輻射阻尼，而且也能模擬遠場地介質的彈性恢復性能，具有良好的低頻穩(wěn)定性（王祥秋等，2006；日本土木學會組織編，2009）。

定義粘性邊界需計算土體、、方向上的阻尼系數。對于P波，阻尼系數為：

（2）

其中，阻尼系數P與S的單位為kN·s/m，，，為體積模量，為抗剪模量，單位為kN/m2；為彈性模量，單位kN/m2；為泊松比；為截面積，單位為m2，為重度，單位為kN/m3；p為粘性單元P波方向彈簧剛度，s為粘性單元S波方向彈簧剛度，單位均為kN·s/m3。

為充分考慮礦山法隧道與盾構隧道接口部位的空間動力效應，采用三維模型進行計算分析。模型的長、寬、高分別為101.5m、80m、64.4m，計算模型如圖4所示。分析時先進行特征值分析，得到模型的第一、二振型的周期，以此計算時程分析中模型的質量因子和剛度因子，然后進行動力時程分析計算。

2.3 接觸單元

在進行動力分析時，為考慮結構體與土層的相對滑動和阻尼作用，常使用接觸單元對這一作用進行模擬。當節(jié)點和主接觸面有接觸時，其位移關系通過罰函數法約束，間隙和接觸力可按以下公式計算：

（<0） （4）

其中，N為罰函數系數；XA，XB為主節(jié)點（A）和從節(jié)點（B）的位置向量；nA為主節(jié)點（A）的法向向量。其滑阻力T的表達式如下：

一般接觸時，可增加摩擦項，摩擦力可以按照下式表示：

（6）

盾構法和礦山法的施工方法不同。盾構管片和復合式襯砌與土層的接觸方式應區(qū)別考慮。由于礦山法隧道為錨噴支護復合式襯砌結構，其與周圍土層的貼合度大于盾構法，因此礦山法隧道與土層之間的摩阻力系數應大于盾構法，需通過不同的摩擦系數分別考慮兩種結構與土層的接觸。本文中，盾構法與礦山法襯砌與土層的摩擦系數分別取=0.6和=0.8，以此模擬兩種結構在震動中與土的接觸作用。

2.4 計算工況

本文結合實際工程，分別針對如下16種工況進行模擬和計算（各工況接口處盾構斷面尺寸不變，礦山法隧道斷面有16種，表中礦表示礦山法截面尺寸，工況5為實際工況）并開展研究，通過對比分析地鐵隧道接口處的抗震性能及變形、受力特點。

表2 礦山法計算工況

注：接口處盾構斷面尺寸均為6m（外徑）

3 數值模擬結果及分析

由于篇幅限制，僅列舉工況5的相關計算結果，并綜合各工況的計算結果進行分析。

3.1 工況5橫向地震反應動力時程結果

3.1.1 E2地震作用下接口處橫向動力時程結果

E2地震作用下，地層水平向位移、隧道橫向位移、以及接口處礦山法與盾構法隧道位移時程曲線如下圖所示。

將圖5至圖8的計算結果進行整理，具體如表3所示。

表3 E2地震作用下接口處橫向動力位移計算結果

對上述位移結果進行荷載-結構模型計算，通過結果包絡可知：

（1）地震作用內力計算結果小于基本組合及準永久組合計算結果，所以接口處地震作用不起控制作用，僅需按抗震設防要求進行構造措施處理。

（2）所擬定的尺寸滿足受力和變形等控制要求，構件尺寸是合理、經濟的。

（3）滿足《城市軌道交通結構抗震設計規(guī)范》中“抗震性能要求Ⅰ”的相關要求。

3.1.2 E3地震作用下接口處橫向動力時程結果

在E3地震作用下，地層水平向位移、隧道橫向位移、接口處礦山法與盾構法隧道位移時程曲線如下圖所示。

將圖9至圖12的計算結果整理，具體如表4所示。

表4 E2地震作用下接口處橫向動力位移計算結果

針對上表所示的位移結果，通過荷載-結構模型進行計算，得到盾構法和礦山法隧道結構變形結果如圖13及圖14所示。

E3地震作用下，斷面接口處盾構隧道變形為：0.0128/6=2.13‰<3‰。

E3地震作用下，斷面接口處礦山法隧道變形為：0.01369/9.3=1.47‰<3‰。

本區(qū)間設防標準為乙類，根據上述計算結果可知，在E3地震作用下，接口處隧道結構的直徑變形率均小于規(guī)定限制，滿足規(guī)范要求。

3.2 工況5縱向地震反應動力時程結果

E2與E3地震作用下，沿隧道縱向（方向）結構應力云圖如圖15及圖16所示。

3.2.1 E2作用下接口處縱向動力時程結果

E2地震作用下，接口處盾構法與礦山法隧道縱向內力計算結果如下表所示。

表5 E2地震作用下接口處縱向動力計算結果

由表5可知，E2地震作用下，盾構法隧道（采用C50砼）與礦山法隧道（采用C35砼）接口處縱向動力計算結果都明顯小于其強度設計值。

另外，盾構隧道管片環(huán)縫處共設置10個縱向螺栓，每個螺栓承載面積約為5.37×105mm2，E2地震作用下隧道縱向最大拉應力為1.87×10-1N/mm2。按最大拉應力計算，每個螺栓的拉力為100.5kN＜125.73kN（螺栓抗拉承載力設計值）。

3.2.2 E3作用下接口處縱向動力時程結果

E3地震作用下，接口處盾構法隧道與礦山法隧道縱向內力計算結果如下表所示。

表6 E3地震作用下接口處縱向動力計算結果

由表6可知，E2地震作用下，盾構法隧道（采用C50砼）與礦山法隧道（采用C35砼）接口處縱向動力計算結果都明顯小于其強度設計值。

另外，盾構隧道管片環(huán)縫處共設置10個縱向螺栓，每個螺栓承載面積約為5.37×105mm2，E3地震作用下隧道縱向最大拉應力為3.24×10-1N/mm2。按最大拉應力計算，每個螺栓的拉力為174.1kN＜251.33kN（螺栓抗拉承載力標準值）。

本區(qū)間設防標準為乙類，根據上述分析結果可知，盾構法與礦山法隧道接口段在E2及E3地震作用下，隧道結構縱向抗拉及抗壓滿足相關規(guī)范要求。

3.3 動力時程結果分析

3.3.1 接口處橫向地震反應動力時程結果分析

根據以上各工況的動力時程分析結果，得到E2地震作用下地面位移及隧道接口處拱頂、拱底相對位移隨工況變化曲線，如圖17及圖18所示。

由圖可知，在E2地震作用下，隨著各工況中礦山法隧道斷面的增大，地面位移及接口處隧道拱頂、拱底相對位移不斷增大。其中，地面位移及盾構隧道接口處拱頂、拱底相對位移變化較為平緩；礦山法隧道拱頂、拱底相對位移由工況6開始變化加強，在工況13后開始趨于平緩。

根據以上各工況的動力時程分析結果，得到E3地震作用下地面位移及接口處隧道拱頂、拱底相對位移隨工況變化曲線，如圖19及圖20所示。

由圖可知，在E3地震作用下，隨著各工況中礦山法隧道斷面的增大，地面位移及接口處隧道拱頂、拱底相對位移不斷增大。其中，地面位移及盾構隧道接口處拱頂、拱底相對位移變化較為平緩；礦山法隧道拱頂、拱底相對位移變化由工況4開始加強，在工況14后開始趨于平緩。

3.3.2 接口處縱向地震反應動力時程結果分析

根據以上各工況的動力時程分析結果，得到E2地震作用下盾構及礦山法隧道接口處結構最大拉、壓應力隨工況變化曲線，如圖21所示。

由圖可知，在E2地震作用下，隨著各工況中礦山法隧道斷面的增大，接口兩側盾構及礦山法隧道最大拉、壓應力不斷增大。其中，接口處盾構隧道拉、壓應力變化較小，變化趨勢較為平緩；礦山法隧道拉、壓應力變化較為明顯，從工況4開始應力變化加強，由工況13后開始趨于平緩。

根據以上各工況的動力時程分析結果，得到E3地震作用下盾構及礦山法隧道接口處結構最大拉、壓應力隨工況變化曲線，如圖22所示。

由圖可知，在E3地震作用下，隨著各工況中礦山法隧道斷面的增大，接口兩側盾構及礦山法隧道最大拉、壓應力不斷增大。其中，接口處盾構隧道拉、壓應力變化較小，變化趨勢較為平緩；礦山法隧道拉、壓應力變化較為明顯，從工況3開始應力變化加強，由工況13后開始趨于平緩。

4 結構抗震措施

根據計算結果，基于既有工程經驗，斷面突變條件下的隧道結構抗震措施，主要可從以下幾方面考慮：

（1）礦山法隧道采用現澆整體鋼筋混凝土結構，出于抗震安全角度考慮，建議采用復合式襯砌結構及帶仰供的曲墻式襯砌斷面，以增強結構整體的強度與剛度，提高抗震性能，并在斷面突變處設置變形縫，將結構設計成剛柔結合的襯砌結構。

（2）盾構法隧道的縱向為柔性構件構成，在地震作用下隧道的位移響應應能適應地層的變形，并減小地震作用下形成的結構附加應力，因此可加大管片接縫處密封墊厚度、設置柔性接縫，并在條件允許時考慮適當減少管片厚度等措施。

（3）通過地層加固改善圍巖條件，減小地震時傳遞到隧道上的附加荷載和在地震作用下的地層響應。

5 結論

本文依托具體工程，對地震作用下不同斷面相接處隧道的橫向和縱向內力及變形情況進行了分析，得到以下幾點主要結論：

（1）地震作用下，接口處隧道斷面高差為3.5m時，接口處隧道橫向強度與變形、縱向抗拉與抗壓均滿足相關規(guī)范要求；當斷面變化增大時，接口處的變形明顯增大，該位置為抗震薄弱環(huán)節(jié)。

（2）地震作用下，隨著接口處大斷面隧道尺寸的增大，地表位移及小斷面盾構隧道拱頂、拱底的相對位移略有增大，變化趨勢較為平緩，但大斷面隧道拱頂、拱底相對位移增長趨勢較為明顯；當接口處隧道斷面高差介于4—7.5m時，大斷面隧道拱頂、拱底相對位移明顯增大。

（3）礦山法與盾構隧道相接處，礦山法隧道的抗震性能相對較差，可考慮采用復合式襯砌結構及帶仰供的曲墻式襯砌斷面，以增強結構整體的強度與剛度，并在斷面突變處設置變形縫，將結構設計成剛柔結合的襯砌結構。

（4）為確保在地震作用下不同斷面隧道相接處的結構抗震性能滿足要求，建議將斷面高差控制在4.0m以內，同時可考慮對地層進行加固處理，設置變形縫或柔性接縫，并在條件允許時適當減少襯砌結構厚度。

陳萬祥，郭志坤，袁正如等，2009．地震分析中的人工邊界及其在LS_DYNA中的實現．巖石力學與工程學報，28（2）：3504—3515.

耿萍，張景，何川等，2013．隧道橫斷面反應位移法基本原理及其應用．巖石力學與工程學報，32（2）：3478—3485．

黃茂松，曹杰，2012．隧道地震響應簡化分析與動力離心試驗驗證．巖石力學與工程學報，29（2）：271—280．

李金明，2012．高速鐵路高架線路列車運行對既有地面線振動影響．北京：北京交通大學．

潘成筋，2006．土-樁基-上部結構地震響應的數值分析．湖南：湖南大學．

李育樞，2006．山嶺隧道地震動力響應及減震措施研究．上海：同濟大學．

日本土木學會組織編，張穩(wěn)軍，袁大軍譯，2009．盾構隧道的抗研究及算例．北京：中國建筑工業(yè)出版社．

王新，2011．大型盾構隧道地震動力響應數值模擬方法及應用．上海：上海交通大學．

王祥秋，楊林德，周治國，2006．列車振動荷載作用下隧道襯砌結構動力響應特性分析．巖石力學與工程學報，25（7）：1337—1342．

張偉，2009．大直徑盾構隧道結構地震響應及減震措施研究．湖北：中國科學院武漢巖土力學研究所．

中華人民共和國住房和城鄉(xiāng)建設部，2014．城市軌道交通結構抗震設計規(guī)范（GB50909—2014）．北京：中國計劃出版社．

Study on the Structural Seismic Performance and Its Precaution of Subway Tunnel Based on Section Mutation

Wang Lixin1, 2)

1) Chang' an University, Xi' an 710064, China 2) China Railway First Survey and Design Institute Group Ltd., Xi' an 710043, China

This paper introduces the structural seismic performance of the interface of subway tunnel based on section mutation. The engineering background is from the Xi’an metro Line 5, where the height difference between shield tunnel and mined tunnel is about 3.5m. Under earthquake, the transverse strength and deformation of tunnel cross section, and the longitudinal tensile and compressive strength of tunnel can meet relevant requirements. A positive relationship between the structural deformation and the height difference is found. The interface between shield tunnel and mined tunnel is the structural weak part under earthquake. Ground displacement and displacement differences between the crest and invert of shield tunnel are slightly increased, and the displacement differences between the crest and invert of mined tunnel are remarkably increased, while the section size of mined tunnel is increased. In order to ensure the structural seismic performance of the interface to meet relevant requirements, the height difference between shield tunnel and mined tunnel should be less than 4m. The mined tunnel can be designed as rigid flexibility combined composite structure. Meanwhile, ground reinforcement, flexible joint, and the reduction of lining thickness can be adopted for anti-seismic measurements. The result of the study offers an example for design and construction of other similar project in the future.

Metro; Shield tunnel; Mined tunnel; Tunnel section mutation change; Earthquake response

10.11899/zzfy 20160406

2016-06-08

王立新，男，生于1983年。博士研究生，高級工程師，國家注冊巖土工程師。主要從事地鐵結構設計及科研工作。Email：458601714@qq.com