第6章_隧道结构计算

第6章 隧道结构计算

6.1 概 述

6.1.1 引 言

隧道结构工程特性、设计原则和方法与地面结构完全不同，隧道结构是由周边围岩和支护结构两者组成共同的并相互作用的结构体系。各种围岩都是具有不同程度自稳能力的介质，即周边围岩在很大程度上是隧道结构承载的主体，其承载能力必须加以充分利用。隧道衬砌的设计计算必须结合围岩自承能力进行，隧道衬砌除必须保证有足够的净空外，还要求有足够的强度，以保证在使用寿限内结构物有可靠的安全度。显然，对不同型式的衬砌结构物应该用不同的方法进行强度计算。

隧道建筑虽然是一门古老的建筑结构，但其结构计算理论的形成却较晚。从现有资料看，最初的计算理论形成于十九世纪。其后随着建筑材料、施工技术、量测技术的发展，促进了计算理论的逐步前进。最初的隧道衬砌使用砖石材料，其结构型式通常为拱形。由于砖石以及砂浆材料的抗拉强度远低于抗压强度，采用的截面厚度常常很大，所以结构变形很小，可以忽略不计。因为构件的刚度很大，故将其视为刚性体。计算时按静力学原理确定其承载时压力线位置，检算结构强度。

在十九世纪末，混凝土已经是广泛使用的建筑材料，它具有整体性好，可以在现场根据需要进行模注等特点。这时，隧道衬砌结构是作为超静定弹性拱计算的，但仅考虑作用在衬砌上的围岩压力，而未将围岩的弹性抗力计算在内，忽视了围岩对衬砌的约束作用。由于把衬砌视为自由变形的弹性结构，因而，通过计算得到的衬砌结构厚度很大，过于安全。大量的隧道工程实践表明，衬砌厚度可以减小，所以，后来上述两种计算方法已经不再使用了。进入本世纪后，通过长期观测，发现围岩不仅对衬砌施加压力，同时还约束着衬砌的变形。围岩对衬砌变形的约束，对改善衬砌结构的受力状态有利，不容忽视。衬砌在受力过程中的变形，一部分结构有离开围岩形成“脱离区”的趋势，另一部分压紧围岩形成所谓“抗力区”，如图6-1所示。在抗力区内，约束着衬砌变形的围岩，相应地产生被动抵抗力，即“弹性抗力”。 抗力区的范围和弹性抗力的大小，因围岩性质、围岩压力大小和结构变形的不同而不同。但是对这个问题有不同的见解，即局部变形理论和共同变形理论。

图6.1.1 图6.1.2

局部变形理论是以温克尔（E.Winkler）假定为基础的。它认为应力（i）和变形（i）之间呈直线关系，即iki，k为围岩弹性抗力系数，见图6.1.2(a)。这一假定，相当于认为围岩是一组各自独立的弹簧，每个弹簧表示一个小岩柱。虽然实际的弹性体变形是互相影响的，施加于一点的荷载会引起整个弹性体表面的变形，即共同变形，见图6.1.2(b)。但温克尔假定能反映

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衬砌的应力与变形的主要因素，且计算简便实用，可以满足工程设计的需要。应当指出，弹性抗力系数k并非常数，它取决于很多因素，如围岩的性质、衬砌的形状和尺寸、以及荷载类型等。不过对于深埋隧道，可以视为常数。

共同变形理论把围岩视为弹性半无限体，考虑相邻质点之间变形的相互影响。它用纵向变形系数E和横向变形系数表示地层特征，并考虑粘结力C和内摩擦角的影响。但这种方法所需围岩物理力学参数较多，而且计算颇为繁杂，计算模型也有严重缺陷，另外还假定施工过程中对围岩不产生扰动等，更是与实际情况不符。因而，我国很少采用。

本章将讨论局部变形理论中目前仍有实用价值的方法。

6.1.2 隧道结构体系的计算模型

国际隧道协会(ITA)在1987年成立了隧道结构设计模型研究组，收集和汇总了各会员国目前采用的地下结构设计方法，如表6.1.1所示。经过总结，国际隧道协会认为，目前采用的地下结构设计方法可以归纳为以下4种设计模型：

表6.1.1 一些国家采用的设计方法概况

┌───┬──────────────┬───────────────┬──────────

│ │ 盾构开挖的 │ 喷锚钢支撑的 │ 中硬石质深埋隧道 │ │ │ 软土质隧道 │ 软土质隧道 │ │ ├───┼──────────────┼───────────────┼──────────┼ │奥地利│ 弹性地基圆环 │ 弹性地基圆环、有限元法、收敛│ 经验法 │ │ │ │一约束法 │ │ ├───┼──────────────┼───────────────┼──────────┤ │ │ 覆盖层厚＜2D，顶部无约束的│ 覆盖层厚＜2D ，顶部无约束的 │ 全支永弹性地基圆环│ │ 德国 │弹性地基圆环；覆盖层厚＞3D，│弹性地基圆环；覆盖层厚＞3D，全│、有限元法、连续介质│ │ │全支承弹性地基圆环、有限元法│全支承弹性地基圆环、有限元法 │ 或收敛—约束法 │ ├───┼──────────────┴───────────────┼──────────┤ │法国 │ │有限元法、作用-反作用模型、经 │ 连续介质模型、收敛│ │ │ 弹性地基圆环有限元法 │ 验法 │一约束法、经验法 │ ├───┼──────────────┬───────────────┼──────────┤ │日本 │ 局部支承弹性地基圆环 │ 局部支承弹性地基圆环、经验加 │ 弹性地基框架、有限│ │ │ │ 测试有限元法 │元法、特性曲线法 │ ├───┼──────────────┼───────────────┼──────────┤ │ │ │初期支护：有限元法、 │初期支护：经验法 │ │中国 │自由变形或弹性地基圆环 │ 收敛一约束法 │永久支护：作用和反 │ │ │ │二期支护；弹性地基圆环 │ 作用模型 │ │ │ │ │大型洞室：有限元法 │ ├───┼──────────────┼───────────────┼──────────┤ │瑞士 │ │ 作用一反作用模型 │ 有限元法，有时用 │ │ │ │ │ 收敛-约束法 │ ├───┼──────────────┼───────────────┴──────────┤ │英国 │弹性地基圆环缪尔伍德法 │ 收敛—约束法、 │有限元法、收敛-约束 │ │ │ │ 经验法 │ 法、 经验法 │ ├───┼──────────────┼───────────────┬──────────┤ │美国 │ 弹性地基圆环 │ 弹性地基圆环、 │弹性地基圆环、 │ │ │ │ 作用一反作用模型 │有限元法、锚杆经验法│ └───┴──────────────┴───────────────┴──────────┘

（1）以参照过去隧道工程实践经验进行工程类比为主的经验设计法；

（2）以现场量测和实验室试验为主的实用设计方法。例如，以洞周位移量测值为根据的收敛约束法；

（3）作用与反作用模型，即荷载—结构模型。例如，弹性地基圆环计算和弹性地基框架计算等计算法；

（4）连续介质模型，包括解析法和数值法。数值计算法目前主要是有限单元法。

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从各国的地下结构设计实践看，目前，在设计隧道的结构体系时，主要采用两类计算模型，一类是以支护结构作为承载主体，围岩作为荷载同时考虑其对支护结构的变形约束作用的模型。另一类则相反，视围岩为承载主体，支护结构则为约束围岩变形的模型。

前者又称为传统的结构力学模型。它将支护结构和围岩分开来考虑，支护结构是承载主体，围岩作为荷载的来源和支护结构的弹性支承, 故又可称为荷载一结构模型。在这类模型中隧道支护结构与围岩的相互作用是通过弹性支承对支护结构施加约束来体现的，而围岩的承载能力则在确定围岩压力和弹性支承的约束能力时间接地考虑。围岩的承载能力越高，它给予支护结构的压力越小，弹性支承约束支护结构变形的抗力越大，相对来说，支护结构所起的作用就变小了。

这一类计算模型主要适用于围岩因过分变形而发生松弛和崩塌，支护结构主动承担围岩“松动”压力的情况。所以说，利用这类模型进行隧道支护结构设计的关键问题，是如何确定作用在支护结构上的主动荷载，其中最主要的是围岩所产生的松动压力，以及弹性支承给支护结构的弹性抗力。一旦这两个问题解决了，剩下的就只是运用普通结构力学方法求出超静定体系的内力和位移了。属于这一类模型的计算方法有：弹性连续框架（含拱形）法、假定抗力法和弹性地基梁（含曲梁和圆环）法等都可归属于荷载结构法。当软弱地层对结构变形的约束能力较差时（或衬砌与地层间的空隙回填，灌浆不密实时），地下结构内力计算常用弹性连续框架法，反之，可用假定抗力法或弹性地基法。弹性连续框架法即为进行地面结构内力计算时的力法与变形法。假定抗力法和弹性地基梁法则已形成了一些经典计算方法。由于这个模型概念清晰，计算简便，易于被工程师们所接受，放至今仍很通用，尤其是对模筑衬砌。

第二类模型又称为岩体力学模型。它是将支护结构与围岩视为一体，作为共同承载的隧道结构体系，故又称为围岩—结构模型或复合整体模型，见图6.2（b）。在这个模型中围岩是直接的承载单元，支护结构只是用来约束和限制围岩的变形，这一点正好和上述模型相反。复合整体模型是目前隧道结构体系设计中力求采用的并正在发展的模型，因为它符合当前的施工技术水平。在围岩—结构模型中可以考虑各种几何形状，围岩和支护材料的非线性特性，开挖面空间效应所形成的三维状态，以及地质中不连续面等等。在这个模型中有些问题是可以用解析法求解，或用收敛—约束法图解，但绝大部分问题，因数学上的困难必须依赖数值方法，尤其是有限单元法。利用这个模型进行隧道结构体系设计的关键问题，是如何确定围岩的初始应力场，以及表示材料非线性特性的各种参数及其变化情况。一旦这些问题解决了，原则上任何场合都可用有限单元法围岩和支护结构应力和位移状态。

6.2 隧道衬砌上的荷载类型及其组合

围岩压力与结构自重力是隧道结构计算的基本荷载。明洞及明挖法施工的隧道，填土压力与结构自重力是结构的主要荷载。《公路隧道设计规范》（JTJ026-90）中在对隧道结构进行计算时，列出了荷载类型，如表6.1.1所示，并按其可能出现的最不利组合考虑。其他各种荷载除公路车辆荷载之外，在结构计算时考虑的机率很小，有的也很难准确的表达与定量，表中所列荷载不论机率大小，力求其全，是为了体现荷载体系的完整，也是为了在结构计算时荷载组合的安全系数取值，并与《铁路隧道设计规范》（JBJ3-85）的取值保持一致。同时又本着公路隧道荷载分类向公路荷载分类方法靠的原则，在形式上与《公路桥涵设计通用规范》（JTJ 021—89）保持一致，在取用荷载组合安全系数时又能与铁路隧道荷载分类相对应。表6-2中的永久荷载加基本可变荷载对应于铁路隧道设计规范中的主要荷载，其它可变荷载对应于铁路隧道的附加荷载，偶然荷载对应于铁路的特殊荷载。表6.2.1所列的荷载及分类不适用于新奥法（NATM）设计与施工的隧道。

由于隧道设计中贯彻了“早进晚出”的原则，洞口接长明洞的边坡都干很高，加之落石多为滚滑、跳跃落下，直接砸落在明洞上者极少。而当遇有大量落石和堕落高度较大的石块，可设法避开或者采取清除危石加固坡面等措施，故一般情况下落石冲击力可不考虑。

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当有落石危害须检算冲击力时，则只计洞顶实际填土重力（不包括坍方堆积土石重力）和落石冲击力的影响。落石冲击力的计算，目前研究还不深入，实测资料也很少，故对其计算未做规定，具体设计时可通过现场量测或有关计算验证。

设计山岭公路隧道建筑物时，一般不需考虑列车活载及公路车辆活载，只有当隧道结构构件承受公路车辆活载及列车活载才按有关规定进行计算。

表6.2.1 作用在隧道结构上的荷载 编号 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 荷载类型 永久荷载 （恒载） 可 变 荷 载 基本 可变 荷载 其它 可变 荷载 围岩压力 结构自重力 填土压力 荷 载 名 称 混凝土收缩和徐变影响力 公路车辆荷载，人群荷载 立交公路车辆荷载及其所产生的冲击力和土压力 立交铁路列车活载及其所产生的冲击力和土压力 立交渡槽流水压力 温度变化的影响力 冻胀力 落石冲击力 地震力 施工荷载 偶然 荷载

作用在衬砌上的荷载，按其性质也可以区分为主动荷载与被动荷载。主动荷载是主动作用于结构、并引起结构变形的荷载；被动荷载是因结构变形压缩围岩而引起的围岩被动抵抗力，即弹性抗力，它对结构变形起限制作用。

主动荷载包括主要荷载（指长期及经常作用的荷载，有围岩压力、回填土荷载、衬砌自重、地下静水压力等）和附加荷载（指非经常作用的荷载，有灌浆压力、冻胀压力、混凝土收缩应力、温差应力以及地震力等）。计算荷载应根据这两类荷载同时存在的可能性进行组合。在一般情况下可仅按主要荷载进行计算。特殊情况下才进行必要的组合，并选用相应的安全系数检算结构强度。

被动荷载主要指围岩的弹性抗力，它只产生在被衬砌压缩的那部分周边上。其分布范围和图式一般可按工程类比法假定，通常可作简化处理。

6.3半衬砌的计算

拱圈直接支承在坑道围岩侧壁上时，称为半衬砌，如图6.3.1所示。常适合于坚硬和较完整的围岩（IV、V类）中，或用先拱后墙法施工时，在拱圈已作好，但马口尚未开挖前，拱圈也处于半衬砌工作状态。

6.3.1 计算图式、基本结构及正则方程

道路隧道中的拱圈，一般矢跨比不大，在垂直荷载作用下拱圈向坑道内变形，为自由变形，不产生弹性抗力。由于支承拱圈的围岩是弹性的，即拱圈支座是弹性的，在拱脚反力的作用下围岩表面将发生弹性变形，使拱脚产生角位移和线位移。拱脚位移将使拱圈内力发生改变，因而计算中除按固端无铰拱考虑外，还必须考虑拱脚位移的影响。对于拱脚位移，还可以作些具

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体分析，使计算图式得到简化。通常，拱脚截面剪力很小，它与围岩之间的摩擦力很大，可以认为拱脚没有沿隧道径向的位移，只有切向位移，所以在计算图式中，在固端支座上用一根径向刚性支承链杆加以约束，如图6.3.2（a）所示。切向位移可以分解为垂直方向

图6.3.1 半衬砌

和水平方向两个分位移。在结构对称和荷载对称条件下，两拱脚的位移也是对称的。对称的垂直分位移对拱圈内力不产生影响。拱脚的转角a和切向位移的水平分位移ua是必须考虑的。图中所示为正号方向，即水平分位移向外为正，转角与正弯矩方向相同时为正。采用力法计算时，将拱圈在拱顶处切开，取基本结构如图6.3.2（b）所示。固端无铰拱为三次超静定，有三个多余未知力，即弯矩X1，轴向力X2和剪力X3。结构对称和荷载对称时X3＝0，变成二次超静定结构。按拱顶切开处的截面相对变位为零的条件，可建立如下正则方程式：

X111X2121pa0 （6.3.1）

X121X2222pfaua0

式中：ik是单位变位，即在基本结构上，因Xk1作用时，在Xi方向上所产生的变位；

ip为荷载变位，即基本结构因外荷载作用，在Xi方向的变位；f为拱圈的矢高；a,ua拱脚截

面的最终转角和水平位移。

auβu图6.3.2 半衬砌基本结构及约束

uL/2β

如果式（6.3.l）中的各变位都能求出，则可用结构力学的力法知识解算出多余未知力X1和X2，进而求出拱圈内力。

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f6.3.2单位变位及荷载变位的计算

由结构力学求变位的方法（轴向力与剪力影响忽略不计）知道：

MiMkEJds （6.3.2）

0MiMpipds

EJ式中：Mi是基本结构在Xi1作用下所产生的弯矩；Mk是基本结构在Xk1作用下所产

0生的弯短；Mp是基本结构在外荷载作用下所产生的弯知，EJ是结构的刚度。

ik在进行具体计算时，由于结构对称、荷载对称，只需计算半个棋圈。在很多情况下，衬砌厚度是改变的，给积分带来不便，这时可将拱圈分成偶数段，用抛物线近似积分法代替，式（6.3.2）可以改写为：

ikMiMkS （6.3.3） EJ0MiMpSip EEJ uuu 图6.3.3

利用式（6.3.3），参照图6.3.3 容易求得下列变位：

11S1 EJSy (6.3.4) 12EJSy222 EJ0MpS1pEJ

E0yMpS2pEJ

E式中：S是半供弧长n等分后的每段弧长。

计算表明，当拱厚d＜l／10（l为拱的跨度）时，曲率和剪力的影响可以略去。当矢跨比

f/l1/3时，轴向力影响可以略去。

6.3.3拱脚位移计算 (1) 单位力矩作用时

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单位力矩作用在拱脚围岩上时，拱脚截面绕中心点a转过一个角度1，如图6.3.4所示，拱脚截面仍保持为平面，其内（外）缘处围岩的最大应力1和拱脚内（外）缘的最大沉陷1为：

1Ma66 2；112kakabhaWabha121；ua0 （6.3.5）

kabhakaJa拱脚截面绕中心点a转过一个角度1，点a不产生水平位移，则有：

11ha2上式中：ha为拱脚截面厚度；Wa为拱脚截面的截面模量；ka是拱脚围岩基底弹性抗力系数；Ja为拱脚截面惯性矩；b为拱脚截面纵向单位宽度，取1米。

aaaha(2)单位水平力作用时

aha 图6.3.4 图6.3.5

单位水平力可以分解为轴向分力(1•cosa)和切向分力(1•sina)，计算时只需考虑轴向分力的影响，如图6.3.5所示。作用在围岩表面的均布应力2和拱脚产生的均匀沉陷2为：

2cosacosa； 22 bhakakabha2的水平投影即为a点的水平位移u2，均匀沉陷时拱脚截面不发生转动，则有：

cos2a；20 （6.3.6） u22cosakabha

(3)外荷载作用时

在外荷载作用下，基本结构中拱脚a点处产生弯矩Map和轴向力Nap，如图6.3.6所示，拱脚截面的转角ap和水平位移uap为：

00000000Mapu1Hapu2NapapMap1Hap2Map1；uap0000cosa （6.3.7） kabha

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aha图6.3.6

(4)拱脚位移

拱脚的最终转角a和水平位移ua可分别考虑X1,X2和外荷载的影响，按叠加原理求得，可表示为：

0aX11X2(2f1)apuaX1u1X2(u2fu1)u0ap （6.3.8）

6.3.4拱圈截面内力

将式（6.3.7）和（6.3.8）代入正则方程（6.3.1）可得：

0X1(111)X2(122f1)(1pap)0X1(21u1f1)X2(22u2fu1f2f1)(2pf令

20apu)00ap （6.3.9）

a11111a2222u2fu1f2f21a12a21122f121u1f1 （6.3.10）

0a101pap00a202pfapuap则（6.3.9）式可简写为：

a11X1a12X2a100a21X1a22X2a200解此二元一次方程组，可得多余未知力为：

（6.3.11）

X1a22a10a12a202a12a11a22aaa12a10X211220a12a11a22则任意截面i处的内力（如图6-9）为：

（6.3.12）

0MiX1X2yiMipNiX2cosiN000ip （6.3.13）

式中：Mip和Nip是基本结构因外荷载作用在任一截面i处产生的弯矩和剪力；yi是截面i的纵坐标；i是截面i与垂直线之间的夹角。

求出截面弯矩和轴力后，即可绘出内力图，如图6.3.8所示，并确定出危险截面。

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yx图6.3.7 图6.3.8

上述计算是将拱圈视为自由变形得到的计算结果。由于没有考虑弹性抗力，所以弯矩是比较大的，因此截面也较厚。如果围岩较坚硬，或者拱的形状较尖，则可能有弹性抗力。衬砌背后的密实回填是提供弹性抗力的必要条件，但是拱部的回填相当困难，不容易做到密实。仅在起拱线以上1～1.5m范围内的超挖部分，由于是用与拱圈同级的混凝土回填的，可以做到密实以外，其余部分的回填则比较松散，不能有效地提供弹性抗力。拱脚处无径向位移，故弹性抗力为零，最大值在上述的1～1.5m处，中间的分布规律较复杂，为简化计算可以假定为按直线分布。考虑弹性抗力的拱圈计算，可参考曲墙式衬砌进行。

6.4 曲墙式衬砌计算

在衬砌承受较大的垂直方向和水平方向的围岩压力时，常常采用曲墙式衬砌型式。它由拱圈、曲边墙和底板组成，有向上的底部压力时设仰拱。曲墙式衬砌常用于I～III类围岩中，拱圈和曲边墙作为一个整体按无铰拱计算，施工时仰拱是在无铰拱业已受力之后修建的，所以一般不考虑仰拱对衬砌内力的影响。 6.4.1计算图式

在主动荷载作用不，顶部衬砌向隧道内变形而形成脱离区，两侧衬砌向围岩方向变形，引起围岩对衬砌的被动弹性抗力，形成抗力区。抗力图形分布规律按结构变形特征作以下假定（见图6.4.1）：

图6.4.1 按结构变形特征的抗力图形分布

1、 上零点b（即脱离区与抗力区的分界点）与衬砌垂直对称中线的夹角假定为b45。

2、 下零点a在墙脚。墙脚处摩擦力很大，无水平位移，故弹性抗力为零。 3、 最大抗力点h假定发生在最大跨度处附近，计算时一般取ah

2ab，为简化计算可假3102

定在分段的接缝上。

4、 抗力图形的分布按以下假定计算：

拱部bh段抗力按二次抛物线分布，任一点的抗力i与最大抗力h的关系为：

cos2bcos2iih （6.4.1） 22cosbcosh边墙ha段的抗力为：

h （6.4.2） '式中： i,b,h分别为i、b、h点所在截面与垂直对称轴的夹角；yi为i点所在截面与衬砌

外轮廓线的交点至最大抗力点h的距离；yh为墙底外缘至最大抗力点h的垂直距离。

ha段边墙外缘一般都作成直线形，且比较厚，因刚度较大，故抗力分布也可假定为与高度呈直线关系。若ha段的一部分外缘为直线形，则可将其分为两部分分别计算，即曲边墙段按式（6.4.2）计算，直边墙段按直线关系计算。

两侧衬砌向围岩方向的变形引起弹性抗力，同时也引起摩擦力si；，其大小等于弹性抗力和衬砌与围岩间的磨察系数的乘积：

'y'ii1'yh2sii （6.4.3）

计算表明，磨察力影响很小，可以忽略不计，而忽略磨察力的影响是偏于安全的。墙脚弹性

地固定在地基上，可以发生转动和垂直位移。如前所述，在结构和荷载均对称时，垂直位移对衬砌内力不产生影响。因此，若不考虑仰拱的作用，可将计算简图表示为图6-12的形式。

图6.4.2 图6.4.3

6.4.2主动荷载作用下的力法方程和衬砌内力

取基本结构如图6-13所示，未知力为X1p、X2p，根据拱顶截面相对变位为零的条件，可以列出力法方程式：

X1p11X2p121pap0X1p21X2p222pfapuap0 （6.4.4）

式中ap,uap为墙底位移。分别计算X1p,X2p和外荷载的影响，然后按照叠加原理相加得到：

0 （6.4.5） apX1p1X2p(2f1)ap由于墙底无水平位移，故uap0，代入式（6-17）整理可得：

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X1p(111)X2p(12f1)1pap0X1p(21f1)X2p(22f1)2pfap02 （6.4.6）

式中：ik,ip是基本结构的单位位移和主动荷载位移，可由式（6.3.2）求得；1是墙底单

0位转角，可参照式（6.3.5）计算；ap为基本结构墙底的荷载转角，可参照式（6.3.7）计算；f为衬砌的矢高。

求得X1p,X2p后，在主动荷载作用下，衬砌内力即可参照式（6.3.13）计算：

0MipX1pX2pyiMipNipX2pcosiN0ip （6.4.7）

在具体进行计算时，还需进一步确定被动抗力h的大小，这需要利用最大抗力点h处的变形协调条件。在主动荷载作用下，通过式（6.4.7）可解出内力Mip,Nip，并求出h点的位移hp，如图6.4.4（b）。在被动荷载作用下的内力和位移，可以通过h1的单位弹性抗力图形作为外荷载时所求得的任一截面内力Mi,Ni和最大抗力点h处的位移h，如图6.4.4（c），并利用叠加原理求出h点的最终位移：

hhphh （6.4.8）

由温克尔假定可以得到h点的弹性抗力于位移的关系：hkh，代入（6.4.8）式可得：

h khp1kh （6.4.9）

图6.4.4

6.4.3最大抗力值的计算

由式（6.4.9）可知，欲求h则应先求出hp和h。变位由两部分组成，即结构在荷载作用下的变位和因墙底变位（转角）而产生的变位之和。前者按结构力学方法，先面出Mi,Ni图，如图6.4.5（a）、（b），再在h点处的所求变位方向上加一单位力p＝1，绘出Mih图，如图6.4.5（c）所示，墙底变位在h点处产生的位移可由几何关系求出，如图6.4.5（d）所示。位移可以表示为：

MpMhsyahapEJEJ (6.4.10)

MMMMshhdsyahahyahaEJEJ

ap是因主动荷载作用而产生的墙底转角，可参照式（6-7）计算；a是因单位抗力作用而产生

hpMpMhdsyahap

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的墙底转角，可参照式（6.3.7）计算；yah为墙底中心a至最大抗力截面的垂直距离。

图6.4.5

如果h点所对应的h90，则该点的径向位移和水平位移相差很小，故可示为水平位移。又由

于结构与荷载对称时，拱顶截面的垂直位移对h点径向位移的影响可以忽略不计。因此计算该点水平位移时，可以取如图6.4.6所示的结构，使计算得到简化。按照结构力学方法，在h点加一单位力p1，可以求得hp和h

hph

sMp(yhy)EJEJ （6.4.11）

M((yhy))Msds(yhy)EJEJdsMp(yhy)式中：yh,y为h点和任一点的垂直坐标。

图6.4.6

6.4.4在单位抗力作用下的内力

将h1抗力图视为外荷载单独作用时，未知力X1及X2可以参照X1p及X2p的求法得出。参照式（6.4.6）可以列出力法方程：

X1(111)X2(12f1)1a02X1(21f1)X2(22f1)2fa00式中：1,2是单位抗力图为荷载所引起的基本结构在X1及X2方向的位移；a是单位

00抗力图为荷载所引起的基本结构墙底转角，aMa1。其余符号意义同前。

（6.4.12）

解出X1及X2后，即可求出衬砌在单位抗力图为荷载单独作用下任一截面内力：

105

MiX1X2yiMi0NiX2cosiN0i （6.4.13）

6.4.5衬砌最终内力计算及校核计算结果的正确性

衬砌任一截面最终内力值可利用叠加原理求得：

MiMiphMiNiNiphNi （6.4.14）

校核计算结果正确性时，可以利用拱顶截面转角和水平位移为零条件和最大抗力点a的位移条件：

MidsMisJa0aEJEMiyidsMiyisffa0 （6.4.15） aEJEJMiyihdsMiyihhsyyJahaahaEJEk式中a是墙底截面最终转角，aapha。

6.5直墙式衬砌计算

直墙式衬砌的计算方法很多，如力法、位移法及链杆法等，本节仅介绍力法。这种直墙式衬砌广泛用干道路隧道，它由拱圈、直边墙和底板组成。计算时仅计算拱圈及直边墙，底板不进行衬砌计算，需要时按道路路面结构计算。

6.5.1计算原理

拱圈按弹性无铰供计算，与本章第二节所述方法相同，拱脚支承在边墙上，边墙按弹性地基上的直梁计算，并考虑边墙与拱圈之间的相互影响，如图6.5.1所示。由于拱脚并非直接固定在岩层上，而是固定在直墙顶端，所以拱脚弹性固定的程度取决于墙顶的变形。拱脚有水平位移、垂直位移和角位移，墙顶位移与拱脚位移一致。当结构对称、荷载对称时，垂直位移对衬砌内力没有影响，计算中只需考虑水平位移与角位移。边墙支承拱圈并承受水平围岩压力，可看作置于具有侧向弹性抗力系数为k的弹性地基上的直梁。有展宽基础时，其高度一般不大，可以不计其影响。由于边墙高度远远大于底部宽度，对基础的作用可以看作是置于具有基底弹性抗力系数为ka的弹性地基上的刚性梁。 图6.5.1 图 6.5.2

衬砌结构在主动荷载（围岩压力和自重等）的作用下，拱圈顶部向坑道内部产生位移，见图

106

6.5.2，这部分结构能自由变形，没有围岩弹性抗力。拱圈两侧压向围岩，形成抗力区，引起相应的弹性抗力。在实际施工中，拱圈上部间隙一般很难做到回填密实，因而拱圈弹性抗力区范围一般不大。弹性抗力的分布规律及大小，与多种因素有关。由于拱圈是弹性地基上的曲梁，尤其是曲梁刚度改变时，其计算非常复杂，因而仍用假定抗力分布图形法。直墙式衬砌拱圈变形与曲墙式衬砌拱圈变形近似，计算时可用曲墙式衬砌关于拱部抗力图形的假定，认为按二次抛物线形状分布。上零点b位于45o～55 o之间，最大抗力h在直边墙的项面（拱脚）C处，b，C间任一点i处的抗力为i的函数，即：

cos2bcos2iih 22cosbcosh当b45,h90时，可以简化为：

i(12cos2i)h （6.5.1）

弹性抗力引起的摩擦力，可由弹性抗力乘摩擦系数求得，但通常可以忽略不计。弹性抗力i（或h）为未知数，但可根据温克尔假定建立变形条件，增加一个iki的方程式。

由上述可以看出，直墙式衬砌的拱圈计算原理与本章第三节拱圈计算及第四节曲墙式衬砌计算相同，可以参照相应公式计算。 6.5.2边墙的计算

由于拱脚不是直接支承在围岩上，而是支承在直边墙上，所以直墙式衬砌的拱圈计算中的拱脚位移，需要考虑边墙变位的影响。直边墙的变形和受力状况与弹性地基梁相类似，可以作为弹性地基上的直梁计算。墙顶（拱脚）变位与弹性地基梁（边墙）的弹性特征值及换算长度h有关，按h可以分为三种情况：边墙为短梁（1h2.75）、边墙为长梁（h2.75）、边墙为刚性梁（h1）。

1、边墙为短梁（1h2.75）

短梁的一端受力及变形对另一端有影响，计算墙顶变位时，要考虑到墙脚的受力和变形的影响。

设直边墙（弹性地基梁）c端作用有拱脚传来的力矩Mc、水平力Hc、垂直力Vc以及作用于墙身的按梯形分布的主动侧压力。求墙项所产生的转角cp及水平位移ucp，然后即可按以前方法求出拱圈的内力及位移。由于垂直力Vc对墙变位仅在有基底加宽时才产生影响，而目前直璃式衬砌的边墙基底一般均不加宽，所以不需考虑。根据弹性地基上直梁的计算公式可以求得边墙任一截面的位移y、转角、弯矩M和剪力H，再结合墙底的弹性固定条件，得到墙底的位移和转角。这样就可以求得墙顶的单位变位和荷载（包括围岩压力及抗力）变位。由于短梁一端荷载对另一端的变形有影响，墙脚的弹性固定状况对墙顶变形必然有影响，所以计算公式的推导是复杂的。下面仅给出结果，参见图6.5.3

墙顶在单位弯矩Mc1单独作用下，墙顶的转角1和水平位移u1为：

00431(1112A)c 22u1(1311A)c墙顶在单位水平力Hc=1单独作用下，墙顶位移为2和u2为：

222u1(1311A)c

2u2(1013A)c

107

图6.5.3

在主动侧压力（梯形荷载）作用下，墙顶位移e,ue为：

e(43A)e414310Ae

cchh11ue(1415A)e(214A)e

cc2h2kak0k6n其中：4；A；；ck(910A)；k0为基底弹性抗力3334EJ2nhak系数；k是侧向弹性抗力系数；a1/k0Ja是基底作用有单位力矩时所产生的转角；h为边

墙的侧面高度；在边墙顶x0，在墙底xh。

1chxcosx；2chxsinxshxcosx

3shxsinx；4chxsinxshxcosx

5(chxshx)(cosxsinx)；6cosx(chxshx) 7(chxshx)(cosxsinx)；8sinx(chxshx)

11221111(shxchxsinxcosx)；12(ch2xsin2x)

221113(ch2xsin2x)；14(chxcosx)2

22115(shxsinx)(chxcosx)

2000cpMcp1Hcp2ee09(ch2xcos2x)；10(shxchxsinxcosx)

墙项单位变位求出后，由基本结构传来的拱部外荷载，包括主动荷载及被动荷载使墙顶

产生的转角及水平位移，即不难求出。当基础无展宽时，墙顶位移为：

u0cpMuHu2eue00cp10cp （6.5.2

墙顶截面的弯知Mc，水平力Hc，转角c和水平位移uc为：

108

0McMcpX1X2fHcH0cpX2

0cX11X2(2f1)cpucX1u1X2(u2fu1)u位移。若边墙上无侧压力作用，即e=0时，则：

0cp （6.5.3

以Mc、Hc、c及uc为初参数，即可由初参数方程求得距墙顶为x的任一截面的内力和

24kkHuc2cMc4Hc12322 （6.5.4 3222uc4c1Mc2Hc3kk122uuc1c2Mc3Hc42kk2 为长梁（h2.75）

换算长度h2.75时，可将边墙视为弹性地基上的半无限长梁（简称长梁）或柔性梁，近似看作为h。此时边墙具有柔性，可认为墙顶的受力（除垂直力外）和变形对墙底没

有影响。这种衬砌应用于较好围岩中，不考虑水平围岩压力作用。由于墙底的固定情况对墙顶的位移没有影响，故墙项单位位移可以简化为：

Muckc23kMc1Hc34122431ku122k2

u22 （6.5.5） k(43A)c

1ue(1415A)ce 图6.5.4 边墙受力

3 边墙为刚性梁（h1）

换算长度h1时，可近似作为弹性地基上的绝对刚性梁，近似认为h0（即EJ）。

109

认为边墙本身不产生弹性变形，在外力作用下只产生刚体位移，即只产生整体下沉和转动。由于墙底摩擦力很大，所以不产生水平位移。当边墙向围岩方向位移时，围岩将对边墙产生弹性抗力，墙底处为零，墙顶处为最大值h，中间呈直线分布。墙底面的抗力按梯形分布，如图6.5.4。

由静力平衡条件，对墙底中点a取矩，可得：

2hh2(12)hashMaa0 （6.5.5）

1223式中： shh2是边墙外缘由围岩弹性抗力所产生的摩察力；为衬砌与围岩间的摩察

系数；1,2为墙底两边沿的弹性应力。

由于边墙为刚性，故底面和侧面均有同一转角，二者应相等。所以

12kahahkh （6.5.6）

12nh将式（6.5.7）代入式（6.5.5）得：

ha （6.5.7） h式中：nka/k，对同一围岩，因基底受压面积小，压缩得较密实，可取为1.25。

h'a12MahMah （6.5.8） 332'4hnha3hahJa34h3nha3hah2式中：J称为 刚性墙的综合转动惯量，因而墙侧面的转角为

12Mha （6.5.9） 'khkJa由此可求出墙顶（拱脚）处的单位位移及荷载位移：

Mc1作用于c点时，则Ma1，故

11'kJahu11h11'kJa式中：h1是自墙底至拱脚C点的垂直距离。

（6.5.10）

Hc1作用于c点时，则Mah1，故

2h11h1'kJah1h12kJ021'a （6.5.11）

u22h1主动荷载作用于基本结构时，则MaMap，故

0cp0MapkJ'a01Map00ucpcph1Mh'kJa0ap1 （6.5.12）

由此不难进一步求出拱顶的多余未知力和拱脚（墙顶）处的内力，以及边墙任一截面的内力。

110

6.6 衬砌截面强度验算

为了保证衬砌结构强度的安全性，需要在算出结构内力之后进行强度检算。目前我国公路隧道设计规范规定，隧道衬砌和明洞按破坏阶段检算构件截面强度。即根据混凝土和石砌材料的极限强度，计算出偏心受压构件的极限承载能力，与构件实际内力相比较，计算截面的抗压（或抗拉）强度安全系数K。检查是否满足规范所要求的数值，即：

KNjxNKgf （6.6.1）

式中：Njx是截面的极限承载能力；N为截面的实际内力（轴向力）；Kgf是规范所规定的强度安全系数，见表6.6.1和6.6.2。

衬砌的任一截面均应满足强度安全系数要求，否则必须修改衬砌形状和尺寸，重新计算，直到满足要求为止。

圬工种类 荷载组合 混凝土或砌体达到抗压极限强度 混凝土达到抗拉极限强度 混凝土和砌体结构的强度安全系数 表6.6.1 混 凝 土 砌 体 永久荷载+基本可永久荷载+基本永久荷载+基永久荷载+基本变荷载+其它可变可变荷载+其它本可变荷载 可变荷载 荷载 可变荷载 2.4 3.6 2.0 3.0 2.7 2.3

钢筋混凝土结构的强度安全系数 表6.6.2 永久荷载+基本可变荷载+荷载组合 永久荷载+基本可变荷载 其它可变荷载 钢筋达到设计强度或混2.0 1.7 凝土达到抗压或抗剪极限强度 混凝土达到抗拉 2.4 2.0 极限强度 对混凝土和石砌矩形截面构件，当偏心距e00.2d时，按抗压强度控制承载能力，并用下式计算 ：

KNRabd （6.6.2）

式中：K是混凝土或石砌结构强度安全系数；N是轴向力；b是截面宽度；d 是截面厚度；为构件的纵向弯曲系数，对于隧道衬砌，明洞拱圈及墙背紧密回填的明洞边墙，可取1，其它构件见规范；为轴向力的偏心影响系数，可查规范或按11.5e/d求得；Ra混凝土或石砌体的抗压极限强度。

从抗裂角度要求，混凝土矩形截面偏心受压构件，当e00.2d时，按抗拉强度控制承载能力，并用下式计算：

KN式中：Rl是抗拉极限强度。

1.75Rlbd （6.6.3）

6e01d规范对隧道衬砌和明洞的混凝土偏心受压构件的轴向力偏心距限制为：不宜大于0.45倍截面厚度；石料砌体偏心受压构件不宜大于0.3倍截面厚度。基底偏心距的限制为：岩石地基不应大于0.25墙底厚度；土质地基不应大于1/6墙底厚度。

111

隧道衬砌和明洞的基底应力不得大于地基容许承载力。隧道衬砌地基容许承载力可根据围岩类别用工程类比和经验估算的方法 加以确定，有条件的可进行现场实验。

拱脚截面的混凝土为间隙灌注或拱圈为混凝土而边墙用石砌时，并按（6.6.2）式进行验算，其偏心距按石砌构件要求加以限制。

思考题

112