2008年汶川地震震后灾害调查时发现，多座山岭隧道和地下厂房群遭受了强震破坏，因此研究地下洞室的地震动响应和抗震安全十分重要；学者们也对地下洞室群的动力响应进行了广泛而深入的研究，得到了许多有益的结论。崔臻等^[1]将地下洞室的地震灾变模式归纳总结为应力型灾变、结构型灾变和功能型灾变3大类，并从静态角度和动态角度讨论了地震灾变的几个诱导因素：静态因素分别为地下洞室形状、地应力、岩体强度和不利地质结构，动态因素分别为地震动强度、持时、频谱特性、入射方向和波形。张玉敏^[2–3]、吕涛^[4]等分别进行了大型地下洞室群地震响应研究，考虑地震动加速度的深度衰减效应，研究高山峡谷等地形地貌对地震动传播的影响，讨论了地下水和地震荷载耦合作用下对节理岩体地下洞室的影响。钱七虎^[5]、戚承志^[6]等提出岩石、岩体的动力强度及破坏准则，研究了岩石强度的应变率依赖关系，并给出基于强度应变率依赖关系的摩尔库伦准则。李海波^[7]、李夕兵^[8]和梁昌玉^[9]等通过试验研究了岩石的率相关特性，表明在动力循环加载作用下，岩石的强度有所提高，发生动力强度破坏时的应变有所减小。

潘岳^[10]、张黎明^[11]等采用突变模型研究岩体的动力失稳，首先由能量守恒原理得到岩体系统失稳前、后阶段的功、能增量平衡关系式，由于该关系式为总势能函数的微分形式，因此可由此式直接导出与岩体动力失稳问题对应的突变模型的平衡方程。谢和平等^[12]提出基于能量耗散和释放原理的岩石强度与整体破坏准则，指出岩石强度破坏和整体失稳破坏有着完全不同的机理。Li^[13]和Steffler^[14]等阐述了岩体能量密度准则的微观机理，并基于热力学定律，就应变能密度准则、耗散能密度准则的适用性及动力作用下结构失强的能量密度准则进行了讨论。张志镇^[15]、宋义敏^[16]等采用岩石力学试验研究了岩石变形破坏全过程中的能量演化，将受载岩石能量转化大致分为能量输入、能量积聚、能量耗散、能量释放4个过程，研究了岩石能量演化及分配规律的加载速率效应、围压效应、岩性效应和水环境效应，为数值模拟岩体单元整体失稳时能量判别准则中能量阈值的设定提供了依据，也可用于验证岩体单元整体失稳能量判别准则的准确性。

前人研究区分了岩体单元强度破坏和整体失稳破坏的概念，但尚需补充：1）岩体单元强度破坏与整体失稳破坏之间的关联性；2）3种应力状态下岩体单元整体破坏准则的推导；3）岩体单元的整体失稳破坏与地下洞室应力型破坏之间的关系。

作者首先指出岩体单元的强度破坏和整体失稳破坏的关联性，推导了不同应力状态下的岩体单元整体破坏准则，最后基于岩体单元整体破坏失稳准则和最小能量原理，提出地下洞室动静力失稳判别准则，并应用于有无支护工况下某地下隧洞完建期的动静力稳定性分析，对地下洞室的动静力稳定性分析进行有益探索。

1 岩体单元变形破坏过程中的能量演化

岩体单元的变形破坏过程是一个不可逆的热力学过程，这个过程伴随着能量的演化。由热力学第一定律可知，在岩体单元的变形破坏过程中，受载岩体单元系统遵循能量守恒定律，能量的总量保持不变，但能量的形式在互相转化。能量的形式主要包括可释放弹性应变能、塑形应变能、损伤耗散能、动能、辐射能、气体膨胀能和热能。

监测岩体单元变形破坏过程中每种能量的变化不太现实，因此通常选取能量占比最大的可释放弹性应变能和耗散能（主要包括塑形应变能和损伤耗散能）进行考察。通过分析前人研究岩石变形破坏过程中能量转化的试验数据^[15]，主要得出如下结论：

在岩体单元变形破坏过程中，可释放弹性应变能占比逐渐增加而耗散能占比逐渐减小。岩体单元破坏的征兆是可释放弹性应变能占比突然减小，而耗散能占比突然增加；随着加载速率和围压的增大，岩体单元临近破坏时的耗散能占比逐渐减小；岩性越好，岩体单元临近破坏时的耗散能占比越大。

岩体单元的韧性越大，可释放弹性应变能储能极限越小，岩体单元破坏后的残余弹性应变能密度越大；围压越大，岩体单元可释放的弹性应变能储能极限越大，岩体单元破坏后的残余弹性应变能密度越大；岩体单元变形破坏后峰后能量约占总输入能量的一半。

假设岩体材料为各项同性弹塑性材料，且加载岩体系统与外界没有能量交换。由能量守恒定律可知，外力做功全部转化为系统内物体的应变能。对于单位体积的岩体单元有：

$w = u = {u^{\rm e}} + {u^{\rm d}}$

(1)

式中， $w$ 为外界输入的总能量密度， $u$ 为岩体单元总应变能密度， ${u^{\rm e}}$ 为可释放弹性应变能密度， ${u^{\rm d}}$ 为耗散能密度。由弹塑性力学的知识可知：

$u = \int {\sigma (\varepsilon )} {\rm d}\varepsilon \!=\! \int_0^{{\varepsilon _1}} {{\sigma _1}} {\rm d}{\varepsilon _1} \!+\! \int_0^{{\varepsilon _2}} {{\sigma _2}} {\rm d}{\varepsilon _2} \!+\! \int_0^{{\varepsilon _3}} {{\sigma _3}} {\rm d}{\varepsilon _3}$

(2)

${u^{\rm e}} = \frac{1}{2}{\sigma _1}\varepsilon _1^{\rm e} + \frac{1}{2}{\sigma _2}\varepsilon _2^{\rm e} + \frac{1}{2}{\sigma _3}\varepsilon _3^{\rm e}$

(3)

${u^{\rm d}} = u - {u^{\rm e}}$

(4)

$\varepsilon _i^{\rm e} = \frac{1}{E}({\sigma _i} - v({\sigma _j} + {\sigma _k}))$

(5)

式中： ${\sigma }$ 为主应力， $ i$ ， $j$ ， $k$ =1，2，3 $ (i \ne j\ne k)$ ； ${\varepsilon _i}$ 为第 $i$ 主应变； $v$ 为岩石泊松比； $E$ 为岩体弹性模量。

2 岩体单元的整体破坏失稳准则

岩体材料的强度破坏和整体破坏是两种不同的破坏形式：当岩体材料中的耗散能达到储能极限时，岩体材料便发生强度破坏，同时可释放的弹性应变能以其他形式的能量（如耗散能、动能等）释放；当岩体材料的可释放弹性应变能达到表面能储能极限时，岩体内部的可释放弹性应变能将主要沿最小主应力方向释放，从而导致岩体材料发生整体破坏失稳。由此可见，岩体材料的强度破坏是岩体材料整体破坏的必要条件。例如，对于三向受压的岩体单元材料，当耗散能达到特定值以后，岩体单元材料会发生强度破坏，但不会发生整体破坏失稳，此时岩体材料尚有承载能力，只有当围压卸载以后，才可能发生整体破坏失稳。

谢和平等^[12]提出岩体单元整体破坏失稳的定义：当单位体积的岩体单元中的可释放弹性应变能 ${u^{\rm e}}$ 达到岩体单元的表面能 ${u^0}$ 时，假定岩体单元的可释放弹性应变能将主要沿最小主应力方向进行释放，并导致岩体单元的整体破坏失稳。

因为岩体材料在拉压应力状态下的特性差异大，且拉应力对岩体单元的整体破坏具有诱导作用，因此将分别推导不同应力状态下的岩体单元整体破坏失稳判别准则。

2.1 三向受压应力状态（ ${\sigma _1} \ge {\sigma _2} \ge {\sigma _3} \ge 0$ ）

当岩体单元处于三向受压应力状态，发生整体破坏失稳时，岩体单元中的可释放弹性应变能将沿3个主应力方向全部释放，且各个方向的应变能释放量 ${G_i}$ 按与最大主应力的差分配：

${G_i} = {K_i}({\sigma _1} - {\sigma _i}){u^{\rm e}}$

(6)

式中， ${K_i}$ 为材料常数， ${u^{\rm e}}$ 为单位体积岩体单元中的可释放弹性应变能。

由式（6）可知，岩体单元中的可释放弹性应变能主要沿着第三主应力方向释放，即当第三主应力方向的应变能释放量 $G{}_3$ 达到临界值 ${G^{\rm c}}$ 时，可释放弹性应变能将首先沿这个方向释放。因此，岩体单元发生整体破坏失稳时需满足：

${G_3} = {K_3}({\sigma _1} - {\sigma _3}){u^{\rm e}} = {G^{\rm c}}$

(7)

式中， ${G^{\rm c}}$ 为岩体单元的材料常数，可由单轴压缩试验确定。

当岩体材料处于单轴压缩状态时，岩体单元如果发生强度破坏，岩体单元也发生整体破坏失稳。令单位体积的岩体单元发生单轴压缩强度破坏时 ${\sigma _1} = {\sigma ^{\rm c}}$ ，则有 ${\sigma _2} = {\sigma _3} = 0$ ，代入式（3）、（5）可得：

${u^{\rm e}} = \frac{1}{2}{\sigma ^{\rm c}}{\varepsilon ^{\rm c}} = \frac{{{{({\sigma ^{\rm c}})}^2}}}{{2E}}$

(8)

将式（8）代入式（7），在单轴压缩状态下有：

${G^{\rm c}} = {K_3}\frac{{{{({\sigma ^{\rm c}})}^3}}}{{2E}}$

(9)

式（9）即为单轴压缩试验确定的岩体单元的材料常数 ${G^{\rm c}}$ ，将式（9）代入式（7）有：

${u^{\rm e}} = \frac{{{{({\sigma ^{\rm c}})}^3}}}{{2E({\sigma _1} - {\sigma _3})}}$

(10)

式（10）即为三向受压状态的岩体单元整体破坏失稳准则。

2.2 有拉有压应力状态（ ${\sigma _3} < 0$ ， ${\sigma _1} > 0$ ， ${\sigma _2}$ 可正可负）

当岩体单元处于有拉有压应力状态，发生整体破坏失稳时，岩体单元中的可释放弹性应变能将沿3个主应力方向全部释放，并且各个方向的应变能释放量 ${G_i}$ 按与最大主应力的差分配：

${G_i} = {K_i}({\sigma _1} - {\sigma _i}){u^{\rm e}}$

(11)

由式（11）可知，岩体单元中的可释放弹性应变能最主要沿着第三主应力方向释放，即当第三主应力方向的应变能释放量 $G{}_3$ 达到临界值 ${G^{\rm t}}$ 时，可释放弹性应变能将首先沿这个方向释放。因此，岩体单元发生整体破坏失稳时需满足：

${G_3} = {K_3}({\sigma _1} - {\sigma _3}){u^{\rm e}} = {G^{\rm t}}$

(12)

式中， ${G^{\rm t}}$ 为岩体单元的材料常数，可由单轴拉伸试验确定。

当岩体单元材料处于单轴拉伸状态时，岩体如果发生强度破坏，岩体也发生整体破坏失稳，令单位体积的岩体单元发生单轴拉伸强度破坏时 ${\sigma _3} = {\sigma ^{\rm t}}$ ，则有 ${\sigma _1} = {\sigma _2} = 0$ ，代入式（3）、（5）可得：

${u^{\rm e}} = \frac{1}{2}{\sigma ^{\rm t}}{\varepsilon ^{\rm t}} = \frac{{{{({\sigma ^{\rm t}})}^2}}}{{2E}}$

(13)

将式（13）代入式（12），在单轴拉伸状态下有：

${G^{\rm t}} = - {K_3}\frac{{{{({\sigma ^{\rm t}})}^3}}}{{2E}}$

(14)

式（14）即为单轴拉伸试验确定的岩体单元的材料常数 ${G^{\rm t}}$ ，将式（14）代入式（12），有：

${u^{\rm e}} = - \frac{{{{({\sigma ^{\rm t}})}^3}}}{{2E({\sigma _1} - {\sigma _3})}}$

(15)

式（15）即为有拉有压应力状态的岩体单元整体破坏失稳准则。

2.3 三向受拉应力状态（ $0 > {\sigma _1} \ge {\sigma _2} \ge {\sigma _3}$ ）

当岩体单元处于三向受拉应力状态，发生整体破坏失稳时，岩体单元中的可释放弹性应变能将沿3个主应力方向全部释放，且各个方向的应变能释放量 ${G_i}$ 按与该方向上拉应力值的大小分配。如式（16）所示：

${G_i} = - {K_i}{\sigma _i}{u^{\rm e}}$

(16)

由式（16）可知，岩体单元中的可释放弹性应变能最主要沿着第三主应力方向释放，即当第三主应力方向的应变能释放量 $G{}_3$ 达到临界值 ${G^{\rm t}}$ 时，可释放弹性应变能将首先沿这个方向释放。因此，岩体单元发生整体破坏失稳时需满足：

${G_3} = - {K_3}{\sigma _3}{u^{\rm e}} = {G^{\rm t}}$

(17)

式中： ${G^{\rm t}}$ 含义同前。

式（14）给出了 ${G^{\rm t}}$ 的表达式，代入式（17）可得：

${u^{\rm e}} = \frac{{{{({\sigma ^{\rm t}})}^3}}}{{2E{\sigma _3}}}$

(18)

式（18）即为三向受拉应力状态的岩体单元整体破坏失稳准则。

3 地下洞室动静力失稳判别准则

由热力学第二定律可知，一定条件下，岩石变形破坏过程中能量转化是单向的。由最小能量原理^[17]可知，岩体单元发生动力破坏时的释放能量远大于诱发能量，消耗能量等于岩体单元静力加载时单轴应力状态下的破坏能量。因此，动力荷载作用下地下洞室岩体单元的整体破坏失稳判别可由式（19）确定：

$\gamma = \frac{{{w_{\rm e}}}}{{{u_{\rm e}}}}$

(19)

式中， $\gamma $ 为岩体单元发生整体破坏的危险系数， ${w_{\rm e}}$ 为岩体单元中的可释放弹性应变能， ${u_{\rm e}}$ 为不同应力状态下岩体单元整体破坏失稳时的可释放弹性应变能阈值。若危险系数 $\gamma \ge 1$ ，表示岩体单元将会发生动力失稳；若危险系数 $\gamma < 1$ ，则表示岩体单元不会发生动力失稳。当岩体单元发生动力失稳时，表明洞周围岩发生应力型局部动力失稳；当发生动力失稳的岩体单元形成贯通区时，表明洞周围岩发生应力型整体动力失稳。

又由第1节的分析可知，岩体单元发生整体破坏失稳后的峰后能量约为峰值能量的一半，割线模量下降为原来的一半，因此可假定岩体单元发生整体破坏失稳后储能极限下降为原来的一半，多余的能量以弹性能的形式传递给其他岩体单元和在岩体单元塑形变形做功的过程中转化为耗散能。

需要说明的是，式（19）虽然定义的是动力荷载作用下地下洞室岩体单元的整体破坏失稳判别，但由于可释放弹性应变能阈值 ${u_{\rm e}}$ 是基于静力条件得出的，因此同样也可作为静力条件下的地下洞室失稳判别准则。

上述能量计算及结果显示可通过FLAC3D中内置的fish语言二次开发编程实现。

4 工程算例

某地下隧洞为城门洞型无压洞，洞室尺寸宽（ $b$ ） $ \times $ 高（ $h$ ）=7.5 m $ \times $ 9.0 m（顶拱120°），埋深约300 m，整条隧洞长度约为1.3 km。地勘资料表明，该段岩体岩性主要为弱风化大理岩，以Ⅲ₂类围岩为主，岩体变形模量为11.28 GPa，密度为2.7 g/cm³，泊松比为0.22，内摩擦角为41°，黏聚力为1.15 MPa，抗拉强度为2.2 MPa，抗压强度为87.5 MPa。初次支护拟采用喷锚支护，支护参数为Ф25锚杆@1.5 m $ \times $ 1.5 m梅花型交错布置， $L$ =4.5 m；锚杆弹性模量取200 GPa，抗拉强度取210 MPa，泊松比取0.3，密度取7.85 g/cm³，喷层厚度50 mm，喷层素混凝土弹性模量为1.25 GPa，泊松比为0.22，黏结强度为30 MPa。二次衬砌支护参数为：C25强度等级钢筋混凝土衬砌厚度为0.6 m，弹性模量为25 GPa，剪切模量为5.4 GPa，泊松比为0.25，密度为2.5 g/cm³。

4.1 数值模型

首先在FLAC3D中建立地下隧洞的模型，隧洞开挖 $x$ 方向取60 m，左右两侧 $y$ 方向各取40 m，上下两侧 ${\textit{z}}$ 方向各取40 m，模型如图1所示。考虑自重应力的情况下，在模型上部边界施加等效于上覆岩层自重的应力，设置四周及底部边界，在 $y$ 方向设置侧压力系数0.95，在 $x$ 方向设置侧压力系数0.90，模拟生成初始地应力场。

4.2 FLAC3D中进行地震动响应分析时的几个处理 4.2.1 人工地震波的合成与输入

该地下隧洞工程场地表面覆盖层厚度为15～25 m，距地表20 m深度范围内的平均剪切波波速为177～236 m/s；可知此工程场地类别为Ⅱ类，又该工程区域设防烈度为8度，设计地震分组为第1组（多遇地震），则有效加速度峰值为70 cm/s²，水平地震动影响系数最大值为0.16，相应的特征周期值为0.35 s。可据此得出相应的水平加速度目标反应谱，然后采用快速傅里叶级数变换进行三角级数求和^[18]；在进行合理次数的迭代计算后，生成拟合加速度目标反应谱的水平人工地震波，对合成的人工地震波进行滤波处理和基线校正。得到的人工地震波加速度时程曲线如图2所示。

地震波加速度时程采用竖向、水平横向和水平纵向三向一致性输入方式，其中竖向地震波有效加速度峰值取为水平地震波有效加速度峰值的0.6倍。

4.2.2 边界条件和人工阻尼设定

模型四周采用自由场边界以模拟无限场地的效果，模型底部为刚性地基，则动力荷载的输入方式为加速度或速度时程的方式；且底部边界不用设静态边界，因为静态边界上的力是由加速度计算得到，在静态边界上输入加速度或速度时程会使得静态边界失效。

如果实际工程中地下洞室距地面的距离几百米以上，地面反射波对地下洞室动力响应的影响满足工程要求^[19]时，在动力计算中模型顶部可不用建至地面，只需在模型顶部施加静态边界条件吸收动力波即可。

力学阻尼采用局部阻尼，取岩土材料的临界阻尼比为5%，局部阻尼系数为0.157 1。

5 结果分析 5.1 静力稳定性分析

对该地下隧洞以4 m为开挖进尺分别进行有、无支护3种工况的开挖支护施工模拟（表1）。其中，当荷载释放率为70%时施加喷锚支护，当边墙中部监测点（位移最大）位移释放率为90%时施加二衬支护。施工完毕后的地下隧洞围岩破坏失稳情况如下文所示。

表2给出了3种静力工况下地下隧洞完建后发生整体破坏的岩体单元体积对比。

由表2可知：3种静力工况下，岩体单元发生整体破坏的应力状态都为有拉有压；毛洞开挖工况下岩体单元的破坏最多，为623.44 m³，施加喷锚支护后岩体单元的破坏减少了94.87 m³，施加二次衬砌支护后岩体单元的破坏又减少了333.08 m³。相较于无支护的工况1，施加喷锚与二衬支护后的工况3岩体单元的破坏体积只占原来的31.36%，隧洞开挖体积为4 883.41 m³，岩体单元破坏体积只占隧洞开挖体积的4.00%，说明施加喷锚支护和二次衬砌支护能够有效减少发生整体破坏的岩体单元。

比较3种静力工况下 $y$ =30 m典型断面处的洞周岩体单元整体破坏情况（图3）可知：地下隧洞开挖支护施工完毕后，隧洞洞周的岩体单元发生整体破坏。由于越靠近临空面的岩体单元的弹性应变能越易释放，因此临空面附近整体破坏后岩体单元的危险系数反而小于围岩内部整体破坏后岩体单元的危险系数；毛洞开挖工况下，岩体单元破坏最大深度约为1.47 m，而喷锚支护工况下约为1.14 m，喷锚与二衬支护工况下约为0.47 m，都出现在隧洞边墙中部；隧洞的开挖净空面积为62.75 m²，3种工况下，沿开挖方向每延米发生整体破坏的岩体单元体积分别为10.39、8.80、3.26 m³，再结合发生整体破坏的岩体单元的分布范围可知，3种静力工况下，洞周围岩会发生应力型局部失稳。

5.2 动力稳定性分析

在模型底部采用三向一致性输入方法输入合成的人工地震波加速度时程。分别对3种静力工况下施工完毕后的地下隧洞进行地震动响应分析，得到3种地震工况下的地下隧洞动力响应。

在隧洞 $y$ =30 m典型断面右侧边墙中部位移最大值处设置监测点监测3种地震工况下的 $x$ 方向水平位移变化值，监测结果如图4所示。由图4可知：3种地震工况下监测点的水平位移响应规律一致，沿 $x$ 轴正向位移最大值约为6.33 cm， $x$ 轴负向水平位移最大值约为6.83 cm。

图5给出了3种地震工况下在地震动作用过程中 $y$ =30 m典型断面处岩体单元发生整体破坏时所处的应力状态。

由图5可知：无支护地震工况下，岩体单元发生整体破坏的应力状态有三向受压和有拉有压两种；喷锚支护地震工况下，岩体单元发生整体破坏的应力状态有三向受压、有拉有压和三向受拉3种；喷锚和二衬支护地震工况下，岩体单元发生整体破坏的应力状态有三向受压和有拉有压两种。三向受压应力状态下发生整体破坏的岩体单元主要位于围岩内部，有拉有压应力状态下发生整体破坏的岩体单元主要靠近临空面，三向受拉应力状态下发生整体破坏的岩体单元主要位于隧洞两侧、边墙顶部和底部及底板两侧。

表3和图6分别给出了3种地震工况下岩体单元的破坏体积对比，以及 $y$ =30 m典型断面处破坏区分布。

由表3和图6分析可知：无支护地震工况下，岩体单元的破坏最多，总体积为2 176.99 m³，最大破坏深度约为3.64 m，出现在隧洞边墙中部；喷锚支护地震工况下，岩体单元的破坏体积减少了556.63 m³，最大破坏深度约为2.98 m，出现在隧洞边墙中部；喷锚和二衬支护地震工况下，岩体单元的破坏体积减少了1 201.80 m³，最大破坏深度约为0.75 m，出现在隧洞边墙中部。图6中的危险系数 $\gamma$ 为地震动作用时记录的最大危险系数，其量值普遍大于静力条件下的岩体单元整体破坏危险系数，围岩内部整体破坏岩体单元的危险系数大于临空面附近整体破坏岩体单元的危险系数，这是由于靠近临空面岩体单元的弹性应变能易于释放。3种工况下，沿开挖方向每延米发生整体破坏的岩体单元体积分别为36.28、27.01、6.98 m³，再结合发生整体破坏岩体单元的分布范围可知，无支护地震工况和喷锚支护地震工况下，发生整体破坏的岩体单元形成了很深的破坏贯通区，因此这两种地震工况下洞周围岩极易发生应力型整体失稳破坏；喷锚和二衬支护地震工况下，发生整体破坏的岩体单元尚未形成破坏贯通区且破坏深度较浅，因此该地震工况下洞周围岩会发生应力型局部失稳破坏，破坏岩体体积为418.56 m³，约占隧洞开挖体积的8.57%。

图7给出了动静力不同工况下隧洞洞周发生整体破坏的岩体单元体积对比。

由图7可知，工况相同时，地震动作用下的岩体单元破坏远大于静力条件下的岩体单元破坏。由动静力条件下的岩体单元总破坏体积的折线变化趋势可知，施加喷锚和二衬支护能够有效减少动静力条件下的岩体单元破坏；不同的静力工况在地震动作用后，岩体单元破坏总体积分别增加了1 553.15、1 091.79、223.07 m³，这全部为地震动作用导致的岩体单元破坏。施加喷锚支护后由地震动作用导致的岩体单元破坏减少了461.76 m³，施加二衬支护后由地震动作用导致的岩体单元破坏减少了868.72 m³，说明二衬支护的抗震效果优于喷锚支护。

6 结　论

1）岩体单元的变形破坏过程是一个不可逆的热力学过程，伴随着可释放弹性应变能占比逐渐增加和耗散能占比逐渐减小。岩体单元的可释放弹性应变能储能极限与岩性、岩体单元所受的应力状态有关。岩体单元变形破坏后峰后能量约占总输入能量的一半。

2）岩体单元的强度破坏为岩体单元整体破坏的必要条件，岩体单元的强度破坏与整体破坏有完全不同的破坏机理，不同应力状态下的岩体单元有着不同的整体破坏失稳判别准则。基于岩体单元整体破坏判别准则，由热力学第二定律和最小能量原理建立地下洞室的动静力失稳判别准则。

3）对某地下隧洞进行动静力稳定性分析可知，三向受压应力状态下发生整体破坏的岩体单元主要位于围岩内部，有拉有压应力状态下发生整体破坏的岩体单元主要靠近临空面，三向受拉应力状态下发生整体破坏的岩体单元主要位于隧洞两侧边墙顶部和底部及底板两侧。

4）该地下隧洞在所有静力工况和地震工况下3只会发生应力型局部失稳，在地震工况1和2下极有可能发生应力型整体失稳。施加衬砌支护后发生整体破坏的岩体单元体积的减少幅度大于施加喷锚支护后发生整体破坏的岩体单元体积的减少幅度，表明衬砌支护的抗震效果好于喷锚支护。

本文基于能量法提出的地下洞室动静力失稳判别准则为工程中地下洞室的围岩动静力稳定性判定提供了一种有效的方法。但是地下洞室围岩对地震动的响应非常复杂，文中只针对人工地震波三向一致性输入情况下地下隧洞的动力响应特性做了初步研究，仍需在地震波非一致性输入、岩体的率相关特性等方面做出更深入细致的研究，以加深对地下洞室地震动响应的认识并更好地为工程实践服务。