深部復合地層TBM 隧道支護結構作用的透明巖體試驗研究

任超，孫曉明，李元海，杜建明

（1.中國礦業大學（北京）深部巖土力學與地下工程國家重點實驗室（北京），北京 100083；2.中國礦業大學 深部巖土力學與地下工程國家重點實驗室，江蘇 徐州 221116；3.北京交通大學 城市地下工程教育部重點實驗室，北京 100044）

TBM 施工技術因其勞動強度低、施工效率高、對圍巖擾動小等一系列優點，被廣泛應用于公路與鐵路隧道、水利與水電輸水涵洞等[1].國內外學者針對TBM 隧（巷）道施工引起的諸如可掘性、圍巖失穩、卡機、支護結構穩定性等問題進行了深入研究[2-7]，如張桂菊等[2]利用顆粒流理論及TBM 滾刀破巖試驗臺，研究了巖石溫度對盤形滾刀掘進參數破巖特性的影響，結果表明巖石溫度的升高有助于提高破巖效率.張子新等[3]首次采用塊體理論分析圍巖穩定性，認為節理巖體的地質賦存特征和TBM 擾動最終導致圍巖失穩.Bayati 等[4]采用局部注漿和加固的方式，為TBM 過斷層破碎帶提供了一定的借鑒.Hasanpour等[5]采用數值模擬方法，對TBM 卡機事故進行分析，得到結論：數值模擬可用于不良地質條件下掘進所需推力的預測.Meda 等[6]發明了一種可用于評估受TBM推力影響的襯砌段結構性能的程序.Galvan 等[7]通過有限元模型對TBM 推進后殘余軸向荷載對管片穩定性的影響進行研究，研究表明軸向荷載在管片環間產生耦合效應，對管片穩定性會產生不良影響.

綜上，現有研究多側重于工程經驗的類比分析及數值計算的仿真分析，采用物理模型試驗從宏觀上將TBM 開挖、圍巖和支護三者有機結合的研究較少.對于深部復合地層TBM 隧道施工，由于復合地層的軟硬不均，表現出的突出問題為圍巖擠壓大變形導致的圍巖失穩、掌子面塌方，繼而引起TBM 卡機（卡盾和刀盤）、設備損毀等事故災害.在這些深部工程中，由于地應力的急劇增大和所處地質力學環境的復雜多樣性，造成支護結構失效、隧道失穩的情況時有發生，長期動壓下或不同埋深下圍巖穩定性及其控制問題也變得越來越突出.圍巖穩定性控制的研究須借助圍巖變形的規律和支護控制機理，以便選擇恰當的支護時機和合理的支護方式，進而改進現有設計，以便實現動態設計、動態施工的目的.對于深部復合地層TBM 隧道，圍巖內部應力與位移的時空演化規律尚不完全清楚，支護結構的作用機理鮮有報道，支護設計缺乏理論指導，而現有的淺部圍巖支護與穩定性控制理論并不能照搬到深部TBM隧道中.

李元海等[8]在前人研究基礎上，提出了透明巖體試驗新方法.該方法結合數字照相量測技術可獲得巖體內部全過程、全域的變形破裂特征，有效解決了變形觀測面單一、只有變形結果沒有變形過程等問題.基于此技術，本文進一步豐富了透明巖體可模擬巖體種類的多樣性，同時通過自制掘進機試驗裝置模擬TBM 掘進，結合數字照相量測系統，具體分析了圍巖變形、位移等特征.根據圍巖變形破裂的特征，反推支護結構受力情況，最終得出深部復合地層TBM施工下圍巖和支護相互作用以及圍巖變形破裂規律，并對支護結構作用和破壞機理進行了系統分析.

1 研究背景

本試驗為一般性問題研究，假設地表平整，TBM施工的隧道埋深為700 m，隧道斷面為圓形且直徑為4 m，采用直徑為4 m 的中型TBM 開挖.模擬對象為四川地區由泥巖和泥質粉砂巖組成的上軟下硬復合地層，巖石力學性能參數見表1.地層斷面圖如圖1所示.

表1 巖石力學參數Tab.1 Mechanical parameters of rock

圖1 TBM 隧道復合地層斷面圖Fig.1 TBM tunnel mixed stratigraphic section

2 深部復合地層TBM 隧道支護結構作用試驗設計

2.1 試驗滿足的相似關系

本試驗根據“模擬范圍至少應大于開挖空間的3倍”的要求，取模型試驗幾何相似比CL=50，容重相似比Cγ=2.29，則依據相似準則，Cc=CE=Cσ=CR=CρCL，Cυ=Cφ=1，整個模型模擬的實際范圍為20 m×15 m×5 m.隧道模型幾何尺寸計算如下：隧道直徑為0.08 m，模型體長為0.4 m，模型體高為0.3 m，模型體寬為0.1 m.

2.2 透明巖體材料的相似性及優越性說明

透明巖體試驗技術仍處于探索階段，透明巖體材料作為一種特殊新材料，難以做到各指標的完全相似.由表2 可知，已有研究[9-10]所得力學參數與目標巖體在黏聚力和內摩擦角數值上有一定差異，可能會影響變形過程的時間長短，但不影響圍巖變形破裂的模式,且內摩擦角和黏聚力與材料配比關系不大，與固結壓力和固結時間關系密切.如圖2 所示，在含孔洞的透明巖體模型試驗中，孔洞周圍出現了巖體特有的破裂特征，與采用砂+石蠟制作的普通相似材料獲得的破裂特征十分相近[10-11].這說明透明巖體材料適合模擬巖體的變形與破裂特征,通過觀測破裂最初孕育的位置、已有源破裂的擴展等，可從源頭上獲得圍巖變形破壞機理.與此同時，可克服聲發射、CT 掃描以及鉆孔攝像等接觸式測量所帶來的諸如尺寸效應、數據采集量不完整和靈活性差等問題.

表2 模型力學參數與透明巖體力學參數表Tab.2 Mechanical parameters of model and transparent rock mass

圖2 透明巖體和普通巖體巷道模型卸載后的破裂特征Fig.2 Cracking characteristics of roadway model in both transparent rock samples and general rock samples after unloading

因此本次試驗綜合考慮透明巖體材料的透明度、強度及散斑相關性等關鍵問題，將抗壓強度、彈性模量作為主要相似指標.已有試驗表明[12]，由48 μm（300 目）硅粉配制得到的相似材料的透明度最好，且顆粒越粗，巖體強度越低.為了模擬復合地層中的上部較軟地層，試驗中采用48 μm（300 目）（細顆粒）和550 μm（30 目）（粗顆粒），質量比分別為10 ∶0.5、10 ∶1、10 ∶2 的混合硅粉進行單軸抗壓試驗，透明巖體（復合）試樣如圖3（a）所示，其單軸壓縮應力應變曲線如圖3（b）所示.經測定，采用細粗顆粒10 ∶1 的透明巖體試樣符合本次試驗需要，強度比符合相似理論.

最終采用下部地層骨料為48 μm（300 目）（細顆粒）硅粉，上部地層骨料為10 ∶1 的混合硅粉.其中，礦物油溶液配比為1 ∶0.835，固結壓力1 MPa，固結時間為30 d.

圖3 透明巖體（復合）試樣及單軸壓縮應力應變曲線Fig.3 Transparent rock mass（composite）sample and uniaxial compressive stress-strain curve

2.3 掘進機模擬裝置

現有TBM 模擬試驗裝置同樣結構復雜、尺寸較大，無法滿足小型試驗要求.因此在滿足TBM 的基本工作原理的情況下，結合本次試驗加載系統荷載大小以及模型箱尺寸，特設計了“掘進機模擬試驗裝置”[13]，該試驗系統的主要結構如圖4 所示.

1）機架穩定部分：為機身提供支撐，通過滑動架在導軌上的來回移動來控制開挖進尺.

2）掘進部分：通過電機驅動帶動鉆桿和刀盤轉動以達到切削巖體的目的.刀盤上帶有排渣口，并與鉆桿上的螺旋葉片組合，以實現排渣.鉆桿為可拆卸式螺旋鉆桿，可實現自由調節，掘進速度可通過把手處的減速開關進行調節.

圖4 隧道掘進機模擬試驗裝置主體結構示意圖Fig.4 Schematic diagram of the experimental device of TBM main structure simulation

2.4 模型制作方法

模型制作方法如圖5 所示，過程如下.

圖5 透明巖體模型的主要制作方法Fig.5 Main production methods of transparent rock mass model

1）制作散斑顆粒：將不同粒徑的硅粉顆粒進行噴漆處理后按相同質量比進行配比、攪拌，得到滿足試驗要求的散斑顆粒.

2）組合玻璃箱：玻璃板預先進行了切割開槽處理，并將有排液孔的一面用膠帶密封，防止漏液.用打包機將玻璃板進行封閉組合，將加工好的鋼板插入預先設置好的卡槽內，予以分割澆筑.

3）配相似材料：將2 種不同配比的硅粉按質量比0.65[硅粉質量∶礦物油（液體石蠟和正十三烷質量比0.835）質量]進行混合攪拌.

4）抽真空與制斑：采用逐層澆筑（每次2～3 cm）的方法進行抽真空，抽真空的時間約為20～30 min.當模型澆筑高度達到人工制斑面的預定位置時（距箱底約3 cm），在分割區均勻撒一層彩色混合硅粉顆粒，形成人工制斑面；接著，繼續往玻璃箱內倒入相似材料進行抽真空，直至模型整體澆筑完成.

5）加固玻璃箱：進行模型封頂，并將玻璃箱和鋼框架進行組合.

6）模型固結：采用逐級加載的方式進行加壓固結，在7 d 后達到預定壓力值1.5 MPa；在預定壓力值加載10 d 后，逐級卸載至試驗模擬設定的地應力值.

2.5 支護結構模擬方法

根據達坂巖石隧道[14]所提供的技術資料，管片的平均抗壓強度為46.8～50.9 MPa.鑒于本次研究對象為埋深700 m 深部TBM 隧道，所需管片抗壓強度較高，且暫無相關工程資料可借鑒，擬假設TBM 管片由高強混凝土C75 澆筑而成.管片重度為25 kN/m3，彈性模量為37.5 GPa，石膏容重約為12 kN/m3，由之前推導的相似關系可得，CE=Cσ=CR=CρCL=115，即混凝土管片的抗壓強度和彈性模量為原型的1/115.

因試驗平臺尺寸限制，主要考慮支護結構抗壓強度和彈性模量以及泊松比等的相似性，不考慮接頭和鋼筋的相似性，以及拼接方式對管片的影響.現有對TBM 管片結構的模擬，主要采用原型材料，王立川[15]采用石膏+水并進行配比試驗，作為隧道管片的模型材料，見表3.表4 為襯砌材料及原型材料力學參數表.

依據表4，本試驗最終確定的配比如下：襯砌模擬采用石膏與水體積比為1 ∶0.75，即質量比1.35 ∶1.模型管片制作過程如圖6 所示.制作好的模型管片尺寸為：內徑50 mm，外徑70 mm，長度100 mm，壁厚10 mm.

表3 不同配比下管片的力學性質及相似比[15]Tab.3 Mechanical properties and similarity ratio of the different ratio of segment

表4 襯砌材料及原型材料力學參數表Tab.4 Mechanical parameters of lining materials and prototype materials

圖6 澆筑模具及模型管片示意圖Fig.6 Schematic diagram of the model of segment

2.6 隧道的開挖和加載設計

當隧道模型制作完成后，就可進行隧道的開挖加載試驗，如圖7 所示，具體步驟如下.

圖7 隧道開挖與加載Fig.7 Roadway excavation and loading process

1）試驗準備：試驗開始前，首先確保模型頂面恒定加載壓力為10 kN，隨后架設相機和攝影燈確保拍攝過程中光照穩定和均勻.

2）隧道開挖：在相似理論中，時間相似比和幾何相似比是開方關系，可推斷原型和模型的相似比是7.07.本次選用的TBM 開挖日進尺50 m/d.由此可知，TBM 純掘進進尺為8.3 m/h，最終得到本次開挖時間為5 min，開挖方式為一次開挖完成.

3）隧道加載：隧道掘進開挖完成后，對于無支護模型，可直接進行加載.對于有支護模型，人為施加管片支護后對其頂部繼續進行加載.加載方式按照每級荷載遞增3 kN，時間為15 min，加載速率為10 N/s，直至隧道發生失穩破壞.加載過程中，進行圖像自動采集，頻率為10 s/張.

2.7 數字照相量測技術

數字照相量測技術[16]是一種分析巖土試驗模型變形場量測方法，由PhotoInfor 軟件和PostViewer 軟件兩大部分組成.PhotoInfor 主要負責數字圖像的變形分析，而PostViewer 則負責對分析結果的圖形繪制和進一步的統計分析.試驗結束后，采用PhotoInfor 軟件對圖片進行格式轉換（RAW 轉BMP）后圖像分析，測點網格則采用ANSYS 進行單元劃分后導入PostViewer.由于開挖時間較短，對于圍巖變形影響很小，本文僅對加載過程中的圍巖變形圖形進行分析，網格劃分如圖8 所示.

圖8 網格劃分Fig.8 Mesh generation

3 深部復合地層圍巖變形破裂演變規律

如圖9 所示，無支護模型從加載直至破壞經歷5個階段，圍巖極限承載力為0.60 MPa.主要的試驗圖像如圖10 所示.

3.1 豎向位移

圖9 頂部荷載-時間變化曲線（無支護）Fig.9 Top load-time curve（without support）

圖10 無支護模型的主要試驗圖像Fig.10 Main test images of unsupported model

圖11 為不同荷載作用下模型的豎向位移云圖.由圖可知，底板巖體向隧道內發生隆起，在孔洞周圍表現為豎向位移的收斂，見圖11（b）～（f）.不同荷載作用下，隧道頂部巖體的豎向位移總是在拱頂附近出現最大值，并由該位置向圍巖深處發展，其值逐漸減小.在變形初期（0.25～0.40 MPa），隧道豎向位移并無明顯的特征和規律.隨著頂部荷載的增加（0.40～0.55 MPa），隧道拱頂和底板巖體的豎向位移雖然都逐漸增大，但隧道拱頂豎向位移變化要比兩邊墻、底板明顯得多；隧道豎向位移最大值由拱頂向兩邊墻斜上方擴散，這進一步表明，隨著頂部荷載的增加，隧道拱頂巖體將可能沿著隧道兩邊墻兩條弧線而向隧道內發生滑動，導致隧道失穩破壞，見圖11（b）～（e）.當頂部荷載達到0.60 MPa（見圖11（f））時，隧道表面位移場呈現出X 形破裂、左右對稱特征，隧道豎向位移的變化突出表現在頂部最大，并由頂部向兩邊墻依次遞減.

圖11 豎向位移云圖（無支護）Fig.11 Vertical displacement cloud map（without support）

3.2 水平位移

水平位移分布云圖（無支護）如圖12 所示.圍巖的水平位移主要集中發生在X 形左右兩側（圖12（f））呈對稱分布.同時孔洞周圍表現為兩邊墻部位的擠出和底板的鼓出.水平位移在整個過程（＞0.47 MPa）表現為突發性增長，但在增長過程中，水平位移的變形基本趨于穩定，這與透明巖體塑性大不無關系（見圖12（b）～（f））.

圖12 水平位移云圖（無支護）Fig.12 Horizontal displacement cloud map（without support）

3.3 最大剪應變

最大剪應變是反映圍巖變形破裂狀況的重要指標之一，最大剪應變云圖（無支護）如圖13 所示.當模型頂部荷載小于0.40 MPa 時，隧道周邊巖體最大剪應變并不明顯，當模型頂部荷載大于0.40 MPa 時，最大剪應變表現為突發性的增大，在兩邊墻拱腰處最大，表明此時隧道周邊巖體的破裂主要發生在兩邊墻拱腰處；隨著頂部荷載的增大，隧道兩邊墻巖體的破裂將逐漸往拱頂擴展；由圖13（f）可知，隨著頂部荷載的增大，最終，隧道周邊巖體的破裂將主要集中在隧道拱頂和兩邊墻區域.

圖13 最大剪應變云圖（無支護）Fig.13 Maximum shear strain cloud map（without support）

3.4 圍巖位移演變的定量分析

從分析圖像的隧道拱頂、左右兩邊墻、底板選取4 個測點，對4 個測點的總位移進行定量分析，如圖14 所示.

頂部荷載在0.33 MPa 之前，圍巖拱頂、底板、兩邊墻總位移變化并不明顯且位移變化趨勢一致；0.33 MPa 之后，拱頂、底板、兩邊墻圍巖總位移出現了明顯的分化增長；當圍巖最終破壞時（0.58 MPa），測點總位移分別為25.02 mm、12.73 mm、9.01 mm、5.45 mm.

圖14 頂部荷載-位移變化曲線（無支護）Fig.14 Top load-displacement curve（without support）

4 深部復合地層圍巖變形破裂的時空效應

如圖15 所示，圍巖在頂部荷載達到1.13 MPa時，發生最終破壞.主要試驗圖像如圖16 所示.

圖15 頂部荷載-時間的變化曲線（有支護）Fig.15 Top load-time curve（with support）

圖16 主要試驗圖像（有支護）Fig.16 Main test image（with support）

4.1 豎向位移

圖17 為不同荷載作用下模型的豎向位移云圖（有支護）.在圍巖和支護共同作用前期（0.25～0.45 MPa），豎向位移增長緩慢，沒有出現較大的突變和拐點.圍巖和支護共同作用中期（0.45～0.95 MPa），隨著頂部荷載的增加，豎向位移的最大值總是均勻分布在淺部巖體，由淺部巖體向深部巖體有層次地、較為均勻地遞減，這表明淺部圍巖發生的松動破壞，使破碎圍巖在支護阻力作用下能形成穩定的承載結構，淺部與深部承載區域的協調作用增強了深部隧道圍巖變形的穩定性.支護結構破壞前（1.13 MPa），模型頂部豎向位移出現了“塊塊狀”的形態，表明淺部圍巖出現了破壞.隧道兩邊墻有一定的變形，即使支護結構破壞，隧道底板豎向位移仍較小，說明支護結構有效地抑制了底鼓.

圖17 豎向位移云圖（有支護）Fig.17 Vertical displacement cloud map（with support）

將圖17（f）同圖11（f）對比，模型并未出現整體性滑動，且未出現“X”形破壞特征.說明支護結構改善了圍巖受力情況，圍巖和支護結構構成一個共同的承載體，避免了由于應力集中導致的位移集中的現象.支護結構有效地提高了圍巖強度，減緩了圍巖破碎時間，維護了圍巖穩定性.圖17（f）揭示了圍巖內部最終破壞原因是由于上部圍巖的垮塌造成支護結構頂部的破壞.

4.2 水平位移

不同荷載作用下模型的水平位移分布云圖（有支護）如圖18 所示.由圖可知，在圍巖和支護共同作用前期（0.25～0.45 MPa），隧道水平位移并無明顯變化.圍巖和支護共同作用中期（0.45～0.95 MPa）水平位移主要產生在隧道兩邊墻.支護結構破壞前（1.13 MPa），將圖18（f）同圖12（f）對比，隧道兩邊墻的水平位移始終保持著較小的發展，而拱頂水平位移變化較大，這說明支護結構有效地限制了水平位移的發展，使整個模型受力由水平受拉剪變為豎向受壓.綜上，在不同荷載下，隧道的水平位移未出現較大的突變和拐點，支護結構有效地限制了水平位移的發展，隧道周邊水平位移始終維持較小的波動，從而保證了隧道本身的穩定和安全.

圖18 水平位移云圖（有支護）Fig.18 Horizontal displacement cloud map（with support）

4.3 最大剪應變

最大剪應變云圖（有支護）如圖19 所示.由圖可知，在圍巖和支護共同作用前期（0.25～0.45 MPa），巖體的最大剪應變無明顯變化；圍巖和支護共同作用中期（0.45～0.95 MPa），圍巖的最大剪應變開始出現在模型上部，隧道周邊巖體最大剪應變出現在隧道兩邊墻邊角處，隨著頂部荷載的增大，隧道兩邊墻巖體的破裂將集中在拱頂.圖19（f）揭示了支護結構破壞的原因是由于上部巖體對支護結構碎脹擠壓作用造成拱頂的破壞和垮塌.

圖19 最大剪應變云圖（有支護）Fig.19 Maximum shear strain cloud map（with support）

4.4 圍巖位移演變的定量分析

從分析圖像隧道拱頂、左右兩邊墻、底板選取4 個測點，對測點的總位移進行定量分析，如圖20所示.

圖20 頂部荷載-位移變化曲線（有支護）Fig.20 Top load-displacement curve（with support）

在頂部荷載為0.48 MPa 之前，圍巖拱頂、底板、兩邊墻總位移基本不發生變化，這說明支護結構有效地限制了圍巖的發展.在0.48 MPa 之后，拱頂、底板、兩邊墻圍巖總位移出現了明顯的分化增長，且頂部、左、右兩邊墻總位移增長趨于一致.當圍巖最終破壞時（1.13 MPa），測點總位移分別為36.57 mm、27.30 mm、29.07 m、11.40 mm.

5 有、無支護下圍巖變形破裂結果對比分析

結合圍巖最大剪應變云圖和豎向位移云圖，繪制了模型素描圖.以下通過分析模型素描圖，對圍巖變形破裂結果進行對比說明，并對支護結構作用和破壞機理進行分析，如表5 所示.

表5 有、無支護下圍巖變形破裂結果的對比分析Tab.5 Comparative analysis of deformation and fracture results of surrounding rock with and without support

6 結論

1）通過對比分析深部復合地層中TBM 隧道有支護和無支護情況下圍巖的變形破裂特點，揭示了深部復合地層TBM 隧道圍巖和支護相互作用過程，有、無支護下隧道圍巖變形破裂機制.

2）通過對深部復合地層中TBM 隧道圍巖變形特征的分析，反推了支護結構的作用，揭示了支護結構最終破壞的原因.結果表明支護結構對于改善圍巖的應力狀態，提高圍巖的承載能力有顯著作用.即使施加了支護，兩邊墻拐角處仍會出現應力集中現象，在實際工程中可采用豆礫石回填灌漿、局部區域注漿加固等措施，以提高該薄弱環節的穩定性,有助于工程設計施工方的科學決策.

3）研制開發了適用于TBM 隧道模型試驗研究的隧道掘進機模擬裝置，包括機架穩定部分、掘進部分等，其穩定性和可靠性在當前試驗中得到充分檢驗，可用于后續的TBM 試驗研究.

4）研制開發了TBM 管片制作裝置，并由此制作了“模型管片”，可用于TBM 管片、混凝土井壁的模擬.

5）基于透明巖體試驗新方法，在澆筑工藝上采用分隔澆注，在配比方法上采用粗細骨料搭配，研制出基本滿足試驗需要的“復合地層”，改善了以往該技術模擬巖體單一性的問題，可用于后續的透明巖體試驗研究.