输水隧洞软岩段TBM掘进挤压大变形与支护受力分析

付 敬，黄书岭，艾 凯，张雨霆，秦 洋

(长江科学院 水利部岩土力学与工程重点实验室，武汉 430010)

长大深埋隧洞在施工过程中时常遭遇到大变形、高外水压、突涌水、高地温、高地应力及岩爆等一系列的工程地质灾害问题。已建完成的昆明掌鸠河引水供水工程、引汉济渭工程秦岭输水隧洞工程、辽宁省大伙房水库输水工程引水隧洞、山西万家寨引黄工程、新疆引额供水工程输水隧洞、甘肃引洮供水工程输水隧洞、兰州市水源地建设工程输水隧洞等,在TBM通过不良地质地段时发生了诸如围岩挤压大变形、坍塌、突水、卡机等工程事故,威胁着施工人员及机械设备的安全,并造成长时间的停机处理。

软弱围岩挤压大变形在大埋深软岩隧洞施工过程中经常发生，姜云等[1]指出大变形是隧道及地下工程围岩的一种具有累进性和明显时间效应的塑性变形破坏；
徐则民和黄润秋[2]在总结深埋特长隧道围岩地质灾害时描述了大变形的围岩特性、收敛量、发生时机、洞室埋深、围岩位移方向、危害程度6个特征。苏利军等[3]指出高地应力的存在是影响深埋隧洞稳定的重要因素。付敬等[4]研究表明引大济湟调水总干渠输水隧洞软岩段围岩的变形具有明显的流变性，开挖后围岩蠕变变形约占总变形量的 1/3。

据统计，围岩挤压大变形导致的隧道掘进机(Tunnel Boring Machine,TBM)卡机灾害(甚至机器损毁)占 TBM 重大事故的 37%，是所占比例最大的地质灾害。文献[5]—文献[10]指出在TBM施工过程中，机器与围岩间的间隙小，深埋软岩隧洞围岩挤压大变形易导致卡盾现象频频发生，甚至导致护盾被损毁。温森等[11]对深埋隧道TBM 卡机机理及控制措施研究，提出了卡机判据和临界预留变形量及超前支护强度理论。为了避免类似事故的发生,必须根据TBM自身特点及不良地质条件的具体情况及时采取相应的处理措施, 在TBM掘进过程中需不间断地进行超前地质钻孔或超前地质预报，及时判明掌子面前方围岩条件，对开挖支护方案做出适宜性调整，以保证TBM安全。国内外学者对TBM 卡机机理和支护措施研究取得了不少有益的成果，但研究过程中有关考虑围岩的流变特性对 TBM支护结构的影响分析比较少。基于此，在前人的研究基础上，本文针对西秦岭隧洞TBM掘进围岩挤压大变形洞段和支护结构受力进行研究，考虑围岩蠕变效应对管片支护结构应力影响，通过对不同埋深软弱破碎洞段进行TBM两种开挖及支护方式的施工仿真模拟计算，采用多组岩体流变参数对隧洞软岩进行大变形的敏感性分析，比较不同支护方案围岩与支护系统的变形和受力状态，为优化软岩洞段TBM掘进的开挖支护设计处理措施提供参考和依据。

西秦岭隧洞为白龙江引水工程首部引水隧洞，隧洞穿越西秦岭高山—中山区，山脉走向总体呈NW—SE，沿线地面高程1 670～3 850 m，地形切割破碎。隧洞全长99.55 km，净截面为Φ5.2 m圆形断面，最大埋深达2 120 m。

隧洞穿越的地层性状差的围岩主要有以下几类：

(1)志留系地层，岩石强度较低，呈中硬岩或软岩，完整性较差，围岩级别主要为Ⅳ类和Ⅴ类。

(2)白垩系砾岩、砂岩及泥质岩岩层，强度低，胶结较差，抗变形能力弱，属Ⅴ类围岩。

(3)隧洞穿越南秦岭断褶带、南秦岭裂陷盆地、中秦岭断褶带3个构造单元，褶皱及断层极其发育，隧洞穿越断层带、裂隙密集带等部位岩体破碎，围岩类别为Ⅴ类。此类围岩洞段强度应力比多<2，具备发生中等-严重变形的条件。

周春华等[12]对秦岭深埋引水隧洞区域应力场分布规律进行研究，隧洞测试部位最大水平主应力主要为 20～31 MPa，属于高-极高应力区。该隧洞埋深大，大部分洞段处于高地应力环境中，在岩石较软弱部位具备发生围岩挤压变形的地质条件，在施工过程中必将引起软岩挤压大变形的工程问题。

根据设计资料，该隧洞拟采用TBM掘进、悬臂掘进机、钻爆法这3种方法进行开挖施工。对于可能发生大变形TBM掘进洞段，当采用常规洞段支护断面难以满足要求时，变更大变形洞段设计断面(如图1)，当围岩变形较大仍可能侵限时，采用TBM自带的超前注浆系统(如图2)，对掌子面前方围岩加固(开挖轮廓外侧5 m范围内)，TBM再掘进通过。管片衬砌的施作时机：至少滞后掌子面8 m施加，若管片应力超过混抗压强度设计值，则增大管片施作的滞后距离。

图1 TBM掘进断面设计支护示意图Fig.1 Design support for TBM tunnelling section

图2 TBM超前预注浆加固掌子面前方围岩示意Fig.2 Advanced grouting for reinforcing surrounding rock in front of tunnel

(1)常规洞段断面支护设计：采用预制管片、回填豆砾石和灌浆的方式进行施工,使管片、回填层与围岩形成整体的支护结构，开挖预留变形量合计35 cm，其中顶部预留变形量为30 cm，底部预留变形量为5 cm，C50混凝土管片，顶拱及侧拱270°范围内回填豆粒石并灌浆，结石强度C15，底拱90°范围内管片背部回填M15水泥砂浆，Φ32 mm预应力中空注浆锚杆，环向8根，L=3 m。

(2)大变形断面支护设计：采取径向扩挖的方式，在常规断面支护设计的基础上，沿半径方向扩挖10 cm，此时TBM开挖预留变形量合计55 cm，其中顶部预留变形量为50 cm，底部预留变形量为5 cm，扩挖出10 cm空间用于布置缓冲层，C60纳米纤维混凝土管片，顶拱及侧拱270°范围内回填豆粒石并灌浆，结石强度C15，底拱90°范围内管片背部回填M15水泥砂浆，Φ32 mm预应力中空注浆锚杆，杆长L取5、6、9 m，10 cm厚聚乙烯闭孔泡沫板紧贴管片背部做缓冲层。

选取Ⅴ类围岩TBM掘进洞段，采用有限差分方法FLAC3D和蠕变力学理论针对软弱围岩TBM掘进洞段开挖和支护进行数值仿真模拟，研究大变形洞段TBM掘进采用常规断面支护和大变形断面支护的围岩时效变形规律，分析不同支护方案管片结构的受力特征，评价聚乙烯缓冲层的施加对围岩的变形和管片受力状态的影响效果，为优化大变形断面支护设计提供科学依据。

4.1 蠕变模型

围岩蠕变力学模型采用由伯格斯(Burgers)模型与Mohr-Coulomb弹塑性模型复合而成的黏弹塑模型，当Maxwell黏滞系数ηM为无穷大时，就相当于广义开尔文黏弹塑模型(图3)，它可以模拟围岩开挖卸荷后表现出的衰减蠕变阶段。图3中，EM、EK、ηM和ηK分别是弹性模量、黏弹性模量、Maxwell黏滞系数和Kelvin黏滞系数；
εM、εK、εP和ε分别为Maxwell体应变、Kelvin体应变、塑性应变以及总应变。σ和σf均为应力。

图3 围岩蠕变模型Fig.3 Creep model of surrounding rock

模型的应变率构成为

(1)

其中，应变率构成满足关系：

(1)对于Kelvin体，有

(2)

式中：Sij为偏应力；
ηK为Kelvin黏滞系数；
GK为Kelvin剪切模量。

(2)对于Maxwell体，有

(3)

(3)对于塑性体，有

(4)

(5)

相应地，体应力与体应变中的弹性部分线性相关，则

(6)

Mohr-Coulomb模型的强度包络线由剪切、拉伸准则共同构成，所对应的屈服方程为

f=0 。

(7)

式中f为摩尔-库伦屈服迹线，由剪切和张拉准则合成。

4.2 计算条件

V类围岩开挖洞径6.39 m,衬后内径为5.2 m。数值模型范围：垂直水流向100 m，顺水流方向124 m， 铅直方向100 m；
模型全部采用六面体单元进行剖分，单元数297 720，节点数304 486，如图4所示。用界面单元模拟了围岩与管片间的接触面，实体单元模拟了管片、豆砾石回填灌浆及聚乙烯泡沫板等，结构单元模拟了中空注浆锚杆等支护结构，如图5所示，所有支护措施都是随着掌子面的推进逐步施加的，施工进尺0.8 m，管片滞后8 h施加。

图4 数值模型网格剖分图Fig.4 Mesh division of numerical model

图5 支护结构模拟示意Fig.5 Simulation of support structure

采用的围岩和混凝土力学参数取值综合地质建议值和相关规范取值标准，如表1所示。

表1 围岩及支护材料物理力学参数Table 1 Physical and mechanical parameters of surrounding rock and supporting materials

地应力场：根据工程区域地应力钻孔B1DK7实测数据获悉，水平向大主应力的方位为NE80°，隧洞洞轴线方位为NE44.4°，即换算得到沿纵轴线、横截面及剪切向的初始地应力侧压力系数，取值如表2所示。铅直向应力σzz为

表2 采用的初始地应力场Table 2 Initial in-situ stress field adopted

σzz=γh。

(8)

式中：h为埋深；
γ为重度。

围岩本构模型及屈服准则采用广义开尔文模型与Mohr-Coulomb模型串联而成的复合黏弹塑性模型,围岩蠕变参数确定较为复杂，目前较为常用的方法是根据试验数据或现场变形监测值进行曲线拟合。在工程现阶段缺少试验数据的条件下，通过查阅大量文献和类比已有的隧洞工程[13-15]，试算了上百种流变模型参数，通过对流变变形结果分析和判断，对百种参数进行合理的筛选，拟采用围岩Maxwell弹性模量EM=1.23 GPa, Kelvin弹性模量Ek=2.0 GPa,ηk= 800 GPa·h。

4.3 软岩TBM掘进段施工期稳定性分析

在如下成果分析中，常规断面支护简称A支护，大变形断面支护简称B支护。

先不考虑TBM超前注浆加固措施，通过采用大变形断面+管片紧跟护盾开挖支护设计方案，对埋深300 m及600 m的工况进行施工模拟，预判围岩变形侵限的可能性。成果表明：在埋深300 m时，沿洞轴线方向围岩变形量在350.0～420.0 mm之间，变形最大值441.6 mm出现在左侧拱肩，洞段掌子面的最大变形量为405.2 mm，发生在掌子面中心部位，如图6和图7所示。掌子面-管片间无支护段洞壁最大变形量426.0 mm，发生在管片前端无支护部位，围岩变形矢量为指向洞内，偏向掘进方向的反向。埋深600 m时围岩变形在900.0～1 150.0 mm之间。围岩变形最大值出现在左侧拱肩，量值为1 192.0 mm。洞段掌子面的最大变形量为1 045.3 mm，发生在掌子面中心部位。掌子面-管片间无支护段洞壁最大变形量为1 130.1 mm，发生在管片前端无支护部位， 围岩变形矢量指向洞内。

图6 埋深300 m隧洞围岩开挖引起的位移Fig.6 Displacement caused by excavation of surrounding rock of 300 m deep tunnel

图7 随掌子面推进围岩变形的变化曲线Fig.7 Change of surrounding rock deformation with the advance of tunnelling face

当不考虑TBM超前注浆加固时，在大变形设计断面方案条件下，隧洞采用TBM通过埋深300 m洞段时，围岩变形近0.5 m，在埋深600 m洞段，更是达到米级变形，表明围岩稳定性差，成洞困难。因此，对于V类围岩洞段，应当考虑采用TBM超前注浆措施加固掌子面前方围岩后，再进行掘进。

4.4 支护施加后围岩蠕变及管片结构受力分析

V类围岩洞段确定采用TBM超前注浆措施加固掌子面前方围岩再进行掘进。注浆后围岩力学参数均有明显提高(见表1)；
同理，注浆后的围岩蠕变特性应有所减弱。由于本研究重点反映围岩变形对不同支护结构受力状态影响，因此围岩注浆后的蠕变指标拟同注浆前。针对超前注浆软岩段350 m埋深的TBM掘进段采用“常规型设计断面+超前预注浆”或“大变形设计断面+超前预注浆”方案进行围岩蠕变与管片结构受力分析，比较是否考虑缓冲层支护条件下隧洞围岩的时效变形，以及管片受力特征研究。

4.4.1 围岩变形

管片支护后围岩顶拱位移随时间的变化过程曲线如图8所示。

图8 管片支护后围岩顶拱位移随时间的变化过程曲线Fig.8 Variation of crown displacement of surrounding rock with time after segment support

常规断面支护措施：随着TBM掘进，围岩均朝洞内瞬时变形约40～68 mm。管片+豆砾石层支护措施实施后，洞周软岩蠕变减速，逐呈衰减趋势，至收敛稳定，围岩累计位移约71.0 mm，蠕变位移约2.5 mm。隧洞快速蠕变在开挖初期，最大变速约0.57 mm/d，采取支护措施后，管片结构对围岩变形的控制效果逐渐呈现，至第10天围岩变速约0.41 mm/d，第40天变速<0.01 mm/d，蠕变合计约2.4 mm，围岩整体趋于稳定，蠕变量较瞬时变形小，占比约3.7%。可见，软岩隧洞开挖后及时施加管片衬砌后，管片与围岩紧密贴合，管片衬砌较快地承担围岩开挖卸荷引起的形变压力，有效限制了软岩的时效变形。

大变形断面支护措施：开挖后隧洞围岩瞬时变形56.0～70.0 mm，变速约0.7～0.94 mm/d，施加管片+豆砾石+聚乙烯缓冲层后的71 h内围岩变形速率仍呈增长趋势，最大至2.5～3.5 mm/d；
之后变形速率逐渐衰减，至第137天围岩变形速率<0.01 mm/d，总蠕变量约29.0 mm，洞周变形已基本稳定，占比瞬时变形的40%。

4.4.2 管片结构的变形

常规断面支护措施：在支护初期管片受围岩挤压作用，管片朝洞内变形，在接头部位变形偏大，在施加初期最大变速达0.8 mm/d，拱腰位移较其他部位大，第47天管片变形基本稳定不再增长，管片累计变形约2.5 mm。

大变形断面支护措施：当管片背部考虑紧贴10 cm厚聚乙烯闭孔泡沫板做缓冲层。在隧洞TBM掘进支护过程中，管片结构和缓冲层共同承担围岩变形引起的形变压力，因聚乙烯缓冲层相对管片是极软且易变形的，形变荷载作用在缓冲层上产生较大压缩变形，在此过程中，聚乙烯缓冲层拱顶最大变形约31.7 mm，拱腰水平朝洞内最大变形约31.0 mm，管片最大变形约3.0 mm。

4.4.3 管片结构的受力特征

常规断面支护措施(图9)；
管片结构应力以压应力为主，最大压应力位于管片接缝部位，在支护初期，管片应力偏小，支护1 d时接缝处压应力约3.7 MPa，随着时间的延续，作用在衬砌上的形变压力逐渐增加，支护45 h内管片应力变化最快，变速最大达6.0 MPa/d，随后管片应力变速呈衰减状态，至围岩蠕变稳定，变速趋0，管片接缝处的最大压应力为34.6 MPa，其他部位应力大多在26.0～32.0 MPa之间；
管片内衬拉应力增大至1.2 MPa。可见，管片结构几乎承担了围岩蠕变产生的全部形变压力，结构受力大，有些部位远超管片的设计安全强度。

图9 A方式支护管片结构应力及管片应力随时间的 变化过程曲线Fig.9 Stress of supporting segment structure and segment stress in mode A

大变形断面支护措施(图10及图11)：在隧洞支护初期，支护结构整体应力较小，受软岩挤压变形作用，管片接缝部位受压，支护1 d时最大压应力约26.0 kPa，随着围岩时效变形持续发展，管片衬砌应力相应增大，变化速率减缓，至变形稳定，管片接缝处最大压应力为7.4 MPa，其他部位应力约2.0～6.0 MPa。在此过程中，聚乙烯泡沫板的应力较小，均为压应力，在支护初期，聚乙烯的压应力约10～20 kPa；
变形稳定后，聚乙烯的压应力约500～550 kPa。在目前的计算条件下，聚乙烯的变形在可控范围内，通过泡沫板的变形吸收形变能量，有效地转移作用在管片衬砌荷载，优化了管片结构的受力状态，从而起到保护管片结构的作用。

图10 B方式支护管片和缓冲层压应力分布云图Fig.10 Compression stress of segment and buffer layer supported in mode B

图11 B方式支护管片特征应力随时间的过程曲线Fig.11 Characteristic stress of segment supported in mode B

4.5 围岩蠕变参数敏感性分析

考虑到岩体不均匀性及参数不确定性，选取TBM大变形断面支护设计方案，针对黏滞系数ηk分别采取300、800、1 500、5 000 GPa·h进行了围岩蠕变指标对围岩变形及管片受力的影响敏感性分析(以下对应方案名称编号为F1—F4)。

在其他参数相同的条件下(图12)，F1方案计算所得的蠕变增量变形最小，约28.0 mm，蠕变约占瞬时变形的40%，蠕变稳定时间相对最短，约137 d；
F4方案的蠕变增量变形最大，约30.1 mm，蠕变变形占瞬时变形的43%，蠕变稳定时间最长约1 323 d(围岩变形速率<0.001 mm/d视为稳定)。在管片衬砌支护初期，管片衬砌最大主压应力很小，仅-0.03 MPa，随着时间的发展，管片衬砌对围岩变形的约束加强，管片上的变形和应力相应增加，至围岩蠕变变形稳定不再发展，管片衬砌长期稳定应力约-7.14～-7.62 MPa，变形量约2.96～3.06 mm，其中参数F1方案的最小，F4方案相比最大。

图12 不同方案围岩顶拱位移随支护时间的变化曲线Fig.12 Variation of crown displacement of surrounding rock with support time in different schemes

通过对埋深350 m的软岩隧洞进行TBM两种开挖及支护方式的蠕变计算，采用黏弹塑性模型对隧洞软岩洞段进行施工开挖及支护模拟分析，比较不同支护方案围岩与支护系统的变形和受力状态。研究结果表明：

(1)软岩隧洞TBM掘进采取常规断面开挖和管片支护方式，管片+豆砾石层与围岩紧密贴合，管片衬砌较快承担围岩卸荷引起的形变压力，有效限制了软岩的时效变形，围岩蠕变量相对较小。同时，承担了由围岩挤压变形作用在结构上的荷载，结构自身受力较大，有些部位应力远超衬砌混凝土的设计强度。

(2)软岩隧洞TBM掘进采取大变形断面支护方式，断面扩挖并采用管片+豆砾石层+聚乙烯泡沫板缓冲层进行支护，管片+豆砾石层及缓冲层共同承担围岩蠕变引起的形变压力，缓冲层消耗大部分由围岩挤压作用在支护结构的形变能。较无缓冲措施比，围岩蠕变量较大，收敛稳定时间较长；
然而管片结构应力明显减小，缓冲层的施加明显改善管片的受力状态，有效地提高了管片强度的安全裕度。

(3)不同的流变参数引起的围岩蠕变变形及流变时间明显不同，Kelvin模量和黏滞系数是影响蠕变量、蠕变速率及稳定收敛时间这些指标的重要参数，这些指标对隧道TBM管片衬砌的变形和受力状态有明显的影响。因此在软岩隧洞施工过程中，需开展有针对性的岩体流变试验或变形监测，根据围岩蠕变特性，选取合适扩挖断面尺寸和支护方式，结合管片支护结构的设计安全裕度，给围岩变形预留足够空间，为TBM的顺利掘进提供可靠的作业条件。

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