雙護盾TBM施工隧道豆礫石回填層對地表沉降影響機理

吳圣智，王明年，李 磊，王 軍

(1.山東建筑大學 土木工程學院，山東 濟南 250101；2.西南交通大學 土木工程學院，四川 成都 630031；3.交通運輸部公路科學研究院 橋梁隧道研究中心，北京 100088）

巖質地層地鐵隧道建設中，常采用鉆爆法施工，存在機械化程度低、施工速度慢、爆破振動擾民等問題。因此，一些城市探索采用全斷面隧道掘進 機（Tunnel Boring Machine，TBM）施工方法［1］，如青島、深圳地鐵采用了雙護盾TBM，重慶地鐵采用了敞開式TBM 和單護盾TBM。其中，雙護盾TBM 兼具敞開式和單護盾的掘進模式，施工效率高、安全性能好，在地鐵隧道建設中應用日趨廣泛。施工過程中，管片在盾尾的保護下安裝，管片脫離盾尾后會與圍巖之間存在約100～200 mm寬的間隙。為了避免管片錯動失穩，在其脫離盾尾后即通過管片上的預留吹填孔對管片壁后空隙吹填豆礫石，形成回填層。豆礫石吹填完成后，需對回填層進行注漿，以形成圍巖、回填層、管片穩定的作用體系。由于漿液在豆礫石中易流動，為避免漿液進入主機，造成機械損壞，注漿往往滯后于豆礫石吹填。

目前，國內外部分學者正逐步認識到豆礫石填充層對雙護盾TBM 施工隧道圍巖變形及地表沉降具有一定的影響，并取得了一些研究成果。胡雄玉［2-4］采用數值模擬分析了豆礫石回填層的讓壓作用，得出注漿前的豆礫石回填層具有壓縮性，可以使圍巖釋放掉部分應力，降低作用在管片上的荷載，但會引起圍巖塑性區的增加。吳圣智［5-8］、姜志毅［9］等認為回填層可以改變襯砌對圍巖的支護能力，并能吸收一定的圍巖變形，襯砌支護能力的變化及回填層吸收變形能力與回填層的彈性模量有關。劉赟君［10］等通過數值模擬研究了回填層對建筑物沉降的影響規律，認為豆礫石吹填后至注漿前這一階段，由于豆礫石回填層力學參數較差，建筑物會產生較大沉降，應引起重視。王拓［11］通過模型試驗得出，豆礫石回填層的存在改變了圍巖與襯砌結構的力學傳遞規律。Henzinger M.R.［12-13］通過現場測試得出豆礫石充填質量對雙護盾TBM 施工隧道的圍巖穩定及結構受力均有重要影響。于舒雅［14］認為豆礫石注漿對控制圍巖變形具有積極意義，并通過試驗給出了豆礫石回填層的力學特性。Rohola Hasanpour［15］建立了考慮護盾及回填層的數值模型，分析了擠壓性地層TBM 掘進過程中的塑性區分布。M.Ramoni［16］分析了擠壓性地層圍巖—護盾—支護的相互作用，認為回填層改變了襯砌對圍巖的支護性能。上述研究均認為豆礫石回填層注漿前力學參數較差，降低了襯砌對圍巖的支護作用，會引起較大的地層沉降。然而，注漿前的豆礫石回填層對地層沉降影響是多方面的，除了其力學參數外，單位充填體積、顆粒遷移等均會對地層沉降產生影響，因此，有必要開展該階段的地表沉降規律及其機理的研究。

本文以青島地鐵2 號線海安路—高雄路段隧道為依托工程，采用現場實測、土工試驗、連續單元—離散單元耦合算法，分析雙護盾TBM 掘進過程中的地表沉降規律及豆礫石力學性能，在此基礎上分析注漿前豆礫石回填層對地表沉降的影響機理，希望通過該研究為雙護盾TBM 施工隧道豆礫石填充及注漿施工提供理論支撐。

1 依托工程概況

青島地鐵2 號線海安路—高雄路段隧道穿越了90%的微風化和中風化花崗巖，以及部分斷層破碎帶和強風化花崗巖。該段隧道的埋深普遍較淺，位于15～25 m 之間的占比達80%。隧址區地下水不發育，以裂隙水為主。為提升建設速度，降低對周邊環境影響，該區段采用雙護盾TBM 進行施工。雙護盾TBM 主機由刀盤、前護盾、后護盾等部分組成，整體呈“倒梯形”設計［5］，其中主機長12.00 m，刀盤外徑（即隧道開挖直徑）6.30 m，前、后護盾外徑分別為6.24 和6.15 m。隧道支護結構采用C50鋼筋混凝土管片，管片外徑6.0 m，厚度0.3 m，幅寬1.5 m。1 環管片包含3 塊標準塊、2 塊鄰接塊和1 塊封頂塊，塊與塊之間采用2根M27螺栓連接。管片采用錯縫拼裝，環間等角度設置了10根M27螺栓。

青島地鐵隧道開挖輪廓直徑6.3 m，管片外徑6.0 m，地鐵隧道圍巖變形相對較小，管片脫離盾尾后，與圍巖之間空隙較大。該空隙并非均勻分布，而是頂部大、底部小，空隙寬度在50～200 mm 之間。為了防止管片脫離盾尾后的錯動失穩，管片脫離盾尾后即吹填粒徑為5～15 mm 的豆礫石對空隙進行填充。豆礫石充填完成15 環后開始對豆礫石回填層進行注漿，注漿前豆礫石回填層呈散粒體狀態，注漿后呈固結狀態（注漿及漿液固結過程用時較短，暫不考慮）。

2 雙護盾TBM施工隧道地表沉降規律現場實測

為探明豆礫石回填層狀態對地表沉降的影響規律，選取海安路—高雄路段6 個典型斷面，地層分別為微風化、中風化、強風化花崗巖，斷面埋深均在18～20 m 之間，豆礫石單位充填體積分別為2.0和2.4 m3·m-1，現場監測施工期地表沉降，結果如圖1所示。

圖1 現場監測的地表沉降

由圖1可知，地表沉降可以按照沉降速率分為4 個階段，分別為超前沉降階段、快速沉降階段、持續沉降階段、穩定階段。超前沉降階段為雙護盾TBM 到達監測斷面之前，地表出現一定的超前沉降。快速沉降階段為監測斷面開挖至豆礫石填充前，隧道開挖后，雙護盾TBM 逐步通過監測斷面，由于雙護盾TBM 呈倒梯形設計，護盾與圍巖存在30～80 mm的間隙，而淺埋地鐵隧道洞周變形相對較小，圍巖實際處于無支護狀態，地表下沉速度最快。持續沉降階段為豆礫石填充開始后至回填層注漿前，該階段豆礫石回填完成，形成管片、豆礫石、圍巖臨時作用體系，但此時回填層為散粒體狀態，其力學參數較弱，同時受豆礫石單位充填體積及顆粒遷移的影響，支護結構對圍巖支護能力有限，地表會出現持續沉降。穩定階段為回填層注漿后，該階段回填層固結，能夠有效地將管片的支護力傳遞給圍巖，圍巖受到強支護作用，地表沉降開始穩定。

由于回填層注漿滯后豆礫石吹填15 環，地表會出現持續沉降階段。相同地層條件下，豆礫石單位充填體積不同，地表持續沉降階段表現出明顯的差異性，進而導致地表最終沉降差別較大。因此，進一步對比持續沉降階段的地表沉降占總沉降的比例，見表1。

表1 豆礫石單位充填體積對地表沉降的影響

由表1可知：豆礫石單位充填體積越少，持續沉降階段地表沉降及其占總沉降比例越大，這是因為豆礫石單位充填體積越少，管片壁后空隙填充性越差，對圍巖的支護有限，同時也為地層損失提供了空間，地表沉降會繼續增加；地質條件越差，持續下沉階段地表沉降及其占總沉降比例越大，這是因為對于微風化花崗巖地層，圍巖具備一定的自穩能力，管片壁后空隙雖填充不滿，但圍巖在應力釋放后能夠及早地穩定；強風化花崗巖地層圍巖穩定性較差，一旦管片壁后空隙填充不滿，將會造成較大的后續沉降，當豆礫石單位充填體積由2.4 m3·m-1降至2.0 m3·m-1，持續沉降階段地表沉降增加了近70%。由此可見，豆礫石單位充填體積對地表沉降具有重要影響，需進一步研究豆礫石回填層注漿前對地表沉降的影響機理。

3 豆礫石壓縮變形性能

首先采用豆礫石三軸剪切試驗，獲取其偏應力—應變曲線（偏應力為主應力與圍壓的差值）；再建立三軸剪切離散元數值模型，調整模型使數值模擬結果接近三軸剪切試驗結果，從而獲取豆礫石細觀參數；在此基礎上，進行豆礫石側限壓縮數值模擬，根據其側限壓縮變形曲線，獲取豆礫石壓縮變形性能。

3.1 豆礫石三軸剪切試驗

雙護盾TBM 施工隧道通常采用粒徑為5～15 mm 的豆礫石作為回填材料，為此對工程現場的豆礫石進行篩分試驗，得出豆礫石粒徑的分布，詳見表2。

采用應力路徑控制大型三軸試驗機對豆礫石進行剪切試驗，豆礫石試樣尺寸為Φ300 mm×600 mm。通過試驗分別獲取了圍壓為50，100 和200 kPa 時豆礫石的偏應力—應變曲線，如圖2所示。

表2 豆礫石粒徑分布

圖2 豆礫石偏應力—應變曲線

3.2 細觀參數標定

按照試驗中豆礫石的實際尺寸建模進行參數標定，建立的離散元計算模型如圖3所示，豆礫石粒徑分布與實際一致，顆粒采用線彈性模型。參數標定過程：調整顆粒細觀參數，模擬得出試樣的偏應力—應變曲線，使該曲線不斷地接近剪切試驗結果，當模擬得出的峰值強度與試驗結果差值小于5%時，可認為得出的細觀參數滿足要求。豆礫石顆粒偏應力—應變曲線數值模擬結果與試驗結果對比如圖4所示。通過參數標定，得到離散元模型中豆礫石顆粒的細觀參數，見表3。

圖3 離散元計算模型（單位：mm）

3.3 豆礫石側限壓縮數值模擬

實際工程中管片壁后豆礫石處于側限受壓狀態，對此采用側限壓縮數值模擬分析豆礫石的壓縮變形性能，豆礫石側限壓縮變形曲線如圖5所示。

圖4 偏應力—應變曲線對比

表3 豆礫石顆粒細觀參數

圖5 豆礫石壓縮變形曲線

由圖5可知：側限壓縮條件下豆礫石變形曲線帶有明顯的非線性，這是因為豆礫石為多孔介質，前期壓縮過程中豆礫石孔隙率較大，抗壓縮變形能力較差；但單個豆礫石顆粒本身強度較大，隨著壓縮過程中豆礫石孔隙率降低，豆礫石逐漸被壓實，抗壓縮變形能力逐步提升。由此可得出：豆礫石的抗壓縮變形能力與豆礫石孔隙率成反比，豆礫石在未壓實之前，無法抑制圍巖變形，不能有效地為圍巖提供支撐。

4 豆礫石回填層注漿前對地表沉降影響機理

4.1 連續單元—離散單元耦合算法計算原理

豆礫石回填層注漿前為散粒體狀態，在進行數值模擬時，采用連續元無法反映其真實狀態，而整個計算模型采用離散元軟件又無法反應支護結構對圍巖的支護性能，因此，采用連續單元—離散單元耦合算法。

計算過程中，離散單元模型和連續單元模型通過設置接觸墻體實現兩者的信息交互。接觸墻體的受力與位移分別反映了連續單元模型的應力邊界和離散單元的速度邊界。耦合算法的計算原理為：提取連續單元模型中的邊界節點速度作為離散單元模型中墻體的速度邊界；提取接觸邊界上的接觸力作為連續單元模型中的應力邊界；通過設置數據接口實現2種模型數據交互。

4.2 計算模型及參數

耦合算法采用FLAC 3D 及PFC 3D 分別建立連續單元模型和離散單元模型，采用插口進行數據交換，計算模型如圖6所示。模型長×寬×高為0.3 m×40.0 m×42.0 m，隧道埋深20 m，圍巖為強風化花崗巖，隧道開挖直徑6.3 m，管片外徑6.0 m。豆礫石單位充填體積為2.4 m3·m-1，堆積狀態下孔隙率為0.38，豆礫石顆粒采用ball 模擬，連續元與離散元邊界采用wall 模擬，ball-ball和ball-wall接觸模型均采用線彈性接觸模型，計算參數見表3。圍巖為彈塑性材料，管片及注漿后的回填層看作理想的彈性材料，其中，管片近似為剛度折減的均質圓環［17-19］，圍巖及支護結構的力學參數見表4。實際工程中，管片受相鄰管片及千斤頂推力約束作用，下沉及變形相對較小，對此為避免計算中管片掉落，計算時對管片兩側位移進行了約束，管片約束后對地表沉降影響很小，不影響計算精度。計算步驟為：地應力平衡后先進行圍巖開挖，模擬TBM 通過階段；隨后安裝管片、生成豆礫石，進行耦合計算；最后刪除豆礫石，生成回填層，模擬注漿后狀態。

圖6 耦合算法計算模型

表4 圍巖及襯砌力學參數

4.3 圍巖、豆礫石、管片相互作用結果

1）地表沉降

提取隧道正上方地表沉降，并與現場實測值進行對比，如圖7所示。由圖可知：在豆礫石填充前地表沉降為12.4 mm，注漿前地表沉降為19.6 mm，持續沉降階段地表沉降占總沉降的36%；計算結果與實測結果接近。

圖7 地表沉降對比

2）顆粒遷移規律

豆礫石填充后，顆粒通過自上而下的遷移進行重分布，進而影響支護結構對圍巖的支護性能與地表沉降，顆粒遷移矢量圖如圖8所示。由圖可知，墻角處豆礫石自上而下遷移量最大為200 mm，這是因為重力場及圍巖與管片的相互擠壓而產生的，其中重力場為主要原因。

3）豆礫石孔隙率分布特征

圖8 顆粒遷移矢量圖（單位：m）

顆粒自上而下遷移造成了顆粒孔隙率重分布，通過設置測量圓得出了各部位孔隙率變化規律及最終分布，如圖9所示。由圖可知：管片壁后豆礫石孔隙率變化較大，拱頂處孔隙率增加，邊墻、墻角及隧底孔隙率降低，這是因為豆礫石自上而下遷移造成拱頂豆礫石流失，而邊墻、墻角及隧底處豆礫石受到上方補充。豆礫石空隙率最終分布為上大下小，上部孔隙率增加降低了上部豆礫石抗變形能力，使襯砌對圍巖支護能力降低，同時上部顆粒流失也為地層損失提供了空間，從而導致地表變形增大。

圖9 孔隙率變化規律及最終分布

4）豆礫石與圍巖、管片接觸力分布

豆礫石重分布后，豆礫石與圍巖、管片的接觸力如圖10所示。由圖可知：圍巖與豆礫石、豆礫石與管片的接觸力與豆礫石孔隙率有著密切的關系，孔隙率大的部位，接觸力小，圍巖與豆礫石、豆礫石與管片的接觸力呈上小下大分布。

圖10 豆礫石與圍巖、管片接觸力（單位：N）

5）圍巖受到的支護力

通過接觸力，得出了襯砌對圍巖的支護力，如圖11所示。由圖可知：與接觸力分布規律一致，圍巖受到的支護力上弱下強，拱頂處的平均支護力僅21 kPa，拱腳處為47 kPa，這是因為隧道頂部豆礫石流失造成孔隙率增大，豆礫石抗變形能力降低，襯砌對圍巖的支護力減弱；隧道底部支護力為92 kPa，這是因為隧道底部豆礫石孔隙率較低，能夠有效地抑制圍巖變形。顯然，這種上弱下強的支護力分布型式不利于上部地表沉降控制。

圖11 圍巖受到的支護力（單位：kPa）

4.4 豆礫石回填層對地表沉降影響機理

根據圍巖、豆礫石、管片相互作用關系可知豆礫石回填層對沉降的影響機理為：豆礫石填充后，在重力場及圍巖的擠壓作用下，顆粒發生自上而下的遷移，造成管片壁后豆礫石孔隙率上大下小，隧道頂部孔隙率的減小降低了豆礫石抗壓縮變形能力，使得頂部圍巖受到的支護力處于較低水平，造成了圍巖的進一步變形，同時隧道頂部豆礫石孔隙率增大也為地層損失提供了空間，從而導致地表依然產生較大沉降。可見，管片壁后豆礫石的孔隙率是影響地表沉降的關鍵因素，它直接反映了管片壁后的充填狀態。

工程實際中，豆礫石充填狀態可分為3類：①充填密實，豆礫石充填后，隧道頂部圍巖與豆礫石、管片充分接觸，此時，襯砌能夠發揮一定的支護作用，地表沉降相對較小，該情況豆礫石的力學特性為地表沉降的主要影響因素；②圍巖變形后充填逐步密實，隧道頂部圍巖與豆礫石、管片初期不接觸，伴隨圍巖變形逐步接觸，該情況下豆礫石單位充填體積是地表沉降的主要影響因素；③始終不密實，隧道頂部圍巖與豆礫石、管片始終不接觸，圍巖始終處于無支護狀態，該情況往往要求圍巖具有較高的自穩能力，多出現在微風化、中風化地層中，圍巖質量為地表沉降的主要影響因素。上述3種類型中，第2 類更為不利，一旦豆礫石填充不足，將會產生較大的地表沉降，尤其是強風化地層，施工過程中應對豆礫石填充予以控制，若填充不足，應及時注漿。

5 豆礫石單位充填體積控制基準

工程現場以管片壁后空隙體積和豆礫石單位充填體積作為管片壁后空隙豆礫石填充的量化指標。空隙體積可由開挖輪廓與管片外徑獲得，對于同一隧道往往為一定值。在空隙體積確定的情況下，豆礫石單位充填體積為關鍵控制因素。對此，在圖6計算模型的基礎上，分析了埋深10，15，20，25，30 m，單位充填體積1.4，1.6，1.8，2.0，2.2，2.4，2.6 m3·m-1，微風化、中風化、強風化花崗巖3種地層條件下的最大地表沉降，如圖12所示。

由圖12可知，豆礫石單位充填體積越少，地表沉降越大，地層條件越差，豆礫石單位充填體積對地表沉降的影響越明顯。這是因為中風化和微風化花崗巖地層，圍巖具有一定的自穩能力，地表沉降受豆礫石單位充填體積影響較小；強風化花崗巖地層圍巖穩定性極差，豆礫石吹填不足時，圍巖幾乎受不到支護作用，地表沉降繼續增加。

圖12 最大地表沉降與豆礫石單位充填體積的關系曲線

以青島地鐵地表沉降預警值24 mm 為控制基準，根據最大地表沉降與豆礫石單位充填體積值關系，給出了青島地鐵雙護盾TBM 施工隧道在花崗巖地層不同埋深及風化程度下，豆礫石單位充填體積建議值，見表5。當現場豆礫石單位充填體積小于該量值時，應立即注漿進行補償。

6 結 論

（1）受豆礫石回填層狀態的影響，雙護盾TBM 施工隧道地表沉降可以按照沉降速率分為4個階段：超前沉降階段、快速沉降階段、持續沉降階段、穩定階段。

表5 豆礫石單位充填體積建議值

（2）豆礫石單位充填體積越小，管片壁后空隙填充性越差，對圍巖的支護能力越弱，地層損失空間越嚴重，地表沉降量越大，持續沉降階段的地表沉降及其占總沉降的比例也越大。

（3）豆礫石的抗壓縮變形能力與豆礫石孔隙率成反比，管片壁后豆礫石在未壓實之前，無法有效地為圍巖提供支撐。

（4）回填層對地表沉降的影響機理為：在重力場及圍巖的擠壓作用下，顆粒發生自上而下的遷移，造成管片壁后豆礫石孔隙率上大下小，孔隙率的變化降低了隧道頂部豆礫石抗壓縮變形能力，使得頂部圍巖受到的支護力處于較低水平，造成了圍巖進一步變形，同時隧道頂部豆礫石孔隙率增大也為地層損失提供了空間，從而導致地表沉降增加。

（5）根據工程實際，將雙護盾TBM 施工隧道管片壁后豆礫石充填狀態分為3 類：充填密實、圍巖變形后充填密實、始終不密實。給出了青島地鐵雙護盾TBM 施工隧道在花崗巖地層不同埋深及風化程度下，豆礫石單位充填體積建議值。