高原铁路极高地应力环境隧道主动支护设计方法研究

田四明，吴克非，刘大刚，王明年，王志龙，董宇苍

(1.中国铁路经济规划研究院有限公司， 北京 100038；2.西南交通大学 土木工程学院，四川 成都 610031；3.西南交通大学 隧道工程教育部重点实验室，四川 成都 610031)

随着我国铁路交通建设的发展，大量交通隧道的涌现，促使我国隧道修建技术上取得了较大进步。21世纪以来，我国铁路隧道工程发展尤为迅猛，出现了较多复杂地质隧道工程，如高海拔、高地温、高地应力等，施工技术得到了突飞猛进的发展，积累了丰富的工程实践经验。同时，我国隧道工程在理论基础、设计方法方面也取得了较大显著的成就，为隧道工程的安全建设提供了有力的理论、技术支撑。

2017年以来，以郑万高铁湖北段工程为代表的钻爆法隧道全工序机械化施工拉开帷幕，并通过郑万高铁湖北段隧道工程的实践和科研在大型机械装备配套、施工工法工艺、支护结构设计优化及信息化管理方面取得进一步突破[1]。但随着高原铁路隧道的修建，对隧道建造理论及施工技术的要求逐步上升，尤其是高原地质条件极高地应力环境隧道的修建，缺乏相关的支护设计理论及设计方法，故本文结合我国隧道结构设计理论及设计方法的发展，对高原地质条件极高地应力环境隧道设计理论及设计方法展开了研究。

1 钻爆法隧道设计理论及设计方法的发展

1.1 设计理论

鉴于隧道工程地质的复杂性及不确定性，以及工程技术手段的不断革新与进步，隧道设计理论一直处于发展过程中。以支护结构(支护和衬砌)为对象的设计理论为例，其发展过程大致可以分为荷载-结构理论模式以及围岩-结构理论模式两个阶段[2-3]。

初期阶段按地面结构处理，衬砌视为结构，围岩视为荷载，按地面结构采用静力学方法进行设计，即荷载-结构理论模式阶段。至今，荷载-结构理论模式仍然是隧道衬砌结构设计的主要方法，其关键是对荷载的处理。初期阶段衬砌按拱形构造只考虑主动荷载(松弛荷载)作用，没有考虑围岩的约束作用(弹性抗力)。因此，隧道理论的研究，把重点放到荷载的研究上。

从19世纪开始，对决定隧道设计荷载的研究，出现许多不同的观点，其中主要有以松弛高度决定的荷载；根据围岩平衡决定的荷载；松弛围岩和结构物下沉之差决定的荷载；考虑侧压、底鼓决定的荷载；围岩分级决定的荷载。

随着研究的不断深入，证实了围岩荷载不仅与围岩性质有关，而且与支护结构的性质也有密切关系，即围岩对支护结构变形有约束作用。从20世纪60年代开始，隧道衬砌设计不仅考虑了主动荷载也考虑约束作用产生的被动荷载(弹性抗力)的作用，荷载-结构理论模式得到了重大发展。

从19世纪开始，随着岩体力学、地质力学、结构力学、弹塑性力学以及计算技术等的发展，对隧道承受的荷载本质的认识也发生了根本的变化。理论证实，隧道承受的不是松弛荷载，而是支护与周边围岩相互作用的结果(或称为形变荷载)。荷载大小及其分布、历时变化等都与围岩和支护的相互作用息息相关，不是确定而是变化的，也是可以控制的。在此基础上，以围岩为重点的围岩-结构理论模式得到了快速发展。此理论模式的重点是把围岩作为承载的主体，以研究开挖后的围岩动态和围岩与支护的相互作用为对象形成的理论体系。

1.2 设计方法

山岭隧道的设计方法，基本上分为预设计和施工设计两大类，预设计方法主要包括标准设计方法、类比设计方法、解析设计方法，其中采用最多的是标准设计方法。随着隧道设计规范的不断完善，隧道衬砌标准设计也得到迅速发展，相继制定出一般地区衬砌、偏压衬砌、斜交洞口衬砌、拱形明洞衬砌等一系列标准设计图，基本上满足了隧道衬砌设计的需求。这方面的经验越来越丰富，标准化的内容也更加合理、适用。

在施工设计中，由于数值解析方法以及计算机的高性能化，解析方法获得一定的发展，用以核查围岩动态及验证支护效果等。一般主要采用的解析设计方法有理论解析方法、有限单元解析方法、构造解析方法。

隧道设计理论和方法仍在发展中，今后，在我国大量修建隧道工程的基础上，不断完善围岩-结构模式，依然是重要的任务。

2 高能地质环境隧道设计理念及设计方法研究进展

随着西南艰险山区铁路的大规模建设，隧道环境条件愈加复杂，高能地质环境隧道逐渐增多，高地应力软岩大变形问题、高地应力硬岩岩爆问题日渐突出。针对软岩大变形问题，目前兰渝、成兰等铁路建设虽积累了相关修建经验，但仍存在大量隧道支护拆换、甚至多次拆换等问题，相关隧道修建理念及支护结构设计方法尚待深入研究；关于硬岩岩爆问题，随着桑珠岭隧道、巴玉等隧道的修建，在岩爆的预测评价、发生规律、支护结构设计计算方法等方面得到了发展，但仍未形成系统、成熟的理论和方法。而高原铁路隧道因其埋深大、构造应力显著而形成了复杂的高能地质环境，给隧道的修建带来巨大挑战，相关工程案例有一定的借鉴意义，但仍需展开深入研究。

2.1 高地应力软弱围岩隧道设计理念及设计方法

软弱围岩因其自稳性较差，易诱发隧道施工产生过度变形，导致支护侵限甚至开裂，严重危及支护结构安全性。

而目前针对高地应力条件下软岩隧道大变形问题，国内外相关学者的研究多数是基于具体软岩大变形隧道工程案例，对大变形隧道的围岩变形机理、围岩稳定性及变形控制措施、隧道支护施工工法的经验总结。虽然通过大量的研究总结，积累了宝贵的工程经验和研究成果，但是目前依然缺乏从理论上和软岩力学特性等方面系统、全面的研究，高地应力软岩隧道支护结构设计理念及相应的设计方法尚待完善。

2.1.1 设计理念

支护结构可协助及调动围岩的承载性能，对围岩变形及保证隧道安全性至关重要[3]。其支护本质即为将隧道开挖后的二维应力状态转变为三维应力状态，起到抑制围岩松弛、提升围岩自稳性的作用[4]。从支护效能提升途径看，主要有三种：①利用支护构件支护作用，变“被动支护”为“主动支护”，充分调动和发挥围岩自支护能力，实现“由围岩支护围岩”的目标，软弱围岩隧道变形控制中尤为重要；②提升支护结构自身力学性能；③主动及时的施作支护结构，减少因支护滞后导致的围岩变形。

然而现阶段对于软弱围岩隧道变形的控制仍然是困扰我国隧道修建的瓶颈问题之一，主要表现为：①重视并强调支护的被动承载，忽视对围岩自支护能力调动的设计理念；②支护材料力学性能较低，支护效能较差；③由施工技术导致的有效支护力提供不及时，围岩初期变形抑制效果较差。

现如今对围岩变形发生机制及变形控制技术的研究方法主要有现场试验[5-9]、数值计算[10]及理论分析[11-16]，已取得了较为成熟的研究成果。其中肖广智[17]给出了主动控制变形概念，对主动变形控制技术作了详细的分析，证明了修建隧道时提高围岩承载性能的重要性，但未形成相应的隧道主动支护设计理念。

2.1.2 设计方法

根据支护施作部位，隧道支护结构设计可分为超前支护设计与洞身支护设计两部分。

2.1.2.1 超前支护设计

掌子面的稳定性评价研究一直受到国内外学者的广泛关注。为了防止掌子面破坏，需要对掌子面进行及时支护，故国内外学者提出了较多的理论和数值模型来预测掌子面需要的支撑力。其中，使用较多的为极限平衡法和极限分析法、滑移线法。Leca等[18]构造了隧道掌子面三维破坏模式，确定了隧道开挖面稳定的最大及最小支护力。Spencer等[19]将破坏准则与应力平衡条件相结合，形成该极限状态的控制方程。陈峥等[20]建立了超前支护作用下截锥体、对数螺旋线共同破坏模型，推导出了隧道稳定安全系数的目标函数。此外，还采用物理实验和数值模拟研究了隧道掘进引起的掘进掌子面失稳和地表沉降。大多数的实验研究都是关于微隧道的，由于尺寸效应，只能定性地洞察。Chambon等[21]在离心分离机中，利用小尺度模型可以研究在砂土中接近破坏时隧洞掌子面的行为，给出了各种情况下(砂土密度、隧道相对于地面的位置)极限支护压力的数值，根据极限计算模型，这些数值都很低，而且崩塌是突然的。根据隧道不同的埋深，描述了破坏区的几何形状。Lee等[22]通过一系列离心模型试验和数值模拟试验调查了隧道模型地表沉降槽、隧道稳定性和在软弱黏土隧道开挖过程的成拱效果，通过数值模拟试验用成拱率来描述隧道上体周围成拱效果，并得出单孔和双孔平行隧道成拱的单元边界，并采用正负成拱率来描述成拱效果。

综上分析，对掌子面稳定性及超期支护设计研究已有较为成熟的研究成果，但是对于高地应力软岩掌子面的稳定性及超前支护设计的研究则较少。

2.1.2.2 洞身支护设计

目前关于洞身支护结构的设计方法均为基于荷载-结构设计理论与地层-结构设计理论建立起来的，主要可分四种，即工程经验类比法、荷载-结构设计法、地层-结构设计法以及信息化设计法。

(1)工程经验类比法

工程经验类比设计法是通过对具有类似围岩条件、断面形式、使用功能的既有隧道工程案例的综合分析，开展新建隧道设计的方法。而工程经验设计的重要环节为新建隧道围岩条件的确定，这是决定隧道支护参数合理性的关键。因此，围岩分级系统的建立是各国关于工程经验类比法研究的重点。目前，国内外常用的围岩分类分级体系有：挪威的Q系统(图1，ESR为开挖安全率)、南非的RMR系统、RMi系统、GSI系统以及我国围岩分级方法等。

图1 基于岩体质量分类(Q系统)的永久支护(单位：m)

(2)荷载-结构设计法

荷载-结构法由于其计算简便、设计原理明确的优势，在隧道支护结构设计领域应用较为广泛，荷载-结构计算模型见图2。目前，众多学者针对隧道所处的不同地质条件，给出了较为通用的围岩荷载-结构计算力学模型及相应的荷载计算方法，其中较为典型的计算方法有总安全系数法、基于复合围岩荷载效应建立的荷载计算方法等。

图2 荷载-结构计算模型

(3)地层-结构设计法

地层-结构法与荷载-结构法不同之处在于：荷载-结构法以支护结构作为承载主体，围岩作为荷载；而围岩-结构法则相反，该法视围岩为承载主体，支护结构则起到约束围岩变形的作用。地层-结构法是一种连续介质力学方法见图3，该方法考虑了围岩的自承能力，围岩作为连续介质既传递荷载又提供支承作用[23]。该方法主要具有以下特点：能反映初始应力场对围岩及支护结构的影响；能反映隧道开挖和支护对围岩及支护结构力学特征的影响；能考虑围岩及支护结构的非线性特征。

图3 地层-结构数值计算模型(单位：m)

地层-结构设计法的主要设计流程为根据岩体力学、弹塑性力学原理，基于地层-结构理论，在给定边界和初值条件下，用数学解析的方法对隧道力学行为进行分析预测，以达到隧道支护结构设计的目的。解析设计法根据求解隧道衬砌结构内力方式不同，又分为封闭解法和数值近似解法。

(4)信息化设计法

隧道信息化设计法是通过施工中的大量信息来指导设计和施工，并获得最佳设计参数的一种方法，也可称为现场监测设计法或动态设计法，其设计流程见图4。

图4 隧道工程信息化设计方法

信息化设计方法不仅包含施工预设计，同时也涵盖了施工过程中的修正设计，形成了完整的设计过程。从信息化设计观点出发，一项完善的设计应该包括：编制符合围岩条件的隧道支护体系；制定合理的量测方法监控隧道支护体系力学行为；根据现场监测选择合理的支护措施和施工方法。

综上分析，目前已有的隧道洞身支护结构设计方法多数是基于常规地应力和地层条件形成的，其主要适用于常规地层，且并未考虑围岩的自身承载作用；而针对高地应力软岩隧道设计方法较少，目前仅有通过对已有软岩大变形隧道工程经验总结，形成的一套基于工程经验的设计方法，尚无从理论上考虑软岩力学特性的隧道洞身支护结构设计方法。

2.2 高地应力硬岩隧道设计理念及设计方法

2.2.1 设计理念

目前关于岩爆的研究主要集中在岩爆的机理研究、预测预警、失稳控制等方面。其中，采用合适的支护结构是岩爆隧道失稳控制的重要内容，而关于这方面的研究相对较少，同时也没有形成一个完整的理论体系。

2.2.2 设计方法

在岩爆隧道的冲击荷载和支护结构方面，国内均有相应的研究。针对岩爆发生过程中的能量转化，陈旭光等[24]开展了岩石剪切破坏试验，推导出了岩样破坏后其能量的释放值与岩样总的应变能之间的关系式，研究结果为岩爆过程中的量级与岩石能量释放值的确定提供了依据。陈滔等[25]根据能量守恒原理计算了发生矿柱破坏型岩爆时的岩块弹射速度，并用单轴压缩实验验证了数值方法的合理性。针对岩爆防治，李建高等[26]依托成兰铁路平安隧道，提出“防、治、监”相结合的岩爆综合防治处理技术。孙杨等[27]从能量出发，基于岩爆倾向井巷支护机理及支护结构的性能指标，形成了井巷支护克服岩爆动能的确定方法。汪波等[28]通过锚杆支护对苍岭隧道岩爆控制效果的分析，提出了岩爆段隧道锚杆设计原则。可以看出，国内针对冲击荷载和岩爆支护结构的研究并没有很好结合。我国主要采用荷载-结构法进行支护结构的设计[29]，但目前针对冲击荷载和岩爆支护结构的研究，并没有给出作用在支护结构上的荷载大小。支护结构的确定还是以工程类比为主，对锚杆等单个支护构件在岩爆防治中的作用已有相应研究，但并没有一套系统的定量设计方法。

3 高原铁路高能地质环境隧道设计理念及设计方法

根据目前已有的地质勘测资料，高原铁路雅林段隧道穿越砂板岩、泥页岩、千枚岩等软质岩段落长度为444 km(占比53%)，共有39座隧道存在不同程度的软岩变形问题。勘察揭示软岩隧道实测高尔寺隧道最大水平地应力为44 MPa，模拟分析预测芒康山隧道最大水平地应力为58 MPa。由此可见，高原铁路隧道具有大变形段落长、地应力高的特点，必然导致隧道修建过程中所面临的大变形问题将更为严峻，而现阶段已积累的大变形隧道工程经验可能并不能直接适用于地应力水平过高的情况。

高原铁路雅林段隧道穿越花岗岩、灰岩等硬质岩长度为394 km(占比47%)，共有28座隧道存在不同程度的岩爆问题。勘察揭示色季拉山隧道实测最大水平地应力为35 MPa，模拟预测拉月隧道最大水平地应力为75 MPa。可以看出，高原铁路雅林段的地应力水平远超过现有隧道工程，不能再按已有工程进行类比设计。

鉴于此，基于现有研究成果，结合工程实践，提出隧道主动支护理念及相应设计方法。同时，基于弹塑性理论，考虑掌子面超前加固措施，推导建立了高地应力软弱围岩超前支护设计方法；并基于弹塑性理论，考虑软弱围岩力学特性，建立了高地应力软弱围岩变参数下洞身支护结构设计方法；基于能量法推导了岩爆隧道的冲击荷载计算方法，同时组合松散荷载，给出了岩爆隧道的荷载计算模型。

3.1 高原铁路高地应力软岩隧道主动支护体系设计

3.1.1 设计理念

软岩隧道变形主动支护设计理念主要是通过主动提高围岩力学参数或降低施工对围岩力学参数的损伤影响，并且主动及时地提供有效支护力，调动围岩的自稳能力，实现围岩在支护中的主体地位，形成围岩-支护协同承载体系，进而达到控制隧道变形的目的。

3.1.2 设计原则

软弱围岩隧道变形控制的总原则为隧道开挖后围岩变形控制在容许范围之内，即

u≤us

(1)

式中：u为隧道开挖后围岩的总变形量；us为围岩容许变形量，即围岩变形的控制标准。

一般地，隧道开挖后围岩的总变形量u，包括掌子面到达前的变形uf(超前变形，也称先行位移)，掌子面通过后量测开始前的变形ui(初始变形)，以及量测开始后的变形um(量测变形)，即

u=uf+ui+um

(2)

全变形也就是隧道开挖后在有支护条件下的最大可能的变形值u，隧道全变形曲线见图5，图5中，D为隧道直径。

图5 隧道全变形曲线示意

因此，隧道变形控制的总原则即为支护设置后必须把全变形值控制在允许变形值范围之内。由图5可知，对于软弱围岩的变形控制，可遵循两部分控制原则。以掌子面为界限，可分为掌子面超前变形控制及洞身收敛变形控制。

数值计算及理论分析证明，围岩变形与围岩力学参数相关，围岩变形的增大会进一步劣化围岩的力学参数，其为动态循环过程。及早主动地对围岩的变形进行控制，对于遏制围岩力学参数的弱化，提高围岩稳定性具有重要的作用[30]。故本文基于收敛约束法，对高地应力软岩隧道主动支护设计理念进行详细说明，见图6。

图6 不同支护时机下围岩特征曲线示意

由图6可知，围岩的变形与围岩自身属性、洞身支护时机、洞身支护刚度、超前支护相关。

不同支护时机，同样洞身支护刚度下，最终收敛位移不同。究其原因为不同的支护时机导致围岩地层曲线(u1，u2)发生变化。支护早，围岩力学参数降低程度较弱，围岩变形较小，反之，围岩变形较大，即uB>uA。而支护时机(sa，sb)与围岩的超前变形相关，超前变形与掌子面的稳定性相关，掌子面稳定性较好，超前变形较小，反之，超前变形较大。故对掌子面加固，保证掌子面的稳定性对于洞身收敛变形的控制具有重要意义。由此可知，软弱围岩隧道支护设计应包含超前支护、洞身支护设计两部分，且两部分之间应进行协调配合。

3.1.3 设计方法

3.1.3.1 超前支护设计方法

(1)掌子面挤出变形计算模型

(3)

(4)

(5)

(6)

C=2Nr+k+1。

其中，cp、φp分别为岩石的峰值黏聚力和峰值内摩擦角；cr、φr分别为岩石的残余黏聚力和残余内摩擦角；E为岩石弹性模量；v为岩石泊松比。

(2)掌子面稳定性评价方法

根据掌子面挤出变形计算模型，计算掌子面挤出变形量u0，定义掌子面稳定性系数K为

(7)

式中：uk为掌子面挤出变形控制基准；[K]为掌子面稳定性控制安全系数控制值，参考GB 50086—2015《岩土锚杆与喷射混凝土支护工程技术规范》[32]取[K]=1.15。

关于掌子面挤出变形量控制基准目前铁路隧道并未有相应的控制说明，本文依据文献[14]提出的掌子面挤出变形量控制基准作为评价标准见表1，后期研究中可根据工程实际情况进行修正。

表1 铁路隧道掌子面挤出变形控制基准

(3)加固掌子面挤出变形计算模型

根据掌子面开挖后围岩所处状态、塑性区范围、加固区范围的不同，本文建立了掌子面加固后挤出变形三种计算模式。

加固后掌子面挤出变形计算式为

(8)

当RL>Rp时,加固后掌子面挤出变形计算式为

(9)

当RL

(10)

式中：A*、B*、T*、C*为围岩加固后等效替换公式，并无具体含义。

图7 掌子面挤出变形计算模式

(4)超前支护设计方法

合理确定超前支护类型及参数对于保证隧道掌子面稳定性具有重要的意义，本文考虑掌子面锚杆、掌子面注浆两种超前支护类型，制定掌子面超前支护设计计算方法。

①掌子面锚杆设计方法

本文使用均匀化方法研究掌子面锚杆对掌子面的加强作用。均匀化方法中等效材料的强度参数受围岩参数和锚杆参数的共同影响，假设掌子面锚杆呈梅花形布置，见图8。由图8可知，锚杆间距为sl，锚杆半径rb，参考文献[33]中的锚杆密度参数，本文定义锚杆密度因子α为

(11)

式中：η为锚杆和岩石之间的摩阻系数。

图8 掌子面锚杆加固示意

同理，等效材料的弹性模量受岩体弹性模量和锚杆弹性模量的共同影响，根据图8中的截面积所占比重得出等效材料的弹性模量为

(12)

假设岩石和锚杆的复合岩体，仍然服从Mohr-Coulomb屈服准则，最终得到强度参数计算表达式为

(13)

式中：c*、φ*为加固后围岩强度参数。

② 掌子面注浆设计方法

掌子面预注浆后，通过增强围岩力学参数可有效提高掌子面稳定性。参考文献[34]，注浆对围岩的黏聚力、弹性模量有所提高，而对围岩内摩擦角影响较小，掌子面注浆加固见图9。

图9 掌子面注浆加固示意

采用体积等效法，得出注浆加固后围岩黏聚力、弹性模量计算式为

(14)

表2 土质和岩质地层注浆填充率

(5)掌子面超前支护设计流程

采用上述掌子面超前支护设计方法可实现对掌子面超前支护参数的设计，掌子面超前支护设计流程，见图10。

图10 掌子面加固设计流程

(6)算例分析

以V级围岩为例，隧道半径为7.5 m，原岩应力为15 MPa，对掌子面稳定性进行评价并进行相关超前支护设计，相关力学参数见表3 。

表3 计算参数

① 初始开挖掌子面稳定性评价。

利用掌子面挤出变形计算式(5)计算掌子面挤出变形量为119 mm，结合式(7)判断掌子面无超前支护时掌子面安全系数为0.84，K<[K]，则掌子面不稳定，需要采用超前支护措施。

② 掌子面加固措施及参数选取。

根据工程经验初步选择超前支护措施组合及参数，根据超前支护加固围岩力学参数等效计算式(13)、式(14)，计算加固后围岩力学参数值，超前支护参数(掌子面锚杆)见表4。

表4 掌子面锚杆参数

③ 加固掌子面稳定性评价。

利用加固掌子面挤出变形计算式(8)、式(9)计算掌子面挤出变形量为82 mm，结合式(9)判断掌子面超前支护加固后掌子面安全系数为1.22，K>[K]，则掌子面稳定，支护参数合理。

3.1.3.2 洞身支护设计方法

(1)围岩地层曲线计算方法

①高地应力典型软岩变形力学特性

典型软岩(千枚岩、板岩)的物理特性与其所受的围压密切相关，不同围压条件下软岩物理特性差异较大，主要表现形式就是弹性模量及泊松比的参数差异。根据文献[36-37]针对千枚岩与板岩的三轴试验结果，给出了不同围压条件下千枚岩与板岩的应力-应变曲线，见图11。

图11 不同围岩条件下千枚岩与板岩的应力-应变曲线

由图11可知，软岩由于原生孔隙或裂隙(统称为空隙)较多，在逐渐增大的围压作用下，由于空隙不断闭合而使刚度呈逐渐增大趋势。即软岩刚度(弹性模量E)对围压较为敏感，随围压增大，呈逐渐增大趋势，即

E=f(σ3)

(15)

而根据大量千枚岩、板岩三轴压缩试验数据，围压对典型软岩泊松比影响较小，不同围压条件下软岩泊松比量值差异不大，且量值较为集中。因此，在岩土、地下工程计算分析中可将软岩泊松比视为常数，不随围压改变而变化，其量值等于单轴条件下软岩泊松比。

②高地应力典型软岩强度特性

大量的岩石力学试验证明岩石破坏模式主要为剪切破坏，在岩石力学计算分析中亦通常假定岩石破坏(屈服)强度由岩石剪切强度控制。在τ-σ平面中绘制不同围压下莫尔圆，同时根据Mohr强度理论，绘制Mohr强度包络线，从而分析不同围压条件下软岩剪切强度变化规律，见图12。

图12 典型软岩剪切强度与Mohr强度包络线

由图12可知，典型软岩剪切强度参数随围压的变化而变化，并非定值；随围压增大，摩擦角呈逐渐减小趋势；而黏聚力呈逐渐增大趋势。

根据Mohr-Coulomb强度中黏聚力和内摩擦角的确定方法，这种非线性包络线的每个微段可得到该应力状态下对应任意点处岩石瞬时剪切强度参数(φi，ci)。故在不同围压条件下，典型软岩的力学参数是随着围压变化的，可概化表示为

内摩擦角：φ=f(σ3)

(16)

黏聚力：c=f(σ3)

(17)

③隧道开挖后洞周围岩应力状态分析

根据围岩受力状态，围岩在隧道开挖后会产生两个围岩分区，分别为弹性区、塑性区。但由于弹性、塑性区内围岩径向应力持续变化，从而导致围岩力学参数时刻发生改变，若采用传统理论方法，则无法得到相应的封闭解，针对塑性区围岩，可以将沿径向方向进行分层处理，进而采用有限差分方法，对其进行求解。

结合深埋圆形隧道开挖后的基本力学特征，本文求解过程，均服从以下基本假定： 围岩为均质各向同性岩体； 圆形隧道处于原岩静水应力场，不考虑岩体自重影响； 隧道开挖扰动过程视为平面应变问题；隧道开挖前，围岩处于三维静水受压应力状态，所受静水压应力为P0，且围岩处于弹性状态。隧道开挖后，将沿隧道纵向方向主应力视为岩体中间主应力σz。隧道开挖半径处，围岩径向应力σr与切向应力σθ分别为岩体第三主应力与第一主应力。

基于Mohr-Coulomb屈服准则，采用有限差分法求解出围岩弹塑性分界处径向、切向应力(σr(1)、σθ(1))，求解表达式为

(18)

进而，将围岩塑性区划分为n层，如图13所示，采用差分方式进行求解，可得到塑性区内任意半径处ρ(i)围岩应力为

(19)

σθ(i)=Y(i)+(1-N(i))σr(i)

(20)

式中：Δρ为差分步长；i为第i环。

图13 塑性区围岩分层示意

(21)

通过上述的差分求解，可得到不同支护压力Pi条件下塑性区内任意层围岩径向、切向应力。通过应力应变关系，可得到任意层处围岩径向应变εr(i)、切向应变εθ(i)，从而可得任意层处径向位移u(n)为

(22)

u(n)=εθ(n)·R

(23)

式中：Kφ为剪胀系数。

同时，可得不同支护力Pi条件下围岩塑性区半径为

(24)

④ 合理性验证分析

为分析考虑与不考虑软岩非线性变形与强度特性对围岩应力位移计算结果的影响，基于Mohr-Coulomb屈服准则，分别采用考虑与不考虑力学参数变化两种计算方法计算不同初始地应力条件下围岩应力、塑性区范围以及洞周位移变化规律。计算结果见图14。

由图14可见，在围岩应力、位移场及塑性区计算中，若不考虑围岩剪切强度参数变化，则会高估围岩剪切强度，导致所得围岩塑性区半径比实际值偏小、围岩切向与径向应力值比实际值偏大的结果；若不考虑围岩变形参数变化，则会严重低估围岩刚度，导致所得隧道洞周位移比实际值明显偏大，造成较大计算误差。因此，在隧道周边围岩弹塑性分析计算中应充分考虑围岩力学参数变化过程，使计算过程更符合实际、计算结果更准确。

图14 计算结果

(2)围岩纵向变形曲线计算方法

针对Flac3D软岩常规计算过程中无法考虑围岩力学参数变化随围压的变化过程，基于Fish语言，通过循环遍历迭代算法将围岩力学参数变化模型嵌套进Flac3D有限差分计算过程，从而实现应力计算分析中围岩力学参数自动更新过程；进而，通过对采用数值计算所得围岩弹塑性分析结果与理论计算方法所得结果的对比分析，验证了所提出数值计算方法的正确性与精确性，见图15、图16。

图15 验证数值模型示意

图16 两种计算方法围岩应力分布对比

同时，基于大量三维数值模拟计算结果见图17，采用麦夸特法及通用全局优化法对围岩纵向变形曲线数学表达式进行拟合。拟合过程中引入了最大塑性区半径(Rmax)参数，以实现隐式考虑地应力及围岩力学参等因素的影响。

图17 数值模拟计算过程中塑性区分布

最终，给出了考虑软岩变形与强度特性的围岩纵向变形曲线计算式为

(25)

(3)支护特征曲线计算方法

隧道支护结构支护特性通常用支护结构特征曲线(SCC)表示，即支护结构所提供的支护反力与其径向位移的关系曲线。支护结构特征曲线可以反映支护结构单元材料特点(如极限荷载、极限约束反力、结构刚度、弹塑性状态等力学特征)。支护结构特征曲线见图18，以初始应力场为静水压力场条件下圆形隧道为例，在弹性阶段，支护结构力学特性具有线性特点(见图18中OA段)，其特征方程为

P=ksu

(26)

式中：P、ks、u分别为支护结构支护反力、结构刚度与径向位移。

图18 支护结构特征曲线

但当围岩压力等于支护结构所能提供的最大约束力时，支护结构(如钢拱架、锚杆等)由弹性状态进入塑性状态，支护结构发生塑性变形(见图18中AB段)。不同的支护结构塑性变形长度不同，如当支护压力到达或超过支护结构极限承载能力时，钢拱架会发生较大的塑性变形，但锚杆或喷射混凝土结构会经过很短暂的塑性变形阶段，而后发生脆性破坏。

因此，单个支护结构单元特征曲线通常表达式为

P=ksu0≤u≤umax

(27)

式中：umax为支护结构最大径向位移。

选取隧道工程初期支护常见的支护单元，如锚杆、预应力锚索、喷射混凝土及钢拱架等，根据其相关支护特性，分别给出单一支护单元和组合支护体系的特征曲线计算方法。

① 钢拱架支护单元

根据文献[38-39]研究成果，钢拱架刚度Kset为

Kset=

(28)

式中：Est为钢拱架材料弹性模量；d为钢拱架的纵向布设间距；Aset为钢拱架的横截面面积；hset为钢拱架的横截面高度；θ为钢拱架连接点夹角；Eblock为木质垫块弹性模量；bblock为木质垫块环向宽度；tblock为木质垫块径向厚度；R0为隧道半径。

当不采用木质垫块时，式(28)可以简化为

(29)

钢拱架最大支护力为

(30)

式中：Pmax，set为钢拱架最大支护力；σst，y为钢拱架材料的屈服应力。

钢拱架最大变形量Δuset,max(或称为弹性阶段产生的最大径向位移)为

(31)

式中：uset，max为钢拱架最大允许位移；uset，ini为钢拱架安装时位移。

当采用木质垫块时，式(30)可表达为

(32)

由此，钢拱架支护单元特征曲线表达式为

Pset=ksetΔuset0≤Pset≤Pset,max

(33)

式中：Pset为钢拱架支护力；Δuset为钢拱架径向变形量。

② 喷射混凝土支护单元

当喷射混凝土厚度大于4%的隧道半径时，可将喷射混凝土假设为弹性厚壁圆筒进行计算，则喷射混凝土刚度为

(34)

式中：kshot为喷射混凝土支护刚度；Econ、vcon分别为喷射混凝土弹性模量、泊松比；tshot为喷射混凝土厚度；R0为隧道半径。

喷射混凝土极限承载力Pshot，max为

(35)

式中：σcon为喷射混凝土材料单轴抗压强度。

喷射混凝土最大变形量Δushot,max(或称为弹性阶段产生的最大径向位移)为

(36)

式中：ushot，max为喷射混凝土最大允许位移；ushot，ini为喷射混凝土施作时位移。

由此，喷射混凝土支护单元特征曲线为

Pshot=kshotΔushot0≤Pshot≤Pmax,shot

(37)

式中：kshot，Pshot，Δushot分别为喷射混凝土刚度、支护反力、变形量。

③ 锚杆支护单元

根据Hoke等[38]给出的锚杆刚度计算式为

(38)

式中：kbolt为锚杆支护刚度；Sc为锚杆环向间距；Sl为锚杆纵向间距；Lbolt为锚杆长度；dbolt为锚杆直径；Est为锚杆材料弹性模量；Qbolt为锚固端受力变形常数，可按照Hoek文献取值。

锚杆最大支护力Pbolt，max为

(39)

式中：Tbf为锚杆抗拔试验中最终破坏荷载。

根据式(38)、式(39)，可得锚杆最大变形量Δubolt,max(或称为弹性阶段产生的最大径向位移)为

Δubolt,max=ubolt,max-ubolt,ini=

(40)

式中：ubolt，max为锚杆最大允许位移；ubolt，ini为锚杆施作时允许位移。

由此，锚杆支护单元特征曲线表达式为

Pbolt=kboltΔubolt0≤Pbolt≤Pmax,bolt

(41)

式中：kbolt，Pbolt，Δubolt分别为锚杆刚度、支护反力、变形量。

④ 预应力锚杆、锚索支护单元

当分析预应力锚杆或锚索支护单元时，首先需要明确预应力的施加并不会改变锚杆、锚索的刚度和最大支护力，因为其是由材料本身性质决定的。因此，预应力锚杆(锚索支护单元)的特征曲线，见图19。图19中，Ppre为施加的预应力；u0为施作点位移。

图19 预应力锚杆(锚索)支护特征曲线

由图19可知，锚杆预应力Ppre为

(42)

式中：T0为施加预应力。

预应力锚杆(锚索)最大支护力，可根据式(42)计算。预应力锚杆最大变形量Δu为

(43)

式中：umax为预应力锚杆或锚索最大允许位移；upre为预应力锚杆或锚索施作时位移。

同时，由式(43)可知，随着预应力的增大，预应力锚杆或锚索的允许最大变形量呈减小趋势。

实际隧道工程中，支护系统往往由多个支护单元组成，如锚杆+喷射混凝土共同组成隧道初期支护结构体系，称之为组合支护体系。而组合支护体系总刚度通常以各支护单元刚度并联方式计算，见图20。

图20 组合支护体系刚度示意

则组合支护结构特征曲线表达式为

(44)

Ptotal=ktotalutotal

(45)

式中：utotal为组合支护结构变形；Ptotal为组合支护结构提供的支护反力；ktoal为组合支护结构刚度。

同时，根据组合支护结构整体稳定判定原则，组合支护结构最大位移量应为各支护单元中最小位移量决定，则组合支护结构的变形量为

utotal,max=min{ushot,max;ubolt,max}

(46)

(4)隧道洞身支护结构设计方法

随着岩石力学、弹塑性理论的不断发展，隧道支护结构设计理论也随之改变，基于该理念，所形成的代表性隧道支护结构设计方法为收敛约束法或称特征曲线法，见图21。

图21 收敛约束法基本原理示意

根据所形成的差分计算方法，通过计算不同支护力Pi条件下洞周位移结果，即可绘制出考虑应力对围岩参数改变的围岩特征曲线(GRC)，隧道支护结构支护特性通常用支护结构特征曲线(SCC)表示，即支护结构所提供的支护反力与其径向位移的关系曲线，根据文献[38-39]研究成果，可以得到钢拱架、喷射混凝土、锚杆的支护刚度及极限位移。

对于隧道支护结构安全性的评价，应主要考虑两个方面：一是支护结构承载能力方面：要求作用于支护结构上的荷载不能超过支护结构极限承载能力，且具有一定的安全储备，即支护结构承载力控制；二是围岩与支护结构不能出现较大变形，即为变形控制。因此，对于隧道支护结构安全性评价，相应地，采用两个指标进行评价与判定。

① 支护结构承载力控制通常采用安全系数作为评价指标，其定义为隧道支护结构所能提供的最大抗力与支护结构所受到荷载之比。围岩特征曲线与隧道支护结构特征曲线相交于D点(uequ，Pequ)，此时围岩与支护结构达到平衡状态，交点处纵坐标Pequ即为支护结构所受的荷载量值。同时，支护结构所能提供的最大抗力为Pcon，lim(R点),安全系数定义为

(47)

② 围岩变形控制采用隧道洞周极限位移量作为控制指标。由图21可知，D点为围岩与支护结构平衡点，其横坐标uequ为围岩与支护结构协同变形后的最终洞周位移，而uequ位移是由掌子面前期位移与隧道开挖后产生位移共同组成。在实际隧道工程建设中，主要控制隧道开挖后洞周位移变化，隧道开挖后洞周位移utunnel为

utunnel=uequ-u0

(48)

式中：ulimit可根据体隧道预留变形量进行确定，或根据Q/CR 9218—2015《铁路隧道监控量测技术规程》[40]查表得到。

(5)算例分析

以Ⅳ级围岩为例，隧道半径为7.5 m，原岩应力为27.5 MPa，主要支护参数为R32N自进式锚杆，L=4.5 m，间距为1.2 m×1.0 m；喷射混凝土为33 cm，厚C30早高强喷射混凝土[41]。

首先基于不同围压条件下炭质板岩岩样的三轴压缩试验数据，可得围岩力学参数变化模型，从而得出围岩特征曲线及掌子面先行位移，进而确定洞身支护时机，计算得到掌子面先行位移为10.22 cm，见图22。

图22 围岩特征曲线

然后计算得到初期支护体系的极限承载力及位移。如锚杆支护单元刚度kbolt=12.0 MPa/m，锚杆极限位移umax，bolt=1.36 cm，锚杆极限承载力Pmax，bolt=0.163 MPa，喷射混凝土支护单元刚度kshot=339 MPa/m，极限位移umax，set=0.366 cm，极限承载力Pmax，set=1.24 MPa。假定两种支护单元在初期支护成环位置形成组合支护体系，则组合支护体系刚度ktotal=419 MPa/m,极限位移umax，total=0.366 cm，极限承载力Pmax，total=1.53 MPa。最后结合现场试验数据，通过稳定性判定方法对初期支护体系支护结构的安全性进行判断，若不符合安全性控制基准，则需重新调整参数，并进行安全性分析。

3.1.4 高原铁路高地应力软岩隧道支护参数安全性分析

本节采用提出的高地应力软岩大变形隧道支护结构设计方法对高原铁路大变形隧道初步设计参数进行安全性分析，支护参数见表5。其中，计算中涉及到的隧道断面几何参数均来自于高原铁路隧道初步设计原则中。

高地应力大变形隧道安全性分析结果见表6，检算结果表明，设计原则所给出的大变形隧道支护参数均满足安全性要求，结构处于安全状态，并具有一定的安全储备。其中，计算时隧道非圆形断面形式按等效面积法将其转化成圆形进行分析。为了偏于安全性考虑，不同部位处设计参数不同时，取最不利参数值进行计算。

续表5 单线、双线隧道及辅助坑道大变形支护参数(预设计)

表6 单线、双向隧道及辅助坑道大变形安全性分析

3.2 高原铁路高地应力硬岩隧道主动支护设计方法

3.2.1 设计理念

隧道开挖导致洞周围岩应力重分布，径向应力消失、切向应力逐渐增大，诱发洞周围岩产生表面张应力、进而发生剪切破坏，弹性势能转为动能，形成岩爆。由此可知，岩爆的形成与洞周围岩应力状态(地应力、洞室状态)、围岩属性(储存弹性势能)相关，故对于岩爆的控制，可从改善围岩应力状态、调整围岩属性两方面分析。其设计基本理念与软岩大变形设计理念较为相似，均可通过主动改善围岩的应力状态来控制。进而总结，岩爆隧道控制核心思想为：利用支护主动提供径向力，改善洞周围岩应力状态，为防止因支护滞后所致岩爆发生，强调支护力及时性。

3.2.2 设计原则

作用在支护结构上的冲击荷载计算包括三部分，分别是释放能量的大小、爆块块体大小与速度和作用在支护结构上的荷载。

首先，通过能量分析，明确岩体中存储的应变能的大小，以及在其所释放的能量中，有多少能够转化成爆块动能。在发生岩爆时，储存在岩体中的应变能转化过程见图23。

图23 能量转化过程

其次，确定爆块块体大小与速度。通过对已有岩爆工程的发生特征进行调研，可以得到不同等级岩爆的爆块形态及块体大小等特征。在爆块的动能已知的前提下，采用动能计算公式，进而可以求得爆块的速度。

最后，在获得爆块块体大小和爆块速度这两个关键参数之后，就可以采用结构力学的方法计算作用在支护结构上的荷载大小。

除了因岩爆发生等级不同而使得爆块的大小和速度不同以外，作用在支护结构上的荷载大小，还与支护结构的刚度有关。即使是同一大小块体以同样的速度作用在支护结构上，支护结构的刚度不同，其承受荷载和发生变形的大小也不相同。支护结构刚度较大时，其在爆块冲击下发生的变形就小，承受的冲击荷载就大；支护结构刚度较小时，其在爆块冲击下发生的变形就大，承受的冲击荷载就小。在支护还未施作的情况下发生岩爆，虽然爆块以一定速度弹射，但因为支护结构不存在，因此也就没有荷载作用在支护结构上。

通过以上分析可以看出，作用在支护结构上的冲击荷载并不是确定的。在实际工程中，可以先类比相似工程确定支护结构的类型和参数，据此计算出作用在支护结构上的冲击荷载。通过荷载-结构法确定支护结构的安全系数，从而对其安全性有一个定量判断。对安全系数不满足规范要求的或者虽满足要求但安全储备较小的支护结构，可以对其支护参数进行调整，根据调整后的支护参数再进行上述计算，直到满足工程的安全需要，设计过程见图24。

图24 设计流程

3.2.3 设计方法

3.2.3.1 冲击荷载计算方法

(1)爆块动能

通过上述对岩石破坏过程能量变化过程的分析可知，储存在岩体中的能量并不会完全以动能释放，有一部分能量会以热能和表面能的形式耗散。不同的学者分别推导了耗散能量的计算公式，但计算公式中参数较多，且计算复杂，实际工程中难以取得。本文不考虑除动能以外的其他能量，而把重点放在岩体积蓄的应变能中有多少能够转化为动能，并以岩爆的方式释放出来。

释放动能大小的计算包括两个过程，首先是外力做功，将能量蓄积在岩体内，在这个过程中，会有一部分能量用来拓展劣化围岩间的裂隙，在达到临界条件时才会发生岩爆，在释放能量的过程中，该部分能量不会再被释放，即围岩所包含的应变能包括弹性应变能和塑性应变能；另一个过程是岩爆发生时，有部分能量以声波能和热能等形式释放，而不是全部以动能释放。下面针对这两个过程分别分析，最终确定岩爆发生时所能释放的动能。

第一个过程的能量释放率可采用试验的方式确定，岩爆倾向性指数Wet(也称弹性能量指数)为

Wet=ΦSP/ΦST

(49)

式中：ΦSP为卸载所释放的弹性应变能；ΦST为耗损的弹性应变能。

岩爆倾向性指数测试曲线见图25。

图25 Wet测试曲线

文献[42]给出的不同等级岩爆对应的岩爆倾向性指数Wet值为：Wet≥5.0，严重岩爆；2.0≤Wet<5.0，中、低烈度岩爆；Wet<2.0，不产生岩爆。

根据不同等级岩爆选取不同的Wet值，据此可计算出弹性应变能占岩体所蕴含所有应变能的比例。当有条件进行试验时，应取具体隧道工程现场围岩，进行岩石单轴抗压强度试验，得到岩爆倾向性指数值，继而确定该围岩条件弹性应变能占比。第二个过程中释放的所有弹性应变能中动能所占的比例，岩石剪切破坏过程释放的各种能量中动能所占的比例和内摩擦角之间的关系，见图26。

图26 释放动能占比与内摩擦角关系

由图26可知，释放的能量中动能所占的比例以内摩擦角45°为最小，只占30%。随着内摩擦角向0°和90°靠近，动能所占比例逐渐增加，直至增到最大值60°。在已知内摩擦角大小的情况下，可按照图26取值。在缺少数据时，可按照最不利情况取值为60°。

(2)爆块大小和速度

文献[43]给出了不同类型岩爆的岩爆体特征，剥落型岩爆的岩爆体一般为贝壳状或片状，轻微弹射型岩爆为细长的椭圆片体，爆裂型岩爆岩体多为块体。一般来说，轻微、中等岩爆以剥落为主，强烈和极强岩爆以弹射为主。剥落型岩爆有时会发生几次剥落，只统计单次岩爆体特征并不能完整反应整个过程。同时，也可将剥落理解为弹射，只是弹射速度较小。而弹射型岩爆弹出的块体并不完整，一次从同一个爆坑中会有不止一块爆块弹射出来，并且有的块体落地后会碎裂为几块。综合考虑，从爆坑的角度分析计算爆块大小会更合理，而爆坑以V型最为常见。

TB 10003—2016《铁路隧道设计规范》[29]给出了不同等级岩爆下的影响深度，见表7 。

表7 岩爆影响深度

选取不同岩爆等级的影响深度，爆块大小按方锥计算，即可得到爆块体积。岩爆主要发生在花岗岩、石灰岩、大理岩、片麻岩等硬岩中，上述几种岩体的密度相差不大，可统一按照2.75 t/m3取值。密度乘以体积即得爆块质量。最后计算得到的爆块质量见表8。

表8 爆块质量

计算得到的爆块速度见表9 。

表9 爆块速度

陶振宇等[44]认为岩爆石块的速度在0.29～12.6 m/s 之间[45-47]，与计算结果基本符合。

(3)动荷因数

(50)

式中：m为爆块质量；v为爆块冲击速度；F为最大冲击力；Δ为受冲击部位的最大挠度，m。

根据结构力学内容进行计算，可知F和Δ关系为

(51)

式中：E为支护结构弹性模量；I为截面抗弯系数。

联立式(51)、式(52)，可得

(52)

式中：Δst为自重引起的挠度，计算式为

(53)

将受冲击部位的最大挠度Δ与自重引起的挠度Δst做比，即可得到动荷因数为

(54)

式中：K为动荷因数；v为爆块冲击速度，m/s；g为重力加速度，m/s2。

由式(54)可知，作用在支护结构上的冲击荷载动荷因数与支护结构的刚度有关。因此，采用的支护参数不同，作用在支护结构上的冲击荷载大小也不同。

(4)冲击荷载大小

将爆块自重扩大动荷因数所作用的倍数，以均布荷载的形式作用在结构上，即冲击荷载为

(55)

式中：a为爆块边长，m。

3.2.3.2 冲击荷载位置确定

文献[48]指出，硬岩隧道拱顶和拱底附近由于压应力集中最为明显，故其最有可能发生岩爆。同时考虑重力的作用，则拱顶比拱底发生岩爆的概率更高。文献[48]对现场的岩爆发生部位的统计也验证了这一结论。通过以上分析，将冲击荷载作用部位设置在拱顶，作用范围为拱顶两侧爆块边长的一半。

岩爆隧道安全系数检算采用荷载-结构计算模型，荷载施加时，先施加按照TB 10003—2016《铁路隧道设计规范》[29]计算得到的围岩压力，再施加上节计算得到的冲击荷载，冲击荷载作用部位为拱顶，作用范围为拱顶两侧爆块边长的一半。荷载施加示意图见图27。

图27 岩爆隧道荷载施加示意

3.2.3.3 算例分析

选取典型二郎山(巴玉)隧道岩爆段，采用上述冲击荷载计算方法，建立荷载-结构模型，并对其安全性进行验证。

二郎山隧道为单洞双线隧道，施工过程中，岩爆多动频繁。在平导K261+820—K261+940之间120 m的长度内，发生延续性爆裂剥落掉块现象极为严重，并有轻微弹射现象发生，岩爆影响深度1 m左右，属于中等岩爆。该段埋深430～480 m，地应力15～20 MPa，Ⅲ级围岩，岩性为灰岩及泥灰岩夹层、砂质泥岩[49]。

该段施工初期首先掘进至该洞段时，对出现的岩爆现象施工单位未引起重视，也未采取有效的防治措施。开挖掘进至K261+909时，发生较严重岩爆活动，中断施工。后调整施工方法，采用如下参数：①12 cm厚C20混凝土；② 22系统砂浆锚杆，长度为2～2.5 m，间距100 cm，梅花形布置，加垫板；③ 8 cm钢筋网，间距20 cm×20 cm。并取得较好的防治效果。

采用上述冲击荷载计算方法，可得爆块速度2.37 m/s，最大爆块体积0.33 m3，符合现场描述。采用调整后的参数，可计算得岩爆冲击荷载31.93 kPa。

采用Ansys进行数值模拟，建立模型见图28。

图28 Ansys数值计算模型

计算可得其安全系数为2.89，为受拉控制，高于规范2.7的安全系数控制基准，符合现场取得较好防治效果的描述。

在采用上述荷载计算时，应注意：①上述计算中的地应力大小是假设的，在实际工程中如有确定地应力大小，应采用实际工程确定值。②上述计算只是对作用在支护结构上的冲击荷载进行了初步研究，研究中只考虑了支护结构作用，对围岩洒水、应力解除等辅助措施未进行充分考虑。

通过以上分析，可知该研究仍有一定不足，但鉴于目前国内仍未有岩爆隧道的荷载-结构模型，其仍具有为复杂艰险山区铁路岩爆隧道的设计提供一定参考的价值。

3.2.4 高原铁路高地应力硬岩隧道支护参数安全性分析

采用所提出的岩爆隧道支护结构设计方法对高原铁路岩爆隧道初步设计参数进行安全性分析，支护参数见表10，其中钢纤维喷混凝土抗拉强度分别考虑提高0%、30%、60%、80%，结构验算方法、指标及控制标准按TB 10003—2016《铁路隧道设计规范》[29]进行选取。

表10 单线、双线钻爆法及辅助抗道岩爆地段支护参数

其中，辅助坑道单双车道中轻微和中等岩爆采用素喷混凝土，其安全系数判定标准受压控制为1.8，受拉控制为2.7。其余工况均包含钢纤维喷射混凝土或钢架，按钢筋混凝土结构处理，其安全系数判定标准受压控制为1.53，受拉控制为1.8。岩爆段隧道安全系数检算结果见表11 ，由表11可知，设计原则所给出的岩爆隧道支护参数能满足隧规最小安全系数的要求，结构处于安全状态，并具有一定的安全储备。

4 高原铁路隧道主动支护体系与大型机械化施工适配分析

4.1 大型机械化安全施工适配分析

高原铁路高能地质环境下隧道的修建安全问题尤为突出，本文主要针对高地应力软岩大变形隧道和高地应力硬岩岩爆隧道设计及施工问题展开分析，其中相较于软岩大变形隧道，岩爆隧道施工安全性问题更为明显，故本节将结合大型机械化配置对岩爆隧道的施工安全性影响进行分析。

现有资料显示，轻微的岩爆仅剥落岩片，无弹射现象，影响深度小于0.5 m，可能造成个别施工人员轻伤，机械设备局部易损部位损坏，经局部排险、支护后即可恢复正常施工，总体而言对人员安全及施工影响较小。

中等岩爆，爆裂、剥离现象较严重，有少量弹射，影响深度0.5～1.0 m，对施工人员安全造成一定威胁，且会造成小型机械设备被砸坏、锚杆钻机受损等，对工序影响较大。

强烈岩爆大片爆裂脱落，出现强烈弹射，影响深度1～3 m，可能造成多人重伤或死亡，对施工人员安全及心理造成严重影响，且易造成施工台架砸坏、机械设备驾驶室变形、机械设备作业臂砸断等大型设备设施的暴露部位损害，对工序影响大，且有可能造成停工。

极强岩爆为岩爆最高等级，围岩大片严重爆裂，大块岩片出现剧烈弹射，影响深度大于3 m，极可能造成多人重伤或死亡，对施工人员安全及心理造成严重影响，严重影响施工工程。

由此可见，对施工危害较大的岩爆为中等及以上岩爆，特别是强烈、极强岩爆释放弹性能大、破坏力强，且具有时滞性特点，岩爆待避时间、防控措施作时机不易掌握，防控难度大，极易对作业面停留的大量施工装备和人员产生伤害。

考虑到中等、强烈、极强烈岩爆隧道施工安全风险高，为保障施工人员生命安全，减少岩爆对工程进度影响，对于中等及以上岩爆工区有必要采用机械化配套施工，其必要性主要体现在以下两个方面：

(1)减少作业人员，提高安全保障

岩爆的发生具有突发性、随机性，岩爆隧道设计以保障安全为重点，为确保隧道岩爆段施工安全，制定了“预警先行、主动控制、多机少人、保证安全”的原则，采用加装防爆措施的大型机械化配套可以有效减少掌子面施工人员数量，同时为设备操作人员提供防护罩，大大减少了暴露在岩爆危险区域的风险。

(2)实现快速支护，加快施工作业时间

总结国内外岩爆隧道岩爆发生时间，即时型岩爆一般多发生在隧道开挖后6 h以内。因此岩爆隧道初支施作需快速进行，采用大型机械化施工较基本机械化施工更加高效，可快速施作喷锚支护，实现尽早对岩面的防护，从而达到保护人员机械设备的目的。

4.2 大型机械化快速施工适配分析

近年来，随着我国高速铁路的发展，高速铁路隧道施工技术也得到了较大提升，大型机械化施工已在实践中取得了较好的应用效果。而由于隧道围岩的不确定性和复杂性，加之高原铁路隧道工程不良地质问题突出，施工时间对保证隧道稳定性的重要影响作用，实践证明大型机械化施工可有效提高隧道施工进度，见图29，故大型机械化施工对于高原铁路高能地质环境隧道的安全修建具有重要的意义。且支护体系施工安全质量的保证是隧道长期稳定的关键，为保证设计方法的成果应用，故需对支护结构的施作质量提出相关要求。

图29 人工施工和机械化施工时效对比分析

围岩参数与洞周变形关系曲线见图30，围岩塑性去随支护力变化见图31，不同支护刚度下围岩塑性区变化见图32，由图30～图32可知，围岩力学参数的降低、有效支护力的减小，是导致围岩变形的主要原因。经分析，影响围岩力学参数的主要因素可分为施工扰动、围岩变形、约束条件三方面。影响有效支护力提供的因素可概括为两快，即施作快、起效快。施工扰动问题及支护结构的施作速度均可通过机械化、大断面施工方法进行缓减；围岩变形、约束条件、有效支护力的提供问题则可通过早高强喷射混凝土、预应力锚杆(索)等措施进行控制。由此，进一步说明了大型机械化施工、高性能主动支护构件施作对于保证隧道稳定性的重要性。故隧道施工过程中应对高性能主动支护构件施作的合理性及质量的保证予以高度重视。

图30 围岩参数与洞周变形关系曲线

图31 围岩塑性区随支护力变化示意(P1>P2>P3)

图32 不同支护刚度下围岩塑性区变化

图33 机械化施工机械及质量信息评价系统

4.3 大型机械化施工设备选型原则

(1)少内燃多电力原则

高原铁路海拔高，地质环境恶劣。多配置电力设备，少采用内燃设备，洞内外配备增氧加强通风的设备。

(2)能力匹配原则

① 作业线配套能力顺序由大到小为：运输能力、装渣能力、开挖能力、施组能力。

② 设备外形尺寸应与施工空间相适应，既要考虑围岩较好时的全断面法，又要兼顾地质较差时的应变方法，同一施工作业面，尽量采用一种机械化配套方案。

③采用同一厂家出产的同类机械的设备，方便维修、配件供应和通用互换，确保机械使用率。

结合高原铁路隧道高原低氧自然环境及复杂地质环境特征，钻爆法机械化快速施工设备选型按“快速施工，以机代人”的原则，选择能适应高原低氧环境下设备，并满足复杂地质环境对设备性能的需求。

4.4 大型机械化施工配套方案研究

大型机械化配套的目的是提高隧道施工工效，保证施工质量，改善作业条件，减少作业人员，有效探测和控制隧道施工风险，减小工期压力。本节结合高原铁路钻爆法隧道施工环境因素，对机械化配套模式进行分析。

(1)大型机械化配套原则

① 分级配置原则；② 少人化原则；③ 保证施工质量和安全必配原则；④ 减轻劳动强度和有利提高功效原则。

(2)大型机械化配套方案

① 高度机械化配套方案

高度机械化配套配置超长距离取芯钻机(千米级)；开挖作业线配置三臂凿岩台车，混装炸药设备两台；大坡度长斜井工区采用皮带运输系统出渣提升出渣效率，独头掘进大于3 km的工区配置进一步试验研究采用集装箱式出渣系统；配备除尘净化设备以改善洞内环境。支护作业线配置两臂湿喷机械手、钢拱架拼装机、锚杆钻注一体机、高压注浆等设备。后续作业线配置自行式仰拱栈桥、防水板自动铺设台车、智能化模板台车、养护作业台车、沟槽台车等设备。

② 中度机械化配套方案

中度机械化配置与高度机械化配置差别在于超前地质预报作业线配置多功能钻机；开挖作业线配置两台三臂凿岩台车；装运作业线减少了集装箱出渣系统和皮带运输系统：支护作业线配置单臂湿喷机械手；其余配置与高度配置相同。

③ 基本机械化配套方案

与高度和中度配置不同，基本配置在常规隧道施工设备配置基础上增加除尘净化设备改善作业环境；增加锚杆钻注一体机保证锚杆施工质量；增加单臂湿喷机械于保证喷混质量和效率。为保证衬砌及防水施工质量增加衬砌智能化模板台车、沟槽台车等低投入机械化设备。

4.5 大型机械化施工智能信息化管理方法

为实现大断面隧道机械化施工的过程化、精细化管理，保障施工安全、质量，提高施工效率，需在大型机械化施工基础上建立一套完善的施工信息化管理方法。

以郑万高铁湖北段隧道为例，武九铁路公司以轻量化BIM为载体，搭建了隧道信息化管理平台，实现了大断面隧道机械化施工的空间属性、过程信息、人员材料装备等生产要素的数字化与标准化管理，将施工质量、进度、变更设计、安全风险、质量信用评价、甲供物资管理、验工计价等各管理环节流程化、平台化，并对轻量化BIM、报表、统计图表等管理结果进行可视化和共享化，见图34。

图34 隧道信息化管理平台

随着隧道机械化、信息化建造技术的日益成熟，融入大数据、云计算、物联网、移动互联网、人工智能等新一代信息技术便催生出当今世界隧道发展新方向—智能化建造技术，大断面隧道智能化建造总体构架见图35。

图35 大断面隧道智能化建造总体构架图

5 结论

本文基于现有研究成果，系统梳理了我国铁路隧道设计理论与设计方法的发展历程，同时针对高能地质环境隧道的研究进展进行了分析。最后，结合高原铁路极其复杂的地质条件，提出了高能地质环境下隧道的设计理念及设计方法，并通过理论分析、数值计算等方法，推导建立了高能环境下隧道主动支护体系设计计算模型，主要结论如下：

(1)通过对现有工程经验的分析总结，提出了高地应力软岩隧道变形主动控制设计理念及设计原则，即全变形控制原则，以掌子面为界限，可分为掌子面超前变形控制及洞身收敛变形控制。

(2)利用空腔球模型，基于Mohr-Coulomb准则，推导建立了深埋隧道掌子面挤出变形解析解，并提出了高地应力软岩隧道超前支护(掌子面注浆、掌子面锚杆)设计方法。

(3)基于Mohr-Coulomb屈服准则，采用弹性力学、塑性增量理论与有限差分原理，考虑软岩非线性变形与强度特性的力学参数变化模型，推导出考虑软岩非线性变形与强度特性的围岩应力、位移有限差分解析解。并采用收敛约束法，建立了洞身支护结构设计方法。

(4)基于能量法推导了岩爆隧道的冲击荷载计算方法，同时组合松散荷载，给出了岩爆隧道的荷载计算模型，并根据川藏公路二郎山隧道平导段工程实例验算了其合理性。

(5)围岩力学参数的降低、有效支护力的减小是导致围岩变形的主要原因，而大型机械化的应用，高性能支护的施作(早高强喷射混凝土、预应力锚杆(索))是控制变形的有效手段，故提出了对大型机械化隧道施工过程中高性能支护构件施作合理性及质量保证的要求。