高地应力软弱围岩隧道大变形控制施工方法

摘要

本发明公开了一种高地应力软弱围岩隧道大变形控制施工方法，沿隧道纵向延伸方向由后向前分多个节段对所施工软弱围岩隧道进行施工，包括步骤：一、岩体强度与围岩内部最大地应力测试；二、围岩的挤压型大变形等级确定；三、初期支护方案确定；四、隧道开挖及初期支护施工；五、隧道纵向加固结构施工；六、隧道二次衬砌施工；七、下一节段施工：按照步骤一至步骤六中所述的方法，对下一节段进行施工；八、多次重复步骤七，直至完成所施工软弱围岩隧道的全部施工过程。本发明方法步骤简单、设计合理且施工方便、使用效果好，能简便、快速完成高地应力软弱围岩隧道的隧道施工过程且施工过程安全、可靠，能对软岩大变形进行有效控制。

说明书

技术领域

本发明属于隧道施工技术领域，尤其是涉及一种高地应力软弱围岩隧道大变形控制 施工方法。

背景技术

隧道开挖势必引发围岩原始应力的重新分布，整个围岩应力重分布的力学行为可 以概化为如下过程：经“平衡”、“松弛”与“松散、坍塌”三个阶段后，达到新的 平衡。“松弛”和“松散”在描述应力重分布过程是两个完全不同的概念，在这两个 过程中围岩荷载的表现形式也是不同的。“松弛”阶段产生的荷载被称为“形变压力”， 此时围岩应力水平的降低与围岩变形共存，从岩体力学角度分析，该阶段的围岩仍可 认为处于连续介质或似连续介质的性态；“松散、坍塌”阶段产生的荷载被称为“松 散压力”，它是在围岩变形增长到一定程度后，岩块与原岩分离而导致的坍塌或岩块 的自重应力对支护产生作用。

国内外学者曾对软岩隧道(也称为软弱围岩隧道)施工后产生大变形的类型进行 过系统的研究，并从不同的角度对大变形的类型进行分类，下面对大变形隧道按其变 形机理的分类进行说明。软岩大变形隧道按其变形机理可分为松散型、膨胀型和挤压 型三个类型，诱发这三种类型的隧道大变形的前提条件相差较大，大变形发生后表现 出来的变形特征也是各不相同的。

其中，松散型大变形出现在硬岩(包括岩块强度Rc＞30MPa的破碎岩体、层状岩 体和块状岩体等)隧道和低地应力的浅埋隧道中，围岩松弛过程较短，前期变形量较 小，在没能及时提供足够的支护反力时，围岩变形发展到一定程度后便会松散或坍塌， 由此产生的围岩松散压力直接作用在支护结构上，在变形时态曲线呈现向上反弯或 “跳跃”的性态。

膨胀型大变形隧道的变形机理简单的说就是软岩内的膨胀性矿物成分在水或者 力的作用下体积增大，不断侵入隧道净空的现象。当在含膨胀性矿物的地层中开挖隧 道时，岩石遇水或吸湿之后产生膨胀，其量值可能远大于岩石的弹塑性及碎胀变形量 之和，由此产生的膨胀性变形压力成为诱发软岩隧道支护破坏的一个重要原因。隧道 开挖后，围岩遇水作用会发生物理化学反应，引起体积膨胀和力学性能的变化，在隧 道周边围岩形成了遇水膨胀区和稳定区两个不同的区域。遇水膨胀区围岩的天然裂隙 结构、应力调整引起的围岩裂隙为软岩及膨胀性矿物提供了吸水通道，加剧了围岩的 膨胀变形，最终产生大变形，导致隧道结构体的破坏。

“挤压型大变形”发生于围岩松弛阶段，其变形机理与“松散型大变形”和“膨 胀型大变形”相差较大，并且变形过程极为复杂，国内外大量的专家与学者对这一课 题进行了大量的研究，但挤压型软岩大变形隧道的修建仍是世界性难题。

其中，具有高应力背景的软弱围岩变形称为“挤压型”变形，即高应力条件的软 弱围岩变形为挤压型大变形。

国际岩石力学学会(简称ISRM)“隧道挤压性岩石专业委员会”对围岩挤压性作 了如下定义：“挤压型”是指围岩具有时效的大变形；其变形具有明显的优势部位和 方向，可发生在施工阶段，也可能会延续较长时间。变形的本质是岩体内的剪应力超 限而引起的剪切蠕动，这些变形主要可以归纳为以下几种特点：第一、变形的速度快； 第二、变形量大；第三、变形持续的时间长；第四、变形有明显的优势部位和方向。 目前，挤压型大变形隧道比较认可的破坏机理有如下三种：完全剪切破坏、弯曲破坏 和剪力及滑动张裂破坏。

软岩(即软弱围岩)发生塑性变形的概率非常高，常引起隧道的净空变小，影响 正常的隧道施工和使用。由于软弱围岩本身的地质性质结构松散，并且稳定性极差， 这就决定了它在隧道建设中必然会产生一定程度的变形。由于软弱围岩稳定性较差的 原因，在隧道开挖后，使原有的地应力平衡遭到了破坏，从而导致围岩发生变形。在 施工的过程中，如果选用的方法不当，不但会引起工程建设初期支护结构的变形，甚 至会引起隧道的塌方等安全事故。

围岩变形是隧道设计的基本准则之一，也是评价隧道围岩稳定性的重要指标。在 较高地应力(＞25MPa)水平下发生显著变形的中、高强工程岩体称为高地应力软岩 (highstressedsoftrock，简称H型)。隧道开挖后的高地应力软岩隧道大变形大 致经历三个阶段：a.弹性变形阶段；b.弹性变形和塑行变形共存阶段；c.以蠕变为主， 蠕变、塑性变形共存，同时伴随围岩损伤、断裂、挤出及膨胀耦合作用阶段，大量研 究表明软弱围岩以塑性变形和蠕变变形为主。

为充分发挥围岩自承作用，容许初期支护和围岩有一定的变形，而将设计开挖线 作适当扩大的预留量，称之为隧道预留变形量。预留变形量是指从隧道初期支护施工 开始，到隧道周边位移基本稳定时，周边位移的累计值。

由于软岩具有显著流变性、围岩强度低的特点，同时高地应力作用下，上述特点 更加明显，从而使隧道变形量极大、变形发展快。一旦施工控制不当或预留变形量不 够，极易发生支护开裂、侵限问题。因此确定高地应力软岩隧道的预留变形量就尤其 重要，同时也是极其困难的。

对铁路而言，隧道开挖施工主要考虑预留变形量、施工误差和允许超挖，施工误 差和允许超挖一般基于施工单位经验确定取值范围；隧道预留变形量的确定则相对复 杂。目前对于高地应力与极高地应力条件下的软岩大变形隧道，没有成熟的理论成果 来确定隧道预留变形量，而采用工程类比法时，该类隧道地质条件极其复杂，围岩性 质千差万别，地应力条件不同，导致难以取得理想效果。

目前国内外隧道工程中，所遇到的大变形不良地质问题较多，为了解决大变形给 隧道施工带来的问题和确保围岩稳定及作业安全，各国针对大变形工程现象进行了许 多实验性的和工程性的研究，并在工程施工过程中采取了许多措施。根据国内外隧道 施工的实践，在挤压性围岩、膨胀性围岩、断层破碎带、高地应力条件下的软弱围岩 中进行隧道施工会发生大变形现象。大变形隧道的共同的特点是：断面缩小、拱腰开 裂、基脚下沉、基底鼓起等。变形初期不仅变形的绝对值比较大，而且位移速度也很 大，如不加控制或控制不当时，就会造成不可预计的后果。

经分析发现，高地应力引起的软岩大变形隧道施工的特点及难点主要体现在以下 四个方面：

第一、开挖后围岩应力巨大，对支护体系的强度、刚度要求极高；支护体系弱了， 被围堰应力短时间内挤压破坏，变形侵限，带来拆换重做的结果，安全风险极高；

第二、初期支护形成空间联合受力体系，包括周边围岩预加固、支撑体系和锚固 体系；

第三、变形量大、发展迅速且持续不收敛，施作完的支护体系，因变形量控制不 好造成侵限的情况非常普遍；

第四、开挖预留变形量无法科学准确预测，留大了加大隧道开挖断面，不仅不利 于围岩稳定，而且因变形达不到造成严重浪费；留小了，若变形超量侵限，造成拆换 安全风险和浪费。

发明内容

本发明所要解决的技术问题在于针对上述现有技术中的不足，提供一种高地应力 软弱围岩隧道大变形控制施工方法，其方法步骤简单、设计合理且施工方便、使用效 果好，能简便、快速完成高地应力软弱围岩隧道的隧道施工过程且施工过程安全、可 靠，能对软岩大变形进行有效控制。

为解决上述技术问题，本发明采用的技术方案是：一种高地应力软弱围岩隧道大变 形控制施工方法，其特征在于该方法包括以下步骤：沿隧道纵向延伸方向，由后向前 分多个节段对所施工软弱围岩隧道进行施工；多个所述节段的施工方法均相同；对所 施工软弱围岩隧道中任一节段进行施工时，包括以下步骤：

步骤一、岩体强度与围岩内部最大地应力测试：对当前所施工节段进行开挖施工 之前，对当前所施工节段围岩的岩体强度Rb和围岩内部的最大地应力σ_max分别进行测 试；

步骤二、围岩的挤压型大变形等级确定：根据步骤一中测试得出的岩体强度Rb和 最大地应力σ_max，计算得出当前所施工节段围岩的强度应力比再根据计算得出 的强度应力比对当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级进行确定；所述挤压 型大变形等级包括四个等级，且四个等级由低至高分别为无大变形、轻微大变形、中 等大变形和严重大变形；

对当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级进行确定时，当时，说明 当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级为无大变形；当时，说明 当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级为轻微大变形；当时，说 明当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级为中等大变形；当时，说明当 前所施工节段围岩的挤压型大变形等级为严重大变形；

步骤三、初期支护方案确定：根据步骤二中所确定的当前所施工节段围岩的挤压 型大变形等级，对当前所施工节段的初期支护方案进行确定；其，当当前所施工节段 围岩的挤压型大变形等级为无大变形或轻微大变形时，所采用的初期支护方案为型钢 钢架支护方案；当当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级为中等大变形或严重大变 形时，所采用的初期支护方案为格栅钢架与套拱联合支护方案；

步骤四、隧道开挖及初期支护施工：沿隧道纵向延伸方向，由后向前对当前所施 工节段进行开挖施工；开挖施工过程中，根据步骤三中所确定的当前所施工节段的初 期支护方案，由后向前对开挖形成的隧道洞进行初期支护，并获得隧道初期支护体系；

其中，当步骤三中所确定的初期支护方案为型钢钢架支护方案时，所获得的隧道 初期支护体系为型钢钢架支护体系；所述型钢钢架支护体系包括多榀对隧道洞进行支 护的型钢钢架，多榀所述型钢钢架的结构均相同且其沿隧道纵向延伸方向由后向前进 行布设；多榀所述型钢钢架呈均匀布设；

当步骤三中所确定的初期支护方案为格栅钢架与套拱联合支护方案时，所获得的 隧道初期支护体系为格栅钢架与套拱联合支护体系；所述格栅钢架与套拱联合支护体 系包括多榀对隧道洞进行支护的格栅钢架和多榀对隧道洞的拱墙进行支护的型钢套 拱，多榀所述格栅钢架的结构均相同且其沿隧道纵向延伸方向由后向前进行布设，多 榀所述型钢套拱的结构均相同且其沿隧道纵向延伸方向由后向前进行布设；多榀所述 格栅钢架呈均匀布设，且多榀所述型钢套拱呈均匀布设，前后相邻两榀所述型钢套拱 之间的间距为前后相邻两榀所述格栅钢架之间间距的M倍，其中M为正整数且M＝1、2 或3；

步骤五、隧道纵向加固结构施工：步骤四中由后向前对开挖形成的隧道洞进行初 期支护过程中，还需沿隧道纵向延伸方向由后向前对隧道纵向加固结构进行施工；

所述隧道纵向加固结构包括多道沿隧洞纵向延伸方向布设的纵向加固梁，多道所 述纵向加固梁沿当前所施工节段的拱墙开挖轮廓线由左至右进行布设；所述纵向加固 梁为型钢，且每道所述纵向加固梁均由多个纵向加固梁节段由后向前拼接而成；

当隧道初期支护体系为所述型钢钢架支护体系时，每道所述纵向加固梁均与多榀 所述型钢钢架紧固连接，且多榀所述型钢钢架通过多道所述纵向加固梁紧固连接为一 体；

当隧道初期支护体系为所述格栅钢架与套拱联合支护体系时，每道所述纵向加固 梁均与多榀所述格栅钢架紧固连接，且多榀所述格栅钢架通过多道所述纵向加固梁紧 固连接为一体；

步骤六、隧道二次衬砌施工：步骤五中由后向前对隧道纵向加固结构进行施工过 程中，沿隧道纵向延伸方向由后向前对隧道洞进行二次衬砌施工，并获得施工成型的 隧道二次衬砌结构；所述隧道二次衬砌结构位于隧道初期支护体系内侧且其为钢筋混 凝土衬砌；

步骤七、下一节段施工：按照步骤一至步骤六中所述的方法，对所施工软弱围岩 隧道的下一节段进行施工；

并且，下一节段的所述隧道纵向加固结构与位于其后侧的上一节段的所述隧道纵 向加固结构进行紧固连接；

步骤八、多次重复步骤七，直至完成所施工软弱围岩隧道的全部施工过程。

上述高地应力软弱围岩隧道大变形控制施工方法，其特征是：步骤一中对当前所 施工节段围岩的岩体强度Rb进行测试时，通过对现场所取岩样进行室内试验，测试 得出当前所施工节段的围岩基本力学参数，并根据测试得出的围岩基本力学参数对岩 体强度Rb进行计算；当前所施工节段围岩的岩体强度Rb为岩体单轴抗压强度；

步骤一中对围岩内部的最大地应力σ_max进行测试时，采用水压致裂法进行测试。

上述高地应力软弱围岩隧道大变形控制施工方法，其特征是：步骤六中对隧道洞 进行二次衬砌施工时，待隧道洞的变形速率小于5mm/d时进行施工；所述隧道二次衬 砌结构的厚度为50cm～60cm。

上述高地应力软弱围岩隧道大变形控制施工方法，其特征是：步骤四中进行隧道 开挖及支护施工之前，还需对当前所施工节段的隧道预留变形量进行确定；对当前所 施工节段的隧道预留变形量进行确定时，采用基于挤压型大变形等级预留变形量确定 方法或基于保证率的预留变形量确定方法进行确定；步骤四中由后向前对当前所施工 节段进行开挖施工时，根据所确定的隧道预留变形量进行开挖施工；

其中，采用基于挤压型大变形等级预留变形量确定方法进行确定时，根据步骤二 中所确定的当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级，对当前所施工节段的预留变形 量进行确定；所确定的预留变形量包括隧道拱部预留变形量C₁和隧洞边墙预留变形量 C₂；其中，隧道拱部预留变形量C₁＝50mm～530mm，隧洞边墙预留变形量ΔC＝1mm～30mm；并且，当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级越高，隧道拱部预 留变形量C₁、隧洞边墙预留变形量C₂和ΔC的取值均越大；

采用基于保证率的预留变形量确定方法进行确定时，将当前所施工节段分为试验 段和位于所述试验段前侧的后续施工段，且隧道预留变形量确定过程如下：

步骤I、试验段开挖：沿隧道纵向延伸方向，由后向前对当前所施工节段的试验 段进行开挖；开挖过程中，根据步骤三中所确定的当前所施工节段的初期支护方案， 由后向前对开挖形成的隧道洞进行初期支护，并获得隧道初期支护体系；

步骤II、变形监测：对所述试验段内N个隧道监测断面上的拱顶沉降值和水平净 空收敛值分别进行监测，并获得分别与N个所述隧道监测断面对应的N组变形监测数 据；每组所述变形监测数据均包括监测得到的一个所述隧道监测断面上隧道初期支护 体系的拱顶沉降值和水平净空收敛值；

其中，N为正整数且N≥10；N个所述隧道监测断面沿所施工软弱围岩隧道的纵 向延伸方向由后向前进行布设，每个所述隧道监测断面均为所施工软弱围岩隧道的一 个隧道横断面；

步骤III、基于保证率的预留变形量范围确定：所确定的预留变形量范围包括隧 道拱部预留变形量范围和隧道边墙预留变形量范围；其中，隧道拱部预留变形量范围 记作C_1m～C_1M，隧道边墙预留变形量范围记作C_2m～C_2M；C_1m为拱部预留变形量最小值， C_1M为拱部预留变形量最大值，C_2m为隧道边墙预留变形量最小值，C_2M为隧道边墙预留 变形量最大值，C_1m、C_1M、C_2m和C_2M的单位均为mm且其数值均为正整数；

其中，对C_1m进行确定时，根据步骤II中N组所述变形监测数据中的N个所述拱 顶沉降值，并结合公式L₁₁≥L_m(1)和L₁₂＜L_m(2)进行确定；公式(1)和(2)中，L_m为预先设定的保证率阈值且L_m＝88％～92％；L₁₁为隧道拱部预留变形量为C_1m时的保证率， 且N₁₁为N个所述拱顶沉降值中小于C_1m的所有拱顶沉降值的总数量； L₁₂为隧道拱部预留变形量为C_1m’时的保证率，且N₁₂为N个所述拱 顶沉降值中小于C_1m’的所有拱顶沉降值的总数量，C_1m’＝C_1m-1mm；

对C_1M进行确定时，根据步骤II中N组所述变形监测数据中的N个所述拱顶沉降 值，并结合公式L₁₃≥100％(3)和L₁₄＜100％(4)进行确定；公式(3)中，L₁₃为隧道 拱部预留变形量为C_1M时的保证率，且N₁₃为N个所述拱顶沉降值中小 于C_1M的所有拱顶沉降值的总数量；公式(4)中，L₁₄为隧道拱部预留变形量为C_1M’时 的保证率，且N₁₄为N个所述拱顶沉降值中小于C_1M’的所有拱顶沉降 值的总数量，C_1M’＝C_1M-1mm；

对C_2m进行确定时，根据步骤II中N组所述变形监测数据中的N个所述水平净空 收敛值，并结合公式L₂₁≥L_m(5)和L₂₂＜L_m(6)进行确定；公式(5)和(6)中，L_m为预 先设定的保证率阈值且L_m＝88％～92％；L₂₁为隧道边墙预留变形量为C_2m时的保证率，且 N₂₁为N个所述水平净空收敛值中小于C_2m的所有水平净空收敛值的总 数量；L₂₂为隧道边墙预留变形量为C_2m’时的保证率，且N₂₂为N个 所述水平净空收敛值中小于C_2m’的所有水平净空收敛值的总数量，C_2m’＝C_2m-1mm；

对C_2M进行确定时，根据步骤II中N组所述变形监测数据中的N个所述水平净空 收敛值，并结合公式L₂₃≥100％(7)和L₂₄＜100％(8)进行确定；公式(7)中，L₂₃为 隧道边墙预留变形量为C_2M时的保证率，且N₂₃为N个所述水平净空收 敛值中小于C_1M的所有水平净空收敛值的总数量；公式(8)中，L₂₄为隧道边墙预留变形 量为C_2M’时的保证率，且N₂₄为N个所述水平净空收敛值中小于C_1M’ 的所有水平净空收敛值的总数量，C_1M’＝C_1M-1mm；

步骤IV、预留变形量确定：根据步骤III中所确定的隧道拱部预留变形量范围， 对所施工软弱围岩隧道的隧道拱部预留变形量C₁进行确定，其中C₁＝C_1m～C_1M；同时， 根据步骤III中所确定的隧道边墙预留变形量范围，对所施工软弱围岩隧道的隧道边 墙预留变形量C₂进行确定，其中C₂＝C_2m～C_2M。

上述高地应力软弱围岩隧道大变形控制施工方法，其特征是：采用基于挤压型大 变形等级预留变形量确定方法进行确定时，当当前所施工节段围岩的挤压型大变形等 级为严重大变形时，隧道拱部预留变形量C₁＝470mm～530mm，隧洞边墙预留变形量 C₂＝260mm～275mm；当当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级为中等大变形时，隧 道拱部预留变形量C₁＝300mm～510mm；当当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级为 无大变形时，隧道拱部预留变形量C₁＝50mm～150mm；当当前所施工节段围岩的挤压型 大变形等级为轻微大变形时，隧道拱部预留变形量C₁＝150mm～250mm；

步骤IV中对所施工软弱围岩隧道的隧道拱部预留变形量C₁进行确定时，根据公式 进行确定；对所施工软弱围岩隧道的隧道边墙预留变形量C₂进 行确定时，根据公式进行确定。

上述高地应力软弱围岩隧道大变形控制施工方法，其特征是：步骤四中所述型钢 钢架包括对隧道洞的拱墙进行支护的型钢拱架；前后相邻两榀所述型钢钢架之间的间 距为0.4m～0.8m，且所述型钢钢架为由H型钢弯曲形成的钢架；

步骤四中所述格栅钢架包括对隧道洞的拱墙进行支护的格栅拱架；前后相邻两榀 所述格栅钢架之间的间距为0.4m～0.6m；所述型钢套拱的形状与格栅拱架的形状相 同，且每榀所述型钢套拱均支撑于一榀所述格栅拱架内侧；

步骤四中对所述格栅钢架与套拱联合支护方案进行施工时，沿隧道纵向延伸方向 由后向前在隧道洞内支立格栅拱架；且对格栅拱架进行支立过程中，沿隧道纵向延伸 方向由后向前在隧道洞内支立型钢套拱；并且，每榀所述型钢套拱均在位于其内侧的 格栅拱架支立完成7天后进行支立；

所述型钢拱架和格栅拱架的左右两侧拱脚底部均设置有一个呈水平布设的支撑 钢板且二者的左右两侧均通过多根锁脚锚管进行锚固。

上述高地应力软弱围岩隧道大变形控制施工方法，其特征是：步骤四中所述型钢 钢架为对隧道洞进行支护的全环型钢架，所述型钢钢架还包括对隧道洞的底部进行支 护的隧道底部型钢支架，所述隧道底部型钢支架的两端分别与所述型钢拱架的两个拱 脚紧固连接；

步骤四中所述格栅钢架与套拱联合支护体系还包括多个分别位于多榀所述型钢 套拱正下方且对隧道洞的底部进行支护的隧道底部钢架，所述隧道底部钢架的两端分 别与型钢套拱的两个拱脚紧固连接；每榀所述型钢套拱均与位于其正下方的隧道底部 钢架组成对隧道洞进行支护的全环型钢架；

步骤四中所述隧道洞的底部存有一层厚度为20cm～30cm的虚渣，由后向前对当 前所施工节段进行开挖施工过程中，沿隧道纵向延伸方向由后向前对隧道洞底部的所 述需渣进行清理，并在隧道洞底部铺设一层厚度为20cm～30cm的混凝土，形成混凝 土垫层；所述隧道底部钢架位于所述混凝土垫层上。

上述高地应力软弱围岩隧道大变形控制施工方法，其特征是：步骤四中所述型钢 钢架支护体系还包括第一喷射混凝土支护结构；对所述型钢钢架支护体系进行施工 时，沿隧道纵向延伸方向由后向前在隧道洞内支立所述型钢钢架；且对所述型钢钢架 进行支立过程中，沿隧道纵向延伸方向由后向前对所述第一喷射混凝土支护结构进行 施工；所述第一喷射混凝土支护结构包括由喷射在隧道洞内壁上的混凝土形成的第一 混凝土喷射层，且多榀所述型钢钢架均位于所述第一混凝土喷射层外侧；

步骤四中每榀所述型钢套拱均支撑于一榀所述格栅钢架内侧；所述格栅钢架与套 拱联合支护体系还包括第二喷射混凝土支护结构；对所述格栅钢架与套拱联合支护体 系进行施工时，沿隧道纵向延伸方向由后向前在隧道洞内支立所述格栅钢架和型钢套 拱，每榀所述型钢套拱均在位于其内侧的格栅拱架支立完成7天后进行支立；且对所 述格栅钢架和型钢套拱支立过程中，沿隧道纵向延伸方向由后向前对所述第二喷射混 凝土支护结构进行施工；所述第二喷射混凝土支护结构包括由喷射在隧道洞内壁上的 混凝土形成的第二混凝土喷射层，且多榀所述格栅钢架均固定于第二混凝土喷射层 内，多榀所述型钢套拱均位于第二混凝土喷射层内侧。

上述高地应力软弱围岩隧道大变形控制施工方法，其特征是：所述第二混凝土喷 射层的厚度为28cm～32cm；前后相邻两榀所述型钢钢架之间的间距为0.6m，前后相 邻两榀所述格栅钢架之间的间距为0.5m，且前后相邻两榀所述型钢套拱之间的间距为 1m；所述型钢套拱为由工字钢弯曲形成的拱架。

上述高地应力软弱围岩隧道大变形控制施工方法，其特征是：步骤四中所述型钢 钢架为对隧道洞进行支护的全环型钢架，所述型钢钢架还包括对隧道洞的底部进行支 护的隧道底部型钢支架，所述隧道底部型钢支架的两端分别与所述型钢拱架的两个拱 脚紧固连接；所述型钢钢架支护体系还包括多道对多榀所述型钢钢架进行连接的第一 纵向连接钢筋，多道所述第一纵向连接钢筋均沿隧道纵向延伸方向进行布设，且多道 所述第一纵向连接钢筋沿当前所施工节段的开挖轮廓线由左至右进行布设；所述第一 喷射混凝土支护结构为采用混凝土湿喷方法对隧道洞进行全断面喷射形成的混凝土 喷射层，多榀所述型钢钢架和多道所述第一纵向连接钢筋均固定于所述第一喷射混凝 土支护结构内；

步骤四中所述格栅钢架与套拱联合支护体系还包括多个分别位于多榀所述型钢 套拱正下方且对隧道洞的底部进行支护的隧道底部钢架，所述隧道底部钢架的两端分 别与型钢套拱的两个拱脚紧固连接；每榀所述型钢套拱均与位于其正下方的隧道底部 钢架组成对隧道洞进行支护的全环型钢架；

所述格栅钢架与套拱联合支护体系还包括第三喷射混凝土支护结构和多道对多 榀所述型钢套拱与多个所述隧道底部钢架进行连接的第二纵向连接钢筋，多道所述第 二纵向连接钢筋均沿隧道纵向延伸方向进行布设，且多道所述第二纵向连接钢筋沿当 前所施工节段的开挖轮廓线由左至右进行布设；所述第二喷射混凝土支护结构和所述 第三喷射混凝土支护结构均为采用混凝土湿喷方法对隧道洞进行全断面喷射形成的 混凝土喷射层，多榀所述型钢套拱、多个所述隧道底部钢架和多道所述第二纵向连接 钢筋均固定于所述第三喷射混凝土支护结构内。

本发明与现有技术相比具有以下优点：

1、方法步骤简单、设计合理且投入成本低。

2、设计合理且实现方便，采用“变形留足、先柔后刚、衬砌加强”相结合的方 式对软岩大变形进行有效控制，确保隧道施工安全，大幅度降低施工风险。同时，施 工中采取大拱脚、长锁脚锚管、钢腰带、湿喷混凝土、二次衬砌施工时间控制、仰拱 需渣换填施工等一系列辅助措施，进一步对软岩大变形进行有效控制。钢筋混凝土二 次衬砌依据现场监控量测结果适时施作，实现抵御部分变形压力的作用，共同形成系 统的控制该隧道大变形支护体系。

3、将所施工隧道由后向前分为多个节段分别进行施工，并且对各节段进行开挖 施工时，均根据所确定的当前所施工节段的挤压型大变形等级对预留变形量进行确 定；所确定的预留变形量合理，且更符合工程实际。同时，根据所确定的当前所施工 节段的挤压型大变形等级对隧道初期支护方案进行确定，因而能满足各节段的隧道初 期支护需求。

4、隧道开挖施工之前，先对围岩挤压型大变形等级进行确定，所采用的挤压型 大变形分级标准设计合理，根据测试并计算得出的强度应力比对围岩的挤压型大变形 等级进行确定，且将围岩的挤压型大变形等级分为四个等级，即无大变形、轻微大变 形、中等大变形和严重大变形，实际分级简便、实现方便、可操作性强，并且所确定 的挤压型大变形等级能准确反映围岩的四种程度大变形状况，更符合工程实际。

5、所采用的隧道预留变形量确定方法简单、设计合理且使用操作简便、使用效 果好，使用方式灵活，采用基于挤压型大变形等级预留变形量确定方法或基于保证率 的预留变形量确定方法进行确定，能有效解决高地应力软弱围岩隧道的预留变形量确 定难题，能有效适用至高地应力与极高地应力条件下的软岩大变形隧道的预留变形量 确定中，所确定的预留变形量合理，能有效解决隧道预留变形量不够、隧道超挖等问 题，能有效保证隧道施工安全，并能大幅度降低施工成本。

其中，采用基于挤压型大变形等级对预留变形量进行确定时，确定方法步骤简单、 设计合理且实现方便，只需预先测定围岩的强度应力比，便能准确确定隧道开挖预留 变形量，并且能将围岩的实际大变形状况与所采用开挖预留变形量进行有效结合，使 得所确定的预留变形量更符合工程实际。因而，能简便、快速且准确确定隧道开挖变 形量。

采用基于保证率的预留变形量确定方法进行确定时，方法简单、设计合理且实现 方便，根据现场监测到的变形监测数据，并采用基于保证率确定预留变形量的方法， 对隧道开挖预留变形量进行确定。其中，保证率为隧道初期支护变形量(即变形监测 数据)小于给定值的隧道监测断面数量占隧道监测断面总数量的比例，其中变形监测 数据包括拱顶沉降数据和周边收敛数据，这样所确定的预留变形量更符合工程实际。 实际施工时，只需在试验段内进行隧道变形监测，并根据变形监测结果进行分析即可， 简便、快速且准确确定隧道开挖变形量。

6、根据所确定的当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级，对当前所施工节段 的初期支护方案进行确定；其中，当当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级为无大 变形或轻微大变形时，所采用的初期支护方案为型钢钢架支护方案；当当前所施工节 段围岩的挤压型大变形等级为中等大变形或严重大变形时，所采用的初期支护方案为 格栅钢架与套拱联合支护方案。因而，采用本发明不仅能简便、快速确定适宜采用的 初期支护方案，并且所确定的初期支护方案与围岩的实际大变形状况相适应，因而能 有效对隧道洞进行支护，初期支护效果更佳。

7、所采用的格栅钢架与套拱联合支护体系结构简单、设计合理且施工简便、使 用效果好，能有效地控制隧道大变形，保证了隧道结构安全。对于围岩挤压型大变形 等级为中等大变形或严重大变形的节段，采用格栅钢架与套拱联合支护体系进行初期 支护，先柔后刚，其结构受力比较合理，能够及时提供抗力，更加适应高地应力软岩 隧道施工过程中变形的时效性的特点；同时节约钢材材料、成本低；是合理、有效的 控变防塌措施。

8、使用效果好、实用价值高且推广应用前景广泛，由于高地应力软岩隧道的修 建难度大，施工过程风险高，在高地应力和水的作用下极易发生大变形，采用本发明 能有效解决高地应力软岩隧道丝攻过程中的难题，能简便、快速完成高地应力软弱围 岩隧道的隧道开挖及支护施工过程且施工过程安全、可靠，为后续软岩隧道的设计与 施工积累了宝贵的经验，并为理论研究提供了实际参数。

综上，本发明提出了软岩隧道大变形的分级标准，并遵循“边让边抗、先柔后刚” 的支护原则，得出有效的支护控制措施，并提出合理的预留变形量，克服了一度困扰 施工掘进的难题，保障了隧道施工安全和进度。隧道衬砌结构稳定，运营平稳，未出 现变形等异常情况，能有效解决高地应力软岩大变形施工控制难题。

综上所述，本发明方法步骤简单、设计合理且施工方便、使用效果好，能简便、 快速完成高地应力软弱围岩隧道的隧道施工过程且施工过程安全、可靠，能对软岩大 变形进行有效控制。

下面通过附图和实施例，对本发明的技术方案做进一步的详细描述。

附图说明

图1为本发明的方法流程框图。

图2为格栅钢架与套拱联合支护体系的结构示意图。

图3为本发明变形监测点的布设位置示意图。

附图标记说明:

1—隧道洞；2—格栅拱架；3—型钢套拱；

4—隧道初期支护体系；4-1—拱顶下沉观测点；

4-2—水平净空收敛观测点；5—第二混凝土喷射层；

6—第二纵向连接钢筋；7—隧道底部钢架。

具体实施方式

如图1、图2所示，本发明高地应力软弱围岩隧道大变形控制施工方法，其特征在 于该方法包括以下步骤：沿隧道纵向延伸方向，由后向前分多个节段对所施工软弱围 岩隧道进行施工；多个所述节段的施工方法均相同；对所施工软弱围岩隧道中任一节 段进行施工时，包括以下步骤：

步骤一、岩体强度与围岩内部最大地应力测试：对当前所施工节段进行开挖施工 之前，对当前所施工节段围岩的岩体强度Rb和围岩内部的最大地应力σ_max分别进行测 试；

步骤二、围岩的挤压型大变形等级确定：根据步骤一中测试得出的岩体强度Rb和 最大地应力σ_max，计算得出当前所施工节段围岩的强度应力比再根据计算得出 的强度应力比对当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级进行确定；所述挤压 型大变形等级包括四个等级，且四个等级由低至高分别为无大变形、轻微大变形、中 等大变形和严重大变形；

对当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级进行确定时，当时，说明 当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级为无大变形；当时，说明 当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级为轻微大变形；当时，说 明当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级为中等大变形；当时，说明当 前所施工节段围岩的挤压型大变形等级为严重大变形；

步骤三、初期支护方案确定：根据步骤二中所确定的当前所施工节段围岩的挤压 型大变形等级，对当前所施工节段的初期支护方案进行确定；其，当当前所施工节段 围岩的挤压型大变形等级为无大变形或轻微大变形时，所采用的初期支护方案为型钢 钢架支护方案；当当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级为中等大变形或严重大变 形时，所采用的初期支护方案为格栅钢架与套拱联合支护方案；

步骤四、隧道开挖及初期支护施工：沿隧道纵向延伸方向，由后向前对当前所施 工节段进行开挖施工；开挖施工过程中，根据步骤三中所确定的当前所施工节段的初 期支护方案，由后向前对开挖形成的隧道洞1进行初期支护，并获得隧道初期支护体 系4；

其中，当步骤三中所确定的初期支护方案为型钢钢架支护方案时，所获得的隧道 初期支护体系4为型钢钢架支护体系；所述型钢钢架支护体系包括多榀对隧道洞1进 行支护的型钢钢架，多榀所述型钢钢架的结构均相同且其沿隧道纵向延伸方向由后向 前进行布设；多榀所述型钢钢架呈均匀布设；

当步骤三中所确定的初期支护方案为格栅钢架与套拱联合支护方案时，所获得的 隧道初期支护体系4为格栅钢架与套拱联合支护体系；所述格栅钢架与套拱联合支护 体系包括多榀对隧道洞1进行支护的格栅钢架和多榀对隧道洞1的拱墙进行支护的型 钢套拱3，多榀所述格栅钢架的结构均相同且其沿隧道纵向延伸方向由后向前进行布 设，多榀所述型钢套拱3的结构均相同且其沿隧道纵向延伸方向由后向前进行布设； 多榀所述格栅钢架呈均匀布设，且多榀所述型钢套拱3呈均匀布设，前后相邻两榀所 述型钢套拱3之间的间距为前后相邻两榀所述格栅钢架之间间距的M倍，其中M为正 整数且M＝1、2或3；

步骤五、隧道纵向加固结构施工：步骤四中由后向前对开挖形成的隧道洞1进行 初期支护过程中，还需沿隧道纵向延伸方向由后向前对隧道纵向加固结构进行施工；

所述隧道纵向加固结构包括多道沿隧洞纵向延伸方向布设的纵向加固梁，多道所 述纵向加固梁沿当前所施工节段的拱墙开挖轮廓线由左至右进行布设；所述纵向加固 梁为型钢，且每道所述纵向加固梁均由多个纵向加固梁节段由后向前拼接而成；

当隧道初期支护体系4为所述型钢钢架支护体系时，每道所述纵向加固梁均与多 榀所述型钢钢架紧固连接，且多榀所述型钢钢架通过多道所述纵向加固梁紧固连接为 一体；

当隧道初期支护体系4为所述格栅钢架与套拱联合支护体系时，每道所述纵向加 固梁均与多榀所述格栅钢架紧固连接，且多榀所述格栅钢架通过多道所述纵向加固梁 紧固连接为一体；

步骤六、隧道二次衬砌施工：步骤五中由后向前对隧道纵向加固结构进行施工过 程中，沿隧道纵向延伸方向由后向前对隧道洞1进行二次衬砌施工，并获得施工成型 的隧道二次衬砌结构；所述隧道二次衬砌结构位于隧道初期支护体系4内侧且其为钢 筋混凝土衬砌；

步骤七、下一节段施工：按照步骤一至步骤六中所述的方法，对所施工软弱围岩 隧道的下一节段进行施工；

并且，下一节段的所述隧道纵向加固结构与位于其后侧的上一节段的所述隧道纵 向加固结构进行紧固连接，即两个相邻节段的所述隧道纵向加固结构中的多道所述纵 向加固梁分别固定连接；

步骤八、多次重复步骤七，直至完成所施工软弱围岩隧道的全部施工过程。

本实施例中，每个所述节段的长度为50m～1000m。

实际施工时，可根据具体需要，对每个所述节段的长度进行相应调整。

本实施例中，由后向前对当前所施工节段进行开挖施工时，采用三台阶开挖法进 行开挖。并且，具体是采用三台阶临时仰拱法。

实际施工时，所施工软弱围岩隧道为高地应力软岩隧道。

并且，所述高地应力软岩隧道为位于高地应力岩层的软岩隧道。目前，国内外学 者对于高地应力这一概念的界定和认识存在很大不同，如我国现行标准涉及岩体初始 地应力分级或评价的有：《工程岩体分级标准》(GB50218-94)、《公路隧道设计细 则》(JTG/TD70-2010)、《铁路工程地质勘察规范》(TB10012-2007)和《水力发 电工程地质勘察规范》(GB50287-2006)等便采用了不同的方法对高地应力进行判 定和等级划分。本实施例中，考虑到不同岩石强度与地应力的关系，因不同岩体的弹 性模量和储能性能是不同的，便以岩石强度同地应力(即围岩内部最大地应力)的比 值(即强度应力比)作为高地应力定义的依据和判断的标准，具体为《工程岩体分级 标准》(GB50218-94)对高地应力的界定和分级，详见表1：

表1高初始应力地区岩体在开挖过程中出现的主要现象

本实施例中，所述高地应力软岩隧道是指围岩的强度应力比小于7的软岩隧道。

因而，高地应力是一个相对的概念，是相对围岩强度(即围岩岩体强度)而言的。 也就是说，当围岩强度与围岩内部的最大地应力的比值(即强度应力比)达到某一水 平时才可能发生软岩大变形。研究表明，当强度应力比小于0.3～0.5时，即能产生 比正常隧道大一倍以上的变形。因此，以围岩强度与最大地应力的比值(即强度应力 比)作为大变形分级的一个评价依据是合理可行的。其中，岩体强度记作Rb；此处， 岩体强度为岩体单轴抗压强度。围岩内部的最大地应力记作σ_max，也称为最大主应力。

关于软岩的定义，国内外也有十多种解释，这些定义概括的总结为描述性说明、 指标性定义和工程性定义，在不同研究领域的应用中体现出了各自的优劣。此处，软 岩采用工程性定义，即工程软岩，并将工程软岩这一概念定义为工程力作用下产生显 著塑性变形的工程岩体，它强调了软岩软、弱、松、散的低强度特性，同时把工程荷 载与岩石强度相结合，共定界定软岩的相对性实质。工程软岩主要特点表现在工程岩 体、工程荷载及岩体显著变形。这里所说的工程岩体指地下工程施工影响范围内的岩 体；工程荷载指作用在工程岩体上的力，主要有自重力、构造力、工程扰动等；岩体 显著变形则指以塑性变形为主，超过了工程设计允许变形值，并对工程体的正常使产 生影响的弹塑性或粘弹塑性变形。同等工程荷载下的不同岩体，强度高于工程荷载水 平时表现为硬岩特征，反之表现为软岩特性；而同种岩石，在低工程荷载时表现为硬 岩特性，反之表现为软岩特性。

由上述内容可知，单纯的高地应力和单纯的软岩都不一定产生大变形的特征，当 两者共同作用时这一特征才得以体现，只有高地应力软岩隧道才会产生挤压型大变 形。

在岩石地下工程中,由于受开挖影响而发生应力状态改变的周围岩体,称为围岩。 岩体强度是评价岩体力学性的一个重要指标，它对评价工程岩体的稳定性意义重大。 现在运用较多的Mohr-Coulomb(即莫尔-库仑)强度理论等是以假定岩体强度的各向 同性为前提的，这对板岩这种各向异性材料的应用存在很大的局限性。Hoek和Brown 在Mohr-Coulomb强度理论的基础上，分别于1980年和1988年提出了强度参数m和s， 将破裂面的应力与c、p值相联系，形成瞬时强度概念和岩体非线性强度准则，为研 究分析板岩的不同破坏过程提供了适用的强度准则(即霍克-布朗强度准则)。

建立岩体强度准则首先要获得岩体的力学参数，而这些参数的获取最准确的方法 便是现场原位试验，但现场原位试验的成本较高、实现过程较为繁杂，并不能得到有 效的推广。后将大量学者的研究，形成了以室内试验为基础，通过分析岩体的节理裂 隙特性、排除试样的边界效应、考虑水等对岩体强度有影响的多种因素对岩样的试验 数据进行修正，从而近似获取岩体力学参数。常用的方法有完整性系数Kv修正法、 费森科法、Gergi法和Hoek-Brown强度准则，而以Hoek-Brown强度准则的发展最为 完善，这一方法综合考虑了岩体结构对岩体强度的影响。Hoek等于2002年对先前的 Hoek-Brown强度准则进行完善，提出扰动参数D的概念，后来，国内外的相关学者(如 Sonmez、张建海等)从工程适用性角度对Hoek-Brown强度准则及D值进行修正。

本实施例中，步骤一中对当前所施工节段围岩的岩体强度Rb进行测试时，通过 对现场所取岩样进行室内试验，测试得出当前所施工节段的围岩基本力学参数，并根 据测试得出的围岩基本力学参数对岩体强度Rb进行计算；当前所施工节段围岩的岩 体强度Rb为岩体单轴抗压强度。

并且，对岩体强度Rb进行计算时，根据莫尔-库仑强度准则或霍克-布朗强度准 则进行计算。

其中，根据莫尔-库仑强度准则对岩体强度Rb进行计算时，先对现场围岩进行取 样，再采用RMT-150C岩石力学试验机对岩样进行单轴和三轴压缩试验，三轴压缩试 验围压分别取1MPa、2MPa、4MPa、8MPa和16MPa。再通过对单轴和三轴压缩试验数据 进行分析计算，得到隧道围岩的岩石力学参数。

本实施例中，根据公式，计算得出围岩单轴抗压强度σ_cm； 式中，c为围岩的岩体粘聚力，为围岩的岩体内摩擦角，计算得出的σ_cm＝岩体强度 Rb。因而，通过室内试验，先测试出当前所施工节段围岩的岩体粘聚力c和岩体内摩 擦角这两个围岩基本力学参数，再根据公式(1-1)计算得出围岩单轴抗压强度σ_cm。

而根据霍克-布朗强度准则对岩体强度Rb进行计算时，Hoek-Brown将“强度应力 比”命名为“挤压因子”，围岩的挤压因子σ_cm为岩体单轴抗压强度，P₀为 围岩最大地应力且P₀＝σ_max，采用N_c对围岩的挤压程度(即变形量级、速率与滑移区 范围)进行判识。其中，P₀为围岩最大地应力，也称为最大主应力。

岩体单轴抗压强度σ_cm实际上是一个综合、概化地反映岩体强度的参数，由于岩 体结构的复杂性，为综合评价岩体强度，Hoek-Brown给出了岩块单轴抗压强度与岩体 强度的换算拟合公式：

${\sigma }_{cm}=0.0034{m_i}^{0.8}{\sigma }_{ci}{[1.029+0.025e^{(-0.1m_i)}]}^{GSI}---(1-2)$，公式(1-2)中，σ_ci为岩块强度且 其采用点荷载仪测定，因而σ_ci也称为围岩的点荷载强度；m_i为岩石的强度参数，m_i取 决于岩石性质的材料常数且其反映岩石各组分之间摩擦特性；GSI为地质强度指标且 其为反映各种地质条件对岩体强度削弱程度的参数。

实际工程应用中，大量的岩体强度试验尚没有开展或者还没有完成，为了确定岩 石的强度参数m_i，由Hoek给出的《按岩组确定完整岩石强度参数m_i》表中查找m_i的 近似值；m_i的取值越高，对应的结晶颗粒咬合越紧密且摩擦越大。其中，《按岩组确 定完整岩石强度参数m_i》表详见表2：

表2《按岩组确定完整岩石强度参数m_i》表

岩石类型 m_i近似值 具有充分发育的结晶解理的碳酸盐类岩石(白云岩、石灰岩、大理岩) 7 岩化的泥质岩石(泥岩、页岩和板岩(垂直于解理)) 10 强烈结晶、结晶解理不发育的砂质页岩(砂岩和石英岩) 15 细砂、多矿物火成结晶岩(安山岩、辉绿岩、玄武岩和流纹岩) 17 粗粒、多矿物火成岩和变质岩(角闪岩、辉长岩、片麻岩、花岗岩) 25

GSI为围岩岩体的地质强度指标，GSI的取值范围从0(极差岩体)到100(完整岩 体)。本实施例中，GSI从Hoek-Brown准则的GSI取值表(Roclab，2002)中进行对应 选取。

本实施例中，步骤一中对围岩内部的最大地应力σ_max进行测试时，采用水压致裂 法进行测试。

并且，采用水压致裂法对当前所施工节段围岩内部的地应力进行测试后，根据测 试结果得出当前所施工节段围岩内部的最大地应力。

实际施工时，对围岩内部的最大地应力σ_max进行测试时，也可以采用应力恢复法、 应力解除法(主要包括钻孔变形法和钻孔应变法)、地球物理法(主要包括波速法、 x射线法和声发射法)、地质测绘法等方法进行测试。

本实施例中，步骤四中进行隧道开挖及支护施工之前，还需对当前所施工节段的 隧道预留变形量进行确定；对当前所施工节段的隧道预留变形量进行确定时，采用基 于挤压型大变形等级预留变形量确定方法或基于保证率的预留变形量确定方法进行 确定。步骤四中由后向前对当前所施工节段进行开挖施工时，根据所确定的隧道预留 变形量进行开挖施工。

其中，采用基于挤压型大变形等级预留变形量确定方法进行确定时，根据步骤二 中所确定的当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级，对当前所施工节段的预留变形 量进行确定；所确定的预留变形量包括隧道拱部预留变形量C₁和隧洞边墙预留变形量 C₂；其中，隧道拱部预留变形量C₁＝50mm～530mm，隧洞边墙预留变形量ΔC＝1mm～30mm；并且，当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级越高，隧道拱部预 留变形量C₁、隧洞边墙预留变形量C₂和ΔC的取值均越大。

本实施例中，采用基于挤压型大变形等级预留变形量确定方法进行确定时，当当 前所施工节段围岩的挤压型大变形等级为严重大变形时，隧道拱部预留变形量 C₁＝470mm～530mm，隧洞边墙预留变形量C₂＝260mm～275mm。

此处，当当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级为严重大变形时，隧道拱部预 留变形量C₁＝500mm，隧洞边墙预留变形量C₂＝270mm。

并且，当当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级为中等大变形时，隧道拱部预 留变形量C₁＝300mm～510mm。相应地，隧洞边墙预留变形量C₂＝240mm～255mm。本实施 例中，隧道拱部预留变形量C₁具体为480mm，隧洞边墙预留变形量C₂＝250mm。

本实施例中，当当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级为无大变形时，隧道拱 部预留变形量C₁＝50mm～150mm；当当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级为轻微大 变形时，隧道拱部预留变形量C₁＝150mm～250mm。

并且，当当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级为无大变形时，隧洞边墙预留 变形量C₂＝30mm～80mm；当当前所施工节段围岩的挤压型大变形等级为轻微大变形时， 隧洞边墙预留变形量C₂＝80mm～140mm。

实际施工时，可根据具体需要，对隧道拱部预留变形量C₁和隧洞边墙预留变形量 C₂的取值大小进行相应调整。

本实施例中，步骤四中根据步骤三中所确定的当前所施工节段的预留变形量，且 沿隧道纵向延伸方向由后向前对当前所施工节段进行开挖施工时，根据步骤三中所确 定的隧道拱部预留变形量C₁和隧洞边墙预留变形量C₂，由后向前对当前所施工节段进 行开挖施工。并且，由于隧道预留变形量为将设计开挖线作适当扩大的预留量。因而， 对当前所施工节段进行开挖施工时，步骤三中所确定的隧道拱部预留变形量C₁和隧洞 边墙预留变形量C₂，对预先设计的隧道拱部开挖轮廓线和隧道左右两侧边墙开挖轮廓 线分别向外扩大。

本实施例中，步骤一中对岩体强度Rb和最大地应力σ_max进行测试，测试得出Rb和 σ_max的单位均相同且二者的单位均为MPa。

另外，采用基于保证率的预留变形量确定方法进行确定时，将当前所施工节段分 为试验段和位于所述试验段前侧的后续施工段，且隧道预留变形量确定过程如下：

步骤I、试验段开挖：沿隧道纵向延伸方向，由后向前对当前所施工节段的试验 段进行开挖；开挖过程中，根据步骤三中所确定的当前所施工节段的初期支护方案， 由后向前对开挖形成的隧道洞1进行初期支护，并获得隧道初期支护体系4；

步骤II、变形监测：对所述试验段内N个隧道监测断面上的拱顶沉降值和水平净 空收敛值分别进行监测，并获得分别与N个所述隧道监测断面对应的N组变形监测数 据；每组所述变形监测数据均包括监测得到的一个所述隧道监测断面上隧道初期支护 体系4的拱顶沉降值和水平净空收敛值；

其中，N为正整数且N≥10；N个所述隧道监测断面沿所施工软弱围岩隧道的纵 向延伸方向由后向前进行布设，每个所述隧道监测断面均为所施工软弱围岩隧道的一 个隧道横断面；

步骤III、基于保证率的预留变形量范围确定：所确定的预留变形量范围包括隧 道拱部预留变形量范围和隧道边墙预留变形量范围；其中，隧道拱部预留变形量范围 记作C_1m～C_1M，隧道边墙预留变形量范围记作C_2m～C_2M；C_1m为拱部预留变形量最小值， C_1M为拱部预留变形量最大值，C_2m为隧道边墙预留变形量最小值，C_2M为隧道边墙预留 变形量最大值，C_1m、C_1M、C_2m和C_2M的单位均为mm且其数值均为正整数；

其中，对C_1m进行确定时，根据步骤II中N组所述变形监测数据中的N个所述拱 顶沉降值，并结合公式L₁₁≥L_m(1)和L₁₂＜L_m(2)进行确定；公式(1)和(2)中，L_m为预先设定的保证率阈值且L_m＝88％～92％；L₁₁为隧道拱部预留变形量为C_1m时的保证率， 且N₁₁为N个所述拱顶沉降值中小于C_1m的所有拱顶沉降值的总数量； L₁₂为隧道拱部预留变形量为C_1m’时的保证率，且N₁₂为N个所述拱 顶沉降值中小于C_1m’的所有拱顶沉降值的总数量，C_1m’＝C_1m-1mm；

对C_1M进行确定时，根据步骤II中N组所述变形监测数据中的N个所述拱顶沉降 值，并结合公式L₁₃≥100％(3)和L₁₄＜100％(4)进行确定；公式(3)中，L₁₃为隧道 拱部预留变形量为C_1M时的保证率，且N₁₃为N个所述拱顶沉降值中小 于C_1M的所有拱顶沉降值的总数量；公式(4)中，L₁₄为隧道拱部预留变形量为C_1M’时 的保证率，且N₁₄为N个所述拱顶沉降值中小于C_1M’的所有拱顶沉降 值的总数量，C_1M’＝C_1M-1mm；

对C_2m进行确定时，根据步骤II中N组所述变形监测数据中的N个所述水平净空 收敛值，并结合公式L₂₁≥L_m(5)和L₂₂＜L_m(6)进行确定；公式(5)和(6)中，L_m为预 先设定的保证率阈值且L_m＝88％～92％；L₂₁为隧道边墙预留变形量为C_2m时的保证率，且 N₂₁为N个所述水平净空收敛值中小于C_2m的所有水平净空收敛值的总 数量；L₂₂为隧道边墙预留变形量为C_2m’时的保证率，且N₂₂为N个 所述水平净空收敛值中小于C_2m’的所有水平净空收敛值的总数量，C_2m’＝C_2m-1mm；

对C_2M进行确定时，根据步骤II中N组所述变形监测数据中的N个所述水平净空 收敛值，并结合公式L₂₃≥100％(7)和L₂₄＜100％(8)进行确定；公式(7)中，L₂₃为 隧道边墙预留变形量为C_2M时的保证率，且N₂₃为N个所述水平净空收 敛值中小于C_1M的所有水平净空收敛值的总数量；公式(8)中，L₂₄为隧道边墙预留变形 量为C_2M’时的保证率，且N₂₄为N个所述水平净空收敛值中小于C_1M’ 的所有水平净空收敛值的总数量，C_1M’＝C_1M-1mm；

步骤IV、预留变形量确定：根据步骤III中所确定的隧道拱部预留变形量范围， 对所施工软弱围岩隧道的隧道拱部预留变形量C₁进行确定，其中C₁＝C_1m～C_1M；同时， 根据步骤III中所确定的隧道边墙预留变形量范围，对所施工软弱围岩隧道的隧道边 墙预留变形量C₂进行确定，其中C₂＝C_2m～C_2M。

实际施工时，N≥100。

本实施例中，步骤III中所述的L_m＝90％。

实际使用时，可根据具体需要，对L_m的取值大小进行相应调整。

本实施例中，步骤IV中对所施工软弱围岩隧道的隧道拱部预留变形量C₁进行确定 时，根据公式进行确定；对所施工软弱围岩隧道的隧道边墙预 留变形量C₂进行确定时，根据公式进行确定。

实际施工时，可根据具体需要，对C₁和C₂的取值大小进行相应调整。

本实施例中，所述试验段的长度不小于200m。

并且，步骤II中前后相邻两个所述隧道监测断面之间的间距为2m～5m。

本实施例中，步骤II中进行变形监测之前，且步骤I中由后向前对所述试验段进 行开挖过程中，由后向前在已施工完成的隧道初期支护体系4上布设N组变形监测点； N组所述变形监测点沿所施工软弱围岩隧道的纵向延伸方向由后向前进行布设，N组 所述变形监测点分别布设在所施工软弱围岩隧道的N个隧道横断面上，且每组所述变 形监测点所处的隧道横断面均为一个所述隧道监测断面。

所述隧道初期支护体系4包括一个布设在隧道洞1拱部的拱部初期支护结构和两 个分别布设在隧道洞1的左右两侧边墙上的边墙初期支护结构。

N组所述变形监测点的结构均相同。如图3所示，每组所述变形监测点均包括拱 顶下沉观测点4-1和两个水平净空收敛观测点4-2，两个所述水平净空收敛观测点4-2 呈对称布设且二者分别布设在两个所述边墙初期支护结构上；所述拱顶下沉观测点 4-1的数量为一个或三个，当拱顶下沉观测点4-1的数量为一个时，该拱顶下沉观测 点4-1布设在所述拱部初期支护结构的中部；当拱顶下沉观测点4-1的数量为三个时， 三个所述拱顶下沉观测点4-1分别布设在所述拱部初期支护结构的左侧、中部和右侧；

步骤II中进行变形监测时，利用所布设的N组所述变形监测点，对各隧道监测断 面上的拱顶沉降值和水平净空收敛值分别进行监测；其中，当拱顶下沉观测点4-1的 数量为一个时，所述拱顶沉降值为利用该拱顶下沉观测点4-1测得的拱顶沉降数据； 当拱顶下沉观测点4-1的数量为三个时，所述拱顶沉降值为利用三个所述拱顶下沉观 测点4-1测得的拱顶沉降数据的平均值或利用三个所述拱顶下沉观测点4-1测得的拱 顶沉降数据中的最大值。

本实施例中，所述拱顶下沉观测点4-1的数量为三个，且所述拱顶沉降值为利用 三个所述拱顶下沉观测点4-1测得的拱顶沉降数据中的最大值。

实际使用时，两个所述水平净空收敛观测点4-2布设在同一水平线上。本实施例 中，两个所述水平净空收敛观测点4-2分别布设在两个所述边墙初期支护结构的中部。

本实施例中，利用所述拱顶下沉观测点4-1测得的拱顶沉降数据和利用两个所述 水平净空收敛观测点4-2测得的水平净空收敛数据，均为采用全站仪测得的位移数据。 并且，所述全站仪为ZT80-2MR全站仪，采用ZT80-2MR全站仪进行无接触测量，测量 精度为0.1mm。

实际使用时，利用所述拱顶下沉观测点4-1测得的拱顶沉降数据，也可以为采用 水准仪测得的沉降数据；利用两个所述水平净空收敛观测点4-2测得的水平净空收敛 数据，也可以为利用收敛仪测得的两个所述水平净空收敛观测点之间的水平距离变化 数据。其中，水平净空收敛也称为周边收敛。

步骤III中所述C_1m＝d₁mm，C_1M＝d₂mm，C_2m＝d₃mm，C_2M＝d₄mm，由于C_1m、C_1M、C_2m和C_2M的 数值均为正整数，因而d₁、d₂、d₃和d₄均为正整数。

本实施例中，以所施工软弱围岩的一个极高地应力条件下的节段为例进行说明， 其中N＝121。

实际施工时，可根据具体需要，对N的取值大小进行相应调整。

并且，121个所述隧道监测断面的变形监测数据，详见表3：

表3隧道监测断面变形监测数据表

为对隧道拱顶沉降进行分析，对表3中变形监测数据中的拱顶沉降值进行区段划 分，详见表4：

表4拱顶沉降值分析表

由表4能看出：隧道拱顶沉降最大值为528.2mm，隧道拱顶沉降最小值为46.2mm， 隧道拱顶沉降平均值为399.4mm；隧道拱顶沉降值在300mm以下的隧道监测断面数量 占隧道监测断面总数量的7.4％，隧道拱顶沉降值在300mm～400mm的隧道监测断面数 量占隧道监测断面总数量的22.3％，隧道拱顶沉降值在400mm～500mm的隧道监测断面 数量占隧道监测断面总数量的65.3％，隧道拱顶沉降值在500mm以上的隧道监测断面 数量占隧道监测断面总数量的5.0％。拱顶沉降值主要集中在300mm～500mm之间，且 其隧道监测断面数量占隧道监测断面总数量的87.6％，隧道拱顶沉降最大值与隧道拱 顶沉降最小值的差异较大，隧道拱顶沉降最大值是隧道拱顶沉降最小值的11倍。

相应地，为对隧道周边收敛进行分析，对表3中变形监测数据中的周边收敛值进 行区段划分，详见表5：

表5周边收敛值分析表

周边收敛值(mm) ＜300 300～400 400～500 ＞500 最小值 最大值 平均值 隧道监测断面数量 9 27 67 16 40.2 546.5 412.9 所占比例(％) 7.4 22.3 55.4 14.9 / / /

由表5能看出：隧道周边收敛最大值为546.5mm，隧道周边收敛最小值为40.2mm， 隧道周边收敛平均值为412.9mm；隧道周边收敛值在300mm以下的隧道监测断面数量 占隧道监测断面总数量的7.4％，隧道周边收敛值在300mm～400mm的隧道监测断面数 量占隧道监测断面总数量的22.3％，隧道周边收敛值在400mm～500mm的隧道监测断面 数量占隧道监测断面总数量的55.4％，隧道周边收敛值500mm以上的隧道监测断面数 量占隧道监测断面总数量的14.9％。隧道周边收敛值主要集中在300mm～500mm之间， 且其隧道监测断面数量占隧道监测断面总数量的77.7％，隧道周边收敛最大值与隧道 周边收敛最小值的差异较大，隧道周边收敛最大值是隧道周边收敛最小值的14倍。

现行《铁路隧道设计规范》(TB10003-2005)规定，不同围岩级别的隧道在确定 开挖断面时，除应满足隧道建筑限界要求外，还必须考虑围岩的变形量，该量值与支 护情况、施工方法、隧道宽度、埋置深度以及围岩等级密切相关，需采用工程类比法 确定；规范中明确说明，对于具有显著流变、原岩地应力较大的特殊围岩，应根据施 工中量测数据反馈分析确定。

由于隧道的预留变形量受多种因素的影响，尽管隧道的开挖跨度、支护形式以及 施工方法均已确定，但因软岩的特殊性以及施工水平的区别，现场所测数据存在一定 程度的不确定性。尤其在极高地应力环境下围岩条件复杂，隧道初期支护变形不确定， 因此所得的现场实测数据也存在一定程度的偏差。综合考虑上述因素并结合实用性， 本实施例中，采用基于保证率确定预留变形量范围的方法，其中保证率为隧道初期支 护变形量(即变形监测数据)小于给定值的隧道监测断面数量占隧道监测断面总数量 的比例，其中变形监测数据包括拱顶沉降数据和周边收敛数据，这样所确定的预留变 形量更符合工程实际。

本实施例中，以保证率大于90％作为预留变形合适的评判标准，即L_m＝90％。同时 通过分析拱顶沉降值较周边收敛值偏大，为了减少隧道开挖量，可分别制定隧道拱部 预留变形量和隧道边墙预留变形量。

并且，隧道拱部预留变形量和隧道边墙预留变形量均与保证率存在一定的相关关 系。

本实施例中，根据表3中记录的变形监测数据，且按照步骤III中所述的保证率 的计算方法，计算得出隧道拱部预留变形量为470mm、500mm和530mm时的保证率分 别为90％、95％和100％。在兼顾较高保证率的同时，结合现场所测数据的离散结果， 确定隧道拱部预留变形量C₁为500mm。

并且，隧道边墙预留变形量为260mm、265mm和275mm时的保证率分别为90％、95％ 和100％。在兼顾较高保证率的同时，结合现场所测数据的离散结果，确定对于极高地 应力条件下的炭质板岩Ⅴ级围岩隧道，隧道隧道边墙预留变形量C₁为270mm。

本实施例中，进行隧道变形监测时，从隧道初期支护体系1施工完成便开始进行 监测，且监测时间不少于三个月。并且，按照常规的隧道变形监测方法进行监测。

本实施例中，步骤四中所述型钢钢架包括对隧道洞1的拱墙进行支护的型钢拱架； 前后相邻两榀所述型钢钢架之间的间距为0.4m～0.8m，且所述型钢钢架为由H型钢弯 曲形成的钢架；

步骤四中所述格栅钢架包括对隧道洞1的拱墙进行支护的格栅拱架2；前后相邻 两榀所述格栅钢架之间的间距为0.4m～0.6m；所述型钢套拱3的形状与格栅拱架2的 形状相同，且每榀所述型钢套拱3均支撑于一榀所述格栅拱架2内侧；

步骤四中对所述格栅钢架与套拱联合支护方案进行施工时，沿隧道纵向延伸方向 由后向前在隧道洞1内支立格栅拱架2；且对格栅拱架2进行支立过程中，沿隧道纵 向延伸方向由后向前在隧道洞1内支立型钢套拱3；并且，每榀所述型钢套拱3均在 位于其内侧的格栅拱架2支立完成7天后进行支立。

本实施例中，前后相邻两榀所述型钢钢架之间的间距为0.6m，前后相邻两榀所述 格栅钢架之间的间距为0.5m。并且，所述H型钢为H175型钢。所述格栅钢架由直径 为Φ25mm的钢筋加工而成。

采用围岩接触压力及钢架内部应力测试及对比分析的方法，对型钢钢架支护体 系、格栅钢架支护体系和格栅钢架与套拱联合支护体系的支护效果进行分析，得出： 第一、在高地应力软岩隧道支护中，型钢钢架支护体系对沉降及水平位移的约束作用 较强，尤其在支护设立初期，其变形控制较好。但随着时间推移，型钢钢架支护体系 变形在支护设立两个月后(至二衬施做前)仍无明显收敛趋势，且过程中多次呈现台 阶式升涨趋势。相应地，支护结构所承受围岩压力较大，且钢架内部应力较大；二次 衬砌施作后，围岩变形仍在持续，二衬结构也将承担部分围岩压力。第二、格栅钢架 支护体系属于柔性支护体系，其初期在支护设立7d后拱顶变形累计最大值达350mm， 支护形变明显且发展迅速，能较好地释放高地应力条件下围岩应力和变形，其结构内 力及形变将急剧增加且不能收敛。第三、格栅钢架支护设立7d后增设型钢套拱3，以 作为后期抵抗变形的刚性支护，其变形时态曲线呈现明显的收敛趋势。断面围岩-初 期支护间接触压力实测最大值位于拱顶处，满足钢材的抗拉、抗压的极限强度要求， 因而，格栅钢架与套拱联合支护体系有效地控制了变形，保证了隧道结构安全。

本实施例中，步骤四中所述型钢钢架为对隧道洞1进行支护的全环型钢架，所述 型钢钢架还包括对隧道洞1的底部进行支护的隧道底部型钢支架，所述隧道底部型钢 支架的两端分别与所述型钢拱架的两个拱脚紧固连接；

步骤四中所述格栅钢架与套拱联合支护体系还包括多个分别位于多榀所述型钢 套拱3正下方且对隧道洞1的底部进行支护的隧道底部钢架7，所述隧道底部钢架7 的两端分别与型钢套拱3的两个拱脚紧固连接；每榀所述型钢套拱3均与位于其正下 方的隧道底部钢架7组成对隧道洞1进行支护的全环型钢架。本实施例中，所述隧道 底部钢架7为型钢架。

并且，步骤四中所述型钢钢架支护体系还包括第一喷射混凝土支护结构；对所述 型钢钢架支护体系进行施工时，沿隧道纵向延伸方向由后向前在隧道洞1内支立所述 型钢钢架；且对所述型钢钢架进行支立过程中，沿隧道纵向延伸方向由后向前对所述 第一喷射混凝土支护结构进行施工；所述第一喷射混凝土支护结构包括由喷射在隧道 洞1内壁上的混凝土形成的第一混凝土喷射层，且多榀所述型钢钢架均位于所述第一 混凝土喷射层外侧；

步骤四中每榀所述型钢套拱3均支撑于一榀所述格栅钢架内侧；所述格栅钢架与 套拱联合支护体系还包括第二喷射混凝土支护结构5；对所述格栅钢架与套拱联合支 护体系进行施工时，沿隧道纵向延伸方向由后向前在隧道洞1内支立所述格栅钢架和 型钢套拱3，每榀所述型钢套拱3均在位于其内侧的格栅拱架2支立完成7天后进行 支立；且对所述格栅钢架和型钢套拱3支立过程中，沿隧道纵向延伸方向由后向前对 所述第二喷射混凝土支护结构进行施工；所述第二喷射混凝土支护结构包括由喷射在 隧道洞1内壁上的混凝土形成的第二混凝土喷射层5，且多榀所述格栅钢架均固定于 第二混凝土喷射层5内，多榀所述型钢套拱3均位于第二混凝土喷射层5内侧。

实际施工时，所述第二混凝土喷射层5的厚度为28cm～32cm；前后相邻两榀所述 型钢钢架之间的间距为0.6m，前后相邻两榀所述格栅钢架之间的间距为0.5m，且前 后相邻两榀所述型钢套拱3之间的间距为1m；所述型钢套拱3为由工字钢弯曲形成的 拱架。因而，M＝2。

本实施例中，所述第二混凝土喷射层5的厚度为30cm。

本实施例中，所述型钢钢架支护体系还包括多道对多榀所述型钢钢架进行连接的 第一纵向连接钢筋，多道所述第一纵向连接钢筋均沿隧道纵向延伸方向进行布设，且 多道所述第一纵向连接钢筋沿当前所施工节段的开挖轮廓线由左至右进行布设；所述 第一喷射混凝土支护结构为采用混凝土湿喷方法对隧道洞1进行全断面喷射形成的混 凝土喷射层，多榀所述型钢钢架和多道所述第一纵向连接钢筋均固定于所述第一喷射 混凝土支护结构内；

所述格栅钢架与套拱联合支护体系还包括第三喷射混凝土支护结构和多道对多 榀所述型钢套拱3与多个所述隧道底部钢架7进行连接的第二纵向连接钢筋6，多道 所述第二纵向连接钢筋6均沿隧道纵向延伸方向进行布设，且多道所述第二纵向连接 钢筋6沿当前所施工节段的开挖轮廓线由左至右进行布设；所述第二喷射混凝土支护 结构5和所述第三喷射混凝土支护结构均为采用混凝土湿喷方法对隧道洞1进行全断 面喷射形成的混凝土喷射层，多榀所述型钢套拱3、多个所述隧道底部钢架7和多道 所述第二纵向连接钢筋6均固定于所述第三喷射混凝土支护结构内。

本实施例中，步骤五中所述纵向加固结构也称为钢腰带，能提高支护体系的总体 稳定性，防止纵向变形。

实际加工时，所述型钢钢架和所述格栅钢架均由多个钢架节段拼接而成，多个所 述钢架节段沿隧道洞1的开挖轮廓线由左至右进行布设。

并且，在所述型钢钢架或所述格栅钢架中相邻两个所述钢架节段之间的拼接处、 拱顶和左右两侧拱腰分别布设一道所述纵向加固梁。本实施例中，所述纵向加固梁为 I18型钢。

实际施工时，步骤六中对隧道洞1进行二次衬砌施工时，待隧道洞1的变形速率 小于5mm/d时进行施工；所述隧道二次衬砌结构的厚度为50cm～60cm。

所述隧道洞1的变形速率采用常规的隧道变形监测方法进行监测。

本实施例中，为了保证隧道净空，抵御巨大形变压力，高地应力段的二次衬砌采 用钢筋混凝土结构，混凝土厚度为55cm。对于大变形围岩隧道，变形量大，收敛速度 慢，远未达到规范要求的的收敛变形速率时初期支护就已失稳破坏。因此，结合变形 监测规律分析，确定合理的二次衬砌施作时机对于大变形围岩隧道至关重要。

并且，所述二次衬砌的施工进度距离掌子面35m～40m，让二次衬砌承受部分形变 压力，有效控制大变形的发展。

本实施例中，所述型钢拱架和格栅拱架2的左右两侧拱脚底部均设置有一个呈水 平布设的支撑钢板且二者的左右两侧均通过多根锁脚锚管进行锚固。

实际加工时，所述支撑钢板的尺寸为40cm×50cm×2cm，该支撑钢板使得型钢拱 架和格栅拱架2形成大拱脚，能有效增加基底承载力，减小钢架的沉降。

本市实施例中，为防止钢架落底失稳，所述型钢拱架和格栅拱架2的拱顶左右两 侧分别设置一组直径为Φ42mm的锁脚锚管注浆锚固，锁脚锚管的长为6m；为防止中、 下台阶开挖时，上、中台阶钢架沉降突变，上、中台阶底面两侧各采用4根直径为Φ42mm 的小导管进行锁脚，锁脚锚管与钢架进行可靠连接。所述锁脚锚管的打设角度控制在 斜下30°～45°。

本实施例中，步骤四中所述隧道洞1的底部存有一层厚度为20cm～30cm的虚渣， 由后向前对当前所施工节段进行开挖施工过程中，沿隧道纵向延伸方向由后向前对隧 道洞1底部的所述需渣进行清理，并在隧道洞1底部铺设一层厚度为20cm～30cm的 混凝土，形成混凝土垫层；所述隧道底部钢架7位于所述混凝土垫层上。

实际施工时，对所述需渣进行人工清理，换填C30混凝土，基底换填纵向长度不 大于3m，左右两侧错开施工。换填完成后进行仰拱初期支护钢架(即隧道底部钢架7) 施工，保证隧底无虚渣，减小隧道沉降、变形。

本实施例中，所述第一混凝土喷射层、第二混凝土喷射层5和第三混凝土喷射层 均采用湿喷方法，结合软岩高地应力隧道的特点，为提高喷射混凝土的早期强度，优 化喷射混凝土配合比，通过现场试验，实现将所喷射混凝土的抗压强度3小时达到5MPa 以上且8小时达到10MPa以上。

本实施例中，所施工的软弱围岩隧道为位于青海省门源县且全长为6550双延米 (双延米指隧道双洞每延米)的大梁隧道地处海拔3600至4200米的大梁中高山区， 轨面最高高程为3607.4米；正常涌水量为1.53万方，最大涌水量4.58万方；洞身 经过砂岩、板岩及F5断层破碎带。

大梁隧道的地层岩性主要为板岩夹砂岩，板岩呈灰白色、灰色及灰黑色，板状构 造，薄层状，主要矿物为石英、长石、绿泥石等，局部可见黑褐色颗粒，节理发育， 表层多风化呈碎片状、砂砾状；砂岩青灰色、浅黄色，砂质结构，层状构造，成份以 石英、长石等为主，岩质坚硬，节理较发育，岩层产状：N45°～80°W/18°～60°N，风 化层层厚大于10m。大梁隧道位于祁连山地槽北祁连褶皱带内，该带为地壳厚度高度 变异地带，地质构造复杂，新构造运动强烈，且经历了多期次构造活动，褶皱、断裂 发育。工程区发育1条断层，发育1个向斜。大梁隧道的水文地质特征如下:地表水: 隧道洞身地表支沟冰雪覆盖，夏季有冰雪融水、雨水汇聚。地表水对隧道工程无直接 影响；隧道区地下水类型主要有第四系潜水、基岩裂隙水和构造裂隙水。

大梁隧道隧址区山高坡陡，地表起伏大，地层岩性复杂，由灰岩、砂岩、板岩交互组 成。其中有2000m长段落围岩均以薄层板岩为主，测试为极高地应力、高地应力，出现了 挤压型大变形。薄层板岩为灰白色及青灰色，岩质较软，节理很发育，呈薄片状压碎结构， 岩层可见挠曲现象，致密性好，岩体整体稳定性差，挤压性围岩特征明显。大梁隧道的洞 身穿越地层主要为第四系全新统坡、洪积碎石类土，砂岩，砂岩夹板岩及灰岩夹板岩。隧 道通过F5区域性断裂带，断带宽度约100m，断带物质主要为断层角砾。隧道进口段约940m 位于碎石类土层中，出口段二叠系砂岩破碎并分布有季节性冻土。

通过对大梁隧道所处施工位置围岩内部地应力进行测试，测试结果表明：实测深度范 围内，最大水平主应力最大值为25.14MPa，最小水平主应力值最大值为13.77MPa，垂直 地应力基本等于上覆土层自重应力，铅直孔的侧压系数范围值为λ＝1.89～2.08，隧道区 的水平地应力以构造应力为主，同时表明地应力场以水平应力为主导。

根据《工程岩体分级标准》(国标GB50218-94)标准对大梁隧道所处施工位置的 地应力等级进行了划分，强度应力比＝0.40-2.90，表明施工区域为极高地应力区；进 口段为高地应力区。大梁隧道主要工程地质问题有断层破碎围岩失稳、高地应力及大 变形、突水涌泥等。

板岩作为软岩(即软弱围岩)的一种，具有明显的各向异性，层理发育显著，隧道穿 越板岩地层施工难度大、风险高，而当高地应力、丰富的地下水、膨胀性矿物成分与板岩 共存时极易发生大变形。因此，对于板岩隧道的设计与施工是非常困难的。板岩中多含云 母、绿泥石等其他矿物成分，并常与砂岩等其他变质岩共存，板岩的板理现象明显，在含 其他矿物成分或与其他变质岩共存段会形成明显的层理、裂缝等软弱结构面。软弱结构面 的存在使板岩的强度进一步降低，在构造应力的作用下，这些结构面会产生节理、断裂、 裂隙等不连续界面。板岩的板、层状结构使其呈现明显的各向异性，各物理力学参数及强 度指标存在明显的方向性，最终导致板岩的本构模型和强度准则与其他岩体差别很大。

通过现场地应力实测，判定大梁隧道处于高构造应力地层与极高构造应力地层，据该 隧道大变形的表现特征界定其为挤压型大变形。其中，高应力与极高应力为挤压型大变形 的内因，大梁隧道开挖扰动引起岩体中原有的较高应变能快速释放，同时大梁隧道以软弱 的薄层板岩为主，最薄处层厚小于5cm。岩体的弹性模量和抗压强度较低，层理、裂隙比 较发育，(极)高地应力与软弱薄层板岩共存使得大梁隧道围岩处于挤压状态，使得变形 持续发展。经实测及分析计算，大梁隧道的围岩强度与围岩内部的最大地应力比值在 0.025～0.126之间。同时，工程扰动为挤压性大变形的外因，从弹塑性理论和弹性理 论的角度分析，隧道开挖后的释放荷载使洞壁围岩压力急速降低，径向应力减小，切 向应力增大，应力集中现象明显，在压应力场的作用下，岩石骨架中的基质发生滑移 和扩容，随即发生缺陷或裂纹的扩容和剪切塑性变形，岩体内的剪应力超过原岩的变 形承载力后发生剪切蠕动，最终导致显著大变形。另外，高地应力作用下的软岩应力 扩容膨胀也导致挤压型大变形进一步增大，并且水的弱化作用不可忽视。

由上述内容可知，隧道软岩挤压型大变形的主要影响因素包括：地应力条件、岩体强 度、地质构造影响程度、地下水发育特征、围岩分级、岩石膨胀性等。挤压型大变形的变 形破坏具有如下特点：第一、变形量大；第二、自稳时间短，初期变形速率大；第三、变 形持续时间长；第四、围岩的扰动范围广。

本实施例中，为简便起见，采用步骤二中所述的挤压型大变形等级分级标准，并且 结合现场地质素描及围岩变形破坏的统计，得出挤压型大变形分级标准表，详见表6：

表6挤压型大变形分级标准表

本实施例中，采用如图1所示的隧道开挖及支护施工方法，对大梁隧道进行开挖 施工，先根据高地应力软弱围岩的挤压型大变形分级结果确定隧道开挖预留变形量， 再根据所确定的隧道开挖预留变形量进行隧道开挖施工，能简便、快速完成隧道开挖 施工过程且施工过程安全、可靠。

以上所述，仅是本发明的较佳实施例，并非对本发明作任何限制，凡是根据本发明技 术实质对以上实施例所作的任何简单修改、变更以及等效结构变化，均仍属于本发明技术 方案的保护范围内。