CN105156118B - 高地应力软弱围岩隧道开挖支护施工方法 - Google Patents

Abstract

本发明公开了一种高地应力软弱围岩隧道开挖支护施工方法，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开挖及支护施工，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：根据所确定的挤压型大变形等级对初期支护方案进行确定，初期支护方案为型钢钢架支护方案或格栅钢架与套拱联合支护方案；四、隧道开挖及支护施工；五、下一节段开挖及支护施工；六、多次重复步骤五，直至完成所施工软弱围岩隧道的全部开挖及支护施工过程。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岩隧道的隧道开挖及支护施工过程且施工过程安全、可靠。

Description

高地应力软弱围岩隧道开挖支护施工方法

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开挖支护施工方法。

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(highstressed soft rock，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。

在高地应力作用下，软岩大变形导致大梁隧道底板隆起；初支变形失效、侵限；二次衬砌开裂等现象，严重危及施工安全及工程质量。现场围绕控变防塌，针对高地应力下软岩变形特征，需对支护方案进行优化调整。

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开挖支护施工方法，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开挖及支护施工过程且施工过程安全、可靠。

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开挖支护施工方法，其特征在于：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开挖及支护施工；多个所述节段的开挖及支护施工方法均相同；对所施工软弱围岩隧道中任一节段进行开挖及支护施工时，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；

步骤四、隧道开挖及支护施工：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、下一节段开挖及支护施工：按照步骤一至步骤四中所述的方法，对所施工软弱围岩隧道的下一节段进行开挖及支护施工；

步骤六、多次重复步骤五，直至完成所施工软弱围岩隧道的全部开挖及支护施工过程。

上述高地应力软弱围岩隧道开挖支护施工方法，其特征是：每个所述节段的长度为50m～1000m。

上述高地应力软弱围岩隧道开挖支护施工方法，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开挖支护施工方法，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 (Ⅰ)和L₁₂＜L_m (Ⅱ)进行确定；公式(Ⅰ)和(Ⅱ)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％ (Ⅲ)和L₁₄＜100％ (Ⅳ)进行确定；公式(Ⅲ)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(Ⅳ)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 (Ⅴ)和L₂₂＜L_m (Ⅵ)进行确定；公式(Ⅴ)和(Ⅵ)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％ (Ⅶ)和L₂₄＜100％ (Ⅷ)进行确定；公式(Ⅶ)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(Ⅷ)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开挖支护施工方法，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开挖支护施工方法，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。

上述高地应力软弱围岩隧道开挖支护施工方法，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。

上述高地应力软弱围岩隧道开挖支护施工方法，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开挖支护施工方法，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开挖支护施工方法，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”相结合的方式确保隧道施工安全，大幅度降低施工风险。将所施工隧道由后向前分为多个节段分别进行开挖施工，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。

3、隧道开挖及支护施工之前，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。

4、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。

5、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。

6、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。

7、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开挖及支护施工过程且施工过程安全、可靠。

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所示的一种高地应力软弱围岩隧道开挖支护施工方法，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开挖及支护施工；多个所述节段的开挖及支护施工方法均相同；对所施工软弱围岩隧道中任一节段进行开挖及支护施工时，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；

步骤四、隧道开挖及支护施工：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、下一节段开挖及支护施工：按照步骤一至步骤四中所述的方法，对所施工软弱围岩隧道的下一节段进行开挖及支护施工；

步骤六、多次重复步骤五，直至完成所施工软弱围岩隧道的全部开挖及支护施工过程。

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/T D70-2010)、《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：

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	mi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 (Ⅰ)和L₁₂＜L_m (Ⅱ)进行确定；公式(Ⅰ)和(Ⅱ)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％ (Ⅲ)和L₁₄＜100％ (Ⅳ)进行确定；公式(Ⅲ)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(Ⅳ)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 (Ⅴ)和L₂₂＜L_m (Ⅵ)进行确定；公式(Ⅴ)和(Ⅵ)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％ (Ⅶ)和L₂₄＜100％ (Ⅷ)进行确定；公式(Ⅶ)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(Ⅷ)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

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；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，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。

Claims (10)

1.一种高地应力软弱围岩隧道开挖支护施工方法，其特征在于：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开挖及支护施工；多个所述节段的开挖及支护施工方法均相同；对所施工软弱围岩隧道中任一节段进行开挖及支护施工时，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；

步骤四、隧道开挖及支护施工：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、下一节段开挖及支护施工：按照步骤一至步骤四中所述的方法，对所施工软弱围岩隧道的下一节段进行开挖及支护施工；

步骤六、多次重复步骤五，直至完成所施工软弱围岩隧道的全部开挖及支护施工过程。

2.按照权利要求1所述的高地应力软弱围岩隧道开挖支护施工方法，其特征在于：每个所述节段的长度为50m～1000m。

3.按照权利要求1或2所述的高地应力软弱围岩隧道开挖支护施工方法，其特征在于：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。

4.按照权利要求1或2所述的高地应力软弱围岩隧道开挖支护施工方法，其特征在于：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(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(Ⅰ)和L₁₂＜L_m(Ⅱ)进行确定；公式(Ⅰ)和(Ⅱ)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％(Ⅲ)和L₁₄＜100％(Ⅳ)进行确定；公式(Ⅲ)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(Ⅳ)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(Ⅴ)和L₂₂＜L_m(Ⅵ)进行确定；公式(Ⅴ)和(Ⅵ)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％(Ⅶ)和L₂₄＜100％(Ⅷ)进行确定；公式(Ⅶ)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(Ⅷ)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。

5.按照权利要求4所述的高地应力软弱围岩隧道开挖支护施工方法，其特征在于：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。

6.按照权利要求1或2所述的高地应力软弱围岩隧道开挖支护施工方法，其特征在于：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。

7.按照权利要求6所述的高地应力软弱围岩隧道开挖支护施工方法，其特征在于：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。

8.按照权利要求6所述的高地应力软弱围岩隧道开挖支护施工方法，其特征在于：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；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。

9.按照权利要求8所述的高地应力软弱围岩隧道开挖支护施工方法，其特征在于：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。

10.按照权利要求8所述的高地应力软弱围岩隧道开挖支护施工方法，其特征在于：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；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；

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；

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。