CN114996825A - 一种深埋隧道挤压型大变形地质力学模式构建方法 - Google Patents

Abstract

本发明公开了一种深埋隧道挤压型大变形地质力学模式构建方法，其构建方法步骤如下：步骤一：深埋隧道挤压型大变形地质环境与影响因素研究；步骤二：深埋隧道挤压型大变形时空变形特征分析；步骤三：深埋隧道挤压型大变形力学模型确定；所述步骤三中为建立岩石挤压型大变形的力学模型，在深入分析深埋隧道软弱围岩挤压型大变形力学机理基础上，结合岩石室内试验，进一步探明隧道开挖过程中岩石挤压变形的力学行为，该模型考虑了损伤扩容过程中塑性势函数随损伤变量从损伤扩容塑性势函数线性过渡到破裂碎胀塑性势函数，同时考虑了弹性模量、泊松比随损伤变量的变化规律，即该模型既考虑了强度参数的劣化规律，又考虑了变形参数的劣化。

Description

一种深埋隧道挤压型大变形地质力学模式构建方法

技术领域

本发明涉及隧道施工技术领域，具体是一种深埋隧道挤压型大变形地质力学模式构建方法。

背景技术

(1)深埋长大隧道工程现状

为了满足西部地区的经济社会发展需要，西部地区的铁路、公路和管道运输等基础设施建设的呈现快速发展的趋势，深埋隧道建设的需求在不断增大。深埋长大隧道在克服丘陵、山地和峡谷等地形障碍方面有无可替代的优势，西部地区山高谷深，地层发育齐全，岩土类型丰富，高海拔深埋隧道在高地应力软弱围岩条件下施工中极易出现挤压性大变形破坏。特别是川藏铁路的建设，在深埋隧道施工中遇到的各种地质灾害成为首要解决的问题之一。

目前，世界各国在铁路、公路和水利水电等领域修建了大量深埋隧道。国外典型深埋长大隧道有瑞士新圣哥达隧道(长度57km,最大埋深2300m)、法国-意大利的里昂-都灵隧道(长度54km,最大埋深2000m)、瑞士新列奇堡隧道(长度34km,最大埋深2200m)、日本大清水隧道(长度22.28km,最大埋深1300m)、瑞士辛普朗隧道(长度19.8km,最大埋深2140m)、意大利亚平宁铁路隧道(长度18.52km,最大埋深2000m)等，施工工程中遇到洞内褶曲变形、断层、岩爆、涌水、高地温等施工难题。

国内典型深埋长大隧道有高黎贡山铁路隧道(长度34.54km,最大埋深1155m)、秦岭隧道(长度18.45km,最大埋深1600m)、秦岭终南山隧道(长度18.02km,最大埋深1640m)、锦屏二级水电站引水隧洞(长度16.7km,最大埋深2525m)、桑珠岭隧道(长度16.26km,最大埋深1347m)、巴玉隧道(长度13.07km,最大埋深2080m)等，施工过程中遇到高地应力软岩大变形、岩爆、涌水等施工难题。

由此可知，影响隧道施工安全的因素不仅与埋深有关，还与隧道的岩性、地质构造和区域构造等因素息息相关。

(2)深埋长大隧道施工力学行为

关于深埋隧道施工过程表现出的力学行为特征国内外许多专家学者进行了深入的研究。G.Galli，Martin分别通过数值模拟和现场实验研究了深埋硬岩隧道开挖的脆性破坏过程。靳晓光，熊良宵等分别结合最大埋深760m的高地应力区某深埋隧道工程和最大埋深2 552m的锦屏二级水电站引水隧洞，分析了围岩应力、位移随掌子面推进过程的演化趋势，提出了高地应力区隧道施工对平面应力、空间主应力、围岩屈服度及位移的影响范围，对保证高地应力区隧道施工围岩稳定、确定合理的支护时机和开挖方案具有重要的现实意义。

通过大量的深埋隧道围岩形变压力现场实测数据，采用数理统计的方法，分析了围岩级别、隧道跨度、隧道埋深对围岩形变压力的影响及其变化规律，推导建立了竖向形变压力计算公式。吴世勇，黄志平等应用弹塑性有限元法分析了最大埋深2 525m的锦屏二级水电站引水隧洞开挖及支护过程中围岩的变形规律与特征、围岩应力分布及其变化规律、塑性区范围。

依托宝汉高速公路最大埋深500m的某深埋隧道工程，对高地应力区深埋隧道围岩力学特型及稳定性进行了分析。黄磊对最大埋深1 070m的巴陕高速公路米仓山左线隧道开挖失稳机理、岩体破坏机制和隧道垮塌演化过程进行了研究，并给出了开挖进尺、二衬步距和锚杆支护参数建议值。陈怀伟基于颗粒离散元理论基础，从开挖过程中的能量转换规律、应力波传播衰减规律及应力重分布规律对深埋隧道开挖扰动规律进行了研究。王朋等通过对滇藏铁路香格里拉至昌都(邦达)段某埋深600m隧道进行数值模拟分析，提出了Ⅲ、Ⅳ及V级围岩隧道开挖后围岩最大主应力、围岩变形和塑性区特征。

深埋隧道施工过程中，可能面临两种灾害问题的发生，即脆性围岩的岩爆和软弱围岩的大变形。软弱围岩一般指强度低、孔隙度大、胶结程度差、受构造面切割及风化影响显著的松、散、软、弱地层条件。在软弱地层中，隧道变形达到一定量值，则会引起洞室失稳、支护结构破坏等现象的发生。在南昆铁路家竹箐隧道之前，软弱围岩大变形问题在国内并未引起足够的重视，但随着长大隧道数量的增加，软弱围岩大变形问题日渐突出，如乌鞘岭隧道在通过宽达820m的F7断层带时，围岩在20MPa的高地应力作用下发生大变形，水平收敛达lm以上，支护严重侵限，给施工安全带来极大的困难。可以说，软弱围岩大变形的防治及控制已成为当今隧道工程界普遍关注的热点问题之一。

(3)深埋长大隧道挤压型大变形特征

大变形是相对正常变形而言，目前还没有统一的定义和判别标准。各类围岩在正常施工条件下都会产生一定的变形。现行的铁路隧道设计规范、公路隧道设计规范、新奥法指南及衬砌标准设计等都根据多年经验及统计，对各类围岩及各种支护结构制订了不同的预留变形量以容纳这些正常变形。

1946年Terzaghi首先提出挤出围岩和膨胀围岩的概念。受其影响，后来国际上普遍按形成机理将大变形分为两大类：即施工过程中由于应力重分布结果超过围岩强度而产生的塑性化变形和围岩遇水后发生膨胀作用而产生的变形。围岩产生大变形的原因可能有三种：膨胀岩的作用、高地应力作用和局部水压及气压力的作用。而局部水压及气压力的作用仅当支护和衬砌封闭较好，周边局部地下水升高或有地下气体(瓦斯等)作用时，支护所产生的大变形，这种现象并不多见。陈宗基教授将大变形产生的原因总结为5个方面，即塑性楔体的产生、流动变形(包括塑性流动和粘性流动)、围岩膨胀、扩容和层状岩体的挠曲。姜云将围岩大变形的发生机制归结为软弱围岩塑流、膨胀变形、层状岩体的板梁弯曲变形、塑性楔体、结构性流变、累进松脱扩展、差异性松脱、倾斜沉降变形和垂直沉降变形等9个方面，其中，累进松脱扩展和差异性松脱一般在浅埋、低应力区发生，而倾斜沉降变形和垂直沉降变形主要发生在下卧采空区情况。

在高地应力作用下，隧道围岩发生难以控制的挤压性大变形，支护结构发生破坏。国内外很多研究者对高地应力软岩隧道的大变形机理开展了研究，从高地应力环境、卸载效应、围岩塑性扩容和强度弱化、围岩黏塑性变形、施工扰动、支护强度不足等角度分析了软岩隧道挤压大变形机理。许多学者认为隧道大变形破坏由高地应力条件下隧道开挖应力释放后的围岩塑性扩容和强度弱化共同决定的。卞跃威等通过解析方法分析了高地应力条件下围岩塑性扩容和强度弱化对隧道受力与变形的影响。结果表明，围岩的塑性区范围对隧道变形影响显著，而强度弱化程度对围岩塑性区范围有直接影响。因此隧道支护设计有必要考虑围岩强度的弱化。

何满潮院士将高地应力软岩定义为在较高应力条件下才表现出软岩性质的工程岩体。一方面表现为岩体强度低，另一方面表现出显著的流变性质。在低地应力条件下，这些岩体一般强度较高，表现为硬岩特征。而在高地应力条件下，伴随着岩体强度的弱化，岩体的流变特征更加凸显。孙钧等叫、何满潮等均认为高应力隧道软弱围岩的变形是以挤压变形为主。国际岩石力学学会挤压性岩体委员会将“挤压变形”定义为一种在隧道(或大型地下洞室)开挖过程中与时间有关的大变形，它与岩石材料的流变特性有相当程度的关联性。因此，围岩的流变效应也是高地应力软岩隧道发生挤压大变形的重要原因。

高地应力环境、卸载效应、围岩塑性扩容和强度弱化、施工扰动不足等引起隧道挤压大变形的因素可归结为高地应力条件下开挖应力释放效应引起围岩应力重新分布及力学性质发生变化，而这个过程使围岩受力失去了平衡。隧道在开挖前，在高地应力条件下围岩受力处于平衡状态。隧道开挖后，岩体内部所受围压降低、应力差增大，应力释放过程中岩体内部微裂纹逐步产生和发展，岩体中原本闭合的结构张开滑移，引起围岩扩容，使围岩整体强度出现弱化，并产生相应的变形。随着围岩变形和应力调整的持续，围岩强度降低的程度越来越显著。这种应力和强度的变化促使围岩塑性区的形成与不断发展，使围岩自身承载能力大幅降低。而另一方面，支护强度不足又会使围岩的受力不能达到平衡状态。这两方面因素使围岩变形持续发展并难以平衡，进而导致隧道的大变形破坏。

通过对以上国内外研究现状的分析，可见，前人对岩石地下工程理论、隧道围岩的变形机理、围岩与支护作用关系、软岩的工程特性、支护作用理论、围岩变形控制原理等都有了比较多研究，形成很多学术理论，对众多隧道工程的实践具有很好的指导作用，推动了隧道与地下工程技术的进步，为我们继续深化研究奠定了良好的基础。但是目前对隧道挤压型大变形的定义还不够明确，缺乏统一的判定标准；对挤压型大变形隧道围岩的变形特征的研究不够深入，对隧道重点部位(掌子面及其前方围岩、拱脚等)变形规律和软弱围岩的时空变形特征研究不够透彻。因此，有必要对深埋隧道软弱围岩的概念、变形机理开展研究，提出一种深埋隧道挤压型大变形地质力学模式构建方法。

发明内容

本发明的目的在于提供一种深埋隧道挤压型大变形地质力学模式构建方法，以解决上述背景技术中提出的问题。

为实现上述目的，本发明提供如下技术方案：

一种深埋隧道挤压型大变形地质力学模式构建方法，其构建方法步骤如下：

步骤一：深埋隧道挤压型大变形地质环境与影响因素研究；

其具体步骤如下：

S1：隧道开挖过程的围岩力学行为分析；

S2：深埋隧道挤压型大变形地质力学环境分析；

S3：挤压型大变形影响因素研究；

步骤二：深埋隧道挤压型大变形时空变形特征分析；

其具体步骤如下：

S1：隧道开挖时空效应分析；

S2：深埋隧道开挖应力特征分析；

S3：深埋隧道开挖变形特征分析；

步骤三：深埋隧道挤压型大变形力学模型确定；

其具体步骤如下：

S1：挤压型大变形力学机理分析

S2：岩石挤压变形三轴卸压试验分析；

S3：岩石挤压变形力学模型确定。

作为本发明进一步的方案：所述步骤一中挤压型大变形影响因素研究具体包括：(1)围岩特性的影响；(2)埋深的影响；(3)地应力组合形态的影响；(4)断面形式的影响。

作为本发明再进一步的方案：所述步骤二中深埋隧道开挖应力特征分析具体包括(1)分析；(2)空间应力状态特征分析。

与现有技术相比，本发明的有益效果是：

1)对高海拔超大深埋隧道挤压型大变形的地质环境进行统计分析，通过理论分析确定隧道发生挤压型大变形的地质条件，在此基础上结合理论分析和数值模拟，采用敏感分析方法对挤压型大变形的影响因素进行系统研究，分析围岩特性、隧道埋深、地应力组合以及隧道断面形式等因素对挤压型大变形的影响；

2)从挤压性围岩隧道开挖空间效应、岩体流变时效属性以及隧道施工的力学行为等角度对高海拔超大深埋隧道挤压性围岩的时、空变形特征开展研究，考虑挤压性围岩的“粘性时效”和“空间效应”，分析隧道掘进过程中围岩随时间和空间逐步演化的变形特征；

3)通过对高海拔超大深埋隧道勘探和开挖过程中挤压性围岩的物理力学指标进行分析总结，从弹塑性力学和流变学角度分析隧道产生挤压型大变形的原因，结合理论分析和室内试验，得出高原深埋隧道挤压型大变形的力学机理；

4)通过对典型高海拔超大深埋隧道工程的实测资料进行统计分析，结合数值模拟方法对挤压性围岩开挖过程中的位移和应力变化机制开展研究，总结归纳出高海拔超大深埋隧道挤压型大变形的地质力学模式。

附图说明

图1为洞室开挖前的应力图。

图2为洞室在开挖后的应力圆。

图3为围岩中的应力图。

图4为大变形隧道拱腰收敛位移曲线图。

图5为大变形隧道拱顶沉降位移曲线图。

图6为隧道变形与围岩级别的关系曲线。

图7为掌子面最大挤出变形与围岩级别的关系图。

图8为不同级别围岩塑性区分布形式。

图9为单线隧道拱项下沉与开挖步关系曲线。

图10为单线隧道拱脚收敛与开挖步关系曲线图。

图11为单线隧道墙腰收敛与开挖步关系曲线。

图12为单线隧道底部隆起与开挖步关系曲线。

图13为双线隧道拱项下沉与开挖步关系曲线。

图14为双线隧道拱脚收敛与开挖步关系曲线。

图15为双线隧道墙腰收敛与开挖步关系曲线图。

图16为双线隧道底部隆起与开挖步关系曲线图。

图17为隧道变形与埋深的关系曲线图。

图18为单线隧道埋深100m时塑性区分布图。

图19为单线隧道埋深300m时塑性区分布图。

图20为单线隧道埋深500m时塑性区分布图。

图21为双线隧道埋深50m时塑性区分布图。

图22为双线隧道埋深100m时塑性区分布图。

图23为双线隧道埋深300m时塑性区分布图。

图24为洞周变形与水平地应力系数的关系曲线。

图25为工况1塑性区分布图。

图26为工况2塑性区分布图。

图27为工况3塑性区分布图。

图28为工况4塑性区分布图。

图29为工况5塑性区分布图。

图30为Ⅲ级围岩复合式衬砌隧道断面图。

图31为数值模型图。

图32为最大跨度切向应力和径向应力与径向距离r/D的关系曲线图。

图33为围岩切向应力随掌子面推过程变化特征曲线图。

图34为围岩径向应力随掌子面推过程变化特征曲线图。

图35为围岩位移图。

图36为围岩位移随施工过程变化曲线图。

图37为隧道围岩塑性区图。

图38为一般圆形隧道弹塑性分析途径图。

图39为隧道2#斜井小里程掌子面图。

图40为隧道掌子面现场取样图。

图41为手动取芯取软岩图。

图42为取出的岩芯与取芯后的石样图。

图43为单轴试验图。

图44为三轴压缩试验图。

图45为三轴压缩后的试件图。

图46为三轴压缩试验应力-应变曲线图。

图47为三轴卸压试验应力路径图。

图48为围压10Mpa偏应力-应变曲线图。

图49为围压20Mpa偏应力-应变曲线图。

图50为围压30Mpa偏应力-应变曲线图。

图51为围压40Mpa偏应力-应变曲线图。

图52为围压50Mpa偏应力-应变曲线图。

图53为岩石卸压试验偏应力-应变曲线图。

图54为岩石卸压变形曲线图。

图55为临界应力与围压关系曲线图。

具体实施方式

下面将结合本发明实施例中的附图，对本发明实施例中的技术方案进行清楚、完整地描述，显然，所描述的实施例仅仅是本发明一部分实施例，而不是全部的实施例。基于本发明中的实施例，本领域普通技术人员在没有做出创造性劳动前提下所获得的所有其他实施例，都属于本发明保护的范围。

请参阅图1～55，本发明实施例中，一种深埋隧道挤压型大变形地质力学模式构建方法，其构建方法步骤如下：

步骤一：深埋隧道挤压型大变形地质环境与影响因素研究；

其具体步骤如下：

S1：隧道开挖过程的围岩力学行为分析；

围岩压力是指引起地下开挖空间周围岩体和支护变形或破坏的作用力。洞室开挖前的初始应力状态σ一般由自重应力σ_h和构造应力σr组成。

即：

σ＝σ_h+σ_r

在平面应变的假设条件下，岩体某一点的应力状态可用摩尔应力圆来描述，如图1所示；

图中直线τ＝σtgφ+c(C，

分别为围岩的黏聚力和内摩擦角)表示围岩自身的特性，称为破裂线，对于处于稳定的状态时它与应力圆是相离的；

洞室开挖后，应力开始改变，在图2中，应力圆左移，直到开挖面主应力σ₂＝0，对于软弱围，应力圆与破裂线的距离开始减小，当与其破裂面相切时，即表示己达到剪切破坏的极限平衡状态，当与其破裂面相割时，随即开始发生塑性变形，最终导致塑性破坏。

对于挤压性大变形隧道，一般C和φ值均比较小(C<0.35MPa、φ值在10°～37°)，这样破裂线与坐标原点o的距离就很近，容易与应力圆相切；另一方面，由于地应力较大，在应力圆中σ₁也较大，因此必然出现破裂线与应力圆相相割的情况，如图2所示。

从图中看出，对于软弱围岩而言，在不发生剪切破坏，保持洞室周边稳定的情况下，最大主应力σ₁是非常小的，设σ′₁为与破裂线τ₂＝σ₁tgφ₂+c₂相切的极限平衡状态的主应力值。可由下列方程

τ＝σtgφ₂+c₂

(σ-σ′₁/2)²+τ²＝(σ′₁/2)

达到极限平衡状态时(相切)，求解得出：σ′₁＝2c(1+sinφ)/cosφ。

根据铁路隧道设计规范(TB 10003-2016)中I级、II级、III级、Ⅳ级、V级和Ⅵ级围岩的物理力学指标，可计算出σ′₁，结果见表1；

表1各级围岩的物理力学指标和最大主应力值

因此在正常情况下，原始地应力均大于σ′₁值，说明在软弱围岩地质条件下，洞室在开挖后，都要发生剪切破坏，出现塑性变形。当地应力继续增大时，如图2中的σ″₁＞σ′₁时，应力圆与破裂线就会相割，说明此时不仅在洞壁表面发生剪切破坏，而且还会向隧道内部扩展，进而形成塑性破坏区，使洞壁的围岩向外挤出，发生挤压性变形。随着塑性变形区深度的增加，其向外挤出的变形量就会不断增大，从而超过正常的收敛变形量产生挤压性大变形。

实际上，应力圆与破裂线是不可能相割的，因为当剪切破坏发生时，其塑性破坏区内围岩的黏聚力和内摩擦角也相应发生了变化，一般情况下会变得更小，而该区域内的主应力值和方向也随之改变，从而形成一条新的破裂线和二个新的应力圆，但它们仍然保持相切的状态。

由于目前理论上存在困难，为了简化计算，仅考虑圆形隧道在埋深较大且侧压力系数λ＝1.0时的情况，如图3所示。

此时σ_v＝σ_r，由弹性力学可知如果处于弹性阶段，则围岩中任一点的应力σ_θ，可用下式表达：

σ_θ＝σ_v+(R_a/r)²·σ_v

式中R_a——洞室半径

r——围岩中计算点的半径

σ_r——法向应力

σ_θ——切向应力

σ_v——竖向应力

从图3可以看出，当切向应力σ_θ最大时法向应力σ_r最小且为零，当r＝Ra代入上式，可得：σ_θ＝2σ_v

所以当σ_v/Rb>0.5时，洞室周围将产生塑性变形，发生塑性破坏。

塑性半径是软弱围岩发生挤压大变形的根源，目前常用的求解塑性半径的解法有卡斯特纳公式和芬纳公式。

卡斯特纳公式：

芬纳公式：

塑性系数：

式中R——塑性半径

r₀——开挖圆半径

P——原始竖向地应力

R_c——围岩极限压强

两种公式都可表明，塑性半径R随着原始竖向地应力P的增大而增大，也随着开挖圆半径r₀的增大而增大，另外C、

值的减小将引起塑性半径R的增大。

求解塑性半径R与洞壁位移的关系时，需近似假定洞室周围岩体屈服破坏时体积不增加，塑性半径处的围岩位移μ′及洞壁位移μ可用下式表示：

式中ν——泊松比

E——弹性模量

K——塑性区剪胀系数

由上式可知，洞壁位移μ随着塑性半径R的增大而增大；

S2：深埋隧道挤压型大变形地质力学环境分析；

深埋隧道软弱围岩区段施工过程中容易发生较大变形，这一点已经在实际工程中得到证实。如关角隧道Ⅰ线隧道DK308+115～+060段左侧(面向大里程)最大水平收敛变形达460mm，II线隧道DyK307+940～+893段左侧(面向大里程)最大水平收敛变形达410mm。正洞DyK304+430～+500段，最大水平收敛达1209mm，最大拱顶下沉367mm；两水隧道DK359+407～DK359+427区段最大拱顶下沉达757.4mm，最大水平收敛达498.85mm；天平山隧道DK372+760～DK372+765段最大拱顶下沉379.6mm，最大水平收敛344.1mm。同时，对于深埋软弱围岩隧道，其变形增长速率往往很高，关角隧道、两水隧道和天平山隧道变形速率最大分别达到了50mm/d、60mm/d，41.2mm/d。这种变形显著且变形发展较快的隧道，如果施工控制不当，易造成洞室失稳、支护结构破损等诸多不良后果。如关角隧道Ⅰ线正洞DK308+000～+115段、II线正洞DyK307+820～+940段洞身过大的变形导致喷射混凝土剥落掉块，拱架严重变形，并发生扭曲，DyK304+430～+500段，多处出现喷层开裂、剥落，型钢钢架扭曲，底部上鼓，个别地段出现变形侵限、坍塌以及衬砌开裂；两水隧道DK359+407～DK359+427区段，施工中变形量大，多处出现变形侵限、喷层脱落掉块、支护开裂、钢架扭曲、拱脚失稳、底板隆起等现象，其中最大侵限处侵入净空40cm；天平山隧道DK372+760～765段拱部喷混凝土开裂，钢架扭曲等现象。

国际岩石力学会将软岩定义为单轴抗压强度在0.5MPa～25MPa之间的一类岩石。在地质工程中，软岩的工程特点主要是弹性模量低、孔隙率大、胶结程度差、受构造面切割及风化影响显著或含有大量膨胀性黏土矿物的松、散、软、弱岩层；

表2国内外典型大变形隧道地质环境汇总

高地应力条件下软岩变形主要表现为岩体塑性挤出、收敛变形大。表2为国内外比较典型的硐室开挖软弱围岩地质条件及大变形特征。木寨岭隧道地处高地应力环境下，围岩等级为V，强度差，其中四座斜井发生较大的变形，最大变形量达500mm/d，计变形量达941mm，3号斜井开挖初期变形形式为突变，开挖过程中变形速率达1.9m/d，影响范围为30～70m，采取支护措施后，隧道拱腰收敛量为158mm/d，隧道顶沉降累计变形达255mm(图4和图5)；

该隧道开挖过程中围岩的变形特征可以概括为①硐室各个部位变形随着开挖深度的增大而逐步增大；②硐室拱腰变形量明显高于硐室顶底的变形量。

峡口隧道通过对其硐顶硐底以及硐室两侧拱腰的地应力测试得到以下结果，结果表明隧道处于高地应力环境下，加上围岩强度极低，本身较破碎，薄层状岩体结构，开挖后所有监测面硐顶下沉速率较大，下沉量最大达45cm，现场可以观测钢拱架局部从拱顶发生弯折挤压，衬砌失稳，开挖后水平收敛变形量也较大，范围在30～42cm之间，此外，水平收敛速率也较大。云岭隧道(湖北郧西—陕西漫川关)岩性主要为弱风化千枚岩，埋深约350m，通过不同埋深的数值模拟比较分析得出了高地应力条件下硐室不同部位位移与侧压系数之间的关系：①当硐室埋深一定的情况下，侧压系数逐步变大时，硐室拱腰水平收敛位移量以及硐室顶底位移量均表现为先变大后减小关系；②同样条件下，硐室不同位移随着侧压系数的变化而表现出的敏感程度关系为：硐室顶部＞拱腰＞硐室底部；③硐室拱腰、硐室顶底的位移量随着侧压系数的变大而变大的变化区间会加宽，随着侧压系数的变大而减小的变化区间会变窄。

通过对地下工程中隧道、巷道软弱围岩的工程实例进行分析，得出高地应力在软岩中的具体表现特征。

(1)软岩硐室处在高地应力环境中，在隧道、巷道等岩性突变部位、地貌突变部位、开挖面方向突变部位往往会由于应力调整形成应力集中区，而这些部位的水平应力分量远远高于垂直应力分量；岩体开挖过程中主要受压，剪切应力分量高于径向应力分量。

(2)围岩岩体完整性不高，较破碎，胶结程度低，往往含有亲水性物质，在水的作用下塑性变形较明显。

(3)深埋隧道挤压型大变形隧道洞室进行开挖，洞室顶底部位的位移变形量低于硐室拱腰部位的变形量；围岩在开挖初期变形迅速，而后期随着应力的重新分布，围岩表现有应变软化和应变扩容现象；围岩开挖即使完成后仍将继续一定时间范围内的变形；

S3：挤压型大变形影响因素研究；

1.围岩特性的影响

在300m埋深、自重应力场条件下，台阶法施工过程中(断面开挖分布参数同前)不同级别围岩双线隧道周边累计变形量的数值计算结果如表3所示；

表3双线隧道在300m埋深条件下洞周位移

根据上表，Ⅳ级围岩一般变形较小，Va、Vb级围岩水平收敛则已经达到或超过正常变形的上限，即产生大变形。根据数值分析、现场实测资料以及相关工程经验，对于铁路隧道(单、双线)，一般Ⅰ～Ⅳ级围岩区段发生大变形的几率比较小，而V级围岩则在一定条件下极易产生大变形。这说明围岩特性是产生隧道大变形的一个不可忽视的重要因素。

隧道变形与围岩级别之间的变化规律如图6和图7所示，从图中可以看出，隧道施工变形随围岩级别的增加呈加速增长的关系；

为进一步分析不同围岩条件对隧道变形影响的内在原因，给出了计算条件下不同工况的塑性区分布情况。计算结果显示，不同级别围岩隧道施工过程中，塑性区的分布规律基本相同，但屈服范围存在较大差别。Ⅳ级围岩掌子面前方塑性区深度约3.0m，周围塑性范围约为2.5m；Va级围岩掌子面前方塑性区深度约7.0m，周围塑性范围约为7.5m；而Vb级围岩掌子面前方塑性区深度则达10.0m，周围塑性范围达13.0m。从计算结果可以得出以下结论，即围岩越差、施工变形量级越大，所对应的围岩塑性区范围越大。单线隧道计算规律与双线隧道基本相同；

2.埋深的影响

(1)分析工况

为分析埋深对软弱围岩隧道施工变形的影响，采用有限差分程序FLAC^3D建立数值模型，对单、双线隧道不同埋深下施工变形进行三维数值分析。对于单线隧道，以V_a级围岩为例，埋深分别考虑了100m、300和500m三种工况；双线隧道以V_b级围岩为例，埋深分别考虑了50m、100m和300m等不同工况。台阶法施工过程中，断面开挖参数及围岩计算指标同前。

(2)隧道变形结果分析。

表4单线隧道周边位移计算结果

不同埋深下双线隧道周边位移随开挖步的变化规律如图13～图16所示，计算结果见表5；

表5双线隧道周边位移计算结果

综合分析单双线隧道随埋深洞周位移的变化情况(如图17所示，图中相对变形是指洞周变形与洞跨之比)可以看出，无论单、双线隧道，洞周施工变形均随埋深呈加速增长趋势发展，但围岩较差的隧道变形随埋深增长的速度更快。从变形曲线上100m和300m两埋深工况的情况来看，隧道变形受围岩特性的影响较受埋深的影响更为敏感；

(3)围岩塑性区分布

单、双线隧道台阶法施工过程中，不同埋深下围岩塑性区分布如图18～图23所示；

根据计算结果，随着埋深的增加，围岩塑性区范围逐步扩大。V_a级围岩单线隧道埋深100m时，掌子面前方核心土塑性区深度约为1.5m，而当埋深为300m以上时最大延深可达4.5m；埋深由100m增至500m时，在横断面方向围岩塑性区深度由2.5m逐渐增至6.5m左右。V_b级围岩双线隧道前方围岩塑性区延深由埋深50m时的3m发展到300m埋深时的6m，横向上塑性区范围也随埋深不断增大，埋深300m时塑性深度约为12.5m。从上述分析中可以看出，深埋软弱围岩隧道塑性变形显著是产生施工大变形的主要内因。

进一步对比单、双线隧道塑性区的分布形式可以看出，单线隧道开挖过程中塑性区主要分布于掌子面前方、两侧边墙以及隧道底部，其中隧道两侧塑性区范围及深度均最大，而双线隧道除上述部位外，拱顶围岩屈服现象也相对显著。从此不难预测出，一般情况下深埋单线软弱围岩隧道水平收敛比拱顶下沉显著，而双线隧道往往拱顶下沉可能接近或者超过水平收敛，这一点在实际工程中也可以找到相应的佐证，如乌鞘岭隧道岭脊段和关角隧道(均为单线隧道)均以水平收敛变形为主，而两水隧道(双线隧道)的主变形方位为拱顶下沉，天平山隧道(双线隧道)拱顶下沉与水平收敛基本相当；

地应力组合形态的影响

(1)计算工况

分析中围岩级别分别考虑了Ⅳ、V_a、V_b三种围岩级别，围岩物性指标同前，隧道埋深按300m考虑，竖向地应力按自重地应力计，水平地应力系数组合工况如表6和表7所示(表中λ₁为横向水平地应力系数，λ₂为纵向水平地应力系数)；

表6单线隧道计算工况

表7双线隧道计算工况

(2)施工变形计算结果

单线隧道施工变形计算结果见表8，双线隧道计算结果见表9。

表8单线隧道各工况洞室累计变形

表9双线隧道各工况洞室累计变形

计算结果表明，在相同围岩和埋深条件下，水平地应力系数越高，隧道变形越大；总体上，横向水平地应力系数对隧道周边变形的影响较纵向水平地应力系数更明显，但掌子面挤出变形受隧道轴向地应力水平的影响较大。如图24所示，对于围岩条件较好的地层，水平地应力系数对隧道周边变形的影响不明显，但随着围岩条件的变差，水平地应力系数对隧道变形的影响越来越显著；从图中隧道洞周变形增量上看，水平地应力系数对隧道洞周变形影响的敏感度低于围岩级别；

(3)塑性区分布情况

以V级围岩双线隧道为例，不同工况下围岩塑性区分布情况如图25～图29所示；

由图25～图27可看出，随着水平地应力系数增大，围岩塑性范围不断增大，最大塑性区深度可达8m以上，此时洞周变形也呈相应的增加趋势；由图28和图29所示，随着沿横向侧压力系数的增大，横向塑性区范围减小(仍较拱顶塑性区深度大)，但拱顶塑性区不断增大，此时拱顶沉降也呈加速增加变化。据此可以得出以下结论：a)隧道主变形方位为塑性主要发展方向；b)深埋软弱围岩，尤其是Va、Vb级围岩掌子面前方及洞周围岩塑性区深度较大，常规小导管超前支护和系统锚杆作用范围有限，因此在实际过程中往往可能起不到预期的支护效果；

断面形式的影响

综合上述所有分析结果，从单、双线两种隧道断面形式的对比中可以发现，在其他条件相同的情况下，两种断面形式的隧道洞周变形，除变形量级不同外，变形形态(即拱顶下沉和水平收敛的比例关系)也存在明显差别，一般情况下双线隧道的拱顶下沉要比单线隧道显著，反之，单线隧道的水平收敛要比双线隧道显著。究其原因，主要是由于两种断面的隧道在施工过程中洞周围岩的塑性区分布形式存在明显差异。另外，双线隧道由于断面尺寸相对较大，即使在相同的扁平情况下，双线隧道上台阶掌子面的稳定性和挤出变形问题都比单线隧道突出。

除上述各种因素外，隧道施工变形在很大程度上决定于施工技术，这一点已经是不争的事实。隧道施工技术对变形的影响主要体现在开挖方法、超前支护技术、支护形式、控制爆破技术、支护闭合时机、施工质量、工艺水平以及管理水平等方面。可以说，隧道施工是一个系统工程，在诸多控制环节中，每一个都至关重要，稍有不慎即可能产生较大变形。综合解析和数值分析结果可以得出以下结论：

(1)软弱围岩隧道产生较大变形的直接原因是施工过程中洞周围岩塑性区分布范围和深度相对显著，隧道变形的主方位一般为塑性区主发展方位。

(2)软弱围岩隧道产生较大变形的根本原因在于围岩软弱和地应力值相对较大，根据数值计算结果，Va级围岩在300m左右埋深下即可能发生大变形现象，而Vb级围岩发生大变形的埋深条件约为200m左右。

(3)软弱围岩隧道产生较大变形的外在原因是工程的设计缺陷和施工技术不到位。

(4)软弱围岩施工中，掌子面前方塑性区深度较大，掌子面挤出变形和掌子面前方先行变形相对显著，也是导致最终洞周变形量过大的一个重要原因，因此对于大变形隧道应加强超前支护措施以利对变形的控制。

(5)地应力组合形态也是产生变形显著的重要影响因素。总体上，水平地应力系数越高，洞周变形越大，且随着围岩条件的变差，其对隧道变形的影响越来越显著；横向水平地应力系数对隧道周边变形的影响较纵向水平地应力系数更明显，但掌子面挤出变形受隧道轴向地应力水平的影响较大；

步骤二：深埋隧道挤压型大变形时空变形特征分析；

其具体步骤如下：

S1：隧道开挖时空效应分析；

在岩石地层中开挖隧道的过程，是一个在时间和空间上动态变化的过程，伴随着开挖面的向前掘进，隧道围岩不断受到扰动，其受力和变形随时间与空间而逐渐发展。对于复杂地质条件下的隧道工程，围岩介质具有明显的非线性特点，而对其进行开挖支护的施工作业，是一个在时间和空间上都不断变化的过程，实质上是一个不断对围岩进行反复加、卸载的复杂过程，因此，围岩的稳定不仅与最终状态有关，而且还与过程相关。在这个过程中，围岩一支护系统不断进行能量交换，这个过程也是与时间和空间上介质的性质变化和力学状态的演变相关的。

对于深埋软岩隧道，面临的挤压性围岩具有明显的非线性力学性质，隧道掘进时空效应更加显著。如何尽可能地使岩体初始应力状态不受过大扰动，从而使围岩处于相对稳定状态是一个非常复杂的问题。从力学角度看，软岩隧道开挖与支护作业都是对围岩施加荷载，其结果必然与应力路径相关，这是隧道稳定性非常重要的控制性因素，因此，有必要研究软岩隧道施工过程中围岩应力和位移随时间与空间的发展演化发展规律，进而有效地分析隧道稳定性。

挤压地层软弱围岩具有明显的流变时效属性，同时，隧道围岩受力和洞室变形规律与开挖支护作业密切相关，表现出明显的非线性力学特点。以上现象的整合，统称之为隧道围岩的“粘性时效”和“空间效应”，即受开挖作业面影响的“时空效应”。运用岩土流变学的观点和方法，考虑隧道施工时空效应，能以更充分阐明围岩与支护相互作用机理的实质并且，还可用于合理选择内衬施作时机及其支护刚度，优化隧道结构设计。

1.挤压性围岩时间效应

在岩体地层开挖隧道的过程中，伴随着开挖面的向前推进，如何尽可能地使岩体的初始应力状态不受过大扰动，从而使围岩处于相对稳定状态是一个非常复杂的问题。新奥法的基本思想在于把岩体视为连续介质，在粘、弹、塑性理论指导下，根据在岩体中开挖隧道后从变形产生到岩体破坏，要有一个时间历程，适时地构筑支护结构，使围岩与支护共同形成坚固的承载环。这里提及的“隧道围岩从变形产生到破坏的过程”这一时间效应，主要反映在围岩应力和变形随时间而持续增长发展，包括两部分内容，即①围岩介质固有的流变性态②围岩应力与变形随时间而不断地逐步释放由隧道作业面沿纵向的“虚拟支撑力”和沿横向的围岩“承载拱效应”，产生对围岩应力和变形的约束作用。

由于开挖作业面的空间“虚拟”支撑作用，在开挖面附近隧道围岩受到作业面空间效应约束一倍洞跨范围内，其应力与变形逐步释放。当开挖面向前推进时，岩体本身固有的流变时效逐渐显现并发展，尤其是对软弱破碎围岩，开挖面空间效应消失之后，隧道边界因开挖引起的围岩荷载完全释放，而此时，围岩流变的粘性时效仍将持续存在，围岩应力与变形的后续释放主要由岩体流变产生。对于挤压性地层这样高地应力大变形软岩言，过大变形将使围岩进入粘塑性时效屈服状态，在变形及其速率持续增长条件下，此时若不及时支护，将导致围岩垮落、坍塌和失稳。

对于挤压性地层，其洞体围岩属于高地应力、软弱破碎的大变形软岩，它给衬护结构的设计和施工工艺带来一系列特殊性问题。挤压性岩体具有明显的时效流变特征，高地应力大变形软岩沿洞周的“挤入型”大变形，可以归属于一种变形速率快、而收敛速率慢的岩体非线性蠕变研究范畴。这类岩体的力学特征是强度低、压缩性高、自稳和自承能力差，其岩体流变属性十分明显，洞体变形具有突出的粘性时效特征只有计入岩体的流变时效于工程实际施工，在理念上刁`是完善的，隧道的变形与受力也更符合实际。

2.掌子面空间效应

掌子面向前推进的时间效应取决于掌子面推进的速度，因而与掌子面的空间效应又有着密切的联系。现场监测表明，在掌子面前方约一倍洞径处的地层在开挖作业到达前己经存在可测读的变形而在掌子面后方距离达一倍洞径后接受的位移信息才与最大位移值接近。有限元分析结果则表明，圆形隧道开挖面前方两倍洞径处地层己开始发生变形，掌子面上发生的洞周径向位移已约达总位移的四分之一，嗣后洞周径向位移沿洞轴变化的曲线出现反弯点，变形增长梯度迅速加大，然而由地层开挖引起的围岩位移并未立即达到最大值，开挖面后方四分之一洞径处的位移仅约达总位移的四分之三，离掌子面倍洞径处的位移才`与最大径向位移量基本相等，上述规律即洞室开挖的空间效应。

在隧道开挖过程中及开挖之后,围岩存在着两种主要的、不同的支护作用，即开挖面空间效应。隧道开挖面的空间几何效应在横断面上表现为“环形”约束，在纵断面上则表现为“半圆弯”约束,这两种约束方式的联合作用使得开挖面附近一定范围内的围岩体在无支护的情形下得以稳定。

围岩的第一种支护作用发生在隧道的横断面上，如图所示，即人们所熟悉的“成拱作用”。以往，人们认为围岩的“成拱作用”主要出现在开挖横断面顶部，而现在已逐步认识到“成拱作用”是一个包括由顶部、侧帮和底部围岩所形成的完整闭合拱。这是一个厚度比开挖断面半径大许多倍的巨大岩石环，因而具有相当大的承载能力。当然，其承载能力大小应视围岩的强度和围岩自身的稳定状态来决定。围岩在横断面上这种环形支护是一种十分有效的隧道永久性支护，只要它不垮下来，就能在隧道开挖后持久地发生作用。

围岩的第二种文护作用，出现在开挖纵断面上靠近掌子面附近，是一种开挖过程中掌子面的临时支撑作用称为“虚拟”支撑力。这种临时支撑作用依赖于掌子面存在及掌子面的有效支撑范围。当隧道挖通之后，或在远离掌子面处，这种支撑作用则失去存在的条件。对掌子面的纵向支撑作用的存在及形式，目前大体上有两种认识，即所谓的“半岩拱作用”和“桥梁作用”。前者是把纵断面方向围岩看作是一个仅具有一个支座的连续体，认为掌子面前方围岩是一个具大支座，而掌子面后方围岩是个半悬壁拱，二者组成“半岩拱”。这个“半岩拱，在纵断面方向有支撑作用，其支撑作用范围以掌子面后方围岩弹性变形终止处来来量度，支撑作用最强的是靠近掌子面处，然而随着与掌子面的距离增大很快消失。“桥梁作用”则是把纵断面方向围岩看作是块体结构岩石组成的桥梁，认为隧道开挖过程中除掌子面前方围岩是一个支座外，掌子面后方的人工支护不管是临时支撑还是永久性支护也是个支座，这样未被支护的围岩像个梁，这个围岩梁上的岩块是靠岩块间的“互锁作用”来维持稳定的。岩块间的这种互锁作用取决于岩块的形状、大小和结合面状况，以及开挖爆破的强弱与次数。一般“互锁作用'似围岩梁的长度和岩块的自稳时间来度量。对于节理化的围岩，这种由于岩块间的“互锁作用”而形成的“桥梁作用”，其支撑作用范围是很小的，岩块的自稳时间也是很短的。岩块间的“互锁作用”一经消失，纵向的“桥梁作用”则不存在，岩块失去稳定而坍落。

尽管围岩的纵向文护作用是带有临时文护性质的，但正是这种临时的支撑作用为在隧道施工掌子面附近的人们提供了相应的安全感，在一定的范围内，起到了限制围岩的开挖变形和维持围岩稳定性的作用。隧道围岩在横断面与纵断面上的这两种支护作用统称之为“空间效应”，其空间约束效应可视为对洞周的“虚拟”支撑力作用，通常采用“位移释放系数兄”或称位移放松率来表示并衡量开挖面的空间效应。新奥法的秘诀就在于它能积极调动围岩的这两种支护作用，促使其形成，并对围岩这两种支护作用加以充分利用；

S2：深埋隧道开挖应力特征分析；

以康定2#隧道DK1225+195～DK1225+255段正洞断面为基础建立数值模型，洞身为弱风化花岗岩，岩体较完整，属Ⅲ级围岩。全断面法开挖，隧道最大开挖跨度D＝8.9m，开挖高度H＝8.74m，循环进尺L＝3m，计算中未考虑初期支护，仅分析毛洞状态下围岩的力学特征，见图30。仅考虑自重应力，隧道埋深按h＝1 500m考虑，数值模型在长、宽、高三个方向的尺寸分别为60m、80m和80m，数值模型见图31；

模型顶面为应力边界条件，将模型顶面以上覆土自重34.8MPa施加到模型顶面，模型底部与前后左右边界面采用位移边界条件，限制法向位移。将围岩视为连续、均质、各向同性介质，采用摩尔-库伦力学模型。围岩的物理力学参数指标根据《铁路隧道设计规范》(TB10003-2016)选取，见表10；

表10围岩物理力学参数

1、分析

将模型中间断面作为分析断面，开挖完成后分析断面最大跨度围岩切向应力和径向应力与径向距离r/D的关系曲线，见图32；

由图32可以看出：

(1)随着深入岩体内部，切向应力σ_θ和径向应力σ_r均呈现出先增大，后减小，最后趋于稳定的变化趋势。

(2)当径向距离位于0.93D范围之内时，最大跨度切向应力σ_θ从零快速增加到最大，在距离隧道边缘0.93D处达到最大值，约为2.02P_V(P_V为最大跨度竖向初始应力)；当径向距离在0.93～1.77D范围之内时，最大跨度切向应力σ_θ快速减小；当径向距离大于1.77D后，切向应力σ_θ缓慢减小，逐渐趋于最大跨度竖向初始应力值；当径向距离大于3.23D后，最大跨度切向应力应力相比于初始应力变化小5％，当径向距离大于4.35D后最大跨度切向应力应力相比于初始应力变化小3％。

(3)当径向距离位于1.09D范围之内时，最大跨度径向应力σ_r快速增加，在1.09～1.36D范围内缓慢增加，在距离隧道边缘1.36D处达到最大值，约为1.31P_H(P_H为最大跨度水平初始应力)；径向距离大于1.36D后，最大跨度径向应力σ_r开始缓慢减小，不断趋于初始应力；当径向距离大于2.95D后最大跨度径向应力相对初始应力变化小5％，当径向距离大于3.79D后最大跨度径向应力相对初始应力变化小3％。

2.空间应力状态特征分析

隧道开挖过程拱顶和最大跨度围岩切向应力σ_θ和径向应力σ_r随掌子面推进过程的变化特征曲线，见图33和图34；

由图2-33可知，当掌子面在分析断面后方，距离分析断面16m，约1.8D时，隧道拱顶和最大跨度围岩切向应力σ_θ开始缓慢增加，且越接近分析断面增加速度越快，其中最大跨度切向应力σ_θ在分析断面后方，距离分析断面1m处达到最大，最大值为55.67MPa，拱顶切向应力σ_θ在分析断面后方，距分析断面4m处达到最大，最大为40.82MPa，此后切向应力开始减小。当掌子面与分析断面重合时，最大跨度切向应力σ_θ为51.03MPa，减小了8.33％，拱顶切向应力σ_θ为34.91MPa，减小了14.48％，

当掌子面越过分析后，拱顶和最大跨度切向应力σ_θ极速减小，在分析断面前2m处达到最小，拱顶和最大跨度处的切向应力σ_θ最小值分别为3.2MPa和4.1MPa。分析断面前方2～8m范围内，最大跨度切向应力σ_θ先缓慢增大后逐渐减小，分析断面前方2～12m，约0.22～1.35D范围内拱顶切向应力σ_θ缓慢增加至稳定值。

由图34可知，掌子面推进到分析断面后方16m，约1.8D时，拱顶和最大跨度径向应力σ_r开始缓慢增加。最大跨度径向应力σ_r在分析断面后方4m处达到最大，最大值为14.98MPa，拱顶径向应力σ_r在分析断面后10m处达到最大，最大值为14.08MPa。掌子面与分析断面重合时，最大跨度径向应力σ_r为8.15MPa，减小了45.60％，拱顶径向应力σ_r为6.03MPa，减小了57.17％。掌子面越过分析断面后，在分析断面前方2m，约0.22D范围内径向应力快速减小，此后基本不变。

S3：深埋隧道开挖变形特征分析；

隧道开挖完成后，洞周竖向位移和水平位移分布特征见图35，拱顶沉降和最大跨度处水平位移随施工过程变化曲线见图36；

由图35可知，竖向位移和水平位移沿隧道中线左右对称分布，最大竖向位移在隧道拱顶，最大值为41.62mm；最大水平位移在隧道最大跨度处，最大值为25.76mm；

由图36可知，随着掌子面不断接近分析断面，围岩位移在缓慢增加。当掌子面到分析断面后方约1.0D时拱顶沉降快速增加，掌子面与分析断面重合时，拱顶沉降18.56mm，占最大沉降量的44.6％；当掌子面到分析断面后方约0.5D时最大跨度处水平位移快速增加，掌子面与分析断面重合时，最大跨度水平位移2.03mm，占最大水平位移的7.9％；掌子面越过分析断面后拱顶沉降和最大跨度处水平位移继续增大，分析断面前方1.0D以外范围围岩位移基本趋于稳定。

隧道围岩塑性区见图37；

由图11可以看出，隧道横断面上围岩塑性区为典型的竖向应力为主应力的X型塑性区，以剪切破坏为主，塑性区深入围岩3.18m，约0.36D，隧道纵向围岩塑性区范围4m，约0.45D。

通过以上对挤压型大变形隧道工程案例进行统计，得出围岩挤压大变形力学特性概括如下：

(1)挤压大变形与高地应力关系密切

工程实例显示发生挤压大变形的区段均为埋深较大的高地应力区段。深部隧(巷)道所处地应力环境较高，部分隧道所处地应力高达30MPa以上，在地质构造活跃带，地应力将更大。根据挪威学者E.R.Hoek等人的统计，垂直地应力随深度的增加基本上呈线性增长，增加梯度约为0.027MPa/m，与岩体的平均容重接近；水平构造应力随着深度增加呈双曲线形式变化，在一定深度后趋于稳定。深埋隧(巷)道所处的高地应力致使围岩体在地质构造历史中蕴含了大量的变形能，开挖扰动可以引起较高的应力集中现象，是挤压大变形的力学诱因。如淮南矿业集团朱集煤矿垂直地应力26MPa，水平地应力为28MPa左右，高地应力是其围岩产生严重挤压变形的重要原因。

(2)围岩强度低

深部工程围岩的主要成岩活动较接近，大多为沉积岩，多为泥质胶结，挤压大变形地层岩性均为软弱岩石。对砂质泥岩开展单轴压缩试验，获得了砂质泥岩这一典型的深部软岩的单轴抗压强度平均为26.45MPa。深部软岩的单轴抗压强度通常小于35MPa，强度应力比低，受工程扰动和水的影响后，强度更低，集中表现为高应力与低强度的矛盾突出；

(3)变形量大，极易超过开挖预留的变形间隙

围岩一旦发生挤压大变形，其变形量非常大，变形量大是挤压大变形最直观的表现。家竹菁隧道初期支护围岩位移量达2 100mm，乌鞘岭隧道岭脊段围岩变形量高达1209mm，F4断层带、志留系板岩夹千枚岩、F7区段平均变形量分别达90～120，200～400，150～550mm，淮南朱集煤矿-848m轨道大巷围岩变形量达300～500mm。

(4)变形速率高、收敛速度慢

围岩挤压性大变形的速率非常高，万家寨引黄工程围岩变形速率高达3～4cm/h，如淮南朱集煤矿-848m轨道大巷掘进后顶、底板移近速率高达30mm/d。在软岩地层中，挤压变形时效性非常显著，往往开挖瞬时变形量不大，但当一段时间后，区域围岩蠕变变形非常明显。同时围岩收敛的速度慢、变形持续时间长。由于围岩时效变形性质显著，较长时间支护结构不封闭会产生较大位移。

(5)围岩挤压变形时空效应显著

围岩变形量、围岩压力随时间和空间(与开挖面距离)的变化而不断演化发展。开挖面对隧道2～3倍跨度范围内围岩变形具有空间约束效应，在此范围内，空间效应和时间效应共同作用，初始地应力随掌子面向前推进逐步释放，围岩变形也随之逐步释放，即围岩变形和应力释放沿纵向与掌子面距离和随时间演化发展；

步骤三：深埋隧道挤压型大变形力学模型确定；

其具体步骤如下：

S1：挤压型大变形力学机理分析；

为分析和阐明深埋隧道软弱围岩隧道大变形的发生机理，文中引入鲁宾涅特公式，其具体表达如下：

式中R_p——一般圆形隧道围岩塑性区半径；

R_p0——轴对称塑性区半径；

R_p0f(θ)——与θ有关的塑性区半径；

P₀——竖向初始地应力，按自重应力考虑；

λ——水平初始地应力系数；

C——围岩粘聚力；

φ——围岩内摩擦角；

P——支护抗力；

R₀——隧道半径。

上式的基本解析思路可概括为如图38所示，即将一般圆形隧道的情况分解为情况1和情况2的叠加；

相应地一般圆形隧道弹塑性位移可由式(2-10)表示。

其中，u为洞周位移；G为围岩剪切模量，G＝E/2(1+μ)，E和μ分别为弹性模量和泊松比；R_p0和f(θ)可分别表达为：

从式(2-9)和式(2-10)可以看出，影响隧道施工变形的主要因素包括初始地应力条件(包括竖直地应力大小和水平地应力系数)、围岩性质(包括变形参数和强度指标)、隧道尺寸以及支护抗力等。其中，水平侧压力系数主要决定了塑性区的分布形态，进而对隧道变形形态(竖向变形与水平变形的相对关系)产生相应影响。为方便分析，假定侧压力系数为1，则此时，式(2-9)和式(2-10)则分别转化为：

从式(3-6)可以看出，隧道洞周围岩变形量基本与塑性区半径的平方成正比，可见，隧道施工过程中大变形的发生必然将伴随大范围塑性区的存在。而是否出现大范围塑性区，主要取决于围岩的强度指标(尤其是φ值)的高低、地应力数值的大小和支护结构所能提供的抗力。软弱围岩一般强度指标相对较低，在一定地应力水平下容易出现大范围的塑性区，如果支护不及时或支护措施不得当，势必发生大变形现象。从式还可以发现，隧道洞周变形与围岩的综合变形指标——剪切模量G成反比关系。对于软弱围岩来讲，其剪切模量恰恰相对较低，所以相应的隧道施工过程中发生大变形的几率势必大大增加。另外，隧道开挖尺寸也是施工变形的主要影响因素之一，开挖尺寸越大，施工变形显著。

上述解析分析是建立在一系列假定条件(小变形、圆形隧道、平面应变)下进行的，与实际工程存在一定差异，为进一步阐明深埋软弱围岩隧道大变形的原因还需借助其他方法和技术手段。

综合上述分析结果，深埋隧道软弱围岩施工过程中大变形发生的原因可归结为内在因素和外在因素两大类。内因主要为相对较高的地应力和围岩软弱(强度指标和变形指标均现对较低)；而外因主要为相对较大的断面尺寸和支护措施不当。

(1)隧道施工变形一般由三个部分构成，即掌子面前方先行变形、掌子面变形和掌子面后方变形。对于软弱围岩隧道，空间变形十分显著。因此，施工过程中如何实现对隧道空间变形的有效控制，并确保洞室稳定是决定成功与否的关键所在。

(2)在先行变形中，拱顶下沉较水平收敛更加明显，说明软弱围岩隧道施工中加强拱部超前预支护对控制大变形有重要意义。根据计算结果，掌子面前方先行变形的影响范围约为1.0-1.3倍洞跨左右，因此，施工中一次超前支护的长度应在1倍洞跨以上，并应具备足够的支护刚度；目前常规的超前小导管注浆预支护技术由于一次支护长度短，支护刚度小，往往控制软弱围岩隧道大变形的效果不佳。

(3)软弱围岩隧道台阶法施工过程中，拱脚沉降现象较为突出，施工中为有效控制洞周变形(尤其是拱顶下沉)，应适当加强拱脚稳定性控制措施。

(4)软弱围岩隧道施工过程中，掌子面纵向挤出变形明显，而且随着围岩越弱挤出变形越发显著，对于大断面软弱围岩隧道，施工过程中应采取预留核心土、掌子面超前预加固等措施，以确保掌子面的稳定，并使掌子面挤出变形得到有效控制。

(5)在常规地应力条件下，单线隧道的主变形方位为水平收敛，而双线隧道拱顶下沉亦相对显著。另外，典型工程的实测结果还反映出软弱围岩隧道施工中变形速率较大这一特点，因此在实际工程中应严格贯彻“紧支护、快封闭”这一原则；

S2：岩石挤压变形三轴卸压试验分析；

为建立岩石挤压型大变形的力学模型，在深入分析深埋隧道软弱围岩挤压型大变形力学机理基础上，结合岩石室内试验，进一步探明隧道开挖过程中岩石挤压变形的力学行为。目前，关于加载状态下岩石变形破坏特性的试验、理论和应用研究已得到广泛研究，但实际上，地下工程开挖围岩应力重分布，径向应力减小，切向应力增大，使得围岩不再处于单纯的加载状态，而是在一个方向处于加载状态，在另一方向却处于卸荷状态。研究表明，岩体在卸荷状态下的力学特性与加载条件下存在很大差异，而且卸荷方式、卸荷应力路径、卸荷速率对岩石力学行为有重要影响。目前已有许多学者开展了岩石在卸荷状态下力学特性的研究，并取得了一定进展。但总的来说，对卸荷条件下岩石力学特性的研究还不成熟，且这些研究很少涉及开挖方式，几乎都没有考虑不同开挖方式对应的卸荷方式和卸荷路径的差异。本节通过岩石三轴卸压试验研究卸荷条件下深埋隧道软弱围岩挤压变形的力学特性。

(1)试验条件

岩石试样为取自中兰铁路香山隧道的2#斜井小里程V级围岩段，使用三台阶施工法开挖，开挖上台阶保留中台阶时，恰好留出掌子面现场取样的操作空间。使用手镐、锤子、撬棍等从掌子面取出岩样，取出大块试样后在实验室加工成直径*高度＝50mm×100mm的圆柱形试件；

岩样为软质泥灰岩，埋深约为450m，其单轴压缩和常规三轴压缩试验应力应变曲线和主要力学参数分别如图46和表11所示，可看出软质泥灰岩为典型的深埋软弱围岩；

表11单轴抗压强度

表12围岩三轴压缩试验结果

(2)试验过程

卸压试验的卸荷方式和卸荷应力路径选取时，充分考虑隧道开挖卸荷时围岩的力学状态。试验所采用的荷载控制方式对岩石应力-应变曲线，尤其是对峰后变形曲线形态有较大影响。卸围压试验通常有2种控制方式：①应力控制，包括恒轴压卸围压、加轴压卸围压、轴压围压不等量卸压和保持应力差不变(轴压、围压等量减少)；②变形控制，常规三轴加载后保持轴向变形速率进行控制，同时降低围压，特点是卸围压过程中试验机轴向继续对岩样压缩做功，即轴向变形控制的增轴压卸围压试验。同一岩石，可能因控制方式的不同而得出不同的峰后变形曲线。当采用应力控制时峰后轴向应力往往来不及调整，极易导致岩样发生崩溃式破坏、突然爆裂，难于获取完整的峰后应力应变曲线。

又因为隧道开挖过程中，近场围岩的径向应力逐渐卸荷，至开挖轮廓处卸为0，切向应力增大。为了与隧道开挖实际情况(对应于开挖后围岩径向卸荷、切向加载的应力状态)吻合，同时为了保证岩石越过峰值后能获取完整的峰后应力-应变曲线，本试验选择轴向变形控制，即可控式的升轴压卸围压试验；

卸压试验过程控制如下：

1)首先以0.5MPa/s的加载速率按静水压力条件逐步施加σ₁，σ₂，σ₃至预定的围压值(分别为10，20，30，40，50MPa)；

2)稳定围压σ₃，采用应力控制方式以0.5MPa/s的速率逐步施加轴向应力至卸荷起点σ'₁；

3)继续采用轴向变形控制方式以0.001mm/s的轴向变形速率增加轴压至试样破坏，同时按照设定的卸荷速率卸围压直至试样破坏。

围岩为10Mpa、20Mpa、30Mpa、40Mpa和50Mpa时的偏应力-应变曲线如图48-图52所示。

(3)试验结果；

由于三轴压缩和三轴卸围压两者应力路径不同，对比泥灰岩三轴压缩和卸围压试验应力应变曲线(图48～52)可发现加载和卸荷2种应力状态下岩石变形破坏过程存在显著差异:岩石在加、卸荷状态下变形均随偏应力增大而增加，但在卸荷条件下从卸荷点起，轴向变形曲线变缓，向右发展，侧向变形加速增大，体积应变曲线开始向左偏移，即从体积压缩转向扩容；相同差应力下，卸荷扩容量大于加载扩容量；在接近峰值强度时，卸荷条件下较小偏应力增量便能产生较大轴向和侧向应变；相同初始围压条件下，卸荷破坏所需的偏应力值远小于三轴压缩破坏所需偏应力值，卸荷峰值强度明显小于加载峰值强度，表明卸荷状态下岩石更容易破坏，且破坏更剧烈。卸荷条件下砂质泥岩轴向、侧向和体积变形均受卸荷速率影响显著，将三轴压缩和各初始围压不同卸荷速率下岩石应力-应变曲线放在同一幅图中对比分析，从而获取卸荷条件下软岩的变形特征；

将卸荷条件下软岩的变形规律概况为:缓慢卸荷过程中，峰值点前岩石产生损伤扩容，体积应变曲线明显往扩容方向发展，达到峰值强度后，岩石首先沿已贯通的破裂面滑移，由于围压卸荷缓慢、残余围压较高，岩石随围压卸荷总体服从线性应变软化规律继续变形，且线性软化变形过程中伴随多级微破裂，裂纹不断的演化扩展、汇聚以及次生裂纹的形成，此阶段应力-应变曲线总体上服从线性软化变形规律。

其中峰前损伤扩容和峰后应变软化是深埋软弱围岩卸压过程挤压变形的特有现象。峰前扩容阶段，当偏应力继续增加，裂隙开始张开、扩展，体积应变曲线开始向负值方向偏移，不再沿弹性直线段变化，表明由体积压缩进入体积膨胀，即体积开始扩容。岩石损伤扩容阶段有2个临界特征应力：起始扩容应力σ_ci(B点)和损伤扩容应力σ_cd(C点)。当应力水平达到起始扩容应力后，主要沿着矿物颗粒之间的微裂纹或者孔隙和边界发生岩石内部原生裂隙的扩展，并形成新裂隙，但这级裂隙的长度并不会大于岩石矿物颗粒粒径的尺度。应力水平达到损伤扩容应力后，进一步增加应力，岩石内部裂隙汇聚、宏观贯通，使得岩石内部破裂现象减弱，而沿裂隙面的滑移现象不断增强，并具有形成滑移破裂面的趋势，达到峰值强度时裂纹贯通成宏观主裂纹，这一损伤扩容阶段裂纹非稳定扩展。

峰后阶段的起始点为峰值应力(D点)，峰值点处岩石内的微裂纹发展汇聚成宏观破裂面，承载能力急剧降低，峰值点后基本呈铅直线发生瞬间脆性跌落，即沿首次贯通的破裂面发生滑移和旋转，然而由于围压卸荷缓慢，发生脆性跌落后围压卸荷量较小，残余围压较高，能够较大程度上阻止破裂后块体的滑移和旋转。这一阶段称为脆性跌落阶段。峰后碎胀阶段，随着裂纹的扩展和多级次生裂纹的形成，以及沿破裂面的滑移、错动，伴随着显著的侧向应变增加，从而使得岩石体积膨胀，岩石表现出扩容特性。

综上，隧道开挖后围岩产生的挤压变形主要由峰值点前的损伤扩容变形和峰后碎胀变形组成。峰前损伤扩容变形主要是指岩石内部微裂隙的萌生、扩展，直到达到峰值应力时，微裂隙间相互汇聚、贯通形成宏观破裂面；峰后，裂隙汇聚贯通成宏观破裂面，破裂后的块体沿首次形成的破裂面滑移、错动，并随着卸荷的继续进行，产生多级次生裂纹，裂纹间相互贯通，发生破裂后块体间错动、滑移和翻转，从而产生较大的体积膨胀。其中，峰后碎胀变形是大变形最主要的原因；

S3：岩石挤压变形力学模型确定；

上述三轴卸压试验结果表明，隧道开挖卸荷条件下围岩经历弹性变形—峰前卸荷损伤扩容—峰后脆性跌落—线性应变软化—残余理想塑性5个变形破坏阶段，其中有3个重要的临界转折点：①由弹性变形进入峰前卸荷损伤扩容阶段的损伤扩容应力点，C点；②从损伤扩容进入峰后破坏阶段的峰值极限承载强度点，D点；③从峰后脆性跌落阶段进入线性应变软化阶段的线性应变软化点，E点。于是需要这3个临界转折点的判别准则，在计算时用于判别当前应力状态所处的变形破坏阶段，进而采用该阶段的本构方程。针对卸荷状态下砂岩建立了损伤扩容、破裂碎胀准则的形式，建立开挖卸荷条件下软岩各变形破坏阶段的临界准则，包括损伤扩容、破裂碎胀和线性应变软化3个临界准则。

许多学者基于岩石应力应变曲线建立了多种本构模型，如线弹性、理想弹塑性、双线性、多线性、双曲线、幂强化和应变软化模型等，这些模型一定程度上反映了岩石的应力应变特性，也有一定的工程应用范围。许多学者根据试验获取的应力应变曲线均采用分段建立方法。通常有2种途径研究岩石的屈服和峰后破坏力学行为：①从损伤断裂力学角度；②岩石力学参数的弱化。损伤力学通过定义损伤变量，建立相应的损伤演化方程，从而建立损伤本构方程以反映材料损伤的宏观力学行为。第2类模型是通过对岩石的强度参数进行软化

实现的，这类模型认为岩石的破损过程是岩石强度逐渐减弱的过程。如应变硬化/软化模型、CWFS模型(cohesion weakening and frictional strengthening，黏聚力弱化－摩擦角强化模型)。该模型认为岩石破损在细观上是一个微裂纹萌生、扩展直至贯通的过程，并通过黏聚力和摩擦角随塑性应变变化来描述这一过程，与开挖轮廓处围岩强度参数变化规律较吻合，但该模型还存在一定的缺陷，如该模型仅反映了岩石损伤和破裂过程中黏聚力和内摩擦角的变化规律，但没有反映变形模量等变形参数劣化这一特征。

本文采用试样裂纹体积应变曲线的变化规律来确定不同卸荷条件下的特征应力值，获取了不同卸荷条件下的损伤扩容应力、极限承载应力和线性应变软化应力。并得到开挖卸荷条件下3种特征应力与围压间的关系；

图2-55表明各特征应力值与围压有较好的线性相关性，即各围压下的损伤扩容应力、极限承载应力和线性应变软化应力均能与围压呈线性关系，特征应力与围岩关系可用下式表示：

f(σ₁,σ₃)＝σ₁+η₁σ₃+η₂

式中，η₁和η₂是拟合常数，其物理意义表示与岩石的c、

值及塑性应变有关的参数，它在不同变形阶段取值不同。

式中，c、

分别表示岩石不同阶段的粘聚力和内摩擦角，ε^P表示岩石等效塑性应变。

本节基于砂质泥岩三轴卸围压试验结果，考虑到高地应力下软岩开挖卸荷瞬时的损伤扩容-破裂碎胀特性和破损过程中岩石力学参数(强度参数和变形参数)的损伤劣化规律，建立考虑损伤的卸荷损伤扩容本构模型。

这一阶段的总应变增量包括弹性应变增量和塑性应变增量即：

其中，dλ为塑性流动因子；g为应变空间中的塑性势函数。

g(σ_ij,ε^e-ε^p)＝σ₁-η(ε^e-ε^p)σ₃

式中，η为扩容参数。

其中，A为硬化函数。

损伤扩容过程中，岩石的变形参数(弹性模量E、泊松比μ)也随着损伤变量而不断劣化。

该模型通过将黏聚力和内摩擦角视为内变量的函数，又考虑了损伤扩容过程中塑性势函数随损伤变量从损伤扩容塑性势函数线性过渡到破裂碎胀塑性势函数，同时考虑了弹性模量、泊松比随损伤变量的变化规律，即该模型既考虑了强度参数的劣化规律，又考虑了变形参数的劣化。

尽管参照前述实施例对本发明进行了详细的说明，对于本领域的技术人员来说，其依然可以对前述各实施例所记载的技术方案进行修改，或者对其中部分技术特征进行等同替换，凡在本发明的精神和原则之内，所作的任何修改、等同替换、改进等，均应包含在本发明的保护范围之内。

Claims (4)

1.一种深埋隧道挤压型大变形地质力学模式构建方法，其特征在于：其构建方法步骤如下：

步骤一：深埋隧道挤压型大变形地质环境与影响因素研究；

其具体步骤如下：

S1：隧道开挖过程的围岩力学行为分析；

S2：深埋隧道挤压型大变形地质力学环境分析；

S3：挤压型大变形影响因素研究；

步骤二：深埋隧道挤压型大变形时空变形特征分析；

其具体步骤如下：

S1：隧道开挖时空效应分析；

S2：深埋隧道开挖应力特征分析；

S3：深埋隧道开挖变形特征分析；

步骤三：深埋隧道挤压型大变形力学模型确定；

其具体步骤如下：

S1：挤压型大变形力学机理分析

S2：岩石挤压变形三轴卸压试验分析；

S3：岩石挤压变形力学模型确定。

2.根据权利要求1所述的深埋隧道挤压型大变形地质力学模式构建方法，其特征在于：所述步骤一中挤压型大变形影响因素研究具体包括：(1)围岩特性的影响；(2)埋深的影响；(3)地应力组合形态的影响；(4)断面形式的影响。

3.根据权利要求1所述的深埋隧道挤压型大变形地质力学模式构建方法，其特征在于：所述步骤二中深埋隧道开挖应力特征分析具体包括(1)分析；(2)空间应力状态特征分析。

4.根据权利要求1所述的深埋隧道挤压型大变形地质力学模式构建方法，其特征在于：所述步骤三中为建立岩石挤压型大变形的力学模型，在深入分析深埋隧道软弱围岩挤压型大变形力学机理基础上，结合岩石室内试验，进一步探明隧道开挖过程中岩石挤压变形的力学行为，同时隧道开挖卸荷条件下围岩经历弹性变形—峰前卸荷损伤扩容—峰后脆性跌落—线性应变软化—残余理想塑性5个变形破坏阶段，其中有3个重要的临界转折点：①由弹性变形进入峰前卸荷损伤扩容阶段的损伤扩容应力点，C点；②从损伤扩容进入峰后破坏阶段的峰值极限承载强度点，D点；③从峰后脆性跌落阶段进入线性应变软化阶段的线性应变软化点，E点，于是需要这3个临界转折点的判别准则，在计算时用于判别当前应力状态所处的变形破坏阶段，进而采用该阶段的本构方程，针对卸荷状态下砂岩建立了损伤扩容、破裂碎胀准则的形式，建立开挖卸荷条件下软岩各变形破坏阶段的临界准则，包括损伤扩容、破裂碎胀和线性应变软化3个临界准则。

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