54软岩双线隧道施工变形管理基准研究.docx

软岩双线隧道施工变形
管理基准研究

目 录
1 引言 3
2 国内外现状及以往类似工程经验 4
2.1 国内外典型挤压大变形隧道工程实例 4
2.2 隧道大变形分级现状 4
2.3 乌鞘岭隧道变形管理基准 8
3 不同等级大变形支护效果理论分析检验 10
3.1 模拟方案选择 10
3.2 Ⅰ级大变形支护效果模拟检验 10
3.2.1 计算模型和计算参数 10
3.2.2 施工步骤 11
3.2.3 数值模拟结果及分析 12
3.3 Ⅱ级大变形支护效果检验 16
3.3.1 计算模型和计算参数 16
3.3.2 数值模拟结果及分析 16
3.4 Ⅲ级大变形支护效果检验 19
3.4.1 计算模型和计算参数 19
3.4.2 施工步骤 19
3.4.3 数值模拟结果及分析 20
3.5 小结 22
4 不同等级大变形隧道稳定性和极限位移基准理论分析 23
4.1 计算模型 23
4.2 围岩弹性模量E=0.95GPa计算结果及分析 23
4.3 围岩弹性模量为E=0.9GPa、围岩未加固计算结果分析 34
4.4 围岩弹性模量为E=0.9GPa、围岩5.0m锚杆加固计算结果分析 38
4.5 小结 46
5 现场变形量测 47
5.1 两水隧道进口变形量测结果 47
5.2 两水隧道斜井工区变形量测结果 48
5.3 掌子面内部围岩纵向位移及沉降量测 49
6 软岩双线隧道施工变形管理基准 49
6.1 大变形分级及管理基准 50
6.2 不同大变形条件下的支护参数 51
6.3 大变形等级的现场判别 51

1 引言
兰渝线兰广段软岩隧道主要分布地层炭质板岩、碳质千枚岩等软质岩，炭质板岩、炭质千枚岩变形属于软弱、破碎围岩在地下水及高地应力等影响下的挤压性变形。当隧道开挖前处在原始应力状态时尚具有较高的密实和稳定性，当隧道开挖、围岩应力释放后结构面张开或滑移，围岩整体强度和模量降低，表现出显著的结构变形特点。厚层炭质及构造强烈千枚岩地段，节理裂隙发育，岩体破碎，强度低，开挖后扰动、风化易产生较大变形，从而导致支护变形、开裂，危及人员及设备的安全。
全线含炭质板岩、炭质千枚岩(含断层)的隧道总长为62km，因此，对炭质板岩、炭质千枚岩等软弱围岩的变形控制是本线面临的技术难题之一。
为此，开展软岩双线隧道施工变形管理基准研究，以有利于隧道施工中的变形管理，减少隧道侵限拆换现象，避免工程事故，降低工程造价。
本研究以理论分析为先导，参考以往类似工程实践，结合兰渝铁路典型软岩隧道的现场量测结果，研究提出兰渝线软岩隧道变形管理基准(暂行)。
采用的主要研究方法如下：
(1)不同等级大变形支护效果理论分析检验
根据两水隧道埋深具体情况，以Ⅴ级软岩段为研究背景，研究分析不同等级大变形围岩和支护结构变形与受力。针对不同等级变形的支护形式，分别研究：
①Ⅰ级大变形相应支护参数的无系统锚杆和有系统锚杆两种情况；
②Ⅱ级大变形相应支护参数的无系统锚杆和有系统锚杆两种情况；
③Ⅲ级大变形一次支护无系统锚杆、有系统锚杆和二次支护三种情况。
(2)不同等级大变形隧道稳定性和极限位移基准理论分析
洞室的失稳问题，在分析隧道失稳方面判断隧道失稳的条件和准则还没有达成统一的标准，根据郑颖人院士等所发表的“地震隧洞稳定性分析探讨”一文，在研究边坡失稳方面有3个条件，一是以塑性区的贯通作为整体失稳的标志；二是以应变和位移发生突变作为标志；三是以有限元静力平衡计算不收敛作为边坡整体失稳的标志。其中塑性区贯通是必要条件而不是充分条件。本研究将边坡失稳条件与突变理论相结合的方法尝试用于隧洞失稳分析中来。通过塑性应变及位移突变来分析隧洞的稳定性旨在得出隧道失稳的极限位移、失稳形态和施工应对措施。
(3)以往类似工程经验提供参考依据
参考以往软岩大变形隧道的设计与施工经验，现场量测隧道变形规律，变形分级标准及变形管理基准，为兰渝线软岩双线隧道变形管理基准提供参考依据。
(4)现场变形量测揭示隧道变形规律
通过不同围岩条件下，不同支护参数试验段的大量隧道变形现场量测，揭示软岩双线隧道变形规律，为变形管理基准提供现场数据支持。
2 国内外现状及以往类似工程经验
2.1 国内外典型挤压大变形隧道工程实例
如表2-1为国内外几座典型的挤压大变形隧道的基本概况，及施工变形情况。
表2-1 典型挤压大变形隧道工程实例

2.2 隧道大变形分级现状
关于大变形，目前还没有统一的定义和判别标准。大变形是相对正常变形而言的。各类围岩在正常施工条件下都会产生一定的变形。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根据多年经验及统计，对各类围岩及各种支护结构都制订有不同的预留变形量(表2-2)以容纳这些正常变形。

表2-2 预留变形量(mm)
规范或标准名称
围岩级别

铁路单线(公路双车道)
铁路双线(公路三车道)
III
IV
V
VI
III
IV
V
VI
铁路隧道设计规范
TB10003-2001
10～30
30～50
50～70
70～100
30～50
50～70
70～100
设计确定
铁路隧道设计规范
TB10003-2005
10～30
30～50
50～80
设计
确定
30～50
50～80
80～120
设计确定
公路隧道设计规范
JTG D70-2004
20～50
50～80
80～120
现场量
测确定
50～80
80～120
120～150
现场量
测确定
新奥法指南
—
30～50
50～70
—
—
50～70
70～100
—
日本新奥法指南
—
25～75
75～150
＞150
(膨胀岩)
—
50～150
150～300
＞300
(膨胀岩)
标准设计(专隧0014)
20
40
80
120
—
—
—
—
标准设计(专隧0034)
—
—
—
—
50～100
100～150
150～200
—

(1)铁二院喻渝从预留变形量出发，认为正常预留变形量对于单线隧道一般不大于15cm，对于双线隧道不大于30cm，并粗略取上述值的0.8倍作为正常变形值的上限，即，单线隧道支护位移不应大于13cm，双线隧道支护位移不应大于25cm。对于挤压性围岩，取上述正常值的2倍作为大变形的下限，即：
隧道施工时，如果初期支护发生了大于25cm(单线隧道)和50cm(双线隧道)的位移，则认为发生了大变形。
并得出不同侧压力系数相应位移的应力比()，所谓应力比临界值法，即当时，为5.4，当时为3.6。并考虑到地层岩性，即使在同一类围岩中也有一定幅度的差异，偏于安全取上述值的1/2并取整数作为出现大变形的警戒标准，即

并以家竹箐隧道为例()，内插求出临界应力比为2.12，实际应力比5.0<2.12，故判断可能发生大变形。
(2)铁二局在其研究报告中，分别以围岩变形量、相对变形量、原始地应力及应力比为指标进行变形等级划分。
①围岩的变形量
正常的变形量，对于单线隧道一般为不大于15cm，对于双线隧道，不大于30cm，也就是说，当实际变形量超过这一数值时，即认为发生了较大变形，根据已有工程实例，以往研究成果提出，按三级划分标准，如表2-3。

表2-3 铁路隧道大变形的变形量划分表
单线隧道(cm)
25～50
50～70
＞70
双线隧道(cm)
40～70
70～100
＞100
大变形的等级
Ⅰ
Ⅱ
Ⅲ
注：①表中变形值系指未考虑支护的作用情况，若考虑较多支护的作用，则表中的变形值将减小40%～60%；
②预留沉落量按表中数值的40%～80%考虑。

②原始地应力
对于挤压性围岩的抗压强度一般为1.0～4.0MPa，根据 ，可知对于侧压力系数时，围岩的原始地应力3.0～12.0MPa即可能产生大变形，因此得出原始地应力与大变形地关系，结合工程实例，可得出如表2-4。

表2-4 不同原始地应力对应大变形分级表
原始地应力(MPa)
5.0～10.0
10.0～15.0
＞15.0
大变形分级
Ⅰ
Ⅱ
Ⅲ

③强度应力比
根据前面的分析，应力比大小是围岩产生大变形的最直接的因素，采用岩石抗压强度与最大主应力的比值，可以不考虑的影响，于是可以得出表2-5。

表2-5 根据应力比的大变形的分级表

0.2～0.3
0.2～0.125
＞0.125
大变形分级
Ⅰ
Ⅱ
Ⅲ

④挤压性隧道的大变形分级标准
将前面的表2-3~2-5进行合并，即可得出大变形的分级标准，如表2-6所示。由于围岩的变形量涉及到单、双线隧道的问题，因此采用相对变形这个指标，即可使二者统一。

表2-6 挤压性隧道的大变形分级标准

0.2～0.3
0.2～0.125
＞0.125
原始地应力(MPa)
5.0～10.0
10.0～15.0
＞15.0
相对变形
4%～7%
7%～10%
＞10%
大变形分级
Ⅰ
Ⅱ
Ⅲ

(3)重庆交通学院徐林生参考铁二院及交通部第一勘测设计院1996年提出的大变形划分草案，进一步提出如表2-7所示公路隧道围岩大变形三级划分方案。

表2-7 公路隧道围岩大变形分级方案
级别
主要特征
一般估判变形量(mm)
相对变形量(%)
一级
开挖后即有较大的围岩位移，且持续时间较长，喷层出现裂缝，施设初期支护力度不够
15～30
1.5～3
二级
围岩延续位移较为显著，变形速度较大，喷层开裂现象较为明显，洞底有隆起现象，支护变形的程度及范围逐渐扩大
30～50
3～5
三级
围岩变形显著，洞底明显隆起，喷层大多裂开剥落，并与钢架脱离，钢架等严重变形挠曲，支护变形的程度和范围进一步扩大
＞50
＞5

(4)张祉道参考铁二院等单位南昆线大变形的科研成果以及台湾学者王泰典等的研究，建议以初期支护位移值以及支护破坏现象作为定义指标。定义大变形为：当采用常规支护隧道由于地应力较高而使其初期支护发生程度不同的破坏且位移Ua与洞壁半径a之比大于3%时，认为发生了大变形。
按大变形的严重程度对大变形进行等级划分，参考Hoek及Marlinos的研究，以洞壁相对位移为参数，列出不同严重程度大变形等级分类，如表2-8所示。

表2-8 大变形等级之现场判定
大变形等级
Ua/a(%)
双车道公路隧道
单线铁路隧道
初期支护破坏现象
轻度
3～6
20～35
15~25
喷混凝土层龟裂 ，钢架局部与喷层脱离
中等
6～10
35～60
25~45
喷混凝土层严重开裂，掉块，局部钢架变形，
锚杆垫板凹陷
严重
>10
>60
>45
现象同上，但大面积发生，且产生锚杆拉断
及钢架变形扭曲现象
注：①表中Ua为洞壁位移，a为隧道当量半径；
②表中变形及位移均在初期支护已施工的条件下产生，该支护系常规标准支护。
(5)刘志春，朱永全等参考以往类似工程经验，在乌鞘岭隧道科研攻关过程中，提出综合指标判定法，引入综合系数，考虑抗压强度、地应力、弹性模量及侧压力系数多个因素，定义

得大变形分级标准，如表2-9所示。

表2-9 变形等级划分的综合指标判定法
大变形的等级
Ⅰ
Ⅱ
Ⅲ
相对变形(%)
3～5
5～8
＞8
强度应力比
0.5～0.25
0.25～0.15
＜0.15
原始地应力(MPa)
5～10
10～15
＞15
弹性模量(MPa)
2000～1500
1500～1000
＜1000
综合系数
60～30
30～15
＜15
围岩及支护特征
开挖后洞壁围岩位移较大，持续时间较长；一般支护开裂或破损较严重
开挖后围岩位移大，持续时间长；一般支护开裂或破损严重
开挖后围岩位移很大，持续时间很长；一般支护开裂或破损很严重

(6)日本采用相对应变判断围岩的挤出程度并划分等级，如表2-10所示。

表2-10 按推荐方法对挤出程度的分类
分类号
挤出
程度
符号
理论公式
隧道特征
1
无挤出
NS

岩石是弹性的，隧道掌子面的影响消失后，隧道应是稳定的
2
轻微挤出
LS

岩石显示了应变强化的特征，掌子面的影响消失后，位移会收敛，隧道最终是稳定的
3
中等挤出
FS

岩石显示应变弱化的特征，同时位移变大，但是在掌子面影响消失后，位移会收敛
4
严重挤出
HS

岩石显示应变弱化性，弱化速率很高；接着，位移增大，并且在掌子面影响消失后也不会趋于收敛
5
最严重挤出
VHS

岩石破坏造成滑动，并且位移极大，必须重新开挖隧道和安装坚固支护

2.3 乌鞘岭隧道变形管理基准
在乌鞘岭隧道科研攻关过程中，根据极限位移计算结果、现场量测数据统计分析结果和开裂数据统计指标等，提出了初期支护三级变形速率管理等级。各区段变形及变形速率管理基准如表2-11所示，分区段变形及变形速率管理基准如表2-12、2-13所示。三级以下时可正常施工；当变形达到二级时应及时施作二次衬砌或加强支护；当变形达到一级时，施工单位应马上停工，并采取防坍措施。

表2-11 乌鞘岭隧道岭脊段变形及变形速率管理基准

n3
75%~80%
70%~75%
65%~70%

3~5
5~8
＞8

表2-12 乌鞘岭隧道分区段变形管理基准
项目
区段
施工状态
F4
岭脊千枚岩
F7
极限位移u0
350
850
760

管理等级
Ⅰ
< u0/3
< u0/4
< u0/4
正常施工
Ⅱ
u0/3~2 u0/3
u0/4~ u0/2
u0/4~ u0/2
支护加强
Ⅲ
>2 u0/3
>u0/2
>u0/2
停工并及时采取加固措施
二衬时机
u测/u极
47%~62%
39%~47%
47%~51%

u终/u测
<0.5%
0.5%~2.0%
0.5%~1.5%

表2-13 乌鞘岭隧道分区段变形速率管理基准

●
●
●
●●●
乌鞘岭隧道单线铁路隧道，椭圆形断面，其大变形分级及变形管理基准可为兰渝线软岩双线隧道施工变形管理基准的制定提供一定参考价值。

3 不同等级大变形支护效果理论分析检验
3.1 模拟方案选择
根据两水隧道埋深具体情况，以Ⅴ级软岩段为研究背景，研究分析不同等级大变形围岩和支护结构变形与受力。针对不同等级变形的支护形式，分别研究：①Ⅰ级大变形相应支护参数的无系统锚杆和有系统锚杆两种情况；②Ⅱ级大变形相应支护参数的无系统锚杆和有系统锚杆两种情况；③Ⅲ级大变形一次支护无系统锚杆、有系统锚杆和二次支护三种情况。
3.2 Ⅰ级大变形支护效果模拟检验
3.2.1 计算模型和计算参数
为减少边界约束效应，计算范围按左右边界距隧道中心线距离约4倍洞径考虑，底部边界距隧道底部的距离按4倍隧道高度考虑。指定沿隧道轴线里程增大方向为Y轴正向，竖直向上为Z轴正向，隧道掘进横断面向右方向为X 轴正向，整个计算模型在X、Y、Z三个方向尺寸为100m×50m×112.49m(隧道顶部到模型上表面的距离为50m)，模型左、右、前、后和下部边界均施加法向约束，地表为自由边界。围岩及初期支护结构均采用八节点六面体单元来模拟。
隧道最大埋深为300m，在模型顶部施加实际埋深的应力边界条件，本模型顶部施加大小为4.25MPa的压应力。围岩及初期支护结构均采用八节点六面体单元来模拟，未考虑二次衬砌效应，其中模型共划分了134334个节点和128000个单元，三维计算模型如图3-1和图3-2所示。

图3-1 计算模型整体图示 图3-2 计算模型局部图示
围岩视为摩尔-库仑理想弹塑性材料，支护结构及衬砌结构均视为弹性材料。钢架采用H175全环设置，纵向间距为0.5m，初期支护为30cm厚的C25喷射混凝土，钢架在计算模拟时根据抗弯刚度等效原理来提高初期支护的弹性模量；考虑锚杆加固效应时，拱部及边墙锚杆长6.0m，作用效果采用加固区等效。围岩物理力学参数参照现场实际地质资料及现行《铁路隧道设计规范》选取，其物理力学指标如表3-1。

表3-1 Ⅰ级大变形地层、加固区和支护的物理力学性能指标
材料类型
容重/kN·m-3
弹性模量/GPa
泊松比
内聚力/MPa
内摩擦角/°
剪胀角/°
围岩
17
0.95
0.4
0.195
19
8
初期支护
25
26
0.2
－
－
－
加固区
18.5
1.24
0.4
0.247
22
8
注：初期支护弹性模量需按等效刚度原则经转换计算求得。

3.2.2 施工步骤
隧道采用上、中、下三台阶加落底施工，其中上、中、下台阶高度分别为4.7m，3m，2.5m，仰拱高度为2.29m；上、中、下台阶长度分别为6m，8m，6m。计算每开挖步开挖进尺1m，锚杆施做滞后工作面一个开挖循环，喷混凝土支护滞后工作面二个开挖循环。在模拟过程中，具体施工分部及施工顺序如图3-3所示。
1
6
12.49m
14.3m
①
②
③
④

图3-3 施工歩序图

为最大限度减少边界约束对计算结果的影响，数值模拟分析的目标面设在模型的中间位置，即y=25m处。

3.2.3 数值模拟结果及分析
3.2.3.1 洞周位移变化特征
在开挖隧道上、中台阶周边各布置一条水平测线，用于监测水平收敛变形，在拱顶设拱顶下沉监测点，在底部设底部隆起测点。数值模拟分析的目标面各测点布置如图3-4所示。
拱顶下
沉测点1
测线2
测线1
1
2
3
4

5
6
底部隆起测点6

图3-4 监测点布置图

选取中间断面作为计算数据提取断面，图3-5~图3-7分别为Ⅰ级大变形断面y=25m处测线1水平收敛、测线2水平收敛、拱顶沉降随开挖推进的变形曲线；不同支护参数下中间断面周边位移最终监测结果如表3-2所示。

开挖步
拱顶沉降值/mm

图3-5 Ⅰ级大变形拱顶沉降与开挖步关系图

开挖步
水平收敛值/mm

图3-6 Ⅰ级大变形上台阶测线1水平收敛与开挖步关系图

水平收敛值/mm

开挖步

图3-7 Ⅰ级大变形下台阶测线2水平收敛与开挖步关系图

表3-2 周边位移计算结果
监测项目
计算工况
差值百分比/(%)
无锚杆作用/mm
有锚杆作用/mm
水平收敛/mm
测线1
316
259
22
测线2
430
352
22.2
拱顶沉降/mm
172
143
20.2

由图3-5～图3-7和表3-2可得，考虑锚杆加固作用时最大水平收敛352mm、拱顶下沉143mm。不考虑锚杆加固作用时最大水平收敛430mm，拱顶下穿172mm，因不施作锚杆或锚杆不起作用，其水平收敛增大22.2%，拱顶沉降等待大20.2%。
因此，I级大变形支护参数可满足变形控制要求，其中锚杆对变形控制率可超过20%。

3.2.3.2 初期支护结构应力状态分析
是否考虑锚杆加固作用时，初期支护选取目标面处的应力分布如图3-8～图3-11所示，隧道开挖支护后，初期支护衬砌最大压应力和最大拉应力结果见表3-3。

图3-8 Ⅰ级大变形无锚杆作用支护最小主应力

图3-9 Ⅰ级大变形无锚杆作用支护最大主应力

图3-10 Ⅰ级大变形有锚杆作用支护最小主应力

图3-11 Ⅰ级大变形有锚杆作用支护最大主应力

表3-3 初期支护衬砌主应力
计算工况
最大主压应力/MPa
最大主拉应力/MPa
无锚杆作用
64.2
3.14
有锚杆作用
52.4
2.54

由图3-8～图3-11和表3-3可得，支护最大压应力都发生在墙脚位置，其大小分别为64.2MPa和52.4MPa，无锚杆作用比有锚杆作用支护最大主压应力大22%，最大拉应力也都发生在墙脚位置，其大小分别为3.14MPa和2.54MPa，无锚杆作用比有锚杆作用支护最大主拉应力大23.6%。支护结构受力满足材料强度要求，支护结构受力合理。
3.2.3.3 围岩塑性区
隧道开挖过程中，有无锚杆作用时围岩塑性区分布如图3-12和图3-13所示。

图3-12 Ⅰ级大变形无加固圈围岩塑性区分布图

图3-13 Ⅰ级大变形有加固圈围岩塑性区分布图

由图3-12和图3-13可看出，有无锚杆作用围岩塑性区范围基本差不多，在前方地层形成的塑性区延伸都约为11m左右，有锚杆作用时围岩塑性区较无加固圈时稍小。
3.3 Ⅱ级大变形支护效果检验
3.3.1 计算模型和计算参数
Ⅱ级大变形计算模型同前，研究工况为无锚杆加固作用和有锚杆加固作用两种，围岩物理力学参数参照现场实际地质资料及现行《铁路隧道设计规范》选取，其物理力学指标如表3-4。

表3-4 Ⅱ级大变形地层、加固区和支护的物理力学性能指标
材料类型
容重/kN·m-3
弹性模量/GPa
泊松比
内聚力/MPa
内摩擦角/°
剪胀角/°
围岩
17
0.9
0.4
0.18
18
8
初期支护
25
26
0.2
－
－
－
加固区
18.5
1.17
0.4
0.22
22
8
注：初期支护弹性模量需按等效刚度原则经转换计算求得。

3.3.2 数值模拟结果及分析
3.3.2.1 洞周位移变化特征
数值模拟分析的目标面各测点布置如前所示，中间断面周边位移最终计算结果如表3-5所示。

表3-5 Ⅱ级大变形周边位移监测结果
监测项目
计算工况
差值百分比/(%)
无锚杆作用/mm
有锚杆作用/mm
水平收敛/mm
测线1
391
309
26.5
测线2
529
452
17
拱顶沉降/mm
216
184
17.4

由表3-5可以看出，根据数值模拟结果，有锚杆加固作用时最大水平收敛为452mm、拱顶下沉309mm；无锚杆加固作用时最大水平收敛529mm、拱顶下沉216mm，比有锚杆加固水平收敛大17%，拱顶沉降大17.4%。
II级大变形地质条件下，一次支护作用下其变形大于200mm，为控制变形应进行支护补强。
3.3.2.2 初期支护结构应力状态分析
有锚杆加固作用时，初期支护选取目标面处的应力分布如图3-14和图3-15所示（无锚杆作用时省略），隧道开挖支护后，初期支护衬砌最大压应力和最大拉应力结果见表3-6。

图3-14 Ⅱ级大变形有锚杆加固作用支护最小主应力

图3-15 Ⅱ级大变形有锚杆作用支护最大主应力
表3-6 初期支护衬砌主应力
计算工况
最大主压应力/MPa
最大主拉应力/MPa
无锚杆作用
72.3
3.98
有锚杆作用
59.6
3.27
由图3-14～图3-15和表3-6可得，有无锚杆作用下支护结构受力特点相似，最大压应力都发生在墙脚位置，其大小分别为72.3MPa和59.6MPa，无锚杆作用比有锚杆作用最大主压应力大21.3%，最大拉应力也都发生在墙脚位置，其大小分别为3.14MPa和2.54MPa，无锚杆作用比有锚杆作用支护最大主拉应力大21.7%。
3.3.2.3 围岩塑性区
隧道开挖过程中，有无锚杆作用下围岩塑性区分布如图16和图17所示。

图3-16 Ⅱ级大变形无锚杆作用围岩塑性区分布

图3-17 Ⅱ级大变形有锚杆作用围岩塑性区分布

由图3-16和图3-17可看出，有无锚杆作用时围岩塑性区范围基本差不多，在前方地层形成的塑性区延伸都约为11m左右，有加固圈时围岩塑性区较无加固圈时稍小。
3.4 Ⅲ级大变形支护效果检验
3.4.1 计算模型和计算参数
初期支护为30cm，不考虑锚杆加固时，Ⅲ级大变形三维计算模型如前所示；初期支护为28+20cm，考虑锚杆加固时，三维计算模型如图3-18和图3-19所示。

图3-18 Ⅲ级大变形计算模型整体图示 图3-19 Ⅲ级大变形计算模型局部图示

围岩物理力学参数参照现场实际地质资料及现行《铁路隧道设计规范》选取，其物理力学指标如表3-7。

表3-7 Ⅲ级大变形地层、加固区和支护的物理力学性能指标
材料类型
容重/kN·m-3
弹性模量/GPa
泊松比
内聚力/MPa
内摩擦角/°
剪胀角/°
围岩
17
0.85
0.4
0.17
18
8
初期支护
25
26
0.2
－
－
－
加固区
18.5
1.1
0.4
0.22
22
8
注：初期支护弹性模量需按等效刚度原则经转换计算求得。

3.4.2 施工步骤
隧道采用上、中、下三台阶加落底施工，其中上、中、下台阶高度分别为4.7m，3m，2.5m，仰拱高度为2.29m；上、中、下台阶长度分别为6m，8m，6m。计算每开挖步开挖进尺1m，考虑锚杆加固作用和改变初支厚度时，锚杆施做滞后工作面一个开挖循环，20cm喷射混凝土支护滞后工作面二个开挖循环，28cm喷射混凝土支护滞后下台阶工作面二个开挖循环。无锚杆加固时开挖步骤同前。
3.4.3 数值模拟结果及分析
3.4.3.1 洞周位移变化特征
数值模拟分析的目标面各测点布置如前所示，中间断面周边位移最终监测结果如表3-8所示。

表3-8 Ⅲ级大变形周边位移监测结果
监测项目
计算工况
差值百分比/(%)
一次支护、无锚杆作用/mm
二次支护、有锚杆作用/mm
水平收敛/mm
测线1
483
325
48.6
测线2
656
463
41.7
拱顶沉降/mm
271
194
39.7

由表3-8可以看出，根据数值模拟结果，一次支护、无锚杆作用最大水平收敛和拱顶下沉分别为656mm和483mm，二次支护、有锚杆作用最大水平收敛和拱顶下沉分别为463mm和194mm。一次支护比采用二次支护水平受大41.7%、拱顶沉降大39.7%。
III级大变形条件下，一次支护后拱顶下沉达271mm，不能满足变形控制要求，需进行支护补强和二次支护。
3.4.3.2 初期支护结构应力状态分析
初期支护选取目标面处的应力分布如图3-20和图3-21所示（一次支护时省略），隧道开挖支护后，初期支护衬砌最大压应力和最大拉应力结果见表3-9。

图3-20 Ⅲ级大变形二次支护后支护最小主应力

图3-21 Ⅲ级大变形二次支护后支护最大主应力

表3-9 初期支护衬砌主应力
计算工况
最大主压应力/MPa
最大主拉应力/MPa
一次支护、无锚杆作用
84
8.35
二次支护、有锚杆作用
67.8
4.14

由图3-20～图3-21和表3-9可得，根据数值模拟结果,支护结构最大压应力发生在拱肩位置，一次和二次支护时支护结构最大压应力分别为84MPa和67.8MPa，二次支护对减小支护结构应力作用明显。
3.4.3.3 围岩塑性区
隧道开挖过程中，一次和二次支护下围岩塑性区分布如图3-22和图3-23所示。

图3-22 Ⅲ级大变形一次支护后围岩塑性区分布

图3-23 Ⅲ级大变形二次支护后围岩塑性区分布

由图3-22和图3-23可看出，一次和二次支护后围岩塑性区范围基本差不多，在前方地层形成的塑性区延伸都约为12m左右，二次支护后围岩塑性区要小。
3.5 小结
(1) 模拟检验Ⅰ级大变形支护效果
考虑锚杆加固作用时最大水平收敛352mm、拱顶下沉143mm。不考虑锚杆加固作用时最大水平收敛430mm，拱顶下穿172mm，因不施作锚杆或锚杆不起作用，其水平收敛增大22.2%，拱顶沉降等待大20.2%。
I级大变形支护参数可满足变形控制要求，其中锚杆对变形控制率可超过20%。
(2) 模拟检验Ⅱ级大变形支护效果
有锚杆加固作用时最大水平收敛为452mm、拱顶下沉309mm；无锚杆加固作用时最大水平收敛529mm、拱顶下沉216mm，比有锚杆加固水平收敛大17%，拱顶沉降大17.4%。
II级大变形地质条件下，为控制变形应进行长锚杆支护补强。
(3) 模拟检验Ⅲ级大变形支护效果
一次支护、无锚杆作用最大水平收敛和拱顶下沉分别为656mm和483mm，二次支护、有锚杆作用最大水平收敛和拱顶下沉分别为463mm和194mm。一次支护比采用二次支护水平受大41.7%、拱顶沉降大39.7%。
III级大变形条件下，一次支护后拱顶下沉达271mm，不能满足变形控制要求，需进行长锚杆和二次支护补强。
根据数值模拟结果,二次支护对减小支护结构应力作用明显。
4 不同等级大变形隧道稳定性和极限位移基准理论分析
洞室的失稳问题，在分析隧道失稳方面判断隧道失稳的条件和准则还没有达成统一的标准，根据郑颖人院士等所发表的“地震隧洞稳定性分析探讨”一文，在研究边坡失稳方面有3个条件，一是以塑性区的贯通作为整体失稳的标志；二是以应变和位移发生突变作为标志；三是以有限元静力平衡计算不收敛作为边坡整体失稳的标志。其中塑性区贯通是必要条件而不是充分条件。本研究将边坡失稳条件与突变理论相结合的方法尝试用于隧洞失稳分析中来。通过塑性应变及位移突变来分析隧洞的稳定性旨在得出隧道失稳的极限位移、失稳形态和施工应对措施。
4.1 计算模型
以两水隧道Ⅴ级软岩设计图断面为例，隧道覆土埋深300m。采用ANSYS建立二维模型，两侧边界至隧道中心线距离为50m，底部边界至隧道底部距离为30m，隧道埋深分别为为300m，侧面边界为水平位移约束，底面边界为竖向位移约束，模型上部边界为自由边界，不受任何约束。初始应力场按自重应力场考虑，采用Drucker-Prager屈服准则进行弹塑性分析。施工工法按全断面开挖进行施工模拟，通过考虑围岩应力释放与塑性应变、位移的关系曲线来判断围岩稳定性。围岩采用Plane42单元模拟，不考虑支护情况，采用平面应变方法计算。模型及约束情况如图4-1所示。
在计算过程中首先采用斜坡加载方式计算得出初始的应力场和位移场。在初始应力场的基础上提取开挖面周边的节点力并存档备用。应力释放通过改变开挖面周边的节点力反加在开挖面节点上来实现围岩的卸载。应力释放率取值从5%开始，依次递增5%，得到不同地应力场条件下的位移场和等效塑性应变场。
4.2 围岩弹性模量E=0.95GPa计算结果及分析
应力释放率取值从5%开始，依次递增5%，得到不同地应力场条件下的位移场和等效塑性应变场。在应力释放过程中，洞周位移和应变均在不断增加。参数选取见表4-1所示。

图4-1 计算模型图

表4-1 围岩及材料物理力学指标
材料
E/GPa
μ
φ/°
C/MPa
γ/(kN·m-3)
围岩
0.95
0.4
19
0.19
17
初支
26
0.2
—
—
25

最终围岩的水平位移云图、竖向位移云图、塑性应变云图分别见图4-2、图4-3、和图4-4所示。

图4-2 水平位移云图(m) 图4-3 步竖向位移云图(m)

图4-4 塑性应变云图
毛洞开挖过程中，隧道周边点位移与应力释放率关系如表4-2所示。

表4-2 隧道周边点收敛位移与应力释放率关系
应力释放率
水平收敛/mm
竖向位移/mm
最宽
最宽上
1点
最宽上
2点
最宽下
1点
最宽下
2点
最宽下
3点
拱顶
拱底
0%
0
0
0
0
0
0
0
0
5%
3
3
3
3
3
3
-3
2
10%
6
6
6
6
6
5
-7
5
15%
9
9
8
9
8
8
-10
7
20%
11
11
11
11
11
11
-13
10
25%
14
14
14
14
14
14
-17
12
30%
18
17
17
18
17
16
-20
15
35%
22
21
20
21
21
20
-24
18
40%
27
26
25
27
26
24
-28
21
45%
33
32
30
33
32
30
-32
24
50%
41
40
37
40
39
36
-37
27
55%
50
49
45
49
48
45
-43
30
60%
71
69
63
71
68
62
-51
35
65%
86
84
77
84
80
75
-59
39
70%
116
113
105
114
110
103
-69
44
75%
135
134
125
133
128
119
-78
49
80%
191
189
177
188
181
169
-95
56
85%
234
232
220
229
220
208
-111
63
90%
340
338
324
334
323
306
-146
79
95%
485
483
466
478
463
440
-216
111
100%
845
844
824
832
809
776
-422
182

图4-5 位移与应力释放率关系

最大跨度处围岩内各节点水平收敛位移与应力释放率关系如表4-3所示。

表4-3 隧道最大跨度处位移与应力释放率关系(mm)
应力释放率
洞周
洞内1m
洞内2m
洞内3m
洞内4m
洞内5m
0%
0
0
0
0
0
0
5%
3
2
2
2
1
1
10%
6
5
4
3
3
2
15%
9
7
6
5
4
4
20%
11
9
8
6
6
5
25%
14