随着隧道工程朝着大埋深、长距离、地质条件更复杂的方向发展，尤其在我国西南地区，大量长大深埋隧道修建不可避免地遭遇结构松散、强度低、自稳性较差的高地应力软岩或构造破碎带等不良地质，给隧道施工和后期安全运营带来了不确定性和挑战
［1］。支护体系的设计和施工一直是这些复杂地层隧道建设中的关键难题，若考虑不周极易引发支护大变形等灾害
［2］。因此，开展大埋深构造破碎带隧道受力变形特性研究具有重要的工程意义。
诸多学者已针对构造破碎带隧道力学机制及支护设计开展了较为丰富的研究。黄锋等
［3］通过室内模型试验，探究了不同侧压力系数下高地应力断层破碎带隧道结构力学响应规律。Zhou等
［4］通过现场试验开展了高地应力断层破碎带（片岩为主）公路隧道开挖变形与应力响应研究，发现受构造应力影响，隧道水平变形大于竖向变形，围岩压力呈不对称分布，在空间上表现为拱顶大、拱底小。万飞等
［5］对关角隧道变质砂岩断层破碎带段支护结构受力变形进行现场监测，提出了增强支护刚度、设置临时横撑及径向注浆的优化措施。宋洋等
［6］确定了渗流力作用下富水泥质砂岩隧道破碎带围岩和支护的特征曲线，并对隧道预留变形量进行优化。郑可跃等
［7］考虑围岩松动效应，基于收敛约束理论分析了高地应力构造破碎带隧道稳定性，并提出了大变形段支护设计优化方案。除衬砌结构支护外，刘泉声等
［8］、李志军等
［9］、赵毅鑫等
［10］分别探讨了地表分段注浆、地面深孔全断面注浆、超前管棚等预支护或加固措施在断层破碎带围岩的应用效果。Xu等
［11］开展了地应力对断层破碎带隧道围岩注浆加固效果影响的数值研究。与此同时，隧道穿越高地应力构造破碎带时极易发生围岩大变形灾害，其灾变机制
［12-14］、控制技术
［15-17］一直备受业内人员关注，但由于地质条件和围岩力学特征的复杂性和模糊性，尚未形成统一的机理认识及控制标准。
大理—瑞丽铁路高黎贡山隧道地处印度洋板块-欧亚板块碰撞缝合带，最大埋深1 155 m，呈现高地震烈度、极高或高地应力（最大超过30 MPa）、高水压、新构造运动强烈等特点，区段内硬质岩构造碎裂、蚀变现象严重。已有研究多聚焦于高地应力环境下片岩、变质或泥质砂岩等典型软质岩破碎带，所依托的隧道工程埋深鲜有超过千米，类似高黎贡山隧道地质的研究成果有限。
鉴于此，本文以大理—瑞丽铁路高黎贡山隧道出口工区正洞迂回导坑构造破碎带段为工程背景，选择典型断面开展长期现场监测，探讨超深埋高地应力硬质岩构造破碎带隧道施工过程中初支变形、围岩压力和初支受力特征，研究成果以期为后续类似工程建设提供参考。
1 工程概况
高黎贡山隧道位于怒江—龙陵区间，是我国大理—瑞丽铁路全线的重点控制性工程。隧道全长34.538 km，最大埋深1 155 m，设计时速140 km，进口里程D1K192+302，出口里程D1K226+840。隧道出口段正线全长13.92 km，主要采用TBM和钻爆法联合施工。
2022年11月16日，针对正洞和平导TBM进入断层破碎带及蚀变带地层后频繁卡机、掌子面钻孔涌泥柱等情况，提出正洞掌子面前方D1K218+995—D1K218+530段、平导掌子面前方PDZK219+018—PDZK219+530段均采用双侧迂回导坑钻爆处理总体方案。高黎贡山隧道出口段施工总体进展如
图1所示，其中正洞迂回导坑经历3次绕线，2绕出现突涌已封闭，3绕出现初支垮塌形成溃口。鉴于3绕出水量远大于1绕，且拆换拱架、溃口加固等措施存在堵塞排水通道及较大施工安全风险，现场将3绕作为泄水通道，恢复原正洞迂回导坑1绕施工，并采取周边注浆加固及超前预支护措施。
1.1 工程地质
1.1.1 区域地质构造
高黎贡山隧道地处保山、腾冲活动地块，受边界断裂（澜沧江断裂、泸水-瑞丽断裂和怒江断裂）长期挤压活动影响，区段内地质构造极其复杂，高黎贡山隧道地质纵断面如
图2所示。该区域地震活动频繁且震级高、水热活动强烈，多期次岩浆活动强烈，岩浆侵入接触带蚀变严重。长期、持续、剧烈的构造作用使硬质岩构造碎裂、蚀变，软质岩挤压揉皱破碎。构造交接部位岩体承受应力强烈变形，隧道岩体破碎，节理、裂隙发育，结构面的延伸性及贯通性较好。
1.1.2 水文地质条件
隧址区位于怒江与龙川江分水岭地带，分水岭高程为2 020 m，隧道进口端属怒江水系，出口端位于龙川江水系。地表水主要来源于怒江、龙川江及山间盆地的河流与水库。在构造破碎带区段，隧道基岩裂隙水较发育，隧道水位较高，水压主要由破碎风化岩体承担。开挖过程中，若该层岩体被破坏或受水压影响，地下水流的冲刷作用将导致岩体黏结性和稳定性降低，可能引发大量泥砂涌入隧道，造成坍塌或涌水突泥灾害。
1.1.3 地应力情况
根据地勘报告及设计资料，隧道出口段构造破碎带埋深约为710~770 m，受区域构造及超大埋深影响，区域应力场较高，最大主应力约为24~27 MPa。深孔钻探揭露，局部岩芯饼化现象显著，表明埋深较大区域存在明显的应力集中状态。
1.2 正洞迂回导坑1绕现场施工情况
根据物探及勘探钻孔资料，目前段落伴生次级构造发育挤压破碎带，岩体多呈碎石角砾状。2024年4月3日，正洞迂回导坑1绕YHDK0+296—YHDK0+316段周边注浆评估通过，现场进行开挖施工。如
图3所示，开挖揭露的花岗岩节理裂隙发育，层理多见扭曲现象，受地质构造改造劣化下呈角砾、砾砂状，局部岩块手掰易碎，围岩完整性差，且基岩裂隙水较为丰富。
鉴于现场穿越高地应力蚀变带和构造带时多次发生涌水突泥现象，该区段被列为V级突涌极高风险段落。结合围岩判释及钻爆法支护设计要求，总体支护方案确定为：周边注浆+
ϕ108大管棚+
ϕ42超前小导管预加固+全环双层HW175型钢初期支护。该区段隧道断面尺寸为宽7.2 m、高7.5 m，采用Ⅴ级锚喷加强衬砌，如
图4所示。具体支护参数见
表1。
隧道采用2台阶法施工，预留台阶及堆渣，人工钻眼爆破开挖。具体步骤为：①掌子面施作超前支护；②上台阶开挖施作第1层初支，台阶高约3.7 m，台阶长3 m左右，每次开挖立拱1~2榀；③下台阶左右两侧错距开挖施作第1层初支，台阶高约2.6 m，每次开挖立拱2—3榀；④上、下台阶施作套拱（第2层初支）；⑤仰拱开挖支护。
图5为周边注浆纵剖面图。周边注浆加固段长20 m，预留5 m止浆岩盘进行开挖，止浆墙采用C30混凝土浇筑，厚3 m。周边注浆范围为开挖轮廓线外5 m，布设4环注浆孔（见
图5中1—4序孔），共设48个孔，注浆孔孔底间距按2.8 m控制。
2 现场实测方案与实施
现场测试项目分为初支变形（包括拱顶沉降和水平净空收敛）、围岩压力以及初支钢拱架应力监测。选取正洞迂回导坑1绕YHDK0+307（对应正洞里程为D1K218+963）作为典型监测断面，该处隧道埋深约750 m，具体地质情况如
图6所示，相关岩土体基本物理力学参数见
表2。监测时段为2024年4月下旬至5月下旬，各关键性工序施工节点及测试布设情况见
表3。
根据规范
［18］上、下台阶各布设1条净空收敛水平测线，采用测量精度为0.1 mm的徕卡全站仪观测隧道初支双侧收敛值，并在拱顶布置沉降观测点。第1层和第2层初支背后埋设JMZX-5080AT型弦式土压力盒（量程5 MPa），用于分别测试围岩-衬砌接触压力、第2层初支围岩压力，并在左拱腰处埋设JMZX-5760HT型弦式渗压计（量程6 MPa）测试孔隙水压力。双层初支型钢上下翼缘对称布设JMZX-212HAT型应变计（量程±2 500×10
-6），用于监测钢拱架应力。现场开挖施工采用正常段钢拱架，每榀钢架由7个单元组成（1节A单元、2节B单元、2节C单元、1节D单元和1节E单元）。结合现场施工工艺、作业条件及钢拱架构造进行测点布置，具体如
图7所示。
鉴于现场围岩破碎且存在较大超挖，通过对拉螺栓调控土压力盒升降更好地实现元器件测量面与围岩密贴。渗压计顶部含有透水石，采用超薄医用纱布包裹，在实现透水的同时可有效避免被大颗粒碎石堵塞，并且考虑到地下水渗流通道复杂、围岩为硬质花岗岩，在待测点位钻孔1 m深后再放入，以保证有水流动。现场各元器件电缆线均沿隧道轮廓引至藏线箱内，测试数据通过综合测试仪获取。现场测试元器件埋设情况如
图8所示。
3 测试结果及分析
3.1 初支变形
测试断面拱顶沉降和水平收敛监测结果如
图9所示，其中以拱顶下沉、水平收敛为正。由
图9可知：在监测期间内，测试断面初支变形整体呈现为拱顶沉降>上台阶收敛>下台阶收敛，拱顶累计沉降为47.8 mm，上、下台阶累计水平收敛分别为28.3和26.1 mm；拱顶沉降速率整体上逐渐减小，量值在0.5~1.4 mm · d
-1，最大值出现在上台阶开挖后；上台阶水平收敛速率相对均匀，量值在0.3~0.7 mm · d
-1；下台阶水平收敛速率在开挖下台阶后逐渐增大，至仰拱开挖后在0.2~0.7 mm · d
-1范围波动。这是由于围岩节理裂隙发育且破碎程度较高，隧道开挖卸荷过程中应力释放引发岩体沿结构面发生滑移或松动，从而产生相应的瞬时变形。
值得注意，拱顶沉降与水平收敛的累计变形差值在增大，表明拱顶沉降平均速率大于水平收敛平均速率，反映出该监测断面垂直应力起主导作用；上台阶与下台阶水平收敛的累计变形差值在减小，分析应为支护封闭后围岩-支护结构相互协调作用引起。此外，仰拱开挖支护封闭后围岩整体变形速率未迅速下降，监测60 d隧道拱顶沉降和水平收敛仍在持续增长，分析应为围岩的塑性流变效应引起
［13］。
监测结果表明该断面初支变形呈现受施工工序影响较大、拱顶沉降大于水平收敛、持续时间长等特征，现场需加强监控量测，必要时采取注浆加固、增强支护强度（如增设套衬）等相应工程措施，以避免因围岩持续变形而导致隧道出现失稳大变形。
3.2 围岩压力
3.2.1 围岩-衬砌接触压力
测试断面围岩-衬砌接触压力时程曲线如
图10所示。可以看出：各测点接触压力总体变化趋势为先增、再趋于平稳；监测期间受后续开挖工序的影响，增长阶段存在不同程度的波动；下台阶开挖时，拱顶接触压力出现明显的跃迁，而两侧拱腰土压力增幅较小；前方掌子面施作第2循环管棚后，上台阶各测点土压力短期内增长缓慢，分析应为测试断面此时距离掌子面较近，管棚对周边围岩起到了一定的预支护作用，然后一定时间后土压力又恢复较大增幅；施作套拱后，由于支护整体强度的增加，上、下台阶各测点接触压力增长速度有所减缓，与前文围岩变形速率出现骤降相对应；施作仰拱后，各测点监测数据均出现较大波动，其中拱顶、左边墙、右边墙接触压力增大，而左、右拱腰接触压力先减后增；在掌子面施作下一循环管棚3 d后，各测点压力值大多稳定或者趋于稳定。监测结果表明，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，套拱施作、支护封闭对围岩压力释放具有关键控制作用。
图11给出了最终稳定状态下隧道测试断面围岩-衬砌接触压力的空间分布曲线。可见，围岩-衬砌接触压力空间分布比较对称，且拱顶压力值最大，为1.862 MPa，初支封闭前竖向围岩压力已达到最终峰值压力的87%；左、右拱腰的压力值约为拱顶的0.31~0.33倍；仰拱底部土压力比拱顶小，表明该类地层隧道底部荷载响应复杂。
3.2.2 第2层初支围岩压力
测试断面第2层初支围岩压力时程曲线如
图12所示。可以看出：拱顶土压力总体呈缓慢增长趋势，主要受围岩应力释放和蠕变效应的共同影响；拱腰及边墙土压力在监测前11 d量值较小，原因可能是该阶段第1层初支承担了大部分围岩压力，或土压力盒与第1层初支内表面贴合不够紧密；随后压力显著增加，分析原因为围岩持续收敛导致第1层支护局部应力集中或塑性屈服，双层初支之间变形逐步协调，向第2层初支传递较大的形变压力，逐渐实现压力2次分配。
通常来说，第2层初支主要发挥辅助承载和分担形变应力的作用。
图13给出了各测点处第2层初支相较于第1层初支承载的占比。可以发现：左、右拱腰辅助承载占比较大，达42%~43%，其次是左边墙和拱顶，占比分别约为31%和24%。究其原因，一方面是竖向构造应力起主导作用，另一方面是第1层初支拱腰附近承受较大应力引发钢拱架局部屈服，从而促使第2层初支在该区域承担更多荷载。
3.2.3 孔隙水压力
测试断面孔隙水压力时程曲线如
图14所示。可以看出：监测期间孔隙水压力同样受后续开挖工序的影响存在不同程度的波动；拱腰、仰拱底水压力变化范围分别为0.92~1.10和0.79~0.85 MPa，仰拱底比拱腰水压略低的原因可能缘于地层渗流通道复杂以及仰拱开挖泄水影响范围不同；在下台阶开挖以及施作仰拱时，各测点水压力均出现明显下降，主要是由于开挖过程中泄水引起；仰拱开挖支护封闭后，由于前方掌子面未封闭，且后续管棚施作过程中掌子面出现渗水，现场为确保施工安全进行持续泄水，因此在监测第24 d至第29 d时间段内各测点水压力仍在降低，直至施作止浆墙即掌子面封闭后水压力有所回升。
3.3 第1层初支钢拱架应力
测试断面第1层初支钢拱架应力时程曲线如
图15所示，规定压应力为正，拉应力为负。其中左拱腰外侧元器件中途异常，图中仅给出有效数据部分，左边墙外侧、右边墙内侧元器件故障。
由
图15可知：隧道上台阶开挖后，上台阶各测点的应力平稳增长；下台阶开挖后，拱墙各测点的应力急剧增长，其中左拱腰外侧由受拉变为受压、右拱腰内侧及右拱肩外侧由受压变为受拉；至前方掌子面施作管棚后，除左拱腰内侧钢拱架应力出现小幅降低外，拱墙其余各测点应力持续增长，但增长速度减缓；施作套拱后，除左边墙外侧应力出现较小波动外，拱墙其余各测点应力变化缓慢或趋于平稳；施作仰拱后，拱墙各测点整体受仰拱开挖施工扰动的影响较小，部分测点数据出现小幅增长，仰拱各测点的应力呈先增后趋于稳定的状态。结合
图10和
图11可知，隧道开挖卸荷引发围岩应力重分布和局部应力集中，支护施作可有效控制前期应力释放效应引起的瞬时变形，但围岩塑性流变效应仍驱动变形持续发展，双层初支结构通过压力2次分配协调围岩变形。
在最终稳定状态下，拱墙钢拱架绝大多数部位处于受压状态，最大压应力为356.6 MPa，位于左拱肩外侧；仰拱钢拱架内侧均处于受拉状态，最大拉应力为68.6 MPa，位于仰拱正中内侧；外侧多数处于受压状态，最大压应力为72.1 MPa，位于仰拱左中外侧。上台阶测点的应力值普遍大于边墙测点和仰拱测点应力值，与前文分析所得上台阶收敛>下台阶收敛相对应，即上台阶初支比下台阶初支承担更大的荷载，究其原因为上台阶开挖过程中围岩释放更多应力。
根据第1层初支钢拱架内外侧应力监测数据，元器件失效测点采用对称测点数据补充，进一步给出其弯矩分布如
图16所示，以外侧受拉为正。由
图16可知：左拱腰和拱肩钢拱架弯矩较大，边墙弯矩较小，主要源于上台阶初支承受更大荷载，以及初支刚度不均、隧道断面渐变转弯、喷混不密实等因素导致的局部应力集中；最大负弯矩（-58.9 kN · m）、正弯矩（23.8 kN · m）分别位于左拱腰、右拱肩处，宜加强该区域监测，必要时采取补强措施。
3.4 第2层初支钢拱架应力
测试断面第2层初支钢拱架应力时程曲线如
图17所示，规定压应力为正，拉应力为负。监测结果表明：钢拱架以受压为主，最大压应力（264.9 MPa）位于右拱肩内侧，最大拉应力（-144.8 MPa）位于拱顶内侧；在监测前10 d内，各测点应力保持相对稳定；随后，拱顶、左拱肩外侧、右边墙内外侧应力出现明显波动。该现象与前文第2层初期支护围岩压力的突增相对应，主要原因在于围岩持续变形下双层初支压力2次分配，导致钢拱架应力重分布。
基于钢拱架内外侧应力监测数据，同样给出其弯矩分布，如
图18所示，以外侧受拉为正。可以看出：钢拱架弯矩分布总体对称，拱顶和边墙弯矩较大，两侧拱肩位于反弯点附近，弯矩较小。
根据规范
［19］计算出双层初支钢拱架综合安全系数，安全系数为测点应力最大值与钢拱架抗压、抗拉极限强度（材料为Q235碳素钢，取为375 MPa）之比，结果见
表4。由
表4可知：第1层初支左拱腰钢拱架应力监测点的安全系数小于1，左拱肩测点安全系数非常接近1，表明这2处钢拱架结构相对薄弱，后续应重点关注；第1层初支下台阶和仰拱段、第2层初支监测点的安全系数均满足要求。
4 围岩压力监测结果讨论
由前文分析可知，监测断面（V级围岩、埋深750 m）竖向围岩压力达1.862 MPa，相当于等效荷载高度约90 m，量值较大。目前国内常用的深埋隧道围岩压力计算方法有铁（公）路隧道设计规范计算公式（隧规法
［20］）、太沙基理论
［21］、普氏理论
［22］3种。特别地，针对蚀变岩带、压性断层破碎带等典型挤压性围岩，我国制定了《铁路挤压性围岩隧道技术规范》
［23］。此外，王明年等
［24-25］、肖明清等
［26］分别基于数理统计方法、总安全系数法提出了深埋隧道围岩压力计算方法。
将上述理论方法计算的竖向围岩压力与本文现场实测结果对比，结果见
表5。表中：
γ为围岩容重，取值为21 kN · m
-3；
B为隧道开挖跨度，取值为7.2 m；
S为围岩级别，取值为5；
H为隧道埋深，取值为750 m；
Ht为隧道开挖高度，取值为7.5 m；
φ0为围岩似摩擦角，取值为35°；
λ为地应力侧压力系数，取值为1；
G为围岩变形等级，勘察阶段根据岩体强度应力比初步判定，在施工阶段根据实测变形量进行修正，取值为3；
φ为围岩内摩擦角，取值为25°；
c为围岩黏聚力，取值为0.1 MPa；
P0为围岩初始应力，取值为25 MPa；
Rpd为无支护状态下隧道顶部45°位置处塑性区半径。采用总安全系数法计算时，安全系数取值为1.2。
由
表5可知：针对本文超深埋构造破碎带隧道（V级围岩），3类典型松动压力计算方法得到的竖向围岩压力均明显偏小。就理论而言，铁路隧道设计规范计算的围岩压力在深浅埋分界处会出现断崖式突变，且在深埋条件下围岩压力与埋深无关，太沙基公式计算的围岩压力随埋深增大趋于定值，而对比表明两者计算结果与实测值相差甚远，可推测大埋深隧道实际围岩压力仍会受埋深影响；普氏理论考虑了隧道承载跨度、高度和围岩内摩擦角，在一定程度上能反映特定岩石的特性，但其是基于自然拱概念提出，而对于高地应力构造破碎带隧道拱顶上方能否形成自然拱有待商榷，此外普氏理论未考虑隧道埋深，因此用于计算本文围岩条件时适用性较差。在形变压力方面，按《铁路挤压性围岩隧道技术规范》计算得到的形变压力约为实测值的1/2，该方法是基于大量挤压性围岩隧道实测数据提出的经验计算式，关键是确定围岩变形等级（规范分为3级，后续有学者
［27］提出分为4级），受限于围岩分级体系的多样性及主观性，其存在一定的局限性；基于数理统计法提出的拟合公式计算出的形变压力较实测值显著偏小，偏差主要源于采用多元非线性回归分析时所依据的案例在样本数量和工程特性上有所不同。总体来说，这2类形变压力计算方法的普适性有待提升及检验。
值得注意，按基于总安全系数法提出的深埋隧道围岩压力代表值计算方法得到的竖向围岩压力约为现场实测值的1.07倍，两者非常接近。该方法的核心是寻找围岩压力的最不利情况，针对埋深不小于10~15倍隧道洞径情况，建议采用无支护状态下隧道顶部45°位置处塑性区内的围岩自重作为围岩压力代表值，可以包络“最大松弛压力+部分形变压力”，具备适宜的安全性。
通常来说，若围岩变形受到与之密贴的支护结构抑制，在围岩与支护共同变形过程中，围岩对支护结构施加的接触压力为形变压力。但现场实测竖向围岩压力远大于按常见方法计算的形变压力理论值，同时监测表明初支钢拱架应力较大，可进一步推测监测断面围岩压力由松动压力与形变压力共同组成，且由前者主导。主要原因可能体现在两方面：一是衬砌结构质量，由于围岩松散破碎以及施工超挖，衬砌背后易出现喷混不密实的情况；二是衬砌施作时间，现场监测断面套拱施作、初期支护封闭滞后时间偏长。文献［
7］基于理论分析也指出高地应力环境下，前期作用于支护结构上的围岩压力以形变压力为主，随着应力释放、变形的持续发展，松动压力占总荷载的比重逐渐增大，其可为文中围岩压力的实测规律提供佐证。
5 结论
（1）隧道变形主要由围岩开挖卸荷效应和塑性流变效应共同驱动，呈现拱顶沉降>上台阶收敛>下台阶收敛、受施工工序影响较大、持续时间长的特征；现场需加强监控量测，必要时采取相应工程措施，以避免因围岩持续变形而导致隧道出现失稳大变形。
（2）围岩-衬砌接触压力分布整体对称，空间上表现为隧顶>隧底>隧腰；初支封闭前竖向围岩压力已达到最终峰值压力（1.862 MPa）的87%，表明支护封闭对围岩压力释放具有关键控制作用；拱腰水压比仰拱底略高；围岩持续变形导致第1层初支局部应力集中或屈服，促使第2层初支承担更多荷载，其中左、右拱腰辅助承载占比最大（42%~43%）。
（3）第1层初支拱墙钢拱架以受压为主，最大压应力（356.6 MPa）位于左拱肩，上台阶应力值普遍高于下台阶，表明上台阶初支承载更大；第2层初支钢拱架应力重分布主要由双层初支压力二次分配所致；第1层初支左拱腰和左拱肩钢拱架弯矩较大、安全系数低，结构相较薄弱，后续应重点关注。
（4）通过围岩压力现场实测数据与理论计算值对比可知，针对超大埋深构造破碎带地层，太沙基理论、普氏理论、隧规法计算出的松动压力均明显偏小，可见实际围岩压力仍会受埋深影响，地层土拱效应有待深入探究；通过挤压性围岩规范或数理统计方法计算出的形变压力，由于方法本身的局限性或适用性问题，与实测值存在不同程度偏差。受地质条件、施工技术等综合影响，实测围岩压力由松动压力与形变压力共同组成，且由前者主导。
国家自然科学基金资助项目(52022112)
国家自然科学基金资助项目(52308425)
云南省重点研发计划项目(202303AA080004)
京公网安备11010202008535号
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