基于强度折减法的高铁隧道全断面机械化作业围岩稳定性分析及支护优化研究

刘雨萌， 张俊儒, *， 何冠男， 燕 波， 王智勇

(1. 西南交通大学 交通隧道工程教育部重点实验室， 四川 成都 610031；2. 中铁第一勘察设计院集团有限公司， 陕西 西安 710043)

0 引言

高铁隧道全断面机械化作业具有开挖断面大、工程风险高、技术难度大、建设工期紧等特点。一方面，隧道大面积开挖会对围岩的变形和失稳造成一定影响，严重时会增大隧道施工风险、危及人身安全； 另一方面，由于隧道采用全断面机械化施工，初期支护的施作能够及时封闭成环，有利于围岩的稳定性，且隧道全断面机械化施工明显改变了传统以人工开挖、半机械化作业所形成的设计施工规范及相应的围岩分级标准，导致原有规范及标准的适用性降低，相关研究和工程案例可提供的施工经验也较少。

目前，已有众多学者对大断面隧道的支护形式开展了大量的研究。Kang等[1]以大断面铁路隧道为背景，采用DEA算法对初期支护厚度、锚杆长度及间距进行优化分析，得出随着隧道埋深的增大，应相应地增加初期支护的厚度，以保证隧道围岩的稳定性。Zhao等[2]提出一种基于LSSVM/ABC的锚杆加固隧道的可靠性优化方法，并对锚杆长度、数量及间距进行优化分析，研究表明该方法精度高、可靠性强、优化效率高。Kim等[3]针对大断面隧道支护措施进行研究，通过改进钢架连接及结构形式，改善了传统格栅拱架的承载能力。Rodríguez等[4]基于支护特性曲线及支护结构的变形协调性，推导得出大断面隧道初期支护钢架受力形式及初期支护喷混的应力形式，研究成果可为支护结构的优化提供一定的理论依据。Choi等[5]针对软岩大断面隧道工程，采用现场监测及数值计算方法，研究能确保围岩稳定性的最佳支护施作时机。张全全[6]以浅埋大断面隧道为工程背景，采用数值分析、理论计算等方法研究大断面隧道围岩变形特征及支护参数优化，研究结论可为控制大断面隧道围岩稳定性提供依据。童建军等[7]基于极限平衡法得出不同支护措施下掌子面稳定系数公式，并结合现场实测数据分析，建立大断面机械化施工隧道支护模型，并将研究成果成功应用于郑万高铁隧道工程。牛泽林等[8]以大断面板岩隧道为背景，研究不同工法对围岩稳定性的影响，表明两台阶法较CD法对围岩稳定性的影响更小，并针对性地提出支护措施，保证隧道施工的安全。叶万军等[9]针对大断面黄土隧道开展支护结构优化研究，通过数值计算及监测数据分析支护的受力特征，研究指出支护结构较为薄弱的部位，并提出相应的加固措施。李利平等[10]针对超大断面软岩隧道围岩稳定性问题开展研究，通过模型试验真实再现大断面隧道开挖过程，在分析开挖过程中围岩变形及受力规律后，提出软岩隧道大断面开挖造成的围岩扰动范围为3倍洞径，而尽早施作支护可明显改善围岩的稳定性。综上所述，目前虽然有学者就大断面隧道的受力形态和支护形式进行了一定的研究，但既有研究未充分考虑围岩的自稳能力和大断面隧道机械化作业时支护施作及时成环对围岩稳定性的有利之处。

因此，本文以黄(冈)黄(梅)高速铁路刘元隧道为依托工程，运用强度折减法计算安全系数，定量分析围岩的稳定性，对初期支护进行优化设计，并结合现场监测数据，对初期支护优化设计效果进行验证。

1 工程概况

黄(冈)黄(梅)高速铁路刘元隧道位于湖北省武穴市大金镇境内，为单洞双线隧道，采用全断面机械化作业施工，隧道全长605 m。隧道进出口里程分别为DK90+660和DK91+265，所处地区为丘陵地貌，隧道最大埋深89 m，隧址区主要岩性为石英片岩，全—弱风化，单轴饱和抗压强度平均值为39.79 MPa，地表水无腐蚀性、弱发育。

刘元隧道典型里程段(DK90+060～+080)为Ⅳ级围岩，埋深30 m，隧道跨度14.7 m。原设计初期支护参数如表1所示。

2 围岩力学特性试验

本文利用岩石常规三轴试验测定依托工程的围岩力学参数，以获得准确、可信的工程围岩力学参数，用于后续数值计算研究。

2.1 试样参数

本次岩石常规三轴试验所用标准试件均取自黄(冈)黄(梅)高速铁路HHZQ-3标刘元隧道DK90+060～+080里程掌子面，取样方法为现场钻芯，随后用现场实验室切石机进行加工。试样为天然状态下的石英片岩，直径50 mm、高100 mm，如图1所示。根据隧道埋深情况，设置5种围压，如表2所示。

2.2 试验结果分析

2.2.1 岩石抗剪强度指标计算

按式(1)计算不同围压条件下的极限轴向应力，计算结果如表3所示。

(1)

式中：σ1为极限轴向应力，MPa；F为轴向破坏荷载，N；S为试件横截面积，mm2。

表3 常规三轴压缩试验数据汇总

图2 最佳关系曲线

图3 摩尔包络线

表4 最佳关系曲线选择点数值

由图3可知，岩石试样的内摩擦角φ为52°，黏聚力c为23.45 MPa。

2.2.2 岩石应力-应变关系

三轴应力作用下应力差-轴向应变关系曲线见图4。依据岩石常规三轴试验获得的石英片岩达到峰值应力之后的应力-应变全过程曲线可知[12-14]： 此次试样曲线并没有表现出明显的压密阶段，随着围压的增大，岩石试样峰值强度逐渐增大，超过峰值强度后，岩石试样内部裂隙继续发展，最后可以观察到峰值强度后的残余应变和残余强度曲线。

图4 三轴应力作用下应力差-轴向应变关系曲线

2.2.3 岩石弹性模量和泊松比计算

根据图4可确定直线段起始点应力值σa和纵向应变εaa，以及终点应力值σb和纵向应变εab，直线段斜率为弹性模量，计算公式见式(2)和式(3)。

(2)

(3)

式(2)和式(3)中：Ee为岩石弹性模量，MPa；μe为岩石弹性泊松比；σa为应力与轴向应变关系曲线上直线段起始点的应力值，MPa；σb为应力与轴向应变关系曲线上直线段终点的应力值，MPa；εab为应力为σb时的纵向应变值；εaa为应力为σa时的纵向应变值；εcb为应力为σb时的横向应变值；εca为应力为σa时的横向应变值。

根据式(2)和式(3)，计算岩石弹性模量及泊松比，并汇总全部试验结果，如表5所示。

表5 三轴压缩强度及变形试验结果汇总

2.2.4 围岩物理力学参数的确定

根据Hoek-Brown强度准则，可将上述由常规三轴试验得到的岩石物理力学参数转化为现场岩体的物理力学参数。

2.2.4.1 围岩强度参数的估算

目前，应用最广泛的是2002年版Hoek-Brown强度准则。

(4)

式中：σ1为岩体破坏时的最大主应力；σ3为岩体破坏时的最小主应力；σc为岩石单轴抗压强度；mb、s为Hoek-Brown准则经验参数；a为由岩体特性决定的系数。

(5)

(6)

(7)

式(5)—(7)中：mi为岩性指标；D为扰动因子； GSI为岩体地质强度指标。

岩性指标mi可由室内岩石常规三轴试验数据计算得出，具体方法为： 对室内完整试样取GSI=100，a=0.5，mb=mi，从而得到

(8)

采用最小二乘法拟合试验数据，可得mi为17。岩体地质强度指标GSI参照文献[15]，并结合施工现场掌子面揭示的岩体风化程度及结构面状态，确定现场实际岩体GSI值为30。扰动因子D采用文献[16]参考表确定取值，现场围岩整体处于硬质岩地层，采用光面爆破施工，因此D取为0.8。

在式(4)中，令σ3=0，即可求得围岩的抗压强度

σcm=σcsa。

(9)

在式(4)中，令σ1=σ3=σtm，即可求得围岩的抗拉强度

(10)

根据式(9)和式(10)，即可估算出围岩的抗压、抗拉强度值分别为σcm=0.28 MPa、σtm=-0.007 MPa。

2.2.4.2 围岩抗剪强度参数的估算

由于目前岩体工程相关规范仍采用Mohr-Coulomb强度准则。因此，基于Hoek-Brown准则进行Mohr-Coulomb强度参数等效取值具有一定的研究意义。以Hoek-Brown强度包络线为对象，通过对σ1-σ3曲线做切线或割线，得到的直线可认为是采用Mohr-Coulomb准则对岩体强度的等效描述，由此可以建立这2种强度准则之间的关系。

2002年，Hoek提出了等效Mohr-Coulomb强度准则割线强度的取值方法，换算关系为：

(11)

c=

(12)

(13)

式(11)—(13)中：σ3n用于体现围压条件对Mohr-Coulomb等效强度参数的作用；σ3max为待定参数，对于隧洞，按照式(14)进行计算。

(14)

式中：H为隧洞埋深；γ为岩体重度；σcm为由Hoek-Brown准则定义的岩体单轴抗压强度，按式(15)取值。

(15)

由表5中汇总的试验结果，取σc为70.29 MPa。根据式(5)—(7)，计算得到a=0.522，mb=0.264，s=2.48×10-5。

由式(11)—(15)可实现对围岩抗剪强度参数的估算，得出c=0.28 MPa，φ=35.31°。

2.2.4.3 围岩变形参数的估算

2002年，Hoek提出估算围岩变形模量Em的经验关系式为：

可得围岩变形模量为Em=1.59 MPa。

目前，尚无关于围岩变形参数中泊松比的估算方法，本文依据式(11)、式(12)和式(16)估算出的围岩参数φ=35.31°、c=0.28 MPa、Em=1.59 MPa，并结合《铁路隧道设计规范》[17]中表4.3.3给出的围岩物理力学指标，综合确定为Ⅳ级围岩，而规范给出的Ⅳ级围岩泊松比取值区间为0.3～0.35，本文结合工程实际情况，确定围岩的泊松比为0.32。

综上，依托工程现场围岩物理力学参数如表6所示。

表6 围岩物理力学参数

3 基于强度折减法的隧道稳定性分析

杨臻等[18]、张黎明等[19]、郑颖人等[20]、张红等[21]使用强度折减法，将安全系数的概念引入岩质隧道的稳定性分析。安全系数具有一定的力学意义，可以作为隧道稳定性评价的定量指标。因此，本文使用强度折减法求出毛洞隧道围岩的安全系数，以此定量评价围岩的稳定性。

3.1 强度折减法原理及失稳判据

强度折减法是通过不断地折减围岩的内摩擦角及黏聚力，在此过程中分析特征点变化规律，直到所分析的指标表明围岩达到失稳极限状态，将此时的折减系数Fs定义为围岩安全系数，折减方法见式(17)和式(18)。

(17)

(18)

式(17)—(18)中：Fs为强度折减系数；φ′为折减后的内摩擦角，(°)；c′为折减后的黏聚力，MPa。

使用强度折减法计算隧道工程的安全系数时，关键在于选用合理的失稳判据确定隧道围岩处于临界极限平衡状态，现有的判据有以下几种。

1)塑性区贯通。一般来说，塑性区贯通是隧道失稳的必要不充分条件。若单单以塑性区是否贯通作为判据，会导致求得的围岩安全系数F偏小。

2)计算不收敛。以此为判据需人为设定计算精度及步数等，具有一定的主观性，计算结果也未必准确。同时，计算模型网格、计算软件对计算的收敛性也有一定的影响。

3)特征点位移突变。在强度折减计算过程中，围岩及结构特征点位移会随着折减系数Fs的变化而变化，当在某一Fs下位移发生突变，即可认为该Fs为安全系数F。随着折减的进行，当围岩强度降低到某一临界值时，隧道会发生破坏。现场施工过程中，施工人员常利用隧道特征点(拱顶、洞周、仰拱)监测数据来判断围岩是否稳定。因此，以特征点位移突变作为隧道围岩失稳的判据是可行的。

综上，以特征点位移突变作为隧道围岩失稳的主要判据最为直观且最易判断[22]，因此，本文选取特征点(拱顶、拱腰、拱肩、仰拱等部位)位移是否发生突变作为隧道围岩失稳的主要判据。

3.2 数值计算模型

依托工程属超大断面隧道，采用全断面机械化开挖，隧道跨度14.7 m、高12.23 m、埋深30 m。隧道断面及特征点监测示意见图5。计算采用平面二维网格，模型尺寸为X=120 m、Y=1 m、Z=87 m，如图6所示。围岩参数如表6所示。

图5 隧道断面及特征点监测示意图(单位： m)

图6 计算模型示意图(单位： m)

3.3 无支护状态隧道稳定性分析

无支护状态隧道不同折减系数Fs下围岩监测点竖向、水平位移变化见图7。

由图7(a)可知： 不同折减系数Fs下各监测点竖向位移逐渐增大； 当Fs在1.00～1.75时，各测点竖向位移随折减系数的增加，变化情况基本一致，数值也相差不大； 当Fs大于2.02后，各测点竖向位移急剧增大，发生了突变，由各测点竖向位移突变确定毛洞隧道围岩的安全系数F=2.02。

由图7(b)可知： 不同折减系数Fs下各监测点水平位移逐渐增大； 当Fs在1.00～1.75时，各测点水平位移随折减系数的增加，变化情况基本一致，数值也相差不大； 当Fs大于2.02后，各测点水平位移急剧增大，发生了突变，由各测点水平位移突变确定毛洞隧道围岩的安全系数F=2.02。

(a) 竖向位移

(b) 水平位移

从测点竖向位移变化情况来看，拱顶及拱肩部位对折减系数的变化较为敏感，变化趋势及相应数值基本一致，呈现出同步变化。从测点水平位移变化情况来看，边墙及拱腰部位对折减系数的变化较为敏感，且边墙变化敏感程度大于拱腰，拱顶及拱肩水平位移基本呈同步变化趋势。因此，在现场采用全断面机械化施工时，应重点对拱顶、拱肩部位加强沉降监测，对边墙、拱腰部位加强收敛监测。

根据围岩安全系数的既有研究成果[23]，为保证隧道围岩的稳定性，建议施作初期支护后围岩的安全系数在1.2以上。而本文计算所得无支护状态下隧道围岩的安全系数为2.02，表示尽管开挖面积对隧道围岩的稳定性及受力状态有一定的影响，但在理想连续介质下全断面机械化开挖隧道无支护状态围岩仍具有自稳能力，并且全断面机械化施工有利于支护的快速成环，可以很好地利用围岩的自稳能力。因此，按围岩分级及工程类比法确定的原设计初期支护较为保守，具有优化空间。

3.4 无支护状态隧道掌子面稳定性分析

为验证在隧道全断面施工过程中掌子面始终具有良好的稳定性，对无支护状态隧道开挖过程中掌子面的稳定性进行研究。

计算采用三维网格，模型尺寸为X=120 m、Y=80 m、Z=87 m，采用全断面法开挖，开挖进尺为4 m。隧道跨度14.7 m、高12.23 m、埋深30 m。计算模型如图8所示。围岩参数如表6所示。

图8 计算模型示意图(单位： m)

当隧道开挖至Y=40 m断面时，掌子面挤出变形及塑性区分布如图9和图10所示。

图9 掌子面挤出变形云图(单位： m)

根据新意法的核心观点，隧道变形取决于隧道掌子面前方核心土挤出变形量[24]。由图9可知，在无支护状态隧道开挖至Y=40 m断面时，掌子面最大挤出变形仅为3.8 mm，说明围岩具有良好的自稳能力，即无支护状态下隧道全断面开挖掌子面仍具有较好的稳定性。因此，在该依托工程中采用全断面开挖安全可行，可利用围岩的自稳能力进行初期支护优化研究。

(a)

(b)

红色区域为掌子面塑性区。

图10 掌子面塑性区分布云图

Fig. 10 Distribution nephograms of plastic zone of tunnel face

4 初期支护优化研究

根据第3节中无支护状态下隧道各测点位移随折减系数的变化特点，由于拱顶竖向位移以及边墙水平位移对折减系数的变化较为敏感，故以隧道拱顶沉降位移以及边墙收敛位移作为评价不同初期支护工况下围岩稳定性的指标，从初期支护中涉及的初期支护厚度、钢架纵向间距及锚杆长度3方面进行数值模拟优化研究。

数值计算时采用如图8所示的模型尺寸，采用实体单元模拟初期支护，采用Beam单元模拟钢拱架，采用Cable单元模拟锚杆，并施加80 kPa的预应力； 开挖过程选用全断面开挖。考虑到双线高铁隧道全断面机械化施工中开挖与支护施作存在间隔时间，支护施作难免存在滞后的情况，本文在数值模拟中将初期支护的施作落后1个循环(开挖进尺4 m)。文献[25]研究了喷射混凝土弹性模量随时间的发展规律，结果表明： 在喷射混凝土施作后2 h内，弹性模量仅为2.043 GPa，在24 h内弹性模量迅速增长，并在28 d达到终值23 GPa。因此，本文通过模拟喷射混凝土弹性模量的发展，来考虑初期支护强度的发展。在数值模拟中喷射混凝土刚刚施作时认为其弹性模量仅发挥10%，至下一循环恢复100%。数值计算参数如表7所示。

表7 数值计算参数

4.1 初期支护厚度优化

对双线高铁隧道埋深为30 m时不同初期支护厚度下(8、15、20、25 cm)围岩的稳定性进行研究，以得到较优的初期支护厚度。

统计初期支护厚度分别为8、15、20、25 cm时，Y=40 m断面拱顶沉降以及边墙收敛监测结果，并进行分析，以评价隧道围岩的稳定性。不同初期支护厚度下围岩位移变化如图11所示。

(a) 左边墙水平位移

(b) 拱顶竖向位移

由图11可知： 与初期支护厚度为8 cm的工况相比，随着初期支护厚度的增加(15、20、25 cm)，拱顶沉降值减小幅度分别为3.92%、1.95%、0.95%，当初期支护厚度大于20 cm后，拱顶沉降减小幅度逐渐稳定； 边墙水平收敛值减小幅度分别为10.08%、5.92%、2.65%，当初期支护厚度大于20 cm后，变化趋于平缓。综上，以隧道开挖后最终拱顶沉降位移及边墙收敛位移反映围岩稳定性，考虑不同初期支护厚度对围岩位移的影响，初期支护厚度为20 cm时效果最佳。

4.2 钢架纵向间距优化研究

对双线高铁隧道埋深为30 m、初期支护厚度为20 cm时，不同钢架间距下(1.0、1.5、1.8、2.0、2.5、3.0 m)围岩的稳定性进行研究，以得出较优的钢架间距。

统计钢架间距分别为1.0、1.5、1.8、2.0、2.5、3.0 m时，Y=40 m断面拱顶沉降以及边墙收敛监测结果，并进行分析，以评价隧道围岩的稳定性。不同钢架间距下围岩位移变化如图12所示。

(a) 左边墙水平位移

(b) 拱顶竖向位移

由图12可知： 以隧道开挖后最终拱顶沉降位移及边墙收敛位移反映围岩的稳定性，拱顶沉降位移及边墙收敛位移均随钢架间距的增大而增大，说明减小钢架间距对提高围岩稳定性具有一定的作用； 当钢架间距大于2.0 m后，围岩位移变化曲线趋于平缓，表明钢架间距大于2.0 m以后对隧道围岩稳定性的作用减弱。综上，当钢架间距为2.0 m时，既能保证围岩的稳定性，又可节约工程造价，支护效果最佳。

4.3 锚杆长度优化研究

利用确定的初期支护最佳厚度为20 cm、钢架最佳纵向间距为2.0 m的计算结果，通过数值计算分析，研究不同锚杆长度及环向间距下隧道围岩的稳定性，以隧道开挖后最终拱顶沉降位移及边墙收敛位移作为分析指标，得出初期支护喷射混凝土+钢拱架+锚杆组合支护体系的合理支护参数。

统计锚杆长度分别为3.0、3.5、4.0、4.5、5.0、5.5 m时，Y=40 m断面拱顶沉降以及边墙收敛监测结果，并进行分析，以评价隧道围岩的稳定性。不同锚杆长度下围岩位移变化如图13所示。

(a) 左边墙水平位移

(b) 拱顶竖向位移

由图13可知，以隧道开挖后最终拱顶沉降位移及边墙收敛位移反映围岩的稳定性，锚杆长度的变化对拱顶沉降及洞周收敛值均有一定程度的限制作用，洞周收敛减小幅度大于拱顶沉降，表明锚杆长度变化对控制洞周围岩水平收敛效果显著。当锚杆长度大于4.5 m时，位移减小幅度较小，表明增大锚杆长度对提高围岩稳定性的效果不再明显，同时考虑到施工的经济性，锚杆长度取4.5 m较为合理。

综上，以隧道拱顶沉降位移以及边墙收敛位移作为评价不同初期支护工况下围岩稳定性的指标，得出初期支护喷射混凝土+钢架+锚杆组合支护体系的合理支护参数为： 初期支护喷射C30混凝土厚20 cm，I18钢架纵向间距2.0 m，锚杆长4.5 m、环向间距1.0 m、纵向间距2.0 m。优化前后初期支护参数如表8所示。

表8 优化前后初期支护参数

5 基于现场监测数据的围岩稳定性分析

如前文所述，拱顶沉降位移及边墙收敛位移对折减系数的变化较为敏感，因此，本文以拱顶沉降位移及边墙收敛位移作为评价围岩稳定性的定量指标。为了验证优化方案的安全性和可行性，采用由第4节确定的优化支护参数对DK90+060～+080里程段进行拱顶沉降、水平收敛现场监测，进而评价采取支护优化方案后的隧道围岩稳定性。

5.1 监测内容控制基准

依托工程采用全断面机械化施工，选取第4节确定的优化支护参数，DK90+060～+080里程段为Ⅳ级围岩，监控量测位移管理等级见表9。

表9 监控量测位移管理等级

5.2 拱顶沉降及水平收敛监测

5.2.1 监测断面布置

现场采用高精度全站仪对拱顶沉降及水平收敛进行监测，监测断面布置如图14所示。

图14 拱顶沉降及水平收敛测点断面示意图

5.2.2 监测结果分析

以DK90+060里程段测试结果为例，该断面拱顶沉降及水平收敛监测结果分别如图15和图16所示。

(a) 拱顶沉降曲线

(b) 拱顶沉降速率曲线

由图15可知： 自隧道变形监测之日起，受隧道开挖的影响，拱顶沉降值在0～27 d内持续增长，并伴随着小幅波动，最大沉降值为4.30 mm，前27 d累计沉降值占总沉降值的87.40%； 第27 d后拱顶沉降值增长缓慢，并趋于稳定，最终拱顶沉降值为4.92 mm，小于Ⅳ级围岩位移控制基准。拱顶沉降速率在前7 d内较大，在之后20 d内出现一定程度的波动，27 d后沉降速率均小于0.15 mm/d，拱顶沉降值达到稳定。

(a) 水平收敛曲线

(b) 水平收敛速率曲线

由图16可知： 自隧道变形监测之日起，受隧道开挖的影响，水平收敛值在0～27 d内迅速增长，并伴随着小幅波动，最大收敛值为0.60 mm，前27 d累计收敛值占总收敛值的82.19%； 第27 d后水平收敛值增长缓慢，并趋于稳定，最终水平收敛值为0.73 mm，小于Ⅳ级围岩位移控制基准。水平收敛速率在0～27 d内波动较大，变形速率大于0.2 mm/d，27 d后收敛速率基本稳定，且均小于0.2 mm/d，水平收敛值达到稳定。

5.3 监测数据与数值模拟结果对比

采用由第4节确定的优化后支护参数(如表8所示)进行数值计算，得到优化后支护参数工况下隧道拱顶沉降与水平收敛结果，并将数值计算结果与5.2节高铁隧道DK90+060里程段现场监测结果进行对比分析，如表10所示。

表10 监测数据与数值模拟结果对比

由表10可知： DK90+060里程段现场监测拱顶沉降稳定后最终值为4.92 mm，数值计算结果为2.65 mm，相差2.27 mm； 监测水平收敛稳定后最终值为0.73 mm，数值计算结果为0.33 mm，相差0.40 mm。整体上来看，监测数据与数值计算结果有一定偏差，造成这一结果的原因可能有以下几点：

1)数值计算时并未考虑地下水、节理裂隙等对最终计算结果的影响；

2)实际工程采用光面爆破开挖，模拟时没有考虑该因素的影响；

3)模拟时支护得以及时施作，而在实际施工中，由于种种原因，支护的施作或多或少有一定的滞后性。

尽管现场监测数据与数值计算结果有一定偏差，但现场监测结果均处于安全范围以内，因此，现场监测结果仍能够证明支护优化参数的安全性和合理性。

6 结论与讨论

1)本工程中的石英片岩在试验过程中未表现出明显的压密阶段，随着围压的增大，岩石试样峰值强度逐渐增大。结合Hoek-Brown强度准则以及Mohr-Coulomb强度准则，对三轴试验结果进行修正，得到现场岩体的物理力学参数。

2)以位移突变为判据，采用强度折减法，就高铁隧道全断面机械化作业条件下无支护状态隧道围岩稳定性进行分析，计算得出无支护状态下隧道围岩的安全系数为2.02，具有良好的自稳能力。在强度折减法分析中，拱顶沉降位移及边墙收敛位移对折减系数的变化较为敏感，应在监测过程中加强对拱顶沉降及边墙收敛的监测，以保证隧道围岩的稳定性。

3)将拱顶沉降及边墙收敛作为评价围岩稳定性的定量指标，对全断面机械化作业双线高铁隧道进行初期支护优化研究，得到适用于刘元隧道的合理初期支护参数为： 初期支护喷射C30混凝土厚20 cm，I18钢架纵向间距2.0 m，锚杆长4.5 m、环向间距1.0 m、纵向间距2.0 m。

4)通过对现场监测数据的分析，隧道最终拱顶沉降值为4.92 mm，自监测之日起，27 d后拱顶沉降速率小于0.15 mm/d，隧道拱顶沉降达到稳定； 水平收敛最终值为0.73 mm，自监测之日起，27 d后收敛速率小于0.2 mm/d，水平收敛达到稳定。表明围岩变形得到有效控制，从而验证了优化后支护参数的安全性和合理性。

本文在基于围岩稳定性进行初期支护优化研究时，仅从初期支护厚度、钢架纵向间距及锚杆长度3方面进行了优化研究，针对初期支护参数优化方面的研究还不够深入，后续可进行进一步的研究，如考虑隧道埋深及开挖进尺对围岩稳定性的影响。