成都理工大学黄润秋《深埋长大隧道研究进展》

3 深埋隧道地质灾害及其评价与控制

黄润秋徐则明

1 前言

目前，世界各国已经在交通运输、水利水电及城市排污等领域建成近200条长度接近或超过10 km的深埋长大隧道。受到20世纪末及本世纪初通车的长度分别达到53.9 km和50.5 km的日本Sei-kan隧道及英－法海底隧道的鼓舞。一些更加庞大的特长隧道计划已开始论证，部分已开始施工，如，日本福冈－韩国釜山之间的日韩海底隧道（250.0 km）、瑞士Gotthard铁路隧道（56.9 km）、奥地利－意大利之间的Basis Brenner铁路隧道（55.0 km）及挪威Laerdal公路隧道（24.5 km）等。20世纪80年代以来，我国铁路系统已经建成衡广复线大瑶山（14.3 km）、朔黄线长梁山（12.8 km）及西康线秦岭（18.4 km）三条特长隧道；长度分别达到12.7 km和11.1 km的西安－南京铁路东秦岭特长隧道和重庆－怀化铁路圆梁山特长隧道也已贯通。成渝高速公路中梁山（3.1 km）、北京八达岭高速公路潭峪沟（3.5 km）、晋城－焦作高速公路牛郎河（3.9 km）、甬台高速公路大溪岭（4.1 km）、川藏公路二郎山（4.2 km）、广渝高速公路华蓥山（4.7 km）、渝合高速公路尖山子（4.0 km）、云南大保高速公路大箐（3.0 km）及台湾漢寶草屯快速路上的八卦山（5.0 km）等大断面公路隧道作为国道主干线改造或高速公路建设的关键性控制工程，已经相继贯通或投入运营；我国大陆第一条符合国际隧协标准的公路特长隧道西安－安康高速公路秦岭终南山隧道（18.0 km）也已开工兴建。除此之外，水利水电行业已在甘肃“引大入秦”、贵州天生桥水电站、四川太平驿水电站、四川福堂水电站、云南曲靖及昆明跨流域调水等大型工程中建成一批长度超过10 km的长隧道。

深埋长大隧道在克服高山峡谷等地形障碍、缩短空间距离及改善陆路交通工程运行质量等方面具有不可替代的作用。可以预见，随着我国西部大开发进程的加快，在地形、地貌及地质背景复杂、水能及矿产资源丰富、陆路交通网密度远低于全国平均水平的西部地区，在铁路、公路、水电、跨流域调水及矿产资源等领域将会修建更多的长大隧道工程。“多、长、大、深”，即，数量多、长度大、大断面、大埋深将是21世纪我国隧道工程发展的总趋势[1,2]。

纵观隧道的修建历史，制约长大隧道发展的因素可以分为两大类，一类是施工技术方面的，如，掘进技术、通风技术及支护衬砌技术等；另一类则是开挖可能遭遇的施工地质灾害的超前预报及其控制技术。施工地质灾害本质上是由水、岩、热、气等固体、准流体及流体构成的复杂地质系统对开挖扰动作出的响应或反馈，响应的方式和程度不同，灾害的类型和规模也就不同，具体灾种包括硬岩岩爆、软岩大变形、高压涌突水、高地温及瓦斯突出等（图1）。

固体在隧道开挖过程中的行为尽管具有一定程度的流变特征，但一般都可以用固体力学理论来描述，并满足固体力学的普遍方程－广义Hoke定律

{}[]{}ε

σD

=

式中{}σ、[]D和{}ε分别为应力列阵、弹性矩阵和应变列阵。

准流体和流体在隧道开挖过程中的行为不能（宜）用静力学，而必须（应该）用动力学和运动学理论来描述，它们的运动满足连续性原理、广义Fick定律和Newton定律

图1 隧道施工地质灾害分类

()v t

ρρ??=?? ()()()T D p D C D v T p i C i ?-?-?-=

dn

dv F μω= 式中，ρ为密度；v 为速度矢量；D Ｃ、P D 和D T 分别为浓度扩散系数、压力和温度扩散系数；i v 为i 组分的扩散速度；F 为内摩擦力（或切力）；μ为粘滞系数或动力粘滞系数；ω和dn dv 分别为接触面积和流速梯度。

需要指出的是，尽管从物理形态上硬岩、软岩、水、瓦斯等是可以分开的，但是，无论是天然条件下，还是开挖环境下，它们的变形、运动往往都是互相联系、彼此影响的，即，（岩体）应力场、（水和瓦斯）渗流场和（地温）温度场之间存在耦合效应。一个典型现象是，开挖后，形成地下水的人工排泄边界，隧道附近水力梯度加大，对结构面的潜蚀作用变强，最后导致裂隙开度增大，岩体强度减弱，变形加剧，并形成新裂隙，这些新裂隙反过来又促进地下水向隧道的汇流，如此下去。同时，隧道与正常地温场之间的温度梯度也因水的强烈径流而增大，从而促进了热向隧道的传输。因此，既要看到不同物理形态变形、运动规律的差异，同时也不能忽视它们之间的相互联系。

上面所述的各类地质灾害一般不会在一座隧道的施工中同时出现，但是两种以上灾害同时发生的情况也是不少的，典型的例子是辛普伦隧道，施工期间同时发生了软岩大变形、高地温和大涌水，我国的南昆铁路家竹箐隧道也同时发生了大变形、涌突水和瓦斯突出。

2 研究回顾与评述

应该说，经过100余年的发展，以新奥法为核心的隧道施工技术正在逐渐走向成熟，隧道掘进机（TBM ）法也在快速发展。施工地质灾害的超前预报及其控制技术研究也已取得许多重要成就，尤其是在隧道工程技术发达的瑞士、意大利及日本等西方国家。由于全球构造格局及地质背景的差异，我国深埋隧道工程建设及灾害防治还不能照搬国外的经验。自从上世纪80年代修建大瑶山、秦岭、家竹箐、华蓥山及太平驿等不同用途、不同断面的深埋长大隧道以来，我国在施工地质灾害，尤其是在岩爆、软岩大变形及大涌水，的控制领域已积累了许多成功经验。受到这些工程实践，尤其是以国道主干线为基础的高速公路网建设、铁路大提速及既有线改造、西部地区大规模水电开发及远距离跨流域调水等大型基础设施建设，的拉动，深埋隧道施工地质灾害的理论及预测预报研究深埋隧道施工地质灾害准流体地质灾害 软岩大变形 固体地质灾害 岩爆 片帮 软弱围岩塌方 块体稳定性问题 涌水灾害及其环境效应 流体地质灾害 高温热害 瓦斯

大涌水 高压涌水 浅层地下水及地表水枯竭 地面塌陷

已取得若干重要进展，水-力耦合、水-热-力耦合、水-热-力-化学耦合、地下水质量反应平衡模拟、断裂力学、损伤力学、岩石动力学、流体动力学等理论及扫描电镜（SEM）、透射电镜（TEM）、稳定同位素识别及放射性同位素测年等技术手段被相继引入，原来以中短隧道为基础建立起来的施工地质灾害理论架构正被逐渐打破，若干用于描述成灾介质行为、致灾机理及灾害预报的新理论、新学说及以此为基础的灾害控制方法被陆续提出，为我国不同领域的深埋隧道工程建设提供了强有力的实时支撑。

需要指出的是，由于问题本身的高度复杂性，从世界范围内看，深埋隧道施工地质灾害各灾种的超前预报，尤其是勘测设计阶段的超前预报，精度总体依然不高，一些著名工程甚至出现相当大的偏差。川藏线二郎山隧道在勘测设计阶段预测可能发生软岩大变形，施工期间不但没有发生大变形，反而发生了较严重的岩爆灾害。襄渝线大巴山隧道预测涌水量4.14×104 m3/d，施工时最大涌水量达到20.55×104 m3/d；川黔线娄山关隧道预计涌水量6.00×104 m3/d，施工最大涌水量为3.20×104 m3/d；贵昆线岩脚寨隧道预计涌水量0.66×104 m3/d，施工最大涌水量达10.08×104 m3/d；广渝高速公路华蓥山隧道的预测与实际涌水量也相差数倍。灾害预测偏差无论是何种性质的，都将影响施工组织，并可能制约施工进度、造成巨大经济损失，有时还会产生严重的伴生环境问题，深埋隧道施工灾害研究依然任重道远。

造成深埋隧道施工地质灾害超前预报精度偏低的原因是多方面的。首先，由于长大隧道往往伴随大埋深，如，长24.5 km的挪威Laerdal隧道、长18.4 km的我国秦岭隧道及长56.9 km的瑞士Gotthard 隧道的最大埋深分别达到1400 m、1700 m和2500 m，一般无法通过加大常规勘探力度来获取足够的预测信息，施工地质灾害超前预报的难度很大。第二，用于相关灾害预测的理论及指标体系还比较单一，不能（较）贴切地刻画单一或复合成灾介质的力学及流体力学行为。隧道施工地质灾害的孕育及发生是十分复杂的地质过程，有其自身的发生、发展规律，而用于灾害预测的各个“学科”则是人为划分的，这样，从某一特定学科去研究问题所得出的结论也就难免片面。隧道施工地质灾害研究需要不同学科的大跨度交叉支撑，同时需要理论及技术上的创新。如，对于异常水力梯度下围岩的水压致裂、结构面潜蚀、隧道开挖引起的卸荷及应力扰动对围岩渗透性的影响等与深埋隧道涌水密切相关的问题，仅靠传统水文地质学理论是难于解决的，它不仅需要水文地质、工程地质理论，还需要弹性力学、材料力学及隧道工程等基础及工程学科的共同参与。第三，隧道施工地质灾害不是纯粹的地质问题，它的孕育、激发及灾害程度与开挖方式、开挖顺序及开挖进度等密切相关，是因人为扰动才产生的灾害，是比较典型的“工程”地质现象。以往相关研究一般都较少考虑施工细节，主要视点都被集中在地质环境上，而对工程活动可能对环境产生的扰动的方式及程度等则较少考虑。这样，对于环境对人工扰动的响应（灾害）评价的可靠度也就难于达到较高水平。第四，要到达减少并最终遏制深埋隧道施工地质灾害的目标，除理论上的进步外，尚需相关工程技术的及时跟进，这些技术包括掌子面上的超前探测（断层、地下水及高地温等）技术、开挖技术及支护技术等，它们在近距离超前预报、降低对围岩的扰动程度及灾害治理方面具有不可替代的作用。

由于深埋隧道，尤其是越岭和傍山隧道，的大埋深及穿越地质单元的复杂性与多样性（图2），施工地质灾害的发生具有普遍性，如瑞典、挪威所在的斯堪的纳维亚半岛地区的岩爆问题；瑞士、奥地利、意大利、法国所在的阿尔卑斯山地区的软岩大变形、高地温问题；印度、尼泊尔所在的喜马拉雅地区的软岩大变形问题；日本的高压涌突水、软岩挤出问题及我国西南地区的岩爆、高压涌突水及瓦斯突出等。深埋长大隧道投资巨大、建设周期长，一般都是整个建设项目的关键性控制工期工程，加大施工地质灾害致灾机理及以此为基础的超前预报和控制技术研究的力度对于项目的可行性论证、隧址比选、施工组织及降低工程造价等具有重大的现实意义[3~7]。

3 深埋隧道岩爆机理及其控制

广义岩爆作为一种多出现在完整硬岩中的隧道施工地质灾害，包括围岩的动力破坏（dynamic

failure ）－狭义岩爆（rock burst ）和静力破坏（static failure ）－片剥（spall or slab ）两种基本形式。自18世纪30年代末英国锡矿岩爆被首次报道以来，世界范围内已有前西德、南非、中国、前苏联、波兰、捷克、匈牙利、保加利亚、奥地利、美国、意大利、瑞典及挪威等数十个国家和地区记录有岩爆问题，其中以隧道工程及深井采矿业相对发达的瑞典、挪威、瑞士、奥地利及南非等国家的岩爆记录最多。近20多年来，我国天生桥水电站引水隧洞、岷江太平驿电站引水隧洞、锦屏水电站勘探平硐、二滩水电站引水隧洞、西康铁路秦岭特长隧道Ⅱ线平导及川藏公路二郎山隧道等一大批长大隧道工程相继发生突发性严重岩爆，致使隧道施工防不胜防，并造成损机伤人的严重事故。岩爆

图 2 渝怀铁路圆梁山特长隧道概化剖面图 灾害不仅严重威胁施工人员及设备的安全、影响施工进度，而且还会造成超挖、初期支护失效，严重时还会诱发地震，已经成为硬岩隧道勘测设计及施工组织中必须考虑的重要问题之一，并受到世界各国相关学者的广泛关注。经过长期努力，岩爆研究领域已经取得一系列重要成果，但到目前为止，岩爆机制研究尚未取得重大突破，也就是说，还没能对不同工程中出现的各类岩爆现象给出全面、合理的理论解释。也正是由于机制研究的滞后，影响了以此为基础的超前预报和控制技术的发展。岩爆研究大致可以分为实录（case histories ）、发生机制（mechanisms ）、超前预报及控制技术（predicting and controlling ）四大领域，其中，建立在工程实录基础上的机制研究是所有研究工作的核心，也是超前预报及控制技术发展的基础。

岩爆实录包括围岩类型及物理力学行为、

地应力场、地下空间特征、开挖过程（开挖顺序、循环进尺、爆破参数等）、岩爆坑及岩爆碎片的形态、几何尺寸、岩爆事件的时－空分布、岩爆部位对应的地貌形态及岩爆分类与分级等，许多学者和工程技术人员在该领域进行了卓有成效的工作，记录了大量珍贵的第一手资料（图 3），特别是若干重大工程的岩爆实录资料 [8~17]。

“岩爆的产生需要具备两方面的条件：高储能体的存在，且其应力接近岩体强度是岩爆产生的内因；某些附加荷载的触发是其产生的外因”[18,19]应该是迄今为止对岩爆机理给出的最为清晰的概括。该机理的另一种说法应该

是，处于高地应力环境中的结构完整的硬脆性

围岩，在隧道开挖后，切应力（θσ）达到或接近围岩的单轴抗压强度（UCS ），在其它因素的诱发下，围岩便以岩爆的形式失稳，这可以被总结为岩爆形成机制的静荷载（静力学）理论，它也是广泛采用的岩爆预测判据—UCS θσ的理论依据。

岩爆机理的试验研究方面，文献［20、21］以西安-安康铁路秦岭特长隧道、天生桥水电站特长引水隧洞及二郎山公路隧道等工程为依托，利用三轴试验机研究了混合花岗岩、灰岩及厚层砂岩在

图 3 秦岭隧道几次严重岩爆的位置与掌子面的关系 （原始资料引自文献［17］） 东口 西口 桐麻岭背斜 毛坝向斜

冷 水 河 1500 m 1000 m P 22

T 1 P 22 P 21 P 1 P 1 S+D S+D O O ε 11 km 150.0~157.5两炮次曾有轻微岩爆，157.5~161.5爆破后，150.0 前后发生严重岩爆。此后，岩爆段随着掌子同步向前推进，但始终落后于掌子面一定距离，一直到165.0。 53.0掌子面爆破后，502.0~512.0之间发生岩爆 814.5掌子面爆破后，807.0处发生严重岩爆，此后，岩爆段落后于掌子面一定距离与其同步向前推进，一直到818.0。 DYK64+502.0 DYK64+512.0 DYK64+53.0 DYK64+814.5 DYK64+807.0 DYK65+150.0 DYK65+157.5 DYK65+161.5

卸荷条件的变形与破坏行为，以说明岩爆发生机理。试验结果表明，围压较低时，围岩以张性或张剪复合型破坏为主；围压较高时则以剪切破坏为主，并据此提出，地下硐室开挖过程中，硐室周边围岩的侧压被卸除，应力发生重分布，当调整后的应力状态达到岩体极限状态时，围岩便以岩爆的形式破坏。文献［22］认为，隧道开挖后，开挖轮廓面附近径向应力（3σ）降低导致切应力（1σ）增大的同时，轴向应力（2σ）也会按一定比例增大；所进行的真三轴试验结果表明，3.00123≤=σσσ；时，岩石表现为片状劈裂和剪胀的混合型破坏；7.0~4.00123==σσσ；时以片状劈裂为主；0321>>>σσσ时呈现片状劈裂和剪切错动复合型破坏。

岩爆的微观破裂机制方面，文献［8］利用SEM 对天生桥引水隧洞灰岩岩爆碎片进行观察研究后提出，岩爆是具有大量弹性应变能储备的硬质脆性岩体，由于开挖，使得地应力分异、围岩应力跃升及能量进一步集中，最终产生张－剪脆性破坏的结果；杨淑碧（1993）对该隧洞岩爆进行相似模拟时，总结出劈裂破坏和剪切破坏两种围岩失稳机制；文献［23］采用SEM 对黄河拉西瓦电站花岗岩岩爆碎片进行研究时发现，岩爆碎片呈舌状、河流状、根状花样，提出岩爆发生的微观破裂机制是脆性拉破坏；文献［24］认为，洞壁表面岩石弹射型岩爆破坏机制多为张拉脆性断裂，属于低能量吸收断裂形式。

岩爆的断裂力学机理方面，Hsiung （2001）认为，诱发岩爆的条件包括高地应力、岩体的高强度及存在自由表面；岩爆和任何岩石在应力作用下发生失稳的机制是一致的，都要经历微裂隙的扩展、结合与积累的过程。文献［25］将受压岩体中的裂纹分为压剪闭合裂纹和压剪不闭合裂纹两种性态，分析了压剪裂纹的启裂和扩展准则，认为岩爆是围岩在洞室开挖过程中发生应力调整时，岩体中的预存裂纹扩展而引起岩体发生宏观脆性断裂的结果。文献［26］提出，在压应力集中区内，近自由表面的裂纹在低侧压时，将平行于壁面沿最大压应力方向扩展，并给出了两种情况下裂纹扩展的临界应力计算公式。文献［27］以黄河拉西瓦电站花岗岩为例，通过损伤力学分析，根据岩石内部能量转化机制，给出了脆性岩石岩爆损伤能量指数（W D ）的概念，提出了岩爆发生的判别条件：岩石释放的弹性应变能大于岩石损伤累积耗散能，即，W D >1。文献［28］根据白岗岩和灰岩在单轴压缩条件下的裂纹特征，基于岩爆是大量裂纹生成和扩展造成的一种动态破坏过程的认识提出，裂纹的分形维数值越低，岩爆倾向越大。

岩石静力学理论在岩爆研究中是重要的，但它还不能阐明岩爆的全部机理；初始地应力及开挖引起的应力分异是岩爆发生的背景与基础，但不是全部，应该存在地静应力之外的其它诱发机制。钻爆法开挖过程中，各炮层的顺序起爆、周边眼起爆后开挖轮廓面的瞬时大幅卸载及岩爆事件本身所产生的各类高幅值、陡波前应力波以及它们的叠加效应对于围岩，尤其是处于双向受压（少数情况下，切向会承受拉应力）、一侧临空、具有发生破坏潜势的既有炮次围岩，的扰动作用应该是显著的。文献［20、29~32］在岩爆的岩石动力学机理方面进行了研究，并已取得若干重要进展。

上世纪50年代初期，Don L. L.最早报道过关于地下工程爆破、应力波、岩爆及地震之间的关系的一些初步试验成果。后来，随着钻爆（新奥）法的不断发展，特别是回次进尺及爆破装药量的不断加大，动力干扰对岩爆的贡献越来越引起人们的关注。我国天生桥、太平驿、二滩及挪威Sima 等大型水电站引水隧洞的岩爆一般在爆破以后的一定时间段内发生，岩爆高发区一般距离掌子面2~50 m ；强度随着时间的推移而减弱；文献［17］还详细报道了秦岭特长隧道Ⅱ线平导北口浅埋段岩爆与爆破之间密切的时－空关系。罗先起等（1996）提出，在坚硬脆性围岩中开挖洞室相当于一个处于压缩应力场中的脆性材料块体在开挖边界上突然卸载，卸载波迅速从开挖边界传播至岩体深部；若岩体中由于弹性压缩所贮存的势能足够大，则位于卸载波前缘的剪切微裂纹将因动力扩展而导致岩体破坏并诱发岩爆。黄润秋等（1999）曾对爆破扰动对岩爆的贡献进行过数值模拟研究。

爆破应力波对已开挖围岩的扰动可以概化为表面垂直线源的Lamb 问题（图 4）：y 方向均匀分布的法向荷载()t F P 0-于t = 0时刻，瞬间施加到弹性半空间的表面z = 0处。荷载沿y 方向的均匀分布，使得这一问题可以概化为平面应变问题。描述上述半空间模型的数学模型的解析解[33]可以较好地解释岩爆机理（图 5）：对于已开挖围岩轮廓面上某一点，爆破产生的P 波、S 波和Rayleigh 波

顺序到达；P 波和Rayleigh 波对围岩具有显著的扰动作用，而两者之中大振幅Rayleigh 波居于支配地位。P 波和Rayleigh 波将分别在围岩中形成垂直和平行于开挖轮廓面的张性破裂面；在21σσ>，03=σ的应力环境中，这些破裂面的出现，将引起围岩以岩爆或片剥的形式破坏。P 波的衰减和Rayleigh 波的垂向分布可以解释岩爆高发区与掌子面的空间关系及岩爆碎片的形状特征等若干岩爆现象。

围岩以岩爆方式破坏时，有一个突

出特征，即，一旦一个部位已经发生过

一次岩爆，尤其是比较强烈的岩爆，那

么该部位就很可能发生第二次、第三次，

甚至更多次岩爆；按发生先后，强度越

来越低，岩爆面积越来越小，最后形成

所谓断面呈“V ”字形或“锅底”形的岩爆坑。由于每次岩爆所产生的岩块基本都呈片

状，不同期次岩爆形成的爆裂面基本平行，从形

式上看，类似于煌斑岩及块状砂岩的球状风化，

陶振宇教授（1988）最早将这种岩爆事件追踪发

生的现象归纳为“贝壳状”、“笋皮状”、“葱皮状”

或“鳞片状”剥离。岩爆追踪在隧道岩爆实录中

具有普遍性，二滩、天生桥、太平驿电站引水隧

洞岩爆、秦岭铁路隧道岩爆及二郎山公路隧道岩

爆都具有显著的追踪现象。利用岩石动力学理论

可以比较合理地解释这一特殊现象。

岩爆本身是一种能量释放过程，这些被释放

的能量可以分为岩块的动能、岩块的表面能、散

失于空气中的热能和通过对母岩表面施加冲击

荷载，以应力波形式传递到围岩中的动能几个部

分。由于岩爆，特别是强烈岩爆，都具有突发性，

其对母岩产生的冲击荷载（P ）应大致满足人

工爆破荷载随时间（t ）的衰减规律，即， ()kt e P t P -=0

尽管直接确定上式中的峰值荷载0P 和常数k 是困难的，但是岩爆前后的地震波监测资料及岩爆诱发地震所造成的损失，不仅说明岩爆冲击荷载及其诱发应力波是确实存在的，而且有时还相当很强烈[34,35]。当一次岩爆的强度很高时，其产生的柱面P 波、柱面S 波和平面头波可能直接诱发下次岩爆，但多数情况下，其在母岩中所形成的扰动破裂面只有被爆破应力波或相邻地段的岩爆应力波再次扰动扩展或多次扰动扩展时，才有可能产生下次岩爆。同样，如果下次岩爆释放的能量依然较大，则可能再次诱发岩爆，如此下去（6）。

建立一套有效的岩爆时空预测系统（a practical space-time prediction system ）或称之为早期预警系统（an early warning system ），一直是各国岩爆学者追求的目标。已采用的技术手段有微震（MS －microseism ）监测[36]、地震仪及水银管倾斜仪 [35]、地震遥感监测[37]、微重力（MG －microgravity ）

图 5 爆破应力波作用下已开挖洞段围岩（表面）岩爆与

片剥的的形成过程 图 4 隧道爆破扰动已开挖围岩的半空间模型

拱顶 拱顶 边墙 边墙 隧底 炮 孔 θ z y x ω u u r

图 6 长条形岩爆的应力波对母岩的扰动（岩爆坑横断面）

监测[38~40]、声发射（AE －acoustic emission ）[41]及电磁辐射（EMR －electromagnetic radiation ）[42]等。李强（1994）等在岩爆监测中采用过AE 测试技术；王来贵等（1998）在俄罗斯学者的研究成果基础上，根据完整煤（岩石）压缩变形破坏过程中弹性范围内不产生电磁辐射，峰值强度附近电磁辐射最强烈，屈服后又无电磁辐射的原理，利用俄制仪器对煤（岩）爆进行过监测研究。目前，由于信息采集、预报判据异常水平及仪器探测精度等方面的限制，无论是地震方法（seismological method ）、微重力方法还是地震声学方法（seismic-acoustic method ）还都不能对岩爆进行准确的超前预报，但以这些方法为基础的探测技术应该成为施工阶段岩爆预测的主攻方向之一。爆破之后，找顶或初期支护之前，用上述方法对重点地段进行探测，可以提高上述工序的安全性，同时，在二次衬砌之前，对外衬以外的岩石变形趋势进行监测对于确定永久衬砌的修筑时间也是重要的。

经过长期实践，人们已经摸索出一些岩爆控制手段[42~47]，具体包括以下几个方面：○1改善围岩物理力学特性，主要措施是爆破后立即向掌子面及附近洞壁喷洒高压水或利用炮眼及锚杆孔向岩体深部注水；○2应力解除，具体方法有（大口径）超前钻孔和纵向切槽等；○3及时施作锚喷支护，若干长大隧道的施工表明，该方法在防治岩爆方面是有一定成效的，但在易于发生岩爆的高强度围岩中，大规模实施这种施工工序，将影响施工进度；○4合理的施工方法，秦岭特长隧道的施工经验表明，采取“短进尺、弱爆破”，并严格控制炮眼利用率，可以降低岩爆的发生频率。

尽管上述手段在不同的隧道中能在一定程度上遏制岩爆的发生，但有些方法的普适性及可操作性比较差、有些则会造成超挖、影响施工进度，与从根本上控制岩爆还有较大差距。

4 隧道软岩大变形机理及其控制

隧道围岩大变形主要发生于低级变质岩、断层破碎带及煤系地层等低强度围岩中，一般具有变形量大、径向变形显著及危害巨大等特点。发生该类变形的围岩一般被称为软岩（soft rock ）、挤出性围岩（squeezing rock ）或膨胀岩（swelling rock or expansive rock ）[4~6, 48~50]。

尽管隧道底鼓、仰拱破坏在铁路隧道建设的初期，即，19世纪中叶就已经出现并引起人们的关注，但首例严重的交通隧道软弱围岩大变形应该是1906年竣工的长3.8 km 的辛普伦Ⅰ线隧道[51]，它是继仙尼斯峰、圣戈达和阿尔贝格之后横穿阿尔卑斯山的第四座铁路特长隧道。辛普伦隧道北起瑞士的布里格（Brigue ），南至意大利的伊则尔（Iselle ），为双孔单线隧道。该隧道的地质情况极其复杂（图7），施工中遇到了前所未有的高地温、水温47o C~56o C 、水量10.4×104 m 3/d 的大涌水、和严重的软岩大变形。

软岩大变形以距离南口（意大利端）4.5 km 附近的变形最为严重。围岩为完全风化的石灰质云母片岩，尽管底设导洞（3.2×2 m 2）的边墙、拱顶和隧底全部采用了密集的重型木支护，但所有支护结构都被压跨，施工被迫中断。上述支护措施失败后，将高40 cm 的工字钢梁用螺栓栓在一起，钢梁间填断面为50×50 cm 2的方木构成更强大的支护结构，结果钢螺栓被切断、大方木被压成 分别为

柱面胀缩波、柱面等体积波、头波的波阵面

P 波 头波 S 波 P 0 e -kt x z 70o

图7 辛普伦隧道Ⅰ线轴向剖面（引自文献［51］） 碎片，初期支护被再次摧毁。最后，在工字钢梁的空隙间回填了掺有速凝剂的混凝土，才控制住了大变形，底设导洞恢复开挖。上述大变形洞段长度仅有42 m ，但施工工期却达到了18个月，反复扩挖后的最大开挖断面达到9.3×10.3 m 2。尽管如此，隧道在竣工若干年后，强大的山体压力再次引起横通道边墙、拱部和隧底破裂、隆起。

辛普伦隧道之后，奥地利陶恩（Tauern ）公路隧道、奥地利阿尔贝格（Arlberg ）公路隧道和日本艾那山（Enasan ）公路隧道也相继发生软岩大变形。

国外水工隧洞建设中，也曾发生严重的软岩大变形问题，其中以印度北部喜马拉雅地区的水工隧洞大变形最为著名[4,5]，如海代尔（Maneri hydel ）（图8）、苏特来季（Sutlej ）、哑木那（Yamuna ）及楼克塔克（Loktak ）等输水隧洞的开挖都曾遭遇不同程度的围岩大变形。

a K5+350

b K5+510 图-8 海代尔电站引水隧洞部分断面边墙位移曲线（引自文献［4］）

我国铁路隧道建设中较早发生软岩大变形的当属70年代修建的全长3.834 km 的崔家沟单线铁路隧道。此后，全长3.136 km 的宝中铁路大寨岭隧道及青藏线上唯一的一座隧道-全长4 km 的关角隧道等也相继发生软岩大变形。家竹箐隧道[52~55]位于南昆铁路威舍－红果段的北端，距盘西支线的红果站9 km ，隧道全长4.99 km ，是控制南昆铁路铺轨工期的重点工程，1992年12月开工，1997年5完工。尽管家竹箐隧道的长度不是很大，但却同时出现了高瓦斯、大涌水和大变形，尤以大变形所造成的损失最为惨重。从1995年4月开始观测到大幅度的支护收敛，到整治完成，共有390 m 洞段发生了大变形（图9、图10）。

38 o C 60 o C 49 o C 27 o C 0.00 km 4.45 km 6.74 km 3.80 km

瑞士端---北口 意大利端---南口 2100 m 涌水位置

片岩 片麻岩 石灰岩 云母片岩 大变形洞段 480 320 160 时间（d ） 600

400 200 边墙位移（m m ） 120 80 40

时间（d ） 900 600 300 边墙位移（m m ）

图-9 家竹箐隧道大变形轴向扩展过程示意图

家竹箐隧道390米大变形洞段整治消耗自进式锚杆10万余米，仅锚杆费用就已接近正常情况下的成洞造价，如果将所有费用加在一起，损失就更惊人了。不仅如此，1995年12月铺轨就已到达家竹箐隧道北口，但直至1996年5月，铺轨才通过隧道，大变形延误铺轨达四个半月之久。

图10 家竹箐隧道典型洞段的大变形过程（引自文献［52］，略有改动）

应该说，在家竹箐隧道以前，我国交通隧道，特别是铁路隧道，的大变形问题，无论从发生几率，还是从严重程度上看，都是较低的。家竹箐隧道大变形引起了我国隧道工程界的广泛关注。

无论从世界范围，还是从我国来看，发生地下工程大变形最多的应该是采矿行业，特别是煤矿巷道。与交通隧道及水工隧洞相比，煤矿巷道大变形的岩性相对单一，主要为以泥岩、页岩及煤层等为主的煤系地层，另外，煤矿巷道的长度、断面尺寸、开挖程序、支护方式及对支护结构的稳定性要求等方面和交通隧道及水工隧洞都有较大差别，这里不作重点讨论。

4.1 隧道软岩大变形机理及变形行为描述

1946年，Terzaghi 首次提出了挤出性岩石和膨胀性岩石的概念。挤出性岩石是指侵入隧道（开挖轮廓面）后没有明显体积变化的岩石，发生挤出的先决条件是岩石中含有高含量的微观、亚微观云母状矿物颗粒或低膨胀能力的粘土矿物；膨胀性岩石则是指主要由于膨胀作用而侵入隧道的岩石。受到Terzaghi 思想的影响，人们一般把大变形机制分为以下两大类[50, 56]：

（1）开挖引起的应力重分布超过围岩强度，围岩因塑性化而产生大变形。如果介质变形缓慢，就属挤出；如果变形是立刻发生的，就是岩爆。

（2）围岩中的某些矿物和水反应，而发生膨胀导致大变形。水及某些膨胀性矿物的存在，对于膨胀变形是必须的。

和机制研究一样，既有的大变形预测也基本上可以分为挤出预测和膨胀预测两大类。Muirwood （1972）提出用坚固系数来预测隧道围岩稳定性（挤出），坚固系数被定义为UCS 和上覆围岩自重IDK579+380 IDK579+300 120 cm 80 cm 40 cm 0 96/1/10 95/12/2 95/10/2 95/8/15 扩挖后拱顶位置；95/11/1 初次开挖拱顶位置

模注混凝土外拱顶位置；95/5/10 模注混凝土内拱顶位置 桩号 年／月 390 m ；最大变形240 cm

295 m ；最大变形100 cm 170 m ；最大变形80~90 cm 20 m ；最大变形30 cm +560 +465 +400 +242 IDK579+170

95/9

95/12 95/7 95/4

γ的比值。后来，该参数在日本被用来进行软岩隧道的挤出预测（Nakano，1979）。我国学者应力H

采用的类似系数为应力-强度比，即，最大主应力、围岩切应力或垂直主应力与UCS的比值。

目前，基于上述变形机制提出的各类预测方法的指标体系的预测结果还不理想，有些工程甚至出现很大的偏差。软岩大变形描述及其预测呼唤新理论。

事实上，软岩发生大变形应满足两个基本条件：第一，重分布后的地应力足以引起围岩屈服；第二，围岩屈服伴随有显著剪胀。

对于大多数深埋软岩，尤其是深埋极软岩，第一个条件一般都是能够被满足的，但是屈服与塑性化并不一定伴随显著剪胀，这也许就是隧道工程中，软岩常见，但大变形却不多见的根本原因。

当软岩发生屈服，但无剪胀或无明显剪胀发生时，高应力环向外扩展到一定程度后，其扩展速度会显著降低（无论是软岩还是硬岩，屈服－塑性化并不意味着其强度的完全丧失，屈服后的围岩仍然具有一定的刚度和承载能力），甚至从工程的角度看，可以认为已经停止扩展。这时，围岩不仅不会发生大变形，而且可能处于（相对）稳定状态。这种情况下，巨大的盖层压力主要还是靠围岩自身来承担的，这也许就是软岩隧道中“寻找最佳支护时间”及“采用可缩支护系统”的理论依据。

应该说，固体静力学所研究的软岩的弹性、弹塑性及塑性变形并不是软岩大变形的核心问题。软岩变形基本可以分为弹性、塑性和流变三个阶段。显然，弹、塑性理论只能涉及其中的弹性和塑性阶段，但软岩的弹性和塑性变形量相对较小，流变产生的变形才是最主要的。不仅如此，隧道开挖过程中，一个炮次爆破以后，轮廓线附近的围岩应力瞬间增大到较高量级，而且切应力一般会远超过UCS。也就是说，开挖条件下，紧靠轮廓面的围岩变形是直接进入塑性或流变状态的，并未经过缓慢的弹性变形阶段。

根据弹、塑性理论预测开挖条件下软岩是否屈服（如坚固系数、强度应力比及其它类似方法）对于软岩大变形预测来说是远远不够的。

第一，大变形隧道的软岩强度一般都很低，但由于埋深大，预测结果大部分都将是“屈服”；同时这类预测也带有很大的不确定性。弹性及弹塑性理论在解决软岩屈服问题时，用到的一个关键参数是UCS，对于软岩，特别是经常发生大变形的极软岩，如断层破碎带、片岩及千枚岩等，其UCS 往往是很难通过常规的试验方法确定的。各种隧道大变形文献中所给出的围岩UCS往往都是根据经验确定的估计值或根据某种相关关系给出的推测值。如家竹箐隧道发生大变形的煤系地层无法测定UCS，最后利用位移反分析方法，给出了一个0.6 MPa的估计值。因此，这些间接方法推测出的UCS 被用于围岩的屈服判断时，具有很大的不确定性。

第二，“屈服”仅仅是大变形的基础，屈服的软岩不一定发生大变形。

大变形、剪胀及刚体位移是软岩大变形的三大基本特征，利用固体静力学理论来同时描述这些特征是困难的。

根据弹性力学理论，如果外载作用下典型单元体（REV）所产生的位移远小于其原来的尺寸，属于小变形，否则为大变形，弹性力学的研究对象仅限于小变形。尽管目前隧道工程中对于大变形还没有统一的界定，但大部分大变形隧道的收敛值都在几十厘米，很多达到1 m以上；由于已知的塑性圈厚度最大不超过10 m，软岩变形的最大应变应在10%以上。如此大的应变，显然不能再用弹性力学理论来描述。

根据粘滞系数μ，自然界的物质被分为固体和流体两大类，但无论是在人们的实践活动中，还是在理论研究中，固体和流体之间的界限都不是截然的。一方面，自然界的确存在一些既具有固体性质，又具有流体性质的一些物质，如沥青、稠油等；另一方面，即使是通常所说的固体，如石灰岩、砂岩等，其抗剪强度也与剪切速度有关，也都具有确定的μ值，只是量级相对要高得多而已，漫长地质历史过程中形成的岩层褶皱等构造行迹，是这类固态岩石发生“流动”的有力证据。

对于一种确定的介质，到底是将其视为固体还是流体来研究，应考虑两方面的因素，一个是介质所处的热力学环境，即，温度和压力，另一方面是研究所涉及的时间尺度。对于软岩来说（可以忽略温度影响），当它的埋深很小（压力较低），工程活动所涉及的时间较短时，可以将其视为固体。

瑞士著名地质学家Heim 根据穿越阿尔卑斯山的某隧道的软岩环向大变形，提出“当岩石埋深较大时，岩石处于静水压力状态”。事实上，这种状态对于地壳岩石圈浅部的硬岩可能是难以达到的，但正如Heim 得出这一结论时所看到的那样，大埋深条件下浅变质岩、煤系及沉积盆地中欠压实的沉积岩石中则可能出现静水压力状态。因此，当软岩的埋深很（较）大，工程活动所涉及的时间又很长时，将其视为静水压力场中的流体来研究，将更有利于问题的解决。

深埋隧道软岩的“大变形”是流体变形的属性之一；“剪胀”可以被视为流体在减压条件下的一种体膨胀行为，和承压水的释水机理基本一致；“刚体位移”是流体在压力差驱动下，发生整体移动的表现，这恰好是流体动力学的研究范畴。

软岩大变形中的一些宏观现象，采用流体动力学理论来说明也将更加清晰。深埋软岩中修建的无衬砌隧道，可以被视为软岩构成的流体场中的排泄廊道。由于流体场中任意一点的压力与方向无关，因此，软岩可以从拱顶、边墙及隧底同时“涌入”隧道。如果隧道施作了封闭式衬砌，但强度较低时，衬砌就可能发生环向变形。如果衬砌结构的某一部分强度较低，不能抵挡软岩压力，这部分就可能成为软岩“涌入隧道的突破口”。在隧道工程中，受到传统岩石力学理论的影响，很多隧道都不设仰拱（这对于完整硬岩是合理的），即，衬砌没有封闭成环，仅仅为素混凝土，甚至贫混凝土铺底，隧底一般都是整个衬砌结构中最薄弱的环节，加之长期处于列车动荷载的作用之下，在拱顶、边墙保持完好的情况下，软岩从隧底“涌入”而造成底鼓也就不难理解了。

就像用水力学理论来描述地下水运动一样，用流体动力学理论描述软岩变形行为也需要建立在一定的假设基础之上，这些假设包括：

（1）软岩是连续。实际上，软岩是由大量岩块、矿物（甚至更小的结构层、原子）组成的，它们之间的空隙远大于它们本身（是指把岩块分得足够小），因而是不连续的。但在宏观上尺度上，岩体却显示均匀性、连续性和确定性。因为，个别块体的行为并不影响大量岩块统计平均后所得出的宏观物理量。当涉及某一点的物理量，如压力、流速、密度等时，引用REV 的概念。

（2）软岩静止时，假定岩体内任意一点的应力大小与方向无关，即，321σσσ==。

（3）流体动力学理论并不关心具体软岩质点的运动与变形情况，它所关心的是不同空间点或区域内的压力、速度及流量等的分布情况，即，采用的是Euler 方法、研究的是场特征。

（4）软岩向隧道的流入量来自其弹性释放，释放过程是瞬时的。

应该说，流体动力学理论和固体静力学理论一样，也有它的局限性，并不能阐明软岩大变形的所有细节，但总体上说，它比强度理论更易于操作，特别是在大变形预测方面。

用流体动力学理论描述软岩流动需要建立相应的参数系统，该系统包括密度（ρ）、粘滞性系数（μ）、压缩性系数（β）、释岩率（r μ）和压力扩散系数（P D ）。释岩率r μ的量纲为［12-M

T L ］，它表示单位体积软岩在压力降低一个单位时所释放的软岩体积；压力扩散系数表示压力梯度为1时软岩的运移速度，量纲为13-TM L 。

描述深埋隧道软岩大变形的流体动力学模型由运动方程、动压力方程、连续方程和状态方程共同构成，即

[]()()()???????????-=??=??????=????+??? ?????+?-=dp

d v t p D t p v p F Dt Dv p r ρβρρρμεμμρρ232 流体动力学理论在深埋隧道软岩大变形研究方面具有显著的优势，物性参数P D 、r μ及其应用应成为今后研究的重点。应该指出的是，由于问题本身的复杂性，特别是软岩的“固体－流体”双重特

性，流体动力学方法不可能解决软岩大变形的所有问题，尚需其它学科、其它理论的广泛参与。4.2 软岩大变形控制

交通隧道的支护包括初期支护和永久支护（衬砌）两大步骤。一般来说，初期支护是承载结构，永久支护仅作为安全储备，因此，永久支护一般都是在初期支护变形停止后进行的。显然，对于软岩隧道，支护的首要任务是如何遏制初期支护的大变形。

辛普伦隧道以来，随着人们对大变形认识的不断深化，提出了多种支护措施和手段，这些支护措施基本可以分为以下三大类。

（一）刚性支护：这种支护措施的核心是通过加大支护结构的强度和刚度来抵抗巨大的围岩压力；支护材料一般为钢材或木材。辛普伦隧道、海带尔电站引水隧洞等众多地下工程的支护实践表明，这种支护措施无论从技术上还是从经济上，都是欠合理的，现在已经较少采用。

（二）可缩支护：这种支护的理论依据是，当开挖引起的围岩扩容（剪胀或遇水膨胀）不可避免时，允许围岩发生适度的变形，这样可以降低作用于结构上的支护压力，从而减少超挖量并降低支护强度。根据Eurenius等（1981）的研究，如果让粘土膨胀5%，支护压力即可降低50%。

具体措施是适当超挖，在围岩变形稳定后再架设支护，更多的则是开挖后立即架设可缩的初期支护。支护方式一般为带纵向伸缩缝的混凝土喷层并辅助以可缩式构件支撑。

可缩支护系统在交通隧道支护中的应用效果并不理想。阿尔贝格公路隧道、艾那山公路隧道及我国家竹箐铁路隧道在初期支护中都曾采用过可缩支护技术，但都没能有效控制大变形。

可缩支护只能允许围岩的适度变形（一般为20 cm~30 cm），如果变形超过支护体系的允许范围，这类支护结构一般是很难抵挡围岩的巨大压力的。

可缩支护一般适用于强度相对较高的软岩。一般说来，这类软岩的变形量相对较小，收敛相对较快。如，煤矿巷道所遇到的大变形软岩强度往往达到20~30 MPa，属于软岩类中的“硬岩”，该类围岩中塑性圈的扩展速度一般衰减较快。

可缩支护允许围岩中形成一定范围的塑性圈，巨大的盖层压力主要靠塑性圈以外的天然岩体来承担。这种做法对于稳定时间要求相对较短的采矿巷道也许是可以的，但对使用年限长得多、净空要求严格得多的交通隧道，特别是交通干线上的长大隧道未必合适。当盖层压力在隧道周边岩体内形成的切应力达到或接近岩体强度时，即使施工期间支护系统监测到的变形速率已经降低到允许的程度，也并不能代表塑性圈的扩展已经停止，只是减慢了而已。隧道运营若干年以后，缓慢扩大的塑性圈产生的越来越大的支护压力，很可能引起结构的开裂、变形。

（三）锚、注、喷一体化围岩加固－支护系统：该系统是技术要点可以概括为：

（1）开挖后及时支护，充分利用围岩的自承能力，将围岩的松动圈转变为承载拱。

（2）初期锚喷支护应采用带止浆塞的（钻）锚、注一体化的（自钻式）注浆锚杆，如奥地利的迈式锚杆、国产的GM系列锚杆等；锚杆长度可以根据围岩屈服范围确定，但一般以长锚杆为宜；混凝土喷层可以为素混凝土，也可以是钢纤维混凝土，根据实际情况，可以在上半断面的喷层内设置纵向伸缩缝。

采取上述支护措施后，开挖轮廓面附近一定范围内的围岩和人工施加的锚、注系统及混凝土喷层便可共同构成一个强有力的天然－人工复合承载供。

此外，还可以根据需要设置可缩式钢架支撑。

（3）二次衬砌应设置足够强度的仰拱，并应为初期支护预留一定的变形量或在初期支护和二次衬砌之间设置变形层。

国内外主要严重大变形隧道的整治经验表明，锚、注、喷一体化（锚、注为核心）围岩加固－支护技术在大变形隧道的支护、控制方面是卓有成效的。当然，该项技术还有待于进一步完善、优化，以减少支护工作量、降低支护工程造价并缩短支护周期。

尽管锚、注、喷一体化初期支护一次性投入的工作量较大、成本较高，但这种投入与多次返工、扩挖相比，不仅在经济上是合理的、技术上是安全的，而且可以显著缩短施工工期，避免大变形成为制约工程进度的瓶颈。

软岩大变形预测及识别是今后研究工作所面临的最主要问题。一方面，大变形发生于软弱围岩中，但并非所有的软岩都会发生大变形，强度低于30 MPa的所谓软岩，在隧道工程中是常见的，但发生大变形的几率却很小，而且大变形洞段一般都比较短。因此，对所有软岩都采取加强支护是不可能的，也是没有必要的；另一方面，大变形一旦发生，松动圈就会很快扩展，从而使支护工作量（如锚杆长度等）急剧增大。因此，实施超前预测，像艾那山Ⅱ线海夹石断层带一样，在大变形发生之前采取相应的支护措施，应成为今后大变形研究的主攻方向。

对大变形机理的正确认识和合理描述，是大变形预测的基础，目前描述大变形所采用的固体力学理论（弹性、塑性及弹－塑性理论），不能全面阐明软岩大变形的全部特征，这在一定程度上制约着大变形预测理论的发展，除流体动力学外，软岩大变形研究需要引入更多的新理论、新方法。

5 深埋隧道涌水评价及预测

涌突水属于隧道施工中遇到的流体地质灾害类型之一，与其它灾种相比，其具有以下特点：（1）发生几率高。由于地下水的高度流动性、在地壳表层中分布的普遍性以及大多数隧道都处于地下水富集带或其以下附近，只要存在导水通道，就可能发生涌水，因此，其发生条件要比其它灾害类型宽松得多。据不完全统计，在我国1996年前已建成运营的4800余座隧道中，约三分之一发生过涌水问题，其中30余座属大型涌水，每座的涌水量均超过1.0×104m3/d，最大的达20.6×104m3/d。（2）一旦发生大规模的隧道涌水，不仅施工本身会严重受阻，而且可能引起浅层地下水及地表水枯竭，甚至引起地面塌陷等伴生的环境地质问题。襄渝线中梁山隧道涌水造成地表14 km2范围内的地表井泉干枯、农田漏水，给三个乡的人畜用水造成极大困难；衡广复线上的南岭隧道涌水、涌泥，连溪河水全部灌入隧道，造成大面积地表塌陷，引起京广线既有铁路和107国道路基严重下沉[57]。

也正是由于上述原因，无论是在隧道勘测设计阶段还是在施工阶段，涌水都是重点研究的施工地质灾害之一，研究的核心则在于超前预测。

50年代后期，日本学者高桥彦治（在修建北陆隧道中），首次提出了简便的涌水量计算方法。此后，许多学者在涌水（量）的室内模拟和涌水量的计算方法方面进行了大量的研究工作。从60年代后期开始，日本学者伊腾洋、佐腾邦明等利用室内渗流槽对水下隧道的涌水量预测问题进行了模拟试验研究；80年代初，另一日本学者基于模拟试验，提出了隧道涌水量预测的非稳定流方法；原苏联学者阿拉文（V.I.ARVIN）和努米洛夫（S.N.NUMEROV）基于模拟试验结果提出用复数速度势理论计算水底条形渗渠的涌水量。几十年来，国外学者提出了许多涌水量预测模型和方法。1987年，日本学者将隧道涌水量的预测方法分为：以经验或统计资料为基础的预测方法、以水力学公式为基础的预测方法和依据水的汇入排出模拟建立的预测方法。我国学者在引进、吸收国外涌水量预测方法的基础上，也提出了一些预测模型。目前，在我国隧道涌水方面所用的模型基本上可以分为：非确定性统计模型、确定性数学模型、随机数学模型三大类[57]。

无论采用何种预测模型、什么预测方法（甚至包括比拟法），围岩渗透特性都是涌水量、涌水水头压力计算中必须采用或考虑的关键性水文地质参数。在某种程度上可以说，如果查明了围岩渗透性的空间分布，涌水预测的问题也就基本解决了。

确定围岩渗透性参数最常见、最保守的方法是抽水或压水试验，但这些方法主要适合于埋深不大（如500 m以内）的隧道。在世界各国已建成的近50座特长铁路（越岭）隧道中，绝大多数的最大埋深都超过了500 m，最大的已接近3000 m，在这类隧道的勘测设计中，完全依靠水文地质试验的方法来确定参数是困难的。

（1）抽水或压水试验方法本身还有一定的局限性。该方法不仅昂贵、费时，而且有时还不易取

得满意效果（Neuman ，1987），主要适用于均质各向同性的浅埋含水层（由于钻孔的深度小，可以多布置抽水孔和观测孔；由于均质各向同性，试验结果的代表性较好）。

（2）受到技术和经济因素的限制，大埋深情况下，既不可能布置很多的抽水孔，也不可能布置足够的观测孔，开展大范围、长周期的群孔抽水试验是困难的。

（3）大埋深条件下，围岩的非均质各向异性将更加显著，根据部分钻孔试验获得的参数的空间代表性更加局限。

上世纪70年代以来，不同国家的学者在岩体渗透性垂向预测方面进行了大量研究工作，并已经取得一些基础性成果。这些成果基本上可以分为以下几类[58~67]：第一类是，建立隙宽与深度的关系模型，由近地表的隙宽预测深部隙宽。Binchi and Snow （1968）、Oda （1986）、Ｃheng-Haw Lee 等（1994）等在这方面进行了深入研究；第二类是，确立隙宽与正应力的关系模型后，与岩体应力状态结合，实现渗透性的纵向预测。Goodman （1976）、Bandis （1983）、Sun, Gerrard & Stephansson （1985）、Barton 、Bandis & Bakhter （1985）、Zhao & Ｂrown （1987, 1992）等分别建立了各自的统计模型；第三类是，建立岩体或单裂隙渗透系数与深度或正应力的关系。Snow （1966、1968）、Louis 和Feaga （1974）、Iwai （1976）、Gangi （1978）、Witherspoon 等（1980）、Derournay （1980）、Walsh （1981）、Ｇale （1982）、Swan （1983）、Elliott 等（1985）、Oda （1986）及Zhao 等（1987、1992）的研究基本属于这一类型。

尽管上述研究最初大多是以高水平放射性废物深埋处置及大坝坝基稳定为目标的，但其成果经适当修正后可以为深埋隧道围岩渗透性预测所利用。下面是基于上述研究所进行的某深埋隧道围岩渗透性的预测成果。

5.1 近地表岩体裂隙的统计测量及渗透张量计算

近地表裂隙统计在正在施工的一浅埋公路隧道内进行，统计内容包括产状、迹长、隙宽、间距、风化程度及含水情况等，隙宽统计用塞尺进行。

在同一组内的裂隙，它们的裂隙面不可能完全平行，而是呈一定分布规律处于离散状态，但必然存在一个产状，裂隙组内所有裂隙与它的产状偏差最小。显然，用它来表示裂隙组的产状最具有代表性，该产状的法矢量为最大概率方向（Z ），它与裂隙组法矢量的合矢量V

平行[68,69]，即， ∑==N i i

n V 1

∥Z 因此，可用上式来计算最大概率方向，式中，i n 为第i 条裂隙的法矢量。

测量面的走向和长度以矢量L 表示，裂隙组的产状用单位法矢量Z 表示，裂隙组内有N 条裂隙，

则裂隙间距（S ）可以表示为 N

Z L S *= 隙宽（b ）的分布函数表示为

()()db b b b F b

??????--=?2202ln exp 21

ωμσπ 从上式可以看出，只要确定了分布常数μ和σ，就可确定分布函数。对于一组裂隙，如有N 个隙宽测量数据，则两个分布常数可用下式估计

∑==N i i b N 1

ln 1μ；()21ln 1∑=-=N i i b N μσ

由分布参数，可求得隙宽的数学期望（b ）和方差（D ）

???? ??+=2exp 2σμb ；()()()[]

1exp 2exp 22-+=σσμD 当合并角为60o 时的统计分析结果见表1。

表1 裂隙系统分组结果 组别

裂隙条数 倾向（o ） 倾角（o ） 隙宽（mm ） 间距（m ） 分布参数-μ 分布参数σ 1

12 296.8 66.3 0.1541 0.600 -1.583 0.840 2

7 41.0 41.3 0.267 1.127 -0.807 1.02 3 23 117.7 38.2 0.483 1.178 -0.938 0.874

当水力梯度平行于裂隙面时，地下水在单裂隙内的渗流量可以表示为

()

2/93exp 122σμν+=J g Q 式中，g 、ν、J 分别为重力加速度、运动粘滞系数和平行于隙面的水力梯度。

由于渗流场中的总水力梯度不可能平行于每一条裂隙面，因此，需要计算出总水力梯度中平行于隙面的分量，为此，需引入渗透张量。岩体中单裂隙的渗透张量（K ）为

()n n E K K f -=；()

2/93exp 122σμν+=g K f 式中，E 、n n 分别为单位张量和并矢。

平均隙间距为S 的一组裂隙的渗透张量为 ()n n E S K K f

-=

如果岩体中有N 组裂隙，则总渗透张量（K ）为

∑==N

i i K K 1

式中，i K 为第i 组裂隙的渗透张量。

在渗流计算时，如果使Descartes 坐标系的三个轴与渗透张量主轴平行，不仅在理论上是可行的，而且可以极大地简化计算过程，因此，渗透张量计算的结果一般以张量主轴及其方向的形式给出。渗透张量计算结果见表 2。

表2 岩体渗透张量

主轴

K xx K yy K zz 张量主值(m/d)

8.619 3.929 1.316 主轴方位 192.8o ∠39o 345.8o ∠47.7o 91.4o ∠13.7o

从表 2表明，计算结果与实际情况是比较吻合的。测点范围内，最主要的导水结构面是北东向的层间滑动面，而最大的两个渗透主轴基本在该平面内，最小渗透主轴与层间滑动面基本垂直。

5.2 地应力垂向分布

图 11是利用钻孔水压致裂法测定的工程区不同深度的地应力分量量级。为计算方便，根据垂

向应力（S V ）与深度（Z ）的关系S V = 0.027 Z 及不同深度的实测S Hmax （最大水平应力）、S Hmin （最小水平应力），求取每个测点的应力球张量（S m ）。参照渗透张量的计算方法，S m 按下式计算

3min max H H V m S S S S **=

计算结果见图 12。

为了更详细了解地应力的垂向分布规律，同时，也为了验证应力球张量的垂向分布。采用线弹性有限元模拟方法，以实测地应力为基准，对隧道剖面的应力量级进行了反演分析，图 13为最大主应力的反演结果。

应力场量级反演表明，最大主应力随深度明显增大，最小主应力及剪应力也随深度缓慢增加；构造应力量级较小。500 m 标高以上，以自重应力场为主；该标高以下为自重应力与构造应力的叠加场，但以前者为主。上述分布规律与图 12反映的应力分布规律基本一致，在隧道围岩渗透性预测中，可以用Z S m 02825.0=估算深部地应力。

图 11 实测地应力－深度曲线图 图 12 应力球张量－深度曲线

5.3 隧道围岩渗透张量预测

考虑到资料和模型的可操作性，选用下列模型[64]进行隙宽预测

()

''ln 1r n r B E E σσ-= ()

''ln 1r n r m m B V V V V σσ-=?-?-

图 5 － 26 最大主应力等值线 图 13 最大主应力等值线 S V S Hmin S Hmax 深度（m ） 0 -800 -600 -400 -200 应力（MPa ） 35 25 15 5 S m =0.02825 Z ；Ｒ２＝0.83 深度（m ） -800 -600 -400 -200 0 应力（MPa ） 35 25 15 5

式中，E 为有效正应力为'n σ时的力学隙宽（mechanical aperture ）；下标r 表示参考值；m V 为节理最

大变形量；V ?为节理垂直变形量；Ｂ为待定系数。

据围岩特性，待定系数B 取值0.41；由于裂隙测量是在埋深约100 m 的1000 m 标高处进行的，根据应力球张量公式和表1，可以确定三个裂隙组的初始条件及各自的预测模型

???? ??-=825.2ln 11541.0'1n E σ；???? ??-=825.2ln 12671.0'2n E σ；???

? ??-=825.2ln 14831.0'3n E σ

用上述模型预测的表1中三个裂隙组在不同标高的隙宽见表3。

表3 裂隙隙宽预测结果 标高

组别

900 m 800 m 700 m 600 m 500 m 400 m 1

0.110 0.085 0.066 0.052 0.041 0.031 2

0.191 0.147 0.115 0.091 0.071 0.054 3 0.346 0.265 0.208 0.164 0.128 0.098

结合表1和表3的隙宽预测结果计算的1000 m 以下不同标高的渗透张量主轴、方位及渗透球张量见表4。

表 4 不同标高的渗透张量（m/d ） 标高（m ）

K xx

K yy K zz 渗透球张量 K 主值

方位 主值 方位 主值 方位 900

3.1490 192.8o ∠39o 1.4350 346.2o ∠47.8o 0.4809 91.6o ∠13.5o 1.2952 800

1.4430 19

2.8o ∠39o 0.6584 345o ∠47.6o 0.2198 91o ∠14.1o 0.5933 700

0.6840 192.9o ∠39o 0.3115 347.2o ∠48o 0.1043 92.1o ∠13o 0.2811 600

0.3369 192.9o ∠39.1o 0.1533 348.4o ∠48.3o 0.0511 92.6o ∠12.3o 0.1381 500

0.1623 192.8o ∠39o 0.0740 335.4o ∠47.7o 0.0247 91.2o ∠13.9o 0.0667 400 0.0709 192.9o ∠39o 0.0323 347.2o ∠48o 0.0108 92.1o ∠13o 0.0291

从表4可以看出，从1000 m 标高到隧道（550 m ）附近，三个主值都降低了两个数量级左右；在隧道附近，概化为各向同性介质后的渗透球张量与用抽水试验和压水试验确定的渗透系数属于同一个数量级，并略大于后者。根据该结果，采用相应的涌水预测模型就可进行隧道涌水预测和评价。

需要指出的是，目前深埋隧道涌水预测可以借鉴的相关领域研究成果主要集中在裂隙岩体方面，而隧道涌水灾害发生频率最高、损失最严重的一般都是岩溶隧道。尽管岩溶研究具有十分悠久的历史，而且也已积累了若干重要的研究成果，但到目前为止这些成果仍然不能有效指导深埋岩溶隧道的涌水预测问题，管道化岩溶发育的极限深度等问题是未来深埋岩溶隧道涌水预测研究的主要方向。 6 隧道施工与灾害控制

深埋隧道不是理想地下空间，是通过各种工程技术手段开挖出来的；施工地质灾害是复杂围岩体系对开挖过程的响应或反馈，响应程度（灾害程度），甚至是可能出现的响应方式（灾害种类），都与开挖过程密切相关，因此，选择合理的掘进方法、改进施工工艺是深埋隧道施工地质灾害控制

的重要途径。

6.1 TBM 掘进

文献［60］报道，Nishida ，Matsumura 及Miyanga 等（1982）为确定开挖方式对围岩损伤带（damage zone ）或称扰动带（EDZ － excavation disturbed zone ）厚度的影响，曾进行过一次重要试验：在围岩为砂岩的同一隧道中，分别采用TBM 和常规钻爆法开挖，用地震折射法（seismic refraction ）测定的TBM 法损伤带厚度为0.3 m ，而钻爆法则高达0.6~1.3 m 。文献［70］利用声波方法在我国某水电站混合岩试验硐测定的钻爆法损伤带厚度也达0.77 m 。可见，围岩对开挖方式的差异响应是显著的。文献［34］提出，岩爆的发生与岩体的物理性质、应力状态及所采用的开挖技术有关；文献［71］在总结国内外许多地下工程岩爆发生条件后进一步指出，地质条件相同时，采用TBM 施工的隧道可能不发生岩爆，而用钻爆法施工的隧道就可能发生岩爆。间距不超过50 m 的秦岭特长隧道Ⅰ、Ⅱ线分别用TBM 和钻爆法掘进期间的岩爆实录与上述结论基本吻合。

目前，用钻爆法施工的隧道普遍实行光面爆破，根据现行规范，周边眼间距一般为55~70 cm 。施工中为保证光爆效果，提高炮眼痕迹保存率，一般尽可能减小各炮层之间的起爆时差（目前一般采用40~200 ms ），而同一炮层，特别是直接控制围岩应力重分布的周边眼，都是同时起爆。也就是说，起爆以后，当前炮次（3~5 m ）开挖轮廓面上的径向应力是在瞬间由数个或数十个MP 衰减到零个MPa 的，这将引起围岩质点的剧烈震荡、诱发应力波，并可能引起围岩不同尺度的损伤（加剧）。此外，在完整围岩中采用钻爆法开挖时，围岩还将承受不同炮层先后起爆形成的高量级冲击荷载的作用。由于采用微差爆破，一个炮次的爆炸荷载是分期施加到围岩上的，爆破后，一般不会立即出现宏观的围岩失稳现象，但各个炮层所产生的应力波对围岩的微观－细观破坏及这种破坏对各类施工地质灾害孕育的贡献却是不容忽视的。因此，在技术经济条件允许的情况下，深埋隧道开挖应首选TBM 。

上世纪60年代以来，TBM 以其朴素的破岩机理（图 14）、先进的技术集成及很高的掘进效率而得到迅速发展。现在，Robbins 等主要制造厂商已经生产TBM 300多台，最大直径已从当初的2.13 m 达到11.87 m 。从应用领域来看，TBM 在各类输水管道施工中应用最为广泛，这主要是由于水工隧洞、排污管道等的建筑限界都为圆形，与TBM 的断面一致，而且直径都比较小。目前，中小直径TBM 在各类围岩中的掘进技术已经基本成熟，应用也最为广泛；利用TBM 成功开挖的大断面隧道的围岩基本上都是石灰岩、砂岩及泥岩等中等－软弱地层，大直径TBM 在坚硬围岩中的掘进技术尚未完全成熟。

图14 TBM 的破岩机理[72]

1982年12月开工的英法海底隧道，用了5台Robbins 掘进机，其中2台用于英国一端总长20 km 的隧道施工。掘进机直径8.38 m ，拖带配套后备台车220 m ，重约1350吨，在施工中创造了月进尺1487 m 的记录。法国一端使用3台，一台用于服务隧道，直径5.57 m ；2台用于主洞，直径8.78 m ，最高月进尺达到1071 m 。此外，长53.85 km 的日本青函双线铁路隧道的超前导坑和辅助坑道也是用TBM 开挖的。表 5是世界各国用大直径TBM 开挖的其它部分隧道概况。

我国于1985年在天生桥水电站建设中首次引进TBM 。该机直径10.8 m ，是从美国引进的一台破裂区 刀圈辙 刀具

粉核体（岩粉） 掌子面初始状态

Robbins 公司生产的已经开挖了7 km 隧道的“二手”硬岩掘进机。1985年3月18日安装完毕，曾取得月进尺243 m 的成绩[73]。

表5 大直径TBM 修建的部分隧道 隧道名称

国家 用途 掘进机直径（m ） 隧道长度（m ） 围岩 修建年代 Mangla

巴基斯坦 水工 11.17 4267 砂岩、石灰岩 1963 Heitersberg

瑞士 铁路 10.65 2600 砂岩 1970~1972 Gubrist

瑞士 公路 11.45 2×3000 砂岩 1979~1982 Bozberg

瑞士 公路 11.87 2×3700 石灰岩、页岩 1990~1993 Mt.Russelin

瑞士 公路 11.87 3550 1990~1992 Zurichberg

瑞士 公路 11.52 4400 1985~1988 Hallandsasen

瑞典 铁路 9.1 2×8500 1992 Minvaukee 美国 水工 9.7 8534+6494 石灰岩、页岩 1985~1987

甘肃“引大入秦”工程中，意大利CMC 公司承建的30A （水磨沟）隧洞，全长11.65 km ，施工采用了双护盾TBM ，直径5.53 m 。刀具直径394 mm ，刀盘上装有37把盘形滚刀。采用四合一管片式衬砌一次成洞，成洞直径4.8 m 。全隧道由单工作面掘进，历时13个月，平均月成洞832 m ，最高月成洞1300 m （图 15）[74]，是TBM 施工比较成功的一次。

图15 引大入秦30A 隧道TBM 月掘进进度（原始数据引自文献［74］）

昆明掌鸠河引水工程总投资39.41亿人民币，是我国目前在建的最大城市引水工程，2000年4月被国家计委列为国家重点建设项目。该工程引水线路总长93.43 km ，引水隧道16条，总长85.40 km ，其中有2条长度超过10 km ；隧道开挖直径3.6 m~4.0 m ，成洞直径3.0 m 。借鉴甘肃“引大入秦”工程的成功经验，长度分别为13.8 km 和7.8 km 的上公山及康乐隧道由意大利CMC 公司采用TBM 技术承建，目前工程进展顺利。

1990年以来，香港地区用TBM 开凿了两条硬岩隧洞。一条是电缆隧洞，长5.4 km ，内径4.8 m ，围岩为花岗岩，使用Robbins 掘进机；另一条是排污隧洞，全长7.4 km ，围岩也为花岗岩。施工表明，TBM 的开挖速度是香港地区钻爆法施工速度的4倍。全长12.9 km 的台湾坪林双孔公路隧道，两条主洞间距60 m ，中间设有平行导坑（调查导坑）。两个主洞采用直径11.8 m 的Robbins TBM ，导洞采用直径4.8 m 的TBM 。

144781

372

100511341048

130********

552

80887259810080

200

40060080010001200

1400

1600

Dec-

90Jan-91Feb-91Mar-91Apr-91May-91Jun-91Jul-91Aug-91Sep-91

Oct-91Nov-91Dec-91Jan-92

时间（月）进尺（m ）

西康线秦岭特长隧道Ⅰ线的施工采用了两台德国Wirth公司专门为秦岭隧道设计的TB880E型开敞式全断面TBM，从南北两个洞口相向掘进。TBM直径8.8 m，刀盘上装有73把盘形滚刀，其中中心刀6把、正滚刀62把、边刀3把、扩孔刀2把，刀具直径432 mm；主机长22 m，重约800 t，连接桥加后配套长234 m，整机全长256 m，总重量1300 t。

TBM掘进具有对围岩扰动小，开挖面平整，超欠挖少，可以降低施工地质灾害发生风险、实现连续作业，成洞速度快等优点，但也存在应变能力差及运输困难等缺点。与此相反，钻爆法具有技术相对成熟、易于根据条件变化调整施工方案等优点。因此，将钻爆法和中小直径TBM在大断面隧道施工中结合使用，效果是比较理想的，这就是TBM与钻爆法相结合的掘进技术。该方法的工序是先用小直径（3.5~5 m）TBM开挖导洞，然后用钻爆法扩挖至设计断面。这种掘进方法的优点在于：（1）既利用了小直径TBM的成熟技术，又避免了使用全断面TBM所带来的风险，可以实现提高掘进进度的目的。

（2）扩挖采用钻爆法可以满足任意断面形状，减少开挖和衬砌的工程量。

（3）由于TBM不仅可以为后期钻爆提供了临空面，而且可以为控制爆破设计提供地质依据，因此，该方法可以显著降低开挖过程对围岩的扰动。

TBM与钻爆法相结合的掘进技术已经被许多欧洲国家采用，特别是在大断面的公路、铁路隧道领域。自从1982年以来，意大利已经用该方法修建隧道30座，总长度超过100 km，其中80%为铁路或公路隧道。意大利正在规划中的10余个隧道工程也将采用该技术施工。

6.2 钻爆法优化

上世纪50年代以来，我国山岭隧道施工所采用的钻爆法已经从当初的矿山法逐渐发展到今天的新奥法（NA TM- New Austria Tunneling Method），尤其是80年代以来，多臂高频液压凿岩台车及湿喷混凝土等先进设备和技术的采用，已大幅度提高了钻爆法的掘进效率。秦岭特长隧道Ⅱ线平导开挖断面面积26 m2，采用钻爆法从南北两个工作面相向掘进，每个工作面的平均月掘进进度为264 m 和237 m，最高掘进速度达到456 m。由于现有技术经济条件，深埋隧道开挖全部采用TBM还不现实，优化钻爆法施工方案，最大限度地降低开挖过程对围岩的扰动程度是未来相当长时期内深埋隧道施工地质灾害控制的重要途径之一。

(9)降低爆破荷载峰值压力、加快爆破荷载衰减

降低爆破扰动的根本途径之一是降低爆破荷载的峰值压力。具体手段包括减少装药量、采用低爆力炸药及缩短炮次进尺等，但这在许多情况下可能会制约隧道掘进速度，尤其对于硬岩隧道掘进，因此，只有在灾害严重时方可采用。

在对围岩构成扰动的各种应力波中，Rayleigh波居于支配地位，使爆破荷载逼近“1”字型脉冲，可以大大降低Rayleigh波波长，从而降低Rayleigh波的影响深度。实现这一目的的有效途径是斜眼掏槽。斜眼掏槽不仅可以加速爆破脉冲的衰减，而且由于每层炮的爆破都具有较好的临空条件，可以减小装药量。因此，斜眼掏槽可以实现加快爆破荷载衰减和降低爆破荷载峰值压力的双重目的。斜眼掏槽作为规范[75]推荐的掏槽形式之一，不仅技术成熟，而且其降低围岩扰动的理论依据充分。工程实践已经表明，斜眼掏槽是降低开挖扰动的根本措施之一，因此，在开挖断面尺寸允许，又不严重影响掘进进度的情况下，应首选斜眼掏槽。

(2)拦截爆破应力波

岩体中传播的应力波在遇到自由表面时将全部反射（无折射），其初始波射线方向的传播会因此