劉海明，成遠登，吳永紅，張雨霆，丁文云，王忠偉

(1.昆明理工大學(xué) 建筑工程學(xué)院，昆明 650500； 2.長江科學(xué)院 水利部巖土力學(xué)與工程重點實驗室，武漢 430010； 3.中鐵二院昆明勘察設(shè)計研究院有限責(zé)任公司，昆明 650500； 4.保(山)施(甸)高速公路投資開發(fā)責(zé)任公司，云南 保山 678200)

1 研究背景

滇中引水工程規(guī)模大、線路長、地質(zhì)條件復(fù)雜，存在活動斷層、高地應(yīng)力、軟巖大變形等重大工程地質(zhì)問題，其工程規(guī)模和工程技術(shù)難度均居世界前列[1]。該工程隧洞中綠泥石片巖具有結(jié)構(gòu)松散，節(jié)理發(fā)育，強度低等特點，屬于典型的軟巖[2]。如連城山隧道在穿越典型的綠泥石片巖地層時曾發(fā)生嚴(yán)重的大變形災(zāi)害[2-3]。隧道開挖初期支護施作后，受綠泥石片巖巖體狀態(tài)的影響，圍巖最大變形速率達到31.4 cm/d，累計變形340 cm，嚴(yán)重影響了隧道結(jié)構(gòu)的安全性，需經(jīng)常換拱處理控制大變形。此外，錦屏二級水電站1號、2號引水隧洞穿越綠泥石片巖段出現(xiàn)局部變形>1 m，隧洞開挖期間出現(xiàn)大規(guī)模塌方、圍巖持續(xù)大變形、臨時支護結(jié)構(gòu)破壞等現(xiàn)象[4]，嚴(yán)重影響隧洞施工安全,并造成費用的劇增。

為了對穿越綠泥石片巖的隧道大變形進行有效控制，近年來一些學(xué)者已經(jīng)開展一系列研究。解亞東等[5]對穿越綠泥石片巖的何家寨隧道進行了施工方案的比選工作，提出采用環(huán)形開挖預(yù)留核心土穿越綠泥石片巖段可有效控制隧道發(fā)生大變形；Zhou等[6]分析了綠泥石片巖的物理特性以及對隧洞穩(wěn)定性的影響，提出綠泥石片巖隧洞發(fā)生大變形的原因主要受控于隧洞埋深、地應(yīng)力及巖體本身性質(zhì)的影響，并且水對綠泥石片巖強度的影響十分顯著；Zhang等[7]根據(jù)綠泥石片巖隧洞擠壓變形段圍巖變形特征，建立了多種變形指標(biāo)圍巖穩(wěn)定控制方法，以圍巖變形量和變形速率為主要指標(biāo)及時調(diào)控，避免了深埋軟巖擠壓變形問題；陳建勛等[2-3,8-9]針對跨度大、斷面扁平、地基承載力不足的連城山隧道分析其變形機理、變形規(guī)律，并提出采用“三臺階留核心土+大預(yù)留、多層、分次支護+大管徑長鎖腳錨管+深仰拱”的措施控制大變形；Yang等[10-12]介紹了錦屏二級引水電站1號隧洞綠泥石片巖段圍巖大變形情況，采用二次擴挖、超前支護、新增拱架、增設(shè)錨桿及細(xì)水泥灌漿等綜合措施成功解決綠泥石片巖段圍巖穩(wěn)定問題。數(shù)值模擬憑借其重復(fù)性好、可視化程度高等顯著優(yōu)勢在隧道工程得到廣泛應(yīng)用，Huo等[13]對成昆超大斷面的白云巖隧道采用有限元分析軟件分別探究了圍巖、初期支護及二襯對隧道的控制效果分析；霍潤科等[14]對富水黃土隧道建立了滲流-應(yīng)力耦合數(shù)值模型，分別分析了降水加固與注漿加固對地層變形的影響規(guī)律；邵珠山等[15]利用有限差分軟件FLAC3D研究了小凈距隧道的合理錯距，并分析了不同開挖方案對隧道變形及應(yīng)力的影響規(guī)律。

以上研究對綠泥石片巖隧道大變形機理的認(rèn)識和相應(yīng)控制措施的采用提供有益參考。但目前有關(guān)綠泥石片巖隧洞大變形規(guī)律的研究相關(guān)報道較少，國內(nèi)現(xiàn)有研究主要圍繞錦屏二級水電站[4,6,9-12]和連城山隧道[2-3,8]。但由于地質(zhì)條件、斷面設(shè)計，隧洞使用的支護參數(shù)、開挖工法等大有不同，隧洞在設(shè)計施工時多憑借經(jīng)驗結(jié)合現(xiàn)場實際確定施工方法和支護條件。因此，為進一步探索更適用于綠泥石片巖隧洞大變形控制措施，本文以滇中引水工程香爐山隧洞綠泥石片巖段為背景，探討軟巖隧洞更適用的本構(gòu)模型，并對3種開挖方式引起隧洞變形進行對比，研究成果可為大埋深、高地應(yīng)力軟巖隧洞大變形控制積累經(jīng)驗。

2 巖體應(yīng)變軟化模型

2.1 Hoek-Brown屈服準(zhǔn)則

Hoek-Brown(H-B)強度準(zhǔn)則最早用于預(yù)測巖石破裂的經(jīng)驗公式。1980年由Hoke和Brown[16]基于Griffith的脆性斷裂理論提出，通過輸入巖石基本力學(xué)參數(shù)預(yù)測巖石的峰值強度，為礦山開采和支護體系提供所需巖石強度指標(biāo)，具體表達式為

(1)

式中：σ1和σ3分別為巖體破壞時的最大和最小主應(yīng)力；σc為完整巖體的無側(cè)限抗壓強度；m、s均為巖體H-B常數(shù)。m取值范圍介于0.007～25之間，s取值范圍介于0～1之間。

2002年Hoek等[17]引入擾動因子D(取值范圍0～1)來描述施工擾動對巖石強度的影響，并對H-B強度準(zhǔn)則進行了修正，其表達式為

σ1=σ3+σc(mbσ3/σc+s)a。

(2)

式中：mb為完整巖塊mi的折算值；a為巖體H-B常數(shù)。

(3)

式中GSI為地質(zhì)強度指標(biāo)。

2.2 Hoek-Brown屈服準(zhǔn)則應(yīng)變軟化模型

在巖石塑性應(yīng)變軟化模型中，屈服準(zhǔn)則與塑性勢能方程不僅由應(yīng)力張量σ表達，還包括軟化系數(shù)η，其彈塑性屈服準(zhǔn)則[18]表示為

f(σθ,σγ,η)=0 。

(4)

式中：σθ為巖體切向應(yīng)力；σγ為巖體的徑向應(yīng)力。

應(yīng)變軟化應(yīng)力-應(yīng)變簡化曲線如圖1所示。當(dāng)η=0時，巖體處于理想彈性體；0<η<η*(η*為巖體彈性變形達到峰值后的軟化系數(shù))時，巖體處于應(yīng)變軟化階段；η>η*時，巖體處于殘余變形階段。

圖1 應(yīng)變軟化曲線Fig.1 Strain softening curve

基于H-B屈服準(zhǔn)則，巖體強度參數(shù)在峰后軟化，假定強度是軟化參數(shù)的雙線性函數(shù)，其表達式為

(5)

式中：mp為峰值參數(shù)；mr為殘余參數(shù)；m可代替H-B模型中的mb、s常數(shù)。

3 隧洞大變形特征

3.1 工程概況

滇中引水工程大理Ⅰ段施工3標(biāo)地處滇西高原地區(qū)，位于云南省大理州鶴慶縣松桂鎮(zhèn)境內(nèi)。工程主洞線路長約26.542 km，最大埋深1 450 m。隧洞鉆爆段長度累計施工長度3.74 km，距鶴慶—洱源斷裂帶0.45 km，Ⅲ類圍巖施工長度1 692 m，占45%；Ⅳ類圍巖施工長度457 m，占12%；Ⅴ類圍巖施工長度1 251 m，占34%；極端不良地質(zhì)施工長度340 m，占9%。其中，研究區(qū)段DLⅠ7+478.6—459.6為綠簾石片巖與綠泥石片巖互層，隧洞巖層傾角近直立，拱頂發(fā)育緩傾角裂隙，如圖2所示。隧洞斷面設(shè)計如圖3所示。支護形式包括超前支護與初期支護，具體支護參數(shù)設(shè)計見表1。

圖2 隧洞掌子面節(jié)理Fig.2 Joints of the tunnel’s working face

圖3 隧洞斷面設(shè)計Fig.3 Design of the tunnel’s cross-section

表1 隧道原始設(shè)計支護參數(shù)Table 1 Original design support parameters for the tunnel

3.2 圍巖變形情況

該隧洞施工段變形破壞形式多樣，如隧洞拱腰處鋼拱架扭曲、局部拱頂坍塌、混凝土開裂、邊墻擠壓內(nèi)鼓、底部隆起、拱頂下沉、鋼筋網(wǎng)彎曲、鋼拱架開裂等，具體變形如圖4所示。

圖4 隧洞施工段變形破壞形式Fig.4 Failure patterns of tunnel during construction

根據(jù)現(xiàn)場監(jiān)測資料可知，圍巖變形量大，且空間分布不均勻，水平收斂略大于拱頂沉降。隧洞DLⅠ 7+460斷面拱頂沉降達到742 mm，拱腰處最大水平收斂位移達到768 mm。圍巖初期變形速率達到40 mm/d，大變形段出現(xiàn)穩(wěn)定收斂時間在20～30 d之間,表明香爐山隧洞具有變形量大、變形速率高、持續(xù)時間長的特點。

4 數(shù)值模擬分析

4.1 模型建立

本文依托工程實況建立地質(zhì)模型，根據(jù)圣維南原理，為減少邊界條件對模型的影響，模型左右側(cè)及下側(cè)取洞徑3～5倍。模型頂部離隧洞拱頂40 m，數(shù)值模型由73 880個單元組成。模型尺寸為100 m(長)×24 m(寬)×90 m(高)，計算模型如圖5所示。采用固定邊界條件，模型底部施加法向約束，四周施加水平方向的約束。根據(jù)現(xiàn)場水壓致裂法測得地應(yīng)力資料，模型頂部施加初始地應(yīng)力為12.5 MPa，側(cè)壓力系數(shù)λ為2。

圖5 模型整體示意Fig.5 Holistic view of the model tunnel

根據(jù)研究段實際施工情況模擬，該段尚未施作二次襯砌，模擬中不考慮二次襯砌作用。在數(shù)值模擬中，注漿加固區(qū)采用實體單元模擬；鋼筋網(wǎng)+鋼拱架+噴射混凝土的作用采用等效替代的原則來考慮，用shell單元進行模擬；錨桿采用cable單元模擬；超前管棚采用pile單元模擬。支護結(jié)構(gòu)計算模型如圖6所示。

三臺階預(yù)留核心土開挖過程：①初始地應(yīng)力平衡；②上臺階開挖1.2 m，進行錨桿和初期支護施作；③上臺階開挖1.2 m后，上臺階和預(yù)留核心土同時開挖；④上臺階掘進3 m后，上臺階、預(yù)留核心土和中臺階同時開挖，并施作支護結(jié)構(gòu)；⑤中臺階開挖3 m后，上臺階和預(yù)留核心土、中臺階和下臺階同時開挖，并施作襯砌。上臺階和預(yù)留核心土錯開1.2 m，上、中、下臺階錯開3 m，循環(huán)開挖進尺0.6 m。

4.2 參數(shù)選取

巖體和支護結(jié)構(gòu)參數(shù)選取的真實可靠程度，直接影響數(shù)值模擬的準(zhǔn)確性?？紤]鋼拱架和鋼筋網(wǎng)的影響，本文通過抗彎剛度等效的原則提高噴射混凝土的彈性模量[19]。隧洞研究區(qū)段揭示出的地質(zhì)巖性均為綠泥石片巖，節(jié)理發(fā)育、結(jié)構(gòu)松散、巖石強度低。本次分析計算參數(shù)根據(jù)地勘資料和《公路隧道設(shè)計細(xì)則》(JTG/T D70—2010)進行修正，具體計算參數(shù)取值如表2所示。

表2 模型材料計算參數(shù)Table 2 Calculated parameters of model materials

4.3 不同計算模型對比分析

為了避免邊界條件的影響，選取模型中間斷面進行分析。分別采用H-B應(yīng)變軟化模型和Mohr-Coulomb(M-C)理想彈塑性模型計算，得到隧洞拱頂沉降和應(yīng)力隨開挖循環(huán)步數(shù)與掌子面距監(jiān)測斷面距離的變化規(guī)律，如圖7所示。

圖7 隧洞拱頂沉降和拱頂應(yīng)力隨施工步變化曲線Fig.7 Variations of settlement and stress of tunnel’s arch top with construction steps

實際施工過程的變形最能反映隧洞的穩(wěn)定狀態(tài)，由圖7(a)可知，采用應(yīng)變軟化本構(gòu)模型隧洞拱頂最大沉降為766.7 mm，最終穩(wěn)定時的沉降為672.3 mm，與實際變形相對誤差為9.3%，說明本次數(shù)值模擬較為準(zhǔn)確。然而理想彈塑性模型最大沉降量為565.2 mm，與實際監(jiān)測數(shù)據(jù)對比相差了23.8%。由于H-B本構(gòu)模型存在應(yīng)變軟化階段，在模擬過程中導(dǎo)致隧洞拱頂沉降出現(xiàn)先增大后減小最后達到平衡狀態(tài)；然而采用M-C本構(gòu)模型并未考慮巖體應(yīng)變軟化過程，隨著開挖步和掌子面距監(jiān)測斷面距離的增加，隧洞拱頂沉降緩慢增加。

由圖7(b)可知，圍巖初始應(yīng)力為13.48 MPa，隨著開挖步的進行，隧洞中間斷面拱頂應(yīng)力逐漸釋放，沉降隨之增加。施工步42—43時，應(yīng)變軟化模型和彈塑性模型應(yīng)力值均達到最低。這是中間斷面上臺階開挖導(dǎo)致監(jiān)測點處圍巖壓力完全釋放，降低為0 MPa。由于開挖完成后施作支護結(jié)構(gòu)限制圍巖持續(xù)變形，拱頂處圍巖壓力逐漸增加，直至圍巖與支護結(jié)構(gòu)達到新的平衡狀態(tài)。圍巖采用應(yīng)變軟化模型最終平衡狀態(tài)應(yīng)力為9.75 MPa，而使用彈塑性模型應(yīng)力為6.09 MPa，并且隨開挖步的進行,應(yīng)力緩慢增加。在實際工程中，軟巖隧洞具有明顯的應(yīng)變軟化特性。因此，研究軟巖數(shù)值模擬時，采用H-B應(yīng)變軟化本構(gòu)模型更接近實際情況。

5 大變形控制效果分析

5.1 控制方案

在軟巖隧洞施工過程中，選擇合適的開挖工法對控制軟巖隧洞大變形顯得尤為重要。開挖工法的合理選擇是控制大變形的前提，當(dāng)開挖工法不適應(yīng)隧洞所處地質(zhì)環(huán)境條件時極有可能加劇大變形的發(fā)生，甚至導(dǎo)致重大災(zāi)害性事故發(fā)生。根據(jù)隧洞所處高應(yīng)力綠泥石片巖的地質(zhì)特點，結(jié)合隧洞埋深、長度、施工條件等特點，確定隧洞開挖工法的優(yōu)選。由于隧洞處于Ⅲ—Ⅴ級軟弱地層中，在高地應(yīng)力軟巖隧洞施工時，不適于全斷面開挖；兩臺階開挖法對工序要求高，若采用微臺階基本上是合為一個工作面進行同步掘進，與全斷面開挖法基本相同，不適用于軟巖隧洞開挖。故本次數(shù)值模擬采用分部開挖法，包括預(yù)留核心土臺階開挖法、單側(cè)壁導(dǎo)坑開挖法和中隔壁開挖法進行變形控制比選(表3)。數(shù)值模擬中為減少循環(huán)開挖步和臺階長度對3種不同開挖工法的影響，三者循環(huán)開挖長度均取0.6 m，不同開挖部分間隔均取3 m。具體支護參數(shù)如表1所示。

表3 控制方案Table 3 Control schemes

5.2 監(jiān)測布置

數(shù)值模擬將監(jiān)測斷面設(shè)置在隧洞縱向12 m處，監(jiān)測點布置都設(shè)置在隧洞拱肩、拱腰、拱墻處監(jiān)測水平收斂，同時在拱頂設(shè)置一個監(jiān)測點記錄拱頂沉降量，監(jiān)測布置如圖8所示。

圖8 監(jiān)測布置Fig.8 Monitoring arrangement

5.3 結(jié)果分析

分別提取工況1—工況3數(shù)值模擬監(jiān)測點位移結(jié)果，并繪制3種開挖工況下隧洞拱頂沉降和拱肩、拱腰以及拱墻水平收斂隨施工步的變化曲線，如圖9所示。

圖9 不同開挖工況下隧洞拱頂沉降和拱肩、拱腰以及 拱墻水平收斂隨施工步的變化曲線Fig.9 Variations of arch top settlement and horizontal convergence of arch shoulder, arch waist and arch wall under different excavation conditions

(1)由圖9(a)可知，在施工步達到15步之前3種開挖工況對隧洞拱頂無擾動，隨著距離監(jiān)測斷面距離的減少拱頂變形速率逐漸增大，隧洞施作襯砌后變形速率明顯減少。并且隨著開挖擾動的減少、襯砌作用使其沉降略有減少，當(dāng)施工步為100時，拱頂變形最終基本穩(wěn)定。數(shù)值模擬結(jié)果顯示，工況2開挖導(dǎo)致拱頂沉降量最大，為878.1 mm，達到基本穩(wěn)定時沉降量為839.2 mm；工況1拱頂沉降速率最大，其最大沉降766.7 mm，穩(wěn)定時沉降672.3 mm；工況3開挖35步后沉降速率減緩，且相比其他兩種開挖方法穩(wěn)定時沉降量最小，當(dāng)施工步為100時最終沉降量為669.2 mm。

對比3種開挖方法對拱頂沉降的影響，工況2完成側(cè)壁導(dǎo)坑開挖時監(jiān)測點處沒有施作支護結(jié)構(gòu)，導(dǎo)致拱頂處圍巖應(yīng)力松弛而發(fā)生大變形；工況1在上臺階開挖完成后可對拱頂及時施作初期支護，以及預(yù)留核心土可對掌子面施加一個反向推力，在支護力和反向推力作用下其沉降減少；工況3每開挖一部分施作中隔壁臨時支護，避免出現(xiàn)由于拱頂圍巖應(yīng)力松弛而增大沉降的現(xiàn)象。

(2)由圖9(b)可知，工況1和工況2對拱肩水平收斂的影響曲線變化趨勢相同，然而工況3對拱肩收斂曲線的影響分兩個階段。第一階段是開挖左上部分導(dǎo)致拱肩變形速率迅速增加，第二階段是及時施作初期支護及臨時中隔壁引起變形速率降低，最后趨于基本穩(wěn)定。數(shù)值模擬結(jié)果顯示，工況1引起拱肩最大水平收斂170.9 mm，基本穩(wěn)定時收斂157.6 mm；工況2引起拱肩最大水平收斂147.1 mm，基本穩(wěn)定時收斂140.2 mm；工況3引起拱肩最大水平收斂115.3 mm，基本穩(wěn)定時收斂110.5 mm。

對比3種開挖方法對拱肩水平收斂的影響，工況1上臺階開挖后施作初期支護限制圍巖產(chǎn)生水平位移，且左右拱肩處同時挖除導(dǎo)致變形速率較大。但工況2在左側(cè)導(dǎo)坑開挖后拱肩處施作臨時中隔壁以及右側(cè)未開挖的巖體限制拱肩圍巖的水平位移，因此，工況2開挖引起拱肩水平收斂較小于工況1。工況3開挖次數(shù)較多，拱肩處圍巖更早受到開挖擾動的影響，但在初期支護和臨時中隔壁的支護下所限制的變形量最大。

(3)由圖9(c)可知，工況1和工況2隨施工步的進行,其拱腰水平收斂持續(xù)增加，工況3在開挖任意一側(cè)上中下臺階時分別施作臨時中隔壁可限制拱腰水平收斂，因此拱腰變形值最小。數(shù)值模擬結(jié)果顯示，在施工步為100時，工況1拱腰水平收斂674.3 mm；工況2收斂638.9 mm；而工況3在施作支護結(jié)構(gòu)之前最大收斂295.1 mm，隨支護結(jié)構(gòu)的限制作用其最終收斂為273.5 mm。

對比3種開挖方法對拱腰水平收斂的影響，工況1和工況2在受到開挖擾動作用其變形速率相近。當(dāng)施工步進行到監(jiān)測斷面時，工況2挖除左側(cè)導(dǎo)坑導(dǎo)致其變形速率增加。工況1和工況2除初期支護作用力外無其他措施限制拱腰處圍巖變形，導(dǎo)致隨施工步進行其收斂持續(xù)增加。工況3在初期支護和中隔壁作用下使得拱腰變形大幅下降。

(4)由圖9(d)可知，工況1隨施工步的進行其拱墻水平收斂逐漸增大；工況2拱墻水平收斂曲線與其拱腰收斂曲線相近；而工況3拱墻水平收斂最小。數(shù)值模擬結(jié)果顯示，當(dāng)施工步為100時，工況1拱墻水平收斂最大，為898.7 mm；工況2最終收斂638.9 mm；工況3達到基本穩(wěn)定收斂，為244.8 mm。

對比3種開挖方法對拱墻水平收斂的影響，工況1開挖到監(jiān)測斷面下臺階時拱墻變形持續(xù)增大，說明設(shè)計的初期支護參數(shù)無法限制拱墻發(fā)生大變形。工況2開挖左側(cè)導(dǎo)坑導(dǎo)致拱墻變形速率急劇增加，待初期支護和臨時中隔墻施作后其變形速率明顯減少，但仍未完全限制拱墻持續(xù)變形。工況3分部開挖后臨時中隔壁和初期支護封閉成環(huán)較好的限制拱墻變形，其變形相比于工況1和工況2更小。

提取3種開挖工況的數(shù)值模擬數(shù)據(jù)結(jié)果進行對比分析，結(jié)果如表4所示。

表4 不同工況的數(shù)值模擬結(jié)果對比分析Table 4 Comparative analysis of numerical simulated results under different excavation conditions

由表4可知：隧洞斷面明顯出現(xiàn)不均勻大變形，拱頂位置在超前支護及初期支護作用下可限制拱頂持續(xù)發(fā)生大變形，但其變形值仍然過大，應(yīng)在原設(shè)計基礎(chǔ)上增加支護參數(shù)。工況1和工況2在施工步內(nèi)拱腰及拱墻變形不能趨于收斂，其原因是水平地應(yīng)力較大，初期支護不能完全限制其變形。

工況2相比于工況1而言，拱肩收斂減少了11%，拱腰收斂減少5%，拱墻收斂減少了28%；然而工況2開挖對拱頂沉降不能起到良好的限制作用，相對于工況1和工況3拱頂沉降增加20%左右，不適于軟巖隧洞的開挖。

工況3的開挖工法對比工況1和工況2增加了橫向臨時中隔壁，使隧洞整個斷面的變形值都大幅降低。對于拱腰和拱墻收斂相對于實際工程中采用的預(yù)留核心土臺階開挖法分別降低了56%、72%。并比較3種開挖方法監(jiān)測斷面塑性區(qū)的分布，如圖10所示。根據(jù)大變形控制效果及塑性區(qū)分布來看，采用工況3進行軟巖隧洞開挖更有利于施工安全。

圖10 不同工況下隧道開挖塑性區(qū)分布Fig.10 Plastic zone distribution under different excavation conditions

6 結(jié) 論

依托滇中引水工程香爐山隧洞，分析了隧洞大變形情況，確定了深埋綠泥石片巖隧洞在數(shù)值模擬中更為適用的本構(gòu)模型，并采取不同開挖方式探究對大變形的控制效果，得到如下主要結(jié)論:

(1)香爐山隧洞埋深大、應(yīng)力高，綠泥石片巖工程力學(xué)性質(zhì)差，巖體破碎、節(jié)理發(fā)育、結(jié)構(gòu)松散，自穩(wěn)能力差，造成施工過程中圍巖發(fā)生大變形甚至造成隧洞支護結(jié)構(gòu)嚴(yán)重破壞。

(2)隧洞變形量大，實際拱頂累計沉降達到742 mm，由于水平地應(yīng)力較大，拱腰最大水平收斂達到768 mm。隧洞拱腰和拱墻為大變形災(zāi)害主要部位，向內(nèi)擠出變形現(xiàn)象嚴(yán)重，拱頂處向下沉降。

(3)分別采用應(yīng)變軟化本構(gòu)模型和理想彈塑性模型對軟巖隧洞進行模擬，模擬結(jié)果顯示，應(yīng)變軟化本構(gòu)模擬軟巖隧洞其拱頂沉降與實際值誤差為9.3%，驗證了該本構(gòu)模型適用于軟巖隧洞的模擬。

(4)從隧洞大變形控制效果來看，工況3對隧洞拱頂沉降和拱肩收斂的控制效果相對于工況1和工況2減小了20%左右，但在橫向臨時中隔壁的作用下隧洞拱腰和拱墻的水平收斂減少了60%左右。因此，采用中隔壁開挖法可以有效解決綠泥石片巖隧洞關(guān)鍵部位大變形問題。