大斷面上新統紅色泥巖(N2Cr)隧道支護受力特征研究

謝卓吾, 葉萬軍, , 劉禹陽

(1. 西安科技大學建筑與土木工程學院, 陜西 西安 710054; 2. 長安大學公路學院, 陜西 西安 710064)

0 引言

近年來,我國高速鐵路進入大規模修建時代。由于高速客運列車在通過曲線段時要放慢車速、增加最大縱坡折減、增加展線系數等,在選線上多優先考慮逢山打洞、橋隧相連以減小展線系數;而深埋隧道則以其施工時不受地表溝壑縱橫影響的優勢,成為了穿越黃土塬區高鐵隧道的首選。

我國北方黃土塬區中更新統黃土下部廣泛存在上新統泥巖(紅黏土)地層,甘肅慶陽上新統紅色泥巖(N2Cr)地層位于新近紀上新統砂巖(N2Ss)以上,土質較硬;南方紅黏土是碳酸鹽巖在熱帶、亞熱帶經物理、化學風化形成的高塑性黏性土,兩者工程力學特性有顯著差異[1]。考慮慶陽紅黏土物理力學特性、成因及固結歷史,其應為極軟巖—極硬土臨界狀態,即未完全沉積成巖的紅色泥巖;根據前期取樣室內試驗結果,該巖層為紅黏土經風力搬運形成的沉積層。丁仲禮等[2]根據黃土高原上新統紅色泥巖的顆粒特性、顆粒級配曲線及古地磁測試,驗證了黃土塬區紅黏土為次生風成沉 積形成的觀點。

康軍等[3]認為位于黃土塬區下部紅黏土成巖作用差,泥質含量高,工程地質特性類似于風干老黃土,應屬于極軟巖范疇。孟祥連等[4]研究了銀西高鐵沿線隧道黃土圍巖的工程特性。趙學勐等[5]初步研究了黃土的成拱效應,該效應能有效改善土體中洞室的力學狀態。張頂立等[6]研究了圍巖-支護結構復合狀態下荷載層與結構層的關系。扈世民等[7]研究了黃土隧道初期支護的受力狀態及變形特征。李樹忱等[8]研究了膨脹性黃土隧道膨脹力釋放作用下不同類型拱架的力學特性,但未考慮施工過程對支護結構受力的影響。趙勇等[9]研究了深埋隧道軟弱巖質隧道支護體系內力分布狀態及變化規律,提出剛度較大的初期支護拱架較格柵鋼架承受了更多的圍巖壓力,但其內力分布較為均勻。孫振宇等[10]推導了初期支護與圍巖受力狀態的時空演化特性,提出了合理的襯砌支護時機。張延新等[11]利用FLAC3D軟件研究了開挖過程中圍巖塑形區分布情況,但并未結合工程實際進行對比分析,缺少實測數據的支撐。舒東利等[12]通過對昔格達隧道襯砌結構受力狀態進行研究,認為中、下臺階襯砌結構背后的空洞區易導致隧道塌方。苗曉岐[13]分析了九燕山紅黏土隧道類似地層產生的病害,提出控制洞周水分是解決紅黏土隧道病害的關鍵因素。趙侃等[14]通過現場實測與數值模擬得出了新九燕山隧道圍巖變形規律。

目前針對深埋黃土隧道的研究主要集中在開挖后的圍巖壓力釋放規律及分布特征、施工工法優化、襯砌結構變形及受力特征、仰拱隆起病害的處治方法方面,且多針對埋深較淺隧道;此外,目前西南地區、廣西紅層泥巖的研究較為成熟,而西北地區上新統紅色泥巖由于其獨特的力學特性與固結狀態,針對該地區的相關研究較少,多數情況下將該地層歸結為老黃土或類比為南方紅黏土,不能很好地反映其巖-土臨界的工程性質與弱膨脹性能共同作用下的襯砌結構受力狀態及變形特征。本文以甘肅慶陽上新統膨脹性泥巖為研究背景,針對埋深大于150 m的土質隧道,定量研究該地層隧道圍巖壓力、襯砌結構內力、洞周圍巖位移及支護收斂變形特征的時空分布規律,對比數值模擬與現場試驗結果,分析膨脹力釋放過程中襯砌結構受力狀態變化規律,并提出同類地層情況下的襯砌結構優化方案。

1 上新統紅色泥巖特殊性質分析

1.1 地質特性分析

紅層主要指侏羅紀、白堊紀、少量三疊紀及早古近紀形成已經成巖的紅色泥巖。國內紅層主要分布于東南、西南、西北等地區,形成年代主要為中生代,尤以白堊紀為主[15]。該巖層多存在于泥盆系、三疊系、侏羅系、白堊系地層,由于沉積時間較短,僅廣西地區六吜組、鳳凰山組、那讀組為新近紀紅層[16]。該巖層從密度、孔隙率、含水率角度考慮屬于軟巖范疇,仍較本文研究 的甘肅慶陽上新統紅層偏硬。

目前普遍認為甘肅慶陽所處的董志塬為第三紀—第四紀風成沉積作用形成的,黃土垂直節理發育,同時黃土-古土壤層下存在一層粉質黏土沉積,即為上新統紅層。根據先期地勘報告,沿線紅層厚度大致為15～40 m,埋深最大達280 m,紅層土體顆粒總體偏細,與第四紀黃土有顯著區別[16]。從陽離子交換量(見表1)可以看出,沉積過程中有較明顯的成壤作用。紅層土樣中含有12%～15%的蒙脫石(見表1),且含量隨取樣深度減小而增大。沉積時間較短,土樣中沉積尚未形成巖石,但固結程度大于該風成沉積紅黏土層上覆第四紀黃土。根據普氏分類,工程性質應屬于極硬土—極軟巖臨界狀態。銀西高鐵慶陽隧道所在地層地下水補給方式主要為滲流補給,根據現場對降雨與洞周含水率觀測結果可知,地表降雨及徑流對洞周圍巖含水量影響可忽略不計;同時根據前期地勘資料可知,紅黏土層屬隔水層。慶陽隧道區域單元位于中朝準地臺的陜甘寧臺坳的西南部,該區域被深厚的黃土覆蓋,下伏第三系紅黏土,白堊系為基底巖層,產狀以水平為主,少有褶皺和斷裂發育,未見巖漿侵入活動。上新統紅色泥巖單軸抗壓強度為312 kPa,采用裘布依法測得滲透系數為0.045 m/d。

表1 陽離子交換量和蒙脫石含量Table 1 Cation exchange capacity and montmorillonite content

綜上所述,本文研究圍巖為新近形成風成沉積,后經過上覆第四紀黃土自重應力固結,所形成的一種低孔隙率、高密度的處于巖-土臨界狀態的土體。

1.2 力學特性分析

本文通過固結快剪試驗(CU試驗)測定紅色泥巖力學性質。根據GB/T 50123—1999《土工試驗方法標準》進行干燥樣的篩分試驗,篩分結果如表2所示。根據顆粒組成情況,判斷該地區紅色泥巖為風成堆積后沉積形成[17-18]。

表2 甘肅慶陽上新統紅色泥巖顆粒組成Table 2 Granulometric composition of Pliocene series red mudstone in Qingyang of Gansu Province

環刀樣加工過程中發現,原始含水率樣品有泥質光澤,硬度較大,樣品干燥后硬度極大,利用傳統切土刀切割極難。故利用曲線鋸、精雕刻機加工環刀樣,切割后有光澤表面,烘箱風干后補水至天然含水率,后進行CU試驗。測得原狀土樣飽和含水率為24.1%,孔隙比為0.58,飽和度為89.8%,通過比重瓶法測得顆粒相對體積質量為2.96。甘肅慶陽上新統紅色泥巖力學性質見表3。

表3 甘肅慶陽上新統紅色泥巖力學性質Table 3 Mechanical properties of Pliocene series red mudstone in Qingyang of Gansu Province

1.3 膨脹特性分析

通過現場實測得到新鮮掌子面圍巖含水率為16%～20%,各施工步驟會導致圍巖含水率波動,這個波動過程即為膨脹性圍巖的一次干縮—膨潤過程。為了研究該過程中的膨脹力釋放量,試驗采取控制初始含水率的方法制備了8組原狀樣,每組5個試樣,如圖1所示。經烘干后,土樣含水率降至2.5%,利用滴定管分別補水至3%、6%、9%、12%、15%、18%、21%、24%;然后用保鮮膜包裹并靜置24 h令其擴散均勻;將土樣放置于固結儀內,CU試驗上覆固結壓力為400 kPa,自然固結24 h后用蒸餾水補水至飽和含水率,進行膨脹率、膨脹力測定。試驗結果如圖2所示。

圖1 現場試驗Fig. 1 Field test

圖2 不同初始含水率的慶陽紅色泥巖膨脹率和膨脹力曲線Fig. 2 Expansion rate and force curves of Qingyang red mudstone with different initial water content

由圖2可知,該土樣膨脹力隨著初始含水率增加而減小,15%初級含水率為其膨脹力轉折點;膨脹率隨著初始含水率增加在3%～15%快速減小,在15%～24%緩慢減小。由圖2可以計算洞周含水率變化時,襯砌結構所受膨脹力大小。

2 現場監測方案及數值模擬方法

2.1 工程概況

慶陽隧道為銀(川)—西(安)高速鐵路控制性工程,先期開工建設。隧道全長13 915 m,最大埋深約284 m,最小埋深約20 m,為雙線單洞隧道,起訖里程為DK259+340～DK273+255。監測斷面位于慶陽隧道2#斜井內正洞,采用三臺階開挖,所處地層為Ⅳd—Ⅴ級圍巖。監測斷面的隧道初期支護采用30 cm厚C25噴射混凝土;初期支護內采用間距0.8 m I20a型鋼,每循環進尺2榀;仰拱填充C20混凝土;拱部、邊墻、仰拱采用C35鋼筋混凝土;邊墻施作間距1.2 m、長度3.5 m錨桿;各臺階開挖高度分別為3.9、3.7、3.4 m。

2.2 現場監測方案

為了掌握深埋紅黏土地層大斷面隧道支護結構受力特征,選取DK267+457.1斷面進行監測。本試驗沿洞周布置1#—10#測點,并于每個測點布置監測元件,監測其圍巖壓力、圍巖含水率、鋼拱架內力及初期支護混凝土內力。監測點位布置如圖3所示,現場監測如圖4所示。

圖3 支護結構受力監測點位布置圖Fig. 3 Layout of stress monitoring points of supporting structure

圖4 現場監測Fig. 4 Field monitoring

同時,進行了襯砌與深部圍巖位移監測。采用定制的5～10 m長的多點位移計,在2#、3#、6#、7#、8#、9#測點鉆孔布設進行監測; 在1#、2#、3#、6#、7#測點布置全站儀監測點,對初期支護收斂情況進行監測。監測頻率與時長根據Q/CR 9218—2015《鐵路隧道監控量測技術規程》制定,并根據實際監測值收斂情況確定終止監測時間。

2.3 數值模擬計算參數

采用 ABAQUS 有限元軟件進行數值模擬,利用python 循環語句對隧洞開挖、支護進行二次開發,并寫入 inp 文件進行計算,圍巖本構模型選擇Mohr-Coulomb模型。根據室內土工試驗測試結果,該圍巖參數如表3所示,I20a工字鋼截面幾何參數及力學參數如表4所示,初期支護混凝土參數如表5所示。

表4 I20a工字鋼截面幾何參數及力學參數Table 4 Geometrical parameters and mechanical parameters of I20a I-beam

表5 初期支護混凝土參數Table 5 Parameters of primary support concrete

2.4 計算過程

本模型模擬了臺階法施工隧道襯砌開挖過程,為充分考慮隧道襯砌開挖的空間效應,模型尺寸為100 m×100 m×32 m,共有20個完整開挖循環,每個完整循環分為7個開挖步和6個襯砌步,開挖步與襯砌步設置簡圖如圖5所示。左側開挖臺階較右側早2榀拱架,上中下臺階開挖完成后每10個循環開挖一次仰拱。

圖5 計算模型開挖步與襯砌步設置簡圖(單位: m)Fig. 5 Calculation model of excavation steps and lining steps (unit: m)

鑒于模量折減法的折減比例難以確定,本文采用生死單元法模擬開挖,可以很好地模擬圍巖壓力全部釋放后引起的支護結構最不利受力狀態,同時,考慮到膨脹力釋放過程中的圍巖受力情況,現場監測拱部圍巖含水率最大波動為6%,仰拱內含水率波動小于1%(監測設備綜合誤差≤1%),現場實測洞周掌子面質量含水率波動最大點的波動幅度為15%～21%。根據圖2中室內試驗獲得的增濕過程中膨脹力釋放規律取得膨脹力近似值,故沿襯砌拱部添加45 kPa面力以模擬膨脹力釋放。本模型采取對稱-四邊形網格,圍巖和襯砌單元類型為C3D8,鋼拱架、錨桿、鎖腳桿單元類型為B31。

3 現場監測與數值模擬結果分析

3.1 圍巖壓力結果分析

圖6示出監測斷面圍巖壓力曲線,圖7示出監測斷面圍巖壓力分布。監測時長共計73 d,從46 d后監測間隔放寬至2 d/次。

圖6 監測斷面圍巖壓力曲線Fig. 6 Curves of surrounding rock pressure at monitoring section

圖7 監測斷面圍巖壓力分布(單位: kPa)Fig. 7 Distribution of surrounding rock pressure at monitoring section (unit: kPa)

由圖6可知,拱頂圍巖壓力初期增長穩定,兩側圍巖壓力測值在初期支護閉合前波動劇烈。圍巖壓力最大值(121.85 kPa)位于4#測點,拱頂圍巖壓力最大為60.81 kPa。各臺階施工對圍巖壓力影響較大,各測點經過18 d后圍巖壓力增長趨于平緩,45 d后圍巖壓力基本不再增長。初期支護閉合對邊墻圍巖壓力劇烈波動趨勢的抑制作用較小,二次襯砌施作完成后,初期支護承擔的圍巖壓力僅有較小幅度增長,可以看出由于二次襯砌剛度較大,后期圍巖與初期支護協同變形,初期支護承載效果減弱。施作二次襯砌對仰拱底部10#測點圍巖壓力增長有顯著的影響。同一高度測點的內力增長模式類似,其中上臺階及仰拱為“快速增長—穩定”模式,兩側測點為“劇烈波動—穩定”模式,最大波動幅值達34 kPa。各測點位置左側壓力略大于右側壓力,這是由于開挖過程中左側開挖早于右側2榀,左側可視為新鮮開挖面,右側可視為經部分核心土約束的斷面,經歷了部分應力釋放,松動范圍大于左側。仰拱部分實測圍巖壓力較數值模擬結果偏大,這是由于數值模擬為充分考慮圍巖壓力釋放結果,在施作仰拱時,基底圍巖回彈已經計算結束;但在實際施工過程中,該處圍巖壓力并未完全釋放。矮邊墻6#測點位置測值異常,認為該點監測設備損壞。

由圖7可知,該監測斷面洞周圍巖壓力分布不均勻,兩側水平壓力大于拱頂垂直壓力,尤其以拱肩處圍巖壓力最大,達到121.86 kPa。分析可知,出現這種分布狀態的原因是圍巖質量較好,支護對圍巖變形約束及時,上部結構層成拱效應明顯,應力流隨著拱軸線向兩側流出,最后匯集于兩側邊墻處向臨空面擠出;二次襯砌閉合后圍巖壓力增大了10%,后快速收斂,這說明施作二次襯砌后,襯砌-圍巖存在應力調整的過程。模擬值略小于實測值,但總體趨勢與實測值類似,并且模擬結果可以很好地反映左右側臺階錯臺開挖導致的左右側圍巖壓力并非嚴格均勻對稱的現象。可以參考數值模擬值與現場實測值對結構進行反演分析并合理優化,以改善其受力狀態。

TB 10003—2005《鐵路隧道設計規范》中利用以下公式計算深埋隧道承受的松散圍巖壓力:

式(1)—(4)中:qv為垂直均布圍巖壓力;γ為容重;h為計算埋深;ω為寬度影響系數;B為坑道寬度;S為圍巖等級;i為坑道寬度每增加1 m時圍巖壓力的增加率;qh為水平均布圍巖壓力;ξ為水平地應力與垂直地應力的比值,ξ=μ/(1-μ),一般取0.3～0.5(Ⅴ級圍巖),μ為巖體泊松比。

甘肅慶陽所處董志塬地應力中構造應力較弱,但由于埋深較大,深埋圍巖的初始應力場接近靜水應力場。根據趙德安等[20]的研究成果,側壓力系數應取為0.65～5.8;從該斷面的圍巖壓力分布情況可以判斷,側壓力系數應取為2。按上述標準推薦公式計算可得Ⅲ、Ⅳ、Ⅴ級圍巖條件下的圍巖壓力,并與實測值、模擬值對比,結果見表6。根據實際施工情況,襯砌結構依照Ⅴ級圍巖推薦設計圖進行設計,但根據現場實測結果可以看出,圍巖質量較好,拱頂與仰拱圍巖壓力均小于Ⅴ級圍巖理論計算值,可優化為Ⅲ—Ⅳ級圍巖進行設計。

表6 不同情況下的均布圍巖壓力Table 6 Uniform distribution of surrounding rock pressure under different conditions kPa

甘肅慶陽上新統紅層水平地應力為垂直地應力的2倍,出現這種現象的原因為自重應力場自上而下,襯砌兩側的應力流線密集,應力流向臨空面擠出后導致圍巖壓力增大。設計過程中應考慮增大側壓力系數,實際施工過程中應考慮增強鎖腳錨桿或設置臨時仰拱來約束拱部初期支護向內擠出。

3.2 支護結構內力監測結果分析

圖8示出監測斷面初期支護混凝土內力曲線,圖9示出監測斷面初期支護鋼拱架內力曲線,圖10示出監測斷面混凝土內力分布,圖11示出監測斷面鋼拱架內力分布。

圖8 監測斷面初期支護混凝土應力曲線Fig. 8 Concrete stress curves of primary support at monitoring section

圖9 監測斷面初期支護鋼拱架內力曲線Fig. 9 Steel arch internal force curves of primary support at monitoring section

圖10 監測斷面初期支護混凝土內力分布(單位: MPa)Fig. 10 Distribution of concrete stress of primary support at monitoring section (unit: MPa)

圖11 監測斷面初期支護剛拱架內力分布(單位: MPa)Fig. 11 Distribution of steel arch stress of primary support at monitoring section (unit: MPa)

由圖8—9可知,設置初期支護之初,噴射混凝土強度未達到設計強度;在1～2 d后速凝混凝土達到理想強度,鋼拱架內力增長幅度變緩;仰拱開挖初期支護閉合后,初期支護內力持續增加了3 d,之后襯砌內力增長幅度變緩;13～27 d應力緩慢增長,這時的圍巖松動被有效約束,此時增加的內力應以圍巖內力調整產生的變形壓力為主導。

由圖10—11可知,實測初期支護混凝土內力最大值出現在拱頂及左側拱肩,分別為9.39、16.98 MPa;最小值出現在仰拱內,為3.52 MPa。仰拱內混凝土受力初期以拉應力為主,二次襯砌澆筑后以受壓為主。這是由于閉合后仰拱中部承受圍巖向上變形,兩側邊墻向下推擠,呈現受彎的狀態; 施作二次襯砌及填充后,此現象得以改善。剛拱架內力實測最大值為175.65 MPa,位于7#測點; 最小值為42.42 MPa,位于拱腳9#測點,內力分布呈現上大下小的規律。初期支護閉合前支護結構內力增長均勻平緩,但圍巖壓力波動劇烈; 初期支護閉合后混凝土內力增長與圍巖壓力變化規律類似,均為緩慢增長。

數值模擬所選取的斷面是實際情況對應位置的斷面,位于2個仰拱開挖循環之間(由于開挖工作面需要,現場實際以8～12榀為一個仰拱開挖循環),數值模擬結果與現場實測結果分布規律一致。拱肩處2#、3#測點實測內力與數值模擬結果相差較大,原因是實際施工中混凝土與圍巖相互作用面不規則導致的應力集中,數值模擬激活中臺階后,迭代收斂計算對象變為上臺階+中臺階襯砌,不能很好地反映上臺階支護應力集中狀態,影響其計算結果。對比圖7的圍巖壓力分布情況可以看出,當拱部襯砌結構施工完成時,整個拱承受兩側圍巖推力,推力轉化為襯砌內力向上傳導,拱頂及拱肩位置為應力集中區。從理論角度分析,拱頂處接觸壓力也應相應增大,但由于拱頂經開挖存在部分離層導致的相對疏松區,應力反而小于理論計算值,這個結論可以通過3.3節表7得以驗證。

3.3 初期支護及洞周圍巖變形分析

圖12示出數值模擬X、Y方向位移,圖13示出洞周、距離開挖界限5 m和10 m處的位移,洞周收斂監測及距離開挖界限5 m和10 m圍巖深部位移監測結果見表7。

圖12 襯砌結構位移(單位: mm)Fig. 12 Displacement of lining structure (unit: mm)

圖13 洞周、距離開挖界限5 m和10 m的位移分布(單位: mm)Fig. 13 Displacement distribution of surrounding tunnel, 5 m and 10 m away from excavation limit (unit: mm)

表7 洞周、距離開挖界限5 m和10 m的位移監測結果Fig. 7 Monitoring results for displacements at surrounding tunnel, 5 m and 10 m away from excavation limit mm

由3.1、3.2節可知,數值模擬能較好地反映圍巖與襯砌結構受力變形情況。由于現場施工干擾,洞周位移測點只能布置于襯砌拱部,仰拱及邊墻底部變形情況可以根據數值模擬結果進行對比分析。由表7可知,位移最大值位于右側3#測點,為91.51 mm。位移隨著深度的增加迅速減小,10 m深位置最大位移僅有洞周的13.8%,由圖13可知,變形劇烈區(＞5 mm)深度大約為實際洞徑的1倍,其拱頂變形遠大于其他部位。9#測點圍巖變形測值異常,認為該點監測設備損壞。

現場實測沉降變形主要為拱頂沉降與拱底隆起。拱頂沉降主要是由于上臺階圍巖開挖后松動區壓力導致襯砌結構收斂變形,拱底隆起主要是來源于下部圍巖卸荷回彈變形,但對比數值模擬結果,有以下2個顯著區別。

1)隧道底部圍巖實際變形量較模擬結果偏小。這個現象是由于開挖過程中仰拱施作延后、基底回彈應力充分釋放導致的。

2)隧道兩側收斂大于拱頂沉降。這個現象與圖6中兩側支護結構受力波動劇烈可以相互印證。由于兩側圍巖變形未被襯砌結構有效約束,導致圍巖壓力不能有效作用于支護結構; 根據荷載-結構模型可知,鎖腳錨管屬于拱腳處的支座,但是根據現場實際施工情況,并結合施工單位進行的拉拔試驗得到鎖腳錨管軸向承載力僅為22 kN,可認為鎖腳錨管未達到理想工作狀態。因此,布置臨時仰拱、采取其他有效措施約束兩側拱架內擠或快速閉合初期支護,理論上可以約束兩側圍巖松動變形,改善圍巖-襯砌結構受力狀態,但由于實際施工條件所限,如何選取兼顧方案處理該現象仍有待討論。

仰拱部位數值模擬結果與現場實測結果不吻合的主要原因是仰拱圍巖卸荷回彈量在數值模擬中仍以單元存在,實際開挖仰拱過程中,將仰拱內回彈變形部分挖除后施作仰拱襯砌。這說明延遲仰拱開挖對仰拱部分襯砌結構受力狀態有較大的改善。

4 結論與討論

1)該地層圍巖屬于極軟巖—極硬土臨界范疇。其物理力學性質有如下特點: ①該土顆粒緊密,強度比普通風成黃土大,力學特性偏向巖石,密度遠大于黃土。②臨界含水率為18%,大于該含水率后膨脹力迅速減小;膨脹率隨初始含水率變化幅度較小。③該土中膨脹性礦物含量少于一般膨脹土,屬于弱膨脹范疇。

2)該地層圍巖自穩能力強,水平地應力為垂直地應力的2倍。通過對比現場監測數據、數值模擬結果、標準推薦的計算結果,認為設計偏保守,可以適當提高圍巖等級的同時側壓力系數取為2。數值模擬計算結果略小于實測結果,但其規律與實測內力的空間分布類似,證明了該模型的合理性。

3)初期支護內力最大值集中在拱頂及拱肩處,兩側次之;仰拱內填充及道床壓力主要由仰拱初噴混凝土承擔,鋼拱架內力無變化;未閉合前的初期支護不能有效約束兩側圍巖塑性區發育;襯砌外輪廓線不規則導致襯砌應力集中,應在施工中嚴格控制超欠挖。

4)該地層隧道圍巖變形劇烈區為洞周開挖界限向圍巖內1倍洞徑范圍,圍巖變形區域主要集中于拱頂,襯砌變形呈現兩側收斂較大、拱頂沉降較小的規律。仰拱部分數值模擬結果大于實測結果,證明實際施工過程中,延遲開挖仰拱可以充分釋放仰拱內圍巖卸荷回彈量,減小仰拱所受圍巖壓力。

在實際研究過程中,數值模擬仍存在不能很好地反映卸荷過程的問題,后期應對這個部分進行優化,使數值模擬能更好地反映現場開挖-卸荷的應力釋放時間特性。