超大跨度隧道預應力錨桿—錨索協同支護機理

（北京交通大學 城市地下工程教育部重點實驗室，北京 100044）

近年來我國高速鐵路快速發展，一些多線（3線及以上）鐵路隧道或車站隧道的單跨開挖跨度越來越大，有的可達30 m 以上。超大跨度隧道在鐵路中的應用開始愈發廣泛，并成為鐵路地下工程的1 個重要研究領域。對于超大跨度隧道，隨著其開挖尺寸的增加，隧道圍巖應力的演化過程愈發復雜，圍巖變形的控制難度顯著增大，在隧道建設過程中發生塌方等事故的風險不斷上升，相應地，隧道支護設計也面臨極大挑戰。

大跨度隧道的支護設計及施工方法引起了國內外學者的廣泛關注，已有諸多相關研究見諸發表。在國內，張頂立等［1］分析了大跨隧道不同開挖方法（臺階法、中隔壁法、雙側壁導坑法）及支護方式下圍巖變形特點和結構穩定性；龔彥峰等［2］和洪軍等［3］分析了新考塘隧道靴型大邊墻、分層開挖及多重支護技術；蔣樹屏等［4］通過相似模型試驗，模擬了扁平大跨隧道的施工過程；曲海峰［5］研究了大跨隧道的荷載計算方法；章慧健等［6］和朱正國等［7］分析了烏蒙山2 號隧道的圍巖松動區、支護特性及施工方法。在國外，Van??ek等［8］分析了捷克Kobylisy車站隧道雙側壁導坑法設計及施工方案；Leblais 等［9］介紹了英法海峽隧道交叉口大跨段的建造方法；Sharifzadeh 等［10］基于位移反分析法，研究了伊朗Niayesh 大跨隧道設計方法；Sadaghiani 等［11］介紹了伊朗Mansour 車站隧道的建造方法；Robinson 等［12］分析了美國貝克山超大斷面隧道（直徑24.4 m）的地層—支護作用特性；Lunardi［13］和Park等［14］分別分析了意大利Venezia車站隧道和韓國923 車站隧道的大直徑管幕支護設計及施工過程。然而，現有的大跨度隧道建造方法仍大量采用臨時支護（中隔壁和臨時仰拱等）來實現分布分塊開挖，其施工空間較為狹窄，不利于大型機械設備的應用。此外，臨時支護的拆除是1個復雜的力學轉換過程，極易發生支護失效，進而引發大變形和坍塌等工程災害。因此十分有必要研究提出更為合理的支護形式，實現開挖過程中的圍巖穩定和支護可靠，為隧道結構的長期安全提供保障。

預應力錨桿—錨索協同支護是超大跨度隧道的1 種新的支護形式，早期主要應用于大斷面煤礦巷道、地下水電站、地下體育場等大型地下空間的支護［15-17］，隨著巖土錨固技術的不斷進步，該方法開始應用于大跨度鐵路隧道建設。本文以京張高鐵八達嶺長城站超大跨度隧道為工程案例，基于錨桿和錨索的軸力監測結果，研究預應力錨桿、錨索的力學行為，再結合微震監測結果，分析預應力錨桿—錨索協同支護機理，探索這種新型錨固支護技術在超大跨度高鐵隧道領域的應用可行性，以期為今后類似工程建設提供借鑒與參考。

1 超大跨度隧道預應力錨桿—錨索軸力監測

1.1 工程概況

京張高鐵八達嶺長城站的車站主體位于八達嶺長城下方山體中，最大埋深102 m，主體部分為3洞小凈距隧道；兩端為單拱超大跨度隧道，此處由正線處的2 線鐵路逐漸過渡為車站處的4 線鐵路，最大開挖跨度32.7 m，開挖面積494 m2；小凈距隧道與單拱超大跨度隧道之間由3 連拱隧道連接。車站平面及張家口方向的超大跨度隧道斷面形式如圖1所示。

張家口方向超大跨度隧道巖體主要為燕山晚期侵入巖，如花崗巖、細粒花崗巖、偉晶花崗巖，斑狀二長花崗巖等；并發育有F2 斷層，該斷層與洞身相交于DK68+260—DK68+300（見圖1），與線路相交角35°，斷裂產狀為236°∠80°，為一壓扭性斷裂，上盤為花崗巖，下盤為斑狀二長花崗巖，斷層帶內為壓碎巖，該區域巖體破碎，圍巖穩定性差，受斷層影響，超大跨度隧道5號斷面和連拱隧道局部區域的圍巖等級為Ⅴ級（張家口方向1號—5號斷面的圍巖分級依次為Ⅲ，Ⅲ，Ⅳ，Ⅳ，Ⅴ）。

圖1 車站平面及張家口方向的超大跨度隧道斷面圖（單位：m）

為實現京張高鐵八達嶺長城站的超大跨度隧道安全建設，探索應用預應力錨桿—錨索協同支護方法，調動圍巖自身承載能力來支護隧道荷載。預應力錨桿、錨索均采用先張法施工，其結構如圖2所示，主要由錨頭、自由段、錨固段3部分組成。張家口方向大跨段各斷面處的錨桿、錨索支護參數見表1。

預應力錨桿為中空鋼管，直徑32 mm、壁厚6 mm，設計強度205 kN，預應力120 kN。最大開挖跨度處的錨桿長度達11 m。錨桿施工分為3步：①鉆孔并裝入錨桿桿體，使用水泥錨固劑對錨固段進行錨固；②在錨固段達到設計強度后，使用千斤頂對自由段進行張拉以施加預應力，通過錨墊板和螺栓對預應力進行鎖定；③對自由段進行注漿，注漿壓力為1～1.5 MPa，實現錨桿與圍巖的全長黏結。

圖2 預應力錨桿、錨索構造

表1 預應力錨桿、錨索長度

錨索索體由7 束或5 束直徑為15.2 mm 的鋼絞線組成，設計強度分別為1 000，700 kN，錨索預應力是其設計強度的70%，分別為700，490 kN。最大開挖跨度處的錨索長度達25 m。錨索施工也分為3步進行，但與錨桿略有不同：①鉆孔并裝入錨索索體及注漿管，對自由段進行注漿，注漿壓力為1～2 MPa；②使用硫鋁酸鹽水泥漿對錨固段進行高壓注漿，注漿壓力為4～7 MPa，硫鋁酸鹽水泥早期強度高，3 d 即可達到設計錨固強度，可實現錨索的及時張拉；③錨固段達到設計強度后，安裝錨墊板，對自由段進行分級張拉以施加預應力，使用楔形錨頭進行預應力鎖定。施工中，注漿的作用在于充填鉆孔、擠密圍巖并防止錨索發生應力腐蝕，注漿后錨索自由段處于非黏結狀態。

具體作業時，將超大跨度隧道劃分為4 臺階、11 步進行開挖，其開挖順序及錨桿—錨索協同支護結構布置如圖3所示。每步開挖后及時施作初期支護，并安設預應力錨桿和預應力錨索錨固圍巖。

圖3 超大跨度隧道開挖順序及錨桿—錨索協同支護結構（單位：m）

1.2 監測方案

該超大跨度隧道與F2斷層相交于最大跨度（5號）斷面，兼具破碎巖體（Ⅴ級圍巖）和超大跨度（32.7 m）這2 種特征，因此5 號斷面的開挖成為超大跨度隧道的建設難點。出于控制圍巖變形、確保圍巖穩定等考慮，該區域設置的錨桿、錨索長度最長，錨索支護密度相應增加。為了研究開挖過程中預應力錨桿及預應力錨索的力學行為，在施工階段對隧道5號斷面錨桿、錨索的軸力進行監測，測點布置如圖4所示，監測斷面里程為DK68+297。

預應力錨桿自由段通過注漿體與圍巖相黏結，在錨桿與圍巖的協調變形過程中，其自由段各點處軸力出現不同程度的變化，故采用自由段多點軸力監測、端部軸力監測2種形式觀察錨桿軸力變化。

預應力錨索自由段的鋼絞線外設有套管保護，錨索自由段不與圍巖黏結，在錨索與圍巖的協調變形過程中，其自由段不同位置處的軸力始終保持一致，故采用端部軸力監測的形式觀察錨索軸力變化。

圖4 預應力錨桿、錨索軸力監測點布置

1）預應力錨桿自由段多點軸力監測方案

對拱頂和左右拱腰處的錨桿進行自由段多點軸力監測，可以詳盡地反映錨桿支護力沿軸向的變化規律，有利于揭示預應力錨桿的力學行為。7 個測點沿自由段順次分布，間距分別為1.4，1.3，1.3，1.3，1.3，1.4 m，如圖5所示。所用傳感器為振弦式鋼筋計，監測錨桿的安裝經由錨桿段切割、錨桿段與傳感器連接、組裝監測錨桿并放入鉆孔、錨桿張拉及注漿4步完成。

圖5 預應力錨桿自由段測點布置（單位：m）

2）預應力錨桿端部軸力監測方案

對拱腳和邊墻處錨桿采用端部軸力監測方法，是出于以下2 點考慮：其一，多點軸力監測錨桿安裝過程復雜，傳感器監測導線與鉆孔巖壁的摩擦可能導致線路損壞，特別是當鉆孔傾角較小時（拱腳及邊墻處），在安裝過程中會出現導線磨損導致多個傳感器失效的情況；其二，拱部錨桿監測結果表明，錨桿端部的軸力與自由段上其他點處的相近，具有一定代表性。因此拱腰及邊墻處的錨桿采用端部軸力監測方式，以提高傳感器的安裝效率和儀器存活率。

監測使用的振弦式錨桿測力計安裝形式如圖6所示。在施加預應力之前，將其套裝在錨桿端部即可。測力計兩端各有1個墊板，錨桿預應力通過墊板均勻地傳遞到傳感器上。與多點軸力監測方法相比，端部監測方法安裝操作簡便，可在超大跨度隧道錨桿軸力監測中大量應用。

圖6 端部錨桿測力計及其示意圖

3）預應力錨索端部軸力監測方案

對錨索僅需測其端部軸力，這是因為錨索自由段的鋼絞線表面有套管保護，注漿后，錨索自由段與注漿體、圍巖處于非黏結狀態，其軸力沿自由段不發生變化。

監測使用的振弦式錨索測力計安裝形式如圖7所示。在錨索張拉階段，需對測力計進行安裝，且其安裝要求比較嚴格，錨墊板、上下墊板、錨索測力計、錨具、張拉千斤頂等均應與錨索孔同軸，以避免出現偏心荷載。

圖7 錨索測力計及其示意圖

2 預應力錨桿—錨索力學行為

超大跨度隧道的開挖過程較為復雜，數據分析困難較大。為了簡化分析，基于各開挖步在時間和空間上的分布，將超大跨度隧道的施工過程劃分為5 個階段，分別是：①導洞開挖；②上臺階開挖；③中臺階開挖；④下臺階開挖；⑤仰拱開挖及二襯施做。各階段劃分如圖8所示。在各施工階段劃分基礎上，對預應力錨桿、錨索的力學行為進行分析。

圖8 超大跨度隧道開挖階段劃分

2.1 預應力錨桿自由段多點軸力監測結果

隧道拱頂和左、右拱肩處的錨桿軸力監測結果如圖9和圖10所示，圖中Fp1為錨桿初始預應力，錨桿軸向坐標原點定義為錨墊板處，錨桿測點位置以軸向坐標計算，具體分析如下。

圖9 錨桿多點軸力監測

圖10 錨桿自由段軸力分布（單位：kN）

1）隧道拱頂錨桿軸力

對于拱頂處錨桿，在安裝后5～10 d 表現為較為典型的預應力損失狀態，但其自由段各點處的預應力損失比例不同；3 個月后，錨桿軸力已基本趨于穩定，然而當上臺階左、右側圍巖開挖后，由于拱頂處圍巖受到擾動，錨桿軸力發生較大損失；此后，隨著圍巖變形的發展，錨桿與圍巖協調變形，從而使錨桿軸力出現顯著增長。在第2、3 層臺階開挖過程中，拱頂錨桿各點處的軸力出現較大的離散，仰拱開挖及二襯施做后，錨桿軸力逐漸趨于穩定。綜合來看，拱頂錨桿軸力因受后續開挖過程的顯著影響，表現出波動特性；錨桿預應力因巖體爆破振動和開挖擾動的存在，可能受到損失；錨桿軸力因受圍巖與錨桿協調變形的影響，又會出現增長。

2）左拱肩錨桿軸力

與先行導洞相比，上臺階左、右側開挖較晚，左、右拱肩處的錨桿安裝大概滯后拱頂處1年。

左拱肩錨桿在經歷了預應力快速損失階段后趨于穩定；在第③和第④階段中、下臺階巖體開挖后，其錨桿軸力出現較為顯著的增長，即錨桿與圍巖協調變形引起的錨桿被動支護力增長超過了其預應力損失；在仰拱開挖及二襯施做過程中，錨桿軸力趨于穩定。

3）右拱肩錨桿軸力

右拱肩處錨桿也有著相似的力學行為，第③和第④階段中、下層臺階開挖使錨桿各點處的軸力出現不同幅度的增長，沿錨桿軸向各測點軸力出現較大的離散，錨桿軸力在開挖后期表現為緩慢的軸力下降過程。

4）以上3處錨桿的軸力分布

整理隧道拱頂和左、右拱肩處錨桿自由段軸力分布如圖10所示。由圖可知：錨桿軸力最大值出現在錨桿端部或靠近端部測點。這表明，靠近隧道開挖邊界處的圍巖變形相對較大，且圍巖變形受到預應力錨桿的有效約束。錨桿的初始預應力Fp1如圖中虛線所示，顯然，錨桿軸力總體上表現為預應力損失狀態，除個別點軸力超過初始預應力外，其他測點的錨桿軸力均小于初始預應力。這表明，與預應力損失的影響相比，錨桿被動支護作用帶來的軸力增長相對較小，因此錨桿軸力總體上表現為下降趨勢。

根據Freeman［18］中性點理論，全長黏結錨桿（無預應力）的軸力及剪應力分布如圖11所示，其剪應力與軸力間關系可以表示為

式中：F為全長黏結錨桿的軸力；D為錨桿直徑；τb為錨桿與注漿體間剪應力；L為錨桿軸向坐標；Fh為錨墊板支護力。

顯然，全長黏結錨桿（無預應力）上存在1 個中性點，該點處錨桿與注漿體間剪應力τb為0，且中性點兩側剪應力反向。對于只有1個中性點的非預應力錨桿而言，中性點也是其軸力最大值點。

然而預應力錨桿的軸力分布更為復雜。由圖10可知，在錨桿的自由段，其軸力存在多個極大值點和極小值點，這表明預應力錨桿可能存在多個中性點，現以左拱肩處錨桿為例做進一步分析。

圖11 全長黏結錨桿（非預應力）軸力及剪應力分布

預應力錨桿錨固段軸力及剪應力分布的研究已經較為成熟，根據現有研究［19-21］對其錨固段軸力分布曲線進行補全，基于式（1），可得到錨桿與注漿體之間的剪應力分布曲線，如圖12所示。顯然，該錨桿自由段處存在3個中性點，分別出現在錨桿軸力的2 個極大值處和1 個極小值處。實際上，由于該預應力錨桿長度達到11 m，且錨固巖體較為破碎，監測所得的軸力極值點個數可能少于其實際個數。由此可知，預應力錨桿上通常存在多個中性點，這是與現有普通錨桿（非預應力錨桿）錨固理論存在較大差異的力學特性。

圖12 左拱肩預應力錨桿剪應力分布

2.2 預應力錨桿端部軸力監測結果

如前所述，多測點的錨桿測力計對鉆孔精度、安裝方法、導線保護等要求較高，且錨桿端部軸力基本可以反映錨桿自由段的受力情況，因此拱腰及邊墻處的錨桿采用端部軸力監測方式，監測結果如圖13所示。

圖13 錨桿端部軸力監測

由圖可知：在左拱腰處，錨桿軸力增長較為顯著，下臺階開挖后，在錨桿與圍巖協調變形過程中，錨桿軸力迅速增長并超過錨桿的初始預應力，然后趨于穩定，這表明仰拱開挖對拱腰處錨桿受力影響較小。在右拱腰處，錨桿經歷預應力損失階段后，軸力表現為波動下降的趨勢，直至初期支護閉合后軸力趨于穩定。在左拱墻處，錨桿經歷預應力損失階段后，軸力基本趨于穩定，這表明該處圍巖穩定，受后續開挖影響較小。在右拱墻處，錨桿初始階段預應力損失較小，但錨桿經歷了一個較長的預應力緩慢損失階段。

由前文分析可知，預應力錨桿的支護力由3 個部分組成：①初始預應力，也可稱為主動支護力；②預應力損失，與錨具形式、安裝張拉工藝、桿體的材料特性、注漿體的壓縮等多種因素有關；③被動支護力，即錨桿與圍巖協調變形過程中的錨桿軸力增長。則預應力錨桿的軸力可表示為

式中：F1為錨桿軸力；Fp1為錨桿初始預應力；Fs1為錨桿被動支護力；ΔFL1為錨桿預應力損失。

錨桿的初始預應力在其張拉階段就已確定。在隧道開挖階段，預應力錨桿的軸力演化過程實際上是被動支護力和預應力損失相互作用的過程：當被動支護力大于預應力損失，錨桿表現為軸力的上升；當被動支護力小于預應力損失，錨桿表現為軸力的下降。由此，錨桿的軸力演化過程可以劃分為3個階段。

1）預應力快速損失階段

在錨桿安裝后10～20 d，預應力損失遠大于被動支護力，錨桿表現為預應力快速損失狀態，其預應力損失率一般處于4%～12%之間，且自由段不同位置處出現軸力離散，各測點最大軸力差值為3～5 kN。

2）錨桿軸力波動階段

隨著開挖范圍的擴大，錨桿與圍巖協調變形引起被動支護力增長，根據預應力損失和被動支護力大小關系的不同，錨桿軸力表現為波動式的上升或下降，同時其自由段不同位置處的軸力出現較大的離散，各測點處最大軸力差值為20～30 kN。

3）錨桿軸力穩定階段

隨著時間的推移、開挖擾動的減小或停止、以及襯砌結構的封閉，預應力損失逐漸減弱，被動支護力也不再顯著增長，錨桿軸力趨于穩定。

2.3 預應力錨索端部軸力監測結果

如前所述，預應力錨索自由段與圍巖處于非黏結狀態，其自由段各點處軸力相等，只需監測錨索端部軸力即可，監測結果如圖14所示。拱頂處錨索經過預應力快速損失后，其軸力進入波動階段。受兩側圍巖開挖影響，錨索軸力出現較為顯著的增長；在中、下臺階開挖階段，受預應力損失和開挖應力釋放的雙重影響，錨索軸力較為穩定。在下臺階開挖完成后，拱頂處圍巖基本穩定，因此錨索軸力主要表現為預應力緩慢損失狀態，并逐步趨于穩定。

由圖可知：在左拱肩處，錨索張拉后的前10 d預應力損失較大，損失值達到62 kN 后錨索軸力趨于穩定，受上臺階右側及中、下臺階開挖影響，其支護力出現階段性的臺階式上升，直至開挖完成后趨于穩定。在右拱肩處，錨索軸力增長較為顯著，中臺階開挖使錨索軸力快速增長，并超過其初始預應力值。在左拱腰處，錨索軸力在下臺階開挖階段表現為波動上升，在仰拱開挖階段表現為緩慢下降并趨于穩定。在右拱腰處，錨索經歷預應力快速損失后，軸力略有上升，然后經過一個較長的軸力下降區間，在仰拱開挖后趨于穩定。在左拱墻處，錨索軸力演化也有類似的表現，但相比之下，右拱墻處錨索在鄰近斷面仰拱開挖時出現軸力臺階式上升的情況，表明該時段右拱墻處圍巖受到較大擾動，錨索與圍巖協調變形使錨索軸力快速增長。

圖14 錨索軸力監測

根據監測結果可知，預應力錨索與預應力錨桿的力學行為有相似之處，預應力錨索支護力也是由初始預應力、預應力損失、被動支護力這3部分組成，可表示為

式中：F2為錨索軸力；Fp2為錨索初始預應力；Fs2為錨索被動支護力；ΔFL2為錨索預應力損失。

同樣地，錨索的軸力演化過程也可以劃分為3個階段。

1）預應力快速損失階段

在錨索安裝后10～30 d，預應力損失遠大于被動支護力，錨索表現為預應力快速損失狀態，其預應力損失率為2%～8%。

2）錨索軸力波動階段

在經過預應力快速損失階段后，預應力損失減小；受下部開挖帶來的圍巖擾動影響，錨索與圍巖發生協調變形，錨索被動支護力開始增大；在開挖的不同階段，預應力損失和被動支護力的大小關系不斷變化，導致軸力不斷波動；當被動支護力較大時，錨索軸力出現波動上升趨勢，被動支護力很大時甚至出現軸力臺階式上升的情況；當被動支護力較小而預應力損失值較大時，錨索軸力表現為波動下降趨勢。

3）錨索軸力穩定階段

隨著時間的推移、開挖擾動的減小或停止、以及襯砌結構的封閉，預應力損失效應和被動支護效應逐漸減弱甚至消失，錨索軸力趨于穩定。

2.4 錨桿—錨索支護作用評價

為了評價超大跨度隧道錨桿—錨索協同支護效果，分析后續開挖對錨桿—錨索支護體系的影響，在先行導洞拱頂最后1次噴鋼纖維混凝土時（導洞開挖完成后6 個月），于DK68+297 斷面拱頂埋設沉降測點，其監測結果如圖15所示。

圖15 拱頂沉降監測

由圖可知：在上臺階左、右側開挖面向測點位置推進時，拱頂沉降增長較快；在左、右拱肩處預應力錨桿、錨索支護完成后，拱頂沉降不再繼續增長。在中臺階開挖時，拱頂沉降變形繼續增大，拱腰處支護完成后，沉降值趨于穩定。下臺階開挖對拱頂圍巖變形影響較小，但是在仰拱開挖階段，拱頂沉降顯著增大，這一方面是由于仰拱開挖造成的，另一方面則是由于距測點12 m 處的3 連拱隧道中洞開挖，使拱頂處圍巖受到擾動所致。

結合實際來看，當3 連拱中洞開挖完成后，拱頂沉降趨于穩定，最大拱頂沉降值為30.9 mm，圍巖變形量滿足安全性要求。對于開挖跨度達到32.7 m、開挖時間長達2年的超大跨隧道來說，這足以表明預應力錨桿—錨索協同支護體系可以有效控制圍巖變形，新型錨固支護體系的應用成為八達嶺長城站超大跨度隧道建設成功的關鍵。

3 預應力錨桿—錨索協同支護效應

在預應力錨桿—錨索支護體系中，錨桿、錨索支護區域不同，且錨桿、錨索支護區域內的圍巖受到不同程度的開挖擾動。研究錨桿及錨索支護區域的圍巖損傷特性和穩定性特征，對分析預應力錨桿—錨索協同支護效應具有重要意義。

3.1 超大跨度隧道微震監測

隧道開挖過程中，會對圍巖造成擾動，使巖體薄弱處發生開裂。這一巖體開裂過程伴隨著裂隙能量釋放，對其發出的微震信號加以采集和處理，可以獲取巖體損傷中微裂紋的位置、大小和破壞進程等信息，從而對隧道圍巖的損傷特性和發展趨勢進行分析［22-24］。

在京張高鐵八達嶺長城站大跨度隧道建設中，采用微震監測技術分析圍巖損傷特性，以進一步分析、印證預應力錨桿—錨索的支護效應。微震監測系統由檢波器、GPS 時鐘同步裝置、數據采集儀、供電設備、光纖交換機、數據存儲和分析系統組成，如圖16所示。

圖16 微震系統網絡圖

圖17 微震事件平面分布圖（全部微震事件的10%）

對超大跨度隧道開挖全過程進行微震監測，獲得隧道周圍的微震事件分布如圖17所示，微震事件根據矩震級的不同，以顏色、大小不同的點來表示。由圖可知，沿隧道切向來看，越接近隧道開挖輪廓，其矩震級越大；沿隧道軸向來看，隨著開挖跨度的增大以及圍巖質量的降低，微震事件的密度和矩震級逐漸增大。

根據微震事件分布密度和矩震級的不同［25-27］，可將圍巖劃分為開挖高損傷區、開挖低損傷區和開挖擾動區。其中，高損傷區圍巖自穩能力差，易發生塌方等事故，是隧道支護的重點，整理其沿隧道周邊的分布見表2。為了避免圍巖損傷程度的加劇和高損傷區范圍的擴大，需要對高損傷區圍巖進行及時、可靠的支護，以保證超大跨度隧道的施工安全。

表2 大跨度隧道圍巖開挖高損傷區范圍匯總

3.2 超大跨度隧道預應力錨桿—錨索協同支護機理

預應力錨桿和預應力錨索共同應用于超大跨度隧道支護時，錨桿和錨索因其支護區域、支護密度、預應力及承載能力的特點而發揮相應的作用，取超大跨度隧道局部區域內的預應力錨桿—錨索支護進行分析，如圖18（a）所示。圖中：預應力錨桿的支護密度較大，錨桿安裝并張拉完成后，錨頭和錨固段處的預應力Fp1擠壓圍巖，以∠α向圍巖中擴散形成1個錐形壓縮區，各個錐形壓縮區相互重疊連接形成均勻的連續壓縮帶［28-29］。在該區域內，錨桿的預應力主動支護作用提高了圍巖的最小主應力σ3，從而顯著提高了圍巖強度；反過來，圍巖的進一步變形也會受到錨桿被動支護力Fs1的約束，圍巖與錨桿共同組成了1個有較強承載力的拱結構，稱之為組合拱，根據圖18（a）中所示幾何關系，組合拱的厚度可以表示為

式中：db為組合拱厚度；Lb1為預應力錨桿自由段長度；r為隧道曲率半徑；Sb1為錨桿間距；b為錨桿墊板寬度；α為壓力擴散角（常取α=45°進行計算）。

在超大跨度隧道支護中，由于錨索的支護間距較大，往往不考慮其拱效應。預應力錨索的優點在于超長的支護長度和極強的承載能力，因此錨索一般錨固于深部的穩定巖體中，其錨固段處圍巖變形較小，可以認為是1個固定點。通過超長的錨固深度，錨索調動深部巖體的承載能力支護圍巖，一方面發揮預應力Fp2的主動支護作用加固組合拱，分擔一部分圍巖荷載；另一方面，由于組合拱內圍巖的不均勻性和荷載分布的不均勻性，組合拱內可能存在穩定性較差的潛在失穩區，在錨索與圍巖協調變形的過程中，錨索被動支護力Fs2將有效加固變形較大的組合拱潛在失穩區，確保圍巖穩定。

根據圍巖漸進破壞及穩定性的特征，可將穩定性差且距離隧道邊界近的高損傷區巖體劃分為淺層圍巖；將穩定性較好且距離隧道邊界較遠的低損傷區巖體及擾動區巖體劃分為深層圍巖［30-31］。根據表2列出的高損傷區（淺層圍巖）邊界，最大跨度斷面錨桿—錨索支護范圍及深、淺層圍巖分布如圖18（b）所示。由上述分析可知，在預應力錨桿—錨索協同支護體系中，預應力錨桿、錨索因其支護范圍、支護密度的不同，在體系中發揮的作用也不同，其支護機理可總結為：錨桿主要分布在淺層圍巖內部，錨桿預應力擠壓巖體，在相鄰錨桿壓縮區相互疊加作用下，形成1個由錨桿和圍巖共同組成的組合拱結構來承擔圍巖荷載；由于隧道跨度很大，組合拱難以承擔全部圍巖荷載，錨固于深層圍體中的預應力錨索，可調動深層圍巖的承載能力，分擔錨桿組合拱承擔的圍巖荷載，加固組合拱潛在失穩區，從而提高錨桿組合拱穩定性。

圖18 預應力錨桿—錨索協同支護機理

4 結 論

預應力錨桿、錨索的軸力由初始預應力、預應力損失和被動支護力3部分組成；預應力錨桿、錨索的軸力演化過程均可劃分為預應力快速損失、軸力波動和軸力穩定等3個階段；預應力錨桿軸力沿自由段非均勻分布，在自由段上存在多個中性點。

預應力錨桿—錨索協同支護機理可總結為：淺層圍巖內部的預應力錨桿與被錨固巖體共同組成了組合拱結構承擔圍巖荷載，預應力錨索則調動深層圍巖承載力承擔圍巖荷載，提高組合拱穩定性；在預應力錨桿—錨索的協同作用下，超大跨度隧道圍巖得到有效支護。