方星樺，楊 曾，陽軍生，彭學軍，湯 宇，劉偉龍

（1.中南大學 土木工程學院，湖南 長沙 410075；2.中鐵五局集團 第一工程有限責任公司，湖南 長沙 410117）

川藏鐵路拉（薩）林（芝）段位于青藏高原東南部，大致沿雅魯藏布江呈東西走向，沿線沉積巖、巖漿巖、變質(zhì)巖三大巖類均有出露，其中以中生界、古生界三疊系及遠古界變質(zhì)巖、火山巖分布最廣，侵入巖主要為燕山晚期—喜山期，局部為寒武系。沿線受巖漿侵入影響形成的蝕變巖與原巖在礦物成分和結構上存在較大差異，往往密度、強度、變形模量較低，巖體較為破碎，因此，隧道在蝕變巖段施工時易出現(xiàn)大變形、塌方、涌水等建設難題。

目前對于隧道軟弱圍巖大變形問題的研究，主要針對高構造應力環(huán)境下的軟弱圍巖大變形，特別是復雜地應力環(huán)境下軟弱圍巖擠壓變形方面的研究較多［1］，國內(nèi)外學者依托木寨嶺隧道、烏鞘嶺隧道、鷓鴣山隧道等典型軟巖隧道工程，就軟弱圍巖變形特征［2-4］、變形機制［5-6］及變形控制措施［7-8］等方面進行了深入的研究，已取得了較為豐富的研究成果。

對于硬質(zhì)變質(zhì)巖大變形，現(xiàn)階段的研究較少，但也有典型案例報道：張集鐵路舊堡隧道［9］、北同蒲鐵路取直線雁門關隧道［10］通過太古界片麻巖、混合巖和變粒巖地層，因變質(zhì)深、結晶程度高，這2 座隧道圍巖屬于巖質(zhì)堅硬的硬質(zhì)巖、甚至極硬巖，但在施工過程中依然出現(xiàn)了圍巖大變形現(xiàn)象。究其原因，雖然大變形段圍巖總體上屬于硬質(zhì)巖，但受多期地質(zhì)構造和蝕變作用，巖體軟弱，結構面發(fā)育，加之隧道開挖引起地下水匯聚滲流，結構面強度大為降低，為巖體大變形提供了誘發(fā)條件［11］。

此外，當硬質(zhì)巖具有碎裂結構且處于高地應力環(huán)境時，即使沒有地下水的軟化和沖蝕作用，施工過程中也可能出現(xiàn)圍巖大變形，例如：天平鐵路關山隧道［12］在穿越華力西期侵入閃長巖的過程中，因巖體結構破碎，節(jié)理發(fā)育，裂隙面多有綠泥石和云母物質(zhì)充填，施工過程中隧道局部地段出現(xiàn)多次塌方、圍巖大變形、二襯開裂現(xiàn)象，其圍巖在地應力擠壓作用下表現(xiàn)出擠壓變形特征。

蝕變花崗巖作為1 種典型的硬質(zhì)變質(zhì)巖，其密度、強度等物理力學性質(zhì)與原巖存在較大差異，具有巖體軟弱、自穩(wěn)能力差等特點。對此，楊根蘭等［13］通過實驗研究了蝕變巖力學性質(zhì)與孔隙度之間的關系；Coggan等［14］研究了高嶺土化蝕變花崗巖在單軸壓縮試驗中的裂縫發(fā)展和破壞過程；Khanlari 等［15］研究了Malayer 花崗巖在風化作用與熱液蝕變作用下物理力學性質(zhì)的區(qū)別；Meller等［16］通過測試巖石黏土含量識別了熱液蝕變帶，并研究了其于地震活動之間的關系。目前，國內(nèi)外學者開展的研究多集中在蝕變花崗巖的物理力學特性方面，而對于其地層圍巖變形特征及支護方法的研究仍不盡成熟，采用現(xiàn)場試驗方法研究變形控制措施更是鮮有報導，因此，對隧道蝕變花崗巖地層圍巖變形特征及控制措施進行研究具有重要意義。

本文依托藏噶隧道節(jié)理化蝕變花崗巖地層，根據(jù)圍巖變形監(jiān)測結果分析圍巖變形特征，通過數(shù)值模擬、現(xiàn)場試驗手段對節(jié)理化蝕變花崗巖地層圍巖大變形特征及控制措施進行研究，為后續(xù)施工及類似工程提供參考。

1 工程概況

藏噶隧道位于念青唐古拉山與喜馬拉雅山之間的藏南谷地高山區(qū)，此處山高谷深，地勢起伏跌宕，氣候極端惡劣，具有典型高山峽谷地貌特征。藏噶隧道是川藏鐵路拉林段的控制性工程之一，為客貨共線單線隧道，全長8 755 m，設計列車速度160 km·h-1，進口里程DK164+850，出口里程DK173+605，地面高程為3 550～4 400 m，最大埋深約778 m。

1.1 地質(zhì)概況

隧區(qū)新構造運動強烈，區(qū)域性斷裂構造極為發(fā)育，巖體受區(qū)域構造影響較為破碎，且受巖漿多次侵入影響，局部巖體蝕變特征明顯。隧道DK168+805—DK169+140 段洞身主要穿越弱風化角閃黑云二長花崗巖（第三系始新統(tǒng)溶母棍巴單元E2R），巖體節(jié)理裂隙發(fā)育，傾角較陡，局部巖體受蝕變影響強度較低，自穩(wěn)能力較差，地下水中等—弱發(fā)育，各巖體間為角度不整合接觸。隧區(qū)典型地段縱斷面圖如圖1所示。

測試隧區(qū)深孔地應力，可知此處最大水平主應力與垂直應力的平均比值為1.29，最大值達1.76，這表明區(qū)內(nèi)的地應力主要為構造應力，其方向為N6°W～N7°E，最大水平地應力17.72 MPa。

圖1 藏噶隧區(qū)典型地段縱斷面圖

1.2 現(xiàn)場施工情況

2017年3月13日，隧道正洞斜井交接DK169+000 處開始施工。開挖揭示的圍巖為節(jié)理化蝕變花崗巖，如圖2所示。巖體節(jié)理裂隙發(fā)育，傾角較陡，結構面具鐵錳質(zhì)侵染，可見擦痕，且伴有斷層泥發(fā)育特征；巖體強度較低，整體性較差，局部巖塊手掰易碎，圍巖自穩(wěn)能力較差。

圖2 掌子面節(jié)理化蝕變花崗巖

由于揭露圍巖較為破碎，在現(xiàn)場對原設計方案進行了變更。DK169+025—DK169+140 段由原設計Ⅲ級圍巖、全斷面法開挖變更為Ⅴ級圍巖、臺階法開挖。變更后，該段多采用Ⅴc型復合式襯砌結構支護，如圖3所示，其斷面尺寸為10.15 m×8.30 m（高×寬）。支護參數(shù)為：全環(huán)250 mm 厚C25 噴射混凝土，拱墻3 m 長的φ22 mm 錨桿，間距為1.2 m×1.0 m（環(huán)×縱），型鋼鋼架間距0.8 m；二襯為全環(huán)450 mm 厚C35 鋼筋混凝土；預留變形100 mm。

圖3 Ⅴc型復合式襯砌結構斷面圖

采用的臺階法步驟如下：①掌子面拱部超前加固；②上臺階開挖支護，臺階高4.4 m，臺階長10～20 m；③下臺階左右兩側錯距開挖支護，臺階高4.2 m，每側臺階長3～8 m；④仰拱開挖支護；⑤據(jù)監(jiān)控量測結果施作二次襯砌。詳見圖4。

圖4 臺階法開挖施工步序（單位：m）

隨著施工的推進，隧區(qū)出現(xiàn)不同程度的圍巖大變形現(xiàn)象，鋼拱架扭曲斷裂、噴射混凝土開裂掉塊、初支變形侵限等問題（見圖5）頻現(xiàn)，噴射混凝土最大裂縫寬達26 mm。對此，現(xiàn)場進行了拆換拱處理，嚴重影響了施工工期。適用于該段的圍巖變形控制措施有待進一步研究。

圖5 初支破壞典型照片

2 大變形段圍巖變形特征

2.1 大變形段圍巖整體變形

以DK169+025—DK169+136 段作為大變形段進行分析，根據(jù)統(tǒng)計監(jiān)測得到的數(shù)據(jù)，該段圍巖變形情況如圖6所示，其水平收斂測點位于上下臺階交界處附近，負值表示圍巖向內(nèi)側變形。結合圖6和監(jiān)控量測資料可知，該段圍巖拱頂沉降為71～656 mm，日沉降最大值為35 mm（DK169+122），水平收斂量為245.3～3 032.0 mm，日水平收斂最大值為128 mm（DK169+090 上下臺階交界處）。累計沉降、收斂變形最大值均出現(xiàn)在DK169+122斷面，變形情況見圖5（b）。該段圍巖變形呈現(xiàn)出明顯的收斂大于沉降的整體變形特征，大部分斷面變形超過預留變形量100 mm，初支變形嚴重侵限，表明Ⅴc型復合式襯砌結構于該地層適應性不佳，無法控制圍巖變形。

圖6 DK169+025—DK169+136段圍巖累計變形統(tǒng)計

2.2 典型斷面圍巖變形

DK169+090斷面為臺階法施工，采用Ⅴc型復合式襯砌結構，其累計變形及變形速率時程曲線如圖7所示。

圖7 DK169+090斷面圍巖累計變形及變形速率

該斷面監(jiān)測時間為48 d，其累計拱頂沉降295 mm，累計水平收斂1 272 mm，監(jiān)測時間內(nèi)圍巖變形分為加速階段與發(fā)展階段，變形持續(xù)增長。

1）圍巖變形加速階段

上臺階開挖后，圍巖變形增長迅速，開挖1 d內(nèi)拱部沉降13 mm，水平收斂90 mm。隨后，拱頂沉降變形以10～13 mm·d-1速率保持穩(wěn)定增長，而水平收斂速率在短暫降低后，于開挖5 d 時增長至峰值128 mm·d-1，圍巖變形速率較快。5 d 后，變形速率逐漸降低，至下臺階左側開挖前，圍巖沉降值達133 mm，占總變形33.71%；水平收斂值達704 mm，占總變形55.33%，該階段變形速率存在波動變化。

下臺階左側開挖時，圍巖變形速率突變，水平收斂速率由38 mm·d-1躍升至81 mm·d-1，于2 d后收斂速率明顯降低。至下臺階右側開挖支護完成后，拱頂沉降占總變形44.94%，水平收斂占總變形72.92%。

2）圍巖變形發(fā)展階段

之后，圍巖變形速率存在一定程度的減緩，但變形始終以穩(wěn)定速率持續(xù)增長，至仰拱支護后未見明顯收斂趨勢。

由于藏噶隧道開挖斷面高跨比相對較大（約1.22），且邊墻曲率較小，該斷面形狀在收斂變形控制無明顯優(yōu)勢［17］，加之隧區(qū)受構造應力影響地層水平應力較大，因此，DK169+090 斷面在開挖后圍巖收斂變形大于拱部沉降變形。

2.3 大變形段圍巖變形特征

結合典型斷面變形情況可知，DK169+025—DK169+140 段施工時，圍巖呈現(xiàn)出以下變形特征：①圍巖變形量值大、變形速率快，且呈現(xiàn)出明顯的收斂大于沉降的整體變形特征；②圍巖變形分為加速、發(fā)展2 個階段，支護結構封閉成環(huán)后變形速率未出現(xiàn)明顯降低，圍巖變形持續(xù)增長；③圍巖變形受施工步序影響較大，上臺階開挖階段與下臺階開挖時均會出現(xiàn)變形速率波動變化的過程，對變形量值影響較大；④變形持續(xù)時間長，圍巖變形緩慢增長，45 d內(nèi)未見明顯收斂趨勢。

3 圍巖大變形控制措施

為尋求合適的支護手段控制圍巖變形，采用數(shù)值模擬手段對既有支護設計進行分析，驗證模型及其參數(shù)取值的合理性。采用該模型及參數(shù)，分析模擬雙層初期支護等措施，提出適合該地層的以調(diào)整邊墻曲率、長短錨桿結合、雙層初支支護為主的圍巖變形控制措施。

3.1 既有設計工況分析驗證

3.1.1 模型建立

對既有Ⅴc型復合式襯砌結構支護設計進行數(shù)值模擬，模型按臺階法開挖。計算斷面埋深470 m，平面應變模型尺寸設置為100 m×100 m。模型中錨桿模擬采用cable 單元，鋼拱架通過等效剛度法進行簡化，其余均采用實體單元進行模擬，模型假定如下。

（1）模型采用應力邊界條件進行約束，地層豎向應力通過自重應力計算，水平應力通過位移反分析方法求取，以DK169+090 斷面實測變形值為基準，得到模型側壓力系數(shù)為1.6。同時，為防止結構整體剛體旋轉，在后續(xù)分析中固定模型下邊界［18］。計算模型如圖8所示。

圖8 計算模型示意圖（單位：m）

（2）采用FLAC3D內(nèi)置應變軟化模型，模擬節(jié)理化蝕變花崗巖開挖后的軟化效應，其軟化通過降低摩擦角與黏聚力方式實現(xiàn)，地層相關參數(shù)參考地勘及類似工程實例。模型物理力學參數(shù)見表1。

表1 模型物理力學參數(shù)

3.1.2 模擬結果

在既有支護工況下，得到模擬的圍巖變形如圖9所示。由圖可知，圍巖變形呈現(xiàn)出變形量值較大，且拱腰沉降大于拱頂沉降、邊墻水平收斂較大的規(guī)律，這是因為側壓力系數(shù)較大；拱頂沉降108.5 mm，上臺階水平收斂531.8 mm，下臺階收斂864.2 mm，上下臺階交界附近處水平收斂值達638.2 mm，圍巖變形量值超出預留100 mm。整理數(shù)值模擬及典型斷面圍巖變形實測結果見表2。分析可知，模擬結果中，各施工階段圍巖變形量雖與典型斷面實測數(shù)據(jù)值略有不同，但圍巖變形規(guī)律基本保持一致，圍巖水平收斂值顯著大于拱頂沉降，與現(xiàn)場圍巖大變形情況相符，驗證了表1中模型參數(shù)取值合理性。

圖9 既有支護工況模擬圍巖變形（單位：mm）

表2 數(shù)值計算與變形實測結果統(tǒng)計

3.2 雙層初期支護措施

3.2.1 支護措施及模型建立

基于藏噶隧道大變形段圍巖變形量值大、變形速率快，收斂變形大于沉降的整體變形特征，借鑒軟巖隧道大變形“防抗結合”控制措施的理念，考慮對以調(diào)整邊墻曲率、長短錨桿結合、雙層初支支護為主的支護措施進行模擬分析。具體為：①調(diào)整邊墻曲率，邊墻側拱矢加大500 mm；②第1 層初支采用全環(huán)250 mm 厚C30 噴射混凝土，拱部6 m長組合中空錨桿，邊墻10 m、仰拱6 m長自進式錨桿，間距1.2 m×0.8 m（環(huán)×縱），全環(huán)HW175鋼架，間距0.6 m，拱墻預留變形400 mm；③第2層初支采用全環(huán)270 mm 厚C30 噴射混凝土、I20b鋼架間距0.6 m，全環(huán)預留變形200 mm；④二襯采用全環(huán)600 mm 厚C35 鋼筋混凝土。支護措施斷面如圖10所示。模型物理力學參數(shù)與上節(jié)相同，見表1。

圖10 雙層初期支護斷面圖

構建雙層初期支護分析模型時，采用與既有設計工況相同的模型尺寸、邊界條件、本構模型及參數(shù)等，雙層初期支護通過實體單元實現(xiàn)。

3.2.2 圍巖變形

圍巖變形模擬結果如圖11所示。由圖可知，采用上述雙層初支支護等措施后，圍巖拱頂沉降為116.2 mm，上臺階水平收斂322.8 mm，下臺階收斂580.9 mm，變形量值小于預留變形量，變形處于安全范圍內(nèi)。

圖11 雙層支護工況圍巖變形（單位：mm）

3.2.3 圍巖塑性區(qū)分布

圍巖塑性區(qū)分布如圖12所示。由圖可知，在雙層初支支護下，圍巖開挖后拱、墻部位塑性區(qū)分布范圍較小，拱頂和邊墻塑性區(qū)最大深度分別為2.51，2.97 m，均處于錨桿加固范圍內(nèi)。因模擬過程中仰拱支護施作較晚，隧底出現(xiàn)較大變形，使塑性區(qū)范圍較大，現(xiàn)場施工時應盡早進行仰拱開挖支護，使支護結構封閉成環(huán)。

3.2.4 初期支護結構安全系數(shù)

提取計算結果中初支內(nèi)力，通過計算得到初支安全系數(shù)見表3。由表可知，在采用圍巖變形綜合控制措施后，初期支護結構安全系數(shù)滿足規(guī)范要求，能夠保證支護結構安全、穩(wěn)定。此外，現(xiàn)場施作雙層支護時應注意保證施工工藝，并根據(jù)監(jiān)控量測結果動態(tài)調(diào)整二層初支及二襯的施作時機，確保施工過程安全。

數(shù)值模擬結果表明，采用圍巖變形綜合控制措施后，圍巖變形量值得到了控制，拱墻部位塑性區(qū)處于錨桿加固范圍內(nèi)，初期支護結構安全系數(shù)滿足要求，該控制措施能夠保證圍巖與支護結構穩(wěn)定。

圖12 雙層支護工況圍巖塑性區(qū)云圖

表3 初支安全系數(shù)表

4 現(xiàn)場應用措施及效果

為了進一步驗證上述圍巖變形控制措施的可行性與可靠性，現(xiàn)于后續(xù)節(jié)理化蝕變花崗巖地層，選取DK169+140—DK169+263 段作為試驗段，采取針對性措施，開展圍巖大變形控制試驗，以探討實際工況下的變形控制措施效果。

試驗段圍巖以Ⅴ級圍巖為主，節(jié)理裂隙發(fā)育，巖體呈碎裂散體結構，強度較低，遇水易崩解，與DK169+025—DK169+140段圍巖無明顯差異。

4.1 試驗段控制措施

試驗段采用IIIB型襯砌結構（見圖10）進行支護。施工過程中結合DK169+140—DK169+200段圍巖變形情況，于DK169+200—DK169+263段調(diào)整了小導管設計參數(shù)，并增設了臨時仰拱、鎖腳錨桿等輔助措施，試驗段支護參數(shù)見表4。

表4 試驗段支護參數(shù)

試驗段采用三臺階法施工，同時嚴格控制臺階長度。具體施工步序為：①拱部超前支護后進行上臺階開挖，施作一層初支，臺階開挖高度4.4 m；②中臺階右側開挖支護，開挖高度1.8 m，距上臺階5 m；后進行中臺階左側開挖支護，距右側3 m；③下臺階右側開挖支護，開挖高度4.2 m，距中臺階左側3 m；后進行下臺階左側開挖支護，距右側3 m；④中下臺階施工完成后，及時施作φ32 自進式錨桿；⑤施作二層初支支護。下臺階左右兩側初支完成后，及時對拱墻部位已完成一層初支段施作二層初支支護；⑥隧仰拱開挖支護及二層初支；⑦根據(jù)監(jiān)控量測結果，確定最佳襯砌時間，施作二次襯砌。

4.2 試驗段監(jiān)測結果

采用雙層支護等控制措施后，統(tǒng)計得到試驗段DK169+140—DK169+263 圍巖累計變形曲線如圖13所示。

圖13 DK169+140—DK169+263段圍巖累計變形曲線

由圖可知：試驗段圍巖變形拱頂沉降最大值為231.1 mm，位于DK169+143 斷面；水平收斂最大值為1 338.4 mm，位于DK169+143斷面上臺階處，試驗段整體變形量值小于大變形段；此外，在增設了上臺階臨時仰拱、鎖腳錨管等輔助措施后，DK169+200—DK169+263 段累計變形量值較小，圍巖變形控制效果較好。

選取試驗段典型斷面DK169+230 進行分析，其圍巖變形時程曲線如圖14所示。

圖14 DK169+230斷面圍巖變形時程曲線與變形速率

由圖可知：44 d 內(nèi)，DK169+230 斷面累計拱頂沉降53.9 mm，上臺階收斂442.4 mm，下臺階收斂89.9 mm。監(jiān)測時間內(nèi)，圍巖變形可分為加速、發(fā)展、減速、收斂4 個階段：上臺階開挖后圍巖變形處于加速階段；中臺階開挖期間圍巖變形持續(xù)發(fā)展；下臺階開挖、拱墻部位二層初支施作后變形速率迅速降低，變形趨于收斂，至仰拱支護時已基本穩(wěn)定。圍巖變形隨施工工序轉換、時間增長逐漸穩(wěn)定，其最終變形量值均處于最大預留變形量內(nèi)。其中，開挖后該斷面的日拱頂沉降最大值為4.8 mm，日水平收斂最大值為20.8 mm，位于上臺階測點處，其量值較大變形段明顯降低。此外，施工期間圍巖變形受施工干擾較小，變形速率波動變化現(xiàn)象較為少見。

結合試驗段典型斷面監(jiān)測數(shù)據(jù)可知，試驗段圍巖變形特征主要為以下3 點：①圍巖變形分為加速、發(fā)展、減速、收斂4個階段，拱墻二次初支完成后變形逐漸趨于收斂，至仰拱支護時已基本穩(wěn)定；②圍巖變形速率自上臺階開挖后逐漸降低，受施工擾動影響較小，變形速率激增現(xiàn)象少見；③圍巖變形量值、速率得以控制，變形持續(xù)時間縮短。

4.3 變形控制效果

大變形段及試驗段圍巖變形統(tǒng)計數(shù)據(jù)見表5。結合圍巖變形特征及表5可知，試驗段圍巖變形得到了較好的控制，具體如下。

表5 大變形段及試驗段數(shù)據(jù)統(tǒng)計

（1）圍巖變形量值得到控制。在采用調(diào)整邊墻曲率、雙層初支支護等措施后，試驗段圍巖變形量值整體低于大變形段，變形量值基本處于安全范圍內(nèi)。

（2）圍巖變形速率明顯降低。在上臺階開挖后3～5 d內(nèi)，大變形段圍巖上臺階收斂的平均變形速率超過50 mm·d-1，而試驗段DK169+140—DK169+200，DK169+200—DK169+263 中對應變形速率分別處于30～50 mm·d-1和10～30 mm·d-1內(nèi)，變形速率得到較好的控制；同時，變形速率受施工擾動影響較小，試驗段內(nèi)上臺階開挖后圍巖變形速率逐漸降低，速率激增現(xiàn)象少見。

（3）圍巖變形特征出現(xiàn)明顯變化。大變形段圍巖變形僅為加速、發(fā)展階段，圍巖變形增長較快，于約45 d內(nèi)未呈現(xiàn)出收斂趨勢；而試驗段圍巖變形可為分為加速、發(fā)展、減速、收斂階段，其變形在拱墻二次初支完成后逐漸收斂，至仰拱支護后達到穩(wěn)定，變形持續(xù)時間明顯縮短，可在約35～75 d內(nèi)達到穩(wěn)定。

（4）試驗段DK169+200—DK169+263 段控制效果優(yōu)于DK169+140—DK169+200 段。在采用增設的臨時仰拱和鎖腳錨管等輔助措施后，DK169+200—DK169+263 段變形持續(xù)時間較短，同時，該段在各施工階段中的上臺階累計收斂變形平均速率僅為DK169+140—DK169+200 段中的48.72%，57.14%，77.54%，因此其累計變形量值較小，可知增設的上臺階臨時仰拱和鎖腳錨管等輔助措施對該地層變形控制有一定積極作用。

4.4 應用效果

大變形段DK169+025—DK169+140 自2017年4月7日施工開始，至2018年1月13日仰拱開挖完成，計281 d，因現(xiàn)場針對初支變形侵限采取了拆換拱處理，累計至二襯施作完成共403 d。試驗段DK169+140—DK169+263 開挖計217 d，累計至二襯施作完成時共248 d。對比可知，隧道施工效率明顯提高。

目前藏噶隧道已成功貫通，采用圍巖變形綜合控制措施后，試驗段及后續(xù)此類地層施工過程中未出現(xiàn)異?，F(xiàn)象，施工效果良好。以調(diào)整邊墻曲率、長短錨桿結合、雙層初支支護為主的防控結合的圍巖變形綜合控制措施對該地層圍巖變形控制效果較好。

5 結 論

（1）高地應力節(jié)理化蝕變花崗巖地層圍巖變形呈現(xiàn)出量值大、速率快、水平收斂大于豎向沉降、持續(xù)時間長等特征，且圍巖變形分為加速、發(fā)展階段，支護結構封閉成環(huán)后變形速率未出現(xiàn)明顯降低，圍巖變形持續(xù)增長，原設計方案無法控制變形。

（2）結合圍巖變形特征，提出了以調(diào)整邊墻曲率、長短錨桿結合、雙層初支支護為主的防控結合的圍巖變形綜合控制措施，數(shù)值模擬結果表明，該控制措施能夠控制圍巖變形，拱墻圍巖塑性區(qū)較小，初期支護結構安全系數(shù)夠滿足要求，能夠保證圍巖和支護結構穩(wěn)定。

（3）試驗段應用結果表明，在采用圍巖變形綜合控制措施后，圍巖變形量值、速率、持續(xù)時間均得以控制，圍巖變形自拱墻二次初支施作完成后逐漸收斂，至仰拱支護時已基本穩(wěn)定；試驗段在施工過程中未發(fā)生異常現(xiàn)象，施工效果良好，施工效率也得到較大的改善。