雙側(cè)卸載工況下盾構(gòu)隧道錯(cuò)縫拼裝結(jié)構(gòu)變形特征

劉學(xué)增， 賴浩然， 桑運(yùn)龍,3， 張 強(qiáng)， 張竹清， 劉金棟

(1. 同濟(jì)大學(xué) 土木信息技術(shù)教育部工程研究中心， 上海 200092； 2. 同濟(jì)大學(xué) 土木工程學(xué)院， 上海 200092；3. 上海同巖土木工程科技股份有限公司， 上海 200092； 4. 上海地下基礎(chǔ)設(shè)施安全檢測(cè)與養(yǎng)護(hù)裝備工程技術(shù)研究中心，上海 200092； 5. 廈門軌道交通集團(tuán)有限公司， 福建 廈門 361008；6. 青島銀盛泰集團(tuán)有限公司， 山東 濟(jì)南 266000)

隨著城市地鐵路網(wǎng)的不斷發(fā)展，地鐵隧道保護(hù)區(qū)基坑施工也逐漸增多，基坑施工對(duì)周邊地層的應(yīng)力釋放作用，不可避免地會(huì)對(duì)地鐵隧道造成一定的影響，嚴(yán)重時(shí)造成地鐵隧道結(jié)構(gòu)損傷[1-3].

目前，針對(duì)盾構(gòu)隧道結(jié)構(gòu)力學(xué)性能已開展了較多研究[4-8]，但針對(duì)卸載工況下盾構(gòu)隧道結(jié)構(gòu)受力變形特征的研究尚少.柳獻(xiàn)等[9]針對(duì)卸載工況下盾構(gòu)隧道結(jié)構(gòu)承載能力進(jìn)行了足尺試驗(yàn)，記錄了試驗(yàn)現(xiàn)象及相關(guān)破壞形式，并得到了盾構(gòu)隧道在卸載工況下的受力變形機(jī)理及關(guān)鍵性能點(diǎn)，但由于足尺試驗(yàn)規(guī)模大、周期長，地層難以模擬，因此沒有考慮地層與結(jié)構(gòu)之間的相互作用.徐秀峰等[10]針對(duì)上海地鐵16號(hào)線外徑為11.6 m的大直徑盾構(gòu)隧道，建立包含內(nèi)部結(jié)構(gòu)的錯(cuò)縫拼裝隧道三維模型，對(duì)隧道兩側(cè)土體對(duì)稱開挖卸載工況下管片環(huán)的直徑變形量、接縫張開量、中隔墻應(yīng)力及石巖棉壓縮量與土體開挖深度的關(guān)系進(jìn)行了分析，主要以變形預(yù)測(cè)為主，缺乏對(duì)管片結(jié)構(gòu)承載性能演化規(guī)律的研究.

基于幾何相似比1∶5的室內(nèi)模型試驗(yàn)以及三維有限元數(shù)值建模分析，研究淤泥地層雙側(cè)卸載工況下盾構(gòu)隧道錯(cuò)縫拼裝結(jié)構(gòu)受力變形特征、損傷過程以及破壞模式，尋求隧道管片應(yīng)力與變形、構(gòu)件承載力與變形之間的對(duì)應(yīng)規(guī)律，并提出雙側(cè)卸載工況下的隧道變形控制指標(biāo)，為今后盾構(gòu)隧道保護(hù)區(qū)內(nèi)基坑施工變形控制提供依據(jù).

1 相似模型試驗(yàn)方案及試驗(yàn)結(jié)果

1.1 依托工程概況

模型試驗(yàn)以廈門地鐵2號(hào)線廈門島至海滄段為背景，選取地鐵隧道所穿越的陸域段淤泥質(zhì)地層作為模型試驗(yàn)條件，地質(zhì)橫斷面如圖1所示.每環(huán)管片由1個(gè)封頂塊(K)、2個(gè)鄰接塊(B1、B2)和3個(gè)標(biāo)準(zhǔn)塊(A1、A2、A3)組成，按45°錯(cuò)縫拼裝.混凝土強(qiáng)度等級(jí)為C55，管片環(huán)間由16個(gè)環(huán)縫連接螺栓(M30)連接，管片間由12個(gè)縱縫連接螺栓(M30)連接.隧道外徑為6 700 mm，內(nèi)徑為6 000 mm，環(huán)寬為1 500 mm，管片厚度為350 mm，分塊如圖2所示.

圖1 廈門地鐵2號(hào)線陸域段工程橫斷面

1.2 相似材料及相似模型

取幾何相似比CL=5、容重相似比Cγ=1作為基礎(chǔ)相似比，根據(jù)相似理論，其他物理力學(xué)參數(shù)相似比如表1所示.

管片由水、中砂和水泥按1.0∶6.0∶1.5的質(zhì)量比配置而成，并通過模具澆筑成型，如圖3所示.管片鋼筋采用直徑為2 mm、網(wǎng)格大小為40 mm×15 mm的鍍鋅鐵絲網(wǎng)模擬.試驗(yàn)中不考慮管片手孔構(gòu)造，螺栓采用M6 AZ91d鎂合金模擬.每環(huán)管片外側(cè)等距布設(shè)36個(gè)徑向彈簧模擬地層.管片采用ABA型錯(cuò)縫拼裝模式，相鄰環(huán)錯(cuò)動(dòng)角度為45°.

圖2 廈門地鐵2號(hào)線管片襯砌分塊圖

物理量相似常數(shù)幾何尺寸/m5位移/m5彈性模量/(N·m-2)5應(yīng)力/(N·m-2)5彈性抗力系數(shù)/(N·m-3)1應(yīng)變1泊松比1均布荷載/(N·m-2)5軸力/N125彎矩/(N·m)625

圖3 拼裝后的盾構(gòu)隧道試驗(yàn)?zāi)Ｐ?/p>

1.3 試驗(yàn)設(shè)備及測(cè)試手段

1.3.1試驗(yàn)裝置

試驗(yàn)采用三環(huán)拼裝結(jié)構(gòu)，如圖4所示.臥式加載，可實(shí)現(xiàn)12個(gè)方向荷載的獨(dú)立施加，每個(gè)方向千斤頂均采用“一拖三”的形式，保持壓力一致.通過地層彈簧及荷載分配梁(曲板)以均布荷載的形式施加于管片模型結(jié)構(gòu).

a 實(shí)物圖

b 示意圖

1.3.2荷載施加過程

依據(jù)埋深及地下水位信息，采用水土合算法按照全覆土柱理論計(jì)算原型和模型隧道的外部水土壓力，地層參數(shù)如表2所示，水土壓力如表3所示.

表2 地層參數(shù)

試驗(yàn)加載方式為靜力全周加載[11]，通過12個(gè)方向的彈簧-弧形鋼板裝置來模擬均布荷載.均布荷載分成3組，分別為q1、q2與q3，加載時(shí)完全同步，如圖5所示.卸載工況按以下2個(gè)階段進(jìn)行：

表3 水土壓力

模擬實(shí)際埋深的加載階段：由零應(yīng)力初始狀態(tài)，分5步對(duì)稱加載至實(shí)際埋深，每步荷載增量Δq1=7.20 kPa，Δq2=5.48 kPa，Δq3=5.52 kPa.

模擬基坑開挖的卸載階段：保持q1不變，由實(shí)際埋深狀態(tài)分步對(duì)稱卸載，調(diào)節(jié)q2和q3，每步卸載增量Δq2=-3.91 kPa，Δq3=-1.96 kPa，直至q2=0 kPa或結(jié)構(gòu)破壞.

圖5 環(huán)向荷載分組示意圖

1.3.3量測(cè)方案

試驗(yàn)過程中，為了能有效揭示盾構(gòu)隧道管片襯砌結(jié)構(gòu)漸進(jìn)性破壞規(guī)律，測(cè)試管片應(yīng)變和位移.各物理量測(cè)點(diǎn)布置如圖6所示.

1.4 試驗(yàn)結(jié)果分析

1.4.1管片變形及破壞過程

圖7反映了側(cè)向荷載與結(jié)構(gòu)變形(中環(huán)管片)的對(duì)應(yīng)關(guān)系.總體上，結(jié)構(gòu)變形表現(xiàn)為“橫鴨蛋”，即橫向擴(kuò)張、豎向收斂.加載階段，變形近似線性增加，并且豎向收斂值大于橫向擴(kuò)張值.實(shí)際埋深條件下，中環(huán)管片豎向收斂7.60 mm，橫向擴(kuò)張4.20 mm，拱底內(nèi)側(cè)、拱頂內(nèi)側(cè)和拱腰外側(cè)出現(xiàn)微裂縫，裂縫未張開，其他部位未見裂損現(xiàn)象.

圖6 中環(huán)管片測(cè)點(diǎn)布置示意圖

圖7 中環(huán)管片斷面收斂與側(cè)向荷載關(guān)系(試驗(yàn))

開始卸載后，由于水平約束的減小，橫向擴(kuò)張量非線性增加，快速向豎向收斂值逼近，如圖7所示.卸荷比超過72%后，橫向擴(kuò)張與豎向收斂接近同步發(fā)展；側(cè)向荷載降低為零時(shí)，中環(huán)管片豎向收斂22.20 mm，橫向擴(kuò)張21.46 mm.隨著變形的快速發(fā)展，拱底內(nèi)側(cè)、拱腰外側(cè)、拱頂內(nèi)側(cè)相繼出現(xiàn)新的裂縫，拱頂、拱底最為密集；橫向擴(kuò)張與豎向收斂一致時(shí)，上環(huán)與中環(huán)出現(xiàn)明顯的錯(cuò)臺(tái)，導(dǎo)致上環(huán)拱部保護(hù)層開裂，并沿環(huán)向迅速貫通.中環(huán)管片裂縫展布如圖8所示，隧道最終破壞形態(tài)如圖9所示.

圖8 中環(huán)管片裂縫展布

圖9 隧道最終破壞形態(tài)

卸載工況下管片結(jié)構(gòu)破壞過程分為以下幾個(gè)階段：①設(shè)計(jì)荷載作用下管片受力狀態(tài)→②中環(huán)拱底內(nèi)側(cè)開裂→③中環(huán)左拱腰外側(cè)開裂→④上、中環(huán)拱頂錯(cuò)臺(tái)加深，螺栓變形增加→⑤上環(huán)拱頂保護(hù)層裂縫貫通，結(jié)構(gòu)變形過大并失去承載性能.破壞過程與中環(huán)管片斷面收斂關(guān)系如表4所示.

表4 破壞過程與中環(huán)管片斷面收斂關(guān)系

1.4.2管片應(yīng)力

按應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系，通過公式σm=εEm(σm為混凝土應(yīng)力，ε為混凝土應(yīng)變，Em為混凝土彈性模量)將隧道模型混凝土應(yīng)變值轉(zhuǎn)換為應(yīng)力，中環(huán)管片混凝土拉應(yīng)力隨側(cè)向荷載變化如圖10所示.

由圖10可知，在設(shè)計(jì)荷載條件下，中環(huán)管片拱頂內(nèi)側(cè)、拱底內(nèi)側(cè)和拱腰外側(cè)的混凝土應(yīng)力較小，約為0.5 MPa，超過其抗拉強(qiáng)度，與微裂縫產(chǎn)生現(xiàn)象相符.隨著側(cè)向荷載的不斷減小，中環(huán)拱底內(nèi)側(cè)應(yīng)力增長較為迅速，為管片受拉最不利位置，混凝土拉應(yīng)力為0.89 MPa時(shí)產(chǎn)生一批新裂縫.兩側(cè)卸載作用下，中環(huán)左、右拱腰外側(cè)混凝土拉應(yīng)力增長趨勢(shì)基本一致，側(cè)向卸載29%時(shí)，左拱腰外側(cè)產(chǎn)生一批新裂縫，混凝土拉應(yīng)力為0.86 MPa.管片變形所產(chǎn)生的內(nèi)力除了自身承受之外，還通過接頭向兩側(cè)傳遞，由于頂部封頂塊接縫距拱頂較近，有利于釋放管片自身內(nèi)力，拱頂內(nèi)側(cè)混凝土拉應(yīng)力相較拱頂增長較為緩慢.

圖10 中環(huán)管片混凝土拉應(yīng)力隨側(cè)向荷載變化

2 數(shù)值模擬方案及計(jì)算結(jié)果

2.1 三維有限元模型與參數(shù)選取

以模型試驗(yàn)為對(duì)象，建立基于荷載-結(jié)構(gòu)法的三維有限元計(jì)算模型，分析管片應(yīng)力、螺栓應(yīng)力、接縫張開等隨卸荷的發(fā)展過程，從細(xì)觀角度揭示淤泥層錯(cuò)縫45°角拼裝的盾構(gòu)隧道在雙側(cè)卸載條件下隧道結(jié)構(gòu)的承載性能演化規(guī)律.

采用六面體實(shí)體單元模擬襯砌，采用桿單元模擬鋼筋與接頭螺栓，如圖11所示.管片襯砌采用混凝土損傷塑性模型，允許結(jié)構(gòu)產(chǎn)生裂縫，最大裂縫允許值為0.15 mm，混凝土裂縫寬度按照《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》[12]提供的公式對(duì)裂縫寬度進(jìn)行驗(yàn)算.螺栓與鋼筋采用理想彈塑性模型模擬，當(dāng)應(yīng)力達(dá)到屈服強(qiáng)度后鋼筋、螺栓的承載性能不再增長.混凝土、鋼筋及螺栓的物理力學(xué)參數(shù)如表5和表6所示.

圖11 隧道模型

管片之間設(shè)置摩擦接觸，并通過螺栓連接.管片結(jié)構(gòu)與地層的相關(guān)作用通過設(shè)置地層彈簧模擬，同時(shí)設(shè)置剪切彈簧以約束整環(huán)的旋轉(zhuǎn)運(yùn)動(dòng).荷載條件、加載方式和卸荷方式均與模型試驗(yàn)保持一致，考慮重力方向與隧道縱向平行，底面設(shè)置約束，頂面為自由端.

表5 混凝土材料參數(shù)

表6 螺栓和鋼筋材料參數(shù)

2.2 計(jì)算結(jié)果分析

圖12反映了側(cè)向荷載與結(jié)構(gòu)變形(中環(huán)管片)的對(duì)應(yīng)關(guān)系，結(jié)構(gòu)總體呈現(xiàn)“橫鴨蛋”變形模式.由初始狀態(tài)加載至實(shí)際埋深的過程中，管片變形表現(xiàn)為線性增加.實(shí)際埋深下，產(chǎn)生的豎向收斂為5.41 mm，橫向擴(kuò)張為5.01 mm，左拱腰接縫張開0.12 mm.管片拱底內(nèi)側(cè)混凝土拉應(yīng)力最大，為2.213 MPa，拱頂螺栓應(yīng)力最大，為37.1 MPa，鋼筋拉應(yīng)力最大位置在拱底內(nèi)側(cè)，為10.5 MPa.設(shè)計(jì)荷載作用下結(jié)構(gòu)內(nèi)力如圖13所示.

圖12 中環(huán)管片斷面收斂與側(cè)向荷載關(guān)系(數(shù)值計(jì)算)

Fig.12 Relation between cross section convergence and lateral load of middle ring segment (numerical calculation)

開始卸載后，由于淤泥地層地基抗力小、側(cè)壓力系數(shù)較大，側(cè)向約束逐漸削弱，拱底內(nèi)側(cè)和左拱腰外側(cè)混凝土拉應(yīng)力相繼達(dá)到抗拉強(qiáng)度2.74 MPa，并產(chǎn)生微裂縫.計(jì)算中以鋼筋拉應(yīng)力驗(yàn)算裂縫寬度，側(cè)向卸載31%時(shí)，拱底內(nèi)側(cè)鋼筋應(yīng)力達(dá)136 MPa，混凝土裂縫寬度首先達(dá)設(shè)計(jì)允許最大值0.15 mm，隨后在側(cè)向卸載62%時(shí)，左拱腰外側(cè)混凝土裂縫寬度達(dá)0.15 mm.由于三環(huán)錯(cuò)縫拼裝在隧道縱向的不對(duì)稱性，因此左側(cè)接縫張開量大于右側(cè)，側(cè)向卸載77%時(shí)，左拱腰78.75°接縫向外張開5.34 mm，環(huán)向螺栓首先屈服.拱底A2塊收斂大于頂部，并且兩側(cè)接縫處于壓緊狀態(tài)，使得底部剛度較弱，鋼筋最不利位置位于拱底內(nèi)側(cè).側(cè)向卸載100%時(shí)，產(chǎn)生的豎向收斂為103.17 mm，橫向擴(kuò)張為106.50 mm，11.25°接縫張開5.79 mm，78.75°接縫張開8.56 mm，拱底內(nèi)側(cè)鋼筋應(yīng)力為346 MPa.卸載工況下管片達(dá)到極限承載狀態(tài)時(shí)變形及混凝土最大主應(yīng)力如圖14所示.

圖13 設(shè)計(jì)荷載作用下中環(huán)管片混凝土最大主應(yīng)力云圖

圖14 雙側(cè)卸載工況下中環(huán)管片達(dá)到極限承載狀態(tài)時(shí)混凝土最大主應(yīng)力云圖

Fig.14 Maximum principal stress nephogram of concrete under bilateral unloading when reaching ultimate bearing state

淤泥地層雙側(cè)卸載作用下管片損傷過程為：?實(shí)際埋深下管片變形受力狀態(tài)→?拱底內(nèi)側(cè)裂縫寬度達(dá)到設(shè)計(jì)允許值0.15 mm→?左拱腰外側(cè)裂縫寬度達(dá)到設(shè)計(jì)允許值0.15 mm→?左拱腰78.75°環(huán)向螺栓屈服→?拱頂11.25°環(huán)向螺栓屈服→?結(jié)構(gòu)變形過大并失去承載性能.管片卸載損傷過程承載臨界狀態(tài)對(duì)應(yīng)斷面變形如表7所示，承載狀態(tài)與豎向斷面變形關(guān)系如圖15所示.

表7 雙側(cè)卸載工況下達(dá)到不同承載臨界狀態(tài)的管片變形

圖15 承載狀態(tài)發(fā)展與豎向斷面變形關(guān)系

3 卸載工況下結(jié)構(gòu)損傷規(guī)律分析

為了研究卸載工況下淤泥地層盾構(gòu)隧道結(jié)構(gòu)變形與受力的對(duì)應(yīng)關(guān)系，結(jié)合數(shù)值計(jì)算與模型試驗(yàn)的結(jié)果，用中環(huán)管片豎向收斂與管片隧道直徑的比值(ΔD/D)來表示隧道關(guān)鍵節(jié)點(diǎn)的中環(huán)豎向斷面收斂率.卸載工況下隧道斷面收斂率隨側(cè)向荷載變化如圖16所示(損傷過程編號(hào)與第1.4.1節(jié)和第2.2節(jié)相同)，圖中無下劃線文字描述代表模型試驗(yàn)，有下劃線文字描述代表數(shù)值計(jì)算.

由圖16對(duì)比分析可知，2種研究手段存在一定差異，主要表現(xiàn)在：模型試驗(yàn)前期變形較大，這是由于存在拼裝誤差，因此在前期加卸載階段接縫逐漸閉合、管片壓緊，而且由于對(duì)接頭處的傳力橡膠進(jìn)行簡化，因此管片整體性較差，并且塊與塊之間約束力較弱，使得前中期結(jié)構(gòu)變形偏大；模型試驗(yàn)中管片開裂較早，這是由于采用的混凝土相似材料為砂漿，因此抗拉性能較弱，易在較低應(yīng)力狀態(tài)下開裂.

圖16 豎向收斂率隨側(cè)向荷載變化

上述差異主要限于試驗(yàn)條件，但仍有較為一致的現(xiàn)象，主要為：管片混凝土損傷的主要部位為拱頂內(nèi)側(cè)和左拱腰外側(cè)；管片破壞的最終形式為結(jié)構(gòu)變形過大，并且兩者變形結(jié)果接近.這些相同點(diǎn)在一定程度上驗(yàn)證了數(shù)值計(jì)算結(jié)果的合理性，考慮數(shù)值計(jì)算更為嚴(yán)謹(jǐn)，數(shù)據(jù)分析精細(xì)化程度更高，以計(jì)算結(jié)果為主要依據(jù)分析結(jié)構(gòu)破損過程，提煉變形控制標(biāo)準(zhǔn)，更加有利于運(yùn)營安全.

綜上所述，以數(shù)值計(jì)算結(jié)果為依據(jù)，得出不同側(cè)向荷載與頂、底荷載比值(q2/q1)下結(jié)構(gòu)的變形和破損過程，主要為以下4個(gè)階段：

(1)彈性階段(q2/q1=0.72)，即初始狀態(tài)至實(shí)際埋深階段.管片呈“橫鴨蛋”變形模式，變形呈線性增加，結(jié)構(gòu)無裂損發(fā)生.在實(shí)際埋深條件下，接縫張開最大位置為左拱腰，拱底內(nèi)側(cè)為混凝土和鋼筋受拉最不利位置.

(2)裂縫產(chǎn)生及發(fā)展階段(q2/q1=0.72～0.50)，即實(shí)際埋深至混凝土裂縫寬度達(dá)設(shè)計(jì)允許值0.15 mm階段.中環(huán)管片在拱底內(nèi)側(cè)和左拱腰外側(cè)混凝土抗拉強(qiáng)度先后達(dá)2.74 MPa并產(chǎn)生微裂縫.隨著側(cè)向卸載的增加，拱底內(nèi)側(cè)和左拱腰外側(cè)鋼筋拉應(yīng)力相繼達(dá)136 MPa，裂縫寬度增加至設(shè)計(jì)允許值0.15 mm.

(3)錯(cuò)臺(tái)發(fā)展和接縫張開階段(q2/q1=0.50～0.17)，即裂縫寬度達(dá)設(shè)計(jì)允許最大值至螺栓屈服階段.裂縫的發(fā)展直接削弱了管片整體剛度，變形加劇，接縫張開量增大.當(dāng)左拱腰78.75°接縫張開5.34 mm時(shí)，該位置環(huán)向螺栓首先屈服，隨后拱頂11.25°環(huán)向螺栓在接縫張開3.50 mm時(shí)屈服.

(4)破壞階段(q2/q1=0.17～0)，即螺栓屈服至變形過大并失去承載性能階段.螺栓屈服后，管片承載力和整體剛度顯著降低，當(dāng)側(cè)向卸載100%時(shí)，結(jié)構(gòu)變形過大并失去承載性能.

從盾構(gòu)隧道運(yùn)維的角度出發(fā)，根據(jù)卸載工況下管片損傷演變過程，提出基坑開挖施工時(shí)的變形控制指標(biāo)建議值，如表8所示.

表8 管片結(jié)構(gòu)損傷節(jié)點(diǎn)與斷面收斂關(guān)系

4 結(jié)論

(1)淤泥地層地鐵盾構(gòu)隧道在1.5D埋深條件下，側(cè)向壓力與頂部荷載比值為0.72～0.50時(shí)，管片結(jié)構(gòu)處于裂縫產(chǎn)生及發(fā)展階段，斷面收斂增長速率及構(gòu)件承載性能降低程度對(duì)雙側(cè)卸載的敏感度低；側(cè)向壓力與頂部荷載比值從0.50減小至0的過程中，管片承載狀態(tài)從錯(cuò)臺(tái)發(fā)展和接縫張開階段發(fā)展至破壞階段，斷面收斂增長速率及構(gòu)件承載性能降低程度對(duì)雙側(cè)卸載的敏感度高.因此，軟土地層條件下，在鄰近地鐵雙側(cè)基坑開挖工程中，從管片變形控制及構(gòu)件承載性能角度考慮，建議將施工中的隧道雙側(cè)荷載控制在0.5倍頂、底荷載以上，以保證隧道的安全運(yùn)營.

(2)淤泥地層錯(cuò)縫拼裝盾構(gòu)隧道在雙側(cè)卸載工況下，管片拱底內(nèi)側(cè)混凝土裂縫寬度達(dá)到設(shè)計(jì)允許值0.15 mm的收斂變形值為3.29‰D；管片左拱腰外側(cè)混凝土裂縫寬度達(dá)到設(shè)計(jì)允許值0.15 mm的收斂變形值為7.67‰D；管片左拱腰78.75°環(huán)向螺栓屈服時(shí)收斂變形值為10.67‰D；管片拱頂11.25°環(huán)向螺栓屈服時(shí)收斂變形值為11.21‰D.結(jié)構(gòu)破壞形式表現(xiàn)為：拱底內(nèi)側(cè)裂縫寬度達(dá)到設(shè)計(jì)允許值0.15 mm→左拱腰外側(cè)裂縫寬度達(dá)到設(shè)計(jì)允許值0.15 mm→左拱腰78.75°環(huán)向螺栓屈服→拱頂11.25°環(huán)向螺栓屈服→變形過大并垮塌.