高地應力軟巖隧洞擠壓型大變形的非線性流變屬性及采用讓壓支護的工程整治研究

孫 鈞， 江 宇， 汪 波， 樊 勇

(1. 同濟大學隧道及地下工程研究所, 上海 200092； 2. 西南交通大學 交通隧道工程教育部重點實驗室， 四川 成都 610031； 3. 云南省水利水電勘察設計研究院， 云南 昆明 650021)

0 引言

在我國廣大的西北、西南地區(qū)，尤其在高地應力軟巖擠壓型大變形區(qū)段，長大隧洞/隧道的工程地質病害事故不斷增多。多年來筆者團隊開展了多條隧洞/隧道的高地應力軟巖擠壓型大變形與采用讓壓支護的工程整治研究，相關典型工程有： 1)蘭武客運專線烏鞘嶺長20 km鐵路隧道(嶺脊段6條斷層破碎帶)； 2)甘南木寨嶺長19 km鐵路隧道； 3)蘭渝高鐵四川省北部沿線穿越的鐵路隧道群； 4)甘南渭武高速木寨嶺長15 km公路隧道讓壓支護100 m試驗段(目前研究工作已進入主洞)； 5)云南省滇中引水工程大理東段滇中紅層強風化凝灰?guī)r、軟質泥巖、頁巖區(qū)段。

上述多處隧洞/隧道工程產生了擠壓型大變形，其局部區(qū)段的變形位移收斂穩(wěn)定值有的高達1 500 mm ，甚或以上。針對軟巖大變形的工程處置問題，目前仍沿用傳統(tǒng)老舊的施工工法，亟待從理論和工程實踐方案上進行徹底改進和完善[1]。

1 擠壓型大變形隧洞中采用讓壓支護的必要性及工作原理

1.1 問題的緣起

在上述隧洞施工開挖中，其上覆圍巖將形成巨大的地層壓力和可觀的下沉變形。如仍沿用傳統(tǒng)的強化錨噴與鋼拱支架的剛性支護方法進行“強支硬頂”，則在毛洞圍巖大變形發(fā)展過程中，會出現(xiàn)錨桿拉斷、噴射混凝土裂損、其保護層剝落露筋、鋼拱支架壓屈失穩(wěn)等問題；同時，因變形增長而位移“侵限”，造成返工延緩工期、大幅度地耗用材料和增大資金投入，甚至嚴重影響日后安全運營維護；導致緊跟施作的二次襯砌厚度d加厚(d>1 m)、配筋率μ提高(μ≈2.5%)。多年來，在上述各處工程實踐中，已有極為發(fā)人深省的深刻教訓和反面案例。因此，亟待從本質上求得妥善解決，從受力機制上“另辟蹊徑”，創(chuàng)新求變。

1.2 “可縮式”鋼架在大變形隧洞中的適應性問題

“可縮式鋼拱支架”的要點是在拱頂、2個拱端處的鋼拱架腹板上設置3處可縮式鉸節(jié)點。如采用“可縮式鋼拱支架”取代此處建議的“讓壓支護”，則可在很大程度上節(jié)約材料、工時和費用。然而，這僅在理論上具有其可行性；當圍巖變形位移值δ稍大(如δ≥500 mm)，該方法在實踐上是不可能實現(xiàn)的。因為如要將圍巖讓壓大變形位移的徑向沉降轉換為拱架沿其環(huán)向的壓縮變形，要乘以圓周率π(3.141 6)。這樣，當圍巖變形位移值δ=500 mm時，以全圓封閉式鋼拱架為例，其沿全圓形可縮型拱架環(huán)向所要求的可縮變形量將達500 mm×3.141 6 =160 cm，這在實踐上和構造上都難以實現(xiàn)。圍巖變形增大后，如換作常用的可縮式腰圓拱形鋼架，其環(huán)向壓縮量將會更大，這在可縮式拱架的構造實踐上是無法做到的，故而“可縮式鋼拱支架”方案在工程實踐上多數(shù)摒棄不用。

1.3 基于讓壓錨桿/預應力長讓壓錨索“邊支邊讓、先柔后剛”的支護原理

國內幾處類似情況下的大變形工程實踐都已先后證實： 當δ>500 mm時，傳統(tǒng)剛性支護方法在極大多數(shù)情況下都是徒勞的、不成功的[2]。近些年，在上述5處工程實踐已多次證明： 只有施作讓壓錨桿/預應力長讓壓錨索，才是一種現(xiàn)實可行、針對性強且更為有效的對策措施。這一剛柔結合方案已在不久前(2019年7月—2021年年初)甘南渭武段高速公路木寨嶺隧道的試驗段工程實踐中得到成功實施。

讓壓支護設計理念是“邊支邊讓、先柔后剛”。所謂“邊支邊讓”是指： 錨桿在可隨圍巖一起作向下沉落、走動(稱為“邊讓”，這點是技術關鍵、設計要領)的同時(要求設計為“與之同步、同時”的讓壓支護)，一邊對圍巖同步施加強大的“讓壓支護力”p1(稱為“邊支”)。這可由錨桿/錨索在錨腔/套筒內進行恒阻式擠壓型滑動來實現(xiàn)，進而形成“讓壓”與“強力支護”的同步并舉。圖1為錨桿/錨索在錨腔內滑移效果圖，圖2為錨腔/套筒結構與運作實施示意圖[3-4]。

(a) 錨腔

(b) 滑移效果

由圖1和圖2可見，錨桿/錨索在錨腔內的擠壓型滑動原理是： 設計錨頭材質的硬度稍大于套筒材質的硬度，當錨桿的下滑力達到設計的恒定值，錨頭沿套筒(兩者都做成凹凸型緣邊，以盡可能地增大其擠壓力值)內邊緣施加強力“擠壓”(而不是“切削”)使之形成“恒阻式的讓壓支護力”p1。

①—錨頭； ②—錨腔； ③—錨桿； ④墊板； ⑤—螺母； ⑥—錨孔； ⑦—壓注砂漿灌實。

(b) C型： 成組讓壓分散型預應力錨索(當需要錨固力大、讓壓量多時，適合對巖坡加固時采用)

在隧洞開挖圍巖地應力與變形位移釋放早期，首先錨桿體產生初始彈性變形(其設計最大值不超過錨桿軟鋼鋼材屈服強度的約1/2)；然后，錨桿在套筒中作恒阻式擠壓滑行，直至滑行到套筒底面的筒端底部為止，此時錨桿體拉應力的設計值要求約為其屈服值的2/3，并形成了一定的讓壓量δ。據(jù)此可設定需要預先設置的圍巖“擴挖量”δ1，δ1應等于或小于δ。這是由于隨后設置的二次襯砌結構會有一定的承載抗力，應能承受一定的、因計算不準而設定的圍巖變形位移的誤差。

當錨桿在錨腔內滑行到達筒底后，如圍巖的下沉、走動變形仍未能完全終止(這是由于設計的預測讓壓量δ不夠準確而造成的，對于巖土介質而言一般都會這樣，尚不可能做到計算完全精準無誤)，錨桿體還將提供持續(xù)增大的后續(xù)變形位移，直至其變形最終收斂于一個穩(wěn)定值，且直至圍巖變形位移完全止住不動為止。此時桿體最終的最大應力值需設計控制在軟鋼屈服強度值的3/4左右，不能過高，以保證錨桿的受力安全。在設計改用預應力長讓壓錨索的條件下，因平行鋼絲或鋼絞線的材質屬中碳鋼，沒有明顯的屈服臺階，上述各個設計限值則需更改為“中碳鋼的規(guī)范限用值”，其他均與軟鋼錨桿相同。

根據(jù)“邊支邊讓”的設計理念，也就形成了下面要講的“先柔后剛”。這里的“邊讓”，體現(xiàn)了謂之的“先柔”，用“讓壓”來實現(xiàn)(指錨桿與圍巖一起同步位移作下行走動，故稱之為“柔”)。在讓壓完成、圍巖變形位移達到收斂穩(wěn)定且變位位移全部結束、完成之后，可以再用(如巖土干燥、無水，可不用，但這種情況很罕見)壓力灌漿將錨桿與周邊圍巖剛性固結為一體；同時，將錨桿下端露出巖面部分的下錨頭用墊板、螺栓鎖定、封死并截斷去除多余部分，最后形成剛性錨桿，此稱之為“后剛”。

1.4 讓壓支護體系中讓壓錨桿/預應力讓壓錨索的比選、取舍及關鍵技術指標[5]

1.4.1 讓壓錨桿/預應力讓壓錨索的比選、取舍

1) 施工方面。錨桿長度lo的設定應采用位移場的概念，其內端頭應設在圍巖毛洞自由變形位移場等值線趨近于0處，即未受開挖擾動影響的原巖界面處， 同時其長度(在送入鉆孔前)要受洞室大小的限制。在三臺階分部開挖條件下，懸臂吊車遇短臺階一般上不去、且臂長夠不著，只好靠用人力將錨桿送到已先用電鉆或風鉆人工打眼的各個鉆孔處。此時，當桿長≥6～8 m，由于桿體的剛性，又受洞幅限制，需要分為2段施打，2段桿體用螺絲接頭連成一體，費事費時；如換用長錨索，因其是柔性、可彎的，則不受洞幅的限制。

2)受力大小方面。由上述可見，錨桿的尺寸粗、鉆孔大，在受力上遠比錨索小； 故在同樣受力條件下，采用錨桿則要求桿距(沿環(huán)向和縱向)更小。在受力要求大的場合，布置過于密集、桿距過小的錨桿，在打眼時對圍巖的擾動大，容易打碎、打爛圍巖，施工質量難以保證；反之，錨索強度高、直徑小，在同樣受力條件下，索距可以放大到1.2 m或以上，有利于安全施作。此處，施加預應力只要求將柔性索體在鉆孔中拉緊、崩直，使其更好受力；其預應力值一般只作為安全儲備考慮，不要求計入計算。

因此，從施工和受力大小考慮，采用預應力長讓壓錨索，更加合理和方便易行。此予推薦。此外，采用讓壓錨索后，在相鄰索距間需另布設長度較短的普通錨桿，其長度取傳統(tǒng)單用普通錨桿的1/3即已足夠；另外，系統(tǒng)錨桿仍按隧洞上方圍巖松動圈大小常規(guī)布設，以防毛洞施工開挖時坍塌失穩(wěn)[6]。

1.4.2 讓壓錨桿/預應力讓壓錨索的關鍵技術指標

為了給滇中引水設計方在輸水隧洞大變形今后試驗段擬采用讓壓錨桿/預應力長讓壓錨索的材質及直徑、間距和長度等技術指標提供參考，依據(jù)杭州圖強工程材料有限公司(錨桿材料供應商，簡稱圖強公司)所提供的技術資料取用數(shù)據(jù)，這些參數(shù)已在木寨嶺隧道試驗段進行了試用，效果不錯。

1)φ32 mm中空脹殼式讓壓錨桿，桿材軟鋼承拉屈服強度σΤ≥255 MPa； 其極限抗拉強度σΤ≥365 MPa； 拉斷時的桿體極限伸長率εl≥18% 。最大可提供的讓壓支護力p1=150 kN 。

2)φ21.8 mm預應力讓壓錨索，伸長率εt=0.2%時，抗拉應力σΤ≥1 375 MPa 。對此種預應力讓壓錨索，圖強公司建議，試驗段采用的讓壓支護力p1可在250～400 kN內視需要擇用；并認為，當應力取用值稍大時，將更能發(fā)揮功效，又不失安全性。據(jù)課題組最近在甘南高速公路木寨嶺隧道試驗段進行的“現(xiàn)場測試成果報告”可知： 現(xiàn)場此次采用的實際讓壓支護力p1可達 300～350 kN ；而實際施加的最大預應力值p1=250 kN 。從應用實效來看，還比較滿意?？晒┑嶂幸矶丛O計參考和借鑒。

3)讓壓錨桿/錨索的長度認識誤區(qū)。業(yè)內有人認為，讓壓錨桿/錨索的長度應穿透圍巖塑性區(qū)的范圍，這是錯誤的。由于巖體塑性軟化(當側壓力較小時)圍巖巖體在塑性區(qū)(其分布和范圍可由計算確定)內的強度較峰值強度低，直至殘余強度，但仍具有相當?shù)某休d能力。但因圍巖塑性區(qū)強度有所降低，對開挖變形中容易局部失穩(wěn)的這部分塑性區(qū)的圍巖，計算所得塑性區(qū)的范圍及其分布可作為施工前確定注漿范圍的主要依據(jù)。這與設定錨桿長度是兩碼事，不應混淆。

4)錨桿/錨索端頭錨固形式。為了確保錨腔/套筒前端頭在錨桿/錨索施拉時保持穩(wěn)固，發(fā)揮其與周邊圍巖間相互咬合作用的最大承拉力，其更前端的一段錨固頭(現(xiàn)多采用樹脂藥包為錨固劑，見后述)的最大承載拉力均應≥1.3p1(p1為讓壓支護力)。這是由于在讓壓支護力開始作用前，為了不使錨腔從圍巖內拉脫，必須在錨腔的再前端加設一段“錨固頭”(錨固劑)。早前，圖強公司采用過一種受拉時會膨脹、鼓出的中空脹殼式錨桿，使之與圍巖緊密咬合、愈拉愈緊的脹殼型錨固方法，但在木寨嶺隧道試驗段中其使用效果不佳。這是由于打眼后鉆孔內壁已十分松散破碎，存在清除不凈的殘碴，大大削弱了所要求的強大握裹力。故改用了“樹脂藥包錨固”，實效不錯，建議日后推廣。

5)錨腔的位置。錨腔的承載力由套筒長度和錨腔直徑大小以及其與周邊圍巖間的握裹(黏結+摩擦)力來確定。試驗前期，為了盡可能縮短人工打眼的進深，曾考慮將原先在錨固前端設置的錨腔，改為放在毛洞外邊緣露出的后端，這樣，讓壓錨桿施拉作用仍可保持不變。待張拉和注漿完成后，再用墊板、螺栓鎖定，最后將侵入洞限內的、已經完成施拉讓壓支護力p1任務的錨腔/套筒截除。但在試驗段施工后期發(fā)現(xiàn)，放置在外端后錨腔部分的讓壓錨桿/預應力長錨索在讓壓過程中的讓壓量值與設計值存在一定差異，導致外露部分過多，影響施工進度，且現(xiàn)場截除難度較大、工序復雜，從而延緩了工程進度，故建議將錨腔放在內端。

1.5 采用讓壓支護的經濟性

在采用讓壓支護過程中要根據(jù)計算設定其讓壓量δ，并根據(jù)δ值設置開挖中預留的毛洞擴挖量δ1(δ1≤δ)。這雖會多開挖一些土石方，當軟巖大變形區(qū)段較長時，擴挖的土石方量會相當可觀；但卻大幅節(jié)約了初期支護中其他支護構件與“二次襯砌”的材料(指與施作“硬扛”的傳統(tǒng)老舊方法相比)，這一節(jié)約量也十分可觀，做到了所謂的“堤外損失堤內補”。以木寨嶺隧道試驗段為例，經過上述優(yōu)化設計后，鋼拱架的型號由原來的H175優(yōu)化為I22、間距由原來的0.6 m增大至0.8 m，且取消了前期的超前注漿加固，二次襯砌剛度及其配筋率明顯減小，其襯砌厚度和配筋率的選用值分別調整降低為d=45 cm，μ=0.5%?！暗掏鈸p失”是指土石方擴挖厚度δ1=550 mm，增大了隧洞的土石方開挖量；“堤內補”指此處優(yōu)化、節(jié)約了二次襯砌鋼筋混凝土用量。經對比估算后認定，這是完全劃得來的。

2 軟巖擠壓型大變形隧洞計算分析中的若干問題

由于滇中引水項目的研究工作開展在后，尚未有對本節(jié)內容出具實踐過的案例驗證。因此，以木寨嶺隧道為例，對軟巖擠壓型大變形有關力學問題進行分析。就計算模式和分析而言，嚴格地說應該歸屬為“三維大變形幾何非線性與非定常黏彈塑性蠕變物理/材料非線性二者的耦合相互作用問題”。對此，現(xiàn)作以下幾點簡要說明。

2.1 軟巖隧道圍巖變形計算分析時二、三維分析模式的選擇問題

隧道開挖研究應考慮其縱向線形走向與巖體結構產狀構造間相對位置的關系，以及施工作業(yè)掌子面對開挖變形和應力釋放間的空間約束作用。

由于以上2類三維問題在力學處理上的復雜性，經驗表明： 實際上只是在毛洞圍巖釋放的自由變形位移值δ≥1 000 mm、且洞室超大(指單向為3、4線交通隧道、城市地下空間、水電站地下廠房洞室等跨度超大斷面情況)、巖體結構產狀又明顯與隧道線形走向呈斜交的情況下，才不得不在計算分析中考慮用三維分析計算。

多年的實踐經驗表明： 對于中等跨度水工隧洞、圍巖變形位移值δ≤800～900 mm的情況，都只需按二維平面應變、小變形問題作計算分析即可；其與按三維計算間的差異都在容許范圍內。

在日后木寨嶺隧道正洞和滇中引水等輸水隧洞的研究中，如遇變形位移量過大(按以往經驗： 在無初期支護情況下，毛洞呈自由變形位移時，在若干區(qū)段最大變形收斂值δ達1 100～1 200 mm或以上)，才應改用按三維大變形問題作詳細分析。

近10年來，筆者團隊已分別研發(fā)了上述二維平面應變和三維空間問題耦合作用的專用程序軟件包，并曾在烏鞘嶺鐵路隧道嶺脊段某斷裂帶處軟巖大變形研究中首次應用。

2.2 軟巖隧道擠壓大變形過程中的幾何非線性問題

筆者早前曾以簡支、大跨、薄(鋼)板為例作解析試算，探究了在彎、剪受力情況下，板體呈非線性大變形、小應變(線彈性)屬性的情況，按大、小變形的不同計算模式分別進行細致的解析法分析對比。按大變形分析是指在計算中應考慮其變形發(fā)展對板體受力的定量影響；而按小變形分析，則是在計算中不考慮大變形發(fā)展對板體受力的影響。兩者的計算結果完全不同。在考慮大變形后所作的計算與后續(xù)板體應力的測試值幾乎完全吻合；而只作小變形簡化分析的計算結果，則與實測值相差很大，說明這已不僅僅是誤差、簡化和近似的問題，而是后者計算有誤了。

現(xiàn)將同樣原理應用于此處軟弱巖土隧洞，以過去已進行過的3處實算經驗為例，可認定： 當毛洞體自由變形的最大變形位移收斂值δ≥1 100～1 200 mm時，應按幾何大變形問題分析，并納入巖土幾何非線性大變形對支護襯砌結構受力的附加影響。按三維問題且又計入幾何大變形非線性的專用程序軟件，已于2017年研發(fā)成功并具有付之實施的應用條件。以上所述問題的實質在于： 采用有限元法進行數(shù)值分析時，以劃分為矩形網(wǎng)格為例，大變形發(fā)展過程中的網(wǎng)格形狀將隨之變化為菱形，在變形過大時計算中計入這一變化不容忽略。

2.3 軟巖隧道幾何大變形非線性、非定常黏彈塑性圍巖流變/蠕變時效的耦合相互作用問題

在洞室開挖、初期支護受力之前，毛洞圍巖初始地應力和洞周自由變形位移隨時間而逐步釋放并持續(xù)增長，在讓壓支護力p1的強力作用下，其變形位移值隨時間逐步收斂。這是一種黏性時效、變形滯后(黏性變形后效)的巖體非線性流變本構屬性問題。

在小變形條件下，其黏彈性/黏塑性系數(shù)η1和η2均可視為常數(shù)，謂之“定常蠕變”；而在擠壓型大變形情況下，其流變黏滯性系數(shù)η1和η2則均隨應力和時間呈非線性增長變化，即η1和η2均表現(xiàn)為≠const.(指非定常蠕變)。

由于在擠壓大變形條件下，圍巖流變的黏彈變形部分將很快過渡到黏塑性階段，而黏彈階段則只是短暫過渡，為簡化計算一般可將η1視為常數(shù)，即η1=const.，只將黏塑性系數(shù)η2視為應力水平和時間的函數(shù)，即η2=η2(τ，t)； 對滇中紅層風化凝灰?guī)r/泥巖而言，其η1和η2(τ，t)的量值經在同濟大學流變實驗室做非線性蠕變試驗后得出，后續(xù)打算將該項試驗結果用于滇中引水海東輸水隧洞的研究中，使之能進一步反映實際情況，且在理論上嚴密無誤，并謀求一定的技術創(chuàng)新。

2.4 幾何非線性與材料非線性耦合專用程序軟件研發(fā)及其應用

高地應力軟巖隧洞在擠壓大變形過程中的幾何非線性以及物理/材料非線性黏彈塑性流變時效同時存在，且兩者是相互耦合作用的。但在當前國內外大變形的研究中一般未見如上考慮。因此，就高地應力軟弱破碎帶隧洞圍巖的擠壓型大變形幾何非線性力學特征以及黏彈塑性流變時效材料非線性本構模型的耦合相互作用問題小結如下：

1)分析了高地應力條件下軟弱圍巖擠壓大變形幾何非線性的復雜力學行為，進而從巖土力學與工程非線性流變學角度，對其物理/材料非線性的定義進行了明確的闡釋，即將圍巖擠壓型大變形歸屬為一種圍巖變形位移量大、變形速度快而收斂速率慢的廣義非線性流變時效變形范疇。

2)較系統(tǒng)地分析了發(fā)生擠壓大變形幾何非線性的力學機制。在以上分析的基礎上，分別提出2種不同的非線性大、小變形巖土介質流變本構模型。

3)基于ABAQUS有限元法分析軟件，進行了用戶材料子程序庫的二次研發(fā)及其模型驗證。

4)運用研發(fā)的材料子程序，對烏鞘嶺長大鐵路隧道嶺脊段F5斷層相關軟巖大變形的非線性流變屬性進行了計算分析，并與實測數(shù)據(jù)進行了較系統(tǒng)的對比分析研究。

在甘南高速公路木寨嶺隧道試驗段研究中，由于初期支護前圍巖自由變形階段的最大變形收斂量δ≤800～900 mm ，未達到“嚴重大變形”所要求的δ≥1 100～1 200 mm 的最大變形收斂量；故仍屬于“中等以上擠壓變形”范圍(而非“極端嚴重擠壓變形狀態(tài)”)。按上述設定指標，在試驗段的計算分析中未考慮以上所述的三維大變形幾何非線性問題。在日后滇中引水某些輸水隧洞主洞讓壓支護的研究中，如遇δ≥1 100～1 200 mm的若干隧洞區(qū)段，將進一步有據(jù)采用本文所述的理論與方法。

3 擠壓型大變形隧洞中考慮幾何與材料非線性耦合作用的研究進展

多年來，筆者團隊圍繞軟巖隧洞擠壓大變形幾何非線性和材料非線性的耦合作用問題開展了系列的基礎理論研究工作，現(xiàn)總結簡述如下：

1)文獻[2]、[4]研究總結了國內外各種關于隧洞圍巖擠壓型大變形預測的經驗/試驗方法和半經驗-半理論的判定法則。重點探討了Hoek教授對圍巖出現(xiàn)擠壓大變形的預測方法[4]，進而將該方法應用于烏鞘嶺隧道F5斷層破碎帶擠壓大變形的預測分析，并對其應用的可靠性進行了有據(jù)評價，同時與現(xiàn)場實測值相互對比驗證。具體見文獻[7-10]，此處不再贅述。

2)分別以三參量Merchant模型、Poyning Thomson模型，以及四參量Burgers模型為例，推導了3種常用的微分型本構方程和以Prony級數(shù)形式描述的松弛剪切模量。用獲得的松弛剪切模量作為ABAQUS程序軟件中的輸入?yún)?shù)，驗證了該方法的正確性[2]。

3)以廣義Komamura-Huang模型為基礎，通過引入非線性黏塑性體，建立了一種能完整反映非定常蠕變全過程的非線性黏彈塑性流變模型。按照ABAQUS的UMAT格式要求，以及非線性黏彈塑性流變模型的平面應變有限元法理論準則，編制了相應的接口程序，并用接口模塊將其串結入該流變模型所引入的ABAQUS主程序中。通過對單軸壓縮蠕變問題數(shù)值解與解析解的對比分析，驗證了所研發(fā)專用程序的正確性和可靠性。

4)以Pierc比例因子為基礎，采用Druker-Prager屈服準則，提出了一種新的彈黏塑性三維本構模型?；陔[式積分算法，分別對光滑屈服面和屈服錐點推導了應力更新算法和一致切向模量；最后，分別編制了小變形和大變形的彈黏塑性流變本構模型的用戶子程序庫。

5)以烏鞘嶺F5斷層破碎帶隧道圍巖為研究對象，分別進行了小變形條件下的非線性黏彈塑性二維有限元法計算分析、大(小)變形條件下的彈黏塑性三維有限元法計算分析及其相應專用程序軟件的研發(fā)。最后，對隧道拱頂下沉及二次襯砌支護壓力進行了定量探討，并與現(xiàn)場量測數(shù)據(jù)進行了對比驗證，結果基本可信。

上述研究工作從高地應力軟弱圍巖擠壓型非線性流變本構模型出發(fā)，分別提出了大、小變形黏彈塑性二維平面應變和大、小變形彈黏塑性三維空間作用的分析理論與方法，使得針對擠壓型非線性流變力學特性的研究過程中能更加準確地描述“圍巖-襯砌支護結構系統(tǒng)”的實際受力與變形狀態(tài)，對相關隧洞工程的設計研究有一定幫助。

4 若干建議

可從以下5個方面進一步深入探討：

1)國內外業(yè)界對高地應力軟弱圍巖擠壓型大變形的預測方法多種多樣，各種方法的適用條件與范圍均有其一定的局限性和限制條件。需要進一步積累大量流變試驗和隧洞現(xiàn)場實測資料，進而有據(jù)地提出適用于不同場合各類隧洞、不同量值和種類的擠壓型大變形，在數(shù)值模擬預測上更為切實可信又有理論依據(jù)的適用方法。

2)非線性黏彈塑性流變本構模型分析的編程工作，在實際應用中還未擴展至三維問題，這限制了其工程應用的范圍； 需在下一步的深化研究中引入和拓展至三維非線性黏彈塑性流變屬性，并選用相應的流變本構模型。

3)對于隧洞圍巖擠壓型大變形流變本構模型的某些更為復雜的力學行為，還未涉及，下一步需要做更多的試驗、實測研究和相應的理論分析。在今后的研究中，將完善目前工作中存在的不足，收集更為詳細的研究資料和現(xiàn)場實測與流變試驗數(shù)據(jù)，并將試驗手段、數(shù)值計算與理論演引三者相互結合，對幾類不同軟弱巖性的擠壓型非線性流變力學行為進行更為細致完善的系統(tǒng)研究，以進一步提高現(xiàn)有工作的研究水平和理論素養(yǎng)。

4)當今巖石力學的發(fā)展已不再是單純的力學問題，它往往涉及到多個學科和多場耦合與相互作用，深化分析討論這類大變形問題時，下一步應考慮多場耦合問題[11]。

5)另外，本文研究仍局限以軟巖為主要依托對象；對土體介質而言，由于土體的黏聚力相對要小得多，當土體發(fā)生過大變形時，軟黏土隧洞的周圍土體可能已出現(xiàn)早期局部失穩(wěn)、坍塌、突泥等現(xiàn)象，已不屬于連續(xù)介質理論所討論的范疇。此處基于連續(xù)介質理論所建立的大變形理論當已不再適用，應作為今后拓展研究的一個方面。