深埋软岩隧洞围岩-支护体系安全控制研究
杨启贵 李建贺
摘要：深埋软岩隧洞变形程度大、持续时间长、支护困难，如何制定有效的设计对策以控制软岩变形是深埋软岩隧洞设计和施工面临的重要技术难题之一。软岩隧洞变形控制研究主要涉及3个关键科学问题：软岩隧洞围岩-支护体系承载机制、围岩-支护体系的安全控制指标与控制标准、软岩隧洞的合理支护时机与支护强度。多年来，国内外学者通过理论分析、现场试验、数值模拟等不同途径对软岩变形控制问题进行了系统的研究，取得了丰富的研究成果。分析了有关软岩变形控制3个关键问题的研究进展，探讨了围岩荷载的作用形式以及围岩-支护的荷载分担比例，建立了围岩-支护体系的安全控制指标与标准。在此基础上，对深埋软岩隧洞的合理支护时机和支护强度进行了探讨。相关认识和结论具有一定的理论和工程意义。
关 键 词：
深埋隧洞; 软岩; 围岩-支护体系; 承载机制; 支护时机; 支护强度; 滇中引水工程
中图法分类号：
TU443
文献标志码：
A
DOI：10.16232/j.cnki.1001-4179.2021.05.022
1 研究背景
深埋长大隧洞（道）在中国重大基建项目中占据着重要地位，如在建的滇中引水工程，隧洞长度达611.99 km，最大埋深达1 450 m;引汉济渭输水隧洞全长98.26 km，最大埋深2 012 m;北疆供水工程，最大埋深超过2 000 m;高黎贡山铁路隧道全长34.50 km，隧道最大埋深1 155 m。对于长大隧洞（道）而言，往往不可避免地穿越复杂不良的地质区段。当长大隧洞穿越深埋软弱围岩区段时，常常发生大变形地质灾害。软岩大变形是深埋或高应力地下工程建设过程中遭遇的除岩爆之外的另一种难题。深埋软岩隧洞变形程度高、持续时间长、支护困难，对地下工程建设与运行构成极大的威胁，是长大隧洞工程建设无法回避的“瓶颈”问题之一。表1为国内外典型深埋软岩隧洞大变形危害实例。
中国在建和规划的各类隧洞工程面临的软岩大变形问题十分突出，如何进行深埋软岩隧洞大变形控制是地下工程领域的一个重大技术挑战。在建的滇中引水工程，输水隧洞穿越以软岩为主的洞段累计长度高达208.30 km，占隧洞总长的34%，经初步分析预测，可能产生软岩大变形的洞段累计长度约为88.85 km，尤以大理I段香炉山隧洞深埋软岩大变形问题最为严峻。此外，大瑞铁路高黎贡山隧道、引江补汉工程输水隧洞等都面临着严峻的大变形地质灾害，给深埋长大隧洞工程的建设及运行安全提出了极具挑战性的技术难题。
深埋软岩隧洞围岩-支护体系安全控制研究对于今后深埋隧洞工程建设与安全运行具有十分重要的意义，如果能够对其进行较准确的分析、评估和制定有效的设计对策，将极大地减少和避免工程事故的发生，节约工程建设和运行成本。但是，由于深埋软岩隧洞围岩-支护体系的特殊性和复杂性，目前，国内外在深埋软岩隧洞的支护设计方面尚无统一的技术标准，隧洞设计和施工规范对软岩大变形问题仅作了一些基本的规定和要求，尚无可供遵循的切实可行的办法。如何确定深埋软岩隧洞的合理支护设计方案，实现围岩-支护体系的长期安全控制，这迫切需要在相关基础理论和技术方法方面取得突破。
2 深埋软岩隧洞围岩-支护体系承载机制
2.1 围岩-支护体系承载机制研究现状
在隧洞围岩-支护承载机制研究方面，至少经历了古典压力理论阶段、塌落拱理论阶段和弹塑性理论（共同作用原理）阶段。目前工程实践中常采用的荷载计算方法（荷载结构法、地层结构法）通常是对上述理论研究的深化和工程应用化的发展（见表2）。塌落拱理论基于刚塑性模型，可以通过初等计算给出衬砌承担的松动围岩压力大小，是目前工程规范中常用的计算方法，如SL 279-2016《水工隧洞设计规范》[6]、TB 10003-2016《铁路隧道设计规范》[7]等。但它不考虑围岩自承和初期支护的分载，无法回答围岩的变形问题。此外，围岩压力计算公式与隧洞埋深无关，这与实际情况不符。
基于弹塑性力学方法的共同作用原理，将围岩压力视为形变压力，充分考虑了围岩自承以及围岩-支护共同作用，在概念和理论上更加合理。在此基础上，国内学者提出了“围岩松动圈”[8]“主次承载区”[9]“关键承载圈”[10]等理論，工程实践中也常采用预留变形、先让后抗等支护让压理念。但共同作用原理受计算模型和计算参数制约，很难准确有效地模拟实际情况。此外，共同作用原理通常反映的是变形压力，但随着塑性区或塑性位移发展到一定程度，围岩塑性区会塌落破坏继而产生松动压力，如何确定最小支护压力（或塑性位移发展到何种程度产生松动压力），至今没有较好的解决办法。
对于深埋软岩隧洞，在支护及时且支护强度到位的情况下，结构主要承受形变压力;而当支护不及时，围岩产生松动塌落趋势时，结构则主要承受松动压力。设计中应根据具体情况综合考量，采用符合实际的隧洞结构计算模型，才能确保设计安全合理。而目前，国内相关隧洞（道）规范中有的只按松动压力，采用荷载-结构法计算;有的按形变压力，采用地层-结构法计算。采用的计算模型和方法常与实际情况不符，降低了设计的可靠性。而且不同行业设计单位采用的设计方法不同，初期支护形式和衬砌厚度也有较大差异，反映出国内隧道界设计思想的不一致。
对于初期支护滞后掌子面距离D=1 m，5 m，支护前洞壁位移分别为7.3，13.3 cm，相应的围岩荷载释放系数分别为0.86，0.94。“共同体”中支护结构承载比例依次为28.2%，11.0%;塑性区围岩承载比例依次为71.8%，89.0%。可见，在围岩-支护共同作用原理的框架下，支护时机不同，初期支护和围岩承担的荷载比例亦有所区别。在围岩连续、不松动坍落的情况下，支护时机越晚（支护施作距掌子面越远），支护承载比例越低，塑性区围岩承载比例越高，但是塑性围岩承载比例高，势必要发展更大范围的塑性圈厚度，对应于上述两种支护时机，塑性圈深度依次为6.5，7.2 m。需要指出的是，上述分析是基于连续介质力学假定和围岩-支护共同作用原理，暂未考虑塑性区发展到一定深度而导致围岩坍塌失稳的情形。
以上分析了在不同支护时机下初期支护的整体承载比例，其中，初期支护中包含了锚杆、喷混凝土（含钢筋网）、钢拱架，各支护构件的承载比例取决于施作时机、结构刚度和承载强度极限。以VZ-B型支护为例，锚杆、喷混凝土、钢架的支护刚度比例为1.00∶20.90∶4.15，极限承载能力的比例为1.00∶5.30∶3.84。如果初期支护强度足够，各支护结构均未达到承载极限，则各支护构件的承载比例与其结构刚度比例基本一致;如果初期支护强度不足，喷混凝土刚度相对较大，随围岩位移增长最先达到承载极限而发生破坏。喷混凝土本身属于脆性材料，可通过分次喷混凝土（减少单次喷混凝土厚度）进一步增加喷混凝土的柔性，允许其适应一定程度变形而不破坏，进而增加整个初期支护系统的承载能力。
此外，对于锚杆、喷混凝土、钢拱架，当它们刚度比例和承载极限比例相差不大时，初期支护措施才更为经济合理，否则，当一种支护结构很快达到强度极限而失效，进而使得大部分荷载转移到其他支护结构上，对结构整体承载不利。
3 深埋软岩隧洞围岩-支护体系安全控制
由于围岩条件的复杂多变性、荷载效应的动态特性以及支护结构性能的不确定性，深埋软岩隧洞围岩-支护体系安全控制一直是国内外学者研究的热点和难点。实现深埋软岩隧洞围岩-支护体系安全控制，首先需要建立合理的控制指标和控制标准，其次，在满足安全控制标准前提下，研究确定隧洞的合理支护时机和合理支护强度，实现地应力合理释放与有效约束的平衡。
3.1 隧洞加固支护理论与技术
20世纪初形成了古典压力理论，其理论核心是不考虑围岩结构特性，认为支护上荷载等于上覆围岩自重应力，代表人物为20世纪初的Haim，Rankin等[16]。其后，发展出以Terzaghi和普氏理论为代表的坍落拱理论，其核心思想认为隧道围岩上方会形成塌落拱，拱内围岩重量就是支护荷载来源[17]。20世纪50年代，弹塑性力学成为解决隧道支护的主要手段，如著名的Fenner公式[18]和Kastner公式[19]。20世纪60年代，Rabcewicz[20]提出了新奥法，其核心是利用隧洞围岩的自承作用，促使围岩本身变为支护结构的重要组成部分，使围岩与构筑的支护结构共同形成坚固的支承环。目前新奥法已成为地下工程的主要设计施工方法之一，其缺点是单纯锚喷支护对于破碎性岩体、高应力软岩以及膨胀性岩体等并不能很好地解决问题。20世纪70年代，Salamon[21]提出了能量支护理论，认为支护结构与围岩相互作用、共同变形，主张利用支护结构的特点，自动调整吸收和释放多余的能量。20世纪80年代，意大利Lunardi[22]教授提出了新意法（ADECO-RS），该工法把主要的注意力放在掌子面超前核心土的稳定上，强调控制围岩变形、注重掌子面前方围岩的超前支护和加固。除上述之外，日本山地宏和樱井春辅提出了围岩支护的应变控制理论[23]，源于苏联的应力控制理论，即围岩弱化法、卸压法等[24];Wang等[25]提出了控制隧道使用期稳定性的有效理论;Jiang等[26]提出了一种预测软岩隧道塑性区发展和松动压力的理论方法，并给出了洞室失稳判据。
在国内，随着矿业、交通、水利事业的发展，相关学者对隧洞的支护问题进行了大量研究，形成了一系列颇具特色的理论。如董方庭等[8]基于岩体声波测试提出了围岩松动圈支护理论;孙钧[27]提出了高强度大弧板复合支护结构;方祖烈[28]提出了主次承载区支护理论;何满潮等[29]提出了软岩工程力学支护理论，即关键部位耦合支护理论;李术才等[30]研发了软弱破碎地质条件下钢格栅混凝土核心筒支护结构体系;范秋雁[31]提出了软岩流变地压控制原理;冯豫等[32-33]提出了先柔后刚，先让后抗，柔刚适度，稳定支护等联合支护技术;汪成兵[34]提出了隧道围岩动态压力拱理论等。
在工程实践方面，针对深埋软岩隧洞大变形控制技术，世界各国都进行了研究，如奥地利阿尔贝格隧道采取9.0～12.0 m长锚杆加固，日本惠那山隧道采取可缩式钢架支撑和6.0～13.5 m长锚杆加固，乌鞘岭隧道采取加大预留变形量、短台阶开挖、强支护措施等。其主要技术成果可归纳为：预留足够变形量、加强超前支護、短台阶法开挖、加强锚杆支护、及时衬砌加强。兰渝铁路木寨岭隧道根据大变形洞段的变形程度，分层施作大刚度支护。滇中引水工程香炉山隧洞在软岩控制方面充分考虑了支护让压以发挥围岩自承作用，采用了让压锚杆、可缩式U型钢拱架和预留变形量。预留变形量如下：当软岩洞段埋深h≤300 m时，预留变形量为8 cm;当软岩洞段埋深300 m
由于隧洞工程是一个高度复杂的不确定和不确知系统，其物性参数、本构模型、计算边界条件（地应力）等均无法准确确定，使得国内已建成或在建的深埋软岩隧洞均是在施工过程中被动验证变形的有效治理方案，工程施工异常艰难。例如，兰渝铁路全线29座深埋软岩隧道自2009年开工后发生大变形地段近4 km[2]，拆换工程量大、变更数量多，安全风险处处存在，给工程的现场施工和管理带来了极大的困难。
3.2 围岩-支护体系安全控制指标与标准
对于深埋软岩隧洞，围岩-支护体系的破坏模式主要表现为如下几个方面：
（1） 软弱围岩破坏的主要表现形式为变形严重侵限、顶拱掉块、底鼓隆起、局部坍塌失稳等。
（2） 锚杆失效的主要表现形式为托板失效、杆体拉断、粘结破坏、锚空失效等。
（3） 喷混凝土破坏形式与围岩的破坏形态相关，裂隙岩体松动塌落，会导致喷混凝土局部拉裂、错剪、撕裂及剥落;破碎软弱岩体中，喷混凝土破坏形式主要变现为片状剥落（压酥）或剪切破坏。
（4） 钢拱架破坏形式分为两类：① 是强度破坏，即在最危险截面产生塑性铰;② 是失稳破坏，分为主平面内失稳、侧倾屈曲失稳以及翼缘、腹板的局部失稳等方式。
对于围岩-支护体系安全控制，国内外学者在隧洞围岩稳定性判别方面研究广泛，而对支护体系有效性及可靠性研究则涉及较少。张顶立[12]对隧道围岩变形监测结果进行了统计分析，指出了隧道围岩失稳模式、失稳机理和失稳范围的确定方法。李文江[35]基于塑性应变突变理论对软岩隧洞稳定性进行了分析，并确定了未支护隧道的极限位移。万志军等[36]通过弹塑黏性元件组合模型成功预测了某巷道破坏圈范围。谢军等[37]探讨了广州龙头山隧道运营期预警值的确定问题。在设计和施工规范方面，关于深埋软岩隧洞安全控制尚无统一的技术标准，隧洞设计和施工规范仅作了一些原则上的规定和要求，尚无可供遵循的切实可行的办法，如《铁路隧道设计规范》[7]规定Ⅲ级大变形可采取预加固地层、喷层留纵缝、网喷或喷钢纤维混凝土、长锚杆、型钢钢架或可缩式钢架、掌子面补强或封闭、两次或多次支护等措施。
围岩-支护体系作为一个复杂系统，如何评价其整体的服役安全状态是值得探讨的课题。对于围岩-支护体系的安全控制指标，这里提出两种方案。
3.3 深埋软岩隧洞合理支护时机与支护强度
隧洞的支护时机和支护强度问题本质上是地应力合理释放与有效约束的平衡问题，该问题是隧洞施工力学研究的热点之一。国内外学者对隧洞的合理支护时机研究相对广泛，如Farias等[39]采用三维数值模拟研究了新奥法开挖隧道的位移控制问题;苏凯[40]、朱泽奇[41]等对不同支护时机的地下洞室围岩稳定性进行了分析计算。然而，目前国内外对有效控制软岩变形所需的合理支护强度缺乏定量研究，使得支护设计多依赖于经验，或者针对某一具体工程开展的数值模拟，缺乏可靠的理论作为指导。
根据围岩-支护体系的安全控制标准，如何确定围岩合理的支护时机和支护强度值得研究。支护时机与所需支护强度是对立统一的矛盾体。一般而言，早支护对变形控制有利，但却需要较高的支护强度，甚至初期支护结构难以满足支护强度的要求。以香炉山V类泥质岩类为例（桩号DLI 15+750），其埋深600 m，围岩力学参数见表4，设计支护参数见表5，结合围岩特征曲线与纵向位移曲线确定不同支护时机下所需的支护抗力值如图2所示。可以得出：滞后掌子面1 m施作支护，对应于隧洞边界位移0.073 m，稳定隧洞围岩所需的支护力约2.12 MPa;滞后掌子面1倍洞室半径（5 m）施作支护，对应于隧洞边界位移0.133 m，稳定隧洞围岩所需的支护力约0.83 MPa。
对于大洞径隧洞（香炉山隧洞开挖洞径约10 m），依靠喷混凝土、锚杆和钢拱架很难提供2.00 MPa以上的支护力或支护强度。以香炉山隧洞VZ-B型支护为例（见表5），喷混凝土、钢拱架、锚杆合计提供的支护强度约1.25 MPa，如果考虑各支护构件的刚度比例与承载极限不匹配的问题，整体承载能力还会大幅降低。对于初期支护强度不足的问题，一般采用两种方案：① 强支硬顶，加强初期支护，并及时施作二次衬砌;② 让围岩充分变形以换取支护强度，也就是让“塑性岩体+支护共同体”中的塑性岩体多承担荷载，一般留足预留变形量，并采用让压支护或适当延迟支护施作时机，如图3所示。
上述算例中，若支护时机为滞后掌子面1 m，VZ-B型支护显然不能够满足支护强度要求;若通过让压或延迟支护，使得支护结构在滞后掌子面1倍洞室半径（5 m）处发挥作用，初期支護的承载能力整体上能够满足围岩稳定要求，并且留有一定安全裕度（承载状态安全系数为1.25/0.83=1.51）。但考虑到各支护构件的刚度比例与承载极限不匹配，随着围岩变形增加，某个支护结构会先达到承载极限屈服破坏，进而使得荷载转移到其他支护结构上，正因为如此，前文建立支护体系安全控制指标时，将某一种支护结构的首先破坏视作整个初期支护系统的破坏。VZ-B型支护中，锚杆、喷混凝土、钢拱架的刚度比例为1.00∶20.90∶4.15，承载极限比例为1.00∶5.30∶3.84。如图4所示，支护施加后，随围岩变形增加到0.136 m，喷混凝土先达到承载极限，而此时钢拱架承担荷载为0.13 MPa，锚杆承载0.03 MPa，支护体系整体承载合计值尚未达到0.83 MPa，不能满足围岩收敛稳定的要求。由于喷混凝土达到屈服状态，按前文约定，此时支护体系安全系数小于1.0，不满足围岩-支护体系安全控制标准。
需要指出的是，初期支护体系不能满足承载状态安全要求是因为计算中喷混凝土刚度较大而首先达到破坏。实际工程中，喷混凝土的强度、刚度是随着时间逐步增长的。这一时间效应会使得喷混凝土承担荷载比例相应降低。考虑喷混凝土刚度和强度的时间效应相对复杂，需要现场大量数据支持，本文为方便讨论，对喷混凝土刚度作一假设，使喷混凝土的弹性模量降低为设计值的70%，计算支护作用曲线如图5所示，图中虚线为喷混凝土弹模折减后的作用曲线。
图5中，考虑喷混凝土弹性模量折减后，锚杆和钢拱架的承载比例相应增加，强度得到更有效的发挥。随围岩变形到0.138 m，支护抗力与围岩压力达到平衡状态，此时，喷混凝土承担荷载为0.58 MPa，钢拱架承担荷载为0.19 MPa，锚杆承载0.05 MPa，喷混凝土、钢拱架、锚杆的承载比例为11.6∶3.8∶1.0，支护体系承载安全指标为：Ksupport=1.12，围岩变形收敛安全指标为Krock-support=1.09，支护强度基本能够满足围岩收敛稳定的要求。
此外，另一种有效降低喷混凝土刚度、增加其柔性的方法是通过分次喷混凝土（减少单次喷混凝土厚度），通过增加喷混凝土柔性，允许其适应一定程度变形而不破坏，进而可增加整个初期支护系统的承载能力。图6中虚线为分两次喷混凝土的支护作用曲线。从图中可以看出：分次喷混凝土增加了喷混凝土的柔性，使得围岩变形进一步增加，降低了喷混凝土的承载比例。根据计算结果，围岩变形到0.139 m时，支护抗力与围岩压力达到平衡状态，此时，喷混凝土承担荷载为0.50 MPa，钢拱架承担荷载为0.26 MPa，锚杆承担荷载荷载为0.06 MPa，喷混凝土、钢拱架、锚杆的承载比例为8.3∶4.3∶1.0，支护体系承载安全指标为Ksupport=1.30，围岩变形收敛安全指标为Krock-support=1.08，支护强度能够满足围岩安全稳定的要求。
喷混凝土属于脆性材料，通过分次喷混凝土增加柔性是调控围岩变形的一种重要手段。在初次喷射混凝土时，由于喷层薄，能有控制地允许围岩出现较大变形;当二次喷混凝土时，又能迅速降低变形量，以免围岩出现过量变形而丧失稳定。
对于锚杆、喷混凝土、钢拱架等初期支护结构，当它们刚度比例和承载极限比例相差不大时，初期支护措施才更为经济合理。因此，可通过调整各支护结构的规格或调整不同支护结构的施作时机，使各支护结构的力学性能得到更好的发挥，进而增强初期支护系统的整体承载性能。
4 讨 论
建立有效的安全控制指标和标准是进行围岩-支护体系安全控制的基础。对于位移控制指标与标准，由于现场监测仪器布设滞后于掌子面，容易丢失施测前的初始位移，可以适当结合数值计算进行修正。图7是基于现场监测的典型位移曲线型式，图8是基于数值模拟的典型位移曲线型式，其中，D为监测断面距掌子面距离，r为隧洞半径。
对于支护体系承载状态控制指标与标准，支护结构实测受力不易获取，且破坏形式多样，其控制标准需综合考虑支护的破坏模式及成因。以型钢拱架为例，其破坏模式分为强度破坏和屈曲失稳破坏两类，失稳分为面内失稳和面外（侧向）失稳。
目前，隧洞（道）界对钢拱架稳定性分析已有部分研究，但多是针对主平面内失稳，如朱永全[42]、孙毅[43]、王波[44]等的研究。相比面内失稳，钢拱架的侧向弯扭失稳更为普遍。型钢拱架最常用的截面是工字形（含H形），其显著特点是两个主轴惯性矩相差较大，如I20a工字钢主惯性矩之比为Ix/Iy=15。因此，工字形构件在主平面内抗弯曲能力较大，而其侧向刚度、抗扭刚度较小。当钢拱架最大刚度平面（主平面）内的载荷较小时，拱架弯曲平衡是稳定的，随着主平面内载荷的增加，如果钢拱架的侧向支承较弱，则会在主平面达到挠曲或塑性屈服前，突然出现侧向弯曲，甚至扭转，使钢拱架丧失继续承载能力而破坏，即出现钢拱架的侧向弯扭屈服或整体失稳，如图9所示[45]。
依托香炉山隧洞，采用ANSYS软件分析钢拱架侧向屈曲失稳。如果不考虑钢架之间的纵向连接钢筋、喷混凝土以及钢架与围岩之间的摩擦约束作用，一阶屈曲失稳的临界应力为3.45 MPa，远小于钢材的屈服极限。可见无侧向约束时，钢拱架极易侧向屈曲失稳。实际工程中，喷混凝土和纵向连接筋对钢拱架形成侧向约束，但也存在局部脱空，假定钢拱架顶部90°范围喷混凝土脱空，则钢拱架的侧向屈曲模态如图10所示。此时，钢拱架侧向一阶屈曲失稳的临界应力为30.36 MPa，较无侧向约束时，临界荷载有了较大提升，但仍小于钢材的屈服极限。
由前文可知，钢拱架破坏分为强度破坏、主平面内失稳、侧向失稳三种形式，因此，建立钢拱架安全控制指标时，其极限承载力应是上述三种破坏形式对应的极限荷载的最小值。
值得说明的是，钢拱架的实际边界条件要比上述分析更为复杂，后续工作中，将根据钢拱架不同边界条件（考虑不同约束条件、荷载非均匀、垫板处承受集中荷载等）作进一步分析。
5 结 论
（1） 对于深埋软岩隧洞，在支护及时，且支护强度到位的情况下，结构主要承受形变压力;而当支护不及时，围岩有松动塌落趋势时，结构则主要承受松动压力，设计中应根据具体情况综合考量，采用符合实际的隧洞结构计算模型，才能确保设计安全合理。
（2） “塑性围岩-支护共同体”承担的总的释放荷载是一给定值，取决于初始应力与围岩力学参数。若支护结构施加较早或刚度较大，则支护结构承载较多，相应地，塑性区则承担荷载较少，因此需要承载的塑性圈厚度也较小;而当支护不及时或支护刚度较小时，支护承载少，必然导致塑性区承载较高，需要更厚的塑性圈来承担相应的荷载。
（3） 有效的安全控制指标与标准是进行围岩-支护体系安全控制的基础。在综合考虑围岩-支护破坏模式及成因的基础上，本文提出围岩-支护体系总体位移和支护结构承载状态两套控制指标与标准，两套指标相辅相成，共同对围岩-支护体系进行安全评价。
（4） 支护时机与所需支护强度是对立统一的矛盾体。本文结合围岩特征曲线和纵向位移曲线分析了不同支护时机下稳定隧洞围岩所需的支护强度。研究表明，早支护对变形控制有利，但却需要较高的支护强度，甚至初期支护结构难以满足支护强度的要求。对于香炉山隧洞等开挖断面较大的隧洞（开挖洞径约10 m），依靠喷混凝土、锚杆和钢拱架很难提供2 MPa以上的支护力或支护强度，一般应当采用让压支护或适当延迟支护施作时机，即让“塑性岩体+支护共同体”中的围岩多承担荷载。
（5） 对于隧洞初期支护，由于各支护（锚杆、喷混凝土、钢拱架等）结构刚度不同，承载比例亦有所区别。当它们的结构刚度比例与承载极限比例相差不大时，初期支护措施才更为经济合理。可通过调整各支护结构的规格或调整不同支护结构的施作时机，使各支护结构的力学性能得到更好的发挥，进而增强初期支护系统的整体承载性能。
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（编辑：郑 毅）
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