汪 波， 喻 炜， 訾 信， 程星源， 郭新新， 樊 勇
(1. 西南交通大学 交通隧道工程教育部重点实验室， 四川 成都 610031；
2. 成都理工大学环境与土木工程学院， 四川 成都 610059；
3. 云南省水利水电勘测设计研究院， 云南 昆明 650021)
近年来，随着西部大开发的逐年深入和“一带一路”倡议的实施，穿越以千枚岩、炭质板岩与泥岩等为代表的长大深埋软岩隧道大量涌现[1]，高地应力环境所引发的隧道建设过程中软岩大变形问题日益凸显，由此带来的变形侵限、喷射混凝土剥落、拱架扭曲、二次衬砌开裂甚至塌方等工程灾害现象屡见不鲜，严重危及了隧道正常施工。
为应对软岩隧道中出现的大变形问题，国内外尤其是我国隧道工程界多年来一直沿用“强力支护”的理念来“抵御”[2]围岩变形。“强力支护”指在隧道开挖后通过设法加大支护结构的抗变形刚度来限制软岩的过大变形，如采用加厚的、二次甚至多次复喷的喷射网筋混凝土，布设纵距更密的高强度钢拱支架，以及施作更加厚实、配筋率更高的刚性二次衬砌结构等，但由此导致的锚、喷、网和钢架、二次衬砌等支护参数的设计标准都大大突破了各行业规范中的推荐值，典型工程有兰渝铁路木寨岭隧道、广甘高速公路杜家山隧道、成兰高铁茂县隧道等[3]。这种高强度和高刚度的支护模式在处治大变形过程中由于抑制了岩体形变能的释放，在变形较大的软岩隧道中不可避免地出现了不同程度的工程灾害问题[4-5]。
由此，以孙钧院士为代表的专家、学者指出[6-9]：在软岩大变形地下工程中，通过提高支护结构的刚度和强度来阻止围岩变形的思路是行不通的，“强力支护”的基本理念应当改变，进而在该基础上从软岩岩体的非线性流变特性出发，提出了针对软岩大变形的“让压支护”理念，即在围岩协同支护发生一定变形之后，支护结构在提供支护力的同时，让“围岩形变能”得以在该支护抗力持续伴随作用下适当释放，从而实现支护体系“抗让结合、边抗边让、抗中有让”的承载特性，进而达到充分发挥围岩自承能力，优化结构受力，保障隧道稳定、安全的目的。但截至目前，让压支护体系在软岩大变形隧道中尚处于初步试验阶段，其适用性与可靠性均有待进一步研究。
20世纪90年代中期以来，随着矿井开采深度的不断增大，出现了越来越多的高地应力煤层巷道。因煤层岩体强度低、自稳能力差，巷道掘进过程中大变形问题十分突出，以拱架+喷射混凝土为主体的“强力支护”方式在大变形灾害防治中常常显得“力不从心”。由此，以康红普院士、何满潮院士为代表的矿业领域专家、学者通过对传统全长黏结型锚固系统进行改进，提出了以高强预应力锚固系统为核心的大变形支护体系，并将其成功应用于煤矿巷道大变形治理中，进一步提出了以“高预应力、高强度、高刚度”锚杆(索)为主体的煤巷预应力锚杆(索)支护技术[10-13]。此举为挤压型软岩隧道大变形治理提供了新的思路与方法，但在隧道断面更大、服役时间更长、变形控制要求更为严格的交通隧道或水工隧洞中，出于对锚固体系可靠性及耐久性的要求，支护系统中仍普遍采用砂浆或中空注浆锚杆，预应力锚杆(索)体系应用较少，其适用性与可靠性亦有待进一步探讨。
综上所述，国内外学者虽针对大变形隧道提出了“强力支护”、“让压支护”及“预应力支护”3种主要支护模式，且上述支护模式在大变形防治过程中均取得了相关成功经验；
但3种支护模式在软岩大变形隧道中究竟该如何选择，尚未给出相关建议，也未开展过深入探讨。由此致使设计人员在面临软岩大变形隧道支护系统选型与参数制定过程中往往出现很大的随意性和不确定性，最为典型的情形是即使在大变形等级相同的软岩隧道中，设计的支护参数甚至秉承的支护理念存在着较大差异。上述状况在给工程技术人员设计、施工带来极大困惑的同时，也给软岩隧道大变形治理带来了造价增高、风险加大等问题。
鉴于此，本文从支护强度对软岩变形控制的效用性分析着手，通过对各类支护体系与围岩间相互作用关系的深入剖析，在揭示“强力支护”、“让压支护”及“预应力支护”控制软岩隧道变形机制与承载特性的同时，结合支护理念核心载体——锚固系统的材料性能特点开展研究，探讨软岩大变形隧道中支护模式的合理性选用依据，以期为科学、经济、安全、有效地治理软岩隧道大变形问题提供思路。
1.1 基于承载特性的支护模式分类
分析当前我国以矿山法修建的交通与水工大变形地下洞室所采用的“强力支护”、“让压支护”及“预应力支护”3类支护模式的构件组成(见表1)，可以发现，支护结构普遍采用初期支护+二次衬砌组成的复合式衬砌模式。其中，初期支护系统通常由喷射混凝土、钢筋网、拱架及锚杆(索)等构件组合而成，二次衬砌普遍为模筑混凝土浇筑而成。不同支护模式中，除组成初期支护体系的锚固系统存在一定差异外，其他组成构件基本相同。具体而言，“强力支护”体系普遍以全长黏结型砂浆锚杆为主；
“让压支护”体系以让压锚杆(索)为主，并将常规的拱架系统替换为可缩型拱架；
“预应力支护”体系中预应力主要通过预应力锚杆(索)实现。
表1 各支护模式的构件组成Table 1 Component composition of each support type
尽管上述3类支护模式中各组成构件及各构件所起的支护效应与作用机制存在差异，但若从承载特性分析入手，仅分为被动承载型和主动承载型2类。
1.2 被动承载特性
近年来，随着国内外学者对软岩大变形及岩爆隧道发生破坏机制与支护控制技术研究的不断深入，对衬砌结构与围岩间相互作用机制的认知亦逐步加深，由此提出了明确的被动承载的概念。“被动承载”指依赖围岩产生向洞内的变形或破坏来“诱发”支护结构受力，以抵御可能发生的各类灾害。从上述认知出发，分析我国交通隧道与水工隧洞领域初期支护+二次衬砌支护模式中各支护构件承载特性，可以看出，喷射混凝土、拱架及二次衬砌等支护构件具有典型的被动承载特性，上述构件若要发挥作用，均首先需要围岩支护间产生相对位移，否则各构件难以发挥支护效应[14]；
而当前我国隧道工程中应用最为广泛的全长黏结型砂浆锚杆系统，虽从岩体内部对围岩进行了“深层支护”，但要其发挥作用同样需要围岩与锚杆间产生相对位移，其受力性能取决于围岩何时向洞内变形以及变形的程度，因此该类锚固体系本质上仍属于“被动承载”的范畴。
1.3 主动承载特性
“主动承载”指通过改善洞周一定深度范围内围岩的物理力学特性，主动“提高”和“调动”围岩承载能力，形成深部岩体“承载拱效应”，从而实现控制变形的目的[15]。
处于高地应力状态下的隧道洞室开挖后，为消除因洞壁周边约束解除而造成的高应力差及带来的岩体力学性状恶化问题，需主动快速地对洞壁施加径向支护力，以部分恢复洞壁径向应力，同时使洞周围岩的受力环境尽早恢复到三维应力状态，进而达到快速主动减小高地应力隧道洞周应力差、抑制裂隙的扩展贯通及宏观破裂面的形成、提高围岩物理力学性状及其自承能力的目的[16]，如图1所示。
(a) 有无围压下的应力包络图
(b) 试验煤样[17]图1 主动支护下围岩应力与岩体力学特性曲线Fig. 1 Stress condition of surrounding rock and rock mechanical characteristics under active support
“预应力支护”体系中以预应力锚杆(索)为核心构件的锚固支护系统，将在施锚区形成一定厚度的处于三向受压状态的应力压缩带(见图2)，压缩带内岩体物理力学特性得到增强，洞周一定深度范围内围岩的自承载能力得到提高，进而形成承载拱效应。因此，预应力锚杆(索)支护构件属于典型的主动承载结构，其与其他被动承载构件共同组成了软岩大变形隧道中主-被动承载系统。
图2 预应力锚固围岩压缩带示意图[16]Fig. 2 Compression zone diagram of prestressed anchorage surrounding rock[16]
综上分析可以看出，被动型支护体系的承载主体是“衬砌结构”，并未从真正意义或者说最大程度上提高和调动围岩尤其是深部围岩的自承能力；
而主动型支护体系的承载主体是“围岩”，其核心是利用支护构件提高和调动围岩尤其是深部围岩的自承能力。
2.1 挤压型大变形隧道中基于挤压因子的分级简介
图3 隧道围岩挤压分级Fig. 3 Extrusion classification of tunnel surrounding rock
表2 围岩挤压程度分级标准Table 2 Gradinge of surrounding rock extrusion degree
(1)
式中：c为岩体峰值黏聚力；
φ为岩体峰值内摩擦角。
2.2 基于支护强度的被动支护模型建立
隧道被动初期支护的实质是支护结构提供了一个阻止围岩变形的压力，其大小用支护强度pi，即单位面积洞室围岩表面上作用的支护力来表征。应当注意的是，该支护强度pi在围岩与支护结构发生相互作用的过程中不是一成不变的，而是随围岩变形有所提高。被动支护体系参数的变化实则是该体系所能提供最大支护强度的改变，不同参数的被动支护体系对围岩变形的控制效果不一。因此，采用数值仿真手段对不同挤压因子(Nc)下支护强度与围岩变形演化特征的关系开展研究。出于简化考虑，模拟中采用支护强度pi作为边界条件，并据此分析强力支护体系在软岩大变形隧道中的适宜性。
为便于深入研究问题，采用平面应变模型，隧道断面为圆形断面(R=6.75 m)；
考虑边界效应，模型尺寸为8R×8R的正方形；
左右边界设水平约束，下边界设竖向约束；
模型上边界施加均匀竖向荷载p0以模拟埋深；
在开挖洞室表面施加力pi以模拟支护强度的效果(见图4(a))，pi取值依次为0、0.2、0.4、0.6、0.8、1.0、1.5、2.0、3.0、4.0 MPa；
洞周监测点分布如图4(b)所示。根据表2，选取5种工况，各工况围岩参数及挤压程度如表3所示。
(a) 模型整体
(b) 监测点分布图4 数值模型Fig. 4 Numerical model
表3 模拟工况围岩参数及挤压程度Table 3 Surrounding rock parameters and extrusion degree under simulated working conditions
2.3 被动支护体系适宜性研究
2.3.1 水平及竖向位移变化规律
变形控制是检验软岩大变形隧道支护效应的关键指标，分析时重点对工况1—5中竖向位移Uy和水平位移Ux的变化规律进行探讨，以剖析不同支护强度pi对围岩位移的控制效应，进而探究被动支护模式的适用性。鉴于不同挤压程度下围岩变形规律基本一致，文中仅列出部分代表性云图，见图5—8。
图5 Nc=0.10，不同支护强度的围岩竖向位移云图(单位：
m)Fig. 5 Vertical displacement nephograms of surrounding rock with various support strengths (Nc=0.10)(unit: m)
图6 Nc=0.25，不同支护强度的围岩竖向位移云图(单位：
m)Fig. 6 Vertical displacement nephograms of surrounding rock with various support strengths (Nc=0.25)(unit: m)
图7 Nc=0.10，不同支护强度的围岩水平位移云图(单位：
m)Fig. 7 Horizontal displacement nephograms of surrounding rock with various support strengths (Nc=0.10)(unit: m)
图8 Nc=0.25，不同支护强度的围岩水平位移云图(单位：
m)Fig. 8 Horizontal displacement nephograms of surrounding rock with various support strengths (Nc=0.25)(unit: m)
从图5和图6中可以看出：
不同挤压因子Nc和支护强度pi下围岩竖向位移均表现为拱顶沉降、拱底隆起；
随挤压因子Nc和支护强度pi的增大，围岩竖向位移减小，但减小速度渐缓。例如：
当pi=0 MPa，Nc=0.10和Nc=0.25时的拱顶沉降分别为94.4 cm和24.4 cm；
当pi=0.4 MPa和pi=1.0 MPa，Nc=0.10时相应拱顶沉降分别减小到50.9、42.1 cm，Nc=0.25时相应拱顶沉降分别减小到22.9、20.9 cm。
从图7和图8中可以看出：Nc=0.10时，不同支护强度下围岩水平变形均表现为向洞内收敛；
但当挤压因子Nc=0.25且支护强度pi=1.5 MPa时，水平变形呈现出向洞外扩张的现象(见图8(c))。这说明，当Nc较大时，增加pi可取得理想的水平位移Ux控制效果。
对比竖向位移云图(见图5和图6)和水平位移云图(见图7和图8)可以看出，同一挤压因子Nc、同一支护强度pi下，竖向位移Uy极值要明显大于水平位移Ux极值。以Nc=0.10、pi=1.0 MPa为例，Uy、Ux的极值分别为42.1、16.1 cm，差值为26 cm。因此，以下分析针对竖向位移展开。
2.3.2 支护对竖向位移的控制效果
不同挤压因子下围岩竖向位移(Uy)-支护强度(pi)变化曲线如图9所示。其中，Nc=0.063，当pi≤0.2 MPa时，计算未收敛。
图9 不同挤压因子下围岩竖向位移-支护强度变化曲线Fig. 9 Variation curves of vertical displacement of surrounding rock with support strength under various compression factors
由图9可以看出：
③收益增加额减去项目总投资额后，第一年项目产生经济效益为804万元-527.43万元=276.57万元。
1)从Nc=0.063、0.1、0.15时竖向位移变化曲线图可以看出，pi较小(Nc=0.063、0.1且pi≤0.6 MPa，Nc=0.15且pi≤0.4 MPa)时，支护强度对竖向位移的控制呈指数变化，表示开挖后及时施加支护阻力对竖向位移的控制非常明显。如Nc=0.063、pi=0.4 MPa时，测点1的沉降为89.7 cm，而当pi=0.6 MPa时沉降迅速减小到60.3 cm，支护强度增加了0.2 MPa，沉降减小了29.4 cm，效果很明显，说明对于挤压程度严重的围岩(Nc≤0.15)，开挖后及时进行强支护非常必要。
2)从Nc=0.063、0.1、0.15时竖向位移变化曲线图还可以看出，当pi超过1)中范围后，曲线的斜率明显减小且基本稳定，表示支护强度对竖向位移的控制效果基本相同，即增加支护强度的作用并不明显，说明对于挤压程度严重的围岩(Nc≤0.15)，当支护强度达到一定值后，再通过继续增加支护强度来控制竖向位移是不可取的。如Nc=0.063、pi=0.8 MPa时，测点1的沉降为57.7 cm，当pi=1.5 MPa时沉降减小到49.8 cm左右，支护强度增加了0.7 MPa，竖向位移只减小了7.9 cm，效果明显降低，而此时的竖向位移仍然很大。考虑到工程实际中所能提供支护强度一般不超过1.5 MPa[22]，故对于挤压程度严重的围岩(Nc≤0.15)，传统强力被动支护无法将变形控制到安全范围以内。
3)从Nc=0.2、0.25时竖向位移变化曲线图可以看出，竖向位移随着支护强度的增加近似呈线性减小，表示支护强度的增加对控制竖向位移的效果基本相当；
而且，因为围岩挤压程度较低，围岩的竖向变形并不是很大，只需要一定的支护强度便可将竖向位移控制在可接受的范围内，如Nc=0.2、pi=0.4 MPa时，测点1的沉降为29.2 cm，已控制在30 cm范围内。
由上述分析可以得到，对于挤压程度不严重的围岩(Nc≥0.2)，常规强力被动支护体系可以实现围岩变形控制，能够满足支护需求，故对于Nc≥0.2的围岩采用强力被动支护体系即可；
对于挤压程度严重的围岩(Nc<0.2)，开挖后进行及时强支护虽对围岩变形的控制效果非常明显，但随着支护强度的增加，其控制效果明显降低，且无法有效控制位移位于安全范围，因此不能靠单纯增加被动支护强度来控制变形，而应考虑采用强化并调动发挥围岩自承载能力的主动支护体系。综上所述，当Nc≥0.2时，现行的强力支护模式能够对围岩进行有效支护；
当Nc<0.2时，可根据现场围岩变形情况考虑采用主动支护模式。
3.1 锚杆(索)系统的选择
现今的主动支护实现形式，主要涉及预应力锚固系统(锚杆(索))，所采用杆(索)体材料主要为高强螺纹钢筋或高强钢绞线。如图10所示，杆体钢筋强度较低而变形能力较好(以YE25-5为例，屈服力不小于131 kN，断后伸长率不小于18%[23])，索体钢绞线虽具有较大的强度，但变形能力较差(以1×19S-21.8 mm-1 860 MPa为例，名义屈服力不低于513 kN，最大力总伸长率不小于3.5%[24])，但锚杆和锚索的选择主要取决于所施加预应力的大小。
(a) 锚杆[25]
(b) 钢绞线[26]图10 锚杆(索)体材料荷载-位移曲线Fig. 10 Load-displacement curves of bolt/strand
作为主动支护体系的关键参数，预应力量值与支护效果关系密切。随施加预应力量值增大，主动支护对围岩物理力学参数的强化作用(从残余强度的角度)有所增加，能够取得更好的变形控制效果。故随围岩挤压程度加剧，要实现隧道变形有效控制，施加的预应力量值FP需相应增加。根据隧道等地下工程对预应力锚杆(索)的应用经验及相关规范[23，27-29]，当预应力量值超过200 kN时,应选择锚索作为预应力施加载体。因此，对于所需控制变形较小(FP≤200 kN)的软岩隧道，可采用预应力锚杆系统；
而对于所需控制变形较大(FP>200 kN)的软岩隧道，建议采用预应力锚索系统。
3.2 基于锚索系统的主动支护模式适宜性分析
锚索钢绞线在弹性范围内的伸长很小，其延伸主要发生在屈服之后(见图10(b))，同时，考虑到锚索系统发挥支护作用离不开索体材料伸长，若设计中仅考虑索体材料处于弹性工作状态，将无法更好地利用材料性能。当采用预应力锚索系统进行主动支护(FP>200 kN)时，应允许索体材料在工作状态处于塑性阶段，并确保其不发生破坏，且具有一定的安全度。
为减少预应力损失，预应力锚固系统多采用两点锚型式，采用机械头或树脂锚固剂内锚于稳定围岩中[30]，外锚端则采用锚具固定于洞壁。索体延伸率εa由内、外锚端相对位移产生，忽略内、外锚端处锚固系统与围岩相对位移，且认为索体均匀延伸，则
(2)
为保证锚固体系在工作状态不发生破坏且具有一定安全度，取1.5倍安全系数，则锚索工作状态延伸率εa不应超过2.3%。
为保证锚固系统工作状态不发生体系破坏，则洞壁围岩径向位移u0应满足
(3)
当索体延伸率与洞壁围岩径向位移超过式(2)和式(3)限值时，支护结构安全性得不到保证，甚至可能发生体系性损坏。故此种情况下，合理的支护模式应当以主动支护为基础、融入让压支护，形成主动-让压支护模式。该支护模式下，洞壁围岩允许径向位移u0在利用索体材料自身延伸基础上增加了支护体系让压量，如式(4)所示。主动-让压支护在实现强化与调动发挥围岩自承载性能的同时，大大提高了支护体系的变形能力，故适用于变形量更大的软岩大变形隧道。
(4)
4.1 木寨岭公路隧道工程概况
渭武高速木寨岭公路隧道地处秦岭构造带，穿越漳河与洮河的分水岭木寨岭，横跨漳县、岷县，是甘肃及西北地区通往西南地区的重要通道。隧道为分离式2车道隧道，左线全长15 231 m，右线全长15 173 m，最大埋深为629.1 m。隧址区岩性主要为炭质板岩(见图11)，占比约为隧道全长的50%，其黏聚力c为200 kPa，内摩擦角φ为25°，由式(1)可得σcm=0.63 MPa。隧址区水平主应力占主导地位，地应力场以NNE向挤压为主，与隧道洞轴线方向大致相同。隧道里程ZK218+420～ZK219+608段初始地应力p0=11.37～18.76 MPa，则Nc=0.034～0.055<0.2。由2.3节分析可得，传统强力被动支护模式在该区段不适用，而应选择主动支护模式。
图11 木寨岭公路隧道纵断面图Fig. 11 Geological profile of Muzhailing highway tunnel
实际上，在建设之初，ZK218+428～+448段采用了SVf型衬砌，具体支护参数见表4。从表中各参数量值来看，SVf型衬砌参数的取值均已达到或超过了规范推荐值[31]，属于典型的强力被动支护模式。
表4 SVf型衬砌参数Table 4 Lining parameters of SVf
在SVf型强力被动支护段采用三台阶开挖法，施工中出现了局部侵限、钢支撑扭曲、喷射混凝土开裂(见图12(a))等大变形灾害现象，断面最大位移为247～529 mm，最大变形速率达135 mm/d(见图12(b))，表明SVf型强力被动支护体系已难以有效控制围岩变形。
(a) 喷射混凝土开裂
(b) 位移-时间曲线图12 被动支护试验段情况Fig. 12 Passive support test section
4.2 试验段支护模式选择
鉴于此，ZK218+448～488段拟采用主动支护方案，设计预应力值为250 kN，采用1×19S-21.8 mm-1 860 MPa锚索，沿隧道纵向交替布置，1环5 m锚索，1环10 m锚索。于上、中台阶处布置预应力锚索，在爆破出渣完成后，及时施作锚索并施加预应力。基于现场实际情况开展数值仿真(忽略预应力锚索施作时间)，得到施加250 kN预应力时围岩竖向和水平位移，如图13所示。可以看出，拱顶沉降大于拱腰水平收敛，故取拱顶范围洞壁、5 m和10 m深处沉降分别为u0=45.0 cm、ul(5 m)=14.1 cm、ul(10 m)=9.8 cm。将ul(5 m)和ul(10 m)代入式(3)可得，5 m和10 m预应力锚索支护下洞壁允许位移分别为：
(a) 竖向位移
(b) 水平位移图13 围岩位移云图(预应力250 kN)(单位：
m)Fig. 13 Displacement nephograms of surrounding rock (applied pre-stress of 250 kN)(unit: m)
(5)
(6)
5 m和10 m预应力锚索支护下洞壁允许位移u0(5 m)和u0(10 m)分别为25.8、33.1 cm，均小于实际洞壁位移u0=46.7 cm。可知，该区段施加预应力250 kN时，预应力锚索变形能力无法匹配大变形，主动支护体系无法实现成功支护，而应采用主动-让压支护模式。
4.3 主动-让压模式支护效果
在该区段开展主动-让压支护试验，所采用的预应力让压锚索是在上述预应力锚索(预应力250 kN)的基础上加设让压装置而成，设计让压力为300 kN，最大让压量为50 cm。所采用的主动-让压支护关键参数见表5。
表5 主动-让压支护关键参数(异于SVf型)Table 5 Support parameters of active-yielding section(different from SVf)
主动-让压支护模式下，除ZK218+465断面累计变形量达504 mm(侵限4 mm)外，试验段围岩位移基本小于设定的预留变形量(500 mm)，初期支护体系均处于安全的受力状态。虽出现了局部损裂，但未见明显的喷射混凝土掉块，且拱架未发生扭曲现象。ZK218+465断面拱顶和拱腰处让压锚索轴力时程曲线如图14(a)所示。
横坐标“-1”对应的轴力值表示为千斤顶加载的预应力值; A、B、C线中横坐标“0”表示为千斤顶卸载后，加载到锚索上的预紧力。(a) 让压锚索轴力时程曲线
(b) 位移-时间曲线图14 主动-让压支护试验段情况Fig. 14 Test section of active-yielding support
由于拱顶A处让压锚索轴力变化曲线未呈现明显让压过程，以下分析针对左右拱腰B、C部位让压锚索展开。B、C部位让压锚索初始让压力分别为248、276 kN，略小于设定初始让压力；
在围岩变形稳定后，锚索停留在让压吸能支护阶段，最终稳定轴力分别为278、277 kN；
锚索最终让压滑移量可由锚索轴力时程曲线(见图14(a))结合断面围岩变形数据(见图14(b))得到，分别为24.4、36.1 cm。综上所述，主动-让压支护在试验段实现了围岩变形控制，且保证了支护结构处于安全受力状态。现场试验结果一定程度上验证了所提出软岩大变形隧道适宜支护模式选择方法的合理性。
本文在对当前软岩大变形隧道主要支护模式分类的基础上，从围岩和支护结构2方面探讨了被动支护、主动支护和主动-让压支护3种支护模式在软岩大变形隧道中的适宜性，给出了支护模式的合理选择方法与建议，并依托木寨岭公路隧道软岩大变形段落予以实践，得到主要结论如下：
1)对于非严重挤压变形隧道(Nc≥0.2)，增加支护强度pi可取得理想的位移控制效果，现行的强力支护模式能够实现对围岩的有效支护；
对于严重挤压变形隧道(Nc<0.2)，当支护强度pi较小时，随着pi增加，围岩位移呈指数型减小，但当其增至一定程度时，支护对围岩变形的控制效果明显下降，且无法控制位移于安全范围内，因此不能靠单纯增加被动支护强度来控制变形，而应考虑采用强化并调动发挥围岩自承载能力的主动支护体系。
2)对于所需控制的围岩变形较小(FP≤200 kN)的软岩隧道，可采用预应力锚杆系统，而对于所需控制变形较大(FP>200 kN)的软岩隧道，建议采用预应力锚索系统；
当采用预应力锚索系统进行主动支护时，为有效发挥锚索系统支护作用，应允许索体工作状态处于塑性阶段，但延伸率εa不应超过2.3%；
当超过上述限值时，单纯的主动支护不再适用，合理的支护模式应当是具有更大变形能力的主动-让压支护模式。
3)木寨岭公路隧道ZK218+420～ZK219+608段挤压因子Nc=0.034～0.055<0.2，在强力被动支护体系作用下，现场试验段断面最大位移为247～529 mm，出现了钢支撑扭曲、喷射混凝土开裂等大变形现象；
ZK218+448～488段拟采用主动支护，锚索系统施加预应力值为250 kN，在主动-让压支护模式下，除ZK218+465断面累计变形量达504 mm(侵限4 mm)外，围岩位移基本小于设定的预留变形量(500 mm)，初期支护体系均处于安全的受力状态；
试验结果一定程度上验证了被动、主动与主动-让压支护模式选用依据的合理性。
由于本研究旨在探寻不同支护模式的适用范围，故在研究中对被动支护的模拟采用了简化，未考虑被动支护所提供支护力随围岩变形逐渐提高的过程，而是以恒定支护力作为边界条件开展分析，后续宜采用更精细的模拟开展被动与主动支护的相关研究。
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