蒙華鐵路風積沙地層隧道圍巖穩定性及預加固效果試驗研究

王志杰, 王 李, 吳 凡, 王如磊, 劉 剛, 慕萬里, 李學廣, 王文軍

(1. 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；2. 中鐵十八局集團第一工程有限公司， 河北 涿州 072750)

0 引言

風積沙是沙被風沙流搬移到沖積平原地區形成沙丘而產生的，屬第四紀風積物，系指在風成沙性質上發育起來的土壤[1-2]。風積沙主要位于我國的西北部，其具有結構碎散、抗剪能力弱、自穩能力差、在外力作用或擾動下極易發生破壞等特點。近年來，隨著我國西部交通基礎設施建設，風積沙隧道逐漸增多，這些風積沙隧道在施工中時常出現洞周位移過大、漏沙及塌方等問題，給工程建設帶來極大的困難和風險。我國“北煤南運”鐵路新通道——蒙華鐵路[3]在修建過程中也遇到了類似的難題。為了保證隧道的施工安全與進度，針對風積沙隧道圍巖失穩特征及超前控制措施進行研究顯得尤為重要。

考慮到風積沙的特殊性，國內學者已進行了很多研究，但主要偏向于基本特性及工程應用方面[4-9]，而對風積沙地層隧道的相關研究還鮮有報道。但隨著我國交通基礎設施建設的全面開展，研究也在逐漸增多，例如： 仇玉良等[10]采用三維數值模擬和現場監測手段，對風積沙地層大跨公路隧道的沉降發展規律等進行了分析；劉玉杰[11]通過理論分析和數值模擬等方法，對風積沙隧道的受力特性及破壞機制進行了研究；董長松等[12]采用數值模擬和監控量測手段，對不同工法在風積沙地層隧道中的控制效果進行了對比分析；黃瑞等[13]針對風積沙隧道地層坍塌風險大、初期支護變形速率高等特點，依托千松壩風積沙隧道對設計和施工方案進行了論述；王雪霽等[14]通過離散元軟件模擬風積沙地層，對水平旋噴樁和豎直旋噴樁2種旋噴樁方法在風積沙隧道中的加固作用進行了分析；樊康佳[15]得出了基于地表豎直旋噴樁加固的淺埋風積沙隧道支護結構受力特性。

綜上所述，國內學者對風積沙隧道的研究較少，且主要集中于施工工法比選及支護結構受力等方面，研究方法也較為單一，對于風積沙地層隧道預加固控制效果更是尚無學者展開深入研究。本文以蒙華鐵路王家灣隧道為依托，采用理論分析、物理力學試驗、數值模擬等方法對風積沙地層隧道圍巖穩定性特征[16-17]展開分析，并基于此綜合考慮不同預加固措施[18-19]，利用模型試驗對風積沙地層隧道預加固控制效果進行研究，以期為進一步充實風積沙隧道設計理論提供參考。

1 工程背景

蒙西至華中地區鐵路煤運通道是國家“十二五”規劃綱要中的重大交通基礎設施。王家灣隧道作為蒙華鐵路重點控制工程，隧道進口里程為DK266+945，出口里程為DK274+233，隧道全長7 288 m，為單洞雙線隧道，最大埋深220 m。隧址區地表水主要為大氣降水及基巖裂隙水滲出形成地表徑流，地下水主要為第四系孔隙潛水及基巖裂隙水。王家灣隧道地處鄂爾多斯盆地伊陜斜坡區，地層從新至老依次為： 第四系全新統沖洪積Q4砂質新黃土、上更新統風積Q3砂質新黃土、黏質老黃土、中更新統沖洪積Q2黏質老黃土、細砂、白堊系下統絡河組砂巖，整體上為黃土和風積沙不良地質。其中，DK270+380～+735段整體穿越風積沙地段，施工工法為三臺階臨時仰拱法，初期支護與水平旋噴樁預留變形量為15～20 cm； 水平旋噴樁長度為15 m，樁徑為60 cm，樁間距為40 cm，每個循環搭接3 m，如圖1所示。為提高水平旋噴樁的抗剪強度，在水平旋噴樁內插入φ89 mm鋼管，鋼管環向間距為80 cm，長度為15 m。

圖1 水平旋噴樁設計圖

2 風積沙地層隧道失穩機制分析

2.1 風積沙物理力學試驗

為進一步探究風積沙地層隧道失穩機制，結合現場地勘資料并在蒙華鐵路王家灣隧道進行實地取樣，依據《鐵路工程土工試驗規程》進行不同含水率及不同密實度下風積沙的室內物理力學試驗。因風積沙圍巖強度主要與其密實度和含水率相關，故采用三軸試驗等方法測定試樣在不同含水率及密度下的黏聚力及內摩擦角，試驗結果如圖2和圖3所示。

(a) 黏聚力變化規律 (b) 內摩擦角變化規律

圖2相對密度對不同參數的影響

Fig. 2 Effect of relative density on different parameters

(a) 黏聚力變化規律 (b) 內摩擦角變化規律

圖3不同含水率對參數的影響

Fig. 3 Effect of water content on different parameters

由圖2和圖3可知，當含水率為0%時，相對密度對黏聚力的影響可以忽略； 含水率越高，相對密度對黏聚力的影響越明顯； 當含水率為18%左右，黏聚力在相對密度為0.5時可達到最低。一般情況下相對密度對內摩擦角的影響不大，但當含水率為23%時，內摩擦角的波動范圍增大。在不同密實度下，風積沙黏聚力隨含水率的增大而出現波動現象，但大致呈增大趨勢； 黏聚力在含水率約為12%和23%時可達到極大值，但當含水率為0時，風積沙幾乎不具黏聚力。同樣在不同密實度下，含水率為7%～18%時，風積沙試樣的內摩擦角可達到極大值； 含水率超過18%后，內摩擦角開始降低。當含水率為7%～14%時，風積沙抗剪能力可達到極值。綜上，含水率的變化對風積沙黏聚力和內摩擦角均有明顯影響，含水率與黏聚力對應關系存在“雙峰”性，且含水率對黏聚力的影響更大。因此，為提高風積沙的抗剪變形能力，應盡可能控制風積沙地層的含水率，降低地下水的影響。

2.2 風積沙隧道失穩變形特征

風積沙作為一種典型的砂性土，是由顆粒組成的材料，在隧道工程中所呈現出的變形特征等與其細觀結構密切相關。風積沙圍巖在力學形態上是一種呈松散形態的散粒土質圍巖，不能承受拉應力，但能承受一定的剪應力和壓應力，黏聚力極低甚至不存在，自穩能力差。通常情況下，圍巖整體強度較低，但單個顆粒強度很高，故在風積沙圍巖中容易出現短期塌落拱效應，在塌落拱效應下可形成短期承載結構。在隧道施工過程中，圍巖隨時可能在外界擾動下發生失穩破壞，如圖4所示。風積沙地層隧道結構失穩破壞往往具有突發性，前期無特別明顯的征兆，一旦出現大的變形就難以控制。在有的風積沙隧道中，當圍巖出現破壞后，往往會表現出持續掉塊或塌方現象，且會誘發下一階段大規模的變形破壞。地下水大量存在或局部含水率變化，圍巖則會變得松散，導致圍巖受力復雜且抗力急劇下降； 同時，隧道初期支護承受巨大的應力，致使噴射混凝土突然開裂，拱架彎曲變形過大而失去承載能力，并伴隨著拱頂大變形、水平位移不收斂等情況。

(a) 掌子面失穩

(b) 初期支護變形

2.3 失穩過程計算分析

利用有限差分軟件FLAC3D，計算分析風積沙地層隧道在動態開挖過程中的最大主應力分布和圍巖塑性區演變規律。依據《蒙華浩三段施工隧參》進行建模計算，隧道跨度為11.76 m，高度為11.64 m，隧道埋深取60 m。根據圣維南原理，為降低邊界效應，模型的邊界取開挖洞徑的3～5倍，計算模型如圖5所示。在不采取任何支護的情況下，采用三臺階開挖，每個循環進尺1 m(與實際工程相同)。地層初始地應力為自重應力，未考慮構造應力，圍巖設置為Mohr-Coulomb 彈塑性，材料參數根據室內物理力學試驗獲得，具體見表1。

圖5 計算模型

圍巖黏聚力c/MPa內摩擦角φ/(°)彈性模量E/GPa泊松比μ容重γ/(kN/m3)風積沙0.01270.0210.417.5

通過控制開挖順序來模擬隧道應力釋放過程，提取圍巖最大主應力分布和圍巖塑性區分布，結果如圖6和圖7所示。

(a) 上臺階開挖

(b) 中臺階開挖

(c) 1個循環進尺

(d) 2個循環進尺

(a) 上臺階開挖

(c) 1個循環進尺

最大主應力的變化方向能反映圍巖破壞面的方向。由圖6可知，當上臺階開挖完成后，最大主應力極值主要出現在隧道拱頂和仰拱位置。隨著掌子面的不斷推進，最大主應力值不斷增大，最大主應力極大值以拱腳為起始點，豎直向上轉移，同時向拱腰外側圍巖擴散。而仰拱處基本沒有變化，拱腳受力狀態在不斷調整過程中變得復雜，因此在現場應采取施加鎖腳錨桿等方法來抑制隧道的破壞趨勢。當完成2個循環進尺左右時，地層需要更多的圍巖承受上覆荷載，最大主應力極大值由豎直方向突然轉向兩側移動，并最終發展至地表。

由圖7可知，塑性區首先均勻分布于隧道周圍，拱頂少部分出現張拉破壞，并迅速向上發展； 隨著中臺階的開挖，張拉破壞區增大，隧道在橫向和縱向均發生剪切破壞； 當下臺階開挖完成1個循環進尺后，隧道上部塑性區發生突變，急劇增長，此時整個掌子面前方也布滿剪切塑性區； 隨著隧道完成2個循環進尺，隧道破壞至地表。可以看出，在無任何預加固的情況下，風積沙隧道圍巖極易失穩破壞，必須采用適當的加固措施； 同時，建議及時施作風積沙地層隧道的初期支護，加強對隧道拱頂沉降和拱腳位移的監測，嚴格控制塑性區發展，從而避免隧道的急劇劣化。

3 失穩機制驗證及預加固模型試驗

3.1 試驗裝置及材料

本次試驗在隧道-地層復合模型臺架上進行，其凈空為300 cm×120 cm×180 cm(長×寬×高)，隧道斷面尺寸為23.5 cm(跨度)×23 cm(高度)，臺架前后分別采用加勁肋為模型槽提供約束，充分保證整個試驗過程處于平面應變狀態。安裝透明有機玻璃板以便于觀察整個試驗開挖過程及圍巖穩定狀態。

(a) 試驗臺架正視圖

(b) 試驗臺架側視圖

(c) 試驗臺架實物圖

3.1.1 圍巖的模擬

表2 主要參數相似比

表3風積沙圍巖原型和模型的物理參數對比

Table 3 Comparison of physical parameters between prototype and model of surrounding rock of aeolian sand

參數原型模型相似比c/MPa0.010.000 250φ/(°)25～29261E/GPa0.0210.00150μ0.40.41γ/(kN/m3)17.517.51

(a) 圍巖材料攪拌

(b) 圍巖預埋

3.1.2 旋噴樁加固區及鋼管的模擬

水平旋噴樁可改善風積沙圍巖碎散特性，有效提高其黏聚力和強度，為準確模擬水平旋噴樁的加固效果，在現場采用鉆芯法對水平旋噴樁強度進行測定，如圖10(a)所示。試驗中先對加固區的圍巖進行配置再預埋可降低對其的擾動,如圖10(b)所示。加固區布置于隧道上半斷面，厚度為3 cm(對應原型1.5 m)； 鋼管采用長度為60 cm，外徑為5 mm，內徑為4 mm的銅管模擬，并且控制等效剛度EI相似。加固區物理力學參數以及對應的原型值見表4，配比見表5。

表4旋噴樁加固區原型和模型的物理參數對比

Table 4 Comparison of physical parameters between prototype and model of reinforcement area of rotary jet grouting pile

參數原型模型相似比c/MPa8001650φ/(°)35351E/GPa3 500～4 2008050μ0.320.321γ/(kN/m3)20～23211

表5 加固區相似材料配合比(質量百分比)

(a) 旋噴樁強度測試

(b) 加固區預埋

3.2 試驗內容

整個試驗包括3個工況(見表6)，工況1作為對風積沙地層隧道圍巖穩定性以及失穩機制的驗證，工況2和工況3則可對水平旋噴樁及鋼管預加固效果進行分析。試驗中每個工況均采用與現場一致的三臺階法，每個循環進尺為2 cm(對應原型1 m)，其中支護段和未支護段各30 cm； 支護段噴射混凝土厚度為0.5 cm(對應原型25 cm)，鋼拱架間距2 m(對應原型1 m)，未支護段不施作任何支護。具體開挖步驟如圖11所示。

表6 工況表

3.3 量測系統

本試驗所有監測點均設置在未支護段，主要包括拱頂沉降位移計，左右邊墻各預埋1個地中位移計作為水平收斂監測斷面，目標斷面前方設置掌子面擠出位移計，在未支護段3分點處設置圍巖應力監測斷面(斷面-Y)，如圖12所示。

(a) 開挖步驟

(b) 開挖過程

(a) 壓力盒布置

(b) 位移計布置(單位： cm)

D為隧道直徑； W-1、W-2、…、W-6為位移桿編號。

圖12量測系統

Fig. 12 Monitoring system

4 試驗結果分析

4.1 失穩機制驗證

通過對試驗過程的觀察與記錄，得到失穩破壞過程如圖13所示。

(a) 掌子面剝落

(b) 拱頂塌落

(c) 洞口封堵

(d) 地表沉陷

根據破壞現象可將風積沙地層隧道圍巖破壞發展規律大致概括為3個階段。

1)隧道每一步開挖都會引起小塊風積沙從兩邊側墻掉落，這是由于隧道沿軸向和徑向發生了壓裂破壞。掌子面出現局部失穩現象，有少量風積沙擠出，且脫落主要發生在掌子面上半部分圍巖(見圖13(a))。

2)拱頂至拱腰范圍內出現拉裂與剪切破壞，風積沙抗拉和抗剪能力極弱，拱頂臨空面出現圍巖剝落現象，塌方物不斷增多。剝落圍巖大多來自于隧道中間位置，塌方范圍主要向上延伸，塌方寬度增加較少，這與數值模擬結果相同(見圖13(b))。

3)隧道拱頂破壞區繼續向地表擴展，部分圍巖喪失承載能力，屬于剪切滑移破壞。隨后瞬間影響至地表，發生大體積失穩，隧道內發生涌沙現象，洞口被風積沙封堵(見圖13(c))。

通過以上分析可知，如果不采取一定的加固措施，隧道在穿越風積沙時將產生掌子面擠出、拱頂塌落、完全失穩等現象，從而影響隧道的開挖施工。

4.2 預加固效果分析

4.2.1 位移分析

選取未支護段中間為隧道位移監測斷面，從開挖至未支護段開始計時，繪制各測點位移時程曲線如圖14所示，并記錄破壞狀態。

由圖14(a)可知，在不采取任何預加固時，隧道不能開挖至目標斷面，先行掌子面距支護界限大約10 cm(0.5D)時開始發生破壞，在短時間內發生大面積的坍塌，各測點位移發生跳躍式激增，且隨著時間的推移，隧道破壞影響至地表最終形成一個“漏斗”形的大洞。其中拱頂沉降最為顯著，達到11.25 mm，而最大沉降速率可達8.23 mm/min； 掌子面正中間的擠出量為6.54 mm，拱頂沉降大約是掌子面位移的1.48倍。當隧道開始劣化破壞時，其水平收斂值在增大一段時間后便趨于穩定，且極值為7.64 mm。這是因為大面積坍塌致使大量風積沙涌入隧道影響水平位移計的正常工作，在接下來的研究中應進一步優化。由圖14(b)可知，工況2能到達目標斷面，但在開挖過程中隧道拱頂、拱腰及掌子面位置均有不同程度的圍巖塌落現象，將塌落物清理后可繼續推進，其水平收斂值為6.75 mm，掌子面位移為2.74 mm；當未支護段開挖大約5 cm(0.2D)時隧道發生明顯位移變化，其中拱頂沉降所受影響最大，最大位移可達6.03 mm，最大位移速率為0.65 mm/min；到達目標斷面后隧道洞周位移在經過一定程度的增長后可趨于收斂。由圖14(c)可知，工況3能夠順利完成預定開挖距離，洞周圍巖未出現剝落現象，但掌子面會出現一定程度的擠出掉塊，水平收斂值為3.71 mm，掌子面位移為2.49 mm；當未支護段開挖大約8 cm(0.35D)時隧道各個測點位移開始變化，拱頂和掌子面變化最為顯著，最大位移和最大位移速率分別為2.49 mm和0.31 mm/min，均出現在掌子面。試驗結果說明水平旋噴樁和鋼管組合能夠有效控制拱頂沉降和水平收斂，但由于風積沙的松散性容易導致掌子面出現少量剝落，故建議還應對掌子面增加其他適當的加固措施。拱頂沉降變化要早于水平收斂和掌子面位移，在進行實際監控量測時可優先考慮將其作為施工反饋的重要指標。

(a) 工況1

(b) 工況2

(c) 工況3

工況1各測點位移值和最大位移速率在所有工況中均為最大，通過得到其他2個工況試驗結果占工況1試驗結果的比例，可更加直觀地分析預加固效果，如圖15和圖16所示。

圖15 最大位移量相對占比

圖16 最大位移速率相對占比

工況1拱頂沉降最大值為11.25 mm，最大沉降速率為8.23 mm/min，在采用水平旋噴樁加固(工況2)后分別降低46%和94%，增設鋼管(工況3)后分別降低81%和98%。工況1水平收斂最大值為7.64 mm，最大位移速率為0.91 mm/min，水平旋噴樁加固后分別降低12%和31%，增設鋼管后分別降低52%和42%。工況1掌子面位移最大值為6.54 mm，最大位移速率為2.47 mm/min，水平旋噴柱加固后可分別降低58%和85%，增設鋼管后可分別降低71%和90%。可以看出，水平旋噴樁與鋼管組合的加固方式對位移的控制為拱頂沉降>掌子面擠出>水平收斂； 對最大位移速率的抑制作用同樣是拱頂沉降>掌子面擠出>水平收斂，說明該加固方式針對風積沙隧道失穩特點具有顯著的控制效果。

4.2.2 拱頂圍巖應力分析

拱頂圍巖應力釋放規律最能反映隧道圍巖穩定性，拱頂圍巖應力變化趨勢如圖17所示。由圖17可知，測點1和測點3在工況1中變化均為最大，測點1土壓力變化量為-13.24 kPa，測點3變化量為-9.21 kPa，說明風積沙隧道開挖對拱頂影響最大。工況1中，2個測點在掌子面剛從支護段開挖便發生一定的下降，風積沙的弱抗剪性導致應力縱向影響范圍擴大，故風積沙隧道應及早采取加固措施，提前控制圍巖應力釋放，確保施工安全。當隧道掌子面進入未支護段后，工況1中拱頂地應力持續下降，因為此時未支護段圍巖失去支撐，處于完全臨空狀態，風積沙地層逐漸松散即將發生剪切破壞。對于工況2，測點1土壓力變化量為-6.69 kPa，測點3變化量為-7.45 kPa，拱頂應力處于不斷平衡的狀態，但在到達未支護段前還是會出現下降趨勢。對于工況3，測點1土壓力變化量為-3.55 kPa，測點3變化量為-3.98 kPa，整體變化量相對其他工況最低。工況2進入未支護段后在一定的時間內土壓力還會出現跳躍式降低，而工況3則下降較為平穩。綜上所述，水平旋噴樁與鋼管的組合對于未支護段拱頂圍巖應力的控制效果更好，能充分調動和發揮圍巖的自承能力，抑制風積沙地層的破壞發展。

(a) 測點1

(b) 測點3

4.2.3 側向圍巖應力分析

側向圍巖應力變化趨勢如圖18所示。由圖18可知，總體上隨著掌子面的推進各測點側向圍巖壓力數值同樣不斷降低。工況1中，測點7土壓力在開挖13 cm后開始發生顯著下降，最終變化量為-12.11 kPa，測點9的變化則發生在開挖20 cm后，最終變化量為-2.94 kPa。對于工況2，測點7土壓力變化量為-7.62 kPa，測點9變化量為-2.81 kPa，因為加固區只設置在隧道上半斷面且缺少鋼管的支撐作用，所以控制效果相對差一點。在工況3中，測點7土壓力變化量為-5.21 kPa，測點9變化量為-1.67 kPa，相對前2個工況有明顯降低。綜上所述，雖然該預加固方式能夠降低側向圍巖壓力的變化，但整個過程其圍巖應力變化速率很大，建議在實際工程中設置鎖腳錨桿并配合注漿進行加強控制。

(a) 測點7

(b) 測點9

4.2.4 側面豎向圍巖應力分析

側面豎向圍巖應力變化趨勢如圖19所示。工況1中，測點4土壓力變化量為-5.04 kPa，隧道在整個支護段開挖過程中該測點數據變化平穩，當快靠近監測斷面時才發生變化； 測點6最終變化量為-2.33 kPa，雖然變化明顯但變化范圍小。工況2中，測點4土壓力變化量為-4.44 kPa，測點6變化量為-1.29 kPa。工況3中，測點4土壓力變化量為-3.69 kPa，測點6變化量為-0.83 kPa，2種工況下數據變化趨勢相同，可以看出不同預加固方式對側面豎向圍巖的加固效果并不顯著。工況3中，隧道開挖面離開監測斷面后測點6才出現明顯的下降，當隧道進入未支護段后，還能保持應力的穩定性，甚至在工況3中還出現了一定的上升，此過程中應力不斷平衡調整。

(a) 測點4

(b) 測點6

綜上所述，采用水平旋噴樁和鋼管組合的加固方式(工況3)能夠有效地控制風積沙隧道開挖過程中圍巖應力的釋放，極大地提高隧道自身的穩定性，保證隧道的順利開挖。

4.2.5 預加固影響范圍分析

洞周不同距離的測點壓力變化值可反映預加固的影響范圍，如圖20所示。距離隧道越遠，測點變化量總體呈現出降低的趨勢。在工況1中，當測點距離隧道0.2D時，洞周圍巖應力變化值均較大； 在工況2中，各測點應力變化值呈現出波動狀態，說明工況2的加固控制范圍小于工況3； 對于隧道拱頂，在工況3中，不同距離測點變化值基本變化不大，因為水平旋噴樁與鋼管組合不僅能改善圍巖性質，還能提高加固體的剛度，提升圍巖的承載能力，對上部遠離洞周的圍巖穩定性也能起到很好的控制作用，且控制范圍至少為1D。對于側向圍巖應力，測點距離洞周大約0.2D時，工況3中測點應力變化量較小。當測點距離洞周大約1D左右時，3種工況下側向應力變化值基本相同，說明預加固影響區具有一定的范圍(在1D以內)。對于隧道側面豎向應力，不同工況變化趨勢相似，說明預加固對側面豎向圍巖的控制作用并不明顯，該部位對隧道穩定性影響相對較小。在實際工程中應加強對風積沙隧道洞周地質情況的勘察，優化預加固參數。

圖20 洞周測點應力變化示意圖

Fig. 20 Sketch of stress variation at measurement points around tunnel

5 結論與討論

1)含水率越高，相對密度對風積沙黏聚力的影響越明顯，當含水率為18%左右，相對密度為0.5時黏聚力可達到最低。在不同密實度下，黏聚力在含水率大約為12%和23%時可達到極值； 含水率為7%～18%時，內摩擦角可達到極大值。

2)風積沙地層隧道失穩具有突發性，一旦發生明顯破壞就難以控制。破壞過程中各測點位移會發生跳躍式激增，其中拱頂位移最為明顯。開挖過程主要會經歷“掌子面局部破壞—拱頂持續塌方—大體積失穩”3個基本過程。

3)風積沙地層隧道在不采取預加固的情況下進行施工，極易發生圍巖失穩，必須根據現場地質條件進行有效的預加固。同時，除了對隧道周邊預加固外，還應對掌子面進行適當加固，充分保障風積沙地層隧道施工安全性。

4)水平旋噴樁和鋼管組合能有效限制圍巖的變形和位移，控制效果為拱頂沉降>掌子面擠出>水平收斂，其中拱頂沉降和最大沉降速率相對于毛洞開挖工況可分別降低81%和98%。拱頂沉降變化要早于水平收斂和掌子面位移，在實際工程中進行監控量測時可優先考慮將其作為施工反饋的重要指標。

5)水平旋噴樁與鋼管的組合對洞周圍巖應力釋放的控制效果最好，特別是對于拱頂圍巖應力最為顯著，能夠極大地提升圍巖的穩定性。預加固影響區具有一定的范圍(拱頂至少1D，兩側在1D以內)，總體上水平旋噴樁的加固控制范圍小于水平旋噴樁與鋼管的組合。

6)對于圍巖應力在風積沙地層隧道開挖過程中的變化規律，本文只分析了橫向斷面，并沒有對隧道縱向進行分析，且沒對預加固控制影響范圍作更加細致的探究，今后將繼續對風積沙隧道施工力學作進一步研究。