活動斷裂影響區隧道高地應力軟巖大變形特征分析及支護體系研究

王少飛, 陳樹汪, 曾澤潤, 喻 佳, 趙 倩, 王珊珊

(1. 云南省交通規劃設計研究院有限公司， 云南 昆明 650041； 2. 中國建筑基礎設施有限公司， 北京 100044)

0 引言

隧道施工過程中，穿越地層復雜，地質災害多，容易引起各種變形破壞。近年來，隨著公路隧道的發展，隧道難免會穿越斷層破碎帶。斷層破碎帶圍巖自穩能力差，施工過程中會引起塌方、變形等一系列問題。解決隧道軟弱圍巖大變形控制及與圍巖變形相適應的支護體系問題，已成為隧道能否安全、順利貫通的關鍵。

針對上述問題，汪波等[1]結合高地應力隧道支護技術特點及發展趨勢，對高地應力隧道硬巖巖爆與大變形問題進行了分析研究。孫鈞等[2]分析了擠壓型大變形非線性流變屬性，提出了讓壓支護“邊支邊讓、先柔后剛”的設計理念。田四明等[3]系統地從圍巖應力狀態、圍巖力學參數、及時支護特性等方面對軟弱圍巖主動支護作用機制進行了分析。張廣澤等[4]對隧道圍巖構造軟巖大變形發生機理及分級方法進行了研究。馬棟等[5]總結了10座高地應力軟巖隧道的施工經驗，分析了高地應力軟巖隧道大變形控制關鍵技術。李沿宗等[6]基于“先放后抗”和“先抗后放”的變形控制理念，對2種不同施工方案進行對比分析。鐘友江等[7]結合成蘭鐵路的隧道高地應力軟巖大變形鋼架設置方式和施作時機進行了研究。尤顯明等[8]對極高地應力軟巖隧道超前導洞應力釋放的效果進行驗證。肖紅武[9]分析了隧道玻璃纖維錨桿全斷面預加固機理及實施效果。王福善[10]基于木寨嶺隧道極高地應力軟巖大變形問題，分析研究了多層支護體系以及超前導洞應力釋放、設置緩沖結構層等控制技術。韓常領等[11]從應力釋放和塑性流變2方面分析擠壓性大變形機制，提出了“多階段分等級協同控制”變形控制理念。陶志剛等[12]研究了NPR錨索支護方法。趙偉等[13]分析了以讓壓預應力錨索為主的“先柔后剛”的支護體系。高付才[14]基于白石頭山隧道軟巖大變形，提出了包括超前地質預報、三臺階微臺階開挖、工字鋼與預應力樹脂錨桿組合的綜合方案。王亞瓊等[15]分析了緩傾層狀隧道圍巖擠壓變形分級與控制措施。楊文波等[16]提出了基于PSO-SVM算法的層狀軟巖隧道大變形預測方法。崔光耀等[17]通過現場試驗分析了強風化炭質板巖大變形控制技術。康永水等[18]從被動支護、主動支護、軟巖改性技術、讓壓技術、聯合支護技術等方面概括了我國軟巖大變形災害控制技術的進展。董建華等[19]研究了隧道分級讓壓支護作用下圍巖彈塑性變形全過程。

針對軟弱圍巖大變形的機制及支護體系，學者們進行了很多研究，但基于活動斷裂影響區隧道大變形的特點及相關控制措施、支護方式的案例較少。本文依托云南華麗高速東馬場1號隧道，對活動斷裂影響區隧道變形、破壞特點及支護體系進行了分析研究，以期為類似工程提供參考。

1 依托工程概況

在建東馬場1號隧道位于麗江市永勝縣城西側，毗鄰程海，隧道區段屬構造剝蝕斷塊高中山地貌，地形坡度較陡，山谷間發育溶蝕洼地。設計速度為80 km/h，標準雙向4車道，隧道主洞建筑限界凈寬10.25 m，凈高5.0 m。隧道左線起止樁號：ZK70+180～ZK75+278，分界段全長5 098 m；右線起止樁號：K70+130～K75+335，分界段全長5 205 m，屬于特長隧道。隧道所在路段縱坡為-2.000%；隧道最大埋深約為613 m。隧道圍巖主要為強中風化泥巖、石英砂巖、泥質砂巖、泥質粉砂巖、斷層角礫、白云質灰巖，裂隙發育。地下水主要為第四系孔隙水、構造裂隙水及碳酸鹽巖巖溶水3種類型。隧道最大涌水量約為40 765 m3/d。程海斷裂(F4)與隧道相交于K72+260～+330(左幅ZK72+290～+350)，寬度60～70 m，呈41°夾角。根據《云南省活動斷裂分布圖》程?！e川斷裂F59(對應程海斷裂F4)屬全新世活動斷裂、發震斷裂，斷層產狀310°∠72°，屬壓性逆斷層。第四紀以來，左旋走滑運動速率為2.0 mm/年，為晚更新世—全新世活動斷裂，具有7級左右發震能力。受斷裂影響，進出口巖性有明顯差異，進口以砂巖、泥巖為主，出口以灰巖為主(見圖1和圖2)。勘察設計階段斷裂帶兩側各延伸300 m擬定為活動斷裂影響帶，設置設防段加強型襯砌。

圖1 活動斷裂與路線交叉平面圖Fig. 1 Active fault and route intersection plan

圖2 隧道縱斷面圖Fig. 2 Tunnel profile

2 隧道支護變形、開裂、破壞概況

隧道于2016年12月30日開工建設，截至2020年4月12日，東馬場1號隧道左幅累計施工3 766 m，右幅累計施工3 718 m。自2018年7月初起，東馬場1號隧道進出口左右洞相繼出現初期支護變形侵限、仰拱開裂隆起、二次襯砌開裂等現象(見圖3和圖4)。

(a) 右幅進口

(b) 右幅出口

(c) 左幅進口

(d) 左幅出口圖3 隧道支護變形、開裂、破壞示意圖Fig. 3 Distribution of tunnel support deformation, cracking, and destruction

(a) 工字鋼扭曲(b) 初期支護侵限

(c) 仰拱開裂(d) 水溝斷裂

(e) 仰拱隆起(f) 二次襯砌圖4 隧道支護變形、開裂、破壞現場照片Fig. 4 Photographs of tunnel support deformation, cracking, and destruction

1)初期支護變形。表現為拱頂嚴重下沉開裂，邊墻強烈內擠，噴射混凝土普遍擠裂，壓碎脫落，出現環向、縱向裂縫，鋼拱架嚴重扭曲變形，呈“Z”或“S”狀。已施工段落左幅累計換拱658 m，右幅累計換拱632 m。

2)仰拱開裂隆起。仰拱澆筑后，填充頂面中間位置開始出現縱向裂縫，裂縫持續發展，往洞口方向延伸，最大裂縫寬度90 mm。進口靠山側仰拱填充與二次襯砌邊墻混凝土交界處出現斷裂，仰拱隆起，左側隆起不明顯，表現出右高左低(進口右側為靠山側，左側為靠海側)。出口找平層出現隆起開裂，同時發現兩側水溝凈空斷面變小。對東馬場1號隧道進口右線K71+169～+172段仰拱右半幅進行破檢發現，仰拱鋼架扭曲折疊，仰拱襯砌結構遭到嚴重破壞，鋼筋出現扭曲，仰拱隆起達85 cm。仰拱開裂累計長2 434 m，占已施工長度的32.5%；仰拱隆起累計長1 705 m，占已施工長度的22.8%。

3)二次襯砌破壞。多為拱頂及兩側邊墻崩裂、掉塊，局部侵限，多處存在環向斜向裂縫，左右幅累計開裂破壞長度614 m。

3 變形及原因分析

3.1 典型斷面監測

右幅K71+259斷面初期支護沉降和收斂監測情況如圖5所示。由圖可以看出: 隧道開挖后第10 d完成拱墻初期支護，累計沉降244.4 mm，累計收斂260.0 mm；第15 d仰拱澆筑，累計沉降299.6 mm，累計收斂321.6 mm；仰拱閉合后變形速率降低，第35 d隧道掌子面停止施工，采取護拱及徑向注漿加固措施，累計沉降388.7 mm，累計收斂462.4 mm，仍未穩定；監測第99 d總累計沉降410.7 mm，總累計收斂493.8 mm，在停工狀態下變形仍在緩慢發展。

圖5 K71+259初期支護累計沉降、收斂曲線圖Fig. 5 Cumulative settlement and convergence curves of primary support at K71+259

3.2 初期支護變形特點

1)變形量大。隧道開挖后，圍巖變形十分明顯。對水平收斂和拱頂沉降監測統計，一般地段拱頂圍巖下沉僅幾十mm，大變形段隧道拱頂下沉均大于400 mm，趨于穩定的段落最大累計沉降變形量達541.7 mm。一般地段隧道周邊位移收斂幾十mm，大變形段隧道洞壁收斂值均大于300 mm，最大收斂值已達到600.5 mm，鋼架失效后，變形有加速發展趨勢。

2)初期變形速率大且不易收斂。隧道圍巖初期變形速率大，一般10 d內(上、中、下導坑施工)水平收斂即達到200 mm；15 d內(仰拱施工)完成大部分變形，仰拱成環澆筑后進入一個相對于平穩的變形期；但在第20 d左右局部段落變形又開始加速，使支護結構發生破壞，整個過程收斂速率降低緩慢，不易收斂穩定。

3)變形持續時間長。根據變形監測資料分析，圍巖變形持續時間長，一般均持續2～3個月。在初期變形后，變形并未停止，而是持續發展。停工期間仍在變形，有不收斂的趨勢，這說明隧道掘進后，圍巖的應力重分布持續時間長，而隧道施工(如掌子面爆破開挖、仰拱開挖等)對圍巖的再次擾動都將促使其進一步變形。

4)變形破壞不均勻。從不同斷面和同一斷面不同部位的變形量分析，不同斷面變形破壞程度不同，隨著洞身掘進，靠近程海斷層影響帶越近，變形破壞越嚴重，左右幅先行洞破壞比后行洞破壞嚴重；在同一斷面上，中上部的拱頂沉降、水平收斂變形普遍大于下部變形。

5)進出口變形不一致。進口主要以收斂為主，出口主要以沉降為主；進口變形主要位于兩側拱腰，出口變形在拱頂及兩側拱腰。

3.3 仰拱、二次襯砌變形特點

1)仰拱發展趨勢。仰拱填充澆筑后3～5 d，填充面表面出現縱向裂縫，裂縫寬度發展相對緩慢，二次襯砌澆筑后，裂縫寬度發展加劇，有輕微隆起，持續15 d左右趨于穩定。二次襯砌澆筑2～3個月后，仰拱突變隆起，日均隆起3～5 cm，持續發展1～2個月后，平緩隆起，日均隆起1 mm左右。

2)仰拱破壞形式。仰拱破壞最先有縱向開裂，一條或多條縱向裂縫，裂縫寬度及深度均有不同；突變隆起段均為單側隆起，進口隆起均位于線路右側，而出口隆起位于線路左側，相對一側無明顯裂縫，破壞零界點位于襯砌中心線1 m處，與縱向裂縫位于同一位置；破壞形式多樣，側溝底部與填充接觸面隆起，邊墻頂面與二次襯砌接觸面縱向隆起，呈波浪式，這2種形式的變形在部分段落同時存在，相對單一變形較輕；突變隆起段落縱向持續向兩側延伸。

3)墊層破壞形式。墊層破壞表現為兩側隆起，兩側側溝底部與墊層接觸面出現裂縫，同時橫向折斷為斜裂縫，兩側側溝斷面變小，變形破壞速率相對緩慢。

4)同一斷面變形情況。左右幅先行洞仰拱隆起段落，后行洞僅表現為縱向裂縫，且趨于穩定。仰拱隆起段二次襯砌未出現明顯開裂，二次襯砌裂損段仰拱僅出現縱向開裂。

5)二次襯砌變形情況。進出口二次襯砌崩裂位于不同部位，進口二次襯砌變形位于線路右側拱腰，出口二次襯砌變形位于拱頂，變形速率均相對緩慢，表現為混凝土壓潰破壞、襯砌鋼筋鼓出、變形范圍逐步擴大，與初期支護變形基本一致。

3.4 變形原因分析

1)地層巖性。隧道區的地層巖性主要為泥巖、砂巖、泥質粉砂巖、白云質灰巖，由于受程海斷裂帶構造動力影響，巖體片理化、石墨化現象普遍，巖體層間擦痕明顯，部分夾層屬構造動力變質巖類，總體為軟巖、極軟巖且巖體軟硬不均。

2)地質構造。對比勘察設計階段活動斷裂影響帶范圍，根據現場隧道地質、支護變形破壞情況，程海活動斷裂實際影響范圍已超過2 km，受程海大斷裂影響，隧址區地質構造應力水平高且以水平構造應力為主。

3)施工控制。錨桿以及注漿加固地層等主動控制圍巖變形的關鍵技術措施在施工中沒有得到及時有效地落實；二次襯砌施作時機不當，在初期支護變形未收斂的時候，過早澆筑了二次襯砌。

4 巖性鑒定試驗及地應力測試

4.1 典型掌子面地質

1)隧道進口右幅K71+292地質(如圖6(a)所示)主要為強—中風化泥質砂巖，泥質呈紫紅色，砂質呈深灰色，中—薄層狀，砂巖泥質軟硬互層結構，巖體破碎，呈碎塊狀，節理裂隙發育，產狀50°∠75°，節理密集發育呈雜亂不規則，切割強烈，且充填泥質，局部張開，多呈剪切性。層間結合性差，裂縫延伸深度較大，局部多存在壓性小斷層構造。

2)隧道出口左幅K73+369地質(如圖6(b)所示)主要為強風化灰巖、泥質灰巖，深灰色，巖質較軟，中—厚層狀，巖體較破碎—破碎，上部呈大塊狀，多呈碎塊狀，節理裂隙發育，層間結合性較差，裂隙呈張開，切割劇烈，局部呈褶皺構造，巖體極破碎。掌子面局部少量滲水，圍巖潮濕狀態，易軟化。

(a) 進口K71+292(b) 出口K73+369圖6 隧道進出口掌子面巖性取樣Fig. 6 Lithology sampling face at entrance and exit section

4.2 巖性鑒定試驗

對右幅進口K71+292和左幅出口K73+369處分別取樣進行巖性鑒定試驗。鑒定結果(見圖7)為： 隧道進口為絹云母泥巖，隧道出口軟弱夾層為絹云母泥質板巖。進、出口端均受不同程度變質作用影響。

(a) 碎裂巖化水—絹云母泥巖(進口)

(b) 碎裂巖化水—絹云母泥質板巖(出口)圖7 隧道進出口巖性鑒定試驗結果Fig. 7 Lithology testing results at entrance and exit section

4.3 隧道洞內應力測試

采用水壓致裂法進行隧道洞內現場地應力測試。其中，進口K71+288水平孔JK01垂直于掌子面布置，垂直孔JK02布置在臨近掌子面底板處；出口K73+860水平孔CK01布置在靠山側邊墻，垂直孔CK02布置在附近底板處，鉆孔深度均為45 m。根據測試結果，進行應力場三維轉換后，隧道地應力結果如表1所示。

表1 地應力測試結果Table 1 Ground stress test results MPa

5 支護體系及效果

5.1 支護體系

施工過程中針對性采取了加大工字鋼型號、增加預留變形量、加強鎖腳錨桿、徑向注漿加固等一系列措施，使變形得到一定控制，但初期支護侵限、仰拱隆起開裂等現象依然會發生，初期支護變形依然難以收斂。通過監測數據與試驗結果分析，結合已開挖段隧道支護變形、開裂、破壞等情況，確定東馬場1號隧道后續開挖應遵循“標本兼治”的原則，提出“長短結合、主動控制、分層支護、及時成環、預留內空”的綜合支護體系(見圖8)，優化前后支護方案參數見表2。

圖8 優化方案襯砌斷面圖Fig. 8 Lining cross-section of optimized scheme

表2 優化前后支護方案參數Table 2 Parameters of support scheme before and after scheme optimization

5.1.1 長短結合、主動控制

隧道開挖過程中圍巖應力重分布是三維過程，掌子面前后方圍巖的應力狀態是關鍵因素。本文利用隧道變形控制主動支護理念，以超前支護、玻璃纖維錨桿及系統錨桿為主要支護手段，對掌子面前后方巖體進行改善。在拱部150°范圍設置φ76超前中管棚超前加固圍巖；掌子面開挖后采用噴射混凝土進行封閉，并設監測點進行掌子面縱向擠出變形監測，當變形達到預警值時(預警值為1 cm)，應對掌子面上臺階采用玻璃纖維錨桿主動加固；徑向設置φ25中空注漿錨桿和φ51自進式錨桿長短結合，上臺階短錨桿隨上臺階開挖及時打設，長錨桿及邊墻短錨桿在下臺階鋼架落底后距掌子面10 m左右及時打設，錨桿應盡早施作，以達到主動控制的目的?！伴L短結合、主動控制”的支護方式，改善了圍巖應力狀態，提高了圍巖自承能力，能夠快速提供支撐能力，充分發揮了以圍巖為主的主動控制理念，達到治本的目的。

5.1.2 分層支護、及時成環

初期支護在隧道支護中起到抑制圍巖變形、協同圍巖變形的作用，分層支護在高地應力隧道中有很好的效果。采用2層初期支護時，第1層初期支護的剛度和第2層初期支護的時機是關鍵因素，如果第1層初期支護剛度不足、未及時成環，往往會導致開裂變形甚至侵限，第2層初期支護無法施作。圖9示出了雙層初期支護受力破壞關系曲線，曲線AC、CC′、C′D分別對應第1層初期支護施作、第1層初期支護塑性變形、第2層初期支護施作。

圖9 雙層支護受力破壞關系曲線[20]Fig. 9 Relationship between force and failure of double-layer support[20]

1)利用分層支護理念，設置2層初期支護+緩沖層+二次襯砌結構。第1層設置I25b工字鋼，間距60 cm，保證足夠剛度，為第2層初期支護施作提供時間及空間；第2層初期支護設置I22b/I25b工字鋼，間距60 cm。根據監測情況適時施作，第1層鋼拱架與第2層鋼拱架交錯布置，有利于控制變形；設置90 cm仰拱，通過加深、加厚仰拱，改善仰拱受力；設置70 cm C35鋼筋混凝土二次襯砌，二次襯砌在初期支護變形基本穩定后施作。因變形持續2～3個月且難以完全收斂，二次襯砌與初期支護之間設置5 cm泡沫緩沖層，以免二次襯砌過早受力引起開裂。采用上下臺階、微臺階法施工(見圖10)，掌子面圍巖應有一定自穩能力，否則應采取玻璃纖維錨桿主動加固。上臺階3～5 m，下臺階小于20 m，嚴格控制開挖進尺，掌子面掘進采用銑挖機機械開挖，以起到減少圍巖擾動、及時成環、抑制變形的作用，達到治標的目的。

圖10 優化方案開挖工序Fig. 10 Excavation procedure of optimized scheme

2)關鍵的時機控制包括第2層初期支護施作及封閉成環時機、二次襯砌澆筑時機等。第2層初期支護在距離掌子面25 m左右時及時進行支護，并要求15～20 d初期支護封閉成環。在初期支護沉降收斂速率不大于0.5 mm/d，且持續1周后方可施工二次襯砌，嚴禁初期支護變形速率未收斂時提前澆筑二次襯砌。如變形速率較大，應補打長錨桿，控制變形。

5.1.3 預留內空

《公路隧道設計規范第一冊土建工程》和《公路隧道抗震設計規范》規定： 穿越活動斷裂隧道襯砌斷面宜根據斷層最大位錯量評估值進行隧道斷面尺寸的超挖設計，內輪廓與建筑限界最小間距宜大于35 cm。根據目前地勘資料以及現場變形破壞情況，按照已經進入活動斷裂影響范圍考慮，預留內空50 cm的補強空間，提高隧道的使用和可修復性能。

5.2 支護方案實施效果

選取優化前方案已施工段： K71+296～+613、ZK71+489～+720、ZK73+052～+369和優化后方案施工段K71+613～+124、ZK71+720～+191、ZK72+880～ZK73+052進行監測和變形數據對比。優化方案現場施作情況見圖11。

圖11 優化方案現場施作圖Fig. 11 On-site photograph of optimized scheme

優化方案實施前和實施后的現場監控量測數據統計結果見圖12。1)優化前，累計沉降平均值為460 mm，累計收斂平均值為326.3 mm；優化后，累計沉降平均值為517.3 mm(其中，第1層初期支護累計沉降平均值為357.8 mm，第2層初期支護累計沉降平均值為159.5 mm)，累計收斂平均值為413.0 mm(其中，第1層初期支護累計收斂平均值為285.9 mm，第2層初期支護累計收斂平均為127.1 mm)。2)優化后累計沉降平均值較優化前增加12.46%，累計收斂平均值較優化前增加26.57%。分析原因為： 開挖斷面增大，多層支護措施工序增加，每循環支護完成時間長，采用上下臺階、微臺階，一次開挖斷面大，長錨桿等打設消耗時間長等。3)優化后第1層初期支護累計沉降平均值較優化前減少22.22%，第1層初期支護累計收斂平均值較優化前減少12.38%。分析認為： 上下臺階、微臺階法比三臺階法第1層工字鋼架可更快落底，長短結合的系統錨桿可以有效加固巖體，提高巖體的自承能力，發揮主動控制作用。4)圍巖變形主要集中在第1層初期支護階段，該部位本身開挖產生的變形值占總變形值的70%，其余部位開挖產生的變形值占總變形值的30%。

圖12 優化方案實施前后初期支護累計、沉降收斂平均值Fig. 12 Average cumulative settlement and convergence of primary support before and after implementation of optimized scheme

優化方案實施后，右幅K72+062監控量測曲線如圖13所示。隧道開挖至二次襯砌澆筑前共監測56 d，2層初期支護累計沉降459.6 mm，累計收斂402.9 mm。其中，第1層初期支護監測21 d，累計沉降357.3 mm，累計收斂317.0 mm；第2層初期支護監測35 d，累計沉降102.3 mm，累計收斂85.9 mm。第2層初期支護及仰拱施作后，變形速率明顯降低，二次襯砌澆筑前變形速率可控制在0.8～1 mm/d。

圖13 K72+062累計沉降、收斂曲線圖Fig. 13 Cumulative settlement and convergence curves at K72+062

優化前后方案支護變形、開裂、破壞情況見表3。由表3可以看出： 優化方案實施后，暫未出現仰拱隆起及二次襯砌開裂等現象，僅局部段落仰拱填充有輕微豎向裂縫。分析原因是現場施工過程中工序銜接不足、長錨桿施作工效低未能及早打設、拱腳鎖腳管樁及仰拱基底注漿加固未達到設計效果、二次襯砌未能嚴格按照要求的時機澆筑等。

表3 優化前后方案支護變形、開裂、破壞對比Table 3 Comparison of support deformation, cracking, and destruction before and after scheme optimization

在該地層地質條件下，“長短結合、主動控制、分層支護、及時成環、預留內空”的綜合支護方案是有效的，后續施工應加強工序控制，重視長錨桿及早打設對圍巖的主動控制作用，嚴格把關二次襯砌澆筑時機。

6 結論與討論

通過對穿越程?；顒訑嗔延绊憛^隧道施工支護開裂、破壞特點及變形特征分析，提出 “長短結合、主動控制、分級處治、及時成環、預留內空”的綜合支護體系，得到主要結論如下：

1)穿越活動斷裂影響區，隧道初期支護表現出變形量大、初期變形速率大且不易收斂、變形持續時間長、變形破壞不均勻等特點。

2)隧道區程海斷裂影響區范圍超過2 km，受程海大斷裂影響，隧址區地質構造應力水平高且以水平構造應力為主。

3)優化方案實施后，累計沉降平均值增加了12.46%，累計收斂平均值增加了26.57%，這是由于工序增加、工序消耗時間長引起的。

4)優化方案實施后，圍巖變形主要集中在第1層初期支護階段，該部位本身開挖產生的變形值占總變形值的70%，其余部位開挖產生的變形值占總變形值的30%；第2層初期支護及仰拱施作后，變形速率明顯降低，二次襯砌澆筑前變形速率可控制在0.8～1 mm/d。

因實施優化方案段落還未穿越活動斷裂核心區域，只是處于斷裂影響范圍，核心區域是否可行，還有待現場驗證。