活动断裂影响区隧道高地应力软岩大变形特征分析及支护体系研究

王少飞, 陈树汪, 曾泽润, 喻 佳, 赵 倩, 王珊珊

(1. 云南省交通规划设计研究院有限公司， 云南 昆明 650041；

2. 中国建筑基础设施有限公司， 北京 100044)

隧道施工过程中，穿越地层复杂，地质灾害多，容易引起各种变形破坏。近年来，随着公路隧道的发展，隧道难免会穿越断层破碎带。断层破碎带围岩自稳能力差，施工过程中会引起塌方、变形等一系列问题。解决隧道软弱围岩大变形控制及与围岩变形相适应的支护体系问题，已成为隧道能否安全、顺利贯通的关键。

针对上述问题，汪波等[1]结合高地应力隧道支护技术特点及发展趋势，对高地应力隧道硬岩岩爆与大变形问题进行了分析研究。孙钧等[2]分析了挤压型大变形非线性流变属性，提出了让压支护“边支边让、先柔后刚”的设计理念。田四明等[3]系统地从围岩应力状态、围岩力学参数、及时支护特性等方面对软弱围岩主动支护作用机制进行了分析。张广泽等[4]对隧道围岩构造软岩大变形发生机理及分级方法进行了研究。马栋等[5]总结了10座高地应力软岩隧道的施工经验，分析了高地应力软岩隧道大变形控制关键技术。李沿宗等[6]基于“先放后抗”和“先抗后放”的变形控制理念，对2种不同施工方案进行对比分析。钟友江等[7]结合成兰铁路的隧道高地应力软岩大变形钢架设置方式和施作时机进行了研究。尤显明等[8]对极高地应力软岩隧道超前导洞应力释放的效果进行验证。肖红武[9]分析了隧道玻璃纤维锚杆全断面预加固机理及实施效果。王福善[10]基于木寨岭隧道极高地应力软岩大变形问题，分析研究了多层支护体系以及超前导洞应力释放、设置缓冲结构层等控制技术。韩常领等[11]从应力释放和塑性流变2方面分析挤压性大变形机制，提出了“多阶段分等级协同控制”变形控制理念。陶志刚等[12]研究了NPR锚索支护方法。赵伟等[13]分析了以让压预应力锚索为主的“先柔后刚”的支护体系。高付才[14]基于白石头山隧道软岩大变形，提出了包括超前地质预报、三台阶微台阶开挖、工字钢与预应力树脂锚杆组合的综合方案。王亚琼等[15]分析了缓倾层状隧道围岩挤压变形分级与控制措施。杨文波等[16]提出了基于PSO-SVM算法的层状软岩隧道大变形预测方法。崔光耀等[17]通过现场试验分析了强风化炭质板岩大变形控制技术。康永水等[18]从被动支护、主动支护、软岩改性技术、让压技术、联合支护技术等方面概括了我国软岩大变形灾害控制技术的进展。董建华等[19]研究了隧道分级让压支护作用下围岩弹塑性变形全过程。

针对软弱围岩大变形的机制及支护体系，学者们进行了很多研究，但基于活动断裂影响区隧道大变形的特点及相关控制措施、支护方式的案例较少。本文依托云南华丽高速东马场1号隧道，对活动断裂影响区隧道变形、破坏特点及支护体系进行了分析研究，以期为类似工程提供参考。

在建东马场1号隧道位于丽江市永胜县城西侧，毗邻程海，隧道区段属构造剥蚀断块高中山地貌，地形坡度较陡，山谷间发育溶蚀洼地。设计速度为80 km/h，标准双向4车道，隧道主洞建筑限界净宽10.25 m，净高5.0 m。隧道左线起止桩号：ZK70+180～ZK75+278，分界段全长5 098 m；
右线起止桩号：K70+130～K75+335，分界段全长5 205 m，属于特长隧道。隧道所在路段纵坡为-2.000%；
隧道最大埋深约为613 m。隧道围岩主要为强中风化泥岩、石英砂岩、泥质砂岩、泥质粉砂岩、断层角砾、白云质灰岩，裂隙发育。地下水主要为第四系孔隙水、构造裂隙水及碳酸盐岩岩溶水3种类型。隧道最大涌水量约为40 765 m3/d。程海断裂(F4)与隧道相交于K72+260～+330(左幅ZK72+290～+350)，宽度60～70 m，呈41°夹角。根据《云南省活动断裂分布图》程海—宾川断裂F59(对应程海断裂F4)属全新世活动断裂、发震断裂，断层产状310°∠72°，属压性逆断层。第四纪以来，左旋走滑运动速率为2.0 mm/年，为晚更新世—全新世活动断裂，具有7级左右发震能力。受断裂影响，进出口岩性有明显差异，进口以砂岩、泥岩为主，出口以灰岩为主(见图1和图2)。勘察设计阶段断裂带两侧各延伸300 m拟定为活动断裂影响带，设置设防段加强型衬砌。

图1 活动断裂与路线交叉平面图Fig. 1 Active fault and route intersection plan

图2 隧道纵断面图Fig. 2 Tunnel profile

隧道于2016年12月30日开工建设，截至2020年4月12日，东马场1号隧道左幅累计施工3 766 m，右幅累计施工3 718 m。自2018年7月初起，东马场1号隧道进出口左右洞相继出现初期支护变形侵限、仰拱开裂隆起、二次衬砌开裂等现象(见图3和图4)。

(a) 右幅进口

(b) 右幅出口

(c) 左幅进口

(d) 左幅出口图3 隧道支护变形、开裂、破坏示意图Fig. 3 Distribution of tunnel support deformation, cracking, and destruction

(a) 工字钢扭曲(b) 初期支护侵限

(c) 仰拱开裂(d) 水沟断裂

(e) 仰拱隆起(f) 二次衬砌图4 隧道支护变形、开裂、破坏现场照片Fig. 4 Photographs of tunnel support deformation, cracking, and destruction

1)初期支护变形。表现为拱顶严重下沉开裂，边墙强烈内挤，喷射混凝土普遍挤裂，压碎脱落，出现环向、纵向裂缝，钢拱架严重扭曲变形，呈“Z”或“S”状。已施工段落左幅累计换拱658 m，右幅累计换拱632 m。

2)仰拱开裂隆起。仰拱浇筑后，填充顶面中间位置开始出现纵向裂缝，裂缝持续发展，往洞口方向延伸，最大裂缝宽度90 mm。进口靠山侧仰拱填充与二次衬砌边墙混凝土交界处出现断裂，仰拱隆起，左侧隆起不明显，表现出右高左低(进口右侧为靠山侧，左侧为靠海侧)。出口找平层出现隆起开裂，同时发现两侧水沟净空断面变小。对东马场1号隧道进口右线K71+169～+172段仰拱右半幅进行破检发现，仰拱钢架扭曲折叠，仰拱衬砌结构遭到严重破坏，钢筋出现扭曲，仰拱隆起达85 cm。仰拱开裂累计长2 434 m，占已施工长度的32.5%；
仰拱隆起累计长1 705 m，占已施工长度的22.8%。

3)二次衬砌破坏。多为拱顶及两侧边墙崩裂、掉块，局部侵限，多处存在环向斜向裂缝，左右幅累计开裂破坏长度614 m。

3.1 典型断面监测

右幅K71+259断面初期支护沉降和收敛监测情况如图5所示。由图可以看出: 隧道开挖后第10 d完成拱墙初期支护，累计沉降244.4 mm，累计收敛260.0 mm；
第15 d仰拱浇筑，累计沉降299.6 mm，累计收敛321.6 mm；
仰拱闭合后变形速率降低，第35 d隧道掌子面停止施工，采取护拱及径向注浆加固措施，累计沉降388.7 mm，累计收敛462.4 mm，仍未稳定；
监测第99 d总累计沉降410.7 mm，总累计收敛493.8 mm，在停工状态下变形仍在缓慢发展。

图5 K71+259初期支护累计沉降、收敛曲线图Fig. 5 Cumulative settlement and convergence curves of primary support at K71+259

3.2 初期支护变形特点

1)变形量大。隧道开挖后，围岩变形十分明显。对水平收敛和拱顶沉降监测统计，一般地段拱顶围岩下沉仅几十mm，大变形段隧道拱顶下沉均大于400 mm，趋于稳定的段落最大累计沉降变形量达541.7 mm。一般地段隧道周边位移收敛几十mm，大变形段隧道洞壁收敛值均大于300 mm，最大收敛值已达到600.5 mm，钢架失效后，变形有加速发展趋势。

2)初期变形速率大且不易收敛。隧道围岩初期变形速率大，一般10 d内(上、中、下导坑施工)水平收敛即达到200 mm；
15 d内(仰拱施工)完成大部分变形，仰拱成环浇筑后进入一个相对于平稳的变形期；
但在第20 d左右局部段落变形又开始加速，使支护结构发生破坏，整个过程收敛速率降低缓慢，不易收敛稳定。

3)变形持续时间长。根据变形监测资料分析，围岩变形持续时间长，一般均持续2～3个月。在初期变形后，变形并未停止，而是持续发展。停工期间仍在变形，有不收敛的趋势，这说明隧道掘进后，围岩的应力重分布持续时间长，而隧道施工(如掌子面爆破开挖、仰拱开挖等)对围岩的再次扰动都将促使其进一步变形。

4)变形破坏不均匀。从不同断面和同一断面不同部位的变形量分析，不同断面变形破坏程度不同，随着洞身掘进，靠近程海断层影响带越近，变形破坏越严重，左右幅先行洞破坏比后行洞破坏严重；
在同一断面上，中上部的拱顶沉降、水平收敛变形普遍大于下部变形。

5)进出口变形不一致。进口主要以收敛为主，出口主要以沉降为主；
进口变形主要位于两侧拱腰，出口变形在拱顶及两侧拱腰。

3.3 仰拱、二次衬砌变形特点

1)仰拱发展趋势。仰拱填充浇筑后3～5 d，填充面表面出现纵向裂缝，裂缝宽度发展相对缓慢，二次衬砌浇筑后，裂缝宽度发展加剧，有轻微隆起，持续15 d左右趋于稳定。二次衬砌浇筑2～3个月后，仰拱突变隆起，日均隆起3～5 cm，持续发展1～2个月后，平缓隆起，日均隆起1 mm左右。

2)仰拱破坏形式。仰拱破坏最先有纵向开裂，一条或多条纵向裂缝，裂缝宽度及深度均有不同；
突变隆起段均为单侧隆起，进口隆起均位于线路右侧，而出口隆起位于线路左侧，相对一侧无明显裂缝，破坏零界点位于衬砌中心线1 m处，与纵向裂缝位于同一位置；
破坏形式多样，侧沟底部与填充接触面隆起，边墙顶面与二次衬砌接触面纵向隆起，呈波浪式，这2种形式的变形在部分段落同时存在，相对单一变形较轻；
突变隆起段落纵向持续向两侧延伸。

3)垫层破坏形式。垫层破坏表现为两侧隆起，两侧侧沟底部与垫层接触面出现裂缝，同时横向折断为斜裂缝，两侧侧沟断面变小，变形破坏速率相对缓慢。

4)同一断面变形情况。左右幅先行洞仰拱隆起段落，后行洞仅表现为纵向裂缝，且趋于稳定。仰拱隆起段二次衬砌未出现明显开裂，二次衬砌裂损段仰拱仅出现纵向开裂。

5)二次衬砌变形情况。进出口二次衬砌崩裂位于不同部位，进口二次衬砌变形位于线路右侧拱腰，出口二次衬砌变形位于拱顶，变形速率均相对缓慢，表现为混凝土压溃破坏、衬砌钢筋鼓出、变形范围逐步扩大，与初期支护变形基本一致。

3.4 变形原因分析

1)地层岩性。隧道区的地层岩性主要为泥岩、砂岩、泥质粉砂岩、白云质灰岩，由于受程海断裂带构造动力影响，岩体片理化、石墨化现象普遍，岩体层间擦痕明显，部分夹层属构造动力变质岩类，总体为软岩、极软岩且岩体软硬不均。

2)地质构造。对比勘察设计阶段活动断裂影响带范围，根据现场隧道地质、支护变形破坏情况，程海活动断裂实际影响范围已超过2 km，受程海大断裂影响，隧址区地质构造应力水平高且以水平构造应力为主。

3)施工控制。锚杆以及注浆加固地层等主动控制围岩变形的关键技术措施在施工中没有得到及时有效地落实；
二次衬砌施作时机不当，在初期支护变形未收敛的时候，过早浇筑了二次衬砌。

4.1 典型掌子面地质

1)隧道进口右幅K71+292地质(如图6(a)所示)主要为强—中风化泥质砂岩，泥质呈紫红色，砂质呈深灰色，中—薄层状，砂岩泥质软硬互层结构，岩体破碎，呈碎块状，节理裂隙发育，产状50°∠75°，节理密集发育呈杂乱不规则，切割强烈，且充填泥质，局部张开，多呈剪切性。层间结合性差，裂缝延伸深度较大，局部多存在压性小断层构造。

2)隧道出口左幅K73+369地质(如图6(b)所示)主要为强风化灰岩、泥质灰岩，深灰色，岩质较软，中—厚层状，岩体较破碎—破碎，上部呈大块状，多呈碎块状，节理裂隙发育，层间结合性较差，裂隙呈张开，切割剧烈，局部呈褶皱构造，岩体极破碎。掌子面局部少量渗水，围岩潮湿状态，易软化。

(a) 进口K71+292(b) 出口K73+369图6 隧道进出口掌子面岩性取样Fig. 6 Lithology sampling face at entrance and exit section

4.2 岩性鉴定试验

对右幅进口K71+292和左幅出口K73+369处分别取样进行岩性鉴定试验。鉴定结果(见图7)为：
隧道进口为绢云母泥岩，隧道出口软弱夹层为绢云母泥质板岩。进、出口端均受不同程度变质作用影响。

(a) 碎裂岩化水—绢云母泥岩(进口)

(b) 碎裂岩化水—绢云母泥质板岩(出口)图7 隧道进出口岩性鉴定试验结果Fig. 7 Lithology testing results at entrance and exit section

4.3 隧道洞内应力测试

采用水压致裂法进行隧道洞内现场地应力测试。其中，进口K71+288水平孔JK01垂直于掌子面布置，垂直孔JK02布置在临近掌子面底板处；
出口K73+860水平孔CK01布置在靠山侧边墙，垂直孔CK02布置在附近底板处，钻孔深度均为45 m。根据测试结果，进行应力场三维转换后，隧道地应力结果如表1所示。

表1 地应力测试结果Table 1 Ground stress test results MPa

5.1 支护体系

施工过程中针对性采取了加大工字钢型号、增加预留变形量、加强锁脚锚杆、径向注浆加固等一系列措施，使变形得到一定控制，但初期支护侵限、仰拱隆起开裂等现象依然会发生，初期支护变形依然难以收敛。通过监测数据与试验结果分析，结合已开挖段隧道支护变形、开裂、破坏等情况，确定东马场1号隧道后续开挖应遵循“标本兼治”的原则，提出“长短结合、主动控制、分层支护、及时成环、预留内空”的综合支护体系(见图8)，优化前后支护方案参数见表2。

图8 优化方案衬砌断面图Fig. 8 Lining cross-section of optimized scheme

表2 优化前后支护方案参数Table 2 Parameters of support scheme before and after scheme optimization

5.1.1 长短结合、主动控制

隧道开挖过程中围岩应力重分布是三维过程，掌子面前后方围岩的应力状态是关键因素。本文利用隧道变形控制主动支护理念，以超前支护、玻璃纤维锚杆及系统锚杆为主要支护手段，对掌子面前后方岩体进行改善。在拱部150°范围设置φ76超前中管棚超前加固围岩；
掌子面开挖后采用喷射混凝土进行封闭，并设监测点进行掌子面纵向挤出变形监测，当变形达到预警值时(预警值为1 cm)，应对掌子面上台阶采用玻璃纤维锚杆主动加固；
径向设置φ25中空注浆锚杆和φ51自进式锚杆长短结合，上台阶短锚杆随上台阶开挖及时打设，长锚杆及边墙短锚杆在下台阶钢架落底后距掌子面10 m左右及时打设，锚杆应尽早施作，以达到主动控制的目的。“长短结合、主动控制”的支护方式，改善了围岩应力状态，提高了围岩自承能力，能够快速提供支撑能力，充分发挥了以围岩为主的主动控制理念，达到治本的目的。

5.1.2 分层支护、及时成环

初期支护在隧道支护中起到抑制围岩变形、协同围岩变形的作用，分层支护在高地应力隧道中有很好的效果。采用2层初期支护时，第1层初期支护的刚度和第2层初期支护的时机是关键因素，如果第1层初期支护刚度不足、未及时成环，往往会导致开裂变形甚至侵限，第2层初期支护无法施作。图9示出了双层初期支护受力破坏关系曲线，曲线AC、CC′、C′D分别对应第1层初期支护施作、第1层初期支护塑性变形、第2层初期支护施作。

图9 双层支护受力破坏关系曲线[20]Fig. 9 Relationship between force and failure of double-layer support[20]

1)利用分层支护理念，设置2层初期支护+缓冲层+二次衬砌结构。第1层设置I25b工字钢，间距60 cm，保证足够刚度，为第2层初期支护施作提供时间及空间；
第2层初期支护设置I22b/I25b工字钢，间距60 cm。根据监测情况适时施作，第1层钢拱架与第2层钢拱架交错布置，有利于控制变形；
设置90 cm仰拱，通过加深、加厚仰拱，改善仰拱受力；
设置70 cm C35钢筋混凝土二次衬砌，二次衬砌在初期支护变形基本稳定后施作。因变形持续2～3个月且难以完全收敛，二次衬砌与初期支护之间设置5 cm泡沫缓冲层，以免二次衬砌过早受力引起开裂。采用上下台阶、微台阶法施工(见图10)，掌子面围岩应有一定自稳能力，否则应采取玻璃纤维锚杆主动加固。上台阶3～5 m，下台阶小于20 m，严格控制开挖进尺，掌子面掘进采用铣挖机机械开挖，以起到减少围岩扰动、及时成环、抑制变形的作用，达到治标的目的。

图10 优化方案开挖工序Fig. 10 Excavation procedure of optimized scheme

2)关键的时机控制包括第2层初期支护施作及封闭成环时机、二次衬砌浇筑时机等。第2层初期支护在距离掌子面25 m左右时及时进行支护，并要求15～20 d初期支护封闭成环。在初期支护沉降收敛速率不大于0.5 mm/d，且持续1周后方可施工二次衬砌，严禁初期支护变形速率未收敛时提前浇筑二次衬砌。如变形速率较大，应补打长锚杆，控制变形。

5.1.3 预留内空

《公路隧道设计规范第一册土建工程》和《公路隧道抗震设计规范》规定：
穿越活动断裂隧道衬砌断面宜根据断层最大位错量评估值进行隧道断面尺寸的超挖设计，内轮廓与建筑限界最小间距宜大于35 cm。根据目前地勘资料以及现场变形破坏情况，按照已经进入活动断裂影响范围考虑，预留内空50 cm的补强空间，提高隧道的使用和可修复性能。

5.2 支护方案实施效果

选取优化前方案已施工段：
K71+296～+613、ZK71+489～+720、ZK73+052～+369和优化后方案施工段K71+613～+124、ZK71+720～+191、ZK72+880～ZK73+052进行监测和变形数据对比。优化方案现场施作情况见图11。

图11 优化方案现场施作图Fig. 11 On-site photograph of optimized scheme

优化方案实施前和实施后的现场监控量测数据统计结果见图12。1)优化前，累计沉降平均值为460 mm，累计收敛平均值为326.3 mm；
优化后，累计沉降平均值为517.3 mm(其中，第1层初期支护累计沉降平均值为357.8 mm，第2层初期支护累计沉降平均值为159.5 mm)，累计收敛平均值为413.0 mm(其中，第1层初期支护累计收敛平均值为285.9 mm，第2层初期支护累计收敛平均为127.1 mm)。2)优化后累计沉降平均值较优化前增加12.46%，累计收敛平均值较优化前增加26.57%。分析原因为：
开挖断面增大，多层支护措施工序增加，每循环支护完成时间长，采用上下台阶、微台阶，一次开挖断面大，长锚杆等打设消耗时间长等。3)优化后第1层初期支护累计沉降平均值较优化前减少22.22%，第1层初期支护累计收敛平均值较优化前减少12.38%。分析认为：
上下台阶、微台阶法比三台阶法第1层工字钢架可更快落底，长短结合的系统锚杆可以有效加固岩体，提高岩体的自承能力，发挥主动控制作用。4)围岩变形主要集中在第1层初期支护阶段，该部位本身开挖产生的变形值占总变形值的70%，其余部位开挖产生的变形值占总变形值的30%。

图12 优化方案实施前后初期支护累计、沉降收敛平均值Fig. 12 Average cumulative settlement and convergence of primary support before and after implementation of optimized scheme

优化方案实施后，右幅K72+062监控量测曲线如图13所示。隧道开挖至二次衬砌浇筑前共监测56 d，2层初期支护累计沉降459.6 mm，累计收敛402.9 mm。其中，第1层初期支护监测21 d，累计沉降357.3 mm，累计收敛317.0 mm；
第2层初期支护监测35 d，累计沉降102.3 mm，累计收敛85.9 mm。第2层初期支护及仰拱施作后，变形速率明显降低，二次衬砌浇筑前变形速率可控制在0.8～1 mm/d。

图13 K72+062累计沉降、收敛曲线图Fig. 13 Cumulative settlement and convergence curves at K72+062

优化前后方案支护变形、开裂、破坏情况见表3。由表3可以看出：
优化方案实施后，暂未出现仰拱隆起及二次衬砌开裂等现象，仅局部段落仰拱填充有轻微竖向裂缝。分析原因是现场施工过程中工序衔接不足、长锚杆施作工效低未能及早打设、拱脚锁脚管桩及仰拱基底注浆加固未达到设计效果、二次衬砌未能严格按照要求的时机浇筑等。

表3 优化前后方案支护变形、开裂、破坏对比Table 3 Comparison of support deformation, cracking, and destruction before and after scheme optimization

在该地层地质条件下，“长短结合、主动控制、分层支护、及时成环、预留内空”的综合支护方案是有效的，后续施工应加强工序控制，重视长锚杆及早打设对围岩的主动控制作用，严格把关二次衬砌浇筑时机。

通过对穿越程海活动断裂影响区隧道施工支护开裂、破坏特点及变形特征分析，提出 “长短结合、主动控制、分级处治、及时成环、预留内空”的综合支护体系，得到主要结论如下：

1)穿越活动断裂影响区，隧道初期支护表现出变形量大、初期变形速率大且不易收敛、变形持续时间长、变形破坏不均匀等特点。

2)隧道区程海断裂影响区范围超过2 km，受程海大断裂影响，隧址区地质构造应力水平高且以水平构造应力为主。

3)优化方案实施后，累计沉降平均值增加了12.46%，累计收敛平均值增加了26.57%，这是由于工序增加、工序消耗时间长引起的。

4)优化方案实施后，围岩变形主要集中在第1层初期支护阶段，该部位本身开挖产生的变形值占总变形值的70%，其余部位开挖产生的变形值占总变形值的30%；
第2层初期支护及仰拱施作后，变形速率明显降低，二次衬砌浇筑前变形速率可控制在0.8～1 mm/d。

因实施优化方案段落还未穿越活动断裂核心区域，只是处于断裂影响范围，核心区域是否可行，还有待现场验证。

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