大強煤礦深井軟巖馬頭門支護技術

張曉宇，何滿潮，竇世卿

(1.黑龍江科技學院資源與環(huán)境工程學院，哈爾濱150027;2.中國礦業(yè)大學深部巖土力學與地下工程國家重點實驗室，北京100083)

井筒馬頭門是井筒與井底車場的連接部分，在礦山井巷工程中占據(jù)十分重要的位置，尤其在深井軟巖中，處于高應力下的馬頭門圍巖受施工擾動影響，應力集中現(xiàn)象嚴重，圍巖應力超過巖體強度，易引起圍巖失穩(wěn)，進而導致支護結構破壞，給煤礦安全生產帶來隱患［1－2］。筆者結合大強煤礦副立井馬頭門硐室工程，探討馬頭門硐室的變形破壞機理，研究支護對策，并通過工業(yè)性實驗驗證所提出的支護技術的有效性與合理性。

1 工程地質概況及數(shù)值模擬

1.1 工程概況

大強煤礦位于遼寧省康平縣張強鎮(zhèn)與內蒙古通遼市科爾沁左翼后旗的交界處，礦井設計產量150萬t/a。－890 m水平副立井馬頭門硐室屬于中生界白堊系地層，成巖性質相對較差，片理、層理明顯，結構面強度低。圍巖巖性以粉砂巖、砂質泥巖為主，普氏系數(shù)均小于2，其中，粉砂巖結合力弱、整體強度極低;砂質泥巖含較多的膨脹性黏土礦物，開挖揭露后，極易風化、膨脹，遇水軟化、泥化和崩解，因此，硐室圍巖具有軟弱、松散、膨脹性強的特性。礦井含水形式為孔隙水、微裂隙水，含水層厚度較大，根據(jù)現(xiàn)場水文勘測，掘進工作面涌水量可達45 m3/h，對圍巖的穩(wěn)定性極為不利。

1.2 數(shù)值模擬

1.2.1 計算模型及材料參數(shù)

馬頭門硐室采用傳統(tǒng)的錨網噴+錨索+普通混凝土支護形式。為研究開挖和支護后其圍巖的應力、位移、破壞場分布特征，確定影響其變形破壞的主控因素，以馬頭門工程地質條件為基礎，結合硐室的層位空間布置、實際斷面形狀及大小，采用FLAC3D三維有限差分大變形模擬程序構建三維工程地質力學模型及支護工況模型，如圖1、2所示。

圖1 工程地質模型Fig.1 Engineering geological model

圖2 支護工況模型Fig.2 Support condition model

工程地質模型在MIDAS/GTS軟件中生成，通過相關的接口程序將模型導入FLAC3D軟件中。模型計算范圍:長×寬×高=71 m×50 m×45 m，共劃分185 300個單元，193 902個節(jié)點。在模型的邊界面上施加面力，生成初始應力場，最大限度地與現(xiàn)場實際相吻合，上覆施加20 MPa的荷載，模擬垂直方向應力。材料破壞符合Mohr－Coulomb強度準則，巖石物理力學參數(shù)如表1所示。

表1 巖石物理力學參數(shù)Table 1 Rock mechanical parameter value

1.2.2 結果分析

在模型中設定四個監(jiān)測斷面，分別為井筒1#斷面、2#斷面，馬頭門1#斷面和2#斷面，監(jiān)測斷面位置如圖3所示。

圖3 監(jiān)測斷面位置Fig.3 Monitoring sections location

各監(jiān)測斷面位移量隨計算時步的變化曲線見圖4。從圖4可以看出，圍巖變形較明顯，尤其是馬頭門與井筒連接的上部變形較大，最大變形量達786 mm。

圖4 位移監(jiān)測曲線Fig.4 Displacement monitoring graph

馬頭門硐室應力場分布情況如圖5所示。由圖5可見，水平應力、垂直應力在馬頭門上部的井筒部位產生應力集中，開挖后，應力集中程度增大，并逐步向馬頭門井筒下部轉移，對硐室的穩(wěn)定十分不利。

圖5 應力場分布Fig.5 Stress field distribution

硐室圍巖的塑性區(qū)分布如圖6所示。從圖6可以看出，井筒和馬頭門兩側巷道開挖，使馬頭門產生了大面積的破壞單元，表現(xiàn)為底臌嚴重、頂板下沉劇烈，直至硐室圍巖整體失穩(wěn)破壞。從以上分析可知，采用傳統(tǒng)的錨網噴+錨索+普通混凝土支護形式不能有效控制馬頭門硐室圍巖的大變形破壞，必須尋求一條新的有效、可控的支護途徑。

圖6 塑性區(qū)分布Fig.6 Plastic zone distribution

2 破壞機理

根據(jù)馬頭門硐室現(xiàn)場工程地質調查結果及采用傳統(tǒng)錨網噴+錨索+普通混凝土支護的數(shù)值模擬結果可知，硐室圍巖發(fā)生變形破壞主要存在圍巖膨脹性強、傳統(tǒng)支護形式不合理、受構造應力影響大、底板穩(wěn)定性差幾方面原因。

(1)圍巖軟弱，膨脹性強

馬頭門硐室圍巖中砂質泥巖以泥質成分為主，而砂巖礫石互層的膠結性差、結合力弱、整體強度很低。據(jù)室內物理力學實驗結果可知，巖石的平均強度低于15 MPa，圍巖的自承能力低，自穩(wěn)時間短，變形大，并具有隨時間變化而變形增大的趨勢，對硐室的長期穩(wěn)定不利。圍巖X射線衍射測試結果顯示，硐室圍巖中膨脹性黏土礦物含量較高(蒙脫石和伊/蒙混層礦物含量可達71%)，開挖暴露后，極易風化、軟化，使得軟弱圍巖強度進一步降低。另外，在礦井涌水的作用下，泥質軟巖中具有膨脹潛能的黏土礦物急劇膨脹，造成硐室變形量顯著增大，穩(wěn)定性大幅度降低［3］，加上支護體受不均勻的圍巖附加膨脹應力作用，最終導致支護失效及硐室失穩(wěn)。

(2)傳統(tǒng)支護形式不合理

由傳統(tǒng)支護下的馬頭門硐室的數(shù)值模擬結果可知，錨網噴+錨索+普通混凝土支護形式不能滿足硐室穩(wěn)定性控制的需要，主要是因為:普通錨網的錨固深度有限，主動支護強度不足，因而無法限制圍巖產生較大的變形;普通錨網的延伸率比較小，不能適應圍巖的大變形，從而導致錨桿斷裂、屈服、失效;混凝土為剛性被動支護，剛度很大，可縮性差，要等到圍巖發(fā)生一定的變形時才發(fā)揮其主要的承載力［4］，若變形量較大或淺部巖體存在局部拉剪應力高度集中時，混凝土隨即開裂、脫落，造成支護結構失穩(wěn)。總而言之，圍巖與支護沒有達到較好的耦合狀態(tài)，導致硐室不穩(wěn)定。

(3)受構造應力影響大

馬頭門硐室所在區(qū)域斷層較多，受北部遼陽窩堡斷隆，南部臥牛石隆起，東部八虎山背斜，西部后新丘背斜的影響，該區(qū)內產生多個同沉積的短軸背、向斜構造，呈雁行狀排列，同時產生了東西、北西、北東向三組斷裂?？梢钥闯?，應力受地質構造的影響較大。因此構造應力也是影響破壞的一個主要方面。

(4)底板穩(wěn)定性差

硐室底板巖層為砂質泥巖，底板時常出現(xiàn)積水，在水巖耦合作用下，底板膨脹臌起、應變軟化，次生裂隙增多，導致積水滲入到深部巖體，造成更大范圍的底臌。同時，硐室開挖空間大，底板泥質巖層暴露面積大，將加劇底板塑性區(qū)的發(fā)展。另外，由于硐室?guī)晚數(shù)膲毫^大，容易在底角部位形成高度剪切應力集中，造成底部巖體剪切塑性滑移，表現(xiàn)出顯著的底臌大變形。

3 支護對策及支護方案

3.1 支護對策

根據(jù)馬頭門硐室圍巖變形破壞特征及破壞機理，針對其整體穩(wěn)定性差、變形量大、難支護的特點，結合工程地質力學實際條件，提出恒阻大變形錨網索噴+底角錨桿+柔層桁架耦合支護的力學控制對策。

(1)恒阻大變形卸壓錨桿(索)支護

由于馬頭門硐室圍巖膨脹性強、圍巖應力大、強度較低，因此，須考慮采用一種既具有較高支護強度、工作阻力，又能產生較大變形的支護結構，以限制圍巖初期產生破壞性變形，充分保持原巖強度，控制塑性圈的快速發(fā)展，同時，通過支護結構自身的變形適應圍巖的大變形，充分釋放圍巖膨脹能、塑性能，達到卸壓的目的。恒阻大變形錨桿(索)較好地融合了這兩項功能［5］，當硐室圍巖發(fā)生大變形時，通過卸壓裝置可以自動延伸，并且在此變形過程中能保持較高的恒定工作阻力，因此，采用恒阻大變形卸壓錨桿(索)進行支護不僅能夠吸收圍巖能量，而且在圍巖大變形條件下仍然具有很好的支護作用以保證巷道的穩(wěn)定。

(2)柔層桁架支護

柔層桁架支護是在柔性噴層和桁架之間預留一定量的變形間隙，以適應圍巖產生的大變形，卸掉過高的非線性膨脹能，同時，在柔層相接時又具有足夠的剛度抵抗圍巖過大的有害變形，達到圍巖與支護變形協(xié)調以及讓抗結合的目的［6］。

(3)底角錨桿支護

針對馬頭門硐室底板穩(wěn)定性差、底臌潛勢高的特點，通過打底角錨桿，減弱兩底角的應力集中程度，控制底角圍巖塑性區(qū)的發(fā)展，并有效切斷來自兩側的高應力塑性滑移線，削弱來自兩幫的擠壓應力，減小底臌分量，從而保證硐室底板的穩(wěn)定［7］。

3.2 支護方案

3.2.1 硐室斷面形狀及支護形式

斷面設計形狀為直墻半圓拱，掘進斷面為6 120 mm×4 560 mm，凈斷面為4 400 mm×3 700 mm。支護形式為恒阻大變形錨網索噴+底角錨桿+柔層桁架耦合支護，如圖7所示。

圖7 支護設計斷面Fig.7 Support design cross-section

3.2.2 支護材料及參數(shù)

支護所用材料有錨桿、錨索、金屬網、底角錨桿、混凝土、底拱、金屬桁架，具體參數(shù)如下:

(1)錨桿采用φ20 mm×2 400 mm恒阻大變形錨桿，間排距800 mm×800 mm，三花布置，預緊力不小于80 kN。

(2)錨索采用φ15.24 mm×8 000 mm恒阻大變形錨索，間排距1 600 mm×1 600 mm，錨索緊跟迎頭安裝時預緊力為100 kN，滯后迎頭安裝時預緊力為120 kN。

(3)金屬網采用φ6.5 mm鋼筋焊接而成，網片尺寸為1 700 mm×900 mm，網格尺寸為100 mm×100 mm。

(4)底角錨桿采用φ43 mm×2 500 mm無縫鋼管，內插鋼筋并注漿，排距為500 mm。

(5)混凝土初噴厚度60 mm，待圍巖變形穩(wěn)定后，復噴至與鋼架接觸。支護完成1～2個月后，實施永久支護，永久噴層至覆蓋鋼架，并保證鋼架外保護層厚度為80 mm，澆筑混凝土強度等級C40。

(6)底拱采用澆筑混凝土，初次澆筑厚度為100 mm，永久澆筑至地坪設計高度，澆筑混凝土強度等級C40。

(7)金屬桁架材料為12#礦用工字鋼，每架支架共分四段，頂拱部支架之間通過夾板連接件用M20×70螺栓連接，墻部支架與底拱部支架之間利用平衡消力接口連接板及M20×70螺栓連接。平衡消力接口連接板材料為A3鋼，厚度16 mm，全部連續(xù)焊縫，焊縫高度10 mm。

4 工程應用效果

為了驗證所提出的新型支護方案的有效性與合理性，在馬頭門兩側距井筒8 m處各布設一組圍巖表面位移觀測站，對巷道表面進行位移監(jiān)測。表面累計位移(s)～時間(t)關系曲線如圖8所示。

圖8 馬頭門支護1#、2#測點s～t曲線Fig.81 stand 2ndmeasuring location s～t curves of ingate supporting

從圖8a中可以看出，馬頭門1#測點經過一個月的變形基本趨于平衡，之后由于另一側馬頭門巷道開挖擾動的影響，巷道再次發(fā)生位移，最后趨于平衡。最終變形量為:頂板下沉量18 mm，兩幫收縮量38 mm，底臌量17 mm。從圖8b中可以看出，馬頭門硐室施工后巷道圍巖變化較小，35 d左右趨于平衡。最終變形量為:頂板下沉量13 mm，兩幫收縮量27 mm，底臌最大值15 mm。

現(xiàn)場監(jiān)測結果表明，馬頭門處巷道的頂板下沉量和兩幫移近量均不大，底臌量也在允許變形范圍之內，且變形受開挖擾動影響較小?？梢?，采用恒阻大變形錨網索噴+底角錨桿+柔層桁架耦合支護，井筒馬頭門圍巖變形控制效果顯著，可推廣應用。

5 結論

(1)數(shù)值計算結果表明，馬頭門硐室兩幫及其與井筒的連接部位位移較大、應力集中程度較高，采用傳統(tǒng)的錨網噴+錨索+普通混凝土支護形式不能有效控制圍巖的穩(wěn)定性。

(2)在深入分析硐室圍巖變形破壞機理的基礎上，結合工程地質力學實際條件，提出了恒阻大變形錨網索噴+底角錨桿+柔層桁架的耦合支護力學對策。

(3)工程實踐表明，新型支護技術有效地控制了深井軟巖馬頭門硐室圍巖的大變形破壞，取得了良好的支護效果，具有較大的推廣應用價值。

［1］ 姜玉松.煤礦井底車場與井筒連接處破壞的原因分析及對策［J］.山東科技大學學報:自然科學版，2010，29(5):39－43.

［2］ 徐雨，陳新明，焦華喆.趙固二礦深井馬頭門復合軟巖支護技術［J］.金屬礦山，2012，41(4):32－35.

［3］ 何滿潮，景海河，孫曉明.軟巖工程力學［M］.北京:科學出版社，2001.

［4］ 張連福，謝文兵.深井大斷面軟巖硐室高強穩(wěn)定型支護技術研究［J］.山東科技大學學報:自然科學版，2010，29(5):32－38.

［5］ 王炯.唐口煤礦深部巖巷恒阻大變形支護機理與應用研究［D］.北京:中國礦業(yè)大學，2011.

［6］ 何滿潮，胡永光，郭志飚，等.大斷面軟巖巷道耦合支護技術研究［J］.礦山壓力與頂板管理，2005(4):1－3，142.

［7］ 楊生彬，何滿潮，劉文濤，等.底角錨桿在深部軟巖巷道底臌控制中的機制及應用研究［J］.巖石力學與工程學報，2008，27(Z1):2913－2930.