地下礦山大斷面軟弱圍巖硐室變形機(jī)制與支護(hù)方法研究

何珩溢，鄭祿林，劉 鎬，左宇軍，鄭祿璟,，黃 楠，吳巖佩

(1.貴州大學(xué)礦業(yè)學(xué)院，貴州 貴陽(yáng) 550025；2.貴州錦豐礦業(yè)有限公司，貴州 貞豐 562200)

圍巖是控制地下工程穩(wěn)定性的關(guān)鍵因素，隨著礦井開(kāi)采強(qiáng)度增加和規(guī)模不斷擴(kuò)大，巷道斷面也隨之增大[1-3]，而大斷面巷道因工程尺度效應(yīng)使圍巖更易發(fā)生大變形；此外，結(jié)構(gòu)面發(fā)育、不良巖性(軟弱圍巖)等地質(zhì)因素會(huì)使圍巖破碎愈加嚴(yán)重[4-6]，造成支護(hù)方式失效，大大增加了冒頂片幫、突水突泥等災(zāi)害發(fā)生的概率[7-8]。為了提高圍巖穩(wěn)定性，增加高度、減小跨度、聯(lián)合支護(hù)、同時(shí)支護(hù)等方式都在實(shí)際運(yùn)用中取得良好成效[8,10-11]。前人在研究大斷面巷道圍巖穩(wěn)定性及控制方面做了大量研究工作，但目前關(guān)于大斷面硐室與復(fù)雜地質(zhì)條件相結(jié)合的研究相對(duì)較少。

貴州省是典型的喀斯特發(fā)育強(qiáng)烈的省區(qū)，爛泥溝金礦為貴州省大型金礦山，巖體質(zhì)量差、節(jié)理發(fā)育，且采用大斷面巷道進(jìn)行掘進(jìn)，因此，對(duì)其他礦山開(kāi)展的有關(guān)大斷面或結(jié)構(gòu)發(fā)育的巷道失穩(wěn)機(jī)理及支護(hù)經(jīng)驗(yàn)并不適宜該礦的應(yīng)用。本文以貴州爛泥溝金礦205 m硐室為研究對(duì)象，通過(guò)工程地質(zhì)調(diào)查、現(xiàn)場(chǎng)采樣實(shí)驗(yàn)分析、理論計(jì)算等方面揭示造成該硐室圍巖大變形的原因，并針對(duì)圍巖大變形特點(diǎn)提出支護(hù)方案。

1 工程背景

爛泥溝金礦位于貴州省貞豐縣，該地區(qū)溝谷縱橫，礦區(qū)地質(zhì)地層巖性復(fù)雜。該硐室埋深500 m，頂?shù)装鍑鷰r以薄至中厚層砂巖與薄層黏土巖為主，黏土巖十分松軟破碎，砂巖體質(zhì)量相對(duì)較好，該區(qū)域地質(zhì)構(gòu)造發(fā)育，風(fēng)化作用強(qiáng)烈，屬典型的破碎軟弱圍巖，在硐室上盤(pán)約50 m有采礦活動(dòng)。205 m泵站斷面尺寸為7.0 m×5.0 m的三心拱，主體硐室全長(zhǎng)40 m。近年來(lái)，該巷道局部發(fā)生失穩(wěn)變形，硐室的兩幫噴射混凝土最長(zhǎng)裂隙區(qū)達(dá)11.3 m，硐室底部出現(xiàn)較大裂縫，在進(jìn)入泵房的通道，存在明顯的底鼓現(xiàn)象，如圖1所示。

圖1 205 m硐室圍巖破壞形式Fig.1 Failure mode of 205 m chamber surrounding rock

2 巷道變形機(jī)理分析

2.1 圍巖破壞范圍計(jì)算

兩幫及底板失穩(wěn)會(huì)影響頂板的穩(wěn)定性，從而造成巷道斷面整體失穩(wěn)，塑性松動(dòng)圈進(jìn)一步擴(kuò)大，其失穩(wěn)機(jī)理可用極限自穩(wěn)平衡拱理論進(jìn)行分析[12-13]。 該硐室斷面寬度為7 m、高度為5 m、原巖應(yīng)力為17.5 MPa、抗拉強(qiáng)度為0.55 MPa、平均內(nèi)摩擦角為36°。

底板破壞最大深度(H1)計(jì)算見(jiàn)式(1)。

(1)

式中：W0為斷面寬度，m；φ為平均內(nèi)摩擦角，(°)。

此底板遭受破壞的情況下，將式(1)帶入式(2)可得兩幫破壞深度(L)。

(2)

將式(2)代入式(3)，可得極限自穩(wěn)平衡拱的最大高度Hlid。

(3)

式中：P0為原巖應(yīng)力，MPa；σt為抗拉強(qiáng)度，MPa。

由表1可知，斷面各部位使用的錨桿(索)長(zhǎng)度均未達(dá)到破壞最大深度，因此巷道初期能夠憑借支護(hù)與圍巖的共同作用保持?jǐn)嗝娴姆€(wěn)定，但受采動(dòng)爆破影響，導(dǎo)致應(yīng)力頻繁加卸載使其松動(dòng)圈逐步擴(kuò)大，淺表巖體承載能力降低，應(yīng)力逐步向深部轉(zhuǎn)移，深部原巖應(yīng)力被打破，在二次應(yīng)力平衡過(guò)程中，圍巖的塑性區(qū)逐步擴(kuò)大[14]，錨桿的自由段逐漸增大，錨固段減少，難以維持破碎區(qū)和塑性區(qū)圍巖重量造成圍巖失穩(wěn)。兩幫管縫式錨桿相對(duì)于頂板樹(shù)脂錨桿的錨固能力較弱[15-16]，又因水平應(yīng)力和爆破采動(dòng)的雙重作用，造成兩幫變形量明顯但頂板整體情況良好。

表1 原始支護(hù)參數(shù)Table 1 Parameters of original supporting

2.2 地應(yīng)力分析

地應(yīng)力是進(jìn)行圍巖穩(wěn)定性分析的重要條件，本次測(cè)試研究分別在250 m、205 m及150 m水平設(shè)計(jì)三個(gè)測(cè)量點(diǎn)進(jìn)行空心包體地應(yīng)力測(cè)量。由于該硐室?guī)r性弱，節(jié)理裂隙發(fā)育程度較高，為保證試件完整，符合測(cè)試要求，根據(jù)巖性情況，每個(gè)測(cè)點(diǎn)鉆取2～3個(gè)巖芯，最終205 m測(cè)點(diǎn)獲取有效數(shù)據(jù)，其余測(cè)點(diǎn)測(cè)試過(guò)程中巖芯斷裂破碎，無(wú)數(shù)據(jù)。將現(xiàn)場(chǎng)測(cè)得數(shù)據(jù)利用計(jì)算程序求出最大主應(yīng)力、中間主應(yīng)力、最小主應(yīng)力的大小、方向和傾角。其中主應(yīng)力測(cè)試結(jié)果見(jiàn)表2，應(yīng)力分量測(cè)試結(jié)果見(jiàn)表3。

表2 主應(yīng)力測(cè)試結(jié)果Table 2 Test results of principal stress

表3 應(yīng)力分量測(cè)試結(jié)果Table 3 Test results of stress component

由表2可知，最大主應(yīng)力傾角為10°，中間主應(yīng)力傾角為8°，兩者處于接近水平的位置，屬于近水平應(yīng)力，最小主應(yīng)力位于接近垂直的平面內(nèi)，與鉛錘面的夾角小于25°為近垂直應(yīng)力。由表3可知，水平應(yīng)力大于垂直應(yīng)力，且y向應(yīng)力為垂直應(yīng)力的1.43倍，x向應(yīng)力為垂直應(yīng)力的1.17倍。根據(jù)以上數(shù)據(jù)分析，在工程建設(shè)時(shí)要減小跨度，防止應(yīng)力向兩幫集中，但從實(shí)際工況可知該硐室井巷工程相對(duì)較為密集，主體斷面跨度達(dá)到7 m，其工程建設(shè)打破原應(yīng)力平衡，使地應(yīng)力發(fā)生二次重分配，巷道斷面通過(guò)位移釋放部分受壓勢(shì)能，造成圍巖變形失穩(wěn)[17]，形成如圖2所示的圍巖應(yīng)力及變形趨勢(shì)：垂直方向的應(yīng)力σv轉(zhuǎn)向巷道兩幫，水平應(yīng)力σh轉(zhuǎn)向頂板、底板，造成巷道兩幫和頂板、底板的應(yīng)力集中[18]，在一定范圍內(nèi)形成承壓區(qū)，承壓圍巖以位移的方式釋放壓力，彈塑性區(qū)逐漸形成橢圓形塑性區(qū)并向深部拓展，圍巖自穩(wěn)能力減弱，支護(hù)手段難以維持巷道穩(wěn)定，淺表圍巖逐漸失穩(wěn)，形成向巷道內(nèi)部收斂的趨勢(shì)[19-20]，造成混泥土開(kāi)裂及底鼓現(xiàn)象。

圖2 圍巖應(yīng)力及變形趨勢(shì)圖Fig.2 Diagram of stress and deformation trendof surrounding rock

2.3 節(jié)理產(chǎn)狀分析

通過(guò)對(duì)205 m硐室未噴漿支護(hù)處觀察可發(fā)現(xiàn)，圍巖巖石整體破碎，節(jié)理發(fā)育。巖石呈互層產(chǎn)出，層理發(fā)育，部分層理已受應(yīng)力改變發(fā)生變形。分析結(jié)構(gòu)面狀態(tài)對(duì)圍巖失穩(wěn)造成的影響，在205 m共獲取結(jié)構(gòu)面產(chǎn)狀數(shù)據(jù)75條(表4)，并繪制成極點(diǎn)圖與施密特等密圖，如圖3所示。

表4 結(jié)構(gòu)面產(chǎn)狀統(tǒng)計(jì)表Table 4 Statistics of structural plane occurrence

由圖3可知，結(jié)構(gòu)面發(fā)育且分布比較集中，存在2組優(yōu)勢(shì)節(jié)理，分別為優(yōu)勢(shì)節(jié)理1 m：傾角63°，傾向14°；優(yōu)勢(shì)節(jié)理2 m：傾角21°，傾向343°，經(jīng)過(guò)統(tǒng)計(jì)得到兩組節(jié)理平均間距為0.2 m。

圖3 極點(diǎn)圖與施密特等密圖Fig.3 Point diagram and contour diagram

利用RMi法計(jì)算見(jiàn)式(4)。

(4)

式中：Jv為體積節(jié)理數(shù)；S1、S2、S3…Sn為每組節(jié)理的平均間距,m。利用式(4)計(jì)算得兩組優(yōu)勢(shì)結(jié)構(gòu)面體積節(jié)理數(shù)(節(jié)理密度)為10條/m3。

由以上結(jié)果可知，205 m硐室圍巖整體節(jié)理裂隙發(fā)育程度高且節(jié)理間距小，對(duì)巖體整體穩(wěn)定性有很大影響，并且該區(qū)域存在兩組優(yōu)勢(shì)節(jié)理，兩組節(jié)理不僅在空間上形成菱形塊體，而且使圍巖應(yīng)力的分布有明顯的方向性，進(jìn)而使斷面出現(xiàn)部分失穩(wěn)的情況。

巷道圍巖擾動(dòng)情況下，松動(dòng)圈增大，管縫錨桿的錨固能力逐漸降低，變形增大；應(yīng)力平衡狀態(tài)隨形變過(guò)程發(fā)生轉(zhuǎn)移，造成圍巖的兩肩、幫底的應(yīng)力過(guò)于集中；加之巷道圍巖為軟弱地質(zhì)工程巖組，節(jié)理發(fā)育，且優(yōu)勢(shì)節(jié)理產(chǎn)狀形成X狀、菱形狀，從而造成兩幫、底板發(fā)生明顯的變形。

3 支護(hù)方案設(shè)計(jì)

根據(jù)上述巷道變形機(jī)理可知，大斷面軟弱圍巖硐室的變形原因主要是巷道應(yīng)力集中、結(jié)構(gòu)面發(fā)育及支護(hù)方式不當(dāng)。因此，結(jié)合現(xiàn)場(chǎng)工程實(shí)際，確定硐室巷道兩幫使用補(bǔ)強(qiáng)樹(shù)脂錨桿+錨索+壁后注漿+噴錨網(wǎng)方式，底板使用反拱+注漿方式，頂板在原錨索的基礎(chǔ)上，使用補(bǔ)強(qiáng)錨索+注漿+噴錨網(wǎng)方式，使圍巖由兩相應(yīng)力轉(zhuǎn)向三相應(yīng)力作用，從而提高淺部圍巖自承作用。針對(duì)205 m硐室，圍巖的具體支護(hù)方案如下所述。

1) 幫部剔除原噴錨網(wǎng)支護(hù)體，揭露原巖，而后采用濕噴車(chē)補(bǔ)噴強(qiáng)度為C30，厚度為70 mm的混凝土；錨桿采用Φ22 mm×3 000 mm的左旋無(wú)縱筋螺紋鋼錨桿，高強(qiáng)度螺紋鋼桿體抗拉強(qiáng)度達(dá)到500 MPa，配置150 mm×150 mm×8 mm的高強(qiáng)托盤(pán)、Φ26 mm×2 500 mm的快速樹(shù)脂錨固劑，樹(shù)脂錨桿間距、排距為1.0 m×1.2 m；頂板幫部均使用規(guī)格為100 mm×100 mm×Φ5 mm的高強(qiáng)度鋼網(wǎng)護(hù)表；最后再次噴射厚度為50 mm，強(qiáng)度為C30的混凝土覆蓋鋼網(wǎng)，并為后期的注漿支護(hù)封閉樹(shù)脂錨桿安裝孔。

2) 底鼓區(qū)域需要拆除底鼓的磚和混凝土地面，重新澆筑鋼筋混凝土反拱。采用Φ10 mm的鋼筋焊300 mm×300 mm網(wǎng)格，上下布置兩層，中間間距200 mm，上下層拉筋采用Φ8 mm，最終澆筑成厚度300 mm，強(qiáng)度等級(jí)為C30的反拱。幫部底板支護(hù)見(jiàn)圖4(a)。

3) 注漿錨桿采用6寸無(wú)縫鋼管，壁厚3 mm，外徑27 mm，內(nèi)徑21 mm，在桿體中間段鉆取間隔500 mm的4個(gè)Φ6 mm出漿孔。采用42.5標(biāo)號(hào)的純水泥，按0.5的水灰比通過(guò)單孔注漿量公式確定單孔注漿量為0.027 m3，以5～6 MPa的注漿壓力進(jìn)行注漿。注漿孔的間距、排距為2 500 mm×2 500 mm，注漿錨桿孔深3 000 mm，其中底板斷面2根注漿錨桿，兩幫及頂板斷面5根注漿錨桿。注漿錨桿布置件圖4(b)。

4) 硐室入口端工況集中，變形明顯，因此從硐室入口2 m起，幫頂部補(bǔ)打1×7結(jié)構(gòu)的鋼絞線錨索，其規(guī)格分別為Φ15.24 mm×6 300 mm和Φ15.24 mm×7 000 mm，其中幫長(zhǎng)錨索兩排布置，間排距為1 200 mm×2 000 mm共24根，頂錨索排距為2 000 mm共6根，錨固注漿水灰比為0.40，凝固96 h后利用張拉設(shè)備安裝規(guī)格為300 mm×300 mm×20 mm方形托盤(pán)，使單組錨索拉斷載荷不低于260 kN，錨索與錨桿不同斷面相交布置構(gòu)成最佳預(yù)應(yīng)力承載結(jié)構(gòu)[22]。長(zhǎng)錨索布置見(jiàn)圖4(c)。

圖4 支護(hù)設(shè)計(jì)圖Fig.4 Supporting design

4 現(xiàn)場(chǎng)實(shí)踐分析

圖5 圍巖變形量Fig.5 Surrounding rock deformation

為了驗(yàn)證新支護(hù)方案的有效性，將硐室入口起40 m范圍的巷道分為0～20 m的新支護(hù)段、20～40 m的原支護(hù)段，且在新支護(hù)段10 m斷面處、原支護(hù)段30 m斷面處設(shè)置監(jiān)測(cè)點(diǎn)，進(jìn)行為期80 d的收斂變形監(jiān)測(cè)。通過(guò)連續(xù)監(jiān)測(cè)發(fā)現(xiàn)，巷道通過(guò)兩種支護(hù)方式修復(fù)后，整體變形量相較于修復(fù)前都明顯減少，但新支護(hù)方案對(duì)圍巖的控制優(yōu)于原支護(hù)方案，其中原支護(hù)段兩幫變形量為22 mm，底板變形量為9 mm，新支護(hù)段兩幫變形量為11 mm，底板變形量為5 mm。新支護(hù)段在工況較為密集的情況下，可以保持小于原支護(hù)段的變形量。前40 d，兩種支護(hù)都能有效抑制變形，隨著支護(hù)時(shí)間變長(zhǎng)，圍巖錨固段在擾動(dòng)情況下逐漸減少，原支護(hù)方案的支護(hù)能力大量削弱，在45 d后，原支護(hù)段特別是兩幫變形速率明顯加快，總變形量達(dá)到15 mm，占整個(gè)監(jiān)測(cè)周期變形量的75%；新支護(hù)段在整個(gè)周期中，變形速率平穩(wěn)增加，第68 d時(shí)兩幫變形量趨于平穩(wěn)，連續(xù)10 d累計(jì)變形量不超過(guò)1 mm，而原支護(hù)段在監(jiān)測(cè)周期結(jié)束時(shí)依然保持著增長(zhǎng)，通過(guò)上文極限平衡拱理論可推測(cè)，原支護(hù)方案隨著圍巖塑性區(qū)的增加錨固能力會(huì)持續(xù)減弱，監(jiān)測(cè)周期結(jié)束后仍然會(huì)發(fā)生大變形，不能長(zhǎng)時(shí)間維持圍巖穩(wěn)定性。由于該硐室是永久性工程，需要服務(wù)該礦整個(gè)壽命周期，所以原支護(hù)方案不適合該硐室，而新支護(hù)方案對(duì)該大斷面節(jié)理發(fā)育的硐室圍巖穩(wěn)定性起到了良好的支護(hù)效果。

5 結(jié) 論

1) 根據(jù)現(xiàn)場(chǎng)實(shí)測(cè)，該硐室結(jié)構(gòu)面非常發(fā)育，有兩條呈菱狀的優(yōu)勢(shì)節(jié)理，并且原始支護(hù)錨固力在開(kāi)采擾動(dòng)下逐漸降低，使圍巖的變形量隨塑性區(qū)增大而增大，難以繼續(xù)維持該結(jié)構(gòu)面發(fā)育的巷道。

2) 爛泥溝金礦205 m硐室大斷面巷道的水平應(yīng)力較大，易在兩幫和頂板、底板上形成應(yīng)力集中區(qū)域，由于幫部采用的是低錨固力管縫錨桿，進(jìn)而導(dǎo)致兩幫變形明顯，需要重點(diǎn)支護(hù)。

3) 針對(duì)圍巖失穩(wěn)特征，提出了頂板采用補(bǔ)強(qiáng)錨索+注漿+噴錨網(wǎng)方式，兩幫采用補(bǔ)強(qiáng)樹(shù)脂錨桿+錨索+壁厚注漿+噴錨網(wǎng)方式，底板采用反拱+注漿的聯(lián)合支護(hù)方式，該方式與原始支護(hù)方式相比，對(duì)硐室長(zhǎng)期穩(wěn)定性的控制有良好的效果，為深部類(lèi)似硐室加固提供參考。