地下矿山大断面软弱围岩硐室变形机制与支护方法研究

2021-07-27何珩溢郑禄林左宇军郑禄璟吴岩佩

中国矿业 2021年7期

何珩溢，郑禄林，刘镐，左宇军，郑禄璟,，黄楠，吴岩佩

(1.贵州大学矿业学院，贵州贵阳 550025；2.贵州锦丰矿业有限公司，贵州贞丰 562200)

围岩是控制地下工程稳定性的关键因素，随着矿井开采强度增加和规模不断扩大，巷道断面也随之增大[1-3]，而大断面巷道因工程尺度效应使围岩更易发生大变形；此外，结构面发育、不良岩性(软弱围岩)等地质因素会使围岩破碎愈加严重[4-6]，造成支护方式失效，大大增加了冒顶片帮、突水突泥等灾害发生的概率[7-8]。为了提高围岩稳定性，增加高度、减小跨度、联合支护、同时支护等方式都在实际运用中取得良好成效[8,10-11]。前人在研究大断面巷道围岩稳定性及控制方面做了大量研究工作，但目前关于大断面硐室与复杂地质条件相结合的研究相对较少。

贵州省是典型的喀斯特发育强烈的省区，烂泥沟金矿为贵州省大型金矿山，岩体质量差、节理发育，且采用大断面巷道进行掘进，因此，对其他矿山开展的有关大断面或结构发育的巷道失稳机理及支护经验并不适宜该矿的应用。本文以贵州烂泥沟金矿205 m硐室为研究对象，通过工程地质调查、现场采样实验分析、理论计算等方面揭示造成该硐室围岩大变形的原因，并针对围岩大变形特点提出支护方案。

1 工程背景

烂泥沟金矿位于贵州省贞丰县，该地区沟谷纵横，矿区地质地层岩性复杂。该硐室埋深500 m，顶底板围岩以薄至中厚层砂岩与薄层黏土岩为主，黏土岩十分松软破碎，砂岩体质量相对较好，该区域地质构造发育，风化作用强烈，属典型的破碎软弱围岩，在硐室上盘约50 m有采矿活动。205 m泵站断面尺寸为7.0 m×5.0 m的三心拱，主体硐室全长40 m。近年来，该巷道局部发生失稳变形，硐室的两帮喷射混凝土最长裂隙区达11.3 m，硐室底部出现较大裂缝，在进入泵房的通道，存在明显的底鼓现象，如图1所示。

图1 205 m硐室围岩破坏形式Fig.1 Failure mode of 205 m chamber surrounding rock

2 巷道变形机理分析

2.1 围岩破坏范围计算

两帮及底板失稳会影响顶板的稳定性，从而造成巷道断面整体失稳，塑性松动圈进一步扩大，其失稳机理可用极限自稳平衡拱理论进行分析[12-13]。该硐室断面宽度为7 m、高度为5 m、原岩应力为17.5 MPa、抗拉强度为0.55 MPa、平均内摩擦角为36°。

底板破坏最大深度(H1)计算见式(1)。

(1)

式中：W0为断面宽度，m；φ为平均内摩擦角，(°)。

此底板遭受破坏的情况下，将式(1)带入式(2)可得两帮破坏深度(L)。

(2)

将式(2)代入式(3)，可得极限自稳平衡拱的最大高度Hlid。

(3)

式中：P0为原岩应力，MPa；σt为抗拉强度，MPa。

由表1可知，断面各部位使用的锚杆(索)长度均未达到破坏最大深度，因此巷道初期能够凭借支护与围岩的共同作用保持断面的稳定，但受采动爆破影响，导致应力频繁加卸载使其松动圈逐步扩大，浅表岩体承载能力降低，应力逐步向深部转移，深部原岩应力被打破，在二次应力平衡过程中，围岩的塑性区逐步扩大[14]，锚杆的自由段逐渐增大，锚固段减少，难以维持破碎区和塑性区围岩重量造成围岩失稳。两帮管缝式锚杆相对于顶板树脂锚杆的锚固能力较弱[15-16]，又因水平应力和爆破采动的双重作用，造成两帮变形量明显但顶板整体情况良好。

表1 原始支护参数Table 1 Parameters of original supporting

2.2 地应力分析

地应力是进行围岩稳定性分析的重要条件，本次测试研究分别在250 m、205 m及150 m水平设计三个测量点进行空心包体地应力测量。由于该硐室岩性弱，节理裂隙发育程度较高，为保证试件完整，符合测试要求，根据岩性情况，每个测点钻取2～3个岩芯，最终205 m测点获取有效数据，其余测点测试过程中岩芯断裂破碎，无数据。将现场测得数据利用计算程序求出最大主应力、中间主应力、最小主应力的大小、方向和倾角。其中主应力测试结果见表2，应力分量测试结果见表3。

表2 主应力测试结果Table 2 Test results of principal stress

表3 应力分量测试结果Table 3 Test results of stress component

由表2可知，最大主应力倾角为10°，中间主应力倾角为8°，两者处于接近水平的位置，属于近水平应力，最小主应力位于接近垂直的平面内，与铅锤面的夹角小于25°为近垂直应力。由表3可知，水平应力大于垂直应力，且y向应力为垂直应力的1.43倍，x向应力为垂直应力的1.17倍。根据以上数据分析，在工程建设时要减小跨度，防止应力向两帮集中，但从实际工况可知该硐室井巷工程相对较为密集，主体断面跨度达到7 m，其工程建设打破原应力平衡，使地应力发生二次重分配，巷道断面通过位移释放部分受压势能，造成围岩变形失稳[17]，形成如图2所示的围岩应力及变形趋势：垂直方向的应力σv转向巷道两帮，水平应力σh转向顶板、底板，造成巷道两帮和顶板、底板的应力集中[18]，在一定范围内形成承压区，承压围岩以位移的方式释放压力，弹塑性区逐渐形成椭圆形塑性区并向深部拓展，围岩自稳能力减弱，支护手段难以维持巷道稳定，浅表围岩逐渐失稳，形成向巷道内部收敛的趋势[19-20]，造成混泥土开裂及底鼓现象。

图2 围岩应力及变形趋势图Fig.2 Diagram of stress and deformation trendof surrounding rock

2.3 节理产状分析

通过对205 m硐室未喷浆支护处观察可发现，围岩岩石整体破碎，节理发育。岩石呈互层产出，层理发育，部分层理已受应力改变发生变形。分析结构面状态对围岩失稳造成的影响，在205 m共获取结构面产状数据75条(表4)，并绘制成极点图与施密特等密图，如图3所示。

表4 结构面产状统计表Table 4 Statistics of structural plane occurrence

由图3可知，结构面发育且分布比较集中，存在2组优势节理，分别为优势节理1 m：倾角63°，倾向14°；优势节理2 m：倾角21°，倾向343°，经过统计得到两组节理平均间距为0.2 m。

图3 极点图与施密特等密图Fig.3 Point diagram and contour diagram

利用RMi法计算见式(4)。

(4)

式中：Jv为体积节理数；S1、S2、S3…Sn为每组节理的平均间距,m。利用式(4)计算得两组优势结构面体积节理数(节理密度)为10条/m3。

由以上结果可知，205 m硐室围岩整体节理裂隙发育程度高且节理间距小，对岩体整体稳定性有很大影响，并且该区域存在两组优势节理，两组节理不仅在空间上形成菱形块体，而且使围岩应力的分布有明显的方向性，进而使断面出现部分失稳的情况。

巷道围岩扰动情况下，松动圈增大，管缝锚杆的锚固能力逐渐降低，变形增大；应力平衡状态随形变过程发生转移，造成围岩的两肩、帮底的应力过于集中；加之巷道围岩为软弱地质工程岩组，节理发育，且优势节理产状形成X状、菱形状，从而造成两帮、底板发生明显的变形。

3 支护方案设计

根据上述巷道变形机理可知，大断面软弱围岩硐室的变形原因主要是巷道应力集中、结构面发育及支护方式不当。因此，结合现场工程实际，确定硐室巷道两帮使用补强树脂锚杆+锚索+壁后注浆+喷锚网方式，底板使用反拱+注浆方式，顶板在原锚索的基础上，使用补强锚索+注浆+喷锚网方式，使围岩由两相应力转向三相应力作用，从而提高浅部围岩自承作用。针对205 m硐室，围岩的具体支护方案如下所述。

1) 帮部剔除原喷锚网支护体，揭露原岩，而后采用湿喷车补喷强度为C30，厚度为70 mm的混凝土；锚杆采用Φ22 mm×3 000 mm的左旋无纵筋螺纹钢锚杆，高强度螺纹钢杆体抗拉强度达到500 MPa，配置150 mm×150 mm×8 mm的高强托盘、Φ26 mm×2 500 mm的快速树脂锚固剂，树脂锚杆间距、排距为1.0 m×1.2 m；顶板帮部均使用规格为100 mm×100 mm×Φ5 mm的高强度钢网护表；最后再次喷射厚度为50 mm，强度为C30的混凝土覆盖钢网，并为后期的注浆支护封闭树脂锚杆安装孔。

2) 底鼓区域需要拆除底鼓的砖和混凝土地面，重新浇筑钢筋混凝土反拱。采用Φ10 mm的钢筋焊300 mm×300 mm网格，上下布置两层，中间间距200 mm，上下层拉筋采用Φ8 mm，最终浇筑成厚度300 mm，强度等级为C30的反拱。帮部底板支护见图4(a)。

3) 注浆锚杆采用6寸无缝钢管，壁厚3 mm，外径27 mm，内径21 mm，在杆体中间段钻取间隔500 mm的4个Φ6 mm出浆孔。采用42.5标号的纯水泥，按0.5的水灰比通过单孔注浆量公式确定单孔注浆量为0.027 m3，以5～6 MPa的注浆压力进行注浆。注浆孔的间距、排距为2 500 mm×2 500 mm，注浆锚杆孔深3 000 mm，其中底板断面2根注浆锚杆，两帮及顶板断面5根注浆锚杆。注浆锚杆布置件图4(b)。

4) 硐室入口端工况集中，变形明显，因此从硐室入口2 m起，帮顶部补打1×7结构的钢绞线锚索，其规格分别为Φ15.24 mm×6 300 mm和Φ15.24 mm×7 000 mm，其中帮长锚索两排布置，间排距为1 200 mm×2 000 mm共24根，顶锚索排距为2 000 mm共6根，锚固注浆水灰比为0.40，凝固96 h后利用张拉设备安装规格为300 mm×300 mm×20 mm方形托盘，使单组锚索拉断载荷不低于260 kN，锚索与锚杆不同断面相交布置构成最佳预应力承载结构[22]。长锚索布置见图4(c)。

图4 支护设计图Fig.4 Supporting design

4 现场实践分析

图5 围岩变形量Fig.5 Surrounding rock deformation

为了验证新支护方案的有效性，将硐室入口起40 m范围的巷道分为0～20 m的新支护段、20～40 m的原支护段，且在新支护段10 m断面处、原支护段30 m断面处设置监测点，进行为期80 d的收敛变形监测。通过连续监测发现，巷道通过两种支护方式修复后，整体变形量相较于修复前都明显减少，但新支护方案对围岩的控制优于原支护方案，其中原支护段两帮变形量为22 mm，底板变形量为9 mm，新支护段两帮变形量为11 mm，底板变形量为5 mm。新支护段在工况较为密集的情况下，可以保持小于原支护段的变形量。前40 d，两种支护都能有效抑制变形，随着支护时间变长，围岩锚固段在扰动情况下逐渐减少，原支护方案的支护能力大量削弱，在45 d后，原支护段特别是两帮变形速率明显加快，总变形量达到15 mm，占整个监测周期变形量的75%；新支护段在整个周期中，变形速率平稳增加，第68 d时两帮变形量趋于平稳，连续10 d累计变形量不超过1 mm，而原支护段在监测周期结束时依然保持着增长，通过上文极限平衡拱理论可推测，原支护方案随着围岩塑性区的增加锚固能力会持续减弱，监测周期结束后仍然会发生大变形，不能长时间维持围岩稳定性。由于该硐室是永久性工程，需要服务该矿整个寿命周期，所以原支护方案不适合该硐室，而新支护方案对该大断面节理发育的硐室围岩稳定性起到了良好的支护效果。