極軟弱地層中開切眼導硐合理支護技術

梅鳳清 韓立軍 孟慶斌 李 云

(中國礦業大學深部巖土力學與地下工程國家重點實驗室)

在極軟弱地層中，開切眼導硐僅靠錨噴或錨網噴支護系統片面地提高支護強度難以實現巷道的長期穩定［1］，由此而出現了通過2種或2種以上的支護方式有機組合的聯合支護方式［2-3］。但是，由于極軟弱地層一般圍巖較為松散，容易引起巷道應力集中，聯合支護方式在使用過程中往往會出現許多問題。因此，研究基于錨網支護的新型聯合支護技術意義深遠。本研究以蒙東地區西一礦極軟弱地層為背景，通過理論計算、FLAC3D和ANSYS數值計算、現場試驗展開極軟弱地層中開切眼導硐合理支護技術的探討。

1 工程概況

蒙東地區西一礦煤礦目前主采3#煤層。煤層頂底板主要為膠結程度極差的泥巖、粉沙巖、砂巖等。煤層抗壓強度最大值為20.1 MPa，最小值為2.9 MPa，平均值為8.77 MPa，為軟煤～中硬煤類;頂、底板白堊系沉積巖抗壓強度最大值為 51.8 MPa，最小值為0.1 MPa，平均值為6.05 MPa，為極軟弱巖類。煤巖層力學性能低，且存在風化、泥化和崩解現象，圍巖自承載能力較低，難以實施工作面開切眼導硐的支護，對開切眼支護及頂板控制造成極大影響。

2 合理支護方式的選擇

為了探索開切眼導硐合理的支護方式，采用FLAC3D數值軟件［4］模擬不同支護方式下巷道的支護效果以及對圍巖穩定性的影響。研究1302工作面開切眼導硐在無支護、方案一(錨網支護)、方案二(錨網索支護)、方案三(錨網索+工字鋼支護)等4種情況下圍巖的塑性區分布及變形破壞特征，以確定合理的支護方案。開切眼導硐為4.5 m×3.2 m的矩形斷面，埋置深度為255 m。數值計算過程中錨桿參數為?20 mm×2 400 mm(間排距700 mm)，錨索參數為?17.8 mm×6 000 mm(間排距為1 600 mm×2 100 mm)，型鋼支架采用16#工字鋼(排距為1 400 mm)。

2.1 塑性區分布

數值計算結果表明，無支護時，頂板冒落高度、底板和兩幫破壞深度均較大，分別為3.36、3.35、2.63 m;采用柔性支護(方案一、二)沒有明顯改善導硐塑性區的范圍;采用剛柔聯合支護(方案三)時，塑性區范圍得到明顯改善，頂板冒落高度、底板和兩幫破壞深度分別為1.82、1.63、1.45 m。因此，采用錨網索和工字鋼剛柔聯合支護方案可以有效控制圍巖塑性區范圍，保證錨桿、錨索錨固端深入穩定巖層，提高錨固效率。計算所得的塑性區云圖如圖1所示。

圖1 各支護方案塑性區云圖

2.2 位移分析

為了確保開切眼工作面的安全與穩定，保證工作面有足夠的空間，在數值模擬過程中對導硐頂底板及兩幫的最大豎直、水平位移進行監測。結果表明，無支護時，頂底板及兩幫的最大豎直、水平位移均較大;采用柔性支護(方案一、二)沒有較大幅度減小位移量;采用剛柔聯合支護(方案三)時，頂底板及兩幫的最大豎直、水平位移分別為38.5、49.3、32.2 mm。因此，采用錨網索和工字鋼剛柔聯合支護方案可以有效控制頂底板及兩幫的豎直和水平位移。監測結果如圖2所示。

通過FLAC3D數值軟件分別對無支護、柔性支護、剛柔聯合支護方案進行計算分析，結果表明，剛柔聯合支護方案能夠最大限度地控制圍巖塑性區的范圍和頂底板及兩幫的豎直、水平位移，保證工作的安全與穩定。因此，極軟弱地層中采用錨網索和型鋼支架剛柔聯合支護較為合理。

圖2 不同支護方案時最大豎直及水平位移

3 支護參數的確定

3.1 錨桿支護參數

(1)錨桿長度。錨桿長度的變化可以改變支護作用范圍和支護強度，但過長的錨桿勢必要增加很大的工程量和造價，因此有必要對錨桿的長度進行合理計算。按組合梁理論［5］計算，錨桿有效長度取值為2.2 m。采用控制變量方法，固定錨桿直徑為20 mm，間排距為700 mm，用FLAC3D數值軟件分別對錨桿長度為2.0、2.2、2.4、2.6、2.8 m等5種情況進行模擬，結果表明，當錨桿的長度為2.4～2.8 m時，可以有效地控制頂底板及兩幫的最大位移量;考慮到支護成本和錨桿長度與位移的關系，錨桿長度取2.4 m較為合理。錨桿的長度與位移的關系如圖3所示。

圖3 錨桿長度與位移的關系

(2)錨桿直徑。為了得到錨桿直徑的影響和作用規律，從而選用經濟合理的錨桿直徑，需要對錨桿的直徑進行計算分析。按組合梁理論［5］計算，錨桿直徑不小于16 mm，故分別取直徑為16、18、20、22、24 mm等5種情形進行模擬。結果表明，當錨桿的直徑為20～24 mm時，可以有效地控制頂底板及兩幫的最大位移量。考慮到支護成本和錨桿直徑與位移的關系，錨桿的直徑取20 mm較為合理。錨桿直徑與位移的關系如圖4所示。

圖4 錨桿直徑與位移的關系

(3)錨桿間排距。為了得到錨桿間排距的影響和作用規律，從而選用經濟合理的錨桿間排距，需要對錨桿的間排距進行計算分析。按照組合梁理論［5］計算，錨桿間排距不大于1 000 mm，故分別對錨桿間排距為600、700、800、900、1 000 mm等5種情況進行模擬。結果表明，當錨桿的間排距為600～700 mm時，可以有效地控制頂底板及兩幫的最大位移量。考慮到支護成本和錨桿間排距與位移的關系，錨桿間排距取700 mm較為合理。錨桿的間排距與位移的關系如圖5所示。

圖5 錨桿間排距與位移的關系

3.2 錨索布置方式

為防止頂板因剪切破壞而發生冒頂，應考慮布置在頂板的預應力錨索的可靠性，按照懸吊理論［6］計算得到的錨索的長度和直徑為?17.8 mm×6 000 mm，間排距為1 600 mm×2 100 mm。為了得到錨索不同布置方式下的影響和作用規律，從而選用經濟合理的錨索間排距，需要對錨索的布置方式進行計算分析。因此，對錨索采用3－2－3、3－3－3、3－4－3及4－4－4等4種情形進行模擬。結果表明，當錨索采用3－4－3布置時，可以有效地控制頂底板及兩幫的最大位移量，因此，錨索采用3－4－3布置較為合理。錨索布置方式與位移的關系如圖6所示。

圖6 錨索布置方式與位移的關系

3.3 型鋼支架承載力的計算

由于工作面開切眼導硐支護方式為錨網索和16#工字鋼支架聯合支護，單一的錨網索支護系統不能滿足結構承載力的要求。因此，在以錨網索支護系統為主要承載結構的基礎上對型鋼支架進行承載力的計算顯得尤為重要。現采用ANSYS數值軟件［7-8］對型鋼支架進行承載能力的計算。計算時，將拱頂等分為6段，每段長750 mm;邊墻等分為4段，每段長800 mm;仰拱等分為6段，每段長750 mm;計算時將40.0%荷載作用在工字鋼支架上。計算所得型鋼支架的彎矩、軸力分別如圖7(a)、7(b)所示。計算結果表明，工字鋼支架最危險處出現在頂板，該處彎矩值為25.72 kN·m、軸力為61.38 kN，其他部分內力均較小。

圖7 型鋼支架內力

16#工字鋼支架截面上最大拉應力和壓應力［9］分別由式(1)、式(2)計算:

式中，Mmax為最大彎矩，kN·m;Nmax為最大軸力，kN;S為16#工字鋼支架截面面積，cm2;Ix為慣性矩，cm4;Wx為抗彎截面系數，cm3。

計算中取值:最大彎矩Mmax為25.72 kN·m，最大軸力為Nmax61.38 kN，16#工字鋼支架截面面積為26.1 cm2，慣性矩Ix為1 127 cm4，抗彎截面系數Wx為141 cm3。經計算，最大拉應力σmax=158.90＜215 MPa，最大壓應力σmax=205.94＜215 MPa。因此，選用排拒為1 400 mm的16#工字鋼支架可以滿足承載力的要求。

錨網索和型鋼支架剛柔聯合支護方案錨桿的參數為?20 mm×2 400 mm(間排距700 mm)，錨索的參數為?17.8 mm×6 000 mm(間排距為1 600 mm ×2 100 mm)，型鋼支架采用16#工字鋼(排距為1 400 mm)。開切眼錨網索和型鋼支架剛柔聯合支護如圖8所示。

圖8 剛柔聯合支護

4 現場試驗效果監測

為了驗證錨網索和型鋼支架剛柔聯合支護方案的可靠性、支護參數的合理性，現場試驗段采用“十字布點法”［10-11］在巷道里程11、47、76、112 m處布置4個收斂變形監測斷面。監測結果表明，在監測前1周內巷道頂板、兩幫收斂變形迅速增長，第2周內收斂變形趨于緩和，3～4周之后，收斂變形趨于穩定。4個監測斷面兩幫的收斂變形值分別為40、45、42、30 mm，頂板收斂變形值分別為33、26、34、27 mm。巷道頂板、兩幫的收斂變形值均不大，和FLAC3D數值計算所得巷道頂板、兩幫最大位移分別為38.5、32.2 mm較為一致。因此，錨網索和型鋼支架剛柔聯合支護方案有效地控制了極軟弱巖層中開切眼導硐大變形的特性，可以滿足巷道支護結構的承載與穩定性要求。巷道監測斷面收斂變形如圖9所示。

圖9 收斂變形監測

5 結論

(1)通過FLAC3D數值軟件對無支護、柔性支護、剛柔聯合支護方案的計算分析，錨網索和型鋼支架剛柔聯合支護方案能夠最大限度地控制圍巖塑性區范圍和頂底板、兩幫的豎直和水平位移，保證巷道的安全與穩定。

(2)可以通過用理論計算確定錨網索和型鋼支架的初始支護參數、用FLAC3D數值軟件對錨網索支護參數進行優化、用ANSYS數值軟件對型鋼支架進行承載力計算的方法確定合理的剛柔聯合支護參數。

(3)現場巷道收斂變形監測結果和FLAC3D數值軟件計算的結果較為一致。因此，錨網索和型鋼支架剛柔聯合支護方案可以在蒙東地區極軟弱地層開切眼導硐支護實踐中推廣和應用。

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