非洲某銅礦大斷面深井硐室圍巖穩定性分析

鮑偉偉 王貽明 吳愛祥 陳順滿 楊 鵬 王朝壘

（1.金屬礦山高效開采與安全教育部重點實驗室，北京，100083；2.北京科技大學土木與資源工程學院，北京，100083；3.中色非洲礦業有限公司謙比希銅礦,北京，100082；4.中礦資源勘探股份有限公司，北京，100089）

隨著礦產資源的需求急劇增加，礦山的開采規模逐漸增大，礦山機械化水平越來越高，埋藏深且斷面大的硐室在礦山中應用越來越廣泛［1］。但深井大斷面硐室由于其埋藏深、斷面大，深部圍巖體表現出明顯的弱軟巖性質，在深部高應力作用下破壞變形嚴重，大大增加了其支護難度［2-3］。因此，對深井大斷面硐室工程支護理論及其支護技術進行研究具有重大的現實意義［4］。

針對國內外深井大斷面硐室普遍存在的支護困難、穩定性差的問題，國內外學者對此進行了大量的研究。董方庭提出的松動圈支護理論認為:“圍巖破裂過程中的巖石碎脹力及其造成的有害變形是巷道支護的主要對象，在圍巖中發展的這個破裂區即為圍巖松動圈”［5］；蔣斌松將圓形巷道圍巖分成破裂區、塑性區和彈性區，采用Mohr-Coulomb準則，進行非關聯彈塑性分析，獲得確定圍巖破裂區和塑性區半徑的解析式，依此為巷道的穩定性分析以及支護設計提供理論依據［6］。為解決復雜結構大斷面硐室圍巖控制難題，肖同強通過研究鑫順煤礦煤倉上部卸載硐室變形破壞特征，提出了分區耦合強力支護圍巖控制技術，有效控制了圍巖變形破壞的發展［7］；陳杰針對采區大斷面硐室圍巖的穩定性，提出了高強二次錨網索支護+全斷面注漿加固+底板高強錨網索支護的大斷面支護技術，現場應用效果較好［8］；Sheng-Rong XIE先分析了高應力、頂板不對稱及軟巖對大斷面巷道穩定性的影響，建立大斷面巷道力學模型，然后提出了頂板桁架、兩幫采用錨桿和高強度螺栓的支護方法，最后采用現場監測手段對提出的支護方案進行論證，表明提出的支護方案可行［9］。為解決深部大斷面軟巖硐室急劇變形失穩問題，王峰結合朱集西煤礦工程地質條件，提出了錨網索噴耦合支護技術［10］。這些理論和實際的技術應用為其他深井礦山大型硐室支護提供了一定的借鑒，但不同的深井地質條件決定了硐室支護方式的不同。

本項目以非洲某銅礦東南礦體1 080 m中段中央配電硐室為研究對象，通過現場對配電硐室的工程地質條件的調查，結合該銅礦其他礦體等各類大型硐室的支護形式，提出了“錨桿+錨索+鋼筋網+噴射混凝土”的聯合支護技術，并通過彈塑性理論分析出破裂區的半徑，為支護參數的確定提供了理論依據。最后在現場布置3組觀測斷面監測點，對采用的支護方案進行驗證。

1 工程地質概況

該銅礦位于非洲中部贊比亞銅帶省，交通條件便利，銅儲量較大。東南礦體為該銅礦的3大礦山之一，目前正處于基建時期。根據礦山初步設計要求，該銅礦東南礦體需要在井下開挖一系列大斷面硐室，其中中央配電硐室為永久性支護工程，負責整個礦區井下的供電工程，對保證礦山的持續生產和安全生產意義重大。

中央配電硐室的巖性為下盤石英巖，配電硐室寬度為8.9 m，高度為5.3 m，其斷面形狀為三心拱斷面。通過對配電室的節理進行工程地質調查，配電室的幫壁如圖1所示，巖石的整體完整性較好，大部分節理是平行的，并與巷道幫壁相交，則節理密度為0.73條/m，即1.37 m/條，優勢節理面有2個：即傾向和傾角分別為186°∠81°，5°∠85°，且2組節理不交叉，配電室圍巖穩定性較好。硐室無滲水現象，頂板及兩幫較干燥。巖體整體完整性較好，但巷道的走向為東西走向，而其中1組優勢節理組的走向為南偏西6°，節理面對巷道的穩定性影響不利。

2 硐室破裂區半徑理論分析

根據圍巖的受力狀態，可將硐室周邊的圍巖分為4種狀態，即破裂區、松動區、塑性區和彈性區，其中距離硐室中心最近的為破裂區，其次為松動區、塑性區和彈性區［11-12］。其中破裂區對硐室的穩定性影響最大，處于該區域的圍巖由于受到上覆巖層的壓力和地應力的作用發生碎脹破裂，隨時可能發生垮塌，該部分圍巖為支護的重點區域。

2.1 硐室等效半徑計算

由于該銅礦東南礦體深井大斷面配電室巷道為三心拱斷面，利用解析解對其塑性區半徑進行計算極其復雜，而彈塑性理論計算硐室的破裂區只適用于圓形硐室，因此需將三心拱硐室等效為圓形硐室，具體的“等效半徑”如式（1）［13］所示：

式中，R0為等效計算半徑，m；S為硐室的斷面積，m2。

已知該銅礦東南礦體深井大斷面配電硐室的寬度和高度分別為8.9 m和5.3 m，計算得到該硐室的凈斷面積為43.01 m2，代入式（1）可得到該硐室的等效計算半徑為3.70 m，根據大量的工程實踐，需對硐室的等效半徑進行修正，因此可采用式（2）［13］對該硐室的“等效半徑”進行修正：

式中，R為修正后的等效半徑，m；K為修正系數。

根據硐室的斷面形狀不同，對應的修正系數不同，由于該硐室為三心拱，因此，其修正系數取值為1.1［13］，代入式（2）可得到該硐室修正后的等效半徑為4.07 m。

2.2 硐室破裂區半徑計算

如圖2所示為井下圓形硐室的受力情況，根據彈塑性力學理論的推導即可得到該硐室的徑向應力、環向應力和剪切應力分布的柯西公式［14］，如式（3）、式（4）和式（5）所示：

式中，σθ和σr分別為硐室的的環向應力和徑向應力，MPa；p為等效的豎直應力，MPa；r、θ為塑性區內任意一點的極坐標；a為硐室的等效半徑，m；λ為側壓系數；τ為剪切應力，MPa。

根據彈塑性理論進行推導，可得硐室圍巖塑性區半徑Rp的計算公式如式（6）所示：

式中，?為巖體內摩擦角；c為巖體的黏聚力；RZ為硐室圍巖的松動區半徑。

根據硐室是否進行支護來分析硐室圍巖的松動區半徑RZ。

（1）當硐室無支護抗力時，則Pi=0，非彈性區切向應力σθ=P，得到松動區半徑RZ的表達式如式（7）所示：

（2）當硐室存在支護抗力Pi時，得到松動區半徑RZ的表達式如式（8）所示：

根據彈塑性理論及硐室的支護特點，破裂區為硐室的重點支護區域，當圍巖的臨界拉應變值［ε］小于硐室圍巖的徑向應變εrp時，圍巖會產生破裂區，使硐室失穩。結合破裂區巖石的特點，該部分巖體的內摩擦角和黏聚力都接近為0。則可得到硐室的破裂區半徑RL。令上述的εrp與［ε］相等，即可得到式（9）所示的表達式：

求解上述方程式，即可得到硐室的破裂區半徑表達為式（10）所示：

式中，σR和σT分別為彈性區和塑性區分界處的徑向應力和切向應力，MPa；E為彈性模量，GPa；μ為泊松比；而σR和σT又可分別表示為式（11）和式（12）：

根據硐室破裂區的特點，可得到破裂區的寬度LP為RL-a。

結合該銅礦東南礦體1 080 m中段大型中央配電硐室的地質情況，其硐室圍巖的物理力學參數：彈性模量E=55.13 GPa，泊松比μ=0.31，黏聚力c=4.65 MPa，內摩擦角φ=20.6°，密度ρ=2.7 g/cm3，抗拉強度σb=27.6 MPa，硐室埋深h=1 080 m，半徑a=4.07 m。故p=28.577 MPa，側壓系數用公式得，λ=0.99，將p、λ及其他參數代入上述公式進行計算，可得到塑性區半徑13.38 m，松動區半徑6.22 m，破裂區半徑6.08 m。故破裂區寬度Lp=2.01 m，其屬于大松動圈［5］。

3 硐室支護方案確定

結合該銅礦主礦體和西礦體各類大型硐室的支護形式，在充分掌握配電硐室圍巖物理力學性質及工程地質條件的基礎上，確定配電硐室的支護形式為“錨桿+錨索+鋼筋網+噴射混凝土”的聯合支護。其主要的支護方案如圖3、圖4所示（圖中標準單位為mm），主要包括以下幾點。

（1）錨桿。巷道頂板和兩幫均采用樹脂錨桿，且錨桿的支護參數如下：錨桿的直徑為22 mm，長度為2 200 mm，錨桿網度為1 000 mm×1 000 mm。

（2）錨索。巷道加強支護采用5.0 m長的錨索支護，支護位置為頂板及兩幫；錨索直徑為15.2 mm，支護網度：間排距2.0 m，且錨索的方向應與巷道壁相互垂直。

（3）鋼筋網。通過對該銅礦東南礦體配電室的工程地質情況進行調查，局部存在破碎帶，因此，需采用金屬網對破碎帶區域進行支護。金屬網材料為A3鋼，鋼筋直徑為6 mm，網格為100 mm×100 mm，網片尺寸為2 400 mm×1 200 mm，搭接長度不小于200 mm。

（4）噴射混凝土。根據工程類比法，該硐室應噴射的混凝土厚度為50 mm，結合沖切破壞作用和黏結破壞作用計算的噴層厚度［16］，綜合分析認為該銅礦東南礦體深井大斷面配電硐室的噴層厚度取為50 mm。

4 現場監測

4.1 監測點布置

為了保證深井大斷面硐室的長期穩定性，有必要在現場對圍巖的變形進行監測，實時分析巷道變形情況，為大型巷道支護設計提供理論參考依據，也可為類似礦山大型硐室工程支護設計提供一定的借鑒。根據配電室的工程地質條件，在現場共布置3個觀測斷面，分別位于距離配電硐室入口處的10 m、20 m和30 m處，如圖5所示為布置的3組觀測斷面監測點的位置示意圖，分別命名為1#、2#和3#測站，每個斷面觀測點均布置表面收斂測點和多點位移計。

為實現對巷道圍巖表面的位移監測，該工程中所需布置的表面收斂點布置在巷道的兩幫和頂部，其中巷道兩幫的監測點距離底板1.5 m高，巷道頂板中心點位于巷道的頂板中心處。如圖6所示為任意一個斷面的位移收斂測點布置情況，施工過程中先用風鉆沿測點向圍巖內部垂直巷道壁打0.2 m深的鉆孔，然后用樹脂藥卷把測釘錨固在鉆孔中。在對巷道圍巖內部一定范圍內的巖體進行監測時，需將多點位移計布置在巷道的頂板及兩幫，其中，頂板的多點位移計布置在頂板的中心處，兩幫的多點位移計布置在兩幫上距離巷道底板1.5 m處，內部位移監測點的具體布置參數如圖7所示。

4.2 監測結果分析

通過觀察現場布置的3個監測斷面數據，發現3#測站變形相對較大，這里主要給出3#測站監測的數據，依此對表面位移和深部位移結果分析如下。

如圖8所示為3#測站表面位移測量結果，可看出左幫和右幫的變形量較為接近，但兩幫的變形量大于巷道頂板的變形量。巷道頂板的最大移近量為36.5 mm，左幫和右幫的最大移近量為30.45和28.25 mm。圖9為巷道表面位移的變形速率變形曲線，在巷道支護后40 d之內，巷道頂板和兩幫的移近量均較大，且變化速率大于0.2 mm/d，在40～80 d范圍內，巷道表面位移變化速率逐漸減小，其變化速率小于0.2 mm/d，此階段巷道變形處于過渡期；之后巷道圍巖的變形速率逐漸趨于穩定。

如圖10所示為3#測站斷面深部位移變化曲線，深部位移主要包括巷道表面、1.0 m處、2.0 m處和3.0 m處的位移監測數據，變形較大的仍為巷道表面處，其次為1.0 m處，3.0 m處的位移最小。巷道表面、1.0 m處、2.0 m處和3.0 m處的位移量最大值分別為46.39 mm、39.93 mm、31.29 mm和24.89 mm。且2.0 m和3.0 m處的位移值明顯小于巷道表面和1.0 m深度處的位移值，表明巷道兩幫圍巖的松動圈范圍小于2.0 m。

圖11為該銅礦東南礦體大型配電硐室巷道表面及深部位移變形速率曲線，巷道表面位移變化速率最大，其次為1.0 m處位移變化速率，最小的為3.0 m處位移的變化速率。在監測的0～40 d范圍內，巷道表面、1.0 m處、2.0 m處和3.0 m處位移變化速率均大于0.2 mm/d；40～80 d范圍內，位移變化速率處于過渡時期，最后位移變化速率趨于穩定，表明巷道基本達到穩定狀態。

5 結論

（1）通過彈塑性理論，將硐室圍巖分為彈性區、塑性區、松動區、破裂區，結合理論計算，得到破裂區寬度LP為2.01 m，屬于大松動圈。

（2）結合理論公式、工程類比法和經驗公式法，提出了“錨桿+錨索+鋼筋網+噴射混凝土”的聯合支護方案，確定噴層厚度為50 mm；鋼筋網的網格為100 mm×100 mm，網片尺寸為2 400 mm×1 200 mm；錨桿的直徑為22 mm，長度為2 200 mm，錨桿網度為1 000 mm×1 000 mm；錨索長度5.0 m，直徑為15.2 mm，支護網度：間排距均為2.0 m。

（3）現場工程實踐表明，3個監測斷面的表面位移和深部位移量都較小，屬于可控的范圍之內，且位移變化速率隨時間變化大幅下降，最終達到穩定狀態，硐室圍巖位移變形得到了有效控制，現場應用效果較好。