深井煤礦TBM 組裝硐室變形破壞機理及控制對策

黃志鴻，唐 彬，2，3，劉子默，程 松，陳旭之，孫長紅

（1.安徽理工大學土木建筑學院，安徽 淮南 232001；2.安徽理工大學深部煤礦采動響應與災害防控國家重點實驗室，安徽淮南 232001；3.煤炭開采國家工程技術研究院，安徽 淮南 232001）

全斷面掘進機（Tunnel Boring Machine），簡稱TBM，為1 種通過選擇并推進刀盤，由刀盤上布置的滾刀破碎巖石實現隧洞全斷面開挖的設備。TBM 破巖、支護、排渣、步進同步進行，掘進效率高，安全性好，已被廣泛應用于隧道、水利和市政工程等領域。由于TBM 在施工安全性和掘進效率等方面的巨大優勢，TBM 及其施工技術也逐漸被用于煤礦深井巷道建設工程中[1-4]。自2015 年起，TBM 已在安徽淮南張集煤礦、山西陽泉新景煤礦、山西大同王村煤礦、安徽淮北袁店一礦等煤礦應用[5-7]。

對于TBM 掘進煤礦深井巷道工程，無法采用山嶺隧道常用的地面組裝、始發的模式。必須在井下修建組裝硐室開展TBM 的組裝、始發工作。對于煤礦TBM 組裝硐室方面的研究，目前國內外鮮有涉及煤礦TBM 組裝硐室開挖、支護設計與施工方法，多為參考水利工程硐室或常規煤礦硐室的經驗。

相較于水利工程以及深井煤礦其他類型的硐室結構，煤礦TBM 組裝硐室具有以下特殊性。

1）與水利工程地下廠房、煤礦馬頭門硐室群煤相比，煤礦TBM 組裝硐室為臨時結構，僅服務于1條或少數幾條巷道的TBM 掘進工程，煤礦或水利工程中永久硐室常用的鋼筋混凝土襯砌結構雖具有支護強度高等優點，但施工周期長、工程造價高。

2）煤礦TBM 組裝硐室為臨時或半永久結構，服務年限與支架組裝硐室、移變硐室相近。但TBM 組裝硐室斷面尺寸遠大于煤礦其他臨時硐室。且因TBM 整機和各部件重量較大，吊運和組裝時硐室承受的荷載也遠大于常見的煤礦臨時或半永久硐室。

由上可見，煤礦TBM 組裝硐室既要滿足TBM組裝、始發工作對尺寸和承載能力的要求，又要在保證安全施工的前提下，盡量縮短建設周期、降低施工成本。因此，需針對煤礦TBM 組裝硐室特殊的工程特點，制定支護設計方案，在滿足其安全性和功能性要求的基礎上，盡量簡化施工工序、減少施工周期和成本[8-11]。

為此，以張集煤礦TBM 組裝硐室為工程背景，根據施工現場存在的問題，基于塊體離散單元法，根據圍巖試樣力學試驗結果和鉆孔取心所得的巖石質量指標（RQD）[12]確定完整巖石和巖體力學性能參數的關系，以及數值模型宏細觀參數，開展數值計算。在分析硐室圍巖應力場、位移場和裂隙擴展規律的基礎上優化TBM 組裝硐室支護方案，并由施工現場工業性試驗進行驗證，表明其優化支護方案有效的控制了圍巖破壞和變形，可為類似工程支護方案設計和支護施工提供參考。

1 工程背景

1）工程地質條件。由于TBM 尺寸、質量較大，需在井下修建組裝硐室，將設備拆解入井后，在井下進行TBM 等組裝、調試和始發工作。TBM 組裝硐室位于張集煤礦西二采區A 組煤頂板，地層主要由厚約30 m 的石英砂巖層、泥巖、粗砂巖組成，TBM 組裝硐室工程地質條件如圖1，TBM 組裝硐室平面位置如圖2。現場地應力測試結果表明，TBM 組裝硐室所在地層地應力場以構造應力場為主，豎向應力14.6 MPa，最大水平主應力21.3 MPa。

圖1 TBM 組裝硐室工程地質條件Fig.1 Engineering geological conditions of TBM assembly chamber

圖2 TBM 組裝硐室平面圖Fig.2 Plan view of TBM assembly chamber

2）組裝硐室支護方案。根據現場地質條件，參考以往類似地層硐室施工經驗，擬定了TBM 組裝硐室施工和支護參數。硐室采用臺階開挖法，上下分層高度分別為3.9 m 和3.85 m，硐室跨度5.8 m。以錨噴為主要支護型式。采用φ20 mm×2 000 mm 螺紋鋼樹脂錨桿和φ21.6 mm×6 300 mm 鋼絞線錨索作為主要支護結構。錨桿、錨索間距1 m，交替布設。錨桿施作完畢后，再噴射C20 混凝土，頂板和幫部噴厚100 mm。隨后進行軌道、管線等設備的安裝工作。

3）組裝硐室圍巖變形破壞情況。硐室開挖后，硐室頂板圍巖開始破碎，局部區域有少量碎巖掉落，造成了安全隱患。同時，巷道底板出現底鼓，TBM 部件運輸進場后，更加劇了硐室底板的變形。最終造成TBM 安裝軌道斷裂，運輸車組脫軌，TBM 組裝工作被迫中止。針對TBM 組裝硐室的特殊工況和變形破壞特征，基于數值模擬分析，揭示TBM 組裝硐室變形破壞機理，有針對性地開展組裝硐室支護設計的優化工作。

2 數值模型

煤礦深部地層主要以構造應力場為主，具體表現為水平主應力大于豎向應力，且具有明顯的方向性。導致硐室受側向擠壓，頂底板處首先出現應力集中和圍巖破壞。而TBM 的運輸組裝工作進一步加劇了圍巖裂隙的擴展發育，最終導致深井TBM 組裝硐室在受載條件下出現大范圍的破壞。傳統連續介質力學難以揭示圍巖損傷破壞機理，本研究采用離散單元法，通過構建巖體虛擬節理和定義節理面接觸強度的手段，揭示硐室圍巖的損傷變形特性[13-19]。

2.1 離散單元法數值分析原理

UDEC 是1 款基于離散單元法理論的計算分析程序，其中各個基本單元塊互相獨立，通過接觸作用與其他塊體相互作用。其中剪切模量G 和體積模量K 表示三角形塊體的變形特性。而塊體接觸的變形特性由接觸的法向剛度kn和切向剛度ks決定，φj和cj分別表示接觸的摩擦角和黏聚力，他們和抗拉強度決定了塊體接觸作用的強度特性[10]。

組裝硐室圍巖巖體物理力學參數見表1，其中Er、σcr為巖石彈性模量和抗壓強度，Em、σcm、σtm為巖體的彈性模量、抗壓和抗拉強度。開展巖體單軸壓縮數值試驗，標定三角形塊體和接觸面的細觀參數，標定所得的用于數值模擬的細觀參數見表2。

表1 巖石巖體力學參數Table 1 Mechanical parameters of rock mass

表2 模型巖層細觀力學參數Table 2 Mesomechanical parameters of model rock formations

式中：△Zmin為節理兩側塊體單元的最小寬度。

2.2 TBM 組裝硐室數值模型

使用UDEC 塊體離散元建立組裝硐室數值模型如圖3。根據Saint-Venant 原理，在開挖跨度3～5 倍范圍以外，圍巖受掘進擾動影響較小，因此確定模型尺寸為60 m×60 m，包括7 276 個塊體和123 215 個單元。為在保證計算精度的前提下提高計算效率，模型采用了不同尺寸的塊體。硐室周邊區域三角形塊體平均邊長為0.3 m，遠離硐室的區域，采用矩形塊體。從硐室至模型邊界方向，塊體邊長由0.5 m 逐漸增大至2 m。使用cable 單元模擬錨桿錨索，用liner 單元模擬混凝土噴層。綜合現場施工參數得到的混凝土噴層和錨桿錨索數值模擬參數見表3 和表4，其中預緊力的參數的選擇的依據為既能控制頂板離層，又不大于錨桿和錨索屈服強度的0.5 倍[21-22]和綜合現場施工參數。

表3 混凝土噴層數值模擬參數Table 3 Numerical simulation parameters of concrete spray coating

表4 錨桿錨索數值模擬參數Table 4 Numerical simulation parameters of anchor rod and cable

2.3 數值模擬方案

TBM 組裝硐室數值模型如圖3。

圖3 TBM 組裝硐室數值模型Fig.3 Numerical model of TBM assembly chamber

模型底部和兩側分別限制豎直和水平方向位移，根據施工現場實測地應力數據，模型頂部、側面分別施加14.6 MPa 和21.3 MPa 的荷載以模擬地應力。采用刪除塊體的方式模擬硐室開挖，硐室上下分層分別開挖。每個分層開挖后施作錨桿、錨索和噴層結構。為模擬硐室開挖過程中圍巖的應力釋放，使用“ZONK.FIS”FISH 函數于開挖后在圍巖表面施加支撐應力，使圍巖處于平衡狀態，隨后分10 級逐漸降低支撐應力，以模擬硐室圍巖開挖后的應力釋放效應。硐室開挖完畢后，在硐室頂板吊掛點處施加200 kN 的集中力，在硐室底板中部施加500 kN 的集中力，以模擬硐室完工后，TBM 部件吊運和設備組裝時對硐室圍巖的擾動。計算平衡的標準設置為不平衡力率達到1×10-5。同時記錄圍巖應力、變形和損傷破壞數據。

3 組裝硐室圍巖變形破壞機理數值分析

在數值計算軟件UDEC 中對硐室開挖的全過程進行模擬，選擇具有代表性的上分層開挖、上分層支護、下分層開挖和TBM 進場組裝4 個關鍵施工節點時刻的圍巖位移、應力分布和損傷特性進行分析。

3.1 組裝硐室圍巖應力分布

硐室開挖過程中，圍巖最大、最小主應力的演化過程如圖4。

圖4 原支護方案硐室圍巖最大主應力演化Fig.4 The maximum principle stress evolution of chamber surrounding rock under original support scheme

由圖4 可以看出，在硐室上分層開挖后，最大主應力在硐室頂部和兩側底角處集中。在下分層開挖，尤其是TBM 進場安裝后，在圍巖壓力和TBM 部件自重荷載的作用下，硐室淺部圍巖破壞嚴重，應力降低，局部區域出現拉應力，應力集中向圍巖深部轉移。

3.2 組裝硐室圍巖位移特性

原硐室支護方案圍巖位移矢量圖如圖5。

圖5原硐室支護方案圍巖位移矢量圖Fig.5 The displacement vector of chamber surrounding rock under original support scheme

由圖5 可得，TBM 組裝硐室頂底板處出現了較大位移。頂板正中位置由于圍巖破碎冒落，監測位移值高達7.42 m，硐室頂板右側肩窩處最大位移值達0.57 m，左側肩窩處最大位移0.42 m。底板整體向上隆起，最大位移達0.37 m。兩幫上下分層交界處側向位移最大，達0.32 m。可以看出，原硐室支護方案無法有效抑制圍巖大變形破壞。底板大變形可能引起TBM 軌道變形、破壞，進而導致TBM 組裝和始發過程中脫軌、傾覆事故。而頂板圍巖冒落將嚴重威脅TBM 組裝、始發時的人員安全。

4 組裝硐室變形破壞控制對策

由數值模擬和現場施工情況可得，煤礦TBM 組裝硐室主要存在以下問題。

1）硐室底板出現底鼓，在TBM 進場安裝后，加劇了底板破壞程度。最終造成軌道變形、斷裂，導致TBM 無法始發步進。

2）頂板破碎，局部有少量圍巖垮落，考慮頂板安裝有起吊設備，為保證施工安全，暫時停止吊裝操作。

3）組裝硐室兩側幫部圍巖出現收斂變形，在TBM進場后，將會造成TBM 兩側人員、材料通行間距不足，影響后續安裝、調試工作。

4.1 組裝硐室支護優化方案

針對TBM 組裝硐室圍巖變形破壞的特點，組裝硐室支護優化應著重于解決頂、底板破碎及巷道大變形問題。支護方案優化措施分析如下：

1）修整硐室斷面。對硐室大變形處的噴層和圍巖進行刷擴。拆除失效的錨桿和鋼筋網片，重新施工錨索、鋼筋網片和混凝土噴層。

2）增大支護范圍。組裝硐室頂、底板圍巖損傷深度較大，隨著巷道圍巖變形的發展，圍巖損傷進一步向兩側幫部擴展。因此，需拆除失效錨桿，并在原φ22 mm×2 000 mm 錨桿位置附近，補打φ21.6 mm×6 300 mm 錨索，使原錨桿/錨索交替布置的支護型式改為全錨索支護。從而增大支護范圍和預緊力，限制巖體破壞向圍巖深部發展。

3）硬化底板。組裝硐室底板為應力集中區，且無錨桿、錨索支護。同時，TBM 進場組裝后，給硐室底板施加了額外的應力。在地應力和TBM 自重的共同作用下，硐室底板出現嚴重破損。且因TBM 設備重量較大，始發軌道對底板底鼓變形更為敏感。因此需硬化硐室底板，使之能夠滿足TBM 安全、快速組裝和始發的需求。現場施工中，對硐室底板進行臥底后，施工混凝土地坪，地坪厚度300 mm 以上。

根據硐室破壞情況，采取重點加強頂底板支護、增加錨索以增加錨固深度、硬化底板等措施。為縮短硐室修護工期、及時開展修護工作，錨桿錨索采用礦方現有材料，間排距根據鋼筋網尺寸確定。在初步確定硐室修護方案后，采用離散單元法開展數值分析，初步驗證硐室修護方案合理性。修護施工過程中對硐室開展現場監測，進一步驗證支護優化方案。

4.2 組裝硐室支護優化設計數值分析

根據TBM 組裝硐室支護優化方案，建立塊體離散元模型，對優化方案進行數值分析。TBM 組裝硐室支護優化方案如圖6。混凝土地坪參數見表5。

圖6 TBM 組裝硐室支護優化方案Fig.6 Optimum support design of TBM assembly chamber

表5 混凝土地坪參數Table 5 Mechanical parameters of concrete floor

1）圍巖應力分析。優化支護后硐室圍巖應力分布如圖7。由圖7（a）可得，優化支護方案后，應力集中主要分布于硐室周邊淺部圍巖中。最大主應力集中區未向圍巖深部轉移，說明硐室周邊圍巖破壞已得到有效控制。由圖7（b）可以看出，硐室淺部圍巖中的拉應力區范圍大幅降低，巷道底板和底角處最小主應力趨近于0。通過圖4、圖5 和圖7 對比可知，通過優化硐室支護方案，硐室圍巖受力狀態已大為改善。

圖7 優化支護后硐室圍巖應力分布Fig.7 Stress distribution under optimum support design

2）圍巖位移分析。優化支護方案后硐室圍巖位移分布如圖8。由圖8 可知，優化支護方案后，硐室圍巖大變形情況得到有效控制。巷道左、右幫位移分別為52 mm 和56 mm。頂板下沉91 mm，底板底鼓85 mm。左右幫部和頂底板位移量減少至原支護方案的15.96%至22.97%。優化支護方案可有效控制硐室圍巖的大變形問題。

圖8 優化支護方案后硐室圍巖位移分布Fig.8 Displacement distribution under optimum support design

3）圍巖裂隙分析。優化支護后硐室圍巖破壞情況如圖9。由圖9 可以看出，在優化支護方案后，硐室周邊圍巖，尤其在硐室兩幫的破壞程度已明顯降低。在構造應力場作用下，最大主應力為水平方向，造成硐室頂底板仍存在以剪切破壞為主的圍巖破壞，但圍巖破壞范圍和裂隙總長度已大大降低，數值模擬得硐室20 m 范圍內裂隙總長度為112.206 m，僅為原支護方案下裂隙長度的40.72%。剪切和拉伸裂隙總長度分別為104.229 m 和7.977 m，僅為優化支護前的42.17%和28.09%。同時，裂隙向圍巖深部擴展的趨勢也被有效控制，表明采取的支護優化措施可有效控制圍巖損傷破壞的擴展發育。

圖9 優化支護后硐室圍巖破壞情況Fig.9 Damage condition of surrounding rocks under optimum support design

5 現場應用效果

在優化支護方案、采取硐室修護措施后，TBM組裝硐室圍巖變形和破壞得到有效遏制。硐室圍巖穩定性滿足使用要求，最終在不移動TBM、不停止TBM 組裝的前提下安全、高效地完成了組裝硐室變形破壞控制和TBM 吊裝和始發工作，TBM 始發時間僅延期3 d。為驗證優化后的支護方案的有效性，在TBM 組裝硐室內布置測點，對硐室圍巖收斂變形進行監測，包括硐室頂底板和兩幫距底板1.5 m 處的相對收斂位移。TBM 組裝硐室表面收斂位移監測結果如圖10。

圖10 TBM 組裝硐室表面收斂位移監測結果Fig.10 Monitored convergence of TBM assembly chamber

由圖10 可知，在TBM 組裝硐室修護工程后的35 d 內，圍巖收斂變形增速較快。35 d 后，收斂變形增速逐漸降低，55 d 后，圍巖收斂基本停止。最終圍巖兩幫相對收斂值為124.1 mm，頂底板收斂值為178.9 mm。圍巖收斂變形值與數值模擬結果一致性較好，且圍巖收斂變形值處于合理范圍內，表明所采用的硐室優化支護設計和修護施工方案有效控制了硐室圍巖的變形破壞。

6 結 語

煤礦深井TBM 組裝硐室斷面大且受TBM 組裝、運輸荷載；硐室支護和圍巖穩定性控制難度大。為在滿足TBM 組裝硐室施工安全性和TBM 吊裝、始發要求的前提下，簡化施工工序、縮短施工周期，TBM 組裝硐室采用錨網噴為主要支護型式；基于離散元數值模擬和現場監測數據，采取重點支護頂板、硬化底板的支護方案，確保了組裝硐室圍巖的穩定性；在滿足TBM 組裝、始發要求的基礎上，實現了TBM 組裝硐室的安全、快速施工。