深埋弱膠結軟巖巷道變形破壞規律與控制對策

黃 勇，潘夏輝，林志斌

（1.山西潞安集團余吾煤業有限公司，山西 長治 046013；2.河南理工大學土木工程學院，河南 焦作 454000）

近年來，伴隨著我國深部煤炭資源的逐步開采，深埋弱膠結軟巖巷道工程實例不斷增多[1-3]。然而，由于弱膠結軟巖往往具有強度低，遇水泥化、崩解、膨脹等特點，故在深部“三高一擾動”環境下常常致使巷道支護結構失效，發生嚴重變形失穩現象，給煤礦安全生產造成巨大威脅[4-6]。因此，研究獲得深埋弱膠結軟巖巷道掘進過程中的變形破壞特征，進而尋求更加科學合理的圍巖穩定控制對策已成為煤炭領域的1 個研究熱點。

趙增輝[7]、李清[8]、付寶杰[9]以及梁冰[10]等對弱膠結軟巖的水理性質進行試驗研究，在一定程度上揭示了弱膠結巷道圍巖的變形破壞影響因素和機理；王進學[11]、朱先龍[12]、孫振偉[13]、譚云亮[14]等通過數值模擬與現場實踐相結合的方法對弱膠結軟巖巷道圍巖應力分布及變形破壞特征進行分析，提出了“全錨索”、“錨桿錨索耦合”、“高預緊力錨桿－圍巖形變協同”等支護設計方案，為解決弱膠結軟巖巷道圍巖穩定控制問題奠定了良好的基礎。然而，這些研究成果大多只考慮弱膠結軟巖的天然強度低這一特性，忽視了弱膠結軟巖因掘進破壞吸水而導致的強度進一步降低以及體積膨脹等問題；而后者往往是導致弱膠結軟巖巷道變形持續擴展，支護結構失效的主要原因[2,5]。為此，以余吾煤礦南翼總回風巷工程為例，通過改變弱膠結軟巖在應變軟化階段的強度以及剪脹角參數來反映弱膠結軟巖在不同破壞吸水狀態下的泥化以及體積膨脹特征，對巷道掘進中圍巖應力、變形以及破壞時空演化規律進行數值模擬分析，在此基礎上提出了“錨噴+注漿+反底拱”聯合支護控制對策。研究結果對于保障深埋弱膠結軟巖巷道穩定，實現礦井安全高效生產具有重要意義。

1 工程概況

余吾煤礦主采3#煤層，平均埋深以及煤厚分別為550 m 和5.25 m，其豎向自重應力以及水平構造應力約為15.1 MPa 和21.6 MPa，煤層頂底板主要為弱膠結泥巖、砂質泥巖以及裂隙高度發育的中細砂巖等。南翼總回風巷沿3#煤層底板掘進，斷面形狀為矩形，寬高分別為5.2 m 和4.0 m，原支護方案設計為常規錨噴支護，南翼總回風巷原支護方案圖如圖1。其中，巷道兩幫以及頂部錨桿分別采用φ20 mm×2 200 mm 和φ22 mm×2 500 mm 的左螺紋鋼錨桿，間排距設計為800 mm×800 mm；頂錨索則采用φ17.8 mm×6 300 mm 的預應力鋼絞線錨索，間排距設計為2 400 mm×2 400 mm 并呈三花布置；此外，在巷頂以及兩幫表面鋪設2 層50 mm 厚的噴射混凝土中夾1 片100 mm×100 mm 的金屬網，在巷道底部則鋪設1 層200 mm 厚的混凝土地坪。

圖1 南翼總回風巷原支護方案圖Fig.1 Original support scheme of south main return laneway

由于巷道頂底板中細砂巖裂隙較為發育并弱含水，導致鄰近弱膠結泥巖或砂質泥巖會在巷道掘進過程中因破壞而產生導水裂隙通道，發生吸水弱化及膨脹現象。最終巷道在掘進一段距離后出現大變形失穩特征，具體表現為巷道頂底板以及兩幫最大收斂位移均達到1 200 mm 以上，并且出現錨桿拉斷、托盤掉落、金屬網剪斷、網兜等破壞現象。

2 深埋弱膠結軟巖巷道掘進數值模型和參數

2.1 巷道掘進數值模型

為研究南翼總回風巷在原支護方案條件下掘進過程中的變形破壞特征，進而確定合理有效的圍巖穩定控制對策，根據巷道鄰近鉆孔地質剖面圖，采用FLAC3D建立的巷道數值模型如圖2。

圖2 南翼總回風巷掘進數值模擬模型Fig.2 Numerical simulation model of south main return laneway excavation

南翼總回風巷掘進數值模擬模型總長度、寬度以及高度分別為65.2、48.0、48.65 m，包含281 799個節點和268 800 個單元，邊界條件設置為底面固定、四周法向位移約束、頂面施加法向應力14.5 MPa，側壓力系數定為1.43。

2.2 巷道圍巖計算參數設置

從所周知，巖石等脆性材料在發生破壞后，其力學強度會急劇降低，最終逐漸趨于穩定，因此可以將一定圍壓作用下的巖石變形破壞過程分為3 個階段：彈性階段、應變軟化階段以及殘余階段[15-17]。在彈性階段，巖石的應力隨著應變的增大呈線性增大至峰值點，此時巖石體積應變因壓密作用而逐漸減??；在應變軟化階段，巖石的應力隨著應變的增大由峰值點迅速減小至殘余點，此時巖石的體積應變因剪脹作用而逐漸增大；在殘余階段，巖石應力和體積應變則隨著應變的增大基本保持不變。對于弱膠結泥巖或砂質泥巖來說，由于其在彈性階段結構性完整且滲透率很低，水對其天然力學參數影響不大；而在應變軟化階段，水會通過新生貫通裂隙進入巖體內，致使裂隙周邊的黏土礦物質吸水膨脹，其應力隨應變的衰減幅度明顯增大，同時其體積應變也急劇增大，間接表現為剪脹角θ 的提高。為此，巷道圍巖采用FLAC3D中的應變軟化模型，并根據相關巖石的三軸試驗以及膨脹性軟巖的水力特性試驗結果[18-22]，結合式（1）和式（2）選取南翼總回風巷不同巖層的物理力學參數。

式中：σ0為圍壓；σ′為最大主應力；c、φ 為巖石在不同階段的黏聚力和內摩擦角；εs為最大剪應變；θ 為剪脹角；εv為體積應變。

巷道圍巖的物理力學參數見表1。

表1 巷道圍巖的物理力學參數Table 1 Physical and mechanical parameters of roadway surrounding rock

2.3 巷道開挖模擬方案

巷道圍巖初始應力計算完畢后，開始進行巷道的開挖模擬。令巷道每次開挖進尺為3 m，整個模型共分16 次開挖完成，開挖過程中采用cable 單元模擬錨桿和錨索，采用shell 單元模擬網噴混凝土和混凝土地坪，并設置它們的力學參數。巷道支護結構的物理力學參數見表2。

表2 巷道支護結構的物理力學參數Table 2 Physical and mechanical parameters of roadway supporting structure

3 深埋弱膠結軟巖巷道開挖變形破壞規律

3.1 巷道圍巖應力

采用應變軟化模型模擬巷道圍巖時，巷道圍巖的破壞范圍和破壞程度與其最大最小主應力差值密切相關。為此，取模型1 處橫斷面圍巖（圖2）進行分析，得到的巷道掘進過程中它的最大最小主應力差分布曲線變化如圖3。

圖3 巷道掘進過程中圍巖最大最小主應力差的變化曲線Fig.3 Variation curves of maximum-minimum principal stress difference of surrounding rock during roadway excavation

由圖3 可知，當巷道掘進面距分析斷面較遠時（大于3 m），巷道的向前掘進對分析斷面處圍巖應力影響不大，此時，整個分析斷面處圍巖的最大最小主應力差值與原巖狀態基本一致。當巷道掘進面距分析斷面1 m 時，由于分析斷面位于巷道掘進范圍內的巖體應力被釋放，導致高應力由巷道淺部往深部逐漸遞減，進而頂板以及兩幫圍巖開始在淺部出現明顯的應力集中現象；如應力集中值超過巖體本身的承載極限時，巖體將因塑性屈服而進入應變軟化階段，其承載力大大降低，表現為最大最小主應力差急劇降低；此時，分析斷面處巷道頂板以及兩幫的最大最小主應力差最大值分別為19.7 MPa 和15.5 MPa，出現在距巷道表面約1.4 m 和1.3 m 的位置。隨著巷道的繼續掘進，分析斷面處巷道圍巖應力釋放率將逐漸增大并最終趨于穩定，導致其最大最小主應力差集中位置逐漸往深處移動；同時巷道淺部圍巖破壞程度將不斷增大而進入殘余階段，表現為最大最小主應力差值逐漸下降并最終保持為定值。

由圖3 還可知，當巷道掘進面超過分析斷面8、17、26 m 時，分析斷面處巷道頂板圍巖最大集中應力25.2 MPa 將分別出現在距巷表約5.8、8.8、9.8 m的位置，而巷道兩幫最大集中應力13.1 MPa 則分別出現在距巷表約3.8、6.7、8.3 m 的位置。由此可見，如未有效支護，則弱膠結軟巖巷道圍巖破壞范圍將隨著巷道的向前掘進而在應力調整過程中不斷擴大，最終必然導致已有支護結構因錨桿索錨固力降低而失效，發生失穩事故。

3.2 巷道圍巖位移

隨著巷道的向前掘進，巷道頂底板以及兩幫圍巖最大徑向位移沿掘進方向的分布曲線如圖4。斷面處巷表徑向位移隨掘進面的變化曲線如圖5。

圖4 巷道掘進過程中圍巖巷表的徑向位移分布曲線Fig.4 Radial displacement distribution curves of roadway surface during roadway excavation

圖5 分析斷面處巷表徑向位移隨掘進面的變化曲線Fig.5 Variation curves of roadway surface radial displacement with excavation distance at analysis section

由圖4 可知，不同掘進距離下，沿著掘進方向，巷道頂底板及兩幫圍巖徑向位移均大致呈“S 型”曲線分布：位于掘進面前方的圍巖徑向位移基本為0；位于掘進面后方一定范圍內（頂板約24 m、底板約18 m、兩幫約24 m）的圍巖徑向位移則與其距掘進面的距離呈近似線性增長關系；當超出這個范圍時，圍巖徑向位移就基本保持不變，此時巷道頂板、底板及兩幫巷道圍巖表面最大徑向位移分別為734.2、490.3、549.6 mm，與實際工程監測值十分接近。

由圖5 可知，雖然隨著巷道不斷向前掘進，巷道圍巖表面徑向位移最終都能保持穩定，但因其達到穩定的時間持續較長且最終值很大，因此易導致巷道淺部圍巖發生松動脫落而增大對支護結構作用力，造成支護結構局部破壞或整體失效。

3.3 巷道分區破壞特征

采用應變軟化模型模擬巷道圍巖時，可利用當前圍巖的塑性應變大小來判斷圍巖目前所處的破壞狀態，即，當塑性應變為0 時，圍巖處于彈性狀態；當塑性應變小于殘余階段臨界塑性應變時，圍巖處于塑性屈服狀態；當塑性應變大于殘余階段臨界塑性應變時，圍巖處于松動狀態。據此，得到的不同巷道推進距離下分析斷面處圍巖的分區破壞特征如圖6（紅色為松動區，藍色為塑性區，黃色為彈性區）。

圖6 巷道掘進面過程中圍巖“三區”分布圖（單位：m）Fig.6 Distribution diagrams for“three zones”of surrounding rock during roadway excavation

當巷道掘進面距分析斷面3 m 以上時，巷道的掘進對分析斷面位置圍巖破壞特征影響不大，此時，分析斷面位置圍巖均處在彈性區內。當巷道掘進面鄰近分析斷面時（圖6（a）），分析斷面位置圍巖開始出現明顯的分區破壞特征，其在巷道掘進范圍內的所有巖體均進入松動區，而巷道頂板2.2 m、底板2.3 m 以及兩幫4.2 m 范圍內巖體則發生應變軟化，進入塑性屈服區，其余位置巖體則為彈性區。當巷道通過分析斷面時（圖6（b）），分析斷面位置巷道頂底板開始有部分巖體進入松動區，并且巷道頂板、底板以及兩幫的塑性區深度將分別達到3.7、4.3、6.4 m。當巷道掘進面超過分析斷面5 m 時（圖6（c）），巷道頂板以及底板的松動區深度將分別達到3.7 m和2.3 m，并且巷道兩幫1.7 m 范圍內巖體也由塑性區轉入松動區；此時，巷道頂板、底板以及兩幫的塑性區深度將分別達到5.1、5.3、7.1 m。隨著巷道掘進面逐漸遠離分析斷面（圖6（d）～6（f）），分析斷面位置圍巖松動區以及塑性區深度將持續擴展，并在巷道掘進面超過分析斷面20 m 之后大體保持穩定，此時，巷道頂板、底板以及兩幫的松動區深度將分別增至5.6、2.8、3.0 m，而塑性區深度則擴展至9.5、8.8、13.7 m。因此可知，原有支護方案并不能有效地抑制深埋弱膠結軟巖巷道圍巖的塑性擴展，由此導致巷道圍巖破壞程度隨巷道向前推進而愈加嚴重，最終松動失穩。

4 深埋弱膠結軟巖巷道圍巖控制對策

由上述數值模擬結果可知，在原有支護條件下，南翼總回風巷圍巖變形和塑性區都將隨著巷道的向前推進而持續擴展，最終巷道圍巖將因松動范圍過大而喪失穩定。究其原因，不僅僅在于頂底板泥巖或砂質泥巖的遇水軟化和膨脹，而且還與巷道周邊圍巖存在的巨大地應力密切相關，此外，3#煤層內部高度發育的裂隙也進一步加劇了巷道兩幫煤體的變形破壞。為此，針對南翼總回風巷的地質條件特征，對原支護方案進行改進，得到“錨噴+注漿+反底拱”聯合支護控制對策如圖7。其中，巷道頂底板錨桿均采用φ20 mm×2 500 mm 的注漿錨桿，但頂錨桿以及幫錨桿的間排距則分別設計為900 mm×800 mm 和800 mm×800 mm；頂錨索采用φ22 mm×8 000 mm新型中空注漿錨索，間排距設計為1 800 mm×1 600 mm；幫錨索采用φ17.8 mm×8 000 mm 預應力鋼絞線錨索，間排距設計為2 000 mm×1 600 mm；巷道底部則超挖形成拱高800 mm 的反底拱并回填C25 素混凝土，同時在巷道左右兩側底腳處分別布置2 根φ32 mm×3 000 mm、間排距為800 mm×800 mm 的注漿鋼管。注漿材料為含堵水材料馬麗散的水泥漿，注漿壓力為1.0～3.0 MPa。改進后深埋弱膠結軟巖巷道的支護結構模擬效果如圖8。

圖7 深埋弱膠結軟巖巷道改進支護方案Fig.7 Improved support scheme of deep buried weakly cemented soft rock roadway

圖8 深埋弱膠結軟巖巷道改進支護方案模擬效果圖Fig.8 Simulation results of improved support scheme for deep buried weakly cemented soft rock roadway

此外，為反映注漿加固作用，根據圍巖孔隙率s以及注漿材料力學參數k 對注漿范圍內圍巖力學參數f 進行增強，如式（3）。

式中：f′為加固后圍巖的力學參數值。

支護方案改進后，巷道向前掘進45 m 時圍巖表面的徑向位移分布曲線如圖9。當巷道開挖完成后，分析斷面處巷道圍巖塑性區分布如圖10。

圖10 “錨噴+注漿+反底拱”聯合支護條件下圍巖“三區”分布圖（單位：m）Fig.10 Distribution diagram for surrounding rock“three zones”under combined support of“bolt-shotcrete +grouting + inverted arch”（unit:m）

由圖9 可以看出，采用“錨噴+注漿+反底拱”聯合支護控制對策后，巷道頂板以及兩幫圍巖徑向位移將在巷道向前推進9 m 后就基本保持為44.1 mm和48.3 mm，巷道底板圍巖隆起則因反底拱回填作用有一定滯后，但也仍會在巷道向前推進27 m 后保持穩定值29.1 mm。對比圖4 和圖5 可知，改進支護后深埋弱膠結軟巖巷道圍巖徑向位移不僅要比原支護方案條件下小91%～94%，而且其達到穩定的時間也大大縮短，說明“錨噴+注漿+反底拱”聯合支護控制對策能夠有效抑制深埋弱膠結軟巖巷道圍巖的位移持續擴展，有利于巷道的安全穩定控制。

圖9 “錨噴+注漿+反底拱”聯合支護條件下圍巖表面徑向位移變化曲線Fig.9 The variation curves of roadway surface radial displacement under the combined support of“bolt-shotcrete + grouting + inverted arch”

由圖10 可知，采用“錨噴+注漿+反底拱”聯合支護控制對策后，巷道頂底板以及兩幫基本都不會產生明顯的松動區，而且其塑性區深度也將分別減小至2.7、2.3、3.6 m，比原支護方案條件下分別減小了71.6%、73.9%和73.7%。這說明本研究針對深埋弱膠結軟巖巷道采用的“錨噴+注漿+反底拱”聯合支護方案能夠有效降低巷道圍巖的破壞范圍和破壞程度，使弱膠結巷道圍巖與支護結構形成1 個有效的承載體系，保證巷道的掘進和使用安全。

5 結 論

1）常規錨噴支護條件下，深埋弱膠結軟巖巷道圍巖將在巷道周邊產生明顯的應力集中現象，且應力集中位置隨著巷道的向前掘進而不斷向深處移動，最終在巷道頂板9.8 m 以兩幫8.3 m 的深度位置分別出現主應力差最大值25.2 MPa 和13.1 MPa。

2）常規錨噴支護條件下，深埋弱膠結軟巖巷道頂底板以及兩幫圍巖的徑向位移將在巷道向前掘進24 m 后達到最大值734.2、490.3、549.6 mm；此時，沿著掘進方向，巷道圍巖徑向位移均大致呈“S 型”曲線分布。

3）常規錨噴支護條件下，隨著巷道的向前掘進，深埋弱膠結軟巖巷道圍巖松動區以及塑性區深度將持續擴展，并在巷道掘進面超過分析斷面20 m 后大體保持穩定，此時，巷道頂板、底板以及兩幫的松動區深度將分別增至5.6、2.8、3.0 m，而塑性區深度則擴展至9.5、8.8、13.7 m。

4）采用“錨噴+注漿+反底拱”聯合支護控制對策后，深埋弱膠結軟巖巷道圍巖徑向位移將比原支護方案減小91%～94%，而塑性區深度則減小71%～94%，同時它們達到穩定的時間也大大縮短，有利于巷道的安全穩定控制。