畢衛(wèi)國(guó)，郭偉娜，林登閣

(山東科技大學(xué) 土木工程與建筑學(xué)院，山東 青島 266590)

在礦井開(kāi)采深度不斷加深的過(guò)程中，由于巷道受到“三高一擾動(dòng)”的地質(zhì)影響，造成深部圍巖出現(xiàn)大變形和難支護(hù)問(wèn)題，常見(jiàn)的支護(hù)方式難以維持圍巖穩(wěn)定，因此需要采用聯(lián)合支護(hù)方式來(lái)維護(hù)圍巖穩(wěn)定及安全[1-3]。目前，許多學(xué)者對(duì)高應(yīng)力深井圍巖聯(lián)合支護(hù)技術(shù)進(jìn)行研究分析，楊新安等[4]提出外錨內(nèi)注式新型錨桿及其加固軟巖巷道的新技術(shù)，并利用FLAC3D對(duì)錨注結(jié)構(gòu)支護(hù)機(jī)理進(jìn)行研究；王道團(tuán)等[5]通過(guò)比較圍巖未支護(hù)與錨注支護(hù)效果，認(rèn)為錨注支護(hù)為圍巖穩(wěn)定提供了有力保障；范廣建[6]對(duì)中央泵房圍巖控制技術(shù)進(jìn)行分析，認(rèn)為錨注技術(shù)使泵房圍巖的穩(wěn)定性得到了有效控制；陸銀龍等[7]通過(guò)分析破裂軟巖加固后的力學(xué)性能，對(duì)軟巖巷道的最佳注漿時(shí)間進(jìn)行研究；孟慶斌等[8]利用FIAC3D數(shù)值軟件研究了深部巷道錨注的支護(hù)原理并揭示了各種因素對(duì)圍巖位移的影響規(guī)律；韓立軍等[9]利用彈塑性理論對(duì)錨注加固后結(jié)構(gòu)彈性區(qū)的發(fā)展規(guī)律進(jìn)行分析，提出錨注加固支護(hù)后結(jié)構(gòu)的極限承載力；賈志明等[10]對(duì)高應(yīng)力軟巖巷道提出錨注支護(hù)方式，并利用數(shù)值模擬軟件分析了錨注支護(hù)方式下圍巖的力學(xué)特點(diǎn)、位移特點(diǎn)和破壞特點(diǎn)；上述學(xué)者僅對(duì)錨注支護(hù)的支護(hù)效果進(jìn)行研究分析，未充分體現(xiàn)錨注支護(hù)的優(yōu)越性?；诖?，本文以趙樓礦井圍巖支護(hù)工程為依托，利用FLAC3D數(shù)值模擬軟件分別對(duì)未支護(hù)、錨網(wǎng)噴支護(hù)、錨網(wǎng)索噴支護(hù)以及錨注支護(hù)結(jié)構(gòu)進(jìn)行模擬，并對(duì)不同支護(hù)方式的加固效果進(jìn)行比較分析，得到錨注支護(hù)結(jié)構(gòu)對(duì)提高泵房圍巖的穩(wěn)定性具有較好效果，同時(shí)也為相似條件下中央泵房圍巖的支護(hù)提供一定的理論依據(jù)。

1 工程概況

趙樓礦井位于山東省菏澤市巨野煤田，地面井口標(biāo)高為+45m，井底車(chē)場(chǎng)的水平標(biāo)高為-860m。礦井的重要巷道和硐室的埋深約在905m以下，設(shè)計(jì)立井井筒包含主井、副井和風(fēng)井，三個(gè)井筒的直徑依次為7.0m、7.2m和6.5m，其中主井和風(fēng)井的深度相同，深度為905.0m，副井深度為935.0m。

趙樓煤礦中央泵房巷道的高度和寬度依次為7.2m和6.35m，長(zhǎng)度為43m，墻體凈高度為7m，巷道斷面形狀為半圓拱形，巷道位于泵房通道與管子道中間。在墻體處有吸水井、配水巷及壁龕，吸水井井深為5.3m，截面形狀為矩形；配水巷的高度為2.5m，壁龕高度為3.7m和2.6m，配水巷和壁龕的截面形狀為半圓拱形。

在支護(hù)前，利用測(cè)試儀器對(duì)原巖地應(yīng)力進(jìn)行測(cè)定，測(cè)定最大主應(yīng)力高達(dá)36.4MPa，故趙樓礦井位于高應(yīng)力區(qū)，礦井圍巖位于不穩(wěn)定巖層。通過(guò)對(duì)不同斷面的取樣檢測(cè)，認(rèn)為礦井部位礦物成分差別較大，因此，對(duì)礦井硐室的支護(hù)方案須慎重選擇。

2 數(shù)值模擬

建立的模擬過(guò)程為泵房開(kāi)挖后，在開(kāi)挖荷載全部釋放后對(duì)泵房圍巖未支護(hù)和支護(hù)分別進(jìn)行數(shù)值模擬，由于地下存在巖層初始應(yīng)力場(chǎng)，因此在模擬的過(guò)程中要采取以下措施[11]：①計(jì)算初始地應(yīng)力作用條件下，圍巖的內(nèi)應(yīng)力值和位移量；②將圍巖內(nèi)部的所有節(jié)點(diǎn)初始位移量化為0。本文選擇模擬的支護(hù)方案共有三種：方案一，錨、網(wǎng)、噴支護(hù)方案；方案二，錨、網(wǎng)、索、噴支護(hù)方案；方案三，錨、網(wǎng)、索、噴、注支護(hù)方案，對(duì)不同支護(hù)方案的圍巖位移、受力、塑性分布區(qū)以及錨桿(索)、混凝土襯砌的受力等進(jìn)行模擬分析。

2.1 模型建立

為了使模擬效果更加接近真實(shí)結(jié)果，在建立模型的過(guò)程中，嚴(yán)格仿照實(shí)際探測(cè)的地質(zhì)條件和按1∶1的比例建立泵房實(shí)體模型，模型按三維維度進(jìn)行考慮，泵房周邊圍巖(x，y，z)選取范圍為50m×24.45m×100m，研究區(qū)域的原點(diǎn)設(shè)置在中央泵房的中心位置[12]；根據(jù)經(jīng)驗(yàn)和開(kāi)采圍巖相關(guān)理論，考慮埋深較大的特點(diǎn)，將模型上邊界和水平邊界加載地應(yīng)力大小為實(shí)測(cè)荷載[13]；垂直載荷大小為24.5MPa，最大水平應(yīng)力為36.40MPa，方向?yàn)镹E80°，與泵房軸線夾角為10°，通過(guò)計(jì)算得到施加在模型X向水平地應(yīng)力為24.5MPa，Y向水平地應(yīng)力為29.98MPa。研究對(duì)象為深井中央泵房硐室、壁龕、吸水井、配水巷；巖層劃分標(biāo)準(zhǔn)按照實(shí)際探測(cè)的巖層進(jìn)行劃分，巖層模型參數(shù)設(shè)置見(jiàn)表1。支護(hù)結(jié)構(gòu)模型中錨桿、索采用cable單元，金屬網(wǎng)及噴射混凝土采用cell單元，并對(duì)不同單元設(shè)置實(shí)際材料參數(shù)，模型選用Mohr-coulomb強(qiáng)度準(zhǔn)則。為了使模擬結(jié)果更加接近真實(shí)值，在保證計(jì)算速度的條件下，適當(dāng)?shù)脑黾颖梅亢推渲苓厙鷰r的網(wǎng)格劃分密度。

表1 圍巖模型參數(shù)設(shè)置

2.2 數(shù)值模擬結(jié)果分析

2.2.1 未支護(hù)條件下數(shù)值模擬及結(jié)果分析

中央泵房的巖體在開(kāi)挖后，圍巖會(huì)產(chǎn)生應(yīng)力并且將應(yīng)力釋放，造成圍巖內(nèi)部應(yīng)力進(jìn)行重新分布，在泵房硐室拱頂、兩墻、壁龕拱部、吸水井底部和外側(cè)位移較大，其中，在開(kāi)挖后拱頂?shù)淖畲笪灰聘哌_(dá)600mm，壁龕一側(cè)墻體、無(wú)壁龕一側(cè)墻體、吸水井底部和外側(cè)的最大位移分別為：637mm，450mm，300mm，具體變化如圖1(a)所示。根據(jù)圖1(b)得到開(kāi)挖后中央泵房圍巖遭到嚴(yán)重破壞，大部分圍巖進(jìn)入塑性區(qū)域，圍巖發(fā)生塑性剪切破壞，分析圍巖破壞的主要原因?yàn)殚_(kāi)挖后圍巖的抗剪強(qiáng)度較小引起的。從圖1(c)和圖1(d)得到拱部、兩墻、壁龕拱部、配水巷和拐角位置為主要的應(yīng)力釋放位置，最大壓應(yīng)力為20MPa，上述范圍內(nèi)圍巖發(fā)生的破壞主要是由于此區(qū)域內(nèi)支護(hù)強(qiáng)度不夠造成的，故這幾個(gè)區(qū)域是該工程的支護(hù)重點(diǎn)。

圖1 圍巖開(kāi)挖后模擬結(jié)果圖

2.2.2 方案一(錨、網(wǎng)、噴)支護(hù)數(shù)值模擬及結(jié)果分析

錨、網(wǎng)、噴支護(hù)采用規(guī)格100mm×100mm金屬網(wǎng)孔和1000mm×2000mm金屬網(wǎng)片，錨桿支護(hù)參數(shù)見(jiàn)表2。噴射混凝土為C20，水灰比大小為0.48，噴射厚度為100mm。數(shù)值模擬圍巖模型中共有單元35285個(gè)，節(jié)點(diǎn)數(shù)目為44667個(gè)，錨、網(wǎng)、噴支護(hù)結(jié)構(gòu)模型共有單元個(gè)數(shù)為7807個(gè)，節(jié)點(diǎn)個(gè)數(shù)為7240個(gè)。錨桿預(yù)應(yīng)力設(shè)置為50kN。

表2 錨桿支護(hù)參數(shù)

通過(guò)對(duì)錨、網(wǎng)、噴支護(hù)條件下圍巖應(yīng)力及位移的模擬，得到支護(hù)后泵房圍巖豎直方向和水平方向位移、應(yīng)力，錨桿受力的模擬結(jié)果圖，如圖2所示。

圖2 錨、網(wǎng)、噴支護(hù)方案模擬結(jié)果圖

1)泵房圍巖位移：由圖2(a)看出，泵房和壁龕拱頂出現(xiàn)最大豎向位移，最大沉降量為279.7mm，在吸水井的底部出現(xiàn)最大底鼓，底鼓大小為102.2mm。由圖2(b)可得，最大水平方向位移為166.8mm，出現(xiàn)在泵房壁龕一側(cè)墻體位置處，而無(wú)壁龕一側(cè)墻體水平方向位移為155.2mm，吸水井外側(cè)向內(nèi)側(cè)變形125mm。支護(hù)效果與開(kāi)挖后未支護(hù)相比，圍巖變形得到了較好控制，尤其是對(duì)兩墻體的位移控制，支護(hù)效果較為明顯。從整體支護(hù)效果看，圍巖變形量仍然偏大，大部分的噴層結(jié)構(gòu)出現(xiàn)開(kāi)裂，甚至脫落，使噴層支護(hù)結(jié)構(gòu)失去支護(hù)作用。

2)泵房圍巖受力：由圖2(c)和圖2(d)中圍巖的豎直方向和水平方向應(yīng)力可知，破壞區(qū)域內(nèi)的應(yīng)力與未支護(hù)時(shí)相比有一定程度的減小，應(yīng)力控制在10MPa以下，拱頂、兩墻、壁龕拱部和配水巷位置處為主要的應(yīng)力釋放位置。從錨、網(wǎng)、噴支護(hù)結(jié)構(gòu)的結(jié)構(gòu)特點(diǎn)上看，此結(jié)構(gòu)未形成閉合式支護(hù)結(jié)構(gòu)，造成圍巖與噴層位置處應(yīng)力分布不均勻，出現(xiàn)兩種復(fù)雜受力情況(受拉、受壓)。

2.2.3 方案二(錨、網(wǎng)、索、噴)支護(hù)數(shù)值模擬及結(jié)果分析

采用錨、網(wǎng)、索、噴支護(hù)方案，錨索模擬參數(shù)設(shè)置見(jiàn)表3，錨索與錨桿相互錯(cuò)開(kāi)，均勻分布，錨桿、噴射混凝土與錨、網(wǎng)、噴方案相同，壁龕和吸水井?dāng)嗝婊炷烈r砌厚300mm。所建立的錨、網(wǎng)、索、噴支護(hù)結(jié)構(gòu)模型共有單元數(shù)為8452個(gè)，節(jié)點(diǎn)數(shù)目為8014個(gè)。

表3 錨桿、錨索支護(hù)參數(shù)設(shè)置

通過(guò)對(duì)錨、網(wǎng)、索、噴支護(hù)條件下圍巖應(yīng)力及位移的模擬，得到支護(hù)后泵房圍巖豎直方向和水平方向位移、應(yīng)力的模擬結(jié)果圖，如圖3所示。

圖3 錨、網(wǎng)、索、噴支護(hù)方案模擬結(jié)果圖

1)圍巖位移：由圖3(a)和圖3(b)得到，最大沉降量為143mm，與錨網(wǎng)噴支護(hù)出現(xiàn)的位置相同，仍為拱頂和壁龕拱部，吸水井底部的最大底鼓量為44.5mm。壁龕位置處的直墻出現(xiàn)最大水平方向位移，其值為78.5mm。

2)圍巖應(yīng)力：在圖3(c)和圖3(d)中，圍巖應(yīng)力既有壓力又有拉力，與錨網(wǎng)噴支護(hù)結(jié)構(gòu)圍巖受力相同，但圍巖應(yīng)力大小有了明顯的降低，錨桿的應(yīng)力也有所減小，這是圍巖內(nèi)部應(yīng)力重分布造成的。

2.2.4 方案三(錨、網(wǎng)、索、噴、注)支護(hù)數(shù)值模擬及結(jié)果分析

采用錨、網(wǎng)、索、噴、注支護(hù)方案對(duì)中央泵房圍巖進(jìn)行支護(hù)時(shí)，錨、網(wǎng)、索、噴、注支護(hù)結(jié)構(gòu)中的錨桿、金屬網(wǎng)、錨索及噴射混凝土參數(shù)與錨、網(wǎng)、索、噴支護(hù)結(jié)構(gòu)相同，注漿錨桿采用Φ22mm×2000mm，間距為1600mm×1600mm。在錨桿內(nèi)注漿的主要作用是加強(qiáng)硐室圍巖范圍內(nèi)的粘聚力、抗拉及抗剪強(qiáng)度，在對(duì)錨桿進(jìn)行注漿后，取擴(kuò)散半徑為注漿漿液最小值，故注漿后漿液的擴(kuò)散半徑取1.5m[14]，巖石強(qiáng)度提高程度按1.5倍考慮[10]，注入錨桿的混凝土漿液采用P042.5普通硅酸鹽水泥，水灰比為0.6，注漿壓力范圍為1.5～2.0MPa；建立的錨、網(wǎng)、索、噴、注支護(hù)結(jié)構(gòu)模型中共包含模擬單元個(gè)數(shù)為8965個(gè)，節(jié)點(diǎn)數(shù)目為8698個(gè)。

通過(guò)對(duì)錨、網(wǎng)、索、噴支護(hù)條件下圍巖應(yīng)力及位移的模擬，得到在錨、網(wǎng)、索、噴、注支護(hù)方案支護(hù)后泵房圍巖豎向和水平位移、應(yīng)力的模擬結(jié)果圖，如圖4所示。

圖4 錨、網(wǎng)、索、噴、注支護(hù)方案模擬結(jié)果圖

1)圍巖位移：由圖4(a)中得到，豎直方向上最大位移主要出現(xiàn)在圍巖的泵房和壁龕拱部，吸水井外側(cè)的位移為12.5mm，而其底板位置處出現(xiàn)最大底鼓量，其值為16.6mm，壁龕拐角處的位移有明顯的減小；由圖4(b)得到，泵房有壁龕和無(wú)壁龕一側(cè)的最大水平方向位移量，其值分別為15.9mm、13.3mm。綜上所述可得：泵房圍巖在注漿情況下，豎直方向和水平方向的位移都有較大程度的降低，加固效果更佳。

2)圍巖、襯砌受力：如圖4(c)和圖4(d)所示，與不注漿支護(hù)結(jié)構(gòu)相比，圍巖和混凝土襯砌在注漿條件下，應(yīng)力分布更加均勻，注漿后圍巖的受壓應(yīng)力維持在5MPa左右，兩幫和拱部均攤荷載，并未出現(xiàn)拉應(yīng)力和應(yīng)力集中現(xiàn)象。

2.3 不同支護(hù)方案圍巖位移和受力分析

根據(jù)模擬結(jié)果，得到圍巖在不同支護(hù)條件下，位移和應(yīng)力均發(fā)生不同程度的變化，具體數(shù)值見(jiàn)表4，利用origin數(shù)據(jù)繪圖軟件，對(duì)圍巖在不同支護(hù)條件下位移和應(yīng)力變化進(jìn)行繪制，得到位移和應(yīng)力的變化趨勢(shì)，如圖5所示。

表4 不同支護(hù)條件下圍巖位移和應(yīng)力值

圖5 不同支護(hù)條件下圍巖位移和應(yīng)力變化規(guī)律

由圖5看出，圍巖在無(wú)支護(hù)結(jié)構(gòu)時(shí)的位移和受力均大于有支護(hù)結(jié)構(gòu)時(shí)的位移和受力，根據(jù)線段斜率，可以看出錨網(wǎng)噴支護(hù)對(duì)位移和受力的減小幅度最大，尤其是壁龕一側(cè)墻體最大位移，與未支護(hù)相比減少了470.2mm，對(duì)拱頂、無(wú)壁龕一側(cè)墻體、吸水井底部、吸水井外部的位移與未支護(hù)情況相比分別減小320.3mm、294.8mm、197.8mm、175mm，受力減小了10MPa；在錨索噴支護(hù)的基礎(chǔ)上，注漿與不注漿位移和受力變化幅度也較大，注漿支護(hù)對(duì)拱頂、壁龕一側(cè)墻體、無(wú)壁龕一側(cè)墻體、吸水井底部、吸水井外部的位移與不注漿情況相比分別減小127.1mm、61mm、62.9mm、4.7mm、28.5mm，由此看出注漿與不注漿支護(hù)對(duì)吸水井底部最大位移減小幅度很小，但對(duì)其它圍巖部位的最大位移減小幅度較大。根據(jù)錨網(wǎng)索噴注支護(hù)方案模擬最大位移和受力中可以看出，本次中央泵房最佳的支護(hù)方案為錨網(wǎng)索噴注支護(hù)方案，此支護(hù)方案不但使圍巖各部位最大位移大幅度減小，且圍巖受力也較小，分析原因是隨著支護(hù)加固的增強(qiáng)，圍巖區(qū)域內(nèi)巖體力學(xué)性能增強(qiáng)，應(yīng)力有所轉(zhuǎn)移，使得圍巖受力能力增強(qiáng)。

3 結(jié) 論

1)通過(guò)對(duì)不同支護(hù)方案的模擬結(jié)果進(jìn)行對(duì)比，從圍巖受力、位移、塑性區(qū)域分布以及支護(hù)結(jié)構(gòu)的受力和位移變化等角度來(lái)驗(yàn)證錨、網(wǎng)、索、噴、注支護(hù)結(jié)構(gòu)具有最佳的支護(hù)效果。泵房硐室經(jīng)過(guò)錨注支護(hù)后，圍巖的物理和力學(xué)性能都得到了較大改善，使支護(hù)范圍內(nèi)的圍巖承載能力和變形能力有一定程度的增強(qiáng)，促使圍巖具有良好的穩(wěn)定性和整體性，并且提高了圍巖的讓壓和抵抗變形的能力。

2)錨注技術(shù)的核心是高強(qiáng)度、高剛度、高預(yù)應(yīng)力錨桿和及時(shí)支護(hù)，能夠有效的控制巷道的變形，錨注支護(hù)在對(duì)錨桿同一施加相同的預(yù)緊力時(shí)，又允許巷道存在一定的變形，使圍巖和支護(hù)結(jié)構(gòu)形成一個(gè)整體，形成一個(gè)加固體，進(jìn)一步增加了泵房圍巖的整體性和穩(wěn)定性，從而對(duì)減小圍巖變形有利。

3)基于錨網(wǎng)索噴注的支護(hù)方案，有效地控制了千米深度中央泵房硐室的穩(wěn)定性和安全性，達(dá)到了較佳的支護(hù)效果，推廣價(jià)值大，為以后相近條件下泵房硐室圍巖支護(hù)提供了一定的指導(dǎo)作用。