深部硬巖巷道圍巖變形特征及其控制技術

秦紹龍 趙興東 呼亞洲 歐陽效熙 張 武

(1.東北大學深部金屬礦采動安全實驗室,遼寧 沈陽 110819;2.萊州匯金礦業投資有限公司紗嶺金礦,山東 萊州 261438)

隨著淺部金屬礦產資源的枯竭,金屬礦山開采逐步向深部發展[1-3]。深部圍巖的力學特性和地質條件比淺部更加復雜多變。巷道開挖后,受“三高一擾動”的影響,圍巖變形破壞特征與淺部存在明顯差異,這種差異性造成了地質災害具有更大的烈度和更強的突發性,給巷道圍巖的變形控制和礦石的安全高效開采帶來挑戰[4-7]。因此,對深部巷道圍巖變形破壞進行監測和變形特征進行分析對圍巖的穩定性控制和災害提前預判具有重要意義。軟巖巷道在深部高應力條件下,會出現較大的收斂變形破壞。但對于硬巖巷道,因其圍巖強度等級較高,圍巖變形量往往較小,這給巷道的變形監測帶來困難,傳統的監測手段往往不能反映硬巖巷道圍巖的真實變化情況。因此,欲探究深部硬巖巷道圍巖變形特征,需從圍巖微應變監測入手。

我國金屬礦床深部開采起步較晚,目前國內開采深度超過1000m的礦山有22座[8]。當下針對深部硬巖變形特性的研究較少,趙駿等[9]通過硬巖高壓真三軸時效破裂過程裝置發現了玄武巖和大理巖在真三軸應力下引起的蠕變各向異性。李嘉豪等[10]采用FLAC(2D)有限元軟件對深部硬巖巷道的變形進行了分析,并以此對支護方案和參數進行了優化。羅勇等[11]基于室內試驗和數值模擬結果總結了深部硬巖巷道板裂破壞特征和演化規律。李邵軍等[12]闡述了國內外深部地下實驗室的建設情況,總結了深部巖體力學響應研究在安全監測與預警技術、災變機理、圍巖開挖損傷區等方面的研究成果。張希巍等[13]采用 Rockman207 硬巖三軸儀對深部片麻巖力學行為進行了探究,提出了短期性巖石力學變形、強度和長期性的蠕變行為。尚彥軍等[14]對不同埋深復合地層中隧道圍巖變形破壞進行了數值模擬研究,揭示了硬巖巖體隨著埋深增加,塑性區范圍和圍巖破壞模式的變化。

以上關于深部硬巖變形特性的研究大多基于數值模擬和室內巖石力學試驗,缺乏對深部圍巖實際變形規律的分析總結。因此,本文通過紗嶺金礦深部巷道前期工程地質調查和圍巖微應變監測,提出了距離揭露面不同深度的巷道頂板和兩幫的變形規律,以此提出“樹脂錨桿+金屬網+噴射混凝土”支護方案和相關支護參數,并應用數值模擬對其進行有效性核驗。

1 工程背景

1.1 地質概況

根據前期工程地質報告,紗嶺金礦礦體主要位于焦家斷裂帶下盤,由于硅化蝕變作用,構成礦體的黃鐵絹英巖化碎裂巖、黃鐵絹英巖化花崗質碎裂巖強度較高,飽和單軸抗壓強度31.53～61.03 MPa,平均46.28 MPa,單樣品最低值28.70 MPa,屬半堅硬巖石,巖石質量以較好為主;局部受構造作用巖石相對較破碎,單軸抗壓強度大致為28.7～29.7 MPa,部分為中等至較差。上盤巖石質量相對較好,RQD平均值為71.6%,單軸抗壓強度平均值為26.87～34.10 MPa,最大51.6 MPa,最小21.3 MPa。礦體下部圍巖主要以絹英巖化花崗質碎裂巖、絹英巖化花崗巖為主,巖石較堅硬,巖石裂隙發育稍好,RQD值60.9%,巖石單軸抗壓強度為31.47～60.67 MPa,屬堅硬至半堅硬巖石。

1.2 現場調查

巖體是由結構體和被結構面切割組成的復雜地質體。結構面是巖體內開裂和易開裂的地質界面,主要包括節理、層理、劈裂、裂隙、斷層等[15]。巖體的力學性質和穩定性受巖塊強度和結構面的影響。因此,必須對研究巷道圍巖進行節理裂隙調查統計工作,采用測線法對紗嶺金礦-1 465 m水平研究巷道進行調查。測量記錄各巖面的節理裂隙的產狀、半跡長、數量、粗糙度、含水情況、蝕變程度和張開度等信息,圍巖基本節理信息和RQD值如表1所示。采用Dips對節理裂隙進行統計分析,以獲取優勢節理組,如圖1所示。由圖可知該區域主要包含3組節理和一些隨機節理,優勢節理組的產狀為180°∠75°、130°∠80°、70°∠70°,RQD值為76%。

圖1 調查點圍巖節理傾向玫瑰圖及等密圖Fig.1 Contour plot and rosette plot of the surveyed tunnels

表1 調查點巷道圍巖節理統計Table 1 Statistics of the surrounding rock joints of the surveyed tunnels

2 圍巖微應變監測

2.1 監測方案設計

新掘巷道的圍巖變形規律更具研究意義,根據以往經驗,在實際生產過程中,深部巷道的頂板和兩幫往往更容易出現應力集中,且頂板和兩幫的破壞所帶來的危害也更大。因此,本次監測選取-1 465 m水平主巷掘進面往后5 m處進行布置,在巷道頂板中心和兩幫分別距離地面1.6 m處鉆鑿傳感器安裝孔,孔徑30 mm、孔深2 m。每個孔安裝3個振弦式微應變傳感器,相鄰傳感器的端部距離為0.8 m,安裝深度分別為0.2、1、1.8 m。安裝時,為使傳感器與圍巖達到耦合狀態,各傳感器間進行注漿處理。為防止注漿體的變形對監測結果造成影響,注漿前,預先調試漿液配合比,使其凝固后強度與圍巖強度接近。孔底傳感器與圍巖充分貼合,孔口傳感器預留20 cm進行注漿封孔。安裝過程中,及時將傳感器導線引出孔口,封孔完畢待漿液凝固并具有一定強度后,用測讀儀讀取初始度數,每隔7 d讀取1次數值。微應變監測示意圖如圖2所示,傳感器安裝如圖3所示。

圖2 微應變監測示意Fig.2 Schematic diagram of microstrain monitoring

圖3 微應變傳感器安裝Fig.3 Installation of microstrain sensors

2.2 圍巖變形規律分析

通過對調查面3個測孔監測數據的整理和分析,獲得-1 465 m主巷調查面圍巖變形隨時間的變化規律,頂板、左幫和右幫不同深度的圍巖微應變數值分別如圖4～圖6所示。

圖4 頂板圍巖變形曲線Fig.4 Deformation curves of roof surrounding rock

(1)由圖4可知,在巷道開挖后的一段時間內,圍巖頂板的微應變為負值,代表圍巖受壓應力,該應力狀態下圍巖破壞形式以壓剪破壞為主。隨著時間的推移,微應變逐漸變為正值,表明圍巖受拉應力,該應力狀態下圍巖破壞以拉伸破壞為主,宏觀上,該階段巷道的收斂變形量較大。不同深度的圍巖變形量不同,初始階段距離揭露面1.8 m處的圍巖的變形量較大,應變值約為-1.36×10-3,距離揭露面1 m處的圍巖變形量最小,應變值約為-0.51×10-3。14 d以后,0.2 m處和1 m處的圍巖的微應變開始從負值變為正值,并一直增大,且0.2 m處的圍巖微應變值更大,35 d時應變值約為0.82×10-3。1.8 m處的圍巖微應變值始終處于負值,最后1次監測應變值約為-0.16×10-3。

(2)由圖5可知,巷道左幫圍巖的初始微應變也為負值,距離揭露面0.2 m處的變形量最小,應變值約為-1.03×10-3,距離揭露面1 m和1.8 m處的圍巖應變值接近,最大為-1.31×10-3。各深度圍巖微應變隨著監測時間的增加而逐漸由負值變為正值,表明圍巖應力狀態逐步由壓應力往拉應力過渡。其中,0.2 m、1 m和1.8 m處圍巖分別在21 d、25 d和30 d由壓應力變為拉應力。在最后1次監測時,不同深度的圍巖應變值接近,0.2 m處的圍巖微應變值最大,約為0.54×10-3。

圖5 左幫圍巖變形曲線Fig.5 Deformation curves of left wall surrounding rock

(3)由圖6可知,巷道開挖后右幫圍巖各深度微應變也為負值,在距揭露面1.8 m處變形量最大,應變值為-0.72×10-3,0.2 m和1 m處的圍巖初始變形量都較小且數值接近。前7 d,距揭露面0.2 m處圍巖變形幅度不大,在7～21 d變形速度較大,21 d后逐步趨于穩定。1 m和1.8 m處的圍巖前28 d都處于持續變形階段,28 d后逐步趨于穩定。最后1次監測時,圍巖變形量最大為0.2 m處,約為0.48×10-3。

圖6 右幫圍巖變形曲線Fig.6 Deformation curves of right wall surrounding rock

(4)巷道頂板和兩幫的圍巖在初始階段都受壓應力,但逐步都轉為拉應力。表明在高應力的長期作用下,巷道各方向圍巖皆會表現出收斂變形的趨勢。對于深部硬巖,圍巖抗壓強度遠遠大于其抗拉及抗剪強度,因此,巖體以拉伸剪切破壞為其主要破壞模式。應力誘導的裂隙擴展對圍巖進一步的切割作用形成不穩定塊體,塊體沿結構面滑移錯動導致了巷道的失穩破壞。

(5)巷道開挖后,初始階段各深度圍巖變形速率都很快,該階段主要集中于前14 d,但隨著時間的推移,到中期以后變形速率會有一定的減緩,但仍以相對恒定的速率持續變形,該階段一般持續14 d左右。末期圍巖變形基本會逐步趨于穩定。巷道不同方向的圍巖基本上呈現出距離揭露面越近變形量越大的規律,同一深度的圍巖頂板變形量比兩幫變形量更大。

3 圍巖穩定性控制技術

3.1 巷道支護方案

根據現場工程地質調查結果和圍巖變形規律監測分析,紗嶺金礦深部主巷圍巖完整性相對較好,但部分區域節理裂隙較發育,圍巖強度等級一般,整體變形量較小。但考慮深部巷道地應力值和現場出水量較大,宜采用“樹脂錨桿+金屬網+噴射混凝土”支護。結合理論計算和工程類比法,樹脂錨桿尺寸采用20 mm×2 400 mm,間排距為1 200 mm×1 200 mm;噴射混凝土厚度為100 mm;金屬網網度100 mm×100 mm,鋼筋直徑6 mm,巷道支護設計如圖7所示。為保護支護結構不被腐蝕失效,樹脂錨桿采用全長錨固,噴射混凝土應完全覆蓋金屬網和錨桿外露部分。

圖7 巷道支護設計圖(單位:mm)Fig.7 Tunnel support design drawing

3.2 支護數值模擬分析

采用有限元數值模擬軟件Phase2對支護方案進行有效性檢驗,數值模型尺寸為39 m×39 m,以6節點三角形劃分單元網格,共劃分5 915個三角形單元和12 115個節點。圍巖基于摩爾庫倫強度準則,根據以上支護方案對巷道施加支護體,并在模型四周添加0位移約束,建立如圖8所示的數值模型。

圖8 巷道支護數值模型Fig.8 Numerical model of tunnel support

提取圍巖不同方向和深度的最大剪應變如圖9所示。由圖9可知,圍巖的變形主要集中于頂板和兩幫,并隨著巖深的增加變形量逐漸遞減,頂板變形量比兩幫略大,兩幫變形量基本以巷道垂直中軸線對稱。在支護后,圍巖頂板和兩幫的應變值皆有所減小,頂板、左右兩幫距離揭露面0.2 m處的圍巖應變量分別為0.24×10-3、0.18×10-3、0.20×10-3。

圖9 圍巖最大剪應變Fig.9 Maximum shear strain of surrounding rock

4 結 論

(1)根據工程地質調查結果顯示,紗嶺金礦-1465m主巷圍巖主要包含3組節理和一些隨機節理,優勢節理組產狀為180°∠75°、130°∠80°、70°∠70°,RQD值為76%,圍巖整體完整性較好,局部區域節理裂隙較發育。

(2)采用振弦式微應變傳感器對主巷不同深度的圍巖進行變形監測,結果顯示圍巖應力狀態存在壓應力向拉應力的轉換過程。越接近巷道表面的圍巖變形量越大,隨著時間的推移圍巖的變形速率由快變慢最終趨于穩定,圍巖逐步向收斂變形過渡且頂板變形量比兩幫略大。

(3)根據工程地質調查結果和圍巖監測結果,提出該主巷宜采用“樹脂錨桿+金屬網+噴射混凝土”支護,數值模擬結果顯示在采取該支護形式后,圍巖總體的變形量有了明顯的減小。