大跨度穿斷層軟巖巷道頂板非對稱破裂機制與控制技術(shù)研究

大跨度穿斷層軟巖巷道頂板非對稱破裂機制與控制技術(shù)研究

近年來，隨著我國煤炭開采強度和深度的不斷增加，受復(fù)雜地質(zhì)結(jié)構(gòu)和采礦活動環(huán)境的影響，高迎角巖、采空區(qū)公路、穿斷層公路、大斷面公路、復(fù)合弱屋頂?shù)缆返葟?fù)雜而艱難的分支道路相繼出現(xiàn)，圍巖變形嚴(yán)重，破碎深度大，底鼓現(xiàn)象突出，支架結(jié)構(gòu)效率低下，給煤炭安全生產(chǎn)帶來重大威脅。國內(nèi)外學(xué)者從斷層滑移狀態(tài)、附近圍巖穩(wěn)定性以及周邊應(yīng)力場等多方面開展了研究目前針對復(fù)雜頂板類型巷道的支護(hù)對策主要包括4個方面1項目背景1.1切眼原支護(hù)方案賽爾四礦目前主采B9切眼擴幫前采用常規(guī)錨網(wǎng)索聯(lián)合支護(hù)方案，此時F3斷層對圍巖變形影響較小，擴幫后，切眼跨度大幅提高，斷層附近右側(cè)頂板出現(xiàn)大范圍巖層剝落、開裂現(xiàn)象，局部伴有冒頂事故發(fā)生，切眼整體呈現(xiàn)明顯的大變形、非對稱破壞特點，即使補強架設(shè)工字鋼棚及液壓支柱，仍無法有效控制切眼頂板持續(xù)變形。為便于研究頂板非對稱失穩(wěn)機制，現(xiàn)將頂板斷層左側(cè)區(qū)域巖層定義為I區(qū)，右側(cè)區(qū)域巖層定義為II區(qū)。如圖2所示，切眼原支護(hù)采用錨網(wǎng)索聯(lián)合支護(hù)，其中錨桿規(guī)格為Φ20mm×L2000mm左旋無縱筋螺紋鋼錨桿，鋼號500，間排距為1000mm×1000mm，錨固長度1200mm，預(yù)緊扭矩為200N·m；鋼筋網(wǎng)網(wǎng)片規(guī)格為4000mm×1000mm；錨索規(guī)格為Φ15.24mm×L6300mm、1×7股高強低松弛預(yù)應(yīng)力鋼絞線，間排距2000mm×2000mm，預(yù)緊力為300kN。1.2鉆孔裂隙發(fā)育密度為定量表征斷層兩側(cè)頂板圍巖破裂情況，揭示其變形失穩(wěn)、冒落機制，現(xiàn)采用MATLAB圖像處理技術(shù)分別對斷層兩側(cè)頂板鉆孔窺視結(jié)果進(jìn)行細(xì)化研究。1)鉆孔裂隙密度定量表征原理采用YTJ20型鉆孔窺視儀分別對切眼頂板I和II區(qū)域巖層結(jié)構(gòu)進(jìn)行鉆孔窺視，鉆進(jìn)深度均為10m；然后采用人工素描的方式對圍巖裂隙進(jìn)行識別，識別結(jié)果如圖3所示，其中紅色為識別的裂隙，h為鉆進(jìn)深度。采用MATLAB圖像處理技術(shù)對鉆孔窺視結(jié)果素描圖進(jìn)行裂隙密度特征提取。首先，按照圖4所示方法對裂隙素描圖進(jìn)行分割，并采用極坐標(biāo)系對分割點進(jìn)行定位，其中坐標(biāo)原點位于鉆孔無限遠(yuǎn)深處，分割邊界由間距為2mm的同心圓和極坐標(biāo)系極徑組成。每相鄰極徑和相鄰圓構(gòu)成統(tǒng)計網(wǎng)格的最小單元，如圖4所示S由圖4中幾何關(guān)系可知，S式中：R式中：S式中：J為圓環(huán)間距；M為圓環(huán)數(shù)量。2)定量表征結(jié)果分析圖5為頂板I與II區(qū)裂隙密度隨鉆進(jìn)深度變化曲線。由圖可知，切眼開挖后，隨著鉆進(jìn)深度的逐漸增大，I,II區(qū)頂板裂隙發(fā)育密度均呈負(fù)對數(shù)降低趨勢，當(dāng)鉆孔深度≤4.5m時，II區(qū)頂板裂隙密度約為I區(qū)的2倍；當(dāng)鉆孔深度≥7m時，I區(qū)頂板裂隙密度幾乎為0，而II區(qū)頂板裂隙基本保持小幅降低趨勢。由此可知，II區(qū)頂板破裂程度及深度較I區(qū)均較大，頂板整體呈現(xiàn)非對稱破裂特點。1.3iii區(qū)頂板破壞情況基于現(xiàn)場觀測結(jié)果，現(xiàn)總結(jié)切眼變形破壞特征如下：1)如圖6(a)所示，I區(qū)頂板淺部圍巖較薄弱區(qū)域出現(xiàn)小范圍巖層層狀剝落現(xiàn)象，其破壞深度在150mm以內(nèi)，但支護(hù)結(jié)構(gòu)錨固效應(yīng)良好，巖層完整性較好。2)如圖6(b)所示，II區(qū)頂板局部出現(xiàn)淋水現(xiàn)象，錨桿尾端、托盤及鋼筋網(wǎng)等支護(hù)結(jié)構(gòu)銹蝕破壞嚴(yán)重，巖層強度弱化，淺部巖體呈塊狀分布，冒落趨勢顯著。3)如圖6(c)所示，II區(qū)頂板右?guī)晚斀俏恢贸霈F(xiàn)大范圍冒頂現(xiàn)象，錨網(wǎng)張拉、撕裂、扭曲破壞嚴(yán)重，錨桿尾端剪切破斷問題突出，錨固結(jié)構(gòu)完全失效。4)如圖6(d)所示，II區(qū)頂板采用工字鋼加強支護(hù)后，仍持續(xù)劇烈變形，其最大下沉量達(dá)到252mm，斷面收縮率達(dá)到24.5%，工字鋼彎曲變形嚴(yán)重。結(jié)合鉆孔窺視及現(xiàn)場觀測結(jié)果，發(fā)現(xiàn)斷層附近頂板整體變形及破裂區(qū)分布均呈現(xiàn)明顯的非對稱特征，且II區(qū)頂板較I區(qū)破裂嚴(yán)重，應(yīng)為重點控制對象。1.4圍巖自穩(wěn)能力下降結(jié)合現(xiàn)場監(jiān)測結(jié)果，分析原支護(hù)方案存在以下不足：1)支護(hù)強度與圍巖變形不協(xié)調(diào)。斷層影響下切眼變形呈現(xiàn)明顯的分區(qū)特征，頂板表現(xiàn)尤甚，原支護(hù)采用等強支護(hù)手段較難控制圍巖的非協(xié)調(diào)變形，造成局部應(yīng)力集中，圍巖破裂松動范圍擴大，支護(hù)結(jié)構(gòu)漸進(jìn)失效。2)斷面尺寸效應(yīng)顯著，支護(hù)參數(shù)設(shè)計不合理。兩次掘巷后切眼跨度高達(dá)8.0m，圍巖蠕變變形劇烈，而原支護(hù)方案沒有從考慮尺寸效應(yīng)的角度出發(fā)優(yōu)化支護(hù)設(shè)計，缺少相應(yīng)的減跨支護(hù)措施，圍巖長期穩(wěn)定較難控制。3)圍巖結(jié)構(gòu)破碎，自穩(wěn)能力差。斷層右側(cè)圍巖破裂程度高，破壞深度廣，錨桿索錨固長度與實際設(shè)計值偏差較大，錨固效應(yīng)較難顯現(xiàn)，難以提升圍巖自穩(wěn)能力。4)支護(hù)方式單一，支護(hù)結(jié)構(gòu)不耦合。原支護(hù)僅采用單一的錨網(wǎng)索主動支護(hù)形式，斷層區(qū)域支護(hù)結(jié)構(gòu)缺乏連接性，且支護(hù)配件護(hù)表面積較小，不能有效抵抗巷道圍巖變形。2大范圍穿刺鏡下框架失穩(wěn)機制值模擬2.1層接觸面模型考慮非對稱破裂引起斷層兩側(cè)圍巖強度差異性變化的影響，構(gòu)建UDEC數(shù)值計算模型如圖7所示。模型尺寸寬×高為60m×60m，切眼開挖輪廓尺寸為8m×4m，塊體及斷層接觸面分別服從彈性及Mohr-Coulomb本構(gòu)模型，模型左右邊界及底部邊界均采用位移約束，上邊界采用應(yīng)力約束，取值為15.6MPa，側(cè)壓系數(shù)為1.5；斷層距離左幫頂角距離為2.8m，與水平方向夾角60°。因模擬重點研究區(qū)域為切眼頂板部位，故對其進(jìn)行加密處理。巷道開挖的過程實際為圍巖應(yīng)力逐級釋放的過程，為使模擬結(jié)果更加貼近工程實際，現(xiàn)采用應(yīng)力釋放系數(shù)法將圍巖應(yīng)力平均分成5個階段進(jìn)行逐級釋放，每個松弛階段預(yù)留足夠的數(shù)值計算時長，確保模型響應(yīng)的穩(wěn)定性。本次模擬巖層及接觸面參數(shù)賦值情況如表1所示。2.2iii區(qū)圍巖變形特征為準(zhǔn)確描述切眼頂板斷層兩側(cè)I和II區(qū)域深部圍巖應(yīng)力、變形及裂隙分布差異性，現(xiàn)分別于兩區(qū)域中部各垂直布置1條測線及6個監(jiān)測點，同條測線監(jiān)測點間距為0.6m，兩測線間距為4.0m，首測點均距切眼頂板表面0.2m。其中，斷層左側(cè)11)頂板垂直位移場漸進(jìn)演化特征圖8，圖9分別呈現(xiàn)了不同應(yīng)力釋放系數(shù)下切眼頂板各測點位移值及垂直位移云圖。由圖可知：(1)隨著應(yīng)力釋放系數(shù)的增加，頂板變形沿斷層兩側(cè)呈明顯非對稱分布特征。當(dāng)r≤0.4時，僅頂板II區(qū)淺部圍巖出現(xiàn)較小頂板下沉，且下沉量低于40mm,I區(qū)圍巖幾乎沒有變形；當(dāng)r由0.4增加至0.8過程中，頂板I區(qū)淺部圍巖開始出現(xiàn)輕微變形，但最大變形量較II區(qū)明顯較低，此時頂板整體變形由淺部至深部逐漸延伸，淺部圍巖離層現(xiàn)象開始顯現(xiàn)，并形成宏觀貫通裂隙；當(dāng)應(yīng)力完全釋放時，頂板II區(qū)圍巖呈現(xiàn)大變形、深破裂破壞模式，而I區(qū)僅淺部局部圍巖出現(xiàn)層狀離層破壞，變形量低于45mm，較為完整。(2)頂板I和II區(qū)圍巖變形量、變形速率差異性顯著。當(dāng)測點距頂板表面≤2.0m時，同一界面，無論在何種應(yīng)力釋放程度下，II區(qū)頂板變形量及變形速率均明顯大于I區(qū)，但隨著深度的增加，該差異性逐漸減?。划?dāng)測點距頂板表面≥2.0m時，此時5(3)頂板冒落現(xiàn)象與圍巖應(yīng)力釋放程度具有高度正相關(guān)性。當(dāng)r≤0.6時，頂板整體變形已經(jīng)向深部擴展，但并沒有于切眼頂板表面形成較為明顯的宏觀裂隙帶；隨著應(yīng)力釋放系數(shù)由0.6增大至0.8，淺部開始出現(xiàn)明顯的脫落塊體，但深部圍巖仍較為完整，而當(dāng)r=1.0時，深部巖體離層現(xiàn)象突出，且離層高度II區(qū)明顯大于I區(qū)，頂板非對稱冒落危險性大幅提高。2)頂板主應(yīng)力場漸進(jìn)演化特征圖10呈現(xiàn)了不同應(yīng)力釋放系數(shù)下頂板主應(yīng)力場漸進(jìn)演化云圖。由圖可知：切眼開挖初期(r=0.2)，右?guī)晚斀俏恢靡蛐螤钚?yīng)首先出現(xiàn)應(yīng)力集中，II區(qū)頂板淺部圍巖因強度較弱，也開始發(fā)生張拉破壞，并出現(xiàn)應(yīng)力松弛現(xiàn)象；隨著應(yīng)力釋放系數(shù)的逐漸增加(r=0.4)，左幫頂角區(qū)域也開始出現(xiàn)因應(yīng)力集中而引發(fā)的淺部巖層峰后破壞松動問題，并不斷向II區(qū)擴展，直至頂板淺部巖層應(yīng)力松弛區(qū)整體貫通，而后隨著r由0.4繼續(xù)增加至0.8，應(yīng)力集中區(qū)開始由淺部向深部擴展，但I(xiàn)I區(qū)頂板明顯擴展速度及深度均較I區(qū)較大，表明II區(qū)頂板應(yīng)力松弛區(qū)范圍較大，破壞深度較廣，這與數(shù)值模擬變形監(jiān)測結(jié)果較為一致；當(dāng)應(yīng)力完全釋放(r=1.0)時，I區(qū)頂板應(yīng)力松弛區(qū)范圍低于0.8m,II區(qū)略大于2.0m，深部圍巖仍保持一定自穩(wěn)能力。3)頂板裂隙場漸進(jìn)演化特征圖11為不同應(yīng)力釋放系數(shù)下頂板裂隙場漸進(jìn)演化云圖。由圖可知：頂板裂隙場的演化過程基本與垂直位移場、主應(yīng)力場保持一致，從切眼頂板裂隙場最終發(fā)育狀態(tài)來看(r=1.0),II區(qū)、I區(qū)頂板裂隙最終發(fā)育高度分別約為2.5m和0.8m，裂隙總數(shù)目分別為11029和2351個，總長度分別為94.82m和20.42m，發(fā)育頻次與面積的比值分別為471.3個/m3眼圍巖的監(jiān)測和效果監(jiān)測3.1支護(hù)結(jié)構(gòu)整體控制1)非對稱分區(qū)強化控制?；谇拔难芯拷Y(jié)果，頂板以傾向斷層為邊界其變形及破裂程度均呈現(xiàn)右側(cè)顯著大于左側(cè)的非對稱分布特征，而原方案下的等強支護(hù)設(shè)計較難適應(yīng)頂板的非協(xié)調(diào)變形，造成切眼局部應(yīng)力集中破裂范圍持續(xù)擴大，圍巖長期難以穩(wěn)定。分區(qū)局部強化措施可有效改善圍巖應(yīng)力場環(huán)境，提高頂板變形協(xié)調(diào)性，最大程度發(fā)揮支護(hù)結(jié)構(gòu)整體控制效果。2)減跨控頂支護(hù)。從斷面尺寸的角度分析，該切眼跨度達(dá)到8.0m，屬于大跨度巷道范疇，尺寸效應(yīng)顯著，尤其加之?dāng)鄬佑绊?，該問題更為突出。減跨支護(hù)可有效弱化切眼尺寸效應(yīng)，降低其流變失穩(wěn)風(fēng)險。3)破碎圍巖分區(qū)深淺注漿。從圍巖自穩(wěn)能力的角度分析，I區(qū)域頂板變形破壞多集中于圍巖淺部區(qū)域，破壞形式以塊體剝落為主，自承能力相對較好；II區(qū)域頂板破裂程度高、破壞范圍廣，自承能力極差?；凇癐區(qū)淺部注漿，II區(qū)深淺注漿”的分區(qū)注漿技術(shù)可有效提高圍巖整體強度及完整性，強化圍巖結(jié)構(gòu)自穩(wěn)能力；此外，漿液與圍巖的黏結(jié)作用也可控制頂板的離層與剝落，提高錨桿(索)錨固范圍，增強支護(hù)系統(tǒng)對圍巖的約束作用。4)強化聯(lián)合支護(hù)。從支護(hù)形式的角度分析，單一的錨桿(索)支護(hù)難以滿足穿斷層切眼頂板分區(qū)破裂的支護(hù)要求。在原支護(hù)基礎(chǔ)上，增加錨索的橫向聯(lián)接，改用W形鋼帶增大護(hù)表面積，增設(shè)液壓單體支柱及鉸接頂梁，可充分發(fā)揮錨桿主動支護(hù)與單體支柱被動支護(hù)的優(yōu)勢，實現(xiàn)圍巖的聯(lián)合強化控制。圖12為頂板非對稱分區(qū)支護(hù)技術(shù)路線圖。3.2錨桿、錨索支護(hù)參數(shù)基于大跨度穿斷層切眼圍巖非對稱控制原則，提出“二次成巷分區(qū)控制+注漿錨桿(索)+單體支柱+高強W鋼帶”的非對稱支護(hù)方案，其斷面支護(hù)情況如圖13所示。具體支護(hù)參數(shù)設(shè)計如下：頂板區(qū)錨桿、索支護(hù)參數(shù)：高強錨桿型號為Φ22mm×L2400mm左旋無縱筋螺紋鋼，鋼號500，排距為1000mm，每排2根，注漿錨桿型號為Φ22mm×L2400mm，每排1根，預(yù)緊扭矩為300N·m，錨固長度為1200mm，錨桿托盤采用規(guī)格為BHW-280-3的W形鋼帶，并配套網(wǎng)片規(guī)格為4000mm×1000mm的鋼筋網(wǎng)護(hù)頂。錨索規(guī)格為Φ22mm×L8300mm、1×19股高強低松弛預(yù)應(yīng)力鋼絞線，排距2000mm，每排1根，預(yù)緊力為300kN。頂板區(qū)錨桿、索支護(hù)參數(shù)：高強錨桿與注漿錨桿規(guī)格同上，排距為1000mm，高強錨桿每排4根，選用防水錨固劑，錨固長度為1200mm，注漿錨桿每排2根，支護(hù)配件與區(qū)相同。區(qū)高強錨索規(guī)格同上，注漿錨索型號為Φ22mm×L8300mm，排距2000mm，每排布置3根錨索，其中2根高強錨索，1根注漿錨索。頂板區(qū)和區(qū)靠近斷層交界面的兩根錨索采用工字鋼橫向連接。幫部支護(hù)參數(shù)：非回采側(cè)巷幫錨桿型號及托盤與區(qū)頂板相同，每排布置4根，間排距為1000mm×1000mm，錨固長度為1200mm；回采側(cè)巷幫錨桿規(guī)格為Φ22mm×L2400mm的玻璃鋼，每排4根，間排距為1000mm×1000mm，錨桿托盤采用規(guī)格為300mm×200mm×100mm木墊板，并在巷道中心位置增設(shè)一排液壓單體支柱配合頂梁減跨，間距為1000mm。3.3切眼圍巖位移監(jiān)測分析根據(jù)前文B903切眼優(yōu)化后的支護(hù)方案，在B903切眼進(jìn)行工業(yè)性試驗，同時為評價優(yōu)化支護(hù)方案應(yīng)用效果，分別對切眼頂板下沉量及錨桿受力情況進(jìn)行礦壓監(jiān)測。首先沿切眼縱向設(shè)置3個觀測站，測站間距為20m，分別監(jiān)測回采側(cè)肩角(A)、非回采肩角(B)、斷層交界處(C)以及巷道中心(D)頂板變形及錨桿受力，測點編號依次設(shè)置為A1-A3,B1-B3,C1-C3,D1-D3，監(jiān)測時長為2個月。1)切眼圍巖位移監(jiān)測結(jié)果分析圖14為各監(jiān)測點頂板最大累積下沉量柱狀圖。由圖可知：采用優(yōu)化支護(hù)方案后，回采側(cè)肩角(A)、非回采側(cè)肩角(B)、斷層交界處(C)以及切眼中心(D)部位的頂板最大下沉量分別為40,45,91,77mm，較原支護(hù)降幅最小達(dá)到64%，圍巖變形控制效果良好；經(jīng)現(xiàn)場觀測，除局部區(qū)域出現(xiàn)少量巖石剝落現(xiàn)象以外，圍巖結(jié)構(gòu)整體較為完整，注漿效果顯著，表明“二次成巷分區(qū)控制+注漿錨桿+單體支柱+高強W鋼帶”的非對稱支護(hù)方案可有效解決B903切眼大變形失穩(wěn)難題。2)錨桿受力監(jiān)測結(jié)果分析圖15為錨桿受力隨時間的變化曲線。由圖可知，錨桿安裝完成后30d內(nèi)，由于受到切眼掘進(jìn)及漿液固結(jié)時間的影響，受力起伏較大，呈現(xiàn)波動狀態(tài)；錨桿安裝30d后，受力逐漸趨于穩(wěn)定。監(jiān)測期間，錨桿受力最大值為81.76kN，最小值為60.5kN，分別為屈服載荷的43%和31.8%，錨固效果顯著，且錨桿承載力仍有較大的調(diào)整空間，基本滿足工程需求。4切眼圍巖控制原理1)提出了基于MATLAB圖像處理技術(shù)