鲍伟伟 王贻明 吴爱祥 陈顺满 杨 鹏 王朝垒

（1.金属矿山高效开采与安全教育部重点实验室，北京，100083；2.北京科技大学土木与资源工程学院，北京，100083；3.中色非洲矿业有限公司谦比希铜矿,北京，100082；4.中矿资源勘探股份有限公司，北京，100089）

随着矿产资源的需求急剧增加，矿山的开采规模逐渐增大，矿山机械化水平越来越高，埋藏深且断面大的硐室在矿山中应用越来越广泛［1］。但深井大断面硐室由于其埋藏深、断面大，深部围岩体表现出明显的弱软岩性质，在深部高应力作用下破坏变形严重，大大增加了其支护难度［2-3］。因此，对深井大断面硐室工程支护理论及其支护技术进行研究具有重大的现实意义［4］。

针对国内外深井大断面硐室普遍存在的支护困难、稳定性差的问题，国内外学者对此进行了大量的研究。董方庭提出的松动圈支护理论认为:“围岩破裂过程中的岩石碎胀力及其造成的有害变形是巷道支护的主要对象，在围岩中发展的这个破裂区即为围岩松动圈”［5］；蒋斌松将圆形巷道围岩分成破裂区、塑性区和弹性区，采用Mohr-Coulomb准则，进行非关联弹塑性分析，获得确定围岩破裂区和塑性区半径的解析式，依此为巷道的稳定性分析以及支护设计提供理论依据［6］。为解决复杂结构大断面硐室围岩控制难题，肖同强通过研究鑫顺煤矿煤仓上部卸载硐室变形破坏特征，提出了分区耦合强力支护围岩控制技术，有效控制了围岩变形破坏的发展［7］；陈杰针对采区大断面硐室围岩的稳定性，提出了高强二次锚网索支护+全断面注浆加固+底板高强锚网索支护的大断面支护技术，现场应用效果较好［8］；Sheng-Rong XIE先分析了高应力、顶板不对称及软岩对大断面巷道稳定性的影响，建立大断面巷道力学模型，然后提出了顶板桁架、两帮采用锚杆和高强度螺栓的支护方法，最后采用现场监测手段对提出的支护方案进行论证，表明提出的支护方案可行［9］。为解决深部大断面软岩硐室急剧变形失稳问题，王峰结合朱集西煤矿工程地质条件，提出了锚网索喷耦合支护技术［10］。这些理论和实际的技术应用为其他深井矿山大型硐室支护提供了一定的借鉴，但不同的深井地质条件决定了硐室支护方式的不同。

本项目以非洲某铜矿东南矿体1 080 m中段中央配电硐室为研究对象，通过现场对配电硐室的工程地质条件的调查，结合该铜矿其他矿体等各类大型硐室的支护形式，提出了“锚杆+锚索+钢筋网+喷射混凝土”的联合支护技术，并通过弹塑性理论分析出破裂区的半径，为支护参数的确定提供了理论依据。最后在现场布置3组观测断面监测点，对采用的支护方案进行验证。

1 工程地质概况

该铜矿位于非洲中部赞比亚铜带省，交通条件便利，铜储量较大。东南矿体为该铜矿的3大矿山之一，目前正处于基建时期。根据矿山初步设计要求，该铜矿东南矿体需要在井下开挖一系列大断面硐室，其中中央配电硐室为永久性支护工程，负责整个矿区井下的供电工程，对保证矿山的持续生产和安全生产意义重大。

中央配电硐室的岩性为下盘石英岩，配电硐室宽度为8.9 m，高度为5.3 m，其断面形状为三心拱断面。通过对配电室的节理进行工程地质调查，配电室的帮壁如图1所示，岩石的整体完整性较好，大部分节理是平行的，并与巷道帮壁相交，则节理密度为0.73条/m，即1.37 m/条，优势节理面有2个：即倾向和倾角分别为186°∠81°，5°∠85°，且2组节理不交叉，配电室围岩稳定性较好。硐室无渗水现象，顶板及两帮较干燥。岩体整体完整性较好，但巷道的走向为东西走向，而其中1组优势节理组的走向为南偏西6°，节理面对巷道的稳定性影响不利。

2 硐室破裂区半径理论分析

根据围岩的受力状态，可将硐室周边的围岩分为4种状态，即破裂区、松动区、塑性区和弹性区，其中距离硐室中心最近的为破裂区，其次为松动区、塑性区和弹性区［11-12］。其中破裂区对硐室的稳定性影响最大，处于该区域的围岩由于受到上覆岩层的压力和地应力的作用发生碎胀破裂，随时可能发生垮塌，该部分围岩为支护的重点区域。

2.1 硐室等效半径计算

由于该铜矿东南矿体深井大断面配电室巷道为三心拱断面，利用解析解对其塑性区半径进行计算极其复杂，而弹塑性理论计算硐室的破裂区只适用于圆形硐室，因此需将三心拱硐室等效为圆形硐室，具体的“等效半径”如式（1）［13］所示：

式中，R0为等效计算半径，m；S为硐室的断面积，m2。

已知该铜矿东南矿体深井大断面配电硐室的宽度和高度分别为8.9 m和5.3 m，计算得到该硐室的净断面积为43.01 m2，代入式（1）可得到该硐室的等效计算半径为3.70 m，根据大量的工程实践，需对硐室的等效半径进行修正，因此可采用式（2）［13］对该硐室的“等效半径”进行修正：

式中，R为修正后的等效半径，m；K为修正系数。

根据硐室的断面形状不同，对应的修正系数不同，由于该硐室为三心拱，因此，其修正系数取值为1.1［13］，代入式（2）可得到该硐室修正后的等效半径为4.07 m。

2.2 硐室破裂区半径计算

如图2所示为井下圆形硐室的受力情况，根据弹塑性力学理论的推导即可得到该硐室的径向应力、环向应力和剪切应力分布的柯西公式［14］，如式（3）、式（4）和式（5）所示：

式中，σθ和σr分别为硐室的的环向应力和径向应力，MPa；p为等效的竖直应力，MPa；r、θ为塑性区内任意一点的极坐标；a为硐室的等效半径，m；λ为侧压系数；τ为剪切应力，MPa。

根据弹塑性理论进行推导，可得硐室围岩塑性区半径Rp的计算公式如式（6）所示：

式中，ϕ为岩体内摩擦角；c为岩体的黏聚力；RZ为硐室围岩的松动区半径。

根据硐室是否进行支护来分析硐室围岩的松动区半径RZ。

（1）当硐室无支护抗力时，则Pi=0，非弹性区切向应力σθ=P，得到松动区半径RZ的表达式如式（7）所示：

（2）当硐室存在支护抗力Pi时，得到松动区半径RZ的表达式如式（8）所示：

根据弹塑性理论及硐室的支护特点，破裂区为硐室的重点支护区域，当围岩的临界拉应变值［ε］小于硐室围岩的径向应变εrp时，围岩会产生破裂区，使硐室失稳。结合破裂区岩石的特点，该部分岩体的内摩擦角和黏聚力都接近为0。则可得到硐室的破裂区半径RL。令上述的εrp与［ε］相等，即可得到式（9）所示的表达式：

求解上述方程式，即可得到硐室的破裂区半径表达为式（10）所示：

式中，σR和σT分别为弹性区和塑性区分界处的径向应力和切向应力，MPa；E为弹性模量，GPa；μ为泊松比；而σR和σT又可分别表示为式（11）和式（12）：

根据硐室破裂区的特点，可得到破裂区的宽度LP为RL-a。

结合该铜矿东南矿体1 080 m中段大型中央配电硐室的地质情况，其硐室围岩的物理力学参数：弹性模量E=55.13 GPa，泊松比μ=0.31，黏聚力c=4.65 MPa，内摩擦角φ=20.6°，密度ρ=2.7 g/cm3，抗拉强度σb=27.6 MPa，硐室埋深h=1 080 m，半径a=4.07 m。故p=28.577 MPa，侧压系数用公式得，λ=0.99，将p、λ及其他参数代入上述公式进行计算，可得到塑性区半径13.38 m，松动区半径6.22 m，破裂区半径6.08 m。故破裂区宽度Lp=2.01 m，其属于大松动圈［5］。

3 硐室支护方案确定

结合该铜矿主矿体和西矿体各类大型硐室的支护形式，在充分掌握配电硐室围岩物理力学性质及工程地质条件的基础上，确定配电硐室的支护形式为“锚杆+锚索+钢筋网+喷射混凝土”的联合支护。其主要的支护方案如图3、图4所示（图中标准单位为mm），主要包括以下几点。

（1）锚杆。巷道顶板和两帮均采用树脂锚杆，且锚杆的支护参数如下：锚杆的直径为22 mm，长度为2 200 mm，锚杆网度为1 000 mm×1 000 mm。

（2）锚索。巷道加强支护采用5.0 m长的锚索支护，支护位置为顶板及两帮；锚索直径为15.2 mm，支护网度：间排距2.0 m，且锚索的方向应与巷道壁相互垂直。

（3）钢筋网。通过对该铜矿东南矿体配电室的工程地质情况进行调查，局部存在破碎带，因此，需采用金属网对破碎带区域进行支护。金属网材料为A3钢，钢筋直径为6 mm，网格为100 mm×100 mm，网片尺寸为2 400 mm×1 200 mm，搭接长度不小于200 mm。

（4）喷射混凝土。根据工程类比法，该硐室应喷射的混凝土厚度为50 mm，结合冲切破坏作用和黏结破坏作用计算的喷层厚度［16］，综合分析认为该铜矿东南矿体深井大断面配电硐室的喷层厚度取为50 mm。

4 现场监测

4.1 监测点布置

为了保证深井大断面硐室的长期稳定性，有必要在现场对围岩的变形进行监测，实时分析巷道变形情况，为大型巷道支护设计提供理论参考依据，也可为类似矿山大型硐室工程支护设计提供一定的借鉴。根据配电室的工程地质条件，在现场共布置3个观测断面，分别位于距离配电硐室入口处的10 m、20 m和30 m处，如图5所示为布置的3组观测断面监测点的位置示意图，分别命名为1#、2#和3#测站，每个断面观测点均布置表面收敛测点和多点位移计。

为实现对巷道围岩表面的位移监测，该工程中所需布置的表面收敛点布置在巷道的两帮和顶部，其中巷道两帮的监测点距离底板1.5 m高，巷道顶板中心点位于巷道的顶板中心处。如图6所示为任意一个断面的位移收敛测点布置情况，施工过程中先用风钻沿测点向围岩内部垂直巷道壁打0.2 m深的钻孔，然后用树脂药卷把测钉锚固在钻孔中。在对巷道围岩内部一定范围内的岩体进行监测时，需将多点位移计布置在巷道的顶板及两帮，其中，顶板的多点位移计布置在顶板的中心处，两帮的多点位移计布置在两帮上距离巷道底板1.5 m处，内部位移监测点的具体布置参数如图7所示。

4.2 监测结果分析

通过观察现场布置的3个监测断面数据，发现3#测站变形相对较大，这里主要给出3#测站监测的数据，依此对表面位移和深部位移结果分析如下。

如图8所示为3#测站表面位移测量结果，可看出左帮和右帮的变形量较为接近，但两帮的变形量大于巷道顶板的变形量。巷道顶板的最大移近量为36.5 mm，左帮和右帮的最大移近量为30.45和28.25 mm。图9为巷道表面位移的变形速率变形曲线，在巷道支护后40 d之内，巷道顶板和两帮的移近量均较大，且变化速率大于0.2 mm/d，在40～80 d范围内，巷道表面位移变化速率逐渐减小，其变化速率小于0.2 mm/d，此阶段巷道变形处于过渡期；之后巷道围岩的变形速率逐渐趋于稳定。

如图10所示为3#测站断面深部位移变化曲线，深部位移主要包括巷道表面、1.0 m处、2.0 m处和3.0 m处的位移监测数据，变形较大的仍为巷道表面处，其次为1.0 m处，3.0 m处的位移最小。巷道表面、1.0 m处、2.0 m处和3.0 m处的位移量最大值分别为46.39 mm、39.93 mm、31.29 mm和24.89 mm。且2.0 m和3.0 m处的位移值明显小于巷道表面和1.0 m深度处的位移值，表明巷道两帮围岩的松动圈范围小于2.0 m。

图11为该铜矿东南矿体大型配电硐室巷道表面及深部位移变形速率曲线，巷道表面位移变化速率最大，其次为1.0 m处位移变化速率，最小的为3.0 m处位移的变化速率。在监测的0～40 d范围内，巷道表面、1.0 m处、2.0 m处和3.0 m处位移变化速率均大于0.2 mm/d；40～80 d范围内，位移变化速率处于过渡时期，最后位移变化速率趋于稳定，表明巷道基本达到稳定状态。

5 结论

（1）通过弹塑性理论，将硐室围岩分为弹性区、塑性区、松动区、破裂区，结合理论计算，得到破裂区宽度LP为2.01 m，属于大松动圈。

（2）结合理论公式、工程类比法和经验公式法，提出了“锚杆+锚索+钢筋网+喷射混凝土”的联合支护方案，确定喷层厚度为50 mm；钢筋网的网格为100 mm×100 mm，网片尺寸为2 400 mm×1 200 mm；锚杆的直径为22 mm，长度为2 200 mm，锚杆网度为1 000 mm×1 000 mm；锚索长度5.0 m，直径为15.2 mm，支护网度：间排距均为2.0 m。

（3）现场工程实践表明，3个监测断面的表面位移和深部位移量都较小，属于可控的范围之内，且位移变化速率随时间变化大幅下降，最终达到稳定状态，硐室围岩位移变形得到了有效控制，现场应用效果较好。