深井软弱围岩联合控制技术及耦合叠加拱承载效应研究

王想君 ，李英明 ，赵光明 ，刘刚 ，程详 ，朱世奎

(1.安徽理工大学 深部煤矿采动响应与灾害防控国家重点实验室，安徽 淮南，232001；2.安徽理工大学 煤矿安全高效开采省部共建教育部重点实验室，安徽 淮南，232001；3.淮北矿业股份有限公司 博士后科研工作站，安徽 淮北，235000)

自2004 年以来，1 km 深井的数量逐年增加，目前，据不完全统计，采深超1 km 的矿井已达50余座[1]。随深度增加，岩体所处的“三高”复杂恶劣环境导致深部岩体组织结构、力学行为特征发生了根本性的变化，致使软岩巷道开挖后出现持续的非线性大变形，一些在浅部巷道适用的控制方法难以在深井巷道中形成稳定有效的承载结构，围岩破碎、剧烈底鼓、支护体破断失效等问题日益严重[2-4]，深井软弱巷道围岩控制问题成为制约我国煤矿安全高效开采的技术瓶颈之一。

国内外大量学者关于深井软岩巷道控制难题开展了大量的研究工作。袁亮等[5-6]围绕深部巷道围岩稳定控制难题，提出了“应力恢复、围岩增强、固结修复、应力转移”的控制理论；孟庆彬等[7-8]揭示了深部巷道围岩变形破坏特性及失稳机制，提出了分步联合支护技术方案；康红普等[9]针对煤矿千米深井巷道松软煤体大变形难题，提出了帮部高预应力、高压锚注-喷浆协同控制技术；付玉凯等[10]在复合软岩条件下基于承载层的范围，提出长、短锚索层次控制技术，有效实现了软岩巷道长期稳定性控制；李英明等[11]针对深部软岩巷道在初次支护条件下面临的失稳难题，分析了围岩变形破坏的主要影响因素，并基于二次动态补强支护方案，提出了“层-双拱”承载结构力学模型；WANG 等[12]通过采用现场实测和数值模拟等研究方法，基于深部软岩巷道出现的长期大变形问题，提出了一种U 形钢架和锚注支护相结合的控制技术；侯朝炯等[13]针对深部巷道围岩普遍存控制难题，阐述了不同维度的围岩强化理论与控制技术；余伟健等[14]基于叠加压缩承载拱理论提出了“长、短”锚杆索和可控注浆加固联合控制技术，使巷道变形速率控制在0.2 mm/d，实现了对裂隙岩体巷道大变形的稳定控制；吴爱祥等[15]通过对巷道变形机理进行分析，认为巷道两帮应力传递使其产生底鼓，进而引发围岩整体失稳，并提出了改善围岩应力集中程度的控制理念，等等。上述成果在理论研究和现场应用方面均取得了重要的指导作用，解决了一系列工程难题。但由于巷道所处地质环境和影响因素的复杂性、不确定性，目前所采用的锚网喷等支护技术对于深井巷道围岩稳定性控制方面仍存在较多问题，特别是高应力软弱围岩大规模破坏使锚杆与围岩之间难以形成长期稳定的锚固承载结构，巷道流变失稳现象日趋显著。因此，对不同赋存环境下软弱围岩巷道的变形破坏机制、支护参数的合理性有待进一步探究，对于如何形成比较完善的围岩控制技术体系及巷道支护系统承载效应等深层次问题还有待研究。

为此，本文作者在现有研究成果的基础上，针对淮南某矿深井轨道大巷在原支护条件下产生大变形、围岩严重失稳等现象，开展现场调研监测、力学试验和理论分析等研究；分析深井高应力软弱围岩巷道变形破坏主要影响因素；基于软岩巷道围岩应力-应变曲线四线段本构模型，阐明巷道围岩渐进式破坏分区演化规律，推导各破坏分区范围表达式；在此基础上，结合具体的矿井工程特点，揭示深井高应力软弱围岩巷道破坏失稳机理，提出针对性地控制原则与关键技术；最后通过理论计算和现场工业性试验验证支护方案的可靠性。

1 深井软弱围岩巷道破坏特征

1.1 工程背景

淮南某矿轨道大巷埋深约为962 m，巷道已掘长度为1 074 m，要求其服务时间长，是西翼各采区运料、行人及通风等的重要枢纽。巷道断面设计为直墙半圆拱形，尺寸为宽5.9 m，高4.35 m，净面积约为21.9 m2。所选取的区段实验巷道稳定性较差，在其掘进过程中穿越泥岩、粉砂岩层，同时揭露有大量断层地质构造，受断层影响，局部围岩节理、裂隙发育程度较高，岩体破碎，属于典型的深井软弱围岩巷道。综合岩性柱状图如图1所示。

图1 综合柱状图Fig.1 Comprehensive lithology histogra

1.2 巷道变形破坏特征

通过现场调研发现，轨道大巷及同一水平巷道在成巷期间出现严重的破坏失稳、支护体失效现象，具体表现为：1) 巷道拱顶部整体收敛变形显著，底板出现明显凸起及张拉裂缝，产生强烈底鼓；2) 帮顶浆皮大范围破裂脱落，锚杆、锚索被剪断，托盘脱离杆体；3) 局部U 形钢支架被压弯扭曲、金属网撕裂及帮鼓现象频发，具体情况如图2所示。

图2 巷道变形、破坏情况Fig.2 Deformation and failure of roadway

轨道大巷原支护方案采用锚网喷一次支护方式，如图3 所示。为掌握该大巷变形破坏具体情况，在实验段选取2个监测断面(相距50)观测围岩表面位移，结果如图4所示：巷道掘支完成后，在监测时间0～60 d 内产生了严重的收敛变形，变形量始终保持较高的增长速率；两帮最大移进量为258 mm，顶板下沉量为369 mm，底鼓量达到了508 mm，断面整体收缩率约为27.2%以上严重影响了矿井生产、行人及运输的安全。

图3 轨道大巷原支护方案Fig.3 Original support scheme of track roadway

图4 轨道大巷变形情况Fig.4 Deformations of track roadway

1.3 巷道破坏因素分析

通过现场调查分析，认为该巷道变形失稳的具体影响因素有如下。

1) 地应力大。轨道大巷平均埋深约为962 m，原岩应力场中最大水平主应力为28.2 MPa，与巷道夹角为59.4°，中间主应力为22.4 MPa，近似垂直方向，最小水平主应力为16.6 MPa。可见，该大巷属于深井高应力巷。

2) 围岩强度低。巷道围岩以泥岩、粉砂岩为主，通过现场取时芯发现，成芯率较低，多表现为饼状及短节状，如图5所示。对取回的岩芯力学参数进行测试，结果如表1所示，由表1可见：泥岩和粉砂岩的单轴抗压强度分别为33.7 MPa 和52.4 MPa；同时，在高应力和地质构造作用下，围岩整体强度较低，成巷期间发生了显著的塑性变形，属于典型的工程软岩类。

表1 巷道围岩物理力学参数表Table 1 Physical and mechanical parameters of surrounding rock

图5 轨道大巷围岩成芯情况Fig.5 Surrounding rock coring rate of track roadway

3) 巷道掘进方式影响。巷道施工过程中采用钻眼爆破掘进方式，围岩受到爆破影响使巷道塑性区损伤破裂，破坏松动范围进一步增大。

4) 巷道支护方式不合理。初期支护时未对松动圈范围进行勘探，通过工程类比法选取锚网喷对巷道进行加固，支护体与围岩不充分耦合，锚杆锚固能力大大降低；同时，忽略底板、底角控制，围岩难以形成统一的闭环承载结构，底板等薄弱部位率先开始破坏，进而引发巷道整体失稳。

2 巷道围岩破坏分区演化规律

2.1 深井软岩巷道围岩应力-应变特征曲线

巷道开挖体被取出前，巷道周边处作用有p0(原岩应力)的等效作用力，所以，岩体处于三向应力的稳定状态。巷道开挖形成的瞬间p0消失，导致洞壁处径向应力完全解除，而环向应力高度集中，当2 个方向的应力差超过围岩体的弹性极限时，必然使得洞壁向临空面发生扩容变形，伴随着岩体裂隙快速萌生与强度降低，围岩进入峰后软化或残余强度阶段[5]。围岩峰后破裂损伤区会随着超出围岩极限强度应力的不断调整而向纵深扩展。当塑性区范围到达一定程度时，径向应力逐渐恢复。在此过程中，巷道径向上各个点不同径向应力(图6中σr曲线)对应着不同的全应力-应变曲线，曲线的峰值即为该点环向应力，类似于岩石三轴实验中不同σ3(σr)对应的σ1(σθ)，而各个点的峰值σ1(σθ)依次相连所形成的曲线即为围岩的应力-应变曲线[16]，如图6所示，图中，σr和σθ分别为径向应力和切向应力；εr和εθ分别为径向应变和切向应变；σcr为残余强度；σq为极限强度；σs为巷道围岩的屈服强度；σsq为岩体塑性硬化阶段的强度；εHEθ为塑性硬化区和弹性区交界处岩体的切向应变；n为塑性硬化区岩体扩容系数；m为塑性软化区岩体扩容系数；α为应变硬化系数；σqc为应变软化阶段岩体的强度；β为应变软化系数。

图6 软岩巷道围岩四阶段应力-应变曲线Fig.6 Four total stress-strain curves of deep soft rock roadway

需要说明的是，将岩石某一围压情况下的极限抗压强度作为围岩峰值应力是与实际情况存在明显偏差的。在围岩应力调整过程中，环向应力集中程度向深处呈现逐渐降低的趋势[5]，应力峰值逐渐减小，径向围压增长速率也呈现降低趋势(图6中σr曲线)，表明巷道围岩应力峰值是其变形稳定后的长期强度[16]，因此，将岩石的极限强度作为围岩峰值应力会造成损伤破裂范围计算出现偏小现象，从而高估围岩的自承能力。

基于上述围岩应力变化趋势(由应力曲线斜率变化简化为4 段)及其强度特征，将深井软岩巷道围岩由表及里依次划分为残余区、塑性软化区、塑性硬化区及弹性区[17]，如图6所示。

1) 残余区。浅部围岩由于向临空面持续变形，导致岩体微裂隙快速产生、扩展和汇集，进而出现宏观破裂，破裂块体间的滑移摩擦阻力使其存在一定的残余强度σcr，因此，能承担一定的载荷，其应力从洞壁向纵深缓慢增大，但不超过原岩应力。

2) 塑性软化区。该区域内的岩体裂隙呈现渐进式发育特征，岩体强度降低随着塑性扩容变形被迫产生，呈近似线变化，其承载应力最大值即为围岩的极限强度σq。

3) 塑性硬化区。岩体强度随着非弹性形变的积累而逐渐增加，其主要承受由于巷道开挖后围岩破裂、松弛而导致的承载力降低、转移过来的应力，与塑性软化区合并为应力轨迹线汇集的区域，是围岩承载的主体[11]。

4) 弹性区。巷道未开挖时处于稳定状态。

2.2 巷道围岩弹塑性分析

为便于理论分析，建立巷道开挖后力学模型，如图7所示。对巷道模型进行适当简化和假设[11]：1) 近似认为巷道无限长，围岩为理想的弹塑性围岩；2) 巷道为圆形，半径为直墙半圆拱巷道的当量半径R0；3) 巷道处于静水压力场中，围岩为均质，各向同性连续介质；4) 原岩应力为p0，支护结构提供的均匀支护阻力为Pi。

图7 软岩巷道力学模型Fig.7 Mechanical model of deep soft rock roadway

由弹塑性理论，平衡方程为

几何方程为

式中：u为径向位移；r为极径。

1) 弹性区。由胡克定律可以得到弹性区的应力场为[17]

在弹塑性交界面，即r=RH时，

式中：RH为塑性硬化区半径，m；ϕ为岩石初始内摩擦角，(°)。

2) 塑性硬化区。软岩巷道围岩应力在弹塑性临界处达到屈服强度σs，此时，该处岩体尚未产生裂纹和硬化现象，随着与巷道周边距离的减小，岩体自身强度随非线弹性形变的积累发生应变硬化，直至应变达到时极限强度σq。基于应变硬化阶段线性假设[17]，由围岩全应力-应变曲线可知，岩体塑性硬化阶段的强度σsq是塑性应变εθ的函数，故σsq可表示为

硬化区的Mohr-Coulomb强度准则为

其中：

将式(8)和式(9)代入式(6)得

当r=RS时，σsq=σq，可得

将式(7)代入平衡方程进行求解，并根据边界条件r=RH时，，可以得出

3) 塑性软化区。软岩巷道围岩承载超过极限强度σq，随应力差渐进增大和塑性应变的增大，出现应力软化现象，即岩体的承载能力经过峰值强度后逐渐衰减。此阶段的非线性应力松弛主要与微裂隙的活动紧密联系，存在明显的扩容现象，随着与巷道周边距离减小，围岩变形越来越大，破坏程度加剧，直至巷道围岩处于塑性软化区与残余区交界处时，其强度降为残余强度σcr。假设应变软化阶段岩体的强度σqc是塑性应变εθ的函数[17]，则σqc可表示为

软化区的Mohr-Coulomb强度准则为

其中：

将式(15)和式(16)代入式(13)得

当r=RF时，σqc=σcr，可得到

将式(14)代入平衡方程进行求解，并根据边界条件r=RS时，，可以得出

式中：

4) 残余区。残余区的Mohr-Coulomb强度准则

将式(20)代入平衡方程进行求解，并根据边界条件r=RF时，，可以得出

将r=R0，，代入式(21)，并联立式(11)和(18)得到残余区半径计算公式：

联立式(11)、式(18)和式(22)可计算出轨道大巷围岩各破坏分区的范围。结合轨道大巷实际赋存情况，选取巷道当量半径R0=2.9 m，原岩应力取25 MPa。通过对岩石力学实验结果进行折减[18]，岩体极限强度取11.8 MPa，屈服强度取7.5 MPa，残余强度取0.27 MPa。其中待定常量的取值范围[19]是：扩容系数n和m均为1.15～1.55，应变硬化系数α=1.2～1.7，应变软化系数β=3.5～4.3，支护阻力为Pi。将参数代入式(11)、式(18)和式(22)，并分别绘制各类系数对残余区半径影响的关系曲面，如图8所示。

由图8可知：在其他参数为定值条件下，残余区半径RF随硬化系数α、软化系数β的增大而减小，随着扩容系数n、m的增大而增大。当α为某一固定值时，RF随着n的增大呈线性增大，如当α=1.4 时，RF由5.09 m 增加至5.63 m，Rp变化幅度较缓；当m为某个固定值(m=1.25)时，软化系数β对RF的变化幅度影响较为显著，RF由β=3.5 时的6.48 m 降低到4.19 m，降幅为35.3%；可见，围岩塑性软化区影响因素对巷道稳定状态起到关键作用。根据轨道大巷实际情况，取α=1.3，β=3.9，n=1.25，m=1.36，Pi=0.2 MPa，将上述参数代入式(11)、式(18)和式(22)计算得出围岩各破坏分区范围，如表2所示。

表2 轨道大巷围岩各分区范围计算表Table 2 Calculation table of surrounding rock area of surrounding rock in rail transportation roadway m

从表2可以看出：轨道大巷在初期支护时围岩残余区、塑性软化区及塑性硬化区范围分别为2.64 m、3.81 m、1.29 m。现场通过采用地质雷达探测得到轨道大巷两帮的破裂松动(残余区)范围为2.0～3.0 m，顶板破碎严重，局部可达3.4 m 左右，理论计算结果与现场实测结果较一致。深井高应力作用致使软弱围岩巷道产生持续大变形直至破坏失稳，而普遍存在的工程扰动、高渗透压力及高温度梯度作用加剧了软弱围岩的残余破碎[5]。从巷道原支护参数来看，锚杆已完全处于残余区内，锚固段难以黏结到稳定的岩层中，锚固能力大幅度降低；锚索锚固段位于软化区边缘，未进入完整稳定的岩体中，索体与孔壁岩体之间容易出现滑移脱黏，进而产生脱落，难以有效发挥深部岩体的承载能力。由此可见，巷道围岩的大规模破碎是造成锚杆(索)与围岩整体向自由面移动、锚固系统破坏失稳的根本原因。

图9所示为支护阻力和残余强度对残余区半径影响的关系曲面。由图9 可以看出：残余区半径RF随支护阻力Pi和残余强度σcr增大呈非线性递减趋势；当围岩残余强度较小时，残余区对支护阻力变化尤为敏感，如当σcr=0.2 MPa，Pi由0.1 MPa 增长到0.5 MPa时，残余区半径RF减小了2.92 m，降幅达44%以上；随残余强度增大，支护阻力对残余区的影响逐渐减弱，且当Pi≥0.5 MPa 时，RF仅由3.49 m 减小至3.29 m，此时，围岩整体破坏程度小。这表明通过合理提高支护阻力和增强围岩力学性质能有效增强巷道支护系统地强度和刚度，保证围岩长期稳定，对控制较软弱围岩破碎十分有利。

图9 支护阻力、残余强度对残余区范围的影响(n=1.25，m=1.35，α=1.4，β=4.0)Fig.9 Influence of support resistance and residual strength on the range of residual area(n=1.25, m=1.35,α=1.4, β=4.0)

3 软弱围岩巷道控制研究

3.1 巷道稳定性控制理念

软岩巷道开挖后，围岩结构性破坏分区立即产生，残余区岩体破裂松动，当支护不及时或支护强度较低时，破碎岩块容易产生片冒、顶板下沉及底鼓等破坏形式，同时，所承担的应力若高于残余强度，破裂变形将持续发生；塑性软化区对载荷的变化较为敏感，围岩应力随塑性变形的累积一方面不断释放，另一方面又不断向围岩深处转移，导致塑性软化范围持续增大，产生明显的连续破坏效应。这对于深井软弱围岩而言，表现为残余区、塑性软化区、塑性硬化区的边界发生圈层渐进式扩展变换，即弹性区能发展成为塑性区，塑性区再次发展为残余区[20]；这也意味着围岩跨度被多次刷大，巷道必将一直处于前掘后修的恶性循环之中，支护难度成倍增加。结合现有支护结构的实际水平，针对深井高应力软弱围岩巷道提出如下控制要点：

1) 高预应力支护构件遏制残余区扩展。深井高应力软弱岩体在巷道开挖瞬间即产生塑性破坏状态，无论采用何种支护方式都难以逆转，因此，为了有效地控制巷道围岩塑性扩容变形，应采用高强预应力锚杆(索)极大限度地恢复锚固区内的径向应力，增强围岩固有强度和变形模量，降低围岩峰后脆性软化特性，遏制残余区扩展和应力状态持续恶化。

2) 有效支护承载区发挥围岩承载能力。深井巷道开挖后，加卸载路径的变化导致软弱围岩产生结构面滑移开张，裂隙、裂纹发育延伸等，浅部围岩被其贯通切割进入大范围的流动失稳状态，而锚杆(索)作为控制的主体和主要支护手段，必须伸入相对稳定且承载较高的区域，实现支护体的有效承载，避免围岩的抗扰动能力减弱，充分发挥主动承载能力。

3) 极大提高软弱围岩承载强度及完整性。深井巷道塑性区随着时间的的推移孔隙、裂隙会不断出现或增多，导致围岩的抗剪、抗拉强度及破裂岩块间的滑移摩擦阻力逐渐降低，单靠锚杆(索)对岩体裂隙闭合控制十分有限，破裂岩体间的滑动剪切作用及扩容大变形容易使得支护体破断失效，围岩难以维持长期稳定。因此，提高破裂围岩的完整性尤其关键，通常通过注浆对孔隙、裂隙等进行充填固结，改善围岩松散结构和力学性能，提高其整体强度和完整性；其次，通过注浆作用可使的锚杆(索)预应力和工作阻力得到充分扩散，在围岩中形成一个承载力强、完整性好的耦合承载拱受力结构，进一步遏制围岩裂隙的萌生和扩展。

4) 薄弱部位补强支护形成完整承载圈。一般地，当巷道帮角和底板集中应力超过岩体的极限承载力时将首先产生严重的塑性破坏，并沿着滑动面向巷道内部挤出，产生剧烈底鼓[13]，而底鼓会进一步加剧围岩变形破裂程度，引发巷道整体失稳。因此，应对底板及底帮角等薄弱部位进行补强加固，提高底板岩层的固有强度，从而削弱两帮挤压效应，抑制隆起变形及拉伸破坏，使围岩形成封闭的承载圈，保证巷道的协调连续变形，大幅度提高围岩自身的承载能力。

3.2 巷道支护措施及参数选取

塑性硬化区和软化区是承载主体，而支护的实质是将残余区破碎围岩锚固到深处稳定的岩层中[21]，应根据围岩塑性区范围确定支护参数，结合类似巷道成功支护经验[7]提出以锚网喷作为支护的核心。在对巷道断面进行适当扩刷后，选用直径22 mm、长度为2.8 m、间距×排距为700 mm×700 mm、预紧力不小于80 kN 的高强螺纹钢锚杆进行支护；选取喷射厚度为100 mm，强度为C25的混凝土及铺设网格100 mm×100 mm 的钢筋网。加强支护选用直径为22 mm、长度为6.3 m、间距×排距为1 400 mm×1 400 mm、预紧力不小于140 kN的锚索。

通过FLAC3D数值模拟可以清楚地反映锚杆(索)支护应力场(不考虑原岩应力影响[22])，巷道模型尺寸、力学参数及支护参数均与现场一致。锚杆(索)采用Cable 结构单元，运用三段赋值法分别模拟锚固段、自由段及托盘。预应力锚杆(索)支护应力场分布如图10所示。

图10 锚杆(索)支护应力场分布特征Fig.10 Distribution characteristics of stress field of anchor rod and anchor cable support

由图10可知：预应力锚杆(索)支护后，自巷道表面向深处依次形成压、拉应力区。压应力主要集中在锚杆(索)尾部区域，沿着杆体向深处传递，呈现出不断衰弱的状态，锚固段则出现集中程度和范围均相对较小的拉应力区；锚杆(索)之间的有效压应力区相互连接、叠加，形成连续、均匀的压缩拱结构。当采用密集锚杆支护时，在锚固区内产生的压应力较大，形成的压应力结构更加完整，从而有效增大了节理面或松动岩块接触面上的摩擦力，且能充分发挥了锚杆的主动支护能力。与锚杆相比，锚索在围岩深部形成大范围应力扩散区，但由于锚索间距×排距一般较大，压缩拱内应力较小，随锚固厚度增加，对围岩的径向约束作用相对减弱。当采用锚杆、锚索联合支护时，应力场相互连接、叠加，显著提高了压缩拱的压应力，形成了明显的内外双层锚固拱结构，扩大了主动支护范围。锚杆、锚索联合支护形成的预应力双层锚固拱是一个整体，不仅避免了锚杆(索)单独支护时应力场的损失，还能充分激发围岩与支护体共同承载的潜能。

由原支护方案巷道破坏情况可知，由于支护强度与围岩刚度不能充分耦合，采用单一的锚网喷支护，围岩将产生显著的流变变形，会导致巷道矿压显现剧烈。考虑到残余区及塑性承载区的长期有效承载，提出注浆补强支护技术作为巷道稳定的基础。补强支护采取浅、深孔分次注浆加固，浅孔注浆孔径为45 mm，孔深为2.8 m，间距×排距为1 400 mm×1 400 mm，注浆材料采用单液水泥-水玻璃浆液，注浆压力不超过2 MPa。深孔注浆孔径为28 mm，孔深5 m，间距×排距为1 400 mm×1 400 mm。采用水泥浆液，注浆压力为3～5 MPa。巷道围岩加固承载机制如图11所示[20]。

图11 巷道围岩加固机制示意图Fig.11 Schematic diagram of reinforcement mechanism of roadway surrounding rock

为了提高底板围岩强度，增加底板的变形阻力，避免出现强帮(顶)弱底现象，以底板、底角薄弱部位锚固作为巷道整体稳定的关键。首先，将底板模拟成反底拱形结构；其次，两底帮角选用直径为25 mm、长度为3.5 m、间距为1 000 mm的自钻式中空注浆锚杆，底板注浆锚杆直径为25 mm，长度为2.5 m，间距×排距为1 000 mm×700 mm；最后，在底板施加高强钢绞线锚索束，直径为17.8 mm，长度为8.0～15.5 m，间距×排距为2 000 mm×2 800 mm，充分保证巷道底板与顶帮支护联结成封闭的承载圈。联合控制技术方案具体参数如图12所示。

图12 轨道大巷支护结构Fig.12 Supporting structures of track roadway

3.3 支护承载体力学分析

根据上述支护方案及模拟结果可知，锚网喷初次支护时，钢筋网及混凝土喷层配合预应力锚杆之间的相互挤压在围岩浅部形成一个厚度较小的“内层锚固拱”结构，这种结构不仅大幅增加了锚杆预应力的整体均匀扩散，而且通过锚杆对围岩产生的径向和切向约束作用来控制围岩产生的破裂膨胀变形，防止破碎岩层挤出、垮落；同时，该锚固拱结构对软化区围岩产生强支撑作用，通过支撑力的主动“挤压”促使围岩减少有害变形。当采用高强预应力锚索支护时，不仅将再次强化“内层锚固拱”，还将继续给巷道表面施加径向应力，提高其承载能力[23]。锚索作为加强支护可深入深部稳定的岩体中，形成范围更大的“外层锚固拱”结构，锚索锚固段围岩变形量较小，围压大，通过锚固段近似稳定的拉伸作用，将承载结构上的应力传递至深部岩层，减轻浅层锚固拱承载负担，从而实现支护体的协同控制作用。

锚固拱的适当减压有利于增强其承载能力[23]，但在高应力条件下，锚固结构会随时间推移不断萌生或增多裂隙，采用浅、深注浆补强能够显著增强围岩力学性参数(内聚力、内摩擦角和弹性模量)，提高围岩完整性。浅孔注浆可在钻孔附近破碎岩体中扩散形成网状浆脉胶结体，保证锚杆预应力及工作阻力有效扩散到围岩中，进一步提高“内层锚固拱”的承载能力。深孔注浆极大程度地抑制塑性软化区离层、裂隙扩展、新裂纹等非连续性扩容变形，形成的局部加固体也为锚索提供有效锚固点，扩大“外层锚固拱”主动承载范围。由此可见，锚杆索喷支护结合注浆加固最终可形成高强度的内、外“耦合叠加承载拱”结构，保证巷道的长期稳定性，符合深井复杂困难巷道围岩的控制原则[5-6]。“耦合叠加承载拱”力学模型如图13所示。

图13 “耦合叠加承载拱”结构示意图Fig.13 Structural diagram of "coupled superimposed bearing arch"

为了进一步验证支护方案合理性，有必要分析“耦合叠加承载拱”内部力学机制。结合深井软弱围岩巷道赋存条件做出与前文相同的假设：1) 联合支护后的巷道围岩体仍为均质、连续的弹塑性介质，其破坏遵循Mohr-Coulomb准则；2) 支护阻力均匀分布在围岩承载体环向内壁上[11]。根据假设条件和以上分析可知，在极限承载条件下，联合支护后的巷道围岩仍遵循莫尔库仑强度准则：

式中：σ1和σ3分别为围岩的最大、最小主应力，MPa；为承载拱耦合内聚力，MPa；为承载拱耦合内摩擦角，(°)。

巷道围岩内壁处所受的应力一般等于支护阻力，即有σ3=Pi，其中，Pi为支护结构总支护阻力，

式中：Pb为锚杆支护阻力；Ps为锚索支护阻力；Pcm为钢筋喷层拱的承载能力。

锚杆、锚索支护强度为

式中：Qb为锚杆所受最大拉拔力，kN；Qs为锚索所受最大拉拔力，kN；Da和Dl为锚杆的间距×排距，m×m；D′a和D′l分别为锚索的间距×排距，m×m。

钢筋喷层拱的承载能力为[24]

式中：τc为混凝土喷层抗剪强度，MPa；αc为混凝土喷层剪切破坏角；tc为喷层厚度，m；τm为钢筋网材料抗剪强度，MPa；Fm为沿巷道轴向方向单位长度钢筋网的横截面积，m2；βm为金属网所用材料剪切角，(°)。

巷道截面上锚固承载拱沿巷道表面垂直方向上的的载荷Fn为[25]：

式中：b′为围岩组合拱的厚度；L为锚杆的有效长度；a为锚杆(索)在破裂岩体中的控制角(取45°)；f(x)为垂直应力沿径向增量分布函数；k为径向应力增加斜率，在不稳定岩体中，一般取0。

“耦合叠加承载拱”结构受到外部围岩应力q作用，同时在支护阻力Pi作用下达到极限平衡。对于圆环形承载拱，考虑对称性，在竖直方向上外力分量静力平衡方程为

式中：FP和Fq分别为内、外表面竖直方向上应力分量。

取承载拱结构内、外表面微小弧段ds(ds′)对应的圆心角dα进行分析，有

得到内、外表面竖直方向上应力分量为

式中：ds为承载拱中心弧微分长度单元；dα为围岩承载拱沿巷道中心的角度微分单元。

将式(23)、式(27)和式(32)代入式(30)得

将式(28)、式(32)代入式(33)得承载拱的承载强度表达式q为

内层锚固承载拱的厚度由锚杆有效长度确定，拱内的力学参数由锚杆和注浆的加固作用共同决定，则其拱承载强度表达式q1为

同理，外层锚固承载拱承载强度表达式q2为

支护体与围岩所形成的“耦合叠加承载拱”结构共同承担着围岩应力，可将该承载拱视为一种等效耦合围岩，式(35)和式(36)即为等效耦合围岩在极限承载条件下的强度表达式，载荷q1、q2亦可视为等效耦合围岩对巷道提供的径向等效支护力，其值是控制围岩稳定的关键。进一步分析可知承载强度与支护密度、锚固厚度、力学参数等都有很大关系。

图14 所示为锚固厚度、支护强度与承载强度的关系曲面。从图14 可以看出：在力学参数为定值的条件下，锚固承载强度q1随锚固厚度b′1和支护阻力Pi的增大而增大。当Pi固定为某个值时，随b′1增大，q1的增长呈现收敛状态，适当增大b′1能有效提高锚固结构的承载作用。当b′1一定时，q1随Pi增大呈线性增大，且q1变化幅度逐渐减小。当Pi=0.8 MPa，b′1=2.4 m 时，q1为其Pi的5.32 倍，锚固结构对支护力具有显著的放大功能，这说明锚杆较小的支护阻力能够很好地控制巷道变形破坏。在巷道实际支护时，锚杆提供的支护强度十分有限，需要通过适当增加锚杆长度、减小间距×排距等方式来增加b′1，从而实使现q1快速增大，使其满足支护要求。

图14 b′1、Pi与承载强度q1关系(c=1 MPa，ϕ=38°)Fig.14 Relationships between b′1, Pi and bearing strength q1(c=1 MPa, ϕ=38°)

图15 所示为锚固厚度、力学参数与承载强度的关系曲面。由图15可知：当锚固厚度b′1一定时，随力学参数的增大，承载强度q1呈指数增大，当b′1=3.0 m时，A点与B点的q1相差可达9.48 MPa。而当力学参数为某一定值时，q1随b′1的增加变化幅度较小，表明围岩力学参数是保证巷道稳定的关键影响因素，即相较于锚固厚度，改善力学参数更利于快速地提高承载拱的承载强度。

图15 b′1、力学参数与承载强度q1关系(Pi=0.6 MPa)Fig.15 Relationships between b′1, mechanical parameters and bearing strength q1(Pi=0.6 MPa)

围岩力学参数c、ϕ沿塑性区深度各点的应力与形态不同而变化，靠近塑性硬化与软化交界处的点c较高，靠近洞壁的点c较低，ϕ基本无明显变化，为计算方便，可选择一个合适的ϕ平均值作为未支护时的物性参数[26]。采用锚杆、锚索支护后，锚固承载结构等效内聚力和等效内摩擦角可由式(37)计算[27]。注浆后可大幅度提高破碎岩体的强度，其内聚力提高为1.5～1.8 倍，内摩擦角提高2°～5°[28-29]，从安全角度出发，本文取内聚力提高为原参数的1.6倍，内摩擦角增大3°。支护前后围岩物理参数如表3所示。

表3 支护前后承载拱力学参数Table 3 Mechanical parameters of bearing arch before and after support

将表3 中参数代入式(35)和式(36)得到q1=6.06 MPa，q2=11.59 MPa。“耦合叠加承载拱”周边岩体开始屈服软化时的原岩应力阈值由下式计算：

将q2代入式(38)得到“耦合叠加承载拱”外周边岩体软化屈服时的原岩应力阈值为29.09 MPa，大于原岩应力24.3 MPa，表明该矿轨道大巷经支护后的承载结构可以有效抑制塑性软化区的扩展，维持了巷道长期稳定性。

4 工业性实验

对支护后的轨道大巷进行现场观测，结果如图16 所示，未发现锚杆杆体破断、围岩明显收敛等情况。

图16 支护后巷道现场施工图Fig.16 Construction site diagram of roadway after support

为进一步验证深井软弱围岩巷道分次强化联合支护技术的可靠性，在轨道大巷内布置2个测站(测站间距40 m)，采用十字交叉法对表面位移进行监测，监测结果如图17 所示。由图17 可以看出：巷道整体变形量较小，1 号和2 号监测点的两帮最大移近量为38 mm，顶板下沉量最大为52 mm，底鼓量最大为64 mm，分别为原支护方案下的12.6%、14.1%和14.3%，巷道变形速率在40 d 后逐渐趋于稳定，变形速率小于0.2 mm/d。表明采用“锚网喷初次支护+预应力锚索加强支护+低压浅孔初次注浆+底角与底板锚注+高压深孔复注”分次强化联合控制方案，巷道围岩形成了强有力的承载系统，整体性得到加强，满足矿井安全生产需要，实现了对深井软弱围岩巷道的有效控制。

图17 轨道大巷围岩变形监测曲线Fig.17 Monitoring curves of surrounding rock deformationof track roadway

5 结 论

1) 深井高应力软弱围岩巷道自洞壁向深处依次形成残余区、塑性软化区、塑性硬化区和弹性区承载结构，其中，残余区、塑性软化区、塑性硬化区的边界发生渐进式扩展变换是导致围岩大规模破碎和锚杆(索)锚固失效根本原因。塑性软化程度对巷道稳定性影响显著，合理地提高支护阻力和增强围岩力学性质可以有效减小围岩塑性破坏范围。

2) 淮南某矿轨道大巷围岩残余区及塑性软化区范围为2.90～9.35 m，在此基础上，通过对深井软弱围岩破坏机制和控制要点进行分析，提出了“以高强预应力锚杆(索)为核心，浅、深孔分次注浆为基础，底角与底板锚注加固为关键”的全断面分次强化联合控制方案。

3) 针对实际支护方案建立了内外“耦合叠加承载拱”结构力学模型，得到了其极限平衡条件下的承载强度计算表达式，并通过将其承载强度等效为对围岩的均匀化支护力，得到了轨道大巷承载拱外围岩屈服软化时的原岩应力阈值，达29.09 MPa。

4) 通过采用全断面分次强化联合支护技术方案，巷道变形量仅为原支护方案下的12.6%～14.3%，并在40 d后巷道整体趋于稳定，支护结构与围岩耦合充分，有效控制了深井软弱围岩的变形破坏。