目前，人們普遍採用的軟岩定義基本上可歸於地質軟岩的範疇，按地質學的岩性劃分，地質軟岩是指強度低、孔隙度大、膠結程度差、受構造面切割及風化影響顯著或含有大量膨脹性粘土礦物的松、散、軟、弱岩層，該類岩石多為泥岩、頁岩、粉砂岩和泥質砂岩等單軸抗壓強度小於25 MPa的岩石，是天然形成的複雜的地質介質。國際岩石力學會將軟岩定義為單軸抗壓強度（σc）在0.5～25 MPa之間的一類岩石1，其分類依據基本上是依強度指標。
基本介紹
- 中文名：工程軟岩
- 類型：岩石
- 標準：抗壓強度小於25 MPa
- 分類依據：強度指標
簡介,設計,結語,
簡介
1 軟岩的概念及工程分類
關於軟岩的概念，國內外有十幾種之多[8,9]，大體上可分為描述性定義、指標化定義和工程定義，且各有其優缺點。本文在研究前人關於軟岩概念的基礎上，提出了新的軟岩概念及其分類體系[10]。
1.1 地質軟岩的概念
目前，人們普遍採用的軟岩定義基本上可歸於地質軟岩的範疇，按地質學的岩性劃分，地質軟岩是指強度低、孔隙度大、膠結程度差、受構造面切割及風化影響顯著或含有大量膨脹性粘土礦物的松、散、軟、弱岩層，該類岩石多為泥岩、頁岩、粉砂岩和泥質砂岩等單軸抗壓強度小於25 MPa的岩石，是天然形成的複雜的地質介質。國際岩石力學會將軟岩定義為單軸抗壓強度（σc）在0.5～25 MPa之間的一類岩石[1]，其分類依據基本上是依強度指標。
該軟岩定義用於工程實踐中會出現矛盾。如巷道所處深度足夠的淺，地應力水平足夠的低，則小於25 MPa的岩石也不會產生軟岩的特徵；相反，大於25 MPa的岩石，其工程部位足夠的深，地應力水平足夠的高，也可以產生軟岩的大變形、大地壓和難支護的現象。因此，地質軟岩的定義不能用於工程實踐，故而提出了工程軟岩的概念。
1.2 工程軟岩的概念
工程軟岩是指在工程力作用下能產生顯著塑性變形的工程岩體。目前流行的軟岩定義強調了軟岩的軟、弱、松、散等低強度的特點，同時應強調軟岩所承受的工程力荷載的大小，強調從軟岩的強度和工程力荷載的對立統一關係中分析、把握軟岩的相對性實質。
該定義的主題詞是工程力、顯著變形和工程岩體。工程岩體是軟岩工程研究的主要對象，是巷道、邊坡、基坑開挖擾動影響範圍之內的岩體，包含岩塊、結構面及其空間組合特徵。工程力是指作用在工程岩體上的力的總和，它可以是重力、構造殘餘應力、水的作用力和工程擾動力以及膨脹應力等；顯著塑性變形是指以塑性變形為主體的變形量超過了工程設計的允許變形值並影響了工程的正常使用，顯著塑性變形包含顯著的彈塑性變形、粘彈塑性變形，連續性變形和非連續性變形等。此定義揭示了軟岩的相對性實質，即取決於工程力與岩體強度的相互關係。當工程力一定時，不同岩體，強度高於工程力水平的大多表現為硬岩的力學特性，強度低於工程力水平的則可能表現為軟岩的力學特性；對同種岩石，在較低工程力作用下，表現為硬岩的變形特性，在較高工程力的作用下則可能表現為軟岩的變形特性。
1.3 軟岩的兩個基本力學屬性
軟岩有兩個基本力學屬性：軟化臨界荷載和軟岩臨界深度[8]。它揭示了軟岩的相對性實質。
1.3.1 軟化臨界荷載
軟岩的蠕變試驗表明，當所施加的荷載小於某一荷載水平時，岩石處於穩定變形狀態，蠕變曲線趨於某一變形值，隨時間延伸而不再變化；當所施加的荷載大於某一荷載水平時，岩石出現明顯的塑性變形加速現象，即產生不穩定變形，這一荷載，稱為軟岩的軟化臨界荷載，亦即能使岩石產生明顯變形的最小荷載。岩石種類一定時，其軟化臨界荷載是客觀存在的。當岩石所受荷載水平低於軟化臨界荷載時，該岩石屬於硬岩範疇；而只有當荷載水平高於軟化臨界荷載時，該岩石表現出軟岩的大變形特性，此時該岩石稱之為軟岩。
1.3.2 軟化臨界深度
與軟化臨界荷載相對應地存在著軟化臨界深度。對特定礦區，軟化臨界深度也是一個客觀量。當巷道的位置大於某一開採深度時，圍岩產生明顯的塑性大變形、大地壓和難支護現象；但當巷道位置較淺，即小於某一深度時，大變形、大地壓現象明顯消失。這一臨界深度，稱之為岩石軟化臨界深度。軟化臨界深度的地應力水平大致相當於軟化臨界荷載。
1.3.3 軟岩兩個基本屬性之間的關係
軟化臨界荷載和軟化臨界深度可以相互推求，在無構造殘餘應力的礦區，其公式為：
(1)
(2)
在構造應力或其他附加應力均存在礦區，其公式為：
(3)
(4)
式中：HCS為軟化臨界深度，m； σCS為軟化臨界荷載，MPa； ΔσjCS 為殘餘應力，MPa； j=1為構造殘餘應力； j=2為膨脹應力； j=3為動載荷附加應力； γi為上覆岩層第i岩層容重t.m－3； H為上覆岩層總厚度，m； hi為上覆岩層第i層厚度，m； N為上覆岩層層數。
1.4 軟岩的工程分類
按照工程軟岩的定義，根據產生塑性變形的機理不同，將軟岩分為四類，即膨脹性軟岩(或稱低強度軟岩)、高應力軟岩、節理化軟岩和複合型軟岩。具體的分級分類指標如表1所示。
表1 軟岩工程分類與分級總表
Table 1 Classification and grading of soft rock
軟岩分類 分類指標 軟岩分級 分級指標
σc/MPa 泥質含量 結構面
膨脹性軟岩 <25 >25% 少 蒙脫石含量/(%) ω0/（%） 自由膨脹變數/(%)
弱膨脹軟岩 <10 <10 >15
中膨脹軟岩 10～30 10～50 10～15
強膨脹軟岩 >30 >50 <10
高應力軟岩 ≥25 ≤25% 少 工程岩體應力水平/MPa
高應力軟岩 25～50
超高應力軟岩 50～75
極高應力軟岩 >75
節理化軟岩 低～中等 少含 多組 JS/條.m－2 節理間距 完整指數Kv
較破碎軟岩 0～15 0.2～0.4 0.55～0.35
破碎軟岩 15～30 0.1～0.2 0.35～0.15
極破碎軟岩 >3 <0.1 <0.15
複合型軟岩 低～高 含 少～多組 根據具體條件進行分類和分級
1.5 我國膨脹型軟岩的地質力學化學特徵
不同地質時期的軟岩由於其成生環境不同，礦物成分與含量也不同，表現在工程上其水理性質、化學性質和力學性質都存在較大的差別(表2)[11～12]。
表2 我國膨脹型軟岩的地質力學化學特徵
Table 2 The geomechanical and chemical Characteristics of the swelling soft rocks in China
軟岩性質 類別 古生代軟岩 中生代軟岩 新生代軟岩
水理性質 基本不含蒙脫石，吸水量低，岩塊吸水率小於10%，膨脹性、崩解性和軟化性質不明顯。 含少量蒙脫石和大量伊/矇混層礦物，吸水量明顯，岩塊吸水率為10%～70%，有較強的膨脹性和吸水軟化性不明顯，少量軟岩膨脹性和吸水力低。 含大量蒙脫石和大量伊/矇混層礦物，吸水量強，岩塊吸水率為20%～80%，膨脹性和吸水軟化性顯著。
化學性質 pH值 5.4～10.1，最小為4.98，最大為10.38 7.1～10.1，最小為6.82，最大為10.18 7.8～10，最小為4.4，最大為10.02
比表面積/
m2.g－1 20～100 100～350，最小24.27，最大為717 150～450，最小為18.15，最大為555.4
陽離子
交換量/
meg.100g－1 10～20，最小為5.09，最大為38.07 20～50，最小為8.13，最大為86.73 25～60.最小為7.02，最大為79.8
力學性質 抗壓強度/
MPa 24～40 15～30 小於10
抗拉強度/
MPa 1～2 0.4～1 小於0.5
(長期強度)/(瞬時強度)/
(%) 40～70 30～60 10～40
彈性模量 較大 較低 很低
泊松比 較小 比較大 較大
2 軟岩變形力學機制及其轉化對策
2.1 軟岩變形力學機制
軟岩巷道支護盲目性的表現之一是對其變形力學機制不清楚。不同的軟岩在其特定的地質力學環境中所表現出的變形機制不同。軟岩巷道之所以具有大變形、大地壓、難支護的特點，是因為軟岩巷道圍岩並非具有單一的變形力學機制，而是同時具有多種變形力學機制的“併發症”和“綜合症”—複合型變形力學機制。軟岩變形力學機制可分為三類十三亞類(圖1)。每種變形力學機制有其獨特的特徵型礦物、力學作用和結構特點，其軟岩巷道的破壞特徵也有所不同(表3)。
表3 軟岩巷道變形機制及破壞特點
Table 3 Deformation mechanism and failure characteristics of adit in soft rocks
類型 亞型 控制性因素
特徵型 軟岩巷道破壞特點
Ⅰ型
ⅠA型 分子吸水機制，晶胞之間可吸收無定量水分子，吸水能力強 蒙脫石型 圍岩暴露後，容易風化，軟化，裂隙化：Ⅰ型巷道底鼓、擠幫、難支護，其嚴重程度從 ⅠA、ⅠAB、ⅠB依次減弱；ⅠC型則看微隙發育程度。
ⅠAB型 ⅠA & ⅠB決定於混層比 伊/矇混層型
ⅠB型 膠體吸水機制，晶胞之間不允許進入水分子，粘粒表面形成水的吸附層 高嶺石型
ⅠC型 微隙-毛細吸水機制 微隙型
Ⅱ型
ⅡA型 殘餘構造應力 構造應力型 變型破壞與方向有關，與深度無關
ⅡB型 自重應力 重力型 與方向無關，與深度有關
ⅡC型 地下水 水力型 僅與地下水有關
ⅡD型 工程開挖活動 工程偏應力型 與設計有關，巷道密集，岩柱偏小
Ⅲ型
ⅢA型 斷層、斷裂帶 斷層型 塌方、冒頂
ⅢB型 軟弱夾層 弱層型 超挖、平頂
ⅢC型 層理 層理型 規則鋸齒狀
ⅢD型 優勢節理 節理型 不規則鋸齒狀
ⅢE型 隨機節理 隨機節理型 掉塊
圖1 軟岩巷道變形力學機制
Fig.1 Deformation mechanism of adit in soft rocks
因此，要想有效地進行軟岩巷道支護，單一的支護方法是難以奏效的，必須“對症下藥”,採取符合這種“綜合症”、“併發症”特點的聯合支護方法。為此，要對軟岩巷道實施成功支護，須運用以下3個技術關鍵：
2.1.1 軟岩變形力學機制的確定
通過野外工程地質研究和室內物化力學試驗分析以及理論分析，可正確地確定軟岩巷道的變形力學機制類型。I型變形力學機制主要依據其特徵礦物和微隙發育情況進行確定；II型變形力學機制主要是根據受力特點及在工程力作用下巷道的特徵來確定；III型變形力學機制主要是受結構面影響的非對稱變形力學機制，要求首先鑑別結構面的力學性質及其構造體系歸屬，然後再依據其產狀與巷道走向的相互交切關係來確定。
2.1.2 複合型變形力學機制的轉化
軟岩巷道的變形力學機制通常是三種以上變形力學機制的複合類型。不同複合型具不同的支護技術對策要點，因此，其支護的關鍵技術對策是有效地把複合型轉化為單一型。
2.1.3 合理地運用複合型轉化技術
要做好軟岩支護工作，除了正確地確定軟岩巷道變形力學機制類型、有效地轉化複合型的變形力學機制之外，要十分注重、合理地運用複合型向單一型轉化技術。即軟岩變形過程中的每個支護力學措施的效果與時間、支護順序密切有關，每個環節都將是十分考究，必須適應其複合型變形力學機制特點。只有這樣，才能保證支護做到“對症下藥”，才能保證支護成功。
2.2 軟岩軟化路徑及狀態方程
岩石在工程力的作用下進入軟岩狀態的途徑，從理論上可分為四種類型，即初始軟化型、強度軟化型、應力增長型、強度降低與應力增加複合型。
2.2.1 初始軟化型
在工程開挖之初（T=0），岩石軟化臨界荷載（σcs）小於圍岩應力（σmax），巷道持續變形不止，表明岩石即進入軟岩狀態。該種類型稱為初始軟化型。其狀態方程為：
(5)
式中 U=Uc+Upo+Upr； U為總變形，mm； Uc為彈性變形，mm； Upo為與時間無關的塑性變形，mm； Upr為與時間有關的塑性變形（如流變等），mm。
2.2.2 強度軟化型
在工程開挖一段時間以後（T=t），圍岩應力為常量，圍岩的軟化臨界荷載由於風化、裂隙化等影響不斷降低，使得fs<1，巷道圍岩持續變形。這種類型稱為強度降低型。其軟化狀態方程為：
(6)
2.2.3 應力增長型
隨著工程開挖的不斷進行（T≥t），圍岩的最大應力值不斷增加，()，圍岩的軟化臨界荷載保持不變（σcs=C），在某一時刻，圍岩開始進入軟岩狀態（fs≤1）,巷道圍岩持續變形不止。（），表明圍岩進入了軟岩狀態。該種類型稱為應力增長型，其狀態方程為：
(7)
2.2.4 強度降低和應力增長複合型
隨著工程開挖的不斷進行(T≥t),圍岩最大應力值不斷增加(），圍岩的軟化臨界荷載不斷降低(σcs=f2(t),≤0),在某一時刻,圍岩開始進入軟岩狀態(fs<1),巷道持續變形.該種類型稱為強度降低和應力增長複合型,其狀態方程為：
(8)
3 軟岩巷道支護原理
3.1 軟岩巷道支護原理
軟岩巷道支護和硬岩巷道支護原理截然不同，這是由它們的本構關係不同所決定的。硬岩巷道支護不允許硬岩進入塑性，因進入塑性狀態的硬岩將喪失承載能力。而軟岩巷道另一個獨特之處是，其巨大的塑性能(如膨脹變形能等)必須以某種形式釋放出來[13]。假設巷道開挖後使圍岩向臨空區運動各種力(包括重力、水作用力、膨脹力、構造應力和工程偏應力等)的合力T(圖2)，則軟岩巷道支護原理可以表示為：
T=D+R+S (9)
式中：T為挖掉巷道岩體後使圍岩向臨空區運動的合力，包括重力、水作用力、膨脹力、構造應力和工程偏應力等；D 為以變形的形式轉化的工程力，可以包括①彈塑性轉化(與時間無關)；②粘彈塑性轉化(與時間有關)；③膨脹力的轉化(與時間有關)。對於軟岩來講，主要是塑性能以變形的方式釋放；R 為圍岩自撐力，即圍岩本身具有一定強度，可承擔部分或全部荷載；S 為工程支護力。
圖2 PT合力示意圖
Fig.2 Scheme of resultant force PT
式(9)和圖2表示如下意義：
(1)巷道開挖後引起的圍岩向臨空區運動的合力T並不是純粹由工程支護力S全部承擔，而是由三部分共同分擔。T首先由軟岩的彈塑性能以變形的方式釋放一部分，亦即T的一部分轉化為岩體形變。其次，T的另一部分由岩體本身自承力承擔。如果岩體強度很高，R>T－D，則巷道可以自穩。對於軟岩，R較小，一般R<T－D，故巷道要穩定，必須進行工程支護，即加上S。為求工程穩定，通常(S+R)值要大於(T-D)值。
(2)一個最佳化的巷道設計和支護設計應該同時滿足三個條件：
①PD→max；
②PR→max；
③PS→min。
實際上，要使PD→max，PR就不能達到最大；要使PR→max，PD就不能達到最大。要同時滿足PD→max，PR→max，關鍵是選取變形能釋放的時間和支護時間。
3.2 最佳支護時間和最佳支護時段
岩石力學理論和工程實際表明，巷道開挖以後，巷道圍岩的變形會逐漸加大。以變形速度區分，可劃分三個階段：即減速變形階段、近似線性的恆速變形階段和加速變形階段。當進入加速變形階段時，岩體本身結構改組，產生新裂紋，強度就大大降低。顯然，加速變形階段可以使D→max，但卻大大降低了R，這不滿足最佳化原則。解決這個問題的關鍵是最佳支護時間概念的建立和最佳支護時段的確定。
3.2.1 最佳支護時間和最佳支護時段的概念
最佳支護時間系指可以使(R+D)同時達到最大的支護時間，其意義如圖3所示。圖3表明，最佳支護時間就是(PR+PD)-t曲線峰值點所對應的時間TS。實踐證明該點與PD-t曲線和PR-t曲線的交點所對應的時間基本相同。此時，支護使PD在最佳化意義上充分地達到最大，最佳支護時間點的確定，在工程實踐中是難以辦到的，所以提出了最佳支護時段概念，最佳支護時段的概念如圖4所示。
圖3 最佳支護時間Ts的含義
Fig.3 The meaning of optimum supporting time Ts
圖4 最佳支護時段的含義
Fig.4 The meaning of optimum supporting period
3.2.2 最佳支護時間(TS)的物理意義
巷道開挖以後，原有的天然應力狀態被破壞，圍岩中應力重新分布，切向應力增大的同時，徑向應力減小，並在硐壁處達到極限。這種變化促使圍岩向巷道臨空區變形，圍岩本身的裂隙發生擴容和擴展，力學性質隨之不斷惡化。在圍岩應力條件下，切向應力在硐壁附近發生高度集中，致使這一區域岩層屈服而進入塑性工作狀態。進入塑性狀態的圍岩稱為塑性區。塑性區的出現，使應力集中區從岩壁向縱深偏移，當應力集中的強度超過圍岩屈服強度時，又將出現新的塑性區，如此逐層推進，使塑性區不斷向縱深發展。假若不採取適當支護措施，臨空塑性區將隨變形加大而出現鬆動破壞。塑性區和鬆動破壞區截然不同，鬆動破壞區沒有承載能力，而塑性區具有承載能力。
塑性區可分為穩定塑性區和非穩定塑性區。出現鬆動破壞之前的最大塑性區範圍，稱為穩定塑性區；出現了鬆動破壞區之後的塑性區，稱為非穩定塑性區。穩定塑性區所對應的巨觀圍岩的徑向變形稱為穩定變形；非穩定塑性區所對應的圍岩的徑向變形稱為非穩定變形。 塑性區的出現改變了圍岩的應力狀態，這種變化對支護來講具有兩個力學效應：(1)圍岩中切向應力和徑向應力降低，減小了作用於支護體上的荷載；(2)應力集中區向深層偏移，減小了應力集中的破壞作用。在巷道兩幫發生應力集中時，兩幫岩石處於極不利的單軸受力狀態條件，極易產生片幫破壞。
應力集中偏移深部後，一方面應力集中程度降低，另一方面深部岩石處於三軸受力狀態，其破壞可能性大大減小。因此，對於高應力軟岩巷道支護來講，要允許出現穩定塑性區，嚴格限制非穩定塑性區的擴展。其巨觀判別標誌就是最佳支護時間Ts。Ts之前出現的變形稱穩定變形，對應的塑性區稱穩定塑性區。所以最佳支護時間的力學含義就是最大限度地發揮塑性區承載能力而又不出現鬆動破壞時所對應的時間。它可以通過計算機監控得到，也可以通過現場特徵判斷直接得到。
3.2.3 最佳支護時間的確定
研究表明，變形力學狀態進入圖4中A區時，支護體多產生鱗狀剝落；變形力學狀態進入B區時，伴隨著片狀剝落；進入C區後，將產生塊狀崩落和結構失穩。因此，判別最佳支護時間(段)就是鱗、片狀剝落的高應力腐蝕現象出現的時間。
根據現場調查研究，張性、張扭性裂縫，寬度達到1～3 mm，即已進入A區和B區，即進入耦合支護的時間；巷道表面各點變形量達到設計餘量的60%，即進入耦合支護的時間。
4 關鍵部位耦合支護理論
研究發現，無論是新開巷道、還是翻修巷道，其破壞是一個漸進的力學過程，是從某一個或幾個部位開始變形、損傷、破壞，進而導致整個支護體失穩。這些首先破壞的部位，我們稱為關鍵部位。
4.1 關鍵部位產生的力學機理
關鍵部位的產生是巷道圍岩和支護相互作用的工程力學破壞現象。其機理是軟岩巷道已進入非線性塑性大變形階段，變形場是非線性力學場。眾所周知，線性力學的變形場是協調的、可以疊加的，是能量保守場；而軟岩非線性力學的塑性大變形場則是不協調的、力學量不可疊加，是能量耗散場。因此，軟岩巷道的支護與圍岩相互作用後出現關鍵部位的機理頗為複雜，有如下4種類型(圖5)。
圖5 關鍵部位的產生機理
Fig.5 Mechanism for formation of key blocks
Ⅰ型關鍵部位是指支護體和圍岩的強度不耦合，非均勻的荷載作用在等強的支護體上，形成局部過載，產生局部破壞，最終導致支護體失穩；
Ⅱ型關鍵部位是指支護體和圍岩的剛度正向不耦合，支護體剛度小於圍岩剛度，圍岩產生的過量變形得不到限制，使圍岩劇烈變形區先損傷、強度降低，從而將其本身所承擔的荷載傳遞到支護體上，形成局部過載而產生破壞；
Ⅲ型關鍵部位是指支護體和圍岩的剛度負向不耦合，支護體剛度大於圍岩剛度，圍岩的膨脹性等能量不能充分轉化為變形能而釋放，造成局部能量聚集，使支護體局部過載而首先產生破壞；
Ⅳ 型關鍵部位的支護體和圍岩結構變形不耦合，支護體產生均勻的變形，圍岩中的結構面(如軟弱夾層、層理面、斷層面、節理面等)產生差異性滑移變形，使支護體局部發生破壞。
4.2 關鍵部位的特徵及識別準則
4.2.1 關鍵部位的變形特徵
通過對各種類型的巷道位移測試曲線分析，關鍵部位的變形特徵曲線均是不穩定的變形曲線，大體上可分為4種類型(圖6)。
圖6 巷道關鍵部位的變形特徵
Fig.6 Characteristics of deformation of key block of adit
1.關鍵部位未支護圍岩變形特徵；
2，3.關鍵部位圍岩支護不耦合的變形特徵；
4.圍岩支護耦合的穩定變形特徵；
第1種類型曲線的特徵是減速—加速變形型，反映了該關鍵部位的圍岩強度遠低於荷載，經歷了一段減速變形後，在荷載作用下變形急速增加而破壞；
第2種類型曲線的特徵是緩慢減速變形型，反映了該關鍵部位圍岩和支護體的聯合強度仍然低於荷載；
第3種類型曲線特徵是減速-恆速-加速變形型，說明了該關鍵部位的圍岩和支護體共同作用強度仍略低於荷載；
第4種類型曲線特徵是減速穩定型，反映了支護體和圍岩相互作用是耦合的。前三種曲線類型都是關鍵部位的變形曲線特徵類型。
4.2.2 關鍵部位的裂紋特徵
通過研究，本文提出了工程裂紋反分析理論，並用之確定需要耦合支護的關鍵部位。該理論可表述為：地下巷道工程是封閉性工程，在工程荷載作用下，在出現明顯的變形之前，巷道工程時常在一些局部出現細小的工程裂紋。根據裂紋的力學性質(拉、壓、剪、扭、彎)、複合力學性質(壓扭性、張扭性等)和裂紋體系的配套關係，可以推得產生裂紋部位的工程荷載性質及整個巷道工程的工程荷載組合特徵。據此，不僅可以進行耦合支護對策設計，而且可確定出合理的耦合支護順序。
在巷道的關鍵部位，工程裂紋出現時常伴隨著高應力腐蝕現象，即在支護體關鍵部位產生鱗片狀、片狀支護體剝落。高應力腐蝕分為4個階段：鱗片狀剝落階段、片狀剝落階段、塊狀崩落(塑性鉸出現)階段和結構失穩(崩塌垮落)階段。
4.2.3 關鍵部位的識別準則
(1)變形準則：巷道岩面各點變形及其速率同時滿足①Ui≥0.6[U]；②時，則表示出現了關鍵部位；
(2)強度破壞準則：出現了高應力腐蝕現象，表征產生了關鍵部位；
(3)空間位置準則：根據關鍵部位特徵及其空間位置關係，可分為同位型關鍵部位和異位型關鍵部位；同位型關鍵部位是指破壞特徵出現的位置就是關鍵部位的空間位置所在，是一致的；異位型關鍵部位是指破壞特徵出現的位置和關鍵部位的空間位置是不一致的，破壞特徵出現只能證明已產生了關鍵部位，但關鍵部位的空間位置所在，必須做具體的力學分析才能得出。根據研究，張性、張扭性裂紋的出現是同位型關鍵部位；壓性、壓扭性裂紋等高應力腐蝕現象的出現位置可能是異位型，也可能是同位型。
4.2.4 關鍵部位耦合支護時間
關鍵部位耦合支護時間就是圖4所示的最佳支護時段。
5 軟岩巷道最小支護荷載的確定
如何確定軟岩巷道支護荷載一直是困擾巷道設計的重要問題之一，支架應承受多大的荷載才能確保巷道圍岩的穩定也是長期以來沒能很好解決的問題。巷道圍岩失穩破壞的主要原因是支護體與巷道圍岩之間出現強度不耦合、剛度不耦合、變形不耦合以及各種不耦合因素綜合作用的結果。當其處於耦合狀態時，巷道能夠保持穩定的平衡狀態；當某些部位出現不耦合，支護體不能抵禦巷道圍岩的變形與破壞時，支護體和圍岩將在其不耦合的部位發生變形和破壞，進而導致整個巷道的失穩。因此，要維持巷道及支護體的穩定，關鍵是進行關鍵部位的耦合支護。關鍵部位出現的時間就是最佳支護時段，此時的支護荷載為軟岩巷道最小支護荷載，簡稱軟岩巷道支護荷載。本文將就靜壓條件和動壓條件以及巷道底板穩定（不出現底臌）和不穩定（出現底臌）的情況下[14-16]，巷道最小支護荷載的確定方法分別予以詳細的討論。
5.1 靜壓條件下巷道支護荷載的確定
5.1.1 軟岩巷道彈塑性狀態圈狀模型
巷道開挖以前，地下岩體在特定地應力場中處於三軸壓力的平衡狀態，巷道一旦開挖，這個平衡系統就會被破壞，圍岩應力會重新調整，出現了四個區，自空區向外依次是：塑性流動區、塑性軟化區、塑性硬化區、彈性區[17～20]。各區的力學行為與岩石的全應力-應變曲線中的相應段相對應，其中彈性區對應於彈性變形階段，塑性硬化區對應於塑性硬化階段，塑性軟化區對應於岩石的峰後軟化階段，塑性流動區對應於岩石的鬆動破壞階段(圖7)。
圖7 軟岩巷道圍岩分區
Fig.7 Zoning of soft rock around adit
5.1.2 巷道圍岩各分區範圍的確定
對於靜壓條件下的軟岩巷道來講，巷道圍岩塑性軟化和塑性流動的範圍是由所遭受的圍岩應力和其本身的強度決定的。由於巷道圍岩彈性區和塑性硬化區岩體本構關係相差不大，研究中可以將這兩個區的應力應變關係視為線彈性，圍岩具有一定的自撐能力，因此,只要確定對巷道支護荷載產生影響的塑性軟化區和塑性流動區的範圍即可。
通過對巷道圍岩各區之間的應力-應變分析，可以得出在假定圓形巷道處於靜水壓力P0、半徑為a，不考慮圍岩自重的情況下，可以得到塑性軟化區半徑和塑性流動區半徑之比ζ的表達式為：
(10)
式中，Re為塑性軟化區半徑，Rf為塑性流動區半徑，φ0為岩石峰值內摩擦角，φ*為岩石殘餘內摩擦角，B0為彈塑性交界面處應變，K*P為應變軟化區最大塑性應變與最小塑性應變之比，具體求解公式為：
Mφ為摩擦角軟化模量，即發生單位塑性應變內摩擦角的損失量。摩擦角軟化模量只與岩體本身的性質有關，而與所受外力和巷道開挖尺寸無關，因此，對於特定的岩石，其摩擦角軟化模量(Mφ)是一定的，具體求解公式為：
假定圓形巷道開挖時，由於施加了支護力Pi，沒有出現塑性軟化區，則滿足邊界條件，當r=a時，σr=Pi，據此可以推導出塑性軟化圈半徑：
(11)
式中，Pi為使圍岩不出現軟性軟化的最小支護力。
根據軟岩的軟化臨界荷載的含義可知：
Pi=P0-σcs
式中，P0為巷道圍岩應力，σCS為巷道圍岩的軟化臨界荷載。
其中，
(1)當Pi=0時，P0=σCS，巷道處於軟化臨界狀態，只有彈性區，可以自穩，這時巷道的埋深為軟化臨界深度；
(2)當Pi>0時，P0>σCS，巷道圍岩出現塑性軟化，這時巷道的埋深大於軟化臨界深度；
(3)當Pi<0時，P0<σCS，巷道圍岩處於彈性狀態，可以自穩，無需支護，巷道的埋深小於軟化臨界深度。
由式(10)、式(11)可以得出塑性流動圈半徑為：
(12)
5.1.3 軟岩巷道支護荷載的確定
下面分兩種情況分別加以討論：一是巷道底板穩定（不出現底臌）；二是巷道底板不穩定（出現底臌）。判斷底板穩定性的主要指標是底板岩層的軟化臨界深度(HCS)及軟化臨界荷載(σCS)。具體判別方法如下：
如果：
H≥HCS或σCS≤KmaxγH (13)
則巷道底板為不穩定型，否則為底板穩定型。
式中：H為巷道埋深(m)，HCS為煤體的軟化臨界深度(m)，σCS為煤體的軟化臨界荷載(MPa)，γ為上覆岩層平均容重(kN.m－3)。
5.1.3.1 無底臌情況下巷道支護荷載的確定
巷道開挖以後，巷道表面呈二維受力狀態，其破壞形式多為張裂；但對於圍岩內部，由於受到一定的圍壓作用，岩石多為剪下破壞，這裡就採用剪下破壞面作為破壞的邊界面。從莫爾強度理論中已知，圍岩任一點剪下破裂面與最大應力方向的夾角：β=45°-
以圓形巷道為例。在圓外擬合一外接正方形，從點C、D分別引兩條直線，與垂直方向夾角β=45°－φ/2，從圓心引兩條直線分別過C、D兩點，這樣可以將圓形巷道周圍的塑性軟化圈和塑性流動圈圍岩分為4個區(圖8)。
圖8 圓形巷道支護荷載計算分區圖
fig.8 The clculated zones of support
load on circular adit
1.塑性流動區；2.塑性軟化區；
3.塑性硬化區；4.彈性區
為簡化計算，特作以下假定：
①假定在最佳時間實施支護時，塑性硬化圈已經穩定，可以自穩，支護荷載的求解時不考慮塑性硬化圈產生的荷載，這時，我們要計算的支護荷載主要是由塑性軟化圈和塑性流動圈圍岩的重力作用引起的；
②不考慮各區之間的相互作用力；
③塑性軟化區和塑性流動區承載能力忽略不計。
在圖8中，Ⅰ區圍岩荷載作用於巷道頂板，Ⅱ、Ⅳ區圍岩作用於作用於巷道兩幫。
(1)頂板荷載的計算
包括塑性軟化區和塑性流動區，由於岩體變形程度不同，這兩個區的岩體強度衰減程度也不同，為了簡化計算和提高支護工程的安全係數，這裡將塑性軟化區和塑性流動區岩體的內聚力視為零，則該區的支護荷載等於該區岩體的重力。
則頂板的支護荷載為：
Psu=k.(WABba+Wabih)/LAB (14)
式中：W為相應塊體的重力。Psu為巷道的支護荷載(kN.m－2)，LAB為弧AB的長度(m)，k為支護安全係數，k取值範圍：1.05～2.0。
(2) 幫部荷載的確定
以左幫為例，幫部支護荷載為：
Psu=k.(WAafC+Wahgf)sinβ.cosβ/LAB (15)
式中,Psu為巷道的支護荷載(kN.m－2)，
5.1.3.2 有底臌情況下巷道支護荷載的確定
有底臌情況下的軟岩巷道頂板及兩幫支護荷載的確定方法與無底臌時軟岩巷道支護荷載確定方法相同。下面給出底板支護荷載的計算方法。
(1) 計算模型
底板在不穩定情況下，在巷道底板以上岩層重力的作用下，在巷道底板產生塑性滑移區，如果巷道圍岩作用於巷道底板的作用力不相等，則會產生不均衡滑移。底板滑移邊界為如圖9所示的GG'HF'F。塑性滑移區共分5個區，即1個①區，2個②區，2個③區。在②區的最大主應力σ1為垂直方向，故滑移破裂面與水平面成45°+φ/2，稱為主動滑移區；在③區的最大主應力σ1為水平方向，故其滑移破裂面與水平面成45°-φ/2，稱為被動滑移區。為了簡化計算，底板支護荷載的計算模型加以進一步簡化，如圖10a所示。
圖9 底板塑性滑移線及分區示意圖
Fig.9 The plastic slipping boundary
and zoning of adit bottom
在開挖巷道底板施加支護力PS後，要使巷道底板保持穩定，③區破裂面上各力在x方向和y方向上分力的合力應保持平衡(圖10b)，而且，各力對於A、G'、H三點的轉動力矩也保持平衡，由此可以建立在極限平衡狀態下的平衡方程：
Fx=0,Fy=0,Mi=0 (16)
由式(16)得：
(17)
圖10 巷道底板支護荷載計算模型(a)
與③區受力分析圖(b)
Fig.10 Model for calculation of support
load on adit bottom(a) and analysis
of force applied to zone ③(b)
式中，
l1為AH長度，m；l2為AG′長度，m；l3為G′H長度，m；σ2n為作用在AG′所在面上的法向應力，kN.m－2；；a為巷道寬度，m；W0為作用於底板的巷道圍岩塑性區以內岩體重量，kN；W1為①區岩體重量，kN；W2為②區岩體重量，kN；W3為③區岩體重量，kN；
k1=(sinβ-tanφcosβ)l1
k2=(cosβ-tanφsinβ)l2
k3=(sinα-tanφcosα)l3
L=l1cosα+l3cosα-l2sinβ
k′1=(cosβ+tanφsinβ)l1
k′2=(sinβ+tanφcosβ)l2
k′3=(cosα+tanφsinα)l3
L′=l1sinβ－l3sinα+l2cosβ
5.2 沿空順槽巷道支護荷載的確定
5.2.1 沿空順槽巷道圍岩應力雙峰分布模型
與靜壓條件下軟岩巷道不同，對於沿空順槽巷道，由於受回採工作引起的覆岩運動和支承壓力變化的影響，采場周圍岩層的原始地應力平衡狀態遭到破壞，引起岩體內的應力重新分布。回採工作面兩側煤體上的支承壓力也發生了變化，研究證明，上區段采場老頂觸矸穩定後，沿空順槽巷道未開挖前的圍岩應力分布如圖11所示。
由圖11可以看出，在煤體上方應力分布與底板應力分布組成了“應力雙峰”，也可稱作“駝峰模型”。即存在兩個應力高峰，一個為kγH，位於采場老頂在煤體內斷裂的部位；另一個為k1γH，位於采場老頂在采場採空區觸矸的部位。各個部位應力分布大小關係為：
kγΗ>k1γΗ>γΗ>k2γΗ
式中：γ為上覆岩層容重，kN.m－3；H為巷道埋深，m；k，k1，k2為應力集中係數。
圖11 沿空順槽圍岩“應力雙峰”分布模型
Fig.11 Mode for double-stress of rock
around adit along nest goaf
煤體上方應力分布“雙峰模型”的前峰分布形態規律是研究的主體。其特點是按應力值相對大小可以分為3個區，即應力集中區、應力低值區和應力正常區。根據巷道圍岩應力分布情況，同樣可以將巷道圍岩分為4個區(圖12)：①塑性流動區；②塑性軟化區；③塑性硬化區；④彈性區。其中，塑性流動區位於低應力區，塑性軟化區和塑性硬化區位於應力集中區，彈性區位於應力正常區。應力低值區的出現以煤體出現塑性區為前提，即應力低值區中的煤體處於塑性軟化狀態，煤體產生新的裂隙並伴隨顯著變形。而應力集中區的煤體在老頂斷裂線附近是處於彈性狀態，仍保持著自身的承載能力，岩體相對比較完整且變形相對較小。兩個應力高峰實際上是與老頂兩端破裂部位密切相關的應力集中區，是該段岩梁楔的兩個端頭承載支點。煤體中的應力高峰是彈性應力高峰，矸石中的應力高峰是塑性應力高峰。在彈性應力高峰的採空區一側，存在著一個相對低應力狀態的峰後煤體。若在峰後煤體中布置巷道，在滿足某種變形量條件下，其支護荷載則相對較小，實際上接近於老頂岩梁之下的直接老頂和頂煤的重量，這是順槽煤巷支護荷載的顯著力學特徵。
圖12 沿空順槽圍岩分區
Fig.12 Zone of rock around adit along nest goaf
①塑性流動區；②塑性軟化區；③塑性硬化區；④彈性區
LF.塑性流動區範圍；LS.塑性軟化區範圍；LH.塑性硬化區範圍
5.2.2 沿空順槽巷道圍岩分區範圍確定
由圖12可以看出，塑性流動區及塑性軟化區的範圍即為煤壁到老頂在煤體內斷裂線的範圍，該範圍即為煤體出現塑性壓縮的範圍。
在考慮煤體不同區域岩體的強度及極限平衡狀態的條件下，塑性區各區的範圍分別為[4]：
塑性區範圍：
(18)
塑性軟化區範圍：
(19)
塑性流動區範圍：
LF=LP-LS (20)
式中：k為應力集中係數，H為巷道埋深，γ為煤層上覆岩層平均容重(kN.m－3)，
σc、σ*c為單軸壓縮時的強度及殘餘強度(Pa)，St為塑性區煤體應變梯度，St=tanα1；α1為塑性區煤層頂底板變形角之和，M0為煤體軟化模量，M0=tanθ0，θ0為煤體軟化角(°)。
根據礦壓理論研究的結果，在這裡可以給出老頂在煤壁內斷裂線距煤壁的距離(LP)的經驗值，從而可以減少計算上的麻煩。具體如下：
當采深<200 m時，LP=0～2 m；
當采深在200 m～400 m之間時，LP=2～5 m；
當采深>400 m時，LP=5～8 m。
由於沿空順槽煤巷的支護範圍即為塑性流動區及塑性軟化區的範圍，因此在這裡對於塑性硬化區的範圍可以不必求出。
5.2.3 沿空順槽巷道支護荷載的確定
5.2.3.1 最小煤柱尺寸的確定
沿空側煤柱尺寸的確定主要考慮巷道開挖後，煤柱在上覆岩層重力作用下，能夠保持自穩而且不出現裂隙繼續擴展、煤柱片幫脫落等破壞現象。由於煤柱煤體處於塑性流動狀態，因此，煤柱破壞的條件為：
(21)
式中，WP為作用在煤柱上方的岩層重力(kN)，LZ為煤柱寬度(m)，σ*c為煤體的殘餘抗壓強度(MPa)。
由此可得最小煤柱寬度為：
(22)
如果：LZ≤LB
則令：LZ=LB+0．5
式中，LB為錨桿長度(m)，mz為直接頂厚度(m)，a為巷道的寬度(m)，γ為直接頂平均容重(kN.m－3)，δ為直接頂垮落角(°)。
5.2.3.2 沿空順槽巷道無底臌時支護荷載的確定
沿空順槽支護荷載的具體計算模型如圖13。為簡化計算，做如下假定：
①假定當實施支護時，上區段老頂岩梁已觸矸穩定，即在最佳掘巷時間掘巷，則此時老頂岩梁承擔了絕大部分上覆岩層產生的自重應力，這時要計算的支護荷載主要是老頂岩梁以下岩層引起的重力；
②不考慮各區之間的相互作用力；
③忽略塑性軟化區及塑性流動區的承載能力。
圖13 沿空順槽支護荷載計算模型
Fig.13 Model for calculating support
load on adit along nest goaf
(1) 頂板支護荷載的確定
為簡化計算和提高錨固體的安全係數，在此將塑性流動區及塑性軟化區岩體的內聚力視為零，考慮剪下面上的殘餘內摩擦力，則頂板的支護荷載為：
PRS=k.（WIC+WIE）（1－sinβtanφ*zcosβ）/LC′D′ (23)
式中,φ*z為直接頂殘餘內摩擦角(°)，WIC為靠近實體煤側直接頂重量(kN)，WIE為靠近採空區側直接頂重量(kN)。LC′D′為弧C′D′的長度(m)，k為安全係數，一般取值範圍為1.05～2.0。
(2) 幫部支護荷載的確定
幫部支護荷載的確定分為實體煤一側及臨空區一側。 實體煤一側支護荷載為：
PCWS=k.（WII+WICsinβtanφ*zcosβ)(cosβ
-sinβtanφ*c)/LA′C′ (24)
式中,WⅡ為Ⅱ區岩體重量(kN)，LA′C′為弧A′C′長度(m)。
採空區一側幫部支護荷載為：
PEWS=k.（WIV+WIEsinβtanφ*zcosβ)(cosβ
-sinβtanφ*c)/LB′D′ (25)
式中,WⅣ為Ⅳ區岩體重力(kN)，LB′D′為弧B′D′長度(m)。
5.2.3.3 沿空順槽巷道有底臌時支護荷載的確定
巷道頂板及兩幫支護荷載的確定方法與沿空順槽巷道無底臌時支護荷載確定方法相同。下面計算底板支護荷載。
(1) 底板塑性滑移區的確定
在底板不穩定情況下，在巷道底板以上岩層的重力作用下，在巷道底板產生塑性滑移區，如果巷道圍岩作用於巷道底板的作用力不相等，則會產生不均衡滑移。底板滑移邊界為圖14所示的GG′HF′F。塑性滑移區共分5個區，即1個①區，2個②區，2個③區。在②區的最大主應力σ1為垂直方向，故滑移破裂面與水平面成45°+φ/2，稱為主動滑移區；在③區的最大主應力σ1為水平方向，故其滑移破裂面與水平面成45°-φ/2，稱為被動滑移區。
圖14 底板塑性滑移線及分區示意圖
Fig.14 The plastic slipping boundary
and zoning of bottom rock
(2) 底板支護荷載計算模型的建立
根據上述分析可以建立底板支護力計算模型如圖15所示。為簡化計算，模型中將弧線G′H以直線代替。
圖15 沿空順槽底板支護荷載計算模型
Fig.15 Model for calculating of support
load on adit bottom along nest goaf
(3) 底板支護荷載的理論解
對於沿空順槽巷道，巷道底板支護力可以根據在極限平衡狀態下各區之間滑移面上各力的平衡關係求得。由於沿空順槽巷道兩幫傳遞的對底板的作用力基本上不是對稱相等的，因此我們以對底板影響最大的一幫進行受力分析，求得的底板支護荷載PS，可以認為是所要施加的最大支護荷載。下面以巷道實體煤一側為例求底板支護荷載PS，另一側計算方法相同。
在開挖巷道底板施加支護力PS後，要使巷道底板保持穩定，③區破裂面上各力在x方向和y方向上分力的合力應保持平衡(圖16)，而且，各力對於A、G′、H三點的轉動力矩也保持平衡，由此可以得到沿空順槽巷道底板的支護荷載。計算公式同(17)式。
圖16 ③區受力分析圖
Fig.16 Analysis of force applied to zone ③
6 軟岩巷道支護非線性力學設計
6.1 軟岩巷道支護非線性力學工程設計的內容和特點
如果說以經驗類比、剛體力學平衡和線性小變形力學理論為基礎的常規設計理論和方法對於小變形岩土工程（中小邊坡工程、淺基坑和淺埋隧道工程）尚能奏效的話，那么對於大變形岩土工程（高大邊坡、深基坑和深埋隧道）設計就必須用大變形力學設計理論和方法[21]。
這是因為常規方法遵循的剛體力學或小變形力學理論，研究的介質對象是不變形體或彈性體，在力學分析過程中，服從疊加原理，並與荷載的特性、載入的過程無關，因此，其設計方法就是參數設計。這方面的研究者有Terzaghi(1960),Davision(1972),Bgerrum(1974),和Denby(1977)等科學家；而對大變形岩土工程而言，其標誌是進入了顯著塑性變形階段，其設計必須依據非線性大變形力學理論。這方面的傑出研究者有孫鈞（1968），朱維申（1970），Taylor(1974),Taif(1974),Clough(1977),劉建航（1979）。但豈今為止，雖然非線性大變形力學理論研究得很多，但非線性大變形力學區別於線性小變形力學是其研究的大變形岩土體介質已進入到塑性、粘塑性和流變性的階段，在整個力學過程中，已經不服從疊加原理，而且力學平衡關係與各種荷載特性、載入過程密切相關。因此，其設計不能簡單地用參數設計來進行，而是首先分析和確認作用在岩土體的各種荷載特性，作力學對策設計；接著進行各種力學對策的施加方式、施加過程研究。實踐證明，相同的力學對策，不同的過程，其效果截然不同。所以要進行過程最佳化設計；然後對應著最佳過程再進行最優參數設計。上述思想如表4所示。
表4 大變形軟岩工程設計與常規設計特點比較
Tabale 4 The comparison of non-linear
deformation design with normal design
設計
方法 理論
依據 介質
特性 疊加
原理 載入
過程 荷載
特性 工程設
計內容
常規
方法 經驗類
比剛體
力學線
性力學 剛體
彈性體 服從 無關 無關 參數
設計
大變形軟
岩工程
設計方法 非線性
大變形
力學 塑性體
粘塑性
流變性 不服從 密切
相關 密切
相關 ①力學對策設計
②過程最佳化設計
③最優參數設計
6.2 大變形岩土工程失穩機制與支護對策
實踐表明，大變形岩土工程的失穩是一個漸近過程，總是先從一個或幾個部位首先發生變形破壞，而後逐漸擴展乃至整個岩土工程失穩。首先破壞的部位稱之為關鍵部位，是發生大變形過程中局部應力、應變和能量不協調所造成的，關鍵部位引起岩土工程失穩的機制與支護對策如圖17所示。
圖17 大變形岩土工程失穩機制與支護對策
Fig.17 Mechanism of geotechnical engineering instabilities
of large by deformed rock body and its supporting measures
6.3 大變形耦合設計的優點
大變形岩土工程的設計實現是一個過程，而且不能靠增加支護強度來實現。小變形岩土工程的基本出發點是控制強度而避免破壞；大變形岩土工程的核心問題是加強關鍵部位支護而控制變形穩定性，從而保證周圍建築物安全。和國內外著名的新奧法比較，在非線性大變形力學設計理論指導下發展起來大變形耦合設計具有其獨特優點，如表5所示。
表5 大變形耦合設計優點比較[何滿潮，1998]
Table 5 The advantage of large
deformation coupling design
比較內容 新奧法設計 大變形耦合設計
一次支護後 被動等穩 一次耦合，主動促穩
二次支護 全斷面支護 二次耦合，關鍵部位支護
二次支護
時間判定 需大量量測工作 無需量測，
僅依據現場特徵判斷
設計方法 參數設計 ①力學對策設計；
②過程最佳化設計；
③最佳參數設計。
結語
20世紀60年代以後，我國煤礦軟岩工程技術在理論、支護技術和設計理論都取得了長足進展，取得了一系列科技成果，為我國煤炭工業發展做出了卓越的貢獻。但是由於各方面原因，我國煤礦軟岩技術在理論上、設計上、支護技術及配套設備上仍然存在一些問題。諸如在軟岩工程技術推廣方面還有待於進一步加強；項目設計地質資料不足，工程勘察規範陳舊；對大深度高應力、強膨脹複合型岩體，以及受采動影響後的流變時間效應，支護和圍岩相互作用機理的研究仍需深化；軟岩地應力測試方法還有待加強等方面。回顧20世紀軟岩工程技術的發展歷程，針對世紀之交仍然存在的問題，在大力推廣軟岩工程技術的同時，進一步加強軟岩工程力學的理論研究，從而將軟岩工程技術信息化、系統化、產業化。■
作者簡介：何滿潮(1959-),男,博士,教授,博士生導師,工程地質專業.
作者單位：何滿潮(中國礦業大學北京校區岩土工程研究所 北京 100083)
景海河(中國礦業大學北京校區岩土工程研究所 北京 100083)
孫曉明(中國礦業大學北京校區岩土工程研究所 北京 100083)
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