程 樺曹廣勇姚直書榮傳新張亮亮

(1.安徽理工大學 土木建筑學院,安徽 淮南 232001;2.安徽大學 資源與環(huán)境工程學院,安徽 合肥 230022; 3.安徽省建筑結構與地下工程重點實驗室,安徽 合肥 230601)

2009-04-18,安徽淮南礦區(qū)某在建煤礦副井井筒突發(fā)涌水潰砂,并引發(fā)主、風井次生破壞,造成淹井事故。此后井筒修復揭露的破壞形態(tài)表明,該礦副井井壁不但發(fā)生了受拉破裂,而且還在不少鉆井井壁接頭法蘭盤上下附近出現了環(huán)向壓性裂縫,主、風井主要以后者環(huán)向壓性裂縫為主。其破壞特征與1987年以來我國黃淮地區(qū)相繼出現的200 多個立井井筒因底含疏水固結沉降導致的井壁破壞有本質不同。

國內學者針對黃淮地區(qū)立井井筒因底含疏水固結沉降導致的井壁破壞機理,開展了大量研究,并對其破壞原因形成了共識。如,樓根達等[1]揭示了疏水沉降地層井壁受力破壞機理,并推導了井筒豎向附加應力計算公式;筆者[2-3]采用模糊理論、數值模擬和模型試驗方法建立松散層疏水沉降井筒負摩擦力計算方法,并提出了可縮性接頭設置優(yōu)化原則;蘇駿等[4-5]根據廣義剪切位移法推導了井筒豎向附加應力解析解;徐曉峰等[6]根據軸對稱原理和薄板理論得到井筒附加應力沿深度方向的分布規(guī)律;楊維好等[7]基于彈性理論,求出井壁與地層間無相對滑動時疏水地層井筒附加力的彈性解析解;姚直書等[8]對由負摩擦力作用引起曲江風井井筒的破壞過程進行分析,并提出架設槽鋼井圈、充填混凝土和壁后注漿等有效措施;王偉成[9]根據第四強度理論分別計算了摩擦阻力為直線分布和三角形分布2 種形式下的摩擦阻力極限值;葛曉光[10]以Maxwell 流變模型為基礎,用有限元法模擬地層疏水沉降過程中土層和井壁的應力演變規(guī)律。但上述研究成果主要是探討底含疏水沉降引起上覆土層作用于井壁上豎向附加力的分布規(guī)律,而針對厚表土薄基巖地層大直徑鉆井井筒受拉破斷突水潰砂機理的研究鮮有報道。

筆者以淮南礦區(qū)某在建煤礦副井井筒為工程背景,基于鉆井井筒受拉破斷過程與特征,運用最小勢能原理,建立馬頭門上覆巖層彎曲變形豎向剪切拉應力力學模型,推導相應的解析解;分析鉆井井筒豎向剪切拉應力分布規(guī)律,揭示厚表土薄基巖大直徑鉆井井筒受拉破斷突水潰砂破壞機理。為改進完善大直徑鉆井井壁設計理論,確保類似水文與工程地質條件鉆井井筒安全提供理論依據。

1 工程背景與井筒破壞特征

1.1 工程背景

淮南礦區(qū)某在建煤礦設計年生產能力3.0 Mt/a,設計水平標高為-735 m。工業(yè)廣場主井、副井和風井3 個井筒穿過的新生界地層和基巖風化帶段分別采用鉆井法和普通法施工。井筒和井壁結構特征與參數見表1。

該礦井井筒穿越新生界松散層深厚,包括3 個隔水層及4 個含水層,各含水層含水豐富且四含直接覆蓋于風化基巖之上。副井馬頭門及其硐室群位于煤系地層,馬頭門下部為10 m 左右的花斑泥巖(抗壓強度10.8～14.0 MPa);管子道上部主要為泥巖、砂質泥巖、中細砂巖和總厚度約16.0 m 的9 層煤層,距風化基巖127.5 m。該礦副井井筒結構以及馬頭門至四含底部的地層柱狀圖如圖1所示。

表1 主、副、風鉆井井壁特征Table 1 Wall characteristics of main,auxiliary and wind drilling

圖1 地層柱狀圖以及副井井壁結構Fig.1 Stratigraphic histogram and auxiliary shaft structure drawing

1.2 底含水位與地表沉降

1.2.1 底含水位

2009-04-18T10-00-00 該礦副井井筒出水量由原先的6 m3/h 增至12 m3/h,水質較混濁且拌有泥砂,根據距副井430 m“底含”水位觀1 孔水位觀測數據表明, 當天突水前底含承壓水位為+14.47 m,15 ∶10 首次測得其水位下降至-28.69 m,16 ∶50—17 ∶00 期間水位最大降至-50 m 左右。其后,隨著井筒內水體淹沒突水口,底含水位快速回升如圖2所示。

圖2 “底含”觀1 孔水位變化曲線Fig.2 Water level change curve of observation hole“bottom aquifer”

1.2.2 地面沉降

經推算,從副井突發(fā)斷裂潰砂涌水至井筒內淹井水位緩慢上升320 min 內,共淹沒體積達99 670 m3,平均突水涌砂量為18 805 m3/h。監(jiān)測表明,由于第四含水層水砂的大量流失,導致該礦工業(yè)廣場內重要構筑物均發(fā)生了較大沉降,最大沉降量在副井井口附近達320 mm,地表沉降量等值線如圖3所示。修復揭露后發(fā)現,主、副、風四含以下井筒及井下巷道均被四含中細砂密實充填,其實體總量約64 350 m3。

圖3 地表沉降量等值線Fig.3 Isoline of surface settlement

1.3 副井井筒破壞特征

該礦副井井筒140 節(jié)鉆井井壁,從下往上依次編號為1 號,2 號,3 號,……。井筒在采取地面注漿加固地層和凍結封水后,修復揭露共發(fā)現36 節(jié)法蘭連接處發(fā)生不同程度破壞。其中,井筒深度100 m 以淺鋼筋混凝土井壁段,共有17 節(jié)井壁在法蘭盤上、下200 mm 左右范圍內出現壓性環(huán)向裂紋;雙層鋼板混凝土復合井壁段(累深375.2～640.0 m),位于松散層累深為344.6～577.5 m 段,共有12 對井壁法蘭連接處被部分或全部拉開,且拉開的間距為10～200 mm,同時出現程度不一的水平錯動,如圖4(a)所示,2 節(jié)井壁拉開處均有固結水泥漿液;位于基巖段的11 號與12 號、12 號與13 號4 節(jié)井壁,如圖4(b)所示,在彼此法蘭連接處沿環(huán)向全部被拉開,拉開間距分別為200～230,10～30 mm,但沒發(fā)生水平錯動,法蘭盤拉開處被砂質泥巖和固結水泥漿輔充[11]。

圖4 副井井壁拉斷破壞Fig.4 Destruction of the auxiliary shaft

馬頭門破損嚴重,其中東、西兩側拱頂分別下沉341,300 mm,與其東側相對應的管子道底板(累深692.53 m)下沉125.00 mm,兩測點相距64.47 m,豎向下沉量相差216 mm,由下而上呈逐漸變小趨勢。馬頭門處上部加固段5 m 左右井壁在南北方向出現約600 mm 徑向變形,井壁出現開裂;馬頭門處井壁出現多道貫通性斜向斷裂,大面積井壁混凝土延斷裂面脫落;東西兩側馬頭門墻體均出現100～300 mm的變形,臨近井筒部位大面積墻體混凝土斷裂。主、風井為副井引發(fā)的次生破壞,分別共有6,39 節(jié)井壁在法蘭盤連接處上、下200 mm 范圍內,出現環(huán)向壓性裂紋或裂縫[12-13]。

2 井筒豎向拉力求解

2.1 基本假定

(1)井壁和圍巖均為各向同性彈性材料;

(2)圍巖和井壁屬空間軸對稱問題,并考慮圍巖分層;

(3)井壁和圍巖只發(fā)生豎向彎曲變形,忽略徑向變形;

(4)井壁與圍巖接觸面處圍巖的剪切變形為彈性剪切變形。

2.2 力學模型

由于井筒馬頭門上覆巖層多次受施工擾動影響,發(fā)生的彎曲變形自下而上逐漸衰減,由此產生的拉力在地層彎曲變形趨于0 的位置達到最大值,且在鉆井井壁法蘭連接斷裂處不再往上傳遞。其后,隨著地層彎曲變形繼續(xù)增大,拉斷破壞處以上的井壁將再次出現拉力并向上傳遞,直至發(fā)生第2 次破壞。再后,可能往復依次發(fā)生,直至表土含水層處,井壁被拉斷出現涌水潰砂發(fā)生淹井事故為止。因此,基于上述基本假定和最小勢能原理,以馬頭門拱頂為下界面,圍巖影響半徑為60r0[14],建立馬頭門上方基巖彎曲變形引發(fā)井筒受拉力學模型如圖5所示,圖5中τ為井壁所受剪切應力;H為底含頂部到地表的厚度;λ為側壓系數;γ為容重。

圖5 井筒受拉分析模型Fig.5 Analysis model of shaft tension

2.3 井筒豎向拉力解析解

2.3.1 井筒圍巖豎向位移函數

由圖5力學模型可知,在影響半徑范圍內的巖層發(fā)生豎向位移,且假設豎向位移與半徑滿足二次拋物線關系,超出影響半徑范圍外的巖層產生的豎向位移對井壁豎向剪切拉應力影響很小,認為等于0。根據以上位移邊界條件,假設巖層豎向位移函數[15-16]形式為

式中,wz1為基巖素混凝土井壁段豎向位移函數;w0為z =0,r = r0時的豎向位移;r為井筒中心至巖層任一點水平距離;r0為井壁外半徑;R為影響半徑;ai(i =1,2,…,n)為基巖層位移待定系數;h1為馬頭門頂部至鉆井井壁底部基巖層厚度。

豎向位移在模型底部最大,沿井筒向上逐漸變小。假設巖層變形連續(xù),不存在離層現象,則根據不同巖層接觸面處位移協(xié)調條件有

結合式(1)～(2),得到不同巖層豎向位移函數形式為

式中,wz2為鉆井井壁段基巖層豎向位移函數;wz3為風化基巖層豎向位移函數;bi,ci(i =1,2,…,n)分別為鉆井井壁段基巖和風化基巖位移待定系數;h2為鉆井井壁底部至風化基巖層厚度;h為風化基巖層中豎向彎曲變形衰減為0 時的高度。

2.3.2 豎向拉力求解

取圍巖體內任意微單元進行分析,根據彈性力學理論[17]可得該微單元的彈性應變能為

式中,vε為微單元的彈性應變能;σr,εr分別為徑向應力和應變;σφ,εφ分別為環(huán)向應力和應變;σz,εz分別為豎向應力和應變;τzφ,τzr,τrφ為剪應力;γφz,γrz,γrφ為剪應變。

由于力學模型屬于空間軸對稱模型,則

將式(5)代入式(4)得

幾何方程[18]為

物理方程[19]為

式中,εkk為體積應變,εkk =εz + εr + εφ;σij,εij分別為應力和應變張量;λm,μ為拉梅常數,λ =;δij為Kronecker 符號;E為彈性模量;ν為泊松比。

將式(7)和式(8)代入式(6),得到用位移分量表示的微單元彈性應變能為

式中,G為剪切模量,;ur為水平位移;wz為豎向位移。

由模型假設知ur(r,z)=0,式(9)可化簡為

將式(1)和式(3)代入式(10)得到第1 次受拉破壞力學模型中整個地層的總彈性應變能Vε為

式中,vε1為下部基巖層微單元彈性應變能;vε2為中部基巖層微單元彈性應變能;vε3為上部風化基巖層微單元彈性應變能。

由力學模型可知,整個力學模型共作用5 種類型的力:①底部支撐力,其做的功Wz=0(r)與r相關與位移待定系數無關;②水平側壓力,由于該處徑向位移為0,因此做的功也為0;③上部分布荷載,豎向位移一直向上衰減至其作用面h處剛好為0,則上部荷載做的功為0;④圍巖豎向變形施加在井壁上的附加拉力;⑤重力,由于圍巖發(fā)生了豎向向下的位移,其所做的功為

式中,γ1,γ2,γ3分別為下部基巖、中部基巖和上部風化基巖容重。

由于馬頭門頂部至鉆井井筒底部為整體澆筑素混凝土井壁,且基巖段井壁與上部鉆井井壁連接處存在接茬縫,故該向上傳遞豎向拉力可忽略不計。根據井壁與圍巖相互作用原理可知,圍巖豎向變形施加在井壁上的附加拉力方向向下,由于作用力與反作用力,圍巖會受到大小相等方向向上的附加拉力F,所做功WF為

式中,G2,G3分別為基巖層和風基巖層的剪切模量。

根據最小勢能原理得到總勢能為

由于真實的位移總使得總勢能取最小值[20],則

因模型頂部豎向位移為0,根據式(3)有

根據式(15)和式(16)得到位移待定系數,然后代入式(1)和式(3),得到下部基巖、中部基巖和上部風化基巖豎向位移函數,再根據幾何方程和物理方程得到應變和應力函數,從而得到作用在井壁上的豎向附加拉力F為

井壁在豎向不僅受到附加拉力,還受到自身重力作用,兩者合力使得鉆井井筒在節(jié)間連接處發(fā)生受拉破壞,因此有

式中,Gw為井壁自重,Gw= γcV;γc為雙層鋼板混凝土井壁容重;V為井壁體積;fwt為焊縫抗拉強度;lw為焊縫計算長度;t為焊縫厚度。

3 受拉斷裂機理分析

3.1 井筒豎向拉力分布規(guī)律

以淮南礦區(qū)某礦副井鉆井井筒為例(計算參數見表2),按式(17),(18)理論分析井筒豎向拉力分布規(guī)律。

因馬頭門上部基巖至鉆井井壁底部為現澆素混凝土井壁,其外壁與基巖接觸面凹凸不平,井壁與巖層間難以發(fā)生相對滑動,巖層變形移動產生的豎向剪切應力很小。加之,基巖段井壁與上部鉆井井壁連接處存在接茬縫,基巖段素混凝土井壁向上傳遞的豎向拉力可忽略不計。計算起點設在馬頭門頂部,計算時依次增大馬頭門頂板處巖層豎向變形量,計算結果見表3。

表2 某礦副井地層物理力學參數Table 2 Physical and mechanical parameters in mining area

表3 第1 次破壞馬頭門變形與井壁接頭受力值Table 3 Deformation of shaft ingate and stress value of shaft joint on the first damage

由表3可知,隨著馬頭門頂部豎向位移不斷增加,井壁所受拉力最大處不斷上移,且拉力越來越大。由表2計算參數和式(1),(17),(18)計算當馬頭門拱頂最大下沉位移為53 mm 時,由巖層變形引起的井筒豎向拉力(217.45 MN)與井筒重力(21.13 MN)的合力大于井壁接頭抗拉極限(238.32 MN),井筒發(fā)生第1 次受拉斷裂破壞,破壞位置為12 號與13 號井壁連接處(實際為11 號與12 號、12 號與13 號井壁接頭處)。發(fā)生受拉破壞時不同高度和不同水平距離的各巖層豎向位移以及附加拉應力沿井壁的分布形式如圖6,7 所示。

表4為井筒發(fā)生第2 次破壞所受拉力與馬頭門頂部巖層豎向位移關系。

由表4可知,第1 次井筒破壞后,巖層繼續(xù)發(fā)生彎曲變形,按照上述理論計算當馬頭門拱頂最大下沉位移為392 mm(實測為341 mm)時,由巖層變形引起的井筒豎向拉力(220.84 MN)與井筒重力(17.61 MN)的合力大于井壁接頭抗拉極限,井筒發(fā)生第2 次破壞,受拉斷裂位置為21 號與22 號節(jié)井壁連接處(實際為24 號與25 號,且發(fā)生第1,2 次破壞前后相差7 h)。第2 次受拉破壞豎向位移和附加拉應力沿井壁的分布形式如圖8,9 所示。

3.2 受拉破斷機理

根據井筒修復揭露的井筒破壞特征、地層彎曲變形產生作用于井筒的豎向拉力分布規(guī)律,結合多次專家組論證意見,從以下2 方面分析導致其破壞機理。

圖6 第1 次受拉破壞豎向位移Fig.6 Vertical displacement of first tensile failure

圖7 第1 次受拉破壞附加拉力Fig.7 Additional tensile force of first tensile failure

(1)馬頭門上覆巖層受多次擾動,改變了井筒受力狀態(tài)。由前述可知,副井井筒穿越新生界松散層厚度580.93 m,基巖風化帶32.0 m,副井馬頭門與風化基巖段距離僅138 m 左右,屬水文與地質條件復雜的薄基巖厚表土地層。該井筒馬頭門位于砂質泥巖和花斑泥巖中,其中花斑泥巖屬典型遇水膨脹軟巖(抗壓強度10.8～14.0 MPa)。該井筒在永久裝備安裝結束后試運行次月,即因其東、西兩側等候室承壓受損嚴重,對馬頭門、兩側等候室反復挖補、加固維修達6 次。最后一次維修是在馬頭門及以上8 m 左右范圍井壁出現破壞,搖臺基礎以下井壁發(fā)生變形、變徑后,實施破除搖臺以下破壞井壁,該處井筒縮徑近400 mm 后的次日即發(fā)生了潰砂涌水淹井事故。由此可見,該井筒在馬頭門及等候室施工過程中已多次擾動該部位圍巖,加之多次維修,引發(fā)了馬頭門上覆巖層彎曲變形,產生了作用在井筒之上的豎向拉力,改變了其原始受力狀態(tài)。

(2)現行《煤礦立井井筒及硐室設計規(guī)范》(GB50384—2016)沒有對鉆井井筒提出豎向抗拉等強設計要求,井壁接頭處的抗拉強度僅為井壁體自身抗拉強度60%左右。當作用在井筒之上拉力達到鉆井井壁接頭抗拉閾值時,在鉆井井筒抗拉最薄弱部位即鉆井井筒接頭處發(fā)生第1 次拉斷破壞,其后,隨著巖層彎曲變形的發(fā)展,往上發(fā)生第2 次拉斷破壞,并導致底部含層水砂潰入井筒發(fā)生淹井事故。

表4 第2 次破壞馬頭門變形與井壁接頭受力值Table 4 Deformation of shaft ingate and stress value of shaft joint on the second damage

4 討 論

4.1 基巖厚度對豎向剪切拉應力的影響

取表1淮南礦區(qū)某礦副井特征參數,分別計算素混凝土井壁段基巖厚度為60,110,160,210 和260 m,分析不同基巖與表土層厚度之比δ對作用于井筒之上的豎向拉力的影響。圖10為不同δ對鉆井井壁發(fā)生豎向拉斷時的高度,表5為發(fā)生破壞時對應馬頭門頂部最大豎向位移。

圖8 第2 次受拉破壞豎向位移Fig.8 Vertical displacement of second tensile failure

圖9 第2 次受拉破壞附加拉力Fig.9 Additional tensile force of second tensile failure

分析圖10和表5可知,隨著基巖厚度的增加,井壁發(fā)生拉斷破壞位置不斷上移,破壞時對應馬頭門頂部最大豎向位移也相應增大。由于鉆井井壁底部與基巖段混凝土井壁分段澆注,且在該處豎向鋼筋彼此不聯(lián)接,馬頭門上方巖層彎曲變形引起的井筒豎向拉應力,在該處得到釋放。因此,導致井筒發(fā)生受拉破壞的豎向拉力產生于地層發(fā)生彎曲變形時鉆井井筒與地層間的相互作用。計算表明,當δ=0.207 時,鉆井井壁發(fā)生第1,2 次拉斷破壞位置分別位于壁座以上風化基巖內24 m,以及四含底以上27 m 左右處。當馬頭門上覆基巖厚度由60 m 增大到260 m,即δ=0.207 增大至δ=0.552時,井筒發(fā)生第1 次破壞對應馬頭門處最大豎向位移由26.5 mm 增至229.16 mm。由此可見,對于厚表土薄基巖地層,馬頭門圍巖的穩(wěn)定性對改變上部鉆井井壁受力狀態(tài)有重要影響,其上覆基巖越薄影響越大,且當該巖層變形達到某一閾值時,將導致鉆井井壁發(fā)生受拉斷裂破壞。

表5 不同基巖厚度馬頭門頂部最大豎向位移Table 5 Maximum vertical displacement at the top of ingate with different bedrock thickness

4.2 地層彈性模量與豎向剪切拉應力關系

因在基巖和風化基巖,以及風化基巖與表土層等地層交界面變形能發(fā)生數量級變化,由此導致豎向剪切拉應力在交界面處出現突變點(圖7,9)。由式(17)可知,豎向剪切拉力與影響地層變形能的彈性模量密切相關。為此,分別取基巖彈性模量與風化基巖彈性模量比K1=4～8、風化基巖彈性模量與四含彈性模量比K2=22～26 時,計算井筒發(fā)生第1,2次破壞處距馬頭門距離以及馬頭門頂部最大豎向位移,結果如圖11,12 所示。

圖11 K1 與第1 次破壞位置及馬頭門豎向位移Fig.11 K1 and the first damage position and the vertical displacement of shaft ingate

由圖11,12 可知,K1,K2對井筒發(fā)生拉斷破壞時的位置,以及對應馬頭門頂部最大豎向位移影響均較小。如當基巖與風化基巖彈性模量比K1由4 增大到8 時,破壞位置下降8 m 左右,風化基巖與四含層彈性模量比K2由22 增大至26 時,破壞位置下降3 m左右;當K1由4 增大到8 時,最大豎向位移減小了42.86 mm,K2由22 增大到26 時,最大豎向位移減小了52.87 mm。

4.3 完善現行鉆井井筒設計對策

鉆井井筒受拉斷裂機理分析表明,厚表土薄基巖地層馬頭門上部基巖彎曲變形易改變鉆井井筒受力狀態(tài),且該段基巖厚度越薄,越易引發(fā)鉆井井筒地接頭處發(fā)生受拉斷裂破壞。為避免類似條件鉆井井筒發(fā)生破壞,應從以下幾方面完善現行鉆井井筒設計方法。

圖12 K2 與第2 次破壞位置及馬頭門豎向位移Fig.12 K2 and the second damage position and the vertical displacement of shaft ingate

(1)我國現行《煤礦立井井筒及硐室設計規(guī)范》(GB50384—2016)設計鉆井井壁時,沒有考慮井筒承受豎向受拉荷載,鉆井井壁通過各節(jié)井壁法蘭盤鏍栓和環(huán)向焊縫連接,遠小于各節(jié)井筒自身的豎向抗拉能力,是井筒受拉斷裂破壞部位。為此,設計厚表土薄基巖地層鉆井井筒時,應考慮馬頭門上覆基巖彎曲變形產生的豎向附加拉力,并采用鉆井井筒豎向受拉等強設計。

(2)在鉆井井筒設計在鉆井井壁與下部基巖段素混凝土井壁連接處設置井壁壁座,以減少下部薄基巖層彎曲變形時,作用于基巖段鉆井井壁的附加拉應力;在馬頭門以上至鉆井井筒底部基巖段,視情設置1～2 道水平隔離縫,以切斷下部附加拉應力向鉆井井壁的傳遞。

(3)薄基巖厚表土地層主、副井設計水平及馬頭門層位選擇常受制于近煤層基巖的局限,而位于軟弱巖層之中。主、副井馬頭門連接大型硐室多,圍巖多次受施工擾動影響,易造成圍巖失穩(wěn)引發(fā)馬頭門上覆巖層變形,產生作用于鉆井井筒豎向拉應力。為此,對該類地層宜在鉆井井筒施工前,通過地面L 型注漿,加固馬頭門附近軟弱圍巖。

5 結 論

(1)分析厚表土薄基巖鉆井井筒受拉破斷過程與特征,建立了馬頭門上覆巖層受重復擾動影響發(fā)生彎曲變形過程中對井壁產生剪切拉應力的力學模型,假設豎向位移與半徑滿足二次拋物線關系,給出了井筒圍巖分層豎向位移函數,采用最小勢能原理推導了井筒附加拉應力解析解,并得到工程驗證。

(2)井筒馬頭門上覆巖層受施工多次擾動影響,導致在巖層發(fā)生彎曲變形時產生作用于井筒之上的豎向剪切拉應力,該拉應力由下而上積累到某一閾值時,在鉆井井筒抗拉最薄弱部位即鉆井井筒接頭處發(fā)生第1 次拉斷破壞,其后,隨著巖層彎曲變形的發(fā)展,往上發(fā)生第2 次拉斷破壞,并導致底部含層水砂潰入井筒發(fā)生淹井事故。

(3)厚表土薄基巖地層馬頭門圍巖的穩(wěn)定性對改變上部鉆井井壁受力狀態(tài)有重要影響,其上覆基巖越薄影響越大,越易發(fā)生鉆井井壁拉斷破壞;基巖與風化基巖彈性模量比K1和風化基巖與四含彈性模量比K2對井筒發(fā)生拉斷破壞時的位置,以及對應馬頭門頂部最大豎向位移影響均較小。

(4)基于厚表土薄基巖鉆井井筒受拉破斷機理,提出通過鉆井井筒豎向受拉等強設計、在鉆井井壁與下部基巖段素混凝土井壁連接處設置井壁壁座、在馬頭門以上至鉆井井筒底部基巖段設置1～2 道水平隔離縫、地面L 型注漿加固馬頭門附近軟弱圍巖等技術途徑,完善現行相關設計規(guī)范,確保鉆井井筒施工與運行安全。