支护稳定

关键词： 围岩 锚杆 支护 具有

支护稳定（精选十篇）

支护稳定 篇1

工程总用地面积24711.2m2, 总建筑面积66235.69m2, 地上建筑面积57232.99m2, 地下建筑面积9002.7m2。由8栋单体建筑和地下室组成, 其中1#楼和2#楼有沿街商铺, 地下车库整体一层。

2支护设计概况

基坑围护体系双轴搅拌桩坝体或双轴搅拌桩内插型钢+一道水平内支撑的方式 (见表1) 。基坑面积约6110m2, 大面积开挖深度5.05mm, 局部深坑部位开挖深度6.95m, 最大土方量高达4.2万方, 在上海属于深基坑范畴。

3边坡失稳分析

3.1 5#楼钢筋加工区东侧边坡滑坡

土方开挖完成后, 垫层施工期间基坑监测数据报警, 坡顶出现裂缝, 边坡下滑, 导致施工完成的垫层约150m2抬高20cm左右。

(1) 原因分析:由于钢筋加工场地狭窄, 基坑边堆载大量钢筋, 开挖过程中未按基坑设计要求做二级放坡。边坡支护面未按设计要求φ6@200的钢筋网片, 而是用普通的钢丝网。基坑顶未设置有效的排水措施, 顶部未封闭严实, 导致坡顶积水浸入边坡土体内。

(2) 处理措施:第一次处理在坡顶内打入双排25#槽钢板桩, 桩长9m, 桩体压入基坑底部3m;将钢板桩外扰动的虚土清理干净后重新进行护坡施工, 护坡内绑扎直径6.5间距200的钢丝网片;放坡比例1:1.5, 中间平台2.5m;观察坑底是否有渗水, 如出现渗水在钢板桩外侧重新施工轻型井点降水;坑边堆载钢筋移至坡顶5m范围以外。钢板桩施工完成后, 由于桩外侧虚土未清理彻底, 放坡比例不足, 中间未设置二级放坡平台。边坡支护面出现明显裂缝, 钢板桩外土体继续下滑, 该处边坡不得不进行第二次处理。将虚土全部清理干净, 进行二级放坡, 在坑底部设置3m长间距30cm的木方进行支护, 底板施工完成后边坡未见异常。

3.2 7#楼北侧双轴搅拌桩坝体裂缝

基坑开挖至设计标高后, 监测数据报警, 坝体出现裂缝, 裂缝宽度一开始几毫米, 几天内裂缝宽度增加到近10cm。

(1) 原因分析:坝体顶部压顶未在土方开挖前施工, 而是在基坑开挖后出现裂缝后才施工;雨水浸入导致外侧土及水压力增大;道路超重运输车辆通行;该处基坑长时间未进行垫层封闭施工。

(2) 处理措施:禁止超重车辆在坝体附近通行;将坝体裂缝进行封堵避免雨水浸入坝体外土体内;加快该部位基础底板施工;加大监测频率由原来的一天两次监测改为一天四次监测提供监测数据快报。

3.3 4#楼南侧双轴搅拌桩坝体裂缝

该部位为水泵房, 基坑深度为7.95m, 坝体边缘距4#楼基础1900mm。坝体外一排支护桩与内侧支护桩分开, 4#楼底板砖胎膜下沉开裂。

(1) 原因分析:坝体顶部压顶未按设计要求在土方开挖前施工, 而是在基坑开挖后出现裂缝后施工;雨水浸入坝体外侧土体导致外侧土及水压力增大。

(2) 处理措施:暂停4#楼主体结构施工, 待底板混凝土浇注完成后再施工;增加该部位基坑监测频率;在4#楼南侧增加两口真空降水井 (降水井深度11m) ;在支护桩开裂部位采用型钢支撑避免开裂处支护桩坍塌。基础底板施工期间, 边坡稳定, 基坑边缘裂缝未见增加, 基坑监测未报警。

3.4 8#楼西侧双轴搅拌桩坝体

该处坝体顶部挖除1.5m后做混凝土压顶, 边坡顶部未堆载, 道路距离基坑边缘较远, 坝体只出现了较小裂缝, 监测数据未出现报警。

4结论

(1) 基坑支护施工应严格按支护设计施工:双轴搅拌桩水泥用量、桩长、进入基坑底部的深度、桩身强度均应符合支护设计要求;基坑顶部及底部设置排水沟;按要求设置坝体顶部压顶、斜撑;土方开挖遵循“先撑后挖”的施工顺序、“先开挖对基坑位移要求较低的一侧土方, 再开挖对基坑位移要求较高的一侧土体”、应遵循“时空效应”减少基坑暴露时间和面积;土方开挖应随开挖随浇注混凝土垫层, 无垫层坑底暴露面积不得大于250m2、垫层应在24小时浇注完成。

(2) 基坑施工过程中基坑边缘3m范围内不得堆载钢筋、钢管、木方等, 坑边地面活荷载不得超过20k Pa, 支撑上施工活荷载不得大于k N/m2。

(3) 基坑施工过程中应委托专业监测单位进行监测, 监测数据应在5小时内提供给设计、监理、总承包单位、业主, 发现异常应加大监测频率并用电子邮件或短信的方式提供快报。

摘要：在分析边坡支护问题的基础上, 文章介绍影响边坡稳定的因素及边坡出现裂缝后的处理办法, 阐述边坡支护施工要点。

支护稳定 篇2

摘 要：通?^对某高速公路边坡防护结构开展实时应力监测，根据监测数据分析判断边坡施工过程中的稳定状态以及应力损失情况，结合数值分析模型模拟应力损失后的土体受力和位移情况，分析结果表明，监测边坡处于稳定状态。

关键词：应力；监测；边坡；稳定性

中图分类号：U416 文献标志码：A 文章编号：2095-2945（2018）17-0008-03

Abstract： Through the real-time stress monitoring of the slope protection structure of a certain expressway，the stable state and the stress loss of the slope during the construction process are analyzed and judged according to the monitoring data.Based on the numerical analysis model to simulate the stress loss of soil force and displacement，the analysis results show that the monitoring slope is in a stable state.Keywords： stress； monitoring； slope； stability

某山区高速公路沿线部分边坡开挖高度高，多采用锚固防护形式，而支护结构的工作应力是影响防护结构安全的重要因素。如果支护结构的工作应力过高，可能使防护设施发生突然破坏，成为工程中的“定时炸弹”；反之，如果工作应力衰减过大，则起不到主动加固岩土体的作用。因此，有必要开展基于支护结构应力监测的边坡稳定性分析技术研究，评估边坡稳定性和安全防护有效性，保证锚固结构安全和边坡稳定性。工程概况

本项目选择位于浙江省某山区高速公路LP02合同段一路堑高边坡作为监测研究对象。该边坡最大开挖高度54.5m，分八级开挖支护，各级防护措施分别为：第一级设挡墙防护，第二、三级设锚杆框格防护，第四、五级设锚索框格植被防护，第六级骨架植草防护，第七、八级边坡高次团粒防护。锚索锚固段全部进入中风化岩层。边坡地质情况如下：坡表分布厚度不等的残破积粉质黏土层，局部为含碎石粉质黏土层，褐黄色，可塑，碎石含量在25%左右，风化强烈，厚约1.0～4.8m，属普通土（Ⅱ）；下伏基岩为片麻岩：全风化，浅黄色、浅灰褐色，砂土状，具有可塑性，厚约10.7～26m，属普通土（Ⅱ）；强风化，变晶结构，片麻状结构，裂隙发育，岩芯呈碎块状及碎屑状，属软石（Ⅳ）；中风化，变晶结构，片麻状结构，节理裂隙较发育，裂隙间由方解石脉充填，属次坚石（Ⅴ）。监测点布设

针对试验监测边坡的防护工程情况，在边坡第四、五级预应力锚索框格防护工程中选择两个监测断面，每个监测断面设置4个测点，开展应力监测。该边坡锚索设计长度为27m～36m，锚固段长度设计值均为12m，锚固力设计值为780kN。监测原理是采用弹性波锚头激振方法实时监测预应力变化，具体监测方法是选择典型锚索埋设压力环进行长期预应力监测，并对无损检测技术提供验证；采用锚头激振技术对预应力锚索的工作应力进行无损检测，对边坡预应力锚索工作应力的整体情况进行评估。

测力计在安装前可以根据工程实际情况进行现场率定。为了保证锚索测力计能够真实反映受力状况，需要在测力计两个端面放置承载垫板，使加载荷载呈均匀分布。同时，承载垫板在加工时应格外小心，表面应平整，如果垫板表面有焊渣等异物，可能导致加载过程中出现读数误差。在正式加压前，应先预压二次，预压时应缓慢施压，并在最大压力处保持一分钟以上。预压结束，测力计应静止10分钟后才能进行正式率定。

根据边坡防护设计要求，测力计安装在锚固端。安装时钢绞线或锚索从锚索计中心穿过，测力计处于钢板和工作锚之间。锚索测力计典型安装示意图见图1所示。

测力计安装完成后，各模块与数据采集仪之间通过电缆连接组成一套完成的应力监测系统，为了方便野外长期监测，为整套监测系统安装了太阳能供电系统，保证监测系统的长期稳定工作。监测系统现场布设图见图2。监测数据分析

应力监测设备安装完成后，采用BSIL-MICRO-MCU测量系统对应力开展实时监测，通过对前期监测数据整理，得到各监测点应力监测数据曲线图，其中一个监测点的监测数据见图3。从监测数据曲线图来看，该边坡锚索预应力趋于稳定，说明该边坡施工过程中处于稳定状态。从监测数据分析可以看出，当锚索锁定后，随着时间的推移，会发生荷载损失，损失率大约在10%～20%。这主要是由于岩土体的压缩、锚索材料的变形松弛等原因造成的。稳定性分析

根据监测点边坡断面截面尺寸及锚索布置情况，采用FLAC 3D数值分析软件建立边坡模型开展边坡稳定性分析，如图4所示。模型建立时的假设条件包括：不考虑Y方向不平衡力对边坡稳定性的影响。边坡侧面采用法向约束，底面采用固定约束。模型建立的过程：先采用弹性模型生成初始地应力场，再降土体定义为摩尔库伦模型，最后添加锚索构件，开始计算分析。

模型分析计算中采用的方法是强度折减法。该方法将边坡刚好达到临界破坏状态时岩土体的抗剪强度进行折减的程度定义为边坡安全系数，也就是岩土体实际抗剪强度与临界破坏时的折减后剪切强度的比值。在分析计算结果时，当安全系数大于1时，边坡处于相对稳定状态；当安全系数小于1时，边坡处于不稳定状态，需要加固措施。

土钉墙支护稳定分析与施工技术探讨 篇3

【关键词】土钉墙；施工要点；位移观测；稳定分析

【Abstract】The principle of soil nail wall shoring systems are introduced， and key points in main working procedure of construction are discussed according to engineering project. The reasons for base hole stability are analyzed on the basis of the observation for displacement of base hole and the experiment for the up-lift resistance of soil nail. What's more， some suggestions for the construction of soil nail wall are put forward， which may benefit from design and construction of soil nail wall.

【Key words】Soil nail wall；Key points for construction；Observation of displacement；Stability analysis

1. 引言

土钉墙是由天然土体通过土钉就地加固并与喷射混凝土面板相结合，形成一个类似重力挡土墙以来抵抗墙后土压力的一种支护结构。在工作机理上它是由高强土钉，网喷混凝土面及原状土三者共同受力，来维护基坑边坡的土体稳定。土钉墙支护技术，很好地增强土体破坏延性，改变边坡突然塌方的性质，有利于安全施工。在工艺上，采用了边开挖边支护的方法，工作面不受限制，与其它支护相比，施工速度快，工期可缩短50%以上，用料省、节约造价可达60%左右。因此它在公路交通，水利建设，建筑工程等行业中应用越来越广泛。

层，其地下室基坑采用土钉墙支护方案，基坑开挖深度为6.15m。

2.1工程地质情况。开挖深度范围内地质特征分层描述如下：

①杂填土：灰黄色，以碎石块、粘性土等组成；松散稍密；层厚0.2～1.5m，全场分布。

②粘土：灰褐色，含铁锰质斑点，少量腐植物碎屑，可～软塑，层厚0.4～1.8m，局部缺失。

③淤泥：青灰色，含少量粉细砂，腐植物碎屑，零星贝壳残片，土性呈流塑，层厚13.0～15.4m，全场分布。

以上各土层物理力学指标如表1：

2.2设计情况。计算软件采用北京理正软件研究所“理正深基坑支护结构设计软件”F-SPWV4.33，基坑重要系数 ，基坑周边施工荷载 q0=15KPa，其土钉墙设计主断面如图1。

2.3.1土方开挖。

（1）本工程土钉主断面处土方开挖分四个层次，第一层挖深1.3m，水平分段长度不大于12m进行跳挖，边挖边进行支护施工。第一层支护完成后再进行第二层土开挖，第二层每段开挖长度不得超过10m，挖深2m。第三层土挖深2m，第四层土挖深0.85m，每段开挖长度不超过6m。

（2）当土方开挖至标高-6.45m处，开挖时采用“五边”法，即边挖土，边凿去工程桩上部多余桩长，边铺片石基层，边浇混凝土垫层，边砌地梁和承台砖胎模。这样既能加快工期，又保护基坑土体不长期暴露，有利于基坑稳定。

2.3.2锚杆制作。本工程锚杆施工部位为淤泥土，机械成孔较为困难，故锚杆制作因地制宜。其制作方法：杆头采用150铁质锥形扩孔头，杆身采用48×2.5焊接钢管，在钢管外壁上钻3排梅花形直径8mm的出浆孔，沿杆长方向每300mm设一个。杆端1m处为自由段不开孔，用止浆编丝袋隔开，每孔前焊20mm长10钢筋头，在锚杆压入土体时减少淤泥土进入杆内，同时可增加握 窠力，锚杆长度按设计进行断料，管与管对接时外围均布314，L=140mm单面焊接。（详见图2）

2.3.3锚杆注浆和砼墙施工。本工程注浆砂浆配合比为水泥：砂：水=1：0.3：0.5，每米锚杆注浆必须大于30Kg水泥，采用低压（0.4～0.6MPa）方法注浆裹管。注浆分三段，第一段压力注浆时应用32高压管直通入管底注浆；拔出注浆管3m，进行第二段注浆，再拔出3m，进行第三段注浆，直至达到注浆量与注浆压力要求。土钉墙厚100mm，分二层施工，第一层厚70mm，在人工修整边坡后，直接喷射在泥土侧壁，之后铺设6.5@250×250双向钢筋网及14骨架钢筋，然后喷射厚30mm的第二层混凝土。

3. 土钉墙基坑稳定分析

3.1支护观测及失稳处理。支护观测主要内容为支护结构位移的量测和肉眼观察地表开裂情况，本工程基坑周围共设23个观测点，在基坑施工中，每天观测一次，其第46次观测位移累计数据如表2：

观测数据可知，最大位移发生在7#～9#点，最大水平位移达202mm，垂直位移364mm，已超出变形许可范围，同时用眼观测此段基坑周边已出现裂缝，因此作如下处理：

（1）卸掉此段基坑周边土，以减轻土体主动土压力。

（2）基坑内壁堆积砂包，以减少侧壁进步位移。其它部位，部分位移虽然较大，但观测时，变形已基本稳定，地表无明显裂缝，坑壁无坍塌，总体稳定性良好，基坑围护是安全的，可不作处理。

3.2锚杆抗拔试验。

（1）为检测锚杆抗拔力，确保土钉墙质量，选取一组三根（编号为S1#、S2#、S3#、）锚杆进行抗拔试验。

（2）参照基坑土钉支护技术规程，CEC96：97的规定，采用以下方案进行试验。

选用设备：加载设备利用上海千斤顶厂生产的QFZ450-25型的油压张拉千斤顶，一只行程为50mm的位移计观测锚头的变位情况。加载压力及位移观测由武汉岩海技术开发有限公司研制的RS-JYB静载荷测试仪显示与记录。

（4）试验方法：分五级加载，每级荷载17/16KN，要求最大加载力为84KN，试验过程中每级加载后，第0，1，6，10min测读一次变位数据，若同级荷载作用下1min与10min的位移增量小于1mm，即可施加下一级荷载；否则应保持荷载不变继续测15，30，60min的位变，若6min与60min的位移增量小于2mm，可进行下一级加载，否则即为达到极限荷载。

（5）试验成果：综合试验锚杆的荷载一位变一时间关系，汇总有关数据如表3～表5：

（6）从试验的结果分析，本次的S1#、S2#、S3#锚杆的抗拔极限力为68KN，均未达到最大极限植84KN。

3.3位变原因分析。根据基坑位移观测点位变偏大及抗拔试验极限承载力偏低的情况，分析其原因如下：

3.3.1设计原因。

3.3.1.1土钉抗拔承载力基本要求： Tuj1.25γ0Tjk

3.3.1.2本工程基坑侧壁安全等级为二级，按相关规范取 γ0=1.00

3.3.1.3土钉抗拉荷载设计值： Tuj=1rsπdnj∑qsikli

3.3.1.4受拉荷载标准值： Tjk=ζeajksxjszj/cosαj

3.3.1.5第j根土钉位置的基坑水平荷载标准值：

eajk=[q0+∑rihi+∑r'ih'i]×tg2（45°-φk2）

ζ=tgβ-φk2[1 tgβ-φk2 -1 tgβ ]/tg2（45°-φ2）

式中：

rs ——土钉抗拉抗力分项系数，取为1.3；

dnj——第j根土钉锚固体直径；

qsik ——土钉穿越第j层土体与锚固体极限摩阻力标准值；

li——第j根土钉在直线破裂面外穿越第i层稳定土体内的长度。

破裂面与水平面的夹为 β+φk2。

ζ——荷载折减系数； sxj、szj——第i根土钉与相邻土钉的平均水平、垂直间距；

aj——第j根土钉与水平面的夹角；

β——土钉墙的坡面与水平面的夹角；

φk——第i层土体的内磨擦角。

q0——基坑周边超载值；

ri——地下水以上第i层土的重度

hi ——地下水以上第i层土的厚度

r'i ——地下水以下第i层土的浮重度

h'i ——地下水以下第i层土的厚度

3.3.1.6根据土体力学指标及相关数据，代以上公式，支护主断面的从上到下六根土钉的受力情况如表6（土钉抗拉承载力计算简图见图3）。

本工程锚杆制作时，锥形扩大头直径采用89，采用0.4～0.6 MPa 压力注浆，据监理施工记录，第一排锚杆注浆量可达到每米锚杆30Kg水泥用量，其余锚杆均未达到注浆量要求，由此可知，土钉锚固体直径亦未能达到设计要求，造成土钉实际拉拔力降低，形成基坑位移偏大。

4. 结语

（1）土方分层分段跳挖是土钉墙施工的一大特点，是确保支护安全的关键，施工时严禁乱挖或一挖到底。

（2）土钉锚杆每米水泥灌注量是施工中重要指标，本工程由于施工时土钉孔径太小，造成水泥灌注量不足。因此注浆时要确保水泥用量，使得土钉锚固体直径达到设计要求，以保证土钉的抗拔承载力。

（3）根据地质实际情况，应验算土钉抗拔力，以确定合理的锚杆长度和孔径，避免因土钉抗拔力不足引起基坑位移过大。

参考文献

[1]曾宪明、黄久松、王作明等编 土钉支护设计与施工手册 北京：中国建筑工业出版社.

[2]江正荣主编 基坑工程便携手册 北京：机械工业出版社.

[3]建筑基坑支护技术规程，JGJ120-99 北京：中国建筑工业出版社.

[4]建筑基坑工程技术规范，YB9528-97 北京：冶金工业出版社.

[5]浙江省建筑设计院主编 建筑基坑工程技术规程DB33/T1008-2000 J10036-2000 浙江：浙江标准设计站出版.

煤巷锚杆支护围岩稳定性的分析 篇4

锚杆支护具有同传统的被动支护完全不同的支护特性, 它具有主动支护和加固围岩, 以及保持围岩完整性, 减少围岩位移, 同时还具有支护费用低廉的特点, 但是, 锚杆支护只有在一定的生产和地质条件下才能取得理想的支护效果。即将围岩暴露后没有产生大面积的松动破坏和片帮冒顶现象, 在某种程度上仍保持为一个整体。在此前提条件下进行安装锚杆, 使围岩体得以加固。现场实践表明, 盲目使用锚杆支护导致围岩破坏, 造成损失, 影响生产。因此, 必须进一步改革锚杆支护形式, 使之提高使用效果, 充分发挥锚杆支护的优越性。

1 锚杆支护矿压显现规律

锚杆支护巷道围岩矿压显现规律也有差异;通过现场观测的数据表明, 典型的矿压显现现有三种情况;巷道水平变形大 (两帮相对移近量达) ;巷道底鼓变形大;巷道垂直变形大。

1.1 锚杆支护在五煤层中的应用

虽然是同一煤层, 采取同一种支护方式, 但地质条件有所不同, 支护效果却不同。一般情况下, 直接顶为深灰色细砂岩, 厚4~5米, 成分石英及暗色岩屑, 呈条带状;冲涮带内为砂砾岩;伪顶为深灰色砂质泥岩, 厚度为0~1.5米, 硅质成分, 含植物根化石, 底板为深灰色砂质泥岩, 厚度为1~1.5米, 硅质成分, 含植物叶化石。成巷期间巷道围岩很稳定;表1是巷道掘进期间的矿压观测数据, 由此可知, 围岩暴露出来后, 通过支护, 基本保证了岩体的完整性, 较适应锚杆支护, 但是水平变形较大, 这主要是由于两侧煤体比顶、底板弱, 稳定性差造成的, 应当加强帮锚杆支护, 如增加帮锚杆长度, 增加帮锚杆密度等, 改变上下两排帮锚杆角度 (如图一) , 使这两排帮锚杆尽量锚固在顶、底板里。

还有一种情况, 直接顶为灰色粉砂岩—砂质泥岩, 厚为1.8米, 硅质胶结, 砂泥质成分, 含大量植物化石, 上部有一层厚0.2～0.8米的煤线;伪顶为深灰色砂质泥岩, 厚0.1～0.5米, 泥质成分, 含植物根化石。在此条件下, 同样采取了常规锚杆支护方法, 可效果却完全不同, 成巷期间很不稳定。表2是巷道掘进期间的矿压观测数据。不难看出, 围岩暴露后, 自稳时间短, 未能通过锚杆支护将围岩加固成一个整体, 松散范围逐渐扩大, 从而造成破坏区岩体的残余强度也逐渐丧失, 直至产生冒落。T1451风道掘进期间, 其矿压显现同表2一样, 待掘时, 长10米的巷道突然垮落下来, 从上顶观察来看, 锚杆上段来看未能锚在坚固的岩体中, 而是锚在了软弱的煤线上, 所以在此条件下不适应常规锚杆支护, 应该在设计上根据具体情况, 采取全锚, 加密锚索等。

1.2 锚杆支护在八、九煤层中的应用

八、九合区煤层属特厚煤层, 厚度为8～11米, 在此有两种情况布置巷道。一是沿顶板掘进, 做辅助风道;二是沿底板掘巷, 做风道和溜子道及切眼等。围岩地质情况:直接顶为深灰色泥岩—砂质泥岩, 厚4.16米, 泥质成分, 含槁特木化石及轮木化石;伪顶为深灰色泥岩, 厚0.5米, 泥质成分, 炭质成分较高;底板为深灰色泥岩, 厚4.7米, 泥质成分, 断口贝壳状, 含大型透镜状菱铁质结核, 近煤处含大量植物根化石。

1.2.1 沿顶板掘进锚杆支护巷道矿压显现分析

由表3可知, 巷道的围岩变形较严重, 特别是底鼓变形。因为破坏区是环绕巷道四周的, 故围岩暴露后, 顶板和两帮都向巷道内移动, 支护本身就是抵抗围岩失去平衡的支护结构体, 在此条件下, 以弱的煤体作为底版, 还没有任何支护对底版起作用, 所以巷道四周的集中应力通过互相挤压及传递, 从弱的底版 (煤底) 释放出来, 使之维护起来较困难, 常常带有巷帮底角鼓起, 清卧断面时, 造成最底排帮锚杆煤壁松散, 锚杆裸出失效, 随着时间的推移, 两帮煤壁继续向上散落, 造成上两排锚杆接着失效。要想保证巷道围岩稳定, 应该使底板有足够的承载能力, 如果用带底拱的锚杆支护, 或在端锚条件下改变底排帮锚杆的角度, 缩短该排帮锚杆与巷道底距离及在距巷帮300毫米处巷道底板 (煤底) 处增打一排底锚杆, 使底鼓控制在巷道中间, 以达到清煤时不影响巷帮。 (如图二)

1.2.2 沿底板掘进锚杆支护巷道矿压显现分析

表4是掘进期间的矿压观测数据, 由表4统计数字可知, 水平变形略大一些, 成巷期间巷道围岩较稳定, 围岩暴露出来后, 通过支护基本保证了岩体的完整性, 再通过增加顶锚杆长度及增加锚索长度 (通常10米) 将煤顶吊在直接顶板上等方法控制好上顶煤体的情况下, 较适合锚杆支护。

2 巷道矿压显现的特点

2.1 暴露围岩的自稳时间短

松软破碎围岩在掘进过程中, 工作面前方就开始形成破坏区, 围岩暴露出来后, 未能及时支护, 从而造成破坏区岩体的残余强度逐渐丧失, 直至产生冒落。片帮等现象。五煤层水平变形大, 就是反映了两帮锚杆支护滞后, 忽视了护顶先护帮的原理;八、九合区煤层以底鼓变形大, 同样反映了由于弱面的存在, 支护也未能跟上。因此, 自稳时间的长短是决定掘进巷道锚杆支护的主要因素。

2.2 围岩从四周向巷道内移动

巷道一旦被挖掘后, 就会失去原岩应力状态, 支护就是抵抗围岩失去平衡的支护结构体, 因为破坏区是环绕巷道四周的, 故围岩暴露后, 顶、底板和两帮向巷道内移动。有统计数据说明, 支护后, 锚杆与围岩的接触条件和支护的结构特点决定着围岩与锚杆支护的变形和破坏特征。对围岩来说, 哪一部分围岩强度较弱, 该部分的移动变形量就越大, 成巷后的围岩变形首先要在弱的一面发生。另外, 哪一部分没有支护或支护较弱, 该部分的移动量就较大, 甚至发生破坏。所以对软岩巷道来说, 那种认为哪一方向

变形破坏严重, 哪一方面围岩压力较大的看法是不全面的。

2.3 围岩流变形显著, 趋于稳定的时间长, 围岩的移动量范围较大

由统计数字表明, 锚杆支护引起巷道周围的应力重新分布, 拱型支护巷道一般影响范围为80米, 稳定时间为11天左右;从支护与围岩作用分析来看, 拱型支护只是等劲, 带破坏区向巷道四周移动过程中逐渐作用在支架上, 然后支架才起作用, 是一种被动支护;在巷道周边处环向集中应力最大, 向着围岩深处逐渐降低, 而围岩强度高低情况则相反, 实际上, 任何一点的应力一旦达到或超过岩体强度, 岩体就会发生破坏, 同时最大集中就移向岩体深处, 趋于稳定的时间越长;锚杆支护巷道影响范围小, 一般40米稳定时间在3天左右, 由此可知, 锚杆支护可以将岩体加固成一个完整的岩体, 这是筑成增加抵抗能力的主动支护, 所以使用围岩内的应力处处都不超过岩体的登时强度, 致使围岩达稳定状态。

3 结论与建议

3.1综上所述, 对煤巷锚杆支护巷道根据围岩的工程性质和矿压显现特点, 通过对围岩变形的监测, 按具体情况采取各种支护措施控制和提高包括破坏区以内的巷道围岩强度和稳定性, 使巷道在服务区内不需要进行维修。

3.2提高围岩的自稳能力, 如对松软的顶板或煤体采用拱顶形式支护。

3.3及时支护, 防止破化区域面积增大。如两帮锚杆支护应与顶锚杆支护同步进行, 才能保证围岩的稳定, 滞后必须有专人紧固螺丝。

3.4采用闭和式锚杆支护关键是控制底鼓, 并使锚杆有足够的承载能力。如采用带低拱的锚杆支护, 或改变锚杆设计, 控制底板变形或变形范围, 以达到有利于帮、顶锚杆支护的稳定。

支护稳定 篇5

【关键词】填土边坡；支护设计；稳定性

1.引言

我国幅员辽阔，但对于人口密集的大中型城市来讲，仍然存在建设用地稀少及人均占有率低等现实问题。使得为数众多的城市的基础建设向山地或废弃地延伸，由此产生了大量的填方工程用以平整场地，随着工程建设的不断发展，在城市中形成了大量的填土边坡。

然而填土边坡做为新近形成的坡体，由于土体物理性质不够稳定，加之受到人工搬运、填筑及压实等因素的影响，其稳定性较一般的天然边坡具有较大的不确定性。其复杂的坡体性质也成为制约工程质量的重要影响因素。

本文就深圳市某场区填土高边坡的设计为例，对其稳定性进行了评价，并进行数值模拟论证其安全系数，旨在论证支护结构的安全型，保证施工的质量安全。

2.工程概况

该场区位于深圳市盐田区梧桐山山麓望基湖水库附近。场地东、西、北三面环山，南侧为出口，地势不平，中间有河谷发育，水源清澈，水量一般，水流较湍急，停车场主体南北向长约307m，东西向宽约110m。场地内既有建筑物主要为警犬基地（临近水库）。

其中，本次设计为该项目高边坡路基的边坡挡墙支护工程，挡墙支护长度约1755m，支护高度一般约在3.0～48.0。挖方区高边坡支护方案为：桩锚+分级放坡+锚杆框架支护、仰斜式挡墙+分级放坡+锚杆框架支护等；填方区高边坡支护方案主要为扶壁式挡墙+加筋土挡墙支护。

3.工程地质条件

（1）地形地貌及周边环境：拟建场区原始地貌为丘陵，植被密集，地形起伏较大，场地东、西、北三面环山，南侧为出口。

（2）地层岩性：场地揭露到的地层主要有第四系松散地层、燕山期中细粒花岗岩、侏罗系凝灰岩等。

（3）地質构造：与本工点相交断层为非活动性断裂，深圳地带的现今的活动量微弱，至目前尚未发现明显的应力和能量集中迹象，近期可排除突发性活动的可能性，地壳相对基本稳定。

（4）水文地质条件：拟建停车场在梧桐山山麓望基湖附近，地表水主要为由基岩裂隙水发育而成的山谷河流水，水源清澈，水流湍急，水量一般。

4.停车场高边坡稳定性评价

4.1平面有限元分析

本次采用商业有限元软件Plaxis8.2进行建模。根据设计图，针对WJH-003、WJH-029、WJH-053三个典型剖面，分析拟建支挡结构的变形、内力以及安全稳定性系数（图4.1.1）。

4.2计算模型

在边坡荷载作用下，支挡结构及坡体的受力变形可以简化为平面应变问题，因此可以简化为2D模型进行计算分析。三个断面的计算模型及单元网格见下图。

4.3支挡结构计算参数

按照2D模型简化后，支挡结构的计算参数如下表。

4.4计算结果及分析

5.结论

高挖方填土边坡采用：桩锚+分级放坡+锚杆框架支护的支护措施，其边坡安全系数为2.348

一般性挖方填土边坡采用：仰斜式挡墙+分级放坡+锚杆框架支护的支护措施，其边坡安全系数为1.676

填方高边坡采用：扶壁式挡墙+加筋土挡墙支护支护措施，其边坡安全系数为1.954

通过对3个典型断面的计算可以看出，高挖方的安全系数为和填方边坡变形、支护结构强度都在允许的可控范围内，边坡稳定安全系数>1.35，满足边坡稳定性要求。

参考文献

[1]王恭先.滑坡防治技术.北京：中国铁道出版社，2007.

[2]张井泉.高填方边坡稳定性研究.四川：西南交通大学，2009.

[3]罗顺飞.某高边坡预应力锚索抗滑加固优化研究.广州：广州工业大学，2013.

[4]Romana M，SMR Classificatiaon in proc.7th ISRM congress，1991.

[5]陈希哲.土力学与地基基础.北京：清华大学出版社，2004.

作者简介

支护稳定 篇6

海石湾矿井1100运输石门设计全长992m, 巷道标高+1100m, 距地表垂直深度约700~750m, 巷道设计掘进高度为4.12m, 宽度为5.24m, 掘进断面为18.7m2, 在运输石门中部设置70m长的错车场, 错车场掘进高度为4.92m, 宽度为6.64m, 掘进断面为27.9m2, 断面形状为直墙半圆拱形, 巷道左帮下部设置排水沟, 其宽深尺寸为400mm×400mm, 巷道铺设固定式胶带输送机和钢轨。该巷道穿越地带围岩等级4~6级, 主要穿越的地层位于下白垩统, 上侏罗统及中侏罗统地层内, 地层呈上扬趋势, 视倾角为12°左右, 本组为含承高压油气储集层, 巷道所掘岩层主要为深灰色粉砂岩、泥质粉砂岩与油页岩互层, 较松软破碎, 局部含油气、渗油, 属不稳定地层。由于巷道埋深大、围岩差, 在巷道施工过程中出现矿压显现明显、片帮严重、顶底板移近量大、底鼓明显等特征。

2 不稳定地层大断面井巷工程支护技术研究

2.1 原设计支护方式及出现的问题

1100运输石门原设计采用锚-网-钢支架喷射混凝土复合支护;锚杆规格φ16mm×2000mm圆钢锚杆, Z2830型树脂锚固剂2根, 端头锚固, 锚固长度600mm, 锚杆间排距800mm×800mm;网片用φ6.5钢筋焊接制作, 网片规格1.5mm×2.0m, 网孔规格150mm×150mm, 钢支架棚距为700mm, 喷射混凝土采用C20混凝土, 厚度120mm。

1100运输石门向前施工30m进入不稳定地层, 施工至212m处时, 已施工的巷道出现严重变形, 巷道顶板下沉量约0.8m, 两帮缩进量约0.8m, 底板鼓起约1.0m, 巷道宽度由原5200mm缩小为4200mm, 高度由4100mm变为2300mm。

2.2 巷道变形破坏原因分析

海石湾煤矿1100运输石门巷道埋深约为700~750m, 垂直应力较大, 经矿压监测此处水平应力约为垂直应力的1.25倍, 处于较高的水平应力, 使巷道承受比较大的侧压力, 破坏明显表现为两帮内移, 顶板冒顶, 底鼓严重, 难以维护。经过开挖卸压支护后, 在一段时间内巷道相对稳定, 但一旦支护体失效或破坏后, 巷道变形很快。在水平压力作用下, 两帮发生整体内移。两帮的内移导致支护钢拱两侧受力, 拱顶受压变形导致钢拱破坏, 从而顶板下沉。

支护结构不合理。巷道原设计支护形式单一, 主要以钢拱架的被动支护为主, 且多为一次支护, 支护参数设置的不合理, 不适应围岩变形要求, 轻视底板支护。

2.3 大断面软岩巷道设计

根据对现场的工程地质状况和已开挖巷道的破坏情况的调查, 大断面巷道支护设计与施工应着重考虑以下因素:

1) 岩性因素:1100运输石门主要包括砂岩、泥岩、破碎松散状的油页岩, 通常具有风化速度快、强度低等不良性质, 对巷道围岩稳定性最为不利;

2) 应力场因素:巷道水平应力大于垂直应力, 破坏明显表现为两帮内移, 顶板冒顶, 底鼓严重, 难以维护;

3) 支护因素:原有的支护形式不合理, 属于被动支护, 支护时机不恰当, 不能适应大断面的特点。基于上述因素的考虑, 对于已严重变形的大断面巷道的支护进行修改, 并为后期施工的巷道提供设计依据;修改后的支护方式为高强锚杆—注浆锚杆—网—锚索—喷砼—反底拱, 具体如下:

(1) 高强锚杆:选用KMG500系列锚杆, Ф22mm×4000mm, 锚杆间排距1.6m×1.6m, 矩形布置。底排锚杆距离底板200~300mm, 向下扎45°钻孔。外端加工螺纹长度100mm, 螺母配套, 每根锚杆的预紧力为100k N, 托盘选用规格为150mm×150mm×10mm的Q235钢板。选用MSZ2335树脂锚固剂, 每根锚杆使用5个;

(2) 锚索在沿着巷道走向方向上的数量按3-2-3的方式进行布置, 间排距1.6m×1.6m, 锚索选用规格为Ф17.8mm×7300mm, 锚固长度2m, 锚索外露0.3m, 托梁方向垂直巷道方向;

(3) 挂网:采用φ6.5钢筋, 网格尺寸100mm×100mm, 网片规格2m×1.5m;

(4) 注浆锚杆:采用Ф27mm×3200mm中空注浆锚杆, 壁厚6mm, 并有配套止浆塞、托盘及螺母。注浆锚杆间排距为1.0m×1.0m, 墙角设底角注浆锚杆, 与巷道成45°倾角向下, 在反底拱浇注7d后对底板进行锚注加固, 注浆浆液采用单液水泥—水玻璃浆液, 水灰比为1∶1, 掺入3%的40Be’的水玻璃, 注浆终压控制在4.0~6.0MPa。注浆量控制:采用控压注浆和常量注浆来控制注浆量。控压注浆:当压力表达到注浆终压时, 可停止注浆;

(5) 反底拱:为防止巷道底鼓, 需要做反底拱。反底拱中间矢高为500mm, 第一次铺设100mm厚C20砼为反底拱, 铺设7d后打底板注浆锚杆;将反底拱注浆后, 在皮带一侧浇注200mm厚C20砼地坪, 宽度2.5m, 在轨道一侧浇注150mm厚C20混凝土地坪, 同时要铺设双层钢筋网, 采用φ8的钢筋, 钢筋网网格为100mm×100mm, 网片尺寸为2m×1.5m;底板与反底拱之间的空间用炉渣充填, 起缓冲作用, 形成中间500mm, 两侧300mm厚的切圆反底拱缓冲板梁结构;

(6) 喷射混凝土:喷射混凝土采用C20混凝土, 添加STC型粘稠剂, 喷厚200mm。

3 结语

通过对海石湾煤矿1100运输石门所处地层的岩性、矿压和巷道变形原因分析研究, 制定出合理有效的支护参数, 保证了巷道的正常施工和投入使用, 达到了预期的目的。不仅解决了现场急需的工程技术难题, 取得良好的经济、社会效益和安全效益, 同时对不稳定地层中的围岩控制技术探索出了一种新的支护技术。

摘要：不稳定地层中的围岩控制技术是采矿工程领域的一个难题, 主要表现在矿压显现明显、片帮严重、顶底板及巷帮之间移近量大、底鼓明显等特征。海石湾矿井1100运输石门是矿井技改项目中的一项重点工程, 肩负着矿井改造后主产的原煤运输、矿井通风、行人等任务, 服务年限长。该巷道围岩主要为深灰色粉砂岩、泥质粉砂岩与油页岩互层, 较松软破碎, 局部含油气、渗油, 处在不稳定地层。为了保证井巷工程在长期围岩压力和变形的影响作用下的稳定性和投入生产后的正常使用, 通过不稳定地层大断面井巷工程支护技术研究, 制定出合理有效的支护参数, 为不稳定地层中的围岩控制技术探索出了一种新的支护技术。

关键词：不稳定地层,大断面井巷工程,支护技术研究

参考文献

[1]郑颖人, 龚晓南.地下工程锚喷支护设计指南[M].北京:中国铁道出版社, 1988.

[2]靖洪文, 宋宏伟, 郭志宏.软岩巷道围岩松动圈变形机理及控制技术研究[J].中国矿业大学学报, 1999, (6) :560-64.

[3]王国臣.PA-膨胀注浆锚杆支护研究与应用[J].煤炭工程, 2006, (12) :38-40.

[4]兰冰.软岩巷道锚喷网合理支护参数的探讨.[J].建井技术, 1994, 12 (4) :128-130.

散体围岩隧道稳定性分析及支护技术 篇7

关键词：散体围岩,稳定性,影响因素,支护

散体围岩岩块松散破碎, 结构面相互交织, 随机分布, 导致裂隙、节理比较发育, 故散体围岩整体抗压强度较低, 隧道开挖后围岩稳定性差;结构面对岩体的变形和破坏不起控制作用, 岩体的特性与结构体岩石的特性并无本质区别, 在一定程度上可以将其看作是各向均质连续体, 总体上表现为一定的弹塑性特征。隧道开挖后, 围岩中形成一个临空的自由面, 在应力重分布作用下, 岩体将发生弹塑性变形及破坏, 并向隧道内部扩展。如果围岩强度低, 自承载力弱, 岩体变形将无限发展下去, 最终导致围岩失稳破坏。对于散体围岩而言, 如果不设支护, 允许围岩自由变形, 围岩会迅速失稳破坏, 导致隧道坍塌下沉。为此, 研究散体围岩隧道的稳定性及支护技术具有重要的现实意义。

1散体围岩隧道稳定性影响因素

1.1地层岩石学特征

岩体的破碎程度是指构成岩体的岩块大小及它们之间的组合排列形态, 对隧道的稳定性其主导作用, 在相同岩性条件下, 岩体越破碎, 围岩越容易失稳破坏。地层各颗粒之间相互独立, 整体性较差, 依靠颗粒之间点对点进行接触和力的传速, 各颗粒之间存在咬合为, 但该咬合力极易受到外界的干扰而发生较大变化, 在极端情况下可能会变成松散体, 颗粒出现流动现象, 因而该类地层不稳定, 容易发生塌陷事故。散体围岩经历了强烈地质构造或强风化作用, 其裂隙、节理发育, 岩体破碎, 结构松散, 岩体完整性遭到极大破坏。隧道邻近或处在断层破碎带散体围岩比较发育, 其当断层带宽度大, 走向与洞室轴交角愈小, 在洞内露出越长, 对围岩稳定性影响越大。

1.2施工环境

地层塌陷是剧烈的地层移动, 主要是由于地层损失超出隧道围岩的自身重力和构造应力造成的。地层损失的原因主要来自施工过程中的注浆不当、降水效果不佳、开挖进尺过长、支护未能及时封闭成环等。散体地层在采用机械开挖方式, 挖掘机械与地层接触时, 机械的切削作用引起地层的强烈扰动和变形, 由于颗粒么间粘聚力很小, 各颗粒产生松动并与周边岩体分离, 导致开挖面周边土体的力学强度急剧下降, 使得散体围岩的整体失稳或局部失稳。当注浆压力不合理或注浆量较小时, 均会导致地层损失增大, 进而产生更大的地层沉降或地层巧塌事故。地下水的存在会严重弱化砂土颗粒之间的粘聚力, 使得其力学强度更低, 受开挖扰动后掌子面上方主体极易发生下沉、塌陷, 甚至出现涌水涌砂事故。

1.3围岩埋深

隧道埋深是影响地层变形的重要因素, 相同的地层损失在不同的埋深条件下, 对地层的影响是不同的, 一般来说, 隧道埋深越深, 地层受地层损失的影响就越小。原状砂土地层相对比较密实, 土体开挖后开始变的膨胀, 且越靠近开挖面膨胀约剧烈, 主体在自身重力作用下开始缓慢下沉, 下沉土体上方会形成一定范围的空洞, 伴随着主体下沉, 空洞会不断向地表移动, 当隧道埋深较深时, 空涧向地表移动的过程中会逐渐变小甚至消失, 因而对地表影响较小。松散土体会对顶部及四周主体产生一定的支护作用, 产生主拱效应, 限制了变形的发展, 使得整个地层处于受力平衡状态。因此, 当隧道埋深较深时, 隧道开挖只能对地层产生一定的扰动而不能发展到地面。

2散体围岩应力重分布与围岩压力计算

2.1围岩应力重分布计算

散体围岩由于裂隙、节理发育, 岩块松散破碎, 结构面相互交织, 随机分布, 没有明显的方向性, 结构面对岩体的变形和破坏不起控制作用, 岩体的特性与结构体岩石的特性并不本质区别, 在一定程度上可以将其看作是各向均质连续体。分析隧道围岩应力时, 可以做适当简化, 假定岩体均质、连续和各向同性的。以水平圆形洞室为例讨论围岩的二次应力重分布情况为例。当围岩原始应力等于或小于其单轴抗压强度的一半时, 围岩呈弹性变形。可近似为各向同性、连续、均质的线弹性体, 其围岩重分布应力可根据弹性力学方法计算。弹性区应力可以根据厚壁筒理论进行分析, 塑性区应力按照塑性区岩体径向方向的受力平衡, 并利用弹塑性交界面应力、应变的连续性条件进行分析。根据弹性区, 塑性区的边界条件, 可求得弹性区应力与塑性区应力计算公式。

2.2围岩塑性破坏区范围分析

散体围自稳能力差, 隧道开挖后, 围岩发生塑性变形, 洞室周边岩体发生松动滑落, 在塑性区范围内, 形成一个松动圈。为更好的掌握散体围岩的变化破坏特征, 需要了解塑性区发展情况, 特别是确定围岩的松弛破坏范围, 在锚干支护设计中非常重要, 假设围岩初始应力场为静水压力状态, 根据弹塑性区交界面应力相对的条件, 圆形洞室塑性区半径公式为:

地下洞室开挖后, 围岩塑性区半径取决于初始应力P、支护反力Pi和c、φ的共同作用, 塑性区半径R1随初始应力P增大而增大, 随支护力Pi、岩体强度c、φ增大而减小。当围岩的强度参数c、φ不变时, 支护反力Pi越大, 塑性区R1越小;支护反力Pi越小, 塑性区R1越大, 所以, 当隧道开挖后不进行支护, 或支护力太小, 塑性区范围将达到极限, 引起隧道的塑性破坏。

3隧道支护结构

3.1支护结构设计要求

在围岩支护过程中, 不能片面强调刚性支护, 也不能过早或过晚设置支护。隧道开挖后, 如果迅速施做强度过高的刚性支护, 围岩没有或者微小变形, 支护结构可能会应承压过大发生破坏;如果支护设置太晚, 围岩自由变形过大, 可能导致围岩垮塌, 结构失效。为尽肯能发挥围岩的自承能力, 又不至失稳破坏, 应允许围岩释放一定的围岩荷载, 根据围岩条件及变形情况合理选择支护时间, 并在保证必要强度及刚度的前提下, 尽量以柔性支护为主。

支护结构支护结构要有一定的强度与刚度, 防止围岩变形无限发展, 与围岩大面积的紧密接触, 是围岩与支护形成一个整体的承载系统;要能分期施工, 使初期支护与后期支护相互配合, 控制围岩变形;支护结构能快速封闭成环。

3.2隧道支护结构分类

按照隧道的支护时间可以分为隧道的初期支护和后期支护。初期支护以柔性支护为主, 如锚杆、钢筋网等, 主要是允许岩体有限变形, 调节围岩应力状态, 发挥其自承载能力, 减小变形速率, 减少支护反力。对于稳定性较好的围岩, 一般采用常规支护即可;对于稳定性差的围岩, 除采用常规支护外, 还必须采用围岩预支护技术。常规支护一般包括:锚杆支护、锚喷支护、钢筋网、钢拱架、钢纤维喷射混凝土等;围岩预支护一般包括:超前锚杆、超前管棚, 超前注浆小导管、超前深孔帷幕注浆、水平旋喷预支护、机械预切槽、地表注浆等等。很多情况下, 采用联合支护的形式, 以达到最佳的围岩支护效果。后期支护以刚性支护为主, 如钢筋混凝土等, 主要是提高支护强度, 防止围岩不断变形而侵入隧道净空, 保证隧道的使用安全。超前锚杆是初期重要的支护手段, 该方法是沿开挖轮廓线, 以一定的外插角, 向开挖面前方安装锚杆, 对前方围岩形成预支护, 对于围岩应力较小, 地下水较少、岩体松软破碎的散体有较好的支护效果。

4结语

总之, 针对构造运动强烈及强风化带、隧道上方堆积体段及松散砂土体段的隧道开挖, 要做好支护结构的搭建, 防止围岩松动脱落以及产生的塑性变形, 预防片帮、掌子面失稳、拱顶坍塌等工程灾害的发生。

参考文献

[1]徐哲文.破碎围岩隧道开挖小导管高压注浆机理及效果分析[J].北京交通大学学报, 2008 (04) .

[2]朱训国, 杨庆, 栾茂田.岩体锚固效应及锚杆的解析本构模型研究[J].岩土力学, 2007 (03) .

土钉支护结构变形与稳定性关系研究 篇8

1 土钉支护结构的概况和基本原理

土钉支护是由天然土体加工而成。通过土钉墙对土体实行就地加固, 并喷射混凝土面板, 从而形成一个类似于重力挡墙的结构来抵抗墙后的土压力, 使开挖面保持稳定。通过上述方法筑造的土挡墙又称为土钉墙。土钉墙筑造需要先通过钻孔、插筋、注浆, 然后再直接打入角钢、粗钢筋。

土钉支护因其具有施工简单、造价低、工期短和施工技术成熟等优点, 在工程中得到广泛使用。通常提升对原位土体强度是依靠土体内设置固定长度的土钉体, 使其与岩土在共同作用下形成复合体以达到增强边坡整体稳定性的目的。

土钉对复合体骨架约束效力主要表现在刚度和强度两方面。土体内分布的空间组合, 对土体的变形有约束作用;土钉对复合体起分担作用土钉与土体共同承担外荷载和自重应力, 土钉起着分担作用, 与土体相比, 土钉具有很高的抗拉作用、抗剪及抗弯刚度。

2 基坑变形与稳定性现状分析

2.1 没有特定指标约束

当前的技术规范缺乏对基坑位移程度的具体约束, 对变形程度的描述太过笼统, 不仅没有充分考虑到基坑的特性、支护类型以及周边环境, 更没有将基坑的变形程度与基坑的稳定性二者联系起来综合比较, 因而测得的预警值往往脱离实际, 可靠性不高。例如在基坑周边空旷且没有重要的地下管线和市政道路地段, 只要兼顾了支护结构的安全性, 完全可以允许基坑支护产生较大的位移。而对于基坑周边有重要建筑物, 不允许基坑支护结构产生较大变形, 可以通过支护结构来控制其位移。长此以往, 将导致土钉支护技术发展枯竭。

2.2 未充分结合施工地点的地形制定标准

在界定土钉支护位移标准时还应充分考虑到施工现场的地形特征, 结合基坑特点来控制变形范围, 而不是片面地规定基坑支护变形越小越好, 再不就武断地规定一个变形允许值。要实现因地制宜地灵活地界定标准, 就应在基坑支护结构的安全性有保障这一大前提下, 充分考虑基坑变形对市政道路周围环境的影响, 以不妨碍后者的正常使用为标准来界定其变形范围。

3 土钉支护的变形与稳定性分析

本文通过变模量强度折减法对土钉支护土体强度进行折减, 然后同步应力水平对变形模量进行微调, 最终得到土钉墙顶水平位移和土体整体稳定系数二者的对应关系, 测出土钉支护应力平衡状态下的位移范围。这样便可通过土钉支护模型从稳定到破坏的变形对稳定性产生的影响来确定土钉支护的位移临界值。

3.1 土钉支护建模

在建模之初就需要测算出区域边界条件, 计算区域的尺寸需严格遵照施工方案说明和土钉墙高度。测量时, 令土钉边坡前的开挖宽度为B, 基坑开挖深度为H, 支护后边界为2H, 下边界取开挖底面以下 (0.8~1.0) H。此时应注意计算区域的选择对计算结果并不会产生太大影响。

假设底面边界静止不动, 采用固定铰支座;而顶部为自由边界;两侧面剪应力为0。同时假设支座为滚动式, 在垂直方向阻力为0, 支护结构可自由滑动产生纵向位移。

在土钉支护结构中, 最关键的参数时土钉的拉力、土体变形和整体稳定性。至于土钉的抗弯和抗剪作用, 暂不纳入本文的分析范围内, 本文仅采用FLAC结构单元中的锚索 (cable) 单元来模拟支护结构。在锚索单元中, 影响计算结果的变量主要有:锚索截面积、弹性模量、锚索的拉伸和屈服强度等。此外, 为了使计算结果更为精确, 也不妨将锚固体周长、密度、水泥浆切向刚度考虑其中。

3.2 土钉支护变形与稳定分析

传统强度折减虽然不再受制于极限平衡分析法, 但根据此法给出的土钉支护安全系数和变形范围仍过于理论化, 并没有根据岩土体的应力水平而调整, 在实际应用中常常存在较大误差。因此传统土钉支护结构建模法的强度折减法计算出的变形数值往往较之于实际偏小, 这也是造成实测土钉支护结构变形大于理论预测结果的诱因之一。

建模计算由于缺乏充分的理论指导, 因此出现误差的概率较大, 且现行施工规范中给出的位移允许值往往偏大, 如现行土钉规范 (规程) 仅是简单地规定一个变形允许值, 没有将基坑的土质特性、支护类型、周边环境等因素纳入考虑范围内, 更没有将基坑的变形与基坑稳定结合起来, 由此得出的结果常与实际施工中的测算值出入甚大, 导致这种性价比很好的支护技术面临被淘汰的危险。

3.3 不同的土质对土钉墙变形与稳定性的影响比较分析

为了将基坑变形与支护结构的稳定性联系在一起, 通过对同一高度、不同土质条件的土钉支护模型和同一土质条件、不同高度的土钉支护模型进行分析, 分别得到不同模型的变形与稳定性关系曲线以及其临界破坏水平位移。因此, 应该结合基坑特点和周边环境来控制基坑变形, 而不是基坑支护变形越小越好, 也不应该简单地规定一个变形允许值, 应在基坑支护结构安全基础上, 以基坑变形对周围环境、市政道路和建 (构) 筑物不产生不良影响, 不影响其正常使用为标准来控制其变形。

3.4 土钉支护的变形与稳定性特定指标界定

根据FLAC建模计算的结果较为客观地反映出土钉支护变形的非线性特征, 但将这一计算结果与实际施工中的测量值相比仍有明显出入。在实际工程项目中, 至今尚未找到一种精确的方法, 能够对某一个特定的土钉墙界定其准确的位移范围, 并获悉其墙顶的水平位移值是否处于整个墙体结构允许的稳定系数范围内。现行基坑技术规范仍然存在诸多数据不统一的地方, 例如国家规范的数据更新较快, 而地方规范则仍在沿用数年之前的施工标准。这一技术指标的不统一使得其中对于支护结构的变形控制值的规定更易出现语焉不详之处。对此, 希望能够出台对于土钉支护变形与稳定性的特定指标, 将结构内最大水平位移允许值与基坑深度和基坑土质的联系予以充分考虑。

4 结论

本文首先分析基坑变形与稳定性方面的联系, 并针对当前土钉支护技术在理论和应用方面的断层进行了归纳总结, 意在通过上述研究分析深层挖掘理论与实践之间的差距, 使实际施工中对支护结构位移范围的建模预测值更精准。

参考文献

[1]李峰.桩锚土钉复合支护基坑施工时变力学研究[D].郑州大学, 2014.

[2]丁敏.深基坑支护细部结构优化及应用研究[D].重庆大学, 2015.

[3]黄希来.土钉支护技术的工作机理和工程应用研究[D].同济大学, 2008.

支护稳定 篇9

近距离煤层群在我国煤炭资源中占有相当的比例, 为实现近距离煤层群的安全开采, 不少从业者及科研工作人员从不同方面进行了大量的研究工作[1,2]。

近距离煤层群上行开采时, 下位煤层开采后, 上覆岩 (煤) 层的横向及纵向离层变形而产生大量采动裂隙, 破坏煤层, 纵向剪切变形则造成煤 (岩) 层发生台阶错动, 破坏了煤层结构[3];近距离煤层下行开采, 将导致下位煤层工作面开切眼顶板是由上位煤层回采冒落的矸石、遗煤和下位煤层直接顶构成的复合顶板, 具有应力集中、顶板破碎、涌水较大的特点, 从而导致工作面冒顶、底鼓、异常压架和工作面涌水溃沙等工程问题;近距离煤层是合层一次采全厚存方法, 由于受夹矸厚度、岩性、裂隙发育特征、回采率以及所处层位关系等诸多因素的影响[4,5]而不能普遍推行。

文献[6]构建了“散体-块体”顶板结构模型, 运用散体和块体理论, 揭示了下层煤开采时端面顶板冒落的机理, 得出了支架载荷的确定方法;文献[7]分析了“锚网索加挑棚和木垛联合支护”方式对大跨度、大高度条件下的切眼顶板及两帮围岩的变形的控制;文献[8]研究分析了“定荷载”围岩控制对近距离“三软”薄煤层群回采巷道的支护;文献[9]研究分析了高、低位复合顶板条件下的不同锚索、锚杆支护参数。

上述研究都取得了一定的应用效果, 但均未对近距离煤层开采复合顶板支护稳定周期进行分析。在众多的生产矿井中, 为满足综合机械化采煤设备运输、安装和使用, 巷道、工作面切眼断面相对较大。因此, 在近距离煤层综合机械化开采中, 工作面切眼的支护问题变得更为复杂。凭借作者团队对工程模拟的研究[10], 以某矿井近距离煤层9、101、102为研究对象, 利用Flac对10603工作面大断面切眼支护稳定周期进行模拟分析。

1 工程概况

1.1 煤层

某矿井井田含煤地层为中石炭统本溪组和上石炭统太原组, 共含煤14层。其中, 9煤层上距8煤层6.90m, 下距101煤层2.53m, 全层厚度1.26~2.00m, 平均1.6m, 全井田已基本回采完毕;101煤层上距9煤层2.53m, 下距102煤层0.85m。全层厚度与采用厚度变化一致, 平均为0.82m;102煤层上距101煤层0.85m, 下距本溪组五灰22.10m。全层厚度1.10~3.57m, 平均1.95m。其煤层特征见表1。

1.2 工作面支护方式

10603工作面位于矿井东部, 工作面北部为10602面采空区, 西侧亦102层煤采空区, 南侧为10605待采工作面, 东侧为F25-1断层, 10603工作面切眼与上位煤层9煤保护煤柱错距为5m, 工作面标高-49.8~-44.2m, 埋深114.35~119.95m。工作面切眼顶板为煤岩复合顶板, 且开切眼断面较大 (高×宽=2m×5m) 。故采用吊挂前探支架作为临时支护, 依据开切眼围岩破裂分区探测, 该巷道顶板受到上层煤开采影响, 导致其锚杆锚固区较破碎, 单纯利用锚杆悬吊作用很难保证顶板的稳定, 故采用锚网与架棚联合支护进行永久支护。

根据悬吊作用理论对支护参数进行计算[11], 结合实际支护经验, 10603工作面切眼采取锚杆长度L为2.26m, 锚杆间距950mm、排距为800mm锚网支护与架棚支护方式的联合支护形式。切眼支护参数及方式如图1所示。

2 模型构建

2.1 模型与模拟方案

根据图1对10603工作面切眼进行建模, 其相应的模型网格剖分如图2所示。

模拟方案:

1) 分别模拟计算10603工作面切眼在支护前、后的围岩应力分布、围岩破坏规律以及围岩运动规律。

2) 对支护后的切眼布置观测点, 进行切眼支护稳定周期观察。

2.2 模拟参数选取及边界条件

本次模拟过程中, 采用Mohr-Coulomb屈服准则[11,12,13,14], 如式 (1) 所示:

式中, σ1、σ3分别是最大和最小主应力;c、φ分别是粘结力和摩擦角。

当fs>0时, 材料将发生剪切破坏。在通常应力状态下, 岩体的抗拉强度很低, 因此可根据抗拉强度准则 (σ1≥σ3) 判断岩体是否产生拉破坏。

模拟计算采用的岩体力学参数如表2所示。

模型左右两侧边界和下部边界设置为固定边界, 即不发生水平位移, 模型上部边界为加载边界, 其加载的应力大小按式 (2) 计算:

式中, P为加载应力大小, MPa;γ为上覆岩层的平均容重, N/m3, 大小取值为2.5×104;H为模型顶部距地表的垂直深度, m;此处H为120m。

3 模拟结果分析

3.1 围岩应力分布

1) 未支护和支护时切眼两帮均出现了应力集中。未支护时应力集中带长度1.2m左右, 应力集中系数2.71, 应力影响范围5m左右。支护后应力集中带长度1m左右, 应力集中系数1.24, 应力影响范围2m左右。并且支护后顶、底板应力“拱”分别向顶部、深部转移。

2) 支护和支护后切眼巷道四角剪应力都较集中, 由于受9煤采空区残余支承压力作用的影响, 巷道左肩角、左底角处围岩的剪应力集中程度较大。“未支护→支护”模拟过程中, 剪应力最大值由2.5MPa左右下降到0.6 MPa左右。未支护时, 切眼四角剪应力都较集中, 采用锚杆支护后, 剪应力集中程度降低, 顶部剪应力向两侧转移, 底部剪应力向深部转移。

3.2 围岩破坏规律

10603工作面进行支护前、后围岩塑性区域分布见图3所示。

通过图3可以看出, 巷道围岩破坏的主要方式是拉破坏和剪切破坏, 顶板围岩塑性区较小, 两帮和底板围岩塑性区较大, 特别是在巷道右底角处。受上煤层采空区影响, 巷道右肩角处的塑性破坏区的范围远远大于左肩角处。由于煤层和底板岩层相对顶板岩层来说强度较低, 巷道围岩变形破坏首先发生在两帮和底角处, 随着帮角处塑性区的发展, 巷道其他部位的塑性区也逐渐发展, 巷道底板产生塑性滑移破坏, 发生挤压流动型底臌。随着巷道底臌量的增加, 加剧了巷道两帮的破坏, 相应地增大了巷道顶板悬跨度, 加速了巷道顶板岩层变形破坏, 导致整条切眼处围岩稳定性降低。未支护时, 顶板塑性区范围高达2.6m;采用2m锚杆支护后, 顶板塑性区范围达1.6m, 塑性区整体面积减少了40%左右, 有效地控制了围岩的破坏。

3.3 围岩运动规律

10603工作面切眼形成后, 应力重新分布, 两帮应力集中导致煤体产生破坏松动圈, 煤体产生向开掘空间的位移, 造成两帮移近, 顶板为应力降低区, 在岩层自重下产生向下的位移, 底板也为应力降低区, 在深部高应力作用下产生底鼓。且支护前后巷道顶底板岩层变形量差别较大。未支护前顶板最大位移-478mm, 最大底鼓量137mm, 左帮最大位移-235mm, 右帮最大位移-190mm。支护后顶板最大位移-243mm, 最大底鼓量40mm, 左帮最大位移-210mm, 右帮最大位移-220mm。对比分析可知, 未支护时切眼两帮围岩变形较为严重, 围岩稳定性较差, 特别是巷道左帮围岩, 由于其左上方为9煤采空区。采用锚杆支护后, 两帮围岩的变形破坏受到支护系统的约束, 巷道两帮围岩在上覆岩层的压力作用下产生的压缩变形减小, 巷道顶板下沉量随之而减小;由于两帮围岩强度提高, 巷道底板岩层受两帮围岩集中挤压应力的作用减弱, 巷道底臌较小。

4 支护稳定周期分析

综合上述分析, 锚杆支护起到了良好的支护效果, 应力集中带及影响范围都减少了50%, 围岩剪应力由支护前的2.5 MPa降低到支护后的0.6MPa, 围岩塑性区域比支护前减少了40%, 顶底板、左帮的移近量也大大降低。

为明确支护的稳定周期, 在10603工作面开切眼锚杆支护模型中布置测点, 用迭代步数表示天数 (200步代表1d) , 模拟采用锚杆支护后围岩位移随时间的变化规律。切眼围岩顶板移近量随迭代步数的变化如图4所示, 切眼围岩两帮移近量随迭代步数的变化如图5所示。

从图4可看出, 切眼在支护后, 底板移近量的变化一直都比较平稳, 到第26天时, 基本稳定;顶板由于受到上煤层回采的影响大, 支护后的前16天顶板移近量变化较大, 移近速度在30~50mm中变化, 第17天开始, 移近速度在基本在0~10mm中变化, 第26天已完全稳定。

从图5可看出, 由于切眼两帮受上煤层采动影响基本对称, 其移近量变化趋势也基本一致, 在支护的前16天, 变化较大, 移近速度在基本在10~40mm中变化, 第16~28天, 移近量变化较小, 到第30天已经完全稳定。

综上, 10603工作面切眼在进行锚杆支护后, 顶底板稳定周期为26天, 两帮稳定周期为28~30天。

5 工程监测验证

5.1 测点布置

为验证模拟分析结果的正确性, 在10603工作面切眼布置3组监测点, 观测巷道表面收敛情况, 测点布置示意图6所示。

5.2 监测结果分析

巷道表面收敛是反映巷道围岩稳定状况的综合指标。本次在10603开切眼布置设备前进行巷道表面收敛监测, 监测结果如图7所示。

从监测结果可知, 工作面回采的30天以内, 工作面顶板弯曲下沉总量达190mm, 回采的前24天顶板弯曲下沉变化速率明显大于后6天的变化速率, 其下沉量占总量的90%以上, 约为180mm。两帮的收敛量变化曲线同顶板下沉变化曲线具有相同的趋势, 说明顶板下沉与两帮移近现象基本是同时发生, 两帮的移近量在第30天达到了180mm。

由现场监测的数据分析来看, 基本同模拟相同, 顶底板稳定周期为26天, 两帮稳定周期为28~30天。

6 结论

通过数值模拟分析10603工作面切眼支护前后的围岩应力变化、围岩破坏与运动规律, 得出以下结论:

1) 切眼进行锚杆支护后, 应力集中带及影响范围都减少了50%, 围岩剪应力由支护前的2.5 MPa降低到支护后的0.6 MPa, 围岩塑性区域比支护前减少了40%, 围岩的移近量也相对降低。有效地控制了围岩的破坏。

2) 支护后顶、底板应力“拱”分别向顶部、深部转移;剪应力集中程度降低, 顶部剪应力向两侧转移, 底部剪应力向深部转移。

3) 锚杆支护后, 顶底板稳定周期为26天, 两帮稳定周期为28~30天。

摘要：在近距离煤层群的下行开采中, 上位煤层的回采直接影响到下位煤层开切眼围岩的应力分布、破坏规律以及围岩的运移规律, 从而影响到切眼的支护方式。为了分析下位煤层工作面切眼锚杆支护的稳定周期, 利用基于三维显式有限差分法的计算工具Flac3D, 以矿井近距离煤层工作面10603的切眼支护为工程实例, 对比分析了上位煤层开采后, 切眼围岩在支护前和支护后的应力分布、破坏规律和运移规律。结果表明, 切眼进行锚杆支护后, 应力集中带及影响范围都减少了50%, 围岩剪应力由支护前的2.5 MPa降低到支护后的0.6 MPa, 围岩塑性区域比支护前减少了40%, 有效地控制了围岩的破坏, 且切眼顶底板稳定周期为26天, 两帮稳定周期为28~30天。

支护稳定 篇10

广泛存在的新集矿区深井巷道复合顶板离层包括由于顶板塑性变形而产生的塑性离层以及顶板层间弯曲和错动而产生的层间离层。离层量以及长度发展到一定程度可能引发较大规模的、突发的、危害性强的冒顶[1], 因此复合顶板层间离层控制研究对煤矿的安全具有重要的理论意义, 其控制方法的应用对减少矿井顶板灾害具有重要使用价值[2]。锚杆作为“主动”支护形式, 如果支护参数选择合适, 可以有效的防止复合顶板离层;为了合理地选择锚杆参数, 工程中经常采用多点位移计测量锚固区内外顶板离层进而对复合顶板离层进行“动态”监控[3,4], 一般以顶板离层临界值作为复合顶板层间离层判别依据[5], 依此方法得到新集矿区顶板离层临界值一般取20 mm。但由于本区深井复合顶板离层一般含有层间离层和塑性离层两部分, 采用多点位移计测量锚固区内外的离层, 必须采用合适方法将层间离层和塑性离层从复合顶板总离层中分离出来, 在对这两种离层稳定性判据分析的基础上, 分别根据各自判据对复合顶板离层稳定性进行判别。塑性离层不稳定性可以通过增加锚杆密度和锚杆长度来解决, 而层间离层不稳定性则可以通过增加锚杆和锚索总预紧力加以控制[6]。本文根据这两种离层的不同特点, 形成了将顶板总离层分离为塑性离层和层间离层的一般方法, 确定了各自的稳定性判据, 确定了不同条件下合理锚杆支护参数。

2 顶板离层稳定性判别

2.1 顶板塑性离层特点及稳定性判别

据观测, 复合顶板塑性离层随时间变化有三种典型形式[7], 如图1、2、3所示。

图1为离层随时间变化呈现一次蠕变规律, 可示为[7]:

式中, u为位移量, mm, A1为顶板塑性离层系数, mm;B1为离层随时间增长系数, d-1。

式 (1) 表明离层在较短时间产生较大变形后趋于稳定。根据新集矿区工程实际, A1≈100~150 mm, B1≈0.9~0.13/d。以离层量的95%时所需时间作为离层稳定时间, 即t=2.99/B1, 取B1=0.11/d, 得到t≈27 d。

图2为离层随时间变化呈现的二次蠕变规律。曲线由式 (1) 和式 (2) 两部分组成, 其中式 (2) 为:

式中, A2为二次蠕变离层系数, mm;B2为离层随时间增长系数,

围岩变形表现为显著塑性变形并在较长时间内才能稳定, 当B2≥0.4/d时, 顶板塑性离层趋于稳定。新集矿区工程实测表明, 此时A2≈0.2 u0即A2≈20~30 mm。

以达到总离层的90%的时间作为离层稳定时间, 则稳定时间可示为:

式中, t0为复合顶板塑性离层一次蠕变时间, d。一般情况下t0≈20~25 d, B2≈0.4/d, 则t≈35~40 d。

图3显示顶板塑性离层随时间增长而增大, 可示为:

式中, s为离层量, mm, A3, B3为离层系数, mm。此时顶板塑性离层不稳定。

2.2 顶板层间离层特点及稳定性判别

顶板层间离层典型形式和塑性离层随时间变化特点不同, 层间离层随时间变化呈现跳跃式。新集矿区层间离层临界值一般在20 mm左右, 大约需80 d左右达到稳定, 工程实测表明, 无论是否稳定, 初期 (0~30 d) 层间离层值都较小, 30 d后才以较快速度增长。

图4和图5显示锚固区内外顶板离层随时间增长趋于稳定, 图5复合顶板锚固区外层间离层虽然较大, 超过了新集矿区顶板离层临界值20 mm, 但离层趋向稳定。图6锚固区内外顶板离层增长速度衰减缓慢, 复合顶板锚固区内层间离层虽然小于新集矿区顶板离层临界值20 mm, 但层间离层趋于不稳定。

3 层间离层和塑性离层的分离

3.1 总离层含稳定塑性离层和层间离层

实测表明顶板离层随时间变化表现为以塑性离层和层间离层相结合形式, 主要特征为:

(1) 初期为连续塑性离层。由于塑性离层增长速度随时间衰减较快, 稳定塑性离层在顶板离层25 d左右即保持稳定。对初期 (0~25 d) 离层量随时间变化进行的回归曲线如图1所示, 顶板塑性离层量约为23.4 mm。

(2) 后期为跳跃式的层间离层。由于塑性离层量在25 d后变化不大, 而层间离层增长速度随时间衰减较慢, 依据早期顶板离层值 (0~25 d) 随时间变化按式 (1) 回归确定塑性离层系数A1, 并将A1值作为塑性离层量, 层间离层值可示为25 d后顶板总离层与A1值之差。可以通过25 d后层间离层值随时间变化趋势及层间离层值大小判断层间离层稳定性。实测数据表明, 25 d时层间离层值可达到5.6 mm。根据25 d后顶板层间离层随时间变化以及顶板总离层值大小可判断顶板离层有“失稳”趋势。

当顶板塑性离层呈现二次蠕变且B2≤0.4/d时, 塑性离层约40 d后趋于稳定, 此时, 可以根据40 d后层间离层值及离层随时间变化趋势分析层间离层稳定性。

3.2 总离层表现为不稳定塑性离层和层间离层

当塑性离层呈图3或图4与图2形式的不稳定塑性离层时, 无论层间离层是否稳定, 顶板总离层量随时间的增加而增加。为了控制塑性离层稳定性, 必须改变锚杆支护参数 (包括锚杆间排距和长度) , 当单根锚杆预紧力不变时, 由于锚杆间排距缩小, 作用于复合顶板层间总预紧力增大, 控制了顶板层间离层。

4 新集矿区复合顶板层间离层“失稳”典型形式及分析

(1) 锚固区内外顶板离层表现为塑性离层。新集矿区的实测资料表明, 在围岩变形后期 (50~60 d) , 锚固区内外顶板离层未呈现跳跃式发展特点, 近似呈现图2特点, 按式 (2) 进行回归, B2≌0.3 d, 锚固区外B2≌0.6 d, 可见顶板离层以塑性离层为主, 且锚固区内产生不稳定塑性离层。

(2) 锚固区内为塑性离层, 锚固区外为层间离层。当顶板离层100 d后, 锚固区内顶板离层虽呈现较为明显的层间离层特点, 但主要以塑性离层为主, 以式 (2) 回归得出B2≌0.15 d, 锚固区内产生不稳定塑性离层, 锚固区外产生了有“失稳”趋势的层间离层。

(3) 锚固区内外顶板离层表现为层间离层。锚固区内外复合顶板离层都表现为不稳定的层间离层。

(4) 锚固区内离层呈现为层间离层与塑性离层结合形式, 锚固区外离层呈现层间离层。实测表明40 d内锚固区内顶板离层以塑性离层为主, 40 d后呈现明显层间不稳定离层, 表现为稳定塑性离层和不稳定层间离层结合形式;锚固区外顶板离层呈现不稳定层间离层。

(5) 锚固区内表现为层间离层, 锚固区外表现为层间离层与塑性离层结合形式。锚固区内顶板离层表现为有“失稳”倾向层间离层;锚固区外表现为层间离层与塑性离层结合形式。通过离层分离, 锚固区外塑性离层稳定, 锚固区外层间离层有“失稳”倾向。

5 结语

塑性离层呈现连续变化特点并在较短时间内达到稳定, 层间离层呈现跳跃式发展特点并以较慢速度增长, 根据塑性离层和层间离层不同特点可以将顶板总离层分离为塑性离层和层间离层并根据各自判据对稳定性进行判别, 对复合顶板锚杆支护参数进行“动态”调整以保持复合顶板离层稳定性。在出现失稳的情况下, 为了控制失稳, 必须在锚固区内增加锚杆预紧力或减小锚杆间排距;锚固区外, 必须增加单根锚索预紧力或减小锚索间排距。

参考文献

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