軟巖巷道錨桿-拱架聯(lián)合支護(hù)參數(shù)優(yōu)化研究

楊 博，馬海曜，管清升，楊 寧,2，李廷春，李為騰

(1.山東科技大學(xué) 山東省土木工程防災(zāi)減災(zāi)重點(diǎn)試驗(yàn)室，山東 青島 266590；2.江蘇建筑職業(yè)技術(shù)學(xué)院，江蘇 徐州 221116)

隨著淺部資源的枯竭，煤炭開(kāi)采進(jìn)一步走向深部勢(shì)在必行[1]。受深部高地應(yīng)力、軟巖及采動(dòng)等不利條件影響，出現(xiàn)了大量的難支護(hù)巷道[2-3]。目前，為滿(mǎn)足大量軟巖等復(fù)雜地質(zhì)條件的巷道支護(hù)要求，錨桿-拱架聯(lián)合支護(hù)手段被廣泛使用[4-6]。錨桿將高應(yīng)力向圍巖深部傳遞，拱架在圍巖自承能力的基礎(chǔ)上增大巷道整體穩(wěn)定性，二者協(xié)同耦合共同作用有效擴(kuò)大了承載范圍，提高了支護(hù)結(jié)構(gòu)的整體性與承載能力。

在聯(lián)合支護(hù)理論及應(yīng)用研究中，先后形成了錨帶-網(wǎng)架?chē)娂?、錨噴-弧板、關(guān)鍵部位耦合支護(hù)等聯(lián)合支護(hù)方法[7-8]。但由于現(xiàn)場(chǎng)復(fù)雜多變、相關(guān)理論研究尚不充分，錨桿和拱架的強(qiáng)度匹配原則仍不明確，支護(hù)參數(shù)因缺少相應(yīng)的設(shè)計(jì)依據(jù)導(dǎo)致部分煤巷耦合支護(hù)尚不能達(dá)到預(yù)期的效果；即便是錨噴+U36拱架這種高強(qiáng)聯(lián)合支護(hù)結(jié)構(gòu)仍不斷有破斷失效的案例出現(xiàn)，使巷道施工與生產(chǎn)存在著安全隱患。因此，錨桿-拱架聯(lián)合支護(hù)參數(shù)優(yōu)化研究仍然是目前錨桿-拱架聯(lián)合支護(hù)研究的關(guān)鍵。

在煤巷支護(hù)的理論研究中，運(yùn)用數(shù)值模擬軟件如FLAC3D可以反映出圍巖與支護(hù)結(jié)構(gòu)應(yīng)力、應(yīng)變和位移等主要特征，是十分重要的研究手段。但目前的錨桿-拱架聯(lián)合支護(hù)數(shù)值模擬研究主要集中在錨桿、拱架單獨(dú)作用下支護(hù)參數(shù)對(duì)圍巖的影響上，而對(duì)于二者的協(xié)同以及組合支護(hù)參數(shù)對(duì)圍巖所呈現(xiàn)的變形作用卻缺少有力的研究。

鑒于此，本文結(jié)合工程實(shí)例，利用cable單元與beam單元修正模型等有效組建的FLAC3D精細(xì)化數(shù)值模擬平臺(tái)[10,13]，開(kāi)展錨桿、拱架不同強(qiáng)度的支護(hù)結(jié)構(gòu)的數(shù)值模擬試驗(yàn)，以探究不同支護(hù)強(qiáng)度下圍巖變形特征，尋求錨桿、拱架支護(hù)參數(shù)的優(yōu)化組合，為聯(lián)合支護(hù)技術(shù)提供有力的理論依據(jù)。

1 軟巖巷道典型案例概述

某煤礦為典型三軟地層礦區(qū)，主采煤1層、煤2層和煤4層，其中煤4層厚度13.5m，結(jié)構(gòu)極為復(fù)雜，穩(wěn)定性差。改造開(kāi)切眼巷道埋深-620m，直接頂主要為炭質(zhì)泥巖及泥巖夾黏土巖，易風(fēng)化脫落，吸水膨脹，屬易冒落頂板。煤層直接底板為0.65m泥巖，局部為炭質(zhì)泥巖；再向下為油4巖層。該巷道采用圖1所示支護(hù)方案，錨桿采用MSGLD-335/18×2250螺紋鋼錨桿，間排距650mm×800mm，預(yù)緊力300N·m；混凝土噴層采用C20混凝土，厚度120mm；U型棚采用U36加工而成，每架3節(jié)，U型棚間距與錨桿排距均為800mm，布置在同一截面上。根據(jù)該煤礦實(shí)測(cè)地應(yīng)力值，巷道所處地層垂直地應(yīng)力10MPa，最大水平主應(yīng)力14.5MPa，最小水平主應(yīng)力10MPa，最大主應(yīng)力方向與巷道方向基本一致。

圍巖特性試驗(yàn)及現(xiàn)場(chǎng)觀(guān)測(cè)均表明該巷道圍巖具有顯著的流變特性，底板和幫部收斂變形量較大。鉆孔窺視儀探測(cè)結(jié)果顯示：肉眼可見(jiàn)的圍巖松動(dòng)破碎范圍較大，可達(dá)4m以上。拱架應(yīng)變監(jiān)測(cè)結(jié)果顯示，拱架幫部在以抵抗圍巖變形為主的徑向方向上承受較大壓力，造成拱架幫部率先出現(xiàn)失穩(wěn)破壞，如圖1(b)所示，隨后拱架整體失效，進(jìn)而巷道圍巖變形繼續(xù)發(fā)展，隨后有錨桿由于變形過(guò)大而發(fā)生拉斷現(xiàn)象，支護(hù)系統(tǒng)基本喪失承載能力。

圖1 改造開(kāi)切眼巷道支護(hù)方案及破壞情況

2 錨桿-拱架聯(lián)合支護(hù)數(shù)值建模

2.1 巷道及圍巖模型

結(jié)合工程實(shí)例，建立寬×高×厚為40m×40m×0.8m(單榀)的試驗(yàn)?zāi)Ｐ?，巷道斷面形狀為直墻半圓形，其半徑為2.2m，直墻處高1.6m。所建立的巖體模型采用六面體單元，共有4908個(gè)實(shí)體單元、7479個(gè)節(jié)點(diǎn)，所劃分的網(wǎng)格見(jiàn)圖2。

圖2 圍巖及巷道模型(巷道開(kāi)挖后)

該模型邊界條件為前后左右均約束法向位移，底面全位移約束；上表面為自由面不約束位移，通過(guò)施加面荷載的方式進(jìn)行地應(yīng)力補(bǔ)償，并按照實(shí)測(cè)地應(yīng)力數(shù)據(jù)進(jìn)行模型的初始地應(yīng)力平衡。為準(zhǔn)確再現(xiàn)圍巖的變形特征，圍巖采用SVISIC蠕變模型進(jìn)行模擬，通過(guò)建立與現(xiàn)場(chǎng)條件一致的計(jì)算模型經(jīng)過(guò)反演得到等效參數(shù)，材料參數(shù)如表1所示。開(kāi)挖一次完成，開(kāi)挖完成后隨即建立支護(hù)單元模型，包括噴射混凝土層、布設(shè)錨桿和安裝拱架。噴射混凝土層采用實(shí)體單元建模，緊貼巷道開(kāi)挖斷面，選用Mohr-Coulomb本構(gòu)模型，厚度為120mm，噴層力學(xué)參數(shù)如表2所示。

2.2 可破斷錨桿模型

表1 巖石流變力學(xué)參數(shù)

表2 噴層力學(xué)參數(shù)

2.2.1 錨桿單元的建立及參數(shù)

錨桿模型采用FLAC3D中cable單元進(jìn)行模擬。根據(jù)支護(hù)設(shè)計(jì)參數(shù)(圖1)，在厚度方向中截面(0.4m處)位置布置錨桿，間距650mm，其建模效果如圖3所示。在多組試驗(yàn)中所建錨桿模型長(zhǎng)度均為2.2m，共劃分22個(gè)0.1m的CID單元，其內(nèi)錨段、自由段和外錨段單元個(gè)數(shù)分別為8，13，1，即長(zhǎng)度分別為0.8m，1.3m，0.1m，外錨段的端點(diǎn)與噴層的臨空輪廓線(xiàn)平齊。內(nèi)錨段無(wú)需其他特殊處理，采用的錨固劑參數(shù)見(jiàn)表3；將自由段處錨固劑參數(shù)設(shè)置為極低值，并刪除node與圍巖建立的link以實(shí)現(xiàn)自由段；將外錨段處錨固劑參數(shù)設(shè)置為極大的數(shù)量級(jí)，以此模擬錨桿托盤(pán)。各分段實(shí)現(xiàn)效果如圖3所示，各分段錨固劑參數(shù)如表3所示，各組試驗(yàn)中錨桿模型的詳細(xì)幾何與力學(xué)參數(shù)見(jiàn)第3節(jié)表4。

圖3 噴層、錨桿和拱架建模效果

錨固區(qū)段體積模量/MPa黏聚力/MPa內(nèi)摩擦角/(°)外錨段100001000025自由段000內(nèi)錨段202.045

2.2.2 破斷判據(jù)及修正本構(gòu)模型

原有cable單元模型中，當(dāng)力達(dá)到一定值即屈服力時(shí)，錨桿軸力保持不變，錨桿長(zhǎng)度可無(wú)限增加，不具有破斷屬性，不符合工程實(shí)際，錨桿支護(hù)效果被放大。鑒于上述模擬缺陷，提出了錨桿破斷判據(jù)。式(1)為破斷判據(jù)的函數(shù)表達(dá)式。

(1)

式中，Smax為錨桿自由段對(duì)應(yīng)的極限長(zhǎng)度；l自為錨桿自由段長(zhǎng)度；Ui為錨桿自由段中編號(hào)為i的CID單元長(zhǎng)度；n為自由段單元的最大編號(hào)；δ為錨桿的破斷伸長(zhǎng)率。

該修正模型以自由段伸長(zhǎng)量為破斷依據(jù)并嵌入主程序，即當(dāng)桿體自由段超過(guò)極限延伸長(zhǎng)度Smax即發(fā)生破斷失效，軸力隨即變?yōu)榱??？紤]到現(xiàn)場(chǎng)錨桿多受到軸拉、擠壓、剪切與彎曲等組合荷載作用，破斷時(shí)的伸長(zhǎng)率要小于其軸拉極限延伸率，因此本文將錨桿自由段總體破斷伸長(zhǎng)率設(shè)置為10%，則錨桿自由段極限長(zhǎng)度Smax=(1+0.1)×1.3=1.43m，若超過(guò)此極限長(zhǎng)度，錨桿隨即發(fā)生破斷。

2.3 拱架支護(hù)單元模型

2.3.1 拱架模型的建立

拱架采用beam單元進(jìn)行模擬。對(duì)于本試驗(yàn)?zāi)Ｐ停凹芄矂澐?2個(gè)beam單元，布置在厚度方向0.4m處的中截面上，整體與噴層內(nèi)表面相貼合。beam單元與噴層自動(dòng)建立link連接，其建模效果如圖3所示。各組試驗(yàn)中拱架模型詳細(xì)幾何與力學(xué)參數(shù)見(jiàn)第3節(jié)表5。

2.3.2 屈服失效判據(jù)及修正本構(gòu)模型

在FLAC3D中自帶beam單元中，拱架屈服失效不受軸力影響而僅與彎矩有關(guān)，軸力可無(wú)限增加而不發(fā)生屈服失效。而在實(shí)際中，拱架屈服失效是因軸力與彎矩二者同時(shí)作用。鑒于此，將beam單元的屈服判據(jù)進(jìn)行修正，考量彎矩M和軸力N雙重因素對(duì)單元的影響并在主程序中指定屈服失效判據(jù)，若單元超過(guò)此判據(jù)，則拱架屈服。

2.3.3 剝離、滑移行為的模擬實(shí)現(xiàn)

FLAC3D中原有beam單元通過(guò)link連接將拱架固定于圍巖上(圖3)，與巷道臨空面共同發(fā)生變形且始終保持一致，而在工程實(shí)際中拱架與圍巖之間則會(huì)產(chǎn)生剝離和相對(duì)滑移的行為現(xiàn)象(圖1b)。鑒于上述缺陷，將原有l(wèi)ink連接左右、前后、上下三向固定手動(dòng)修正為左右方向可與圍巖分離和上下方向可產(chǎn)生相對(duì)滑移，前后方向不作處理，三向仍均可轉(zhuǎn)動(dòng)，可實(shí)現(xiàn)法向可剝離、縱向可滑移相互作用的模擬行為，更加符合工程實(shí)際。

3 試驗(yàn)方案及結(jié)果分析

3.1 試驗(yàn)方案

基于上述錨桿-拱架聯(lián)合支護(hù)精細(xì)化數(shù)值模擬平臺(tái)，分別開(kāi)展錨桿、拱架不同強(qiáng)度組合與圍巖控制作用的數(shù)值模擬試驗(yàn)。設(shè)計(jì)M組和G組兩系列組合支護(hù)試驗(yàn)方案，如表4、表5所示。其中M組試驗(yàn)通過(guò)增大桿體直徑增強(qiáng)錨桿支護(hù)等級(jí)，如“16mm”為錨桿直徑；G組試驗(yàn)采用U36尺寸等效的方法進(jìn)行支護(hù)參數(shù)梯度化設(shè)計(jì)，如“0.4U36”即為U36尺寸的0.4倍，截面積則為0.42倍。

3.2 試驗(yàn)結(jié)果統(tǒng)計(jì)

數(shù)值試驗(yàn)以蠕變時(shí)間達(dá)到50d(計(jì)算時(shí)間步長(zhǎng)4320000s)為計(jì)算終止標(biāo)準(zhǔn)，計(jì)算過(guò)程中對(duì)圍巖的收斂變形、塑性區(qū)體積以及支護(hù)構(gòu)件內(nèi)力進(jìn)行監(jiān)測(cè)，M組和G組試驗(yàn)計(jì)算結(jié)果如表6和表7所示。

表4 不同等級(jí)錨桿數(shù)值模擬試驗(yàn)方案

表5 不同強(qiáng)度拱架數(shù)值模擬試驗(yàn)方案

表6 M組試驗(yàn)計(jì)算結(jié)果(50d)

表7 G組試驗(yàn)計(jì)算結(jié)果(50d)

3.3 計(jì)算結(jié)果分析及參數(shù)優(yōu)化

3.3.1 典型方案支護(hù)構(gòu)件失效過(guò)程分析

M5方案與工程現(xiàn)場(chǎng)支護(hù)條件一致。由圖4可以看出，初始塑性區(qū)體積隨時(shí)間直線(xiàn)增長(zhǎng)，到達(dá)18d左右時(shí)已達(dá)到67.4m3；18d之后，塑性區(qū)體積緩慢增長(zhǎng)，計(jì)算至50d時(shí)達(dá)到74.1m3，此時(shí)圍巖塑性區(qū)范圍已超出錨桿長(zhǎng)度范圍的0.7m左右(圖5(e))，圍巖巷幫內(nèi)移量達(dá)183.3mm，巷道變形量已較大。隨著巷道變形量的增加，計(jì)算至15d拱架拱腿中部率先發(fā)生變形，20d時(shí)與圍巖產(chǎn)生明顯的脫離現(xiàn)象；隨后幫部錨桿發(fā)生破斷，計(jì)算50d終止，拱腿中部?jī)?nèi)彎變形嚴(yán)重，進(jìn)而造成整體失效。因此對(duì)于該軟巖巷道，此支護(hù)條件卻難以滿(mǎn)足硐室的長(zhǎng)期穩(wěn)定性要求，而拱腿率先變形是聯(lián)合支護(hù)整體失效的主要誘因。此方案的圍巖變形特征、拱架初始失效部位、整體失效形態(tài)與錨桿破斷情況與工程現(xiàn)場(chǎng)具有很高的一致性。

圖4 M5方案塑性區(qū)體積隨時(shí)間變化曲線(xiàn)

圖5 M5方案塑性區(qū)、錨桿與拱架形態(tài)隨時(shí)間變化云圖

3.3.2 聯(lián)合支護(hù)必要性分析

通過(guò)分析表6和表7，巷道收斂變形量和塑性區(qū)等效體積變化規(guī)律基本相同：均隨錨桿直徑、拱架截面積的增大而減小(圖6、圖7)。頂板、巷幫的變形量和塑性區(qū)體積隨錨桿直徑和拱架截面積的增大而減小且影響顯著，對(duì)比僅噴層支護(hù)方案(M1)，最大錨桿直徑(M8)與最大拱架截面積(G8)方案頂板變形量分別減少了69.7%和84.8%，巷幫變形也相應(yīng)減少了60%；但聯(lián)合支護(hù)下底鼓變形量受兩支護(hù)構(gòu)件參數(shù)的影響較小，對(duì)應(yīng)最大減小量也僅為23.9%。隨著錨桿直徑和拱架截面積的增大塑性區(qū)體積減小，且影響較為顯著。

圖6 M1～M8試驗(yàn)方案圍巖變形量與塑性區(qū)體積變化曲線(xiàn)

圖7 G1～G8試驗(yàn)方案圍巖變形量與塑性區(qū)體積變化曲線(xiàn)

分析M2和G2，對(duì)比僅噴層支護(hù)方案(M1)，U36獨(dú)立支護(hù)作用使頂板沉降量大幅減小170mm，而18mm直徑錨桿的錨固作用顯著控制了巷幫內(nèi)移，變形減少139mm，圍巖控制效果得到一定改善，但圍巖收斂變形量與塑性區(qū)體積仍較大。后因圍巖的變形作用，拱架出現(xiàn)嚴(yán)重的彎曲變形，錨桿出現(xiàn)嚴(yán)重的破斷現(xiàn)象，致使支護(hù)承載結(jié)構(gòu)失效，但組合支護(hù)條件下支護(hù)構(gòu)件相互作用，失效情況得到明顯改善(G7)。因此，在巷道支護(hù)中尤其是難支護(hù)的軟巖、大變形巷道中，二者協(xié)同耦合共同作用具有一定的必要性。

3.3.3 支護(hù)構(gòu)件參數(shù)優(yōu)化

由圖6可知，錨桿直徑在14～18mm時(shí)，頂板沉降減小量變化趨勢(shì)較為明顯，但超過(guò)18mm時(shí)，隨著錨桿直徑的增大頂板沉降減小量增長(zhǎng)緩慢。M5至M8支護(hù)方案，錨固直徑增大6mm，極限承載力同比增長(zhǎng)44%，但對(duì)圍巖變形量影響不大，頂板變形量只減少了21.4mm，圍巖平均變形量仍較大。究其原因在于，隨著幫部產(chǎn)生的圍巖變形量的增加，U36拱架發(fā)生變形，與圍巖之間發(fā)生剝離現(xiàn)象，承載力下降；隨后錨桿所分擔(dān)的圍巖壓力增大，受軟巖流變作用影響出現(xiàn)滑移或破斷現(xiàn)象，支護(hù)作用大幅度縮減。從模擬拱架受力形態(tài)上看，即便是大直徑錨桿(方案M8)，拱架受彎曲變形現(xiàn)象也尤為突出，如圖8所示。因此，通過(guò)增大錨桿直徑所取得的效果并不顯著，根據(jù)上述分析結(jié)果，錨桿直徑應(yīng)該以18mm為最佳。

圖8 M8試驗(yàn)方案拱架形態(tài)

對(duì)比G3與G2(錨網(wǎng)噴)方案，當(dāng)采用18mm+0.6U36進(jìn)行聯(lián)合支護(hù)時(shí)，圍巖頂板沉降變形量降低26.5%，改善效果明顯，即使是弱強(qiáng)度拱架也已然體現(xiàn)出其支護(hù)作用。由圖7可知，G3～G8方案，逐級(jí)增加拱架截面積，圍巖頂板、巷幫收斂變形量均大致呈線(xiàn)性減小的趨勢(shì)，拱架支護(hù)作用影響較為顯著。1.0U36增大至1.2U36，頂板、巷幫變形減小量變化趨勢(shì)較為明顯，繼續(xù)增大至1.4U36，減小趨勢(shì)減緩。由表7所示，G3～G5拱架等效支護(hù)等級(jí)均小于1.2U36，錨桿發(fā)生破斷且弱支護(hù)等級(jí)下破斷現(xiàn)象較為嚴(yán)重；當(dāng)拱架強(qiáng)度等級(jí)大于1.2U36后，錨桿未發(fā)生破斷。由此可知，當(dāng)采用高強(qiáng)度拱架支護(hù)后，錨桿所分擔(dān)的圍巖壓力降低，不易致其發(fā)生破斷現(xiàn)象。拱架對(duì)圍巖大變形起到了良好的控制作用，所以在參數(shù)優(yōu)化設(shè)計(jì)中，應(yīng)當(dāng)增加拱架支護(hù)參數(shù)，保證圍巖穩(wěn)定。根據(jù)分析結(jié)果，拱架等效參數(shù)采用1.2U36為最佳，繼續(xù)增大拱架參數(shù)圍巖穩(wěn)定效果依然有所提升，但因造價(jià)因素不予考慮。鑒于上述拱腿易率先發(fā)生曲折，應(yīng)在拱腿中部位置采取加固措施，例如增設(shè)鎖拱錨桿等。

4 工程實(shí)例驗(yàn)證

鑒于上述支護(hù)參數(shù)優(yōu)化，為控制該煤巷圍巖的收斂變形，采取18mm+1.2U36聯(lián)合支護(hù)優(yōu)化方案。根據(jù)文獻(xiàn)[9]中所提到的支護(hù)參數(shù)等效，尺寸為150mm×8mm的方形鋼管混凝土(管內(nèi)充填C40混凝土)拱架支護(hù)能力可大致相當(dāng)于1.2U36支護(hù)強(qiáng)度。為避免拱腿部分受壓彎作用過(guò)早發(fā)生曲折，在拱架拱腿中部位置分別增設(shè)兩根鎖拱錨桿，直徑22mm，長(zhǎng)度2.4m，并加裝鎖拱護(hù)板。支護(hù)方案構(gòu)件布置如圖9(a)所示。

該支護(hù)方案數(shù)值模擬顯示，計(jì)算至50d，較原支護(hù)方案(M5)圍巖巷幫變形量減少了約34%，頂板變形量減小了約23%，塑性區(qū)范圍明顯減小，錨桿未發(fā)生破斷現(xiàn)象，拱架基本與臨空面保持一致，未發(fā)生明顯曲折，支護(hù)效果改善顯著。塑性區(qū)、錨桿與拱架形態(tài)如圖9(a)所示，位移云圖如圖9(b)所示。

圖9 現(xiàn)支護(hù)方案塑性區(qū)、支護(hù)構(gòu)件形態(tài)及位移云圖(50d)

工程現(xiàn)場(chǎng)監(jiān)測(cè)數(shù)據(jù)顯示，采用鋼管混凝土拱架支護(hù)體系的巷道157d后平均變形量為15.7mm，僅為原方案U型鋼拱架支護(hù)巷道的28%，圍巖變形量大幅減??；支護(hù)強(qiáng)度稍大的鋼管混凝土拱架未發(fā)生脫離現(xiàn)象，拱架整體形態(tài)較好，未見(jiàn)明顯彎曲變形，錨桿未出現(xiàn)破斷現(xiàn)象。

5 結(jié) 論

(1)巷幫、頂板收斂變形量和塑性區(qū)體積均隨錨桿直徑、拱架截面積的增大而減小，但對(duì)底鼓變形量的影響不明顯；錨桿拱架獨(dú)立支護(hù)作用下出現(xiàn)嚴(yán)重的錨桿破斷、拱架彎曲變形現(xiàn)象，組合作用下效果改善明顯。

(2)噴層+18mm+U36(M5)支護(hù)方案與現(xiàn)場(chǎng)支護(hù)條件一致，數(shù)值模擬顯示：拱架產(chǎn)生明顯的脫離現(xiàn)象，幫部錨桿破斷，圍巖變形特征與支護(hù)構(gòu)件失效情況與工程現(xiàn)場(chǎng)具有很高的一致性；拱腿中部?jī)?nèi)彎變形嚴(yán)重，拱腿率先變形是聯(lián)合支護(hù)整體失效的主要誘因。

(3)不同強(qiáng)度的組合支護(hù)試驗(yàn)結(jié)果顯示，通過(guò)增大錨桿直徑支護(hù)效果不顯著，錨桿直徑應(yīng)該以18mm為最佳；拱架參數(shù)的變化影響明顯，最優(yōu)等效參數(shù)應(yīng)為1.2U36，繼續(xù)增大依然改善顯著，但因造價(jià)問(wèn)題不予考慮；基于此優(yōu)化構(gòu)件設(shè)計(jì)參數(shù)，提出18mm+1.2U36并增設(shè)鎖拱錨桿的設(shè)計(jì)方案，數(shù)值模擬與現(xiàn)場(chǎng)實(shí)踐均表明：錨桿破斷問(wèn)題得到改善，拱架整體形態(tài)較好，對(duì)圍巖變形起到了良好的控制作用。