DreamBlooms/HansPub-15000-to-45000 huggingface dataset:
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user: 2. 大直径超深立井凿井井架的选型 随着井筒直径和深度的增大，伞钻的尺寸和吊盘的高度势必增大。为保证施工进度，必须增大单位时间内排矸量，适当增加提升设备的数量是一个行之有效的方法，所以在设计和研发大直径超深立井凿井井架时，必须结合凿井施工工艺、凿井设备的发展和凿井设备的布置。为应对立井筒体的加大加深、保证施工的速度、伞钻使用安装的便利、提升吊桶的运行安全以及凿井设备的有效布置，故在设计凿井井架时应把确定凿井井架的总体尺寸作为首要任务。凿井井架的总体尺寸主要包括以下三个方面：翻矸台高度、井架总高度和天轮平台尺寸[ 6 ] -[ 9 ] 。 2.1. 翻矸台高度 翻矸台高度是指井架基础顶面到翻矸台的垂直距离。翻矸台下部要有较大的开敞空间，应能满足施工人员正常施工、大型凿井设备的进出及材料转运的需要，其中最为关键的因素是吊盘的安装和伞钻的放置。 在井筒开凿起始阶段要安装吊盘，此时吊盘悬吊在翻矸台下。吊盘总体分双层与多层两种形式，当混合或单行作业时，采用双层吊盘，层与层间有4~6 m间距；当平行作业时，采用多层吊盘，层数为3~5层，层与层间有4~6 m间距。目前对于10米以上的大直径深立井井筒施工，从加快施工速度、安全生产和不增加过多荷载等角度综合考虑，一般使用3层吊盘，其总体高度在10米左右。 另外，目前我国立井井筒普遍采用伞钻打眼，在伞钻不工作时往往悬吊在翻矸台下，所以要求翻矸台必须距离地面有一定高度。目前使用较多的伞钻收拢高度为8.2 m，最大的达到8.8 m。同时还要考虑上部悬吊梁以及悬吊设备的尺寸。 随着立井井筒的加大加深，其凿井设备势必会增大。为使该井架型式能够有较长的服务期，结合现阶段以及未来立井施工装备的发展趋势，经综合考虑，翻矸台高度取为12.0 m。 2.2. 井架总高度 井架总高度是指井口轨面水平位置至天轮平台顶面的垂直距离。如图1所示，根据以下公式确定： 图1. 井架高度计算图 式中：h 1 ——井口轨面水平位置到翻矸台的垂直距离； h 2 ——吊桶卸矸翻转时所需要的高度，此高度与翻矸装置的结构形式有关，采用座钩式以及人力式卸矸时，可取1.5 m；采用链球式时须根据结构的实际尺寸确定； h 3 ——滑架、连接装置、钩头以及吊桶的总高度，按实际取值； h 4 ——提升过卷高度，参照《煤矿安全规程》的规定，与提升速度有关，具体关系见表2； R——提升天轮的公称半径。 目前立井开凿的深度及直径的增大，意味着开凿土石方量的大幅度增多，为了缩短施工周期，更快的实现经济效益，须快速高效的完成立井凿井施工。布置多套提升系统以及增加单次提升量都能有效地加快施工步伐。 对于增加单次提升量，现在常采用的吊桶容积为5 m 3 ，目前有的施工单位开始使用6 m 3 和 7 m 3 的吊桶，乃至采用8 m 3 吊桶，其中8 m 3 吊桶尺寸如图2所示。 8 m 3 吊桶的全高度已经达到了4177 mm，为了适应未来吊桶的发展，吊桶卸矸翻转时所需的高度为2 m，而滑架、连接装置、钩头以及吊桶的总高度采用8.125 m。同时为了保证施工的速度，保证提升吊筒有较高的运行速度，故提升过卷高度采用最大的5 m。 故井架的最小总高度 = 12 m + 2 m + 8.125 m + 5 m + 0.5 × 1.75 m = 28.0 m。 2.3. 天轮平台尺寸 天轮平台尺寸要满足提升悬吊设备的布置、考虑土段外层井壁砌筑模板、放炮电缆、排水管道以及安全梯等悬吊的要求。针对大型立井井筒的施工，如果考虑井筒净直径10 m，为确保提升悬吊设备的布置，天轮平台上的有效布置面积应满足7.5 m × 7.5 m，两道中梁的中心距考虑为1.2 m，则能够保证两道 Table 2 Vertical bucket overwind heigh 提升速度(m/s) ≤3 4 6 8 ≥10 过卷高度(m) 2.0 2.375 3.25 4.125 5 表2. 立井吊桶的过卷高度 图2. 吊桶 梁间净距为500 mm以上，满足改绞钢丝绳出绳，同时保证施工人员能够进入两道梁之间，满足安装和使用阶段的工作要求。井架图如图3所示。
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user: 3. 井架结构形式的优化 针对思山岭铁矿副井井筒凿井深度为1503.9 m，井筒净直径为10 m，以及井筒直径大于8 m和深度1000 m以上的工程条件，以现有最大规格Ⅴ型井架为依据进行设计，并不是将现有的Ⅴ型井架放大为所需的井架。在井架设计中主要考虑两方面的优化设计，一是天轮平台双中梁连接机构的优化设计，二是支撑体系的“人”字型优化设计[ 10 ] 。 3.1. 优化设计方案 传统的“日”字型天轮平台结构，一直得到普遍的应用，但是为了考虑井筒的临时改绞，井架不能与井筒的中心线重合布置，应适当错开300~500 mm，井架的受力也呈现不对称状态，施工布置设计要综合考虑。新型的“目”字型天轮平台结构，主要解决了“日”字型结构的缺点，目前应用认为较好。但是，由于荷载原因，使其中梁分担的水平荷载增加，最终导致用钢量增大。 为了减小中梁分担的水平荷载，考虑在两根中梁之间增设水平连接机构。在正常使用工况下，水平荷载较小；但当发生断绳事故时，荷载会急剧增大到十倍左右。为了使水平连接机构能够更好的发挥作用，应将其布置在各个提升所对应的位置。由于各个矿井的提升位置存在一定的差异，为了提高凿井井架的适应性，故把该水平连接机构设计成一个可移动的构件，根据现场的具体布置来确定其安装位置。天轮平台优化前后对比图，如图4所示。 原来的井架荷载较小，基本上依靠四个角柱承担，但现在荷载大幅增加，单纯靠角柱承担将导致角柱受力过大，截面尺寸过大，因此要利用内部的支撑体系共同承受，所以在八型支撑中增加竖向杆件，利用中间人型支撑的受力改善角柱的受力，使得各杆件的受力相对均匀合理。对于上层支撑杆件，有原来的“八”字型支撑优化为“人”字型支撑，优化前后对比图，如图5所示。 根据以上优化措施，进行有限元分析，在同等荷载情况下对比优化前后天轮平台梁的应力比及截面尺寸和优化前后上层支撑杆件的应力值。凿井井架有限元模型如图6所示。 图3. 井架立面图 图4. 天轮平台优化 图5. 上层支撑杆件优化 图6. 凿井井架有限元模型 建立模型时，在中梁之间对应布置提升的位置增加两块水平连接机构，板件尺寸为H1135 × 20 × 1200，增加前后的模型如图7所示。 3.2. 优化结果 天轮平台梁的编号如图8所示。 分别对优化前后采用相同截面尺寸的井架进行结构计算，列出天轮平台各梁优化前后的应力比，见表3；并绘制了柱形图，如图9所示。 从表3可以看出，边梁在优化前后的应力比几乎没有变化，但中梁的应力比有了大幅的减小。其中3号梁减小了48.65%，4号梁减小了53.8%。 图7. 天轮平台优化前后模型对比 图8. 天轮平台梁编号 图9. 天轮平台梁应力比比较 再对中梁进行截面设计，列出中梁优化前后的截面尺寸，见表4。 经过计算，两根中梁之间增设水平连接机构能有效地改善中梁的受力性能。优化前采用H1350 × 550 × 25 × 45，而优化后采用H1350 × 380 × 20 × 35就能满足承载力要求，同时能够节省4吨左右的钢材，有良好的经济效益。 井架上层杆件编号如图5所示，两种支撑体系凿井井架最上层测点G1、G2、G4处应力值见表5，并绘制柱状图，如图10所示。 从表5可以看出，采用“人”型支撑体系时，G1、G2、G4测点处的应力值均小于“八”型支撑体系，分别减小了12.8%、31.9%和54.6%。竖向支撑杆件能有效地分担角柱和斜撑的荷载。 Table 3 Stress ratio of sheave platform beam 项目 应力比 1号 2号 3号 4号 5号 6号 优化前 0.974 0.848 0.697 0.706 0.583 0.587 优化后 0.975 0.849 0.358 0.328 0.568 0.578 表3. 天轮平台梁应力比 Table 4 Beam size before and after optimizatio 梁位置 优化前截面 优化后截面 钢材节省率 中梁 H1350 × 550 × 25 × 45 H1350 × 380 × 20 × 35 35.6% 表4. 优化前后梁截面尺寸 Table 5 Compared stress values of the top floor key support 支撑类型 应力值/MPa G1 G2 G4 “八”型支撑 −101.6 −64.5 −46.5 “人”型支撑 −88.6 −43.9 −21.1 表5. 最上层关键支撑应力值 图10. 最上层关键支撑应力比较
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user: 4. 结论 通过对大直径超深立井凿井井架的设计和优化，可以知道优化后不仅可以保证结构杆件的力学性能保持良好的状态，使井架的设备布置更加的合理便捷；而且还能有效的减小结构杆件的尺寸，减小结构用钢量，实现节约成本的目标，具有可观的经济效益。
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user: 摘 要 针对川东北地区恶性漏失堵漏成功率低的难题，研制了广谱型化学固结堵漏剂，由流型调节剂、填充加固剂、密度调节剂和其他辅助组分组成。考察了主要组分用量对堵漏剂性能的影响，优化了堵漏剂配方。封堵实验表明，该堵漏剂封堵岩芯率达97%以上，将其与桥堵材料配伍使用可有效封堵3 mm宽的模拟裂缝，固结后堵漏浆体的承压能力较高。研究表明化学固结堵漏浆的流变模式符合幂律模式。 关键词 :堵漏剂，化学固结剂，裂缝，川东北
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user: 1. 引言 川东北地区地质构造情况异常复杂，地层倾向、倾角变化大，断层多，钻井中漏失严重。在堵漏中存在裸眼段长、对漏层的地质特点、漏失通道的孔喉尺寸了解不全面、地层岩石骨架承压能力低等难点[ 1 ] -[ 6 ] 。川东北地区常用的处理井漏的方法有桥塞堵漏、稠浆堵漏、凝胶堵漏以及各种水泥浆堵漏等[ 7 ] -[ 9 ] ，但其存在诸多不足之处，如桥接封堵为物理堵塞、无胶结能力，不能提高井壁的抗破能力，稠浆和凝胶堵漏的承压能力有限，水泥浆堵漏存在一定的施工风险[ 10 ] -[ 12 ] ，这些都影响了该地区堵漏的效果。针对川东北地区恶性漏失堵漏成功率低的难题，研制了广谱型化学固结堵漏剂，在3口井的应用表明，该堵漏剂能有效封堵川东北地区裂缝、溶洞地层和粗孔隙高渗透性地层造成的漏失。
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user: 2. 化学固结堵漏剂的室内研制 2.1. 研制思路 当钻遇裂缝、溶洞地层和粗孔隙高渗透性地层时，往往发生钻井液完全丧失循环的严重井漏，提高封堵这类漏失地层效果的主要方法之一是应用有高堵塞性能的堵漏剂和相应的工艺技术。在封堵裂缝、溶洞和高渗透性地层漏失的过程中，首先堵漏浆中的固相材料的形状、尺寸要适应漏失通道的复杂形态，并且浆液流变性适当，使堵漏浆顺利进入漏层。在漏层内的喉道、固相充填造成的狭窄处、漏失通道方向变化处，堵漏浆自身发生滞流，并且与裂缝、孔隙边缘发生挂阻作用，产生堆集，进而充满一定范围的漏失通道空间。在温度、压力或化学反应等作用下，堵漏浆发生化学固结并膨胀，形成有较高的机械强度、较低的渗透性、与漏失通道牢固粘结的封隔墙，能有效地封堵住漏层。 通过对封堵过程的分析，得出封堵裂缝、溶洞地层的堵漏剂开发思路为：首先，堵漏浆中的固相材料尺寸不能过大，防止造成封门而不能进入漏层；第二，堵漏浆自身要具有适当的滞流性能，不能源源不断地进入地层深处，并且与漏失通道壁有一定的亲和胶结能力；第三，在堵漏浆充满漏失通道空间的基础上，堵漏浆中的部分组分能发生化学固结作用、部分组分产生一定程度的膨胀，以形成致密封堵层，使堵漏更彻底。 2.2. 材料的优选 通过对堵漏材料的调研，按照上述开发思路，优选出了一种化学固结剂、一种流型调节剂、一种填充加固剂。其中，化学固结剂主要成分是硅酸盐类无机胶凝材料，流型调节剂为高分子聚合物材料，填充加固剂为纤维状和颗粒状材料，最大直径为0.5 mm，长度小于2 mm。这几种材料在一定温度、压力下可发生化学反应，胶结在一起。另外配合一定量溶于水的降滤失剂和可水溶胀的膨胀材料，能够有效封堵裂缝、溶洞地层和粗孔隙高渗透性地层。降滤失剂选用磺化酚醛树脂并配合钻井液用聚合物降滤失剂，可水溶胀的膨胀材料为具有一定粒度分布的吸水树脂。 2.3. 堵漏剂配方优化 在4%膨润土浆中加入一定量的降滤失剂和膨胀材料，分别加入不同量的化学固结剂、流型调节剂和填充剂，测试堵漏液的性能，以优化堵漏剂配方。 2.3.1. 流型调节剂 在堵漏液中加入流型调节剂，使其具有较好的流变性及悬浮稳定性。动态时有很好的流动性，静止时有适当的静切力及稳定性，保证体系在较长时间循环使用时不出现突然增稠失去流动性或大幅度的粘度降低。 在配制好的基浆中，加入不同量的流型调节剂，在室温条件下测试流型调节剂对堵漏浆塑性粘度、动切力及稳定性的影响，结果见表1。 由表1实验数据看出，随着流型调节剂加量增加，塑性粘度升高，动切力降低，滤失量减小，初切、终切升高，并且加量在1.5%时，动塑比值最适合堵漏浆液流变性能的需要，达到高塑性、低动切力的流变性能。同时看出加入流型调节剂后，体系悬浮稳定性好，在室温放置96 h仍保持均匀稳定的状态。 2.3.2. 填充剂 在配制好的基浆中，加入不同量的填充剂，充分搅拌1.5 h后，在室温条件下测试堵漏浆的塑性粘度、动切力、滤失量以及形成滤饼的厚度，考察不同量填充剂对堵漏液性能的影响，结果见表2。可见，随着填充剂量的增加，塑性粘度有明显升高、动切力变化不大，滤饼稍微增厚，滤失量减少。根据性能要求及上述数据看出，处理剂的加量在5%时，效果最好，并具很好流变性能。 2.3.3. 固结剂对堵漏浆性能的影响 在堵漏基浆中加入不同量的化学固结剂，分别在不同温度下放置，考察固结剂对堵漏浆固结时间的影响(以容器倾倒45˚时堵漏浆液面不变形为开始固结)，结果见表3。 可见，当不加固结剂和固结剂加量较少时，堵漏浆不发生固结。随着化学固结剂加量增加，堵漏浆在放置一定时间后发生固结，加量越多，体系固结所需时间越少，并且温度越高，越有利于化学固结反应进行。当加入15%化学固结剂时，在室温放置8小时才开始固结，在80℃放置，只需要3小时即开始固结。当加量到20%时，固结时间大大缩短，温度高时固结更快，施工过程不安全。所以，在堵漏浆中化学固结剂占15%左右较为合适。 Table 1 The influence by the quantity of rheology control agent on performanc 序号 加量 PV mPa.S YP Pa 初切/终切 Pa/Pa 滤失量 ml 放置时间 1 0 16 13 5/6.5 6 96h分层 2 0.5% 17 12 5/6.5 6 96h分层 3 1.0% 18 10 6/6.5 5 96h不分层 4 1.5% 21 8 6/9 5 96h不分层 5 2.0% 23 7 6/13 4.5 96h不分层 表1. 流型调节剂加量对性能的影响 Table 2 The influence by the quantity of reinforcing filler on performance of plugging agen 加量 PV mPa.S YP Pa 滤失量 ml 泥饼 mm 1 0 18 9 15 1.0 2 1% 21 9.5 10 1.0 3 3% 25 9 7 1.1 4 5% 27 8.5 6 1.15 5 7% 29 8 6 1.2 表2. 填充剂加量对堵漏液性能的影响 Table 3 The influence of cementing composition on cementing timescal 加量 PV mPa.s 放置时间/h 室温 40℃ 80℃ 1 0 23 不固结 不固结 不固结 2 5% 26 不固结 不固结 不固结 3 10% 28 13 10 9 4 15% 32 8 6 3 5 20% 35 2 1 0.5 表3. 固结剂对固结时间的影响 2.4. 堵漏液基本配方确定 在评价优选三种组份最佳加量的基础上，确定化学固结堵漏液体系室内基本配方： 4%膨润土浆 + 1.5%降滤失剂 + 1.0%膨胀剂 + 1.5%流型调节剂 + 5%填充剂 + 15%化学固结剂。
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user: 3. 封堵性能评价 3.1. 化学固结堵漏液封堵实验 3.1.1. 封堵裂缝漏层实验 选用缝宽为1 mm和3 mm的钢质圆形试件模拟裂缝性漏失地层，在DLM堵漏装置上对各种浆的防漏堵漏能力进行初步评价。测试浆杯中加入500 ml堵漏液，施加1.0 MPa的压力，室温下测试10 min时的漏失量和形成泥饼的情况，漏失量越少，表明封堵效果越好。实验结果见表4。 由实验结果看出，常规钻井液没有封堵能力，加入一定量的桥堵剂后，能够封住1 mm裂缝的漏层，泥饼较厚且质地疏松。用化学固结堵漏液可较容易封住1 mm裂缝的漏层，封堵3 mm裂缝漏层时，漏失量多，形成的泥饼较硬而实。化学固结堵漏液配合一定级配的桥堵材料后，封堵能力大大提高，可较容易封住3 mm的裂缝漏层。 3.1.2. 化学固结堵漏液封堵不同地层的承压能力试验 在堵漏仪测试浆杯中装配裂缝板或加入不同粒径的沙石模拟漏层，将配制好的堵漏浆倒入浆杯中，堵漏装置上加压至有堵漏浆漏出，取下浆杯，在60℃水浴中放置一定时间后，装在堵漏装置上，以水做介质，逐渐加压，加压速度为0.3 MPa/min，直至水突破。测定化学堵漏液固结后的承压能力。结果见表5。 Table 4 The evaluation on plugging effectiveness of the plugging agen 序号 类型 1 mm宽裂缝 3 mm宽裂缝 漏失量 ml 滤饼 mm 漏失量 ml 滤饼 mm 1 常规钻井液 23 不固结 不固结 不固结 2 常规钻井液 + 15%桥堵剂 26 不固结 不固结 不固结 3 化学固结堵漏液 28 13 10 9 4 化学固结堵漏液 + 15%桥堵剂 32 8 6 3 表4. 堵漏液封堵能力评价 Table 5 Plugging tests of chemical cementing compositio 序号 密度 g/cm 3 固结条件 模拟漏床 承压能力 MPa 备注 1 1.24 常温、12 h 2 mm裂缝板 1.8 水突破 2 1.24 60℃， 6 h 2 mm裂缝板 2.5 水突破 3 1.24 60℃， 6 h 6~10目砂床 2.8 壁渗漏 4 1.24 60℃， 12 h 10~20目砂床 4.0 壁渗漏 表5. 化学固结堵漏剂的封堵试验 由结果可见，化学固结堵漏剂封堵2 mm宽的裂缝时，在常温固结后承压达到1.8 MPa，而在60℃条件下固结的堵漏浆承压能力更强，达到了2.5 MPa，可见升温有利于固结反应，更适合于在地层中固结封堵。封堵砂床时的承压能力更高，由于沙子的支撑作用，在试验中固结的浆体没有被水突破，只是在桶壁出现水渗漏，原因是固结浆体与不锈钢的桶壁之间胶结不够牢固。 3.2. 化学固结堵漏液对岩芯的封堵率评价实验 用径向流物理模型评价堵漏液对岩芯的封堵率。测量岩心的长度、半径，计量出口端的流量，记录两端的压差，由公式(1)计算封堵前后的渗透率。 (1) 式中， ：岩芯的渗透率； ：流量； ：模拟岩芯长度； ：流体粘度； ：模拟供油区外边界半径与油井半径之比； ：压差。 将配制的堵漏液搅拌5 min后用注射器注入约20 ml，再注入6 ml清水将堵漏液替入，关闭所有阀门，等待堵漏液填充加固后测岩心渗透率。 用常规堵漏液和化学固结堵漏剂分别进行了试验，结果如图1。 由测定数据表明，注入化学固结堵漏剂后岩芯渗透率明显下降，其封堵率达到97%，而普通堵漏液封堵率在32%。从实验现象分析，在化学固结堵漏剂替入过程中，泵压逐渐上升且压力上升速度加快，表明堵剂首先进入大孔道并在孔道中沉积封堵大孔道，再进入小孔道封堵；而普通堵漏液进入岩石孔隙后，主要封堵了大孔道，形成的封堵层不密实，导致封堵后模拟岩心的渗透率较高。
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user: 4. 化学固结堵漏液的流变模式研究 4.1. 评价方法和原理 在常温常压条件下，可用于描述钻井液流变特性的流变模式主要包括Bingham、Power、Casson等两 图1. 堵漏体系封堵前后渗透率变化 参数模式和Hershel-Bulkley、Robertson-Stiff等3参数模式。常用来描述堵漏液流变特性的主要有宾汉和幂律模式。 用ZNN-D6型粘度计测定堵漏液在600、300、200、100、6、3 r/min转速下的读数，根据宾汉、幂律流变模式的数学表达式计算流变参数，判断流变模式。该粘度计在600、300、200、100、6、3 r/min转速下所对应的剪切速率分别是1020、510、340、170、10、5 s −1 。 利用实验数据直接计算堵漏液的剪切应力： (2) 式中 ：旋转粘度计给定转速下的读数。 宾汉流变模式：主要用于描述塑性流体流变性，其数学表达式为： (3) 式中， ：塑性粘度，mPa.s； ：剪切速率，s − 1 ； ：剪切应力，Pa； ：动切力(或称屈服值)，Pa。 幂律流变模式：主要用于描述假塑性流体的流变性，其数学表达式为： (4) 式中， ：流性指数； ：稠度系数，Pa.S n ； ：剪切速率，s − 1 。 4.2. 堵漏液流变模式的判断 对某一种特定的钻井液体系而言，适合用何种模式定性描述，取决于由该模式计算的理论数值与实测值间的吻合程度。通常，要使两者完全吻合是不可能的。因此，必须对相关的流变模式进行优选，以确定较佳的切合实际的流变模式。对于流变模式的优选主要包括曲线对比法、剪切应力误差比较法和相关系数法。现用比较直观的曲线对比法判断堵漏液的流变模式。 用旋转粘度计测定堵漏浆的流变参数，根据其在 、 、 、 、 、 的读值计算出堵漏液的 、 、 、 等常数，带入宾汉模式和幂律模式的数学表达式，计算在6个剪切速率下的剪切应力值 ，绘制各模式的 曲线，作为理论流变模式，与实测的流变曲线进行对比，拟合程度最佳者即为最优流变模式。不同堵漏液的六速读值，见表6。 图2中三条曲线分别是实测曲线、幂律流体模式和宾汉流体模式计算的流变曲线。可以看出当剪切速率大时，幂律、宾汉模式都和实验的剪切应力相差无几，但剪切速率较低时，宾汉模式曲线与实验曲线相差较大，而幂律模式的流变曲线与实验曲线十分接近。表中其他密度堵漏液的流变曲线与上图类似， Table 6 The cohesive value of different plugging agent 序号 密度 g/cm 3 六速值/mPa.s 1 1.07 101 74 59 41 9 7 2 1.05 96 65 51 39 10 7 3 1.06 99 72 57 38.5 9 6 4 1.03 85 61 50 36 9 6 5 1.00 85 64 52 36 8.5 6 6 1.01 88 63 51 34.5 8 6 表6. 不同堵漏液的六速读值 图2. 1.07 g/cm 3 密度堵漏液的流变曲线图 因此认为，堵漏液符合幂律模式的流变规律，在判断堵漏液流动类型的计算时应选择幂律模式的参数。 根据堵漏浆的幂律流变模式计算出不同密度堵漏浆的流变参量，用圆管层流条件下和环空层流条件下堵漏浆幂律模式的有效粘度数学表达式以及雷诺数和临界雷诺数的计算公式进行计算。可知，室内实验的堵漏浆流体雷诺数都小于其对应的临界雷诺数，表明堵漏浆在圆管中的流动属于层流流动。在现场堵漏施工中，层流流动的堵漏浆在漏失通道中易滞流形成暂堵带，有利于封堵漏层。
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user: 5. 现场应用实例 5.1. 普光105-1井 普光105-1井钻至3612.84 m时，全烃值大，需加重泥浆，之后出现失返性严重漏失，原因是在700~3007 m的裸眼段存在多个漏失层，进行过多次堵漏施工，漏失钻井液和堵漏液6655 m 3 。为，从3200 m打水泥将下部气层封住，对上部地层进行承压堵漏。用高效凝胶、稠堵漏浆和桥浆堵漏施工，效果不明显。利用化学固结堵漏浆稠化时间和承压强度可调的优势，配合一定量的桥堵材料进行封堵。 为准确判断漏层，在1610~2000 m井段打隔离塞，从塞顶由下而上进行分段封堵。对1420、1487、1720 m三个漏层进行彻底封堵，地层动态承压能力达到1.65 g/cm 3 ，对1823、1750、1778、1788、1807、1841 m六个漏层进行封堵，达到动态承压1.55 g/cm 3 ，钻井液能够正常循环，恢复钻进。 5.2. 双庙101井 双庙101井正常钻进到井深1362 m时发生第一次漏失，钻至井深2657.9 m时共出现漏失16次，先后采取了多种堵漏措施。由于漏失井段长，漏点难以确定，经过多次堵漏施工，全井一直未取得设计的承压要求，且多次建立不起正常的钻井液循环。对1892~2067 m段进行承压堵漏施工。 通过两次挤入1.37 g/cm 3 和1.39 g/cm 3 的膨胀性化学固结堵漏浆2.8 m 3 和8.2 m 3 ，使堵漏前用1.49 g/cm³的钻井液失返，将当量密度提高到1.75 g/cm³、大排量循环无发生漏失，达到了该井段承压设计要求。
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user: 6. 结论与认识 (1) 广谱型化学固结堵漏剂由流型调节剂、填充加固剂、密度调节剂和其他辅助组分组成，具有适当的流变性能，适应漏失通道的复杂形态，可顺利进入漏层且自身发生滞流，发生化学固结并膨胀，形成有较高的机械强度、较低的渗透性封堵层。 (2) 广谱型化学固结堵漏剂封堵岩芯率达97%以上，大大高于普通堵漏液封堵率，其与桥堵材料配伍使用可有效封堵3 mm宽的模拟裂缝，固结后堵漏浆体的承压能力可达到2.5 MPa。 (3) 化学固结堵漏浆的流变模式符合幂律模式，在漏失通道中为层流流动，堵漏浆易滞流形成暂堵带，有利于封堵漏层。在普光105-1、双庙101井等显示出良好的封堵漏失效果。
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user: 摘 要 以深部软岩巷道为研究背景，对某矿西盘区底板措施巷巷道表面位移进行监测，监测结果表明巷道围岩出现非线性大变形、锚索破断及支架扭曲变形等现象。利用FLAC3D对巷道围岩进行数值模拟，得出软岩巷道围岩变形属于给定变形，巷道支护体不仅要提供足够的支护强度，还必须适应软岩巷道大变形，据此提出可接长锚杆协调支护技术，使稳定后顶板下沉量在200~250 mm之间，两帮相对移近量在200 mm上下，得到预期的支护效果。 关键词 :软岩，给定变形，可接长锚杆
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user: 1. 引言 随着我国经济快速发展，煤炭等能源的需求量俱增。经地质勘探，煤炭资源总量约为50，592亿t，埋深超过600 m的约占73%[ 1 ] 。我国浅部煤炭资源已逐渐枯竭，开采往深部发展，国内许多矿井开采深度已超过800 m，甚至上千米[ 2 ] [ 3 ] 。开采深度不断增加，软岩问题日益突出，据统计，在全国范围内，有二十多个矿区存在软岩问题[ 4 ] -[ 6 ] ，给煤矿安全生产带来了直接影响，拖延了矿井的投产期[ 7 ] [ 8 ] 。因此，深部软岩巷道的支护与维护问题显得越来越突出[ 9 ] ，亟待解决。
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user: 2. 工程概况 2.1. 地质条件 西盘区底板措施巷埋深约800 m，岩层赋存较稳定，顶板为泥岩及砂质泥岩，平均厚度14.28 m，含少量暗色矿物，泥质胶结；直接底为L 9 石灰岩，平均厚度为2 m，隐晶质结构，裂隙发育；基本底为泥岩、砂质泥岩，平均厚度10.5 m，裂隙发育，充填方解石。可知，岩层为软弱岩层，如图1所示。 2.2. 巷道围岩变形破坏特征 在现场巷道围岩变形破坏较严重，如图2所示。在巷道中布置A7测点，分别测量同一断面上两帮移近量及顶底板移近量，找出其随时间变化规律，分析巷道围岩变形破坏特征。测量结果如图3所示。 由图3可知，两帮移近量120 mm左右、顶板下沉量325 mm左右。在监测的第一个月，顶板下沉量和两帮移近量的变化趋势基本相同；此后，顶板下沉速率增大，并以几乎相同的速率直至观测结束，而两帮移近的速率保持不变，并以相对稳定的变化趋势直至观测结束。 综上：现有支护条件下，巷道两帮变形不大，顶板下沉相对较大，受支护作用的影响，变化呈现前期缓慢、后期持续增长的趋势，常规锚索的力学性能难以适应围岩的大变形，受地压、地质条件影响，易发生顶板下沉、底板鼓起、两帮挤出等现象。
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user: 3. 支护技术研究 3.1. 数值模拟 根据现场地质情况，岩石物理力学参数见表1，为了增加计算精度，将巷道所在区域网格密集化，其他区域网格粗化。建立的模型：长 × 宽 × 高 = 55 m × 50 m × 44 m，块体520，000块，节点543，090，模拟巷道宽5000 mm，高4000 mm，巷道四周网格每格代表0.5 mm。底板措施巷埋深约800 m，模型上 图1. 顶底板岩性示意图 图2. 巷道顶板破坏示意图 图3. 测点A7变形曲线 Table 1 Physical and mechanical parameters of roc 煤岩名称 视密度/kg∙m -3 体积模量/GPa 剪切模量/GPa 抗拉强度/Mpa 内摩擦角/˚ 粘聚力 泥岩 2.600 2.92 1.35 1.48 32 5 砂质泥岩 2.700 3.33 2.00 2.60 35 8 粉砂岩 3.100 3.81 3.48 8.71 45 20 细粒砂岩 2.900 3.37 2.54 4.56 38 15 粗粒砂岩 2.800 3.62 3.21 6.32 44 17 表1. 岩石物理力学参数 边界施加应力为上覆岩体的自重力，约20 MPa，水平施加应力取测压系数1.0进行计算，限制x，y，z方向位移和速度，模型实体为煤岩体，属软弱围岩特征的地质模型，采用库伦-莫尔准则，如图4所示。 3.1.1. 巷道围岩变形特征分析 (1) 不同支护强度围岩垂直位移变化 由图5可知，支护强度从0.05 MPa增加到0.3 MPa时，顶板下沉从225 mm下降到157 mm；底板变形几乎维持在450 mm左右。当支护强度从0.3 MPa增加到0.4 MPa时，顶板下沉量急剧减少到54.9 mm；底板变形量迅速减小到118 mm。模拟结果显示，当支护强度低于0.3 Mpa时，顶板下沉量保持在200 mm左右，受多种因素影响，实际下沉量普遍大于模拟数值。底板变形量为450 mm，约为顶板变形量的2倍，表明底鼓现象明显，与巷道实测情况接近。 (2) 不同支护强度围岩水平位移变化 由图6可知，左帮位移量略大于右帮。支护强度由0.05 MPa增加到0.3 MPa时，单帮移近量都有小幅度减少。当支护强度继续增加时，两帮移近量跟着减小，减小幅度有所增加，支护强度从0.3 MPa增加到0.4 MPa时，两帮单帮位移量分别减少115 mm左右。 图4. 初始模型图 图5. 不同支护强度围岩垂直位移–强度曲线 3.1.2. 巷道围岩应力分布特征 (1) 不同支护强度巷道垂直应力分布 由图7可知，支护强度为0.05 MPa时，垂直应力峰值达到1.67 MPa，随支护强度增加，垂直应力峰值呈减小趋势，当支护强度达到0.4 MPa时，垂直应力峰值为14.3 Mpa。模拟结果显示，随支护强度增大，垂直应力峰值向围岩浅部移动，但移动范围较小。此外，当支护强度大于0.3 MPa时，继续增加支护强度，垂直应力峰值的大小以及距巷帮的位置几乎没有变化。 (2) 不同支护强度巷道水平应力分布： 由图8可知，随支护强度的增加，水平应力初始阶段几乎保持不变，在后续阶段缓慢减小，当支护 图6. 不同支护强度围岩水平位移–强度曲线 图7. 两帮垂直应力峰值及位置随支护强度的变化图 图8. 顶底板水平应力峰值及位置随支护强度的变化图 强度为0.05 MPa时，水平应力峰值达到15.8 MPa，当支护强度增加到0.4 MPa时，水平应力峰值降到15 Mpa。模拟结果显示，随支护强度增大，顶板水平应力峰值向围岩浅部移动，移动范围较小，底板水平应力峰值由于其破碎性向围岩深部移动。 综上所述：软岩巷道随支护强度增加，围岩变形破坏会逐渐减少，但围岩初期变形破坏和后期持续缓慢变形具有不可克服性，很大一部分变形是给定变形，要求支护材料与大变形特征相适应。 3.2. 可接长锚杆支护技术 (1) 力学性能 对5 m长可接长锚杆进行拉拔试验，结果表明该锚杆最大抗拉力183 KN，延伸率17%，在延伸量135 mm以后能够保持较高的支护力(约150 KN)，这部分的延伸率约占锚杆总延伸率的80%，可接长锚杆保证其提供较大支护力的同时，允许有较大的变形量。 (2) 可接长锚杆-围岩协调支护作用机理 可接长锚杆-围岩(煤)协调作用表现在两个方面，第一是在空间位移上协调变形，即满足大变形巷道围岩变形要求，使变形压力得到有效释放的同时，围岩自身没有发生破坏；第二是支护强度的协调演变，即随着围岩变形延伸的同时，保持适当的支护力，控制已破碎的岩体。两方面相互协调统一，使可接长锚杆锚固系统对巷道围岩变形具有耦合控制效应。
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user: 4. 工程应用 4.1. 支护方案设计 底板措施巷支护如图9所示。顶板采用可接长锚杆支护φ20 mm × 4000 mm，间排距700 mm × 700 mm，顶板支护锚杆配合W钢带或钢筋梯子梁、金属网使用，每根可接长锚杆使用两支树脂药卷；两帮采用刚性长螺纹锚杆φ20 mm × 3700 mm，间排距700 mm × 700 mm，两帮支护锚杆配合W钢带或钢筋梯子梁、金属网使用，每根长锚杆使用两支树脂药卷；一个半月到三个月后，巷道围岩基本稳定，根据围岩变形情况，适当进行扩帮约0~500 mm，用液压剪剪掉长螺纹部分锚尾，继续拧紧锚杆螺母，巷道两帮表面喷射100 mm~200 mm混凝土，支护完成。 4.2. 支护效果监测 为验证支护效果，在试验巷道进行顶板深基点位移监测。在底板措施巷布置3个测站进行深基点位移监测。监测结果如下： 由图10可知，掘巷阶段前25天，顶板下沉量大，变形速率快，25天以后下沉量缓慢增加。8 m、5 m通道约200 mm和170 m，1 m、3 m通道位移量最终分别稳定在约60 mm和90 mm，监测表明顶板浅部0~1 m范围内比较破碎，3~5 m层位离层相对较大。 由图11可知，掘巷阶段前15天，煤壁帮移近量大，移近速度较快，20天后趋于稳定。其中1 m、1.8 m通道达到约50 mm和70 mm，3 m、4 m通道岩层位移量约为90 mm和100 mm。50天后，1.8 m、3 m和4 m通道增加到约90 mm、160 mm和190 mm。监测表明1.8~3 m层位离层相对较大。 由图12可知，掘巷阶段前20天，煤柱帮移近量大，移近速度较快，分别达到大约50 mm、80 mm、180 mm和230 mm左右。20天以后，煤柱帮移近量缓慢增加，其中1 m、1.8 m通道稳定至约80 mm和100 mm，3 m、4 m通道稳定至约200 mm和280 mm。监测表明帮浅部0~1.8 m范围内比较破碎，1.8~3 m层位离层相对较大。 由图13、图14可知，掘巷初期，顶板下沉量大，变形速率快，之后下沉量缓慢增加。监测表明顶 图9. 底板措施巷支护参数图 图10. 试验巷道距开口188 m顶板位移图 图11. 试验巷道距开口188 m左帮位移图 图12. 试验巷道距开口188 m右帮位移图 图13. 试验巷道距开口203 m顶板位移图 图14. 试验巷道距开口260 m顶板位移图 板浅部0~1 m范围内比较破碎，3~5 m层位离层相对较大。 综上所述：由所监测的深基点位移数据可知，在巷道开挖的前10~20天内，位移较大，顶板下沉量一般在150 mm~200 mm左右，两帮移近量在100~150 mm上下，在20天之后，变化十分缓慢，通常在30~40天以后，顶板以及两帮位移量达到稳定，其中顶板下沉量在200~250 mm之间，两帮移近量在200 mm上下，这说明顶板5 m长锚杆起到该有的支护作用，并能很好的控制顶板，两帮3.7 m锚杆也有效的控制住了试验巷道的两帮，使其相对移近量得到了有效的控制。
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user: 5. 结论 论文通过对深部软岩巷道支护理论及支护技术研究，结果表明软岩巷道随着支护强度增加，围岩变形破坏会逐渐减少，但围岩初期变形破坏和后期持续缓慢变形很大一部分是给定变形，要求支护材料与大变形特征相适应。提出可接长锚杆支护技术，实现在空间位移和支护强度两方面的协调作用。巷道通常在开挖前期变形较大，在30~40天以后，顶板以及两帮位移量达到稳定，其中顶板在基本稳定后的下沉量在200~250 mm之间，两帮相对移近量在200 mm上下，可接长锚杆未出现破断等支护体失效的现象，适应了软岩巷道的大变形并能很好的控制顶板。
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user: 岩溶缝洞储层地震识别及预测
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user: 摘 要 受印支运动影响，元坝地区雷四II亚段发育古岩溶风化壳白云岩储层，通过地震响应特征分析，明确雷四II亚段岩溶缝洞储层发育的地震响应特征为：须家河组底界面地震同相轴能量变弱，出现复波。针对岩溶缝洞储层发育特点及地震响应特征，开展了岩溶缝洞储层识别及检测的地球物理方法研究。明确多子波分解与重构技术能够识别岩溶缝洞储层的地震响应特征；相干加权能量变化属性能够有效反映雷四II亚段白云岩储层分布范围；体曲率技术能够刻画岩溶缝洞储层分布范围，并预测元坝地区雷四II亚段可能存在5个岩溶缝洞发育群，预测结果为元坝地区雷口坡组勘探提供了基础材料。 关键词 :岩溶缝洞储层，多子波分解与重构，相干加权能量变化，体曲率，雷四II亚段，元坝
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user: 1. 引言 目前，在四川盆地雷口坡组已经探明了川中磨溪气田、川东卧龙河气田、川西中坝气田等，产层主要集中在雷一段和雷三段。随着勘探程度的不断深入，元坝、龙岗等地区多口井在雷四II亚段风化壳储层内获得工业气流，使得印支期雷四II段古岩溶风化壳储层越来越受到关注 [ 1 ] - [ 3 ] 。但是由于雷四II亚段岩溶时间短、溶洞规模小，受印支期岩性不整合界面控制 [ 4 ] [ 5 ] ，地震资料分辨率低，储层识别和预测难度大。本次通过井震结合研究，首先分析雷四II亚段岩溶缝洞储层发育的地震响应特征；然后，针对岩溶缝洞储层的地震响应特点，开展了地球物理检测技术研究，采用了相干加权能量变化属性，边缘检测以及体曲率等技术，开展岩溶区带刻画、有利储层特征识别及裂缝预测等工作。
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user: 2. 沉积特征 根据本区雷四段储层地质模式(图1)及地质认识，古地貌控制了岩溶储层的发育与分布，岩溶洼地顶部白云岩储层剥蚀严重，且次生灰岩含量较高，储层不发育；而坡地及残丘地貌，地下水流动性强，不易产生次生矿物，储层较好。
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user: 3. 地震识别及预测 目前，国内对岩溶缝洞储层刻画比较成功的是塔河油田奥陶系地层，所采用的主要技术方法系列包括精细成像、地震振幅变化率、地震反射特征、本征值精细相干、趋势面差异分析、波形分析、三维可视化、地震测井联合反演等技术 [ 6 ] [ 7 ] 。优选了以地震反射特征分析为核心的振幅变化率、趋势面差异分析、本征值精细相干多参数的井位优选技术。通过井震资料综合分析发现，无论从发育规模和厚度上，雷四II亚段岩溶缝洞储层都比塔河油田奥陶系的要小，即由于雷口坡组岩溶时间很短，溶洞发育规模小，给储层的地震识别和预测带来巨大挑战。 为了有效精细的刻画雷四II亚段岩溶缝洞储层分布范围，本次优选地震横向变化类属性检测地质体及断裂边界，其中相干加权能力变化检测白云岩储层发育区，边缘检测刻画断裂边界；优选地震高级几何属性，主要采取本征值相干和体曲率属性刻画岩溶缝洞发育群。 3.1. 地球物理响应特征 通过对元坝4井雷四II亚段井震标定发现，元坝4井雷四II亚段发育风化壳岩溶缝洞白云岩储层， 图1. 元坝地区雷四II亚段岩溶发育模式 地震剖面上表现为须家河组底部地震同相轴(T 3 x 1 )横向上能量变弱，出现复波的特征(图2)。在明确这种地震反射特征的基础上，开展了岩溶缝洞储层检测的地球物理方法讨论。 由于雷口坡组岩溶时间很短，溶洞规模很小，储层位于岩性不整合界面之下，地震反射表现为连续，强相位波峰特征，受地震资料分辨率限制，在地震剖面上很难识别出岩溶缝洞反射特征，给储层的地震识别和预测带来巨大挑战。 针对此类不整合界面强干扰问题，采用多子波分解与重构的方法，对地震波进行分解和重构，构建反映岩溶缝洞储层发育特征的地震剖面，达到有效识别岩溶缝洞储层的目的。多子波地震道分解技术突破了许多常规的地震信号处理和解释中单一地震子波假设，它可以将一个地震道分解成多个不同的形状，不同主频率的地震子波。在多子波分解的基础上，采用线性相似地震波形状的分解与合成的方法，把输入地震数据段分解成若干分量，第一分量的波形代表在所有输入的地震数据段中具有最大共性，最大能量的波形；第二分量则是去掉第一分量后的地震数据段中具有最大共性，最大能量波形；第三分量则是去掉第一和第二分量后的地震数据段中具有最大共性，最大能量波形，依次类推。 在元坝地区，通过寻找与储层响应密切相关的子波频率段，重构新的地震剖面，剔除不整合界面的影响[ 8 ] -[ 10 ] (图3)，突出储层横向上的变化特征。 从剖面及平面的结果来看，多子波分解与重构技术消除强波阻抗界面影响，突出储层横向细微变化特征，即有利储层表现为“上强下弱”的响应特征，非有利储层变现为“上强下强”的响应特征，其结果与现有井的测试结果非常吻合，获得工业气流井元坝2井分布在有利区域内，测试干层井元坝11井， 图2. 元坝4井雷四II亚段风化壳岩溶缝洞白云岩储层地震响应特征 图3. 元坝地区雷四II亚段原始地震剖面与重构剖面对比 位于非有利区域内。 3.2. 岩溶缝洞储层预测 3.2.1. 地震横向变化类属性检测地质体及断裂边界 地震横向变化类属性包括Sobel边缘检测，相似性横向变化，谱信息横向变化，相干加权谱能量变化及振幅曲率等。其中Sobel边缘检测和相似性横向变化结果相似，可以有效检测目的层段断裂系统发育特征，检测结果表明，研究区雷四II亚段主要发育近南北向，北北西向断裂(图4)。 相干加权能力变化属性，是在分析地震谱能量的变化过程中，用相干对空间变化进行加权。使谱信息预测结果边界更清晰。通过相干加权能量变化属性与波阻抗反演联合研究表明，属性图高亮部分对应 白云岩发育区，与钻井结果吻合度较高，说明相干加权能量变化属性能够有效的检测雷四II亚段白云岩的分布范围(图5)。 综上研究结果表明，地震横向变化类属性对雷四II亚段风化壳白云岩储层响应敏感，应用相干加权能量变化属性可以有效检测风化壳白云岩发育区，边缘检测及相似性变化属性可以对研究区断裂系统进行有效刻画，但是对岩溶缝洞发育区检测精度不高。 3.2.2. 地震几何属性刻画岩溶缝洞发育群 地震几何属性在断裂、裂缝识别，地质体边界预测方面发挥了重要的作用。第一代地震几何属性出现在1995年，当时的几何属性利用三个地震道，在单位时窗内，进行倾角扫描，选择相似性最大的作为相干值。三道相干不仅精度低，而且不能得到地震同相轴的倾角方位角等信息。1997年出现第二代地震几何属性，第二代几何属性计算的是多道相干，利用一个椭圆面在空间进行扫描，扫描过程中，通过协 图4. 雷四II亚段地震横向变化类属性图 图5. 雷四II亚段地震相干加权平均属性图 方差计算椭圆面内地震道的相干。第二代几何属性不但能得到相干还能得到倾角、方位角等重要信息。1999年出现的第三代通过计算协方差矩阵的特征值来计算相干，又称作本征值相干。本征值相干很好解决了相干的计算问题，相干计算的精度高，而且缩短时窗。但本征相干仍然没有很好解决倾角、方位角计算问题，得到的倾角方位角比较粗糙，丢掉了很多细节[ 11 ] 。 为了精确计算相干，新一代几何属性采用优化算法进行倾角方位角扫描，不再依赖一个平面，而是采用优化方法，得到地震同相轴的曲面，该算法很好保留了地震同相轴的细节。基于这种地震数据体扫描方法和原理，计算得到的相干和曲率，具有高分辨率的特点，本次采用优化算法，得到本征值相干属性和曲率体属性，对研究区断裂系统和岩溶缝洞发育区进行精细刻画(图6)。 本征相干算法是一种优秀的、也是一种较常用，并被大家认可的一种几何属性算法，采用优化算法，得到的本征值相干剖面，地震数据同相轴扭曲、不连续及能量不均匀的地方反映清晰，提高了对地质异常的检测精度。 在全区，采用第四代几何属性算法，即基于全局寻优的空间扫描算法，进行地震数据体体曲率属性运算，通过体曲率地震剖面与本征值相干剖面对比分析，体曲率属性对地震剖面断层刻画更加精细，yb4井发育岩溶缝洞储层，最大曲率剖面异常特征更加明显(图7)。 图6. 地震几何属性发展历程 图7. 最大曲率剖面与本征值相干剖面对比 通过与已知钻遇岩溶缝洞储层井元坝4井平面剖面对比分析，可以发现，在地震剖面上，地震同相轴能量变弱，出现复波，在平面上呈圆弧形特征，具有典型的岩溶缝洞外形(图8)。 元坝2井区与元坝4井在地震剖面与曲率平面中都有相似的特征，同时在相邻区域，发现元坝22井区，元坝21井以西区域，以及元坝12井区呈现类似圆弧形发育异常区(图9)。 综上研究表明，最大体曲率属性能够有效检测岩溶缝洞分布范围，依据井震平剖综合分析，结合岩溶缝洞发育特征，推测元坝地区雷四II亚段可能存在5个岩溶缝洞发育群(图10)。 图8. 元坝4井区岩溶缝洞储层地震平剖特征 图9. 元坝2井取岩溶缝洞储层地震平剖特征 图10. 雷四II亚段岩溶缝洞发育群综合预测
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user: 4. 结论 (1) 通过多子波分解与重构及常规地震剖面分析，元坝地区雷四II亚段岩溶缝洞发育区，须家河组底界地震同相轴能量变弱，呈复波反射，波峰横向具有“强–弱–强”(两强夹一弱)变化特点； (2) 地震横向变化类属性能清晰刻画研究区断裂发育区，并定性预测风化壳白云岩发育范围； (3) 井震联合研究表明，地震高级几何属性能有效检测可能存在的岩溶缝洞发育群，并预测研究区发育5个岩溶缝洞群。
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user: 摘 要 超长桩的承载变形机理与普通短桩不同，实际工程中需要通过沉降来控制荷载，导致其设计存在理论与实际的矛盾。本文通过实际工程经验总结出了超长单桩桩侧荷载传递公式，并与现有的桩端荷载传递公式结合，考虑土层影响因素，推导出了由桩顶沉降控制超长单桩桩顶荷载的理论公式，编写了计算程序，实例计算结果符合工程实际。本文的结果对超长单桩的设计及进一步的研究具有参考价值。 关键词 :超长单桩，沉降，桩侧荷载传递机理，桩端荷载传递机理
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user: 1. 引言 规范中基桩的设计多以承载力为控制指标，但对超长桩而言，桩顶沉降量对结构的安全至关重要，工程中往往需要由桩顶沉降量来控制桩的竖向承载力。本文在荷载传递解析法的基础上，针对桩周土体成层的特点，由实际工程经验推导了超长单桩的竖向侧阻荷载传递模型，并由此建立了桩顶沉降量与竖向承载力之间的关系，提出按桩顶沉降量控制基桩竖向承载力的分析方法。
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user: 2. 大直径超长基桩荷载传递机理 2.1. 大直径超长基桩桩侧阻力传递机理 国内外众多研究者对超长桩侧阻力的研究，一般采用荷载传递法，因此提出了多种荷载传递函数。目前，工程上采用比较多的是双折线模型、三折线模型和假设由数个函数组合的传递函数： (1) 式中，f(s)为桩侧(或桩端)摩阻力；s为桩身位移或桩端沉降； 及 为参数。 由于上式各项中的参数很难确定，故实际分析中仅选用某一项作为荷载传递函数来分析实际工程中单桩受力情况。 在众多学者的研究中，阳吉宝 [ 1 ] 在多次研究后，考虑土的连续性，将式(1)中第一项，即双曲线函数修正后作为传递函数 (2) 式中，A， B——岩土参数；C——综合参数，按表1取值，可以分层；L——桩长。 由式(1)传递函数表达式的第一项 (3) 对该式分析，不难发现，当剪切位移u无限大时，桩侧摩阻力接近一常数。 (4) 可见A的物理意义是描述桩侧极限摩阻力的一个常数。当剪切位移趋于0时 (5) 趋近于过原点所做的 曲线的斜率 ，B的物理意义为 的倒数。 对式(2)进行转化可得 (6) 可以看出，式(6)是在式(3)的基础上，对系数B除以一个小于1的系数，也即对B进行了放大。而我们在实际工程中，根据工程经验，获得了下式 (7) 式中， 的单位取为mm； 的单位取为kPa；k是岩土体综合参数，分层取值，见表2。 2.2. 实例 南京水利科学研究院在400 gt土工离心机上对某大桥桩基进行了模型试验。根据工程地质勘测报告[ 2 ] ，可以确定出每层土的A和B值分别取15和0.6，d取为0.5。计算结果和试验测试结果对比如图1。 从图1可以看出，本文总结的超长单桩桩侧传递函数能较好地反映桩顶荷载沿桩体的传递规律。
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user: 3. 由桩顶沉降控制超长单桩竖向承载力 取桩端荷载传递函数如下[ 3 ] (8) 式中，a，b为岩土参数；c为综合参数，意义同桩侧阻。 由上文的桩侧和桩端荷载传递函数，借用数学手段，计算桩顶沉降处于不同水平所对应的桩顶荷载值，实现以桩顶沉降量来控制基桩承载力的设想。 在分析桩顶沉降控制值 所对应的桩顶荷载值P时，首先需确定桩身处于承载极限状态下的桩顶荷载P max 及对应的桩顶沉降量u max 这两个重要的判别参数，其计算步骤如下： Table 1 C value scop 桩长/m >45 45~30 30~10 <10 C 0.75~0.30 0.50~0.20 0.35~0.10 <0.1 表1. C值取值范围 Table 2 K value scop 桩长/m >60 60~40 40~10 <10 K >1 1.0~0.01 0.01~0.002 <0.002 表2. k值取值范围 图1. 试验与计算的桩侧摩阻力与桩土相对位移的关系对比图；(a) 桩1；(b) 桩2；(c) 桩3；(d) 桩4 (1) 按不同土层划分桩身单元，共n层，计n + 1个截面； (2) 当桩身处于承载极限状态时，各土层侧阻及端阻均得到充分发挥，侧阻实际变形 均应不小于变形临界值 ，桩端土的变形应不小于 。桩身各截面的轴力和变形计算如式(8)。根据Bowles [ 4 ] 的研究，发挥最大侧阻所需土层滑动量的数量级大约为5~10 mm，计算时根据岩土的实际情况取值； (3) 式(8)还可用于计算当桩身处于非极限状态时桩身的荷载分布和沉降。此时，各土层侧阻及端阻尚未充分发挥，侧阻实际变形及桩端土的变形可取较小值0~5 mm。 ； ； ； ； ，取较大值； ，取较大值。 式中，d——桩径(m)； ——桩身i截面上的轴力值， ，下同(kN)； ——桩身i截面的竖向变形量(mm)；E——桩身弹性模量(1 × 10 6 Pa)； ——桩身截面积(m 2 )； ——桩身第i层土体厚度(m)。 若 不大于预期沉降控制值 ，则桩顶承载力 ，可结束计算；否则，调整综合参数 、 和各土层变形临界值 至计算结果满足 。如若计算非极限状态时桩身荷载和沉降的关系， 系各土层的竖向变形量。 为便于工程应用，现以上述分析原理和方法，采用FORTRAN语言，编制了相应的计算程序，计算的程序框图如图2所示。 具体计算时，应根据现场试桩结果确定岩土参数A、B及k值，并计算相同岩土环境下的其它超长单桩沉降及桩顶承载力。
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user: 4. 计算实例 本节以苏通大桥北岸N-1静载荷试桩试验资料为例，对本课题推导的以沉降控制荷载的方法及开发的程序进行校验。 现场勘查资料显示，桥位区所处地层主要为粉砂、粉砂与亚粘土互层、粉砂、亚粘土、砾砂。 试桩直径1.0 m，桩长76 m，桩顶标高+2.2 m，桩底标高−73.8.0 m。静载试验采用锚桩法，加载为 图2. 程序计算框图 慢速维持荷载法，最大加载量为11，000 kN，共分10级，每级1000 kN。试验的设计、成桩工艺和加卸载方法均严格按照相关规范进行操作。 实测资料提供的相应数据及各土层岩土参数如表3。 表中， ， 是根据原始报告数据计算而来， 根据岩土层情况取经验值。a，b及c是桩端土层的参数，由底层的 、 和c计算而来，此处 ， ， 。本算例的预期沉降控制值 ，计算的结果见图3和图4 (公式中有“+”和“−”，本文的计算结果均取“−”时的大值)。桩顶不同外载作用下的位移则是调整每层的层位移 计算而来。 由图3可以看出，在桩顶作用10，000 kN时，本文公式的计算结果可以很好的拟合试验测试结果，但数值计算的沿桩身的轴力则要大于实际测试结果。 图4中，在相同桩顶荷载的作用下，本文公式计算的桩顶沉降普遍要大于实际测试的结果，即本文公式由沉降控制桩顶荷载时，计算出的荷载普遍要小于测试结果，结果偏于保守。而数值计算的位移要大于测试和本文公式计算的。 桩顶总沉降量大于或等于40 mm时，达到破坏标准值，根据本文公式计算可得此时的桩顶荷载为11，358 kN，即由沉降控制计算而来的桩极限承载力为10，000~11，000 kN，和实际测试结果相符。 Table 3 The measured soil dat 层数 层底标高(m) 极限侧摩阻力(kPa) 相对位移实测值(mm) 1 −7.3 34.09 6.57 34.09 0.150 0.001 2 −13.3 37.42 12.72 37.42 0.140 0.005 3 −21.8 39.71 7.28 39.71 0.055 0.003 4 −29.3 51.25 6.29 51.25 0.030 0.006 5 −40.0 47.68 3.89 47.68 0.020 0.003 6 −50.8 >47.64 1.77 45 0.012 0.015 7 −58.8 >70.03 0.59 60 0.007 0.01 8 −67.9 >23.71 0.15 75 0.006 50.6 9 −97.8 >19.58 0.01 120 0.005 6.9 表3. 实测土层数据 图3. 桩加载10，000 kN时沿桩身轴力分布图 图4. 桩的荷载–位移(Q-S)曲线
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user: 5. 小结 本文在荷载传递解析法的基础上由工程实践提出了一种新的基桩桩侧摩阻力传递模型，并推导了全桩荷载分布函数，编写了由沉降控制桩顶荷载的程序，适用于不考虑深度效应的灌注桩。 计算实例表明该方程可以很好地模拟基桩的桩身荷载分布，并能由桩顶沉降控制值计算出桩的极限承载力，对超长单桩的设计具有优化作用。
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user: 摘 要 建筑结构形式向大型的、超限的、复杂的方向发展，而拱形结构是其中应用广泛的一种。建筑结构在各种不利因素的影响下，极可能发生结构损伤，甚至发生致命危害。结构损伤会导致结构的模态参数变化，因此，通过一个拱结构的有限元分析，提取频率，振型等模态信息，对模态差，一阶导，二阶导分析，探寻其损伤位置，结果表明能通过突变情况得到单元的损伤位置。 关键词 :损伤识别，有限元分析，拱结构，模态信息
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user: 1. 引言 当今世界，建筑结构蓬勃发展，拱结构被应用在大量建筑结构上，例如桥梁，体育馆，大跨度钢结构，工业厂房等，然而，在结构建造和使用阶段常常会受到各种损失破坏，人们越来越关注结构损伤识别研究。那么，固有频率、振型、模态阻尼比等参数是简单的、理想的线弹性多自由度体系的基本模态参数，他们对于结构的固有动力特性分析具有重大的意义，通过解析法或者有限元法可以比较容易获得结构的的固有频率和振型[ 1 ] [ 2 ] ，理论上认为，结构的低阶模态，在结构振动中占有比较显著的比例，模态参数是结构的物理参数，结构发生损失必然会引起结构的模态参数的变化。 在国外，研究的早期，1979年，Cawley和Aadms [ 3 ] 通过特征值对结构物理参数的灵敏度分析，得出结构只存在单处损伤时，损伤前后任意两阶频率变化的比值只和损伤位置有关。1991年，Pandey等[ 4 ] 提出了以振型曲率来诊断结构损伤的方法。在1994年，Pandey [ 5 ] 又提出了用柔度矩阵F的变化来进行损伤检测的方法。1996年，Messina等[ 6 ] 提出了损伤定位保证准则。 在国内，1994年，袁向荣[ 7 ] 以简支梁研究，用解析方法比较了破损对频率、振型和振型曲率的影响。2000年，邓焱[ 8 ] 等定义振型曲率的2次差分为应力变化陡峭度，据此提取局部损伤的位置和大小信息。2004年，徐丽、易伟建[ 9 ] 进行了剪切型钢框架结构模型的节点损伤实验由应变模态诊断损伤部位和程度。2007年，赵俊、马宏伟[ 10 ] 对钢拱进行实验模态研究，做出损伤定位。2010年，程良彦、马宏伟[ 11 ] 研究了拱结构的振动特性，构造出模态信息的损伤检测方法。2012年许念勇、汤红卫[ 12 ] 以一个钢框架模型为对象进行模态分析与实验研究。 本文通过一个拱结构进行ANSYS有限元分析，并对其进行模态分析，探寻其损伤判别与定位的有效方法。