殷小亮 張艷博 鐘 科 邊文輝 楊貴均 王科學 姚旭龍

(1.中鐵二局第二工程有限公司,四川 成都 610000;2.華北理工大學礦業(yè)工程學院,河北 唐山 063210;3.深部巖土力學與地下工程國家重點實驗室,北京 100083;4.中國礦業(yè)大學(北京)力學與建筑工程學院,北京 100083)

隨著我國地下空間的大力開發(fā),城市地鐵車站逐漸向著大跨度、大斷面的方向發(fā)展,暗挖法施工具有結(jié)構(gòu)靈活,對交通、管線、建筑影響低的優(yōu)點,在北京、天津、重慶、青島等地廣泛應用。然而,在淺埋、大跨度條件的影響下,工程中往往面臨著地質(zhì)條件差、沉降量控制嚴格的難題,給城市建設帶來了巨大挑戰(zhàn)。為保障大跨度隧道的安全高效施工,諸多學者圍繞施工、支護方案展開研究,取得了良好的應用效果。譚忠盛等[1]研究大斷面開挖方法時采取超長小導管、預留核心土的方式,使得拱部圍巖壓力降低55%,并為掌子面前面的滑動區(qū)提供了支撐力,實現(xiàn)了圍巖的控制;楊云等[2]針對隧道穿過卵石土層,采用了雙側(cè)壁導坑法、拱部管棚的支護體系,通過降低隧道的跨度保障了施工的安全性;李訊等[3]建立數(shù)值模型,基于雙側(cè)壁導坑法設計了3 類開挖工法,對比了管棚間距、管棚直徑、拆除橫撐后的圍巖變形特征,成功指導了現(xiàn)場的支護設計;羅彥斌等[4]在大跨度隧道中采用CD 法,研究了先行、后行導洞在開挖—支護—拆撐過程中的結(jié)構(gòu)承載模式,發(fā)現(xiàn)鋼支撐軸力以受壓為主,應力集中部位為拱腳處;林從謀等[5]研究了CD法在大跨度隧道擴建過程中的圍巖力學演化特征,發(fā)現(xiàn)對拱部圍巖的控制是減小最終沉降量的關鍵;陳潔金等[6]開展了三臺階七步法、三臺階臨時仰拱法數(shù)值分析的對比研究,證明分部開挖步數(shù)少的方案對地層的擾動低,臨時仰拱的支撐作用使圍巖塑性區(qū)得到有效控制。

在隧道中面臨高地應力、軟巖大變形等難題時,諸多學者設計錨噴支護體系,通過預應力錨桿調(diào)動圍巖的自承能力,以提高圍巖穩(wěn)定性。田四明等[7]分析了預應力錨桿作用下的圍巖—支護的相互作用機制,提出了以超前注漿—預應力錨桿—高強混凝土為核心的支護體系,并在工程中進行了效果分析;陶志剛等[8]基于NPR 恒阻大變形預應力錨索,對比了六類支護方案在軟巖大變形隧道中的數(shù)值模擬及現(xiàn)場應用效果,提出了長短錨索相結(jié)合的支護體系;汪波等[9]在軟巖隧道中提出了及時主動支護的支護理念,證明主動支護比被動支護位移量降低了60%,塑性區(qū)減小了80%;屈彪等[10]對比了預應力錨桿與注漿錨桿在復雜應力狀態(tài)下的影響效果,闡述了主動支護的優(yōu)越性;秦忠誠等[11]通過理論計算與數(shù)值模擬手段,證明主動支護對圍巖變形與塑性區(qū)的范圍具有一定的控制作用。

目前,在淺埋大跨度隧道的支護設計中,通過設置臨時支撐的方式降低隧道跨度,注漿錨桿改善圍巖的性質(zhì)達到控制變形的目的。以預應力錨桿為核心的主動支護體系對圍巖的變形控制具有顯著優(yōu)勢,但常應用于深埋巷道中,對于變形量要求嚴格的淺埋大跨度隧道的適用性、支護設計體系尚未形成統(tǒng)一的認識。因此,以青島地鐵6 號線華山一路站為研究對象,針對錨桿的預應力、長度、間排距進行了數(shù)值分析,探究圍巖的變形控制效果,并開展試驗確定錨桿的合理錨固參數(shù),最終對工程現(xiàn)場的應用效果進行驗證,以期為淺埋大跨度隧道的應用提供技術參考。

1 支護作用下圍巖加強作用機理

錨桿的預應力作用于錨頭端與自由段,實現(xiàn)了預應力由隧道表面的淺部圍巖向圍巖深處的傳遞,如圖1 所示,錨頭與錨固段尾部分別通過預應力對圍巖進行壓縮,形成局部錐形壓縮區(qū)域,應力沿錨桿自由段進行傳遞,在一定支護密度下形成了連續(xù)的組合承載拱,此時錨桿與圍巖形成共同承載體系,裂隙經(jīng)壓密后提高了圍巖的整體性,圍巖的彈性模量、內(nèi)摩擦角、黏聚力等力學參數(shù)得到相應的提升。

圖1 承載拱效應圖Fig.1 Load-bearing arch effect diagram

錨桿作用下承載拱的厚度α為

式中,b為錨桿自由段長度;r0為隧道的曲率半徑;r為隧道半徑;s1為錨桿的間距。因此,錨桿支護區(qū)域的大小、錨桿的長度、支護密度與隧道的承載能力具有相關性。

在隧道開挖后,臨空面徑向應力σ3變?yōu)?,切向應力σ1應力集中,如圖2 曲線①所示,如不及時支護,σ1將增大至2σ1,巖體的莫爾應力圓半徑增大,巖體將發(fā)生破壞。而對于傳統(tǒng)被動支護方案,由于無法提供及時主動支護力,σ3依然為0,切向應力的集中使σ1變?yōu)棣?-2,摩爾應力圓與庫倫包絡線相交,此時支護失敗,如曲線②所示。以預應力錨桿為核心的主動支護方案,通過補償徑向應力σ3,切向應力σ1的集中程度降低,由σ1變?yōu)棣?-3,使摩爾應力圓控制在庫倫包絡線內(nèi),隧道支護成功;另一方面,錨固區(qū)域內(nèi)的巖體的黏聚力、內(nèi)摩擦角增大,庫倫包絡線由④變?yōu)榍€⑤,支護后巖體的破壞閾值增大。

圖2 開挖支護摩爾—庫倫曲線Fig.2 Excavation support Moore-Coulomb curves

由錨桿與圍巖共同形成的承載體,仍滿足巖體破壞的摩爾—庫倫準則,即

式中,σθ、σr、σc分別為切向應力、徑向應力與巖石單軸抗壓強度;φ為內(nèi)摩擦角。

圍巖在支護前后強度提升過程中,根據(jù)圖2 中庫倫破壞線的變化軌跡,存在關系

則支護區(qū)域內(nèi)復合巖體的黏聚力c?、內(nèi)摩擦角φ?、巖體強度分別為

公式中β為錨桿的支護密度因子[12],其大小為

式中,d為錨桿直徑;r為隧道半徑;s1、s2為錨桿的間排距。

對于支護后復合巖體的彈性模量E?,受錨桿彈性模量E2與圍巖彈性模量E1共同影響,具有以下等效關系:

即

2 工程背景

2.1 工程概況

青島地鐵6 號線華山一路站位于華山一路、海岸大道交叉口,設計為遠期線路的換乘車站,為重要的交通樞紐。車站設計為單拱直墻平地板襯砌結(jié)構(gòu),采用初支拱蓋法施工,洞身主要位于微風化輝綠巖與微風化花崗巖中,地下水水量少,圍巖以Ⅳ1 級為主,巖體整體較為完整,局部存在節(jié)理裂隙發(fā)育,巖體質(zhì)量破碎。車站平均埋深為33 m,主體長度為205 m,寬度23.4 m,高度17.6 m,斷面面積364 m2,屬于淺埋超大斷面隧道。

2.2 開挖支護方案

采用上中下分部臺階法開挖,如圖3(a)所示,開挖步序為上臺階、中臺階、下臺階(①→②→……→⑩),間隔15 m 后開挖下1 個導洞。支護體系為預應力錨桿、鋼拱架、混凝土襯砌的方案,初支結(jié)構(gòu)的施工工序為:混凝土初噴→預應力錨桿施工→鋼拱架架設→混凝土復噴,錨桿采用六肋螺旋NPR 錨桿,破斷強度為1 050 MPa,支護體系由夾片式鎖具、托盤組成,通過錨固劑進行錨固。

圖3 開挖支護方案Fig.3 Excavation support program

3 錨固參數(shù)設計

3.1 錨桿長度

根據(jù)松動圈理論[13],錨桿長度L應滿足以下條件:

式中,K為安全系數(shù);L1為松動圈深度;L2為錨固長度;L3為錨桿外露長度。其中安全系數(shù)取2.5,通過現(xiàn)場松動圈測試,厚度在0.8～1.1 m 之間,錨桿外露段長度為0.1～0.2 m,錨固長度取臨界錨固長度在1.2～1.6 m 之間。因此錨桿的最佳長度為3.5～4.5 m,考慮安全儲備與材料費用等因素,確定預應力錨桿的長度為4 m。

3.2 錨固長度

在淺埋隧道中預應力錨桿的應用仍處于起步階段,合理的錨固參數(shù)關系著預應力錨桿的錨固效果。因此開展現(xiàn)場試驗,通過錨桿的應力傳播規(guī)律以確定合理的錨固長度,錨桿為現(xiàn)場應用的微觀NPR 錨桿,具有高強高韌恒阻吸能特性[14]。試驗現(xiàn)場如圖4(a)所示,其中,錨桿長度為4 m,設計80、120、160、200 cm 4 個錨固長度,錨固段長度占錨桿總長度的比率分別為20%、30%、40%、50%。對錨桿進行切槽后粘貼應變片,應變片布置如圖4(b)所示,間距為40 cm,為避免應變片在攪拌錨固劑過程中損壞,采用樹脂硅膠將應變片、數(shù)據(jù)導線沿切槽密封處理。加載過程為分級加載,通過張拉機具液壓系統(tǒng)進行控制,分級載荷為50、100、150、200 kN。

圖4 錨桿現(xiàn)場試驗Fig.4 Anchor field test

錨固段的剪應力分布通過以下公式進行求解:

式中,εi為i點處的錨桿應變值;E、A、d分別為錨桿的彈性模量、截面積與直徑;Δx為應變片之間的距離。

通過樣本點的數(shù)據(jù)將整體的分布趨勢進行刻畫,對剪應力值進行多項式擬合,結(jié)果如圖5 所示。

由圖5 可知:

圖5 不同錨固長度剪應力分布Fig.5 Distribution of shear stress at different anchorage lengths

(1)在不同預應力狀態(tài)下,隨著載荷的增大,低載荷狀態(tài)下(50、100 kN)預應力峰值集中在錨固段端部起始位置,150 kN 時出現(xiàn)預應力峰值出現(xiàn)在40 cm 處,當載荷增大至200 kN 時,剪應力峰值繼續(xù)后移,由于剪應力的轉(zhuǎn)移載荷點可作為錨固界面的破壞閾值,因此錨固界面在150 kN 狀態(tài)下發(fā)生破壞。

(2)隨著載荷的增大,80、120、160、200 cm 工況下,錨固長度的剪應力峰值均由錨固段起點向深部轉(zhuǎn)移,表明錨固界面呈現(xiàn)漸進破壞特征,破壞位置由自由段與錨固段交界處向錨固體尾部轉(zhuǎn)移,不同位置剪應力峰值均分布在7 MPa 左右,證明錨固段的均質(zhì)性較好。

(3)隨著錨固長度的增加,剪應力的分布范圍呈增大趨勢,錨固體承受外界載荷的能力上升。其中,錨固長度為20%～30%時安全儲備較低,200 kN 時剪應力峰值已經(jīng)接近錨桿尾部,當錨固長度占錨桿總長度的40%～50%時,錨固體的安全儲備較高,建議在現(xiàn)場進行應用。

4 支護方案設計

4.1 數(shù)值模型建立

建立車站地質(zhì)模型如圖6 所示。模型尺寸的長×寬×高分別為100 m×40 m×80 m,從上至下依次為素填土、粉質(zhì)黏土、強風化花崗巖、中風化花崗巖、微風化花崗巖,隧道洞身主要位于微風化花崗巖中,地層參數(shù)如表1 所示。在數(shù)值模型中,圍巖和襯砌結(jié)構(gòu)采用實體單元,格柵鋼架采用beam 單元,錨桿均采用cable 單元模擬,通過切斷錨桿最外端的錨桿單元與圍巖的連接,重新建立圍巖剛性接觸以模擬托盤,錨桿預應力施加在自由段,模型破壞服從摩爾—庫侖準則。

圖6 數(shù)值模型建立Fig.6 Numerical modeling

表1 地質(zhì)力學參數(shù)Table 1 Geomechanical parameters

4.2 錨桿預應力

錨桿在0、40、80、120 kN 預應力狀態(tài)下,在導洞①～④拱部開挖完成、⑤～⑩部隧道開挖完成的圍巖變形特征如圖7 所示。其中最高位移量在圖中標識,由圖7 可知:

圖7 z 向圍巖位移云圖Fig.7 z-direction surrounding rock displacement cloud map

(1)在不同預應力狀態(tài)下,拱部開挖后的變形量均占總變形量的90%以上,證明減小拱部開挖的變形是控制圍巖變形的關鍵。

(2)隨著預應力的增加,拱部變形量>6 mm 的范圍逐漸減小,最高變形量逐漸降低,常規(guī)錨桿支護狀態(tài)下(無預應力)的z向的沉降量最高,最高值為10.5 mm,由0 kN 上升至40 kN 時變形量減小3.8 mm,變形控制效果顯著,當預應力增加至80、120 kN過程中,最高變形量分別下降0.8、0.4 mm,控制效果逐漸降低。

(3)主動支護控制圍巖的變形效果顯著,尤其在拱部開挖完成后,中、下臺階⑤～⑩導洞開挖過程中僅變化0.2～0.3 mm,與無預應力相比變形量改善了28%。

不同預應力支護狀態(tài)下塑性區(qū)的分布狀態(tài)如圖8 所示,分別在圖中將拱部、拱腳、邊墻的塑性區(qū)深度進行標識。

由圖8 可知:

圖8 塑性區(qū)分布Fig.8 Plastic zone distribution

(1)常規(guī)錨桿支護(無預應力)狀態(tài)下,塑性區(qū)分布狀態(tài)為拱部<拱腳<邊墻處,其中拱部塑性區(qū)的深度為0.9 m。

(2)在主動支護的狀態(tài)下,塑性區(qū)的分布范圍逐漸降低,拱部塑性區(qū)消失,40 kN 狀態(tài)時拱腳、邊墻的塑性區(qū)深度為1.3、2.3 m,與無預應力狀態(tài)相比降低了40.9%、34.3%。

(3)隨著預應力的增大,拱腳塑性區(qū)分布范圍逐漸降低,在80 kN 時塑性區(qū)深度為0.9 m,120 kN 時深度接近于0,錨桿所持預應力值越高,隧道塑性區(qū)分布范圍越低。綜上所述,錨桿的預應力值越高,圍巖的變形量與塑性區(qū)的分布控制效果越好,而從錨桿支護設計角度而言,為獲取足夠的安全儲備,錨桿的預應力值一般為桿體屈服強度的30%～50%,因此對錨桿材料的性能提出了更高的要求。

4.3 錨桿間排距

錨桿預應力為120 kN 狀態(tài)下,在1.3 m×1.3 m、1.3 m×1 m、1.3 m×0.75 m間排距作用下應力分布如圖9 所示,將圍巖的豎向位移與水平位移在圖中進 行標識。

圖9 z 方向圍巖應力云圖Fig.9 z-direction surrounding rock stress cloud

由圖9 可知:

(1)隨著間排距密度的增加,隧道的豎向位移由5.7 mm 下降至5.4 mm,水平位移由1.6 mm 減小為1.3 mm,圍巖變形均得到了一定程度的控制。

(2)拉應力區(qū)主要集中于左右拱腳部位,呈對稱分布,在間排距密度由1.3 m×1.3 m 上升至1.3 m×0.75 m 的過程中,拉應力由3.97 MPa 減小到3.86 MPa。綜上所述,隨著錨桿的支護密度的提升,圍巖的變形與應力均得到了一定程度的控制,但提升效果不顯著,因此,追求錨桿的支護密度的同時,給現(xiàn)場帶來了極大的材料、人工、時間的成本支出,在滿足變形要求與現(xiàn)場施工的同時,擬在Ⅳ1 級圍巖采用1.3 m×1 m 支護密度,Ⅳ2 級圍巖裂隙發(fā)育的區(qū)域采用1.3 m×0.75 m 的支護密度。

5 現(xiàn)場應用

5.1 支護及監(jiān)測方案

基于以上分析,在現(xiàn)場采用分部臺階法開挖,以預應力錨桿為核心的支護體系,具體支護參數(shù)如表2所示。

表2 支護參數(shù)Table 2 Support parameters

為獲取支護結(jié)構(gòu)的長期受力狀態(tài),在現(xiàn)場進行圍巖位移、格柵應力、錨桿軸力的監(jiān)測,監(jiān)測傳感器及布設位置如圖10 所示,其中,通過全站儀在隧道的拱頂、左右拱腰進行監(jiān)測;錨桿軸力計在導洞①、②、③開挖完成后分別布置在拱頂、左拱腳、右拱腳3 個點位;鋼筋計布置在靠近圍巖一側(cè),跟隨開挖進度分別布置在拱頂、左右拱腰、左右拱腳5 個位置。

圖10 監(jiān)測布置Fig.10 Monitoring layout map

5.2 圍巖變形

圖11為隧道開挖過程中的拱頂、左拱腰、右拱腰的變形過程,從監(jiān)測結(jié)果來看,現(xiàn)場應用效果與數(shù)值模擬結(jié)果保持一致,在隧道開挖完成后圍巖累計沉降量分別穩(wěn)定在-5.7、-5.2、-5.1 mm,安全系數(shù)高,僅為變形預警值(20 mm)的28.5%、26%、25.5%。

圖11 圍巖變形時程曲線Fig.11 Time course curves of rock deformation

在高預應力錨桿的主動支護作用下,圍巖主要分為變形加速、發(fā)展、穩(wěn)定3 個階段。

(1)變形加速階段(導洞①):在導洞①開挖過程中,監(jiān)測斷面緊鄰掌子面,此時支護結(jié)構(gòu)受爆破施工擾動作用強烈,圍巖的變形具有“時間短、沉降量高”的特征,沉降速率達到峰值,12%的時間內(nèi)占總變形量的55%。其中,拱頂處的變形速率與變形量均高于左、右拱腰處,與數(shù)值模擬結(jié)果趨勢一致,左右拱腰處變形協(xié)調(diào),變形量均在1.6 mm 左右。

(2)變形發(fā)展階段(導洞②～④):此階段內(nèi)圍巖的沉降量持續(xù)發(fā)展,導洞在分步開挖過程中圍巖經(jīng)歷了“平衡—開挖擾動—二次平衡”的循環(huán)過程,且具有區(qū)域性的變形特征。隨著導洞②的向前擴挖,圍巖的變形速率為拱頂>左拱腰>右拱腰,導洞③向前擴挖過程中的變形速率為拱頂>右拱腰>左拱腰,當①～③導洞開挖完成拱部初支結(jié)構(gòu)完全成型,圍巖抗擾動能力強,導洞④開挖期間圍壓變形速率大幅降低。

(3)變形穩(wěn)定階段(導洞⑤～⑩):在拱部開挖完成,中臺階、下臺階開挖對拱部沉降量的影響極低,圍巖應力處于平衡狀態(tài),90 d 內(nèi)累計沉降量上升0.2 mm,僅占總變量的4%。

5.3 格柵應力

格柵鋼拱架長期監(jiān)測過程如圖12 所示,圖中正值表示壓應力,負值表示拉應力。

圖12 格柵應力時程曲線Fig.12 Grating stress time course curves

由圖12 可知:

(1)拱部格柵拱架應力均以壓應力為主,應力的變化主要集中在拱部①、②、③導洞開挖過程中,在拱架支護前期,支護結(jié)構(gòu)尚未閉合,存在局部受拉的情況,導洞①開挖時格柵拱架受力集中應力快速上升,伴隨著掌子面的向前推進,應力逐漸趨于穩(wěn)定,當導洞②、③開挖時再次受爆破擾動的影響,支護結(jié)構(gòu)穩(wěn)定狀態(tài)打破,支護結(jié)構(gòu)發(fā)生受力轉(zhuǎn)換,受拉狀態(tài)逐漸轉(zhuǎn)化為受壓,在拱部初支結(jié)構(gòu)完成后,中臺階、下臺階開挖對支護結(jié)構(gòu)的影響較小,鋼筋應力維持穩(wěn)定。

(2)拱頂處的應力值最高為48.2 MPa,格柵應力介于鋼材的屈服強度的5%～25%,處于彈性變形階段,拱架所持安全系數(shù)高,最小壓應力為右拱腳處,僅為8.3 MPa。由此可見,在預應力錨桿的支護作用下,格柵拱架作用不明顯,建議在設計中適當增加格柵拱架間距,降低材料成本。

5.4 錨桿軸力

分別在導洞①、②、③開挖后在隧道的拱頂、左、右拱腳安裝錨桿計進行軸力監(jiān)測。在現(xiàn)場施工過程中,預應力設計值為120 kN,為克服預應力損失的現(xiàn)象,超張拉至設計值的1.2 倍,受張拉工藝、錨具等因素的影響,錨桿在張拉后軸力往往鎖定在110～130 kN 區(qū)間內(nèi)。

與初始張拉值相比,錨桿軸力穩(wěn)定后的平均變化量僅4.2 kN。如圖13 所示,變化率為3.5%,證明以預應力錨桿為核心的主動支護體系在隧道施工過程中應力狀態(tài)穩(wěn)定。隨著導洞的開挖,錨桿軸力經(jīng)歷了預應力快速損失、預應力波動、預應力穩(wěn)定3 個階段。錨桿在張拉結(jié)束后進入預應力快速損失階段,短時間內(nèi)預應力急速降低,此時監(jiān)測斷面緊鄰掌子面,隧道的支護結(jié)構(gòu)尚未閉合抵抗爆破擾動能力弱,在3～5 d內(nèi)下降量在3～6 kN;隨著掌子面的向前推進,支護結(jié)構(gòu)逐漸穩(wěn)定剛度較高,僅當監(jiān)測斷面附近導洞向前擴挖時錨桿軸力發(fā)生波動,上升、下降量僅1.9 kN;在拱部開挖完成支護結(jié)構(gòu)成型后,錨桿與圍巖發(fā)揮協(xié)調(diào)變形作用,中臺階、下臺階開挖對拱部支護結(jié)構(gòu)影響較低,在巖體蠕變作用下,錨桿軸力緩慢上升并最終趨于穩(wěn)定,變化量不超過0.1 kN/d。

圖13 錨桿軸力時程曲線Fig.13 Anchor shaft force time course curves

6 結(jié)論

(1)以預應力錨桿為核心的主動支護作用通過補償徑向應力σ3,降低切向應力σ1,使摩爾應力圓控制在庫倫包絡線內(nèi),同時錨固區(qū)域內(nèi)巖石強度參數(shù)提高了,巖體的彈性模量、黏聚力、內(nèi)摩擦角增大,支護后巖體的破壞閾值增大。

(2)通過現(xiàn)場拉拔試驗表明,當錨固長度占錨桿總長度的40%～50%時,錨固體的安全儲備較高。隨著張拉載荷的增大,剪應力峰值均由錨固段起始點向尾部逐漸轉(zhuǎn)移,當錨固長度為20%～30%在200 kN狀態(tài)下,剪應力峰值已轉(zhuǎn)移至錨固段尾部,存在錨固界面失效的風險。

(3)不同支護狀態(tài)下數(shù)值計算結(jié)果顯示,拱部開挖是控制圍巖變形的關鍵,變形量均占隧道總變形量的90%以上,與常規(guī)支護(0 kN)相比,主動支護控制圍巖的變形效果顯著,隨著預應力的增大,圍巖沉降量與變形范圍呈下降趨勢,且拱部塑性區(qū)逐漸消失,拱腳與邊墻塑性區(qū)的深度不斷降低。

(4)主動支護對圍巖的變形控制效果優(yōu)異,在高預應力的支護作用下,圍巖累計沉降量劃分為變形加速、發(fā)展、穩(wěn)定3 個階段,最終變形量均控制在控制值的30%以下;格柵拱架以壓應力為主,最高壓應力出現(xiàn)在拱部,僅為48.2 MPa,支護安全儲備高;隨著導洞的開挖,錨桿軸力經(jīng)歷了預應力快速損失、預應力波動、預應力穩(wěn)定3 個階段,隧道開挖完成軸力穩(wěn)定后的平均變化量僅4.2 kN,主動支護體系在隧道施工過程中應力狀態(tài)穩(wěn)定。