单轴压缩破坏范文

单轴压缩破坏范文（精选8篇）

单轴压缩破坏 第1篇

关键词：混凝土,单轴压缩,徐变,破坏,抗压强度

混凝土是一种非均质脆性材料, 其结构和一些力学性能的复杂性, 成为了工程中的重大难题。徐变是混凝土材料中非常常见的一种现象。混凝土材料在其服役期内, 由于长期受到荷载、地震及其它外界因素的影响, 必然会产生徐变, 从而影响到整个结构的安全。因此对于混凝土徐变问题的研究不容忽视。

长期以来, 已经有大量的试验研究、数值模拟和理论研究对混凝土徐变及破坏进行了研究。人们在长期研究中发现, 混凝土徐变使混凝土的强度降低、使用寿命大大缩短。徐变对混凝土结构应力分布产生重要影响, 尤其对于预应力混凝土结构, 混凝土徐变不仅显著增加结构的长期变形, 而且会造成预应力混凝土结构的预应力损失, 从而对混凝土结构体系产生极大的影响。

通过研究发现徐变通常具有三个阶段:初始徐变阶段, 稳定徐变阶段, 加速徐变阶段。1996年李兴贵通过混凝土在高拉应力作用下的徐变试验, 研究得到混凝土持久拉伸强度介于62%~59%短期强度之间, 徐变破坏极限约为短期强度的78%。目前, 对于单轴压缩下徐变破坏的研究在岩石材料中比较常见, 而在混凝土材料中却很少。本文将以混凝土试样徐变破坏试验为基础, 来研究混凝土在单轴压缩下的徐变破坏的机理, 以及徐变破坏过程中的一些变化特征。

1 试验材料及试验装置

混凝土由硅酸盐水泥, 自然河沙, 石灰岩粗骨料 (粒径4.75~16mm) , 试件的配合比为水泥∶水∶细骨料∶粗骨料=1∶0.58∶2.13∶3.80。试件在温度为20±2℃, 静水养护28d。混凝土试样尺寸为40mm40mm160mm。

实验所采用的实验装置为WDW电子万能试验机。该试验机可以进行位移控制和试验力控制进行单轴拉伸、压缩试验。徐变破坏试验是采用试验力控制加载进行的。

实验采用以试验力为控制进行加载的实验, 加载速度为1mm/s。试验过程中对试样施加恒定荷载F, 其值从0逐渐增加, 然后固定保持轴压不变。

2 试验结果分析

通过单轴压缩试验测定出此混凝土试件的瞬时抗压强度近似为54.37M pa。

当应力和瞬时抗压强度之比高于80%以上时, 混凝土发生徐变破坏。得到了混凝土徐变破坏的三个典型阶段:Ⅰ初始蠕变阶段、Ⅱ稳定蠕变阶段、Ⅲ加速蠕变阶段。

加载瞬间, 混凝土产生瞬时弹性响应, 之后产生随着时间的增加轴向变形逐渐增加, 试验进入初始蠕变阶段, 在施加一个试验力并当试验力维持一定的时间后, 混凝土将产生一部分随时间增加逐渐增加的轴向变形;当达到一定时间后试样进入稳定蠕变阶段, 轴向变形不再增加, 在加速蠕变阶段, 轴向变形的变化进入到一个非稳定阶段, 之后经过一个短暂的时间试样将发生破坏。

混凝土蠕变破坏后混凝土试样的裂缝形式主要有两种, 一种是沿一条对角线方向的剪切斜裂缝, 另一种是沿两条对角线方向的“X”型裂。混凝土的抗压强度与破坏形态之间没有规律。抗压强度高, 混凝土的破碎程度不一定大;破碎程度小, 抗压强度也不一定低。

3 结论

本文通过对单轴压缩作用下混凝土试件的徐变特性的研究, 得到了混凝土的蠕变破坏过程三个典型阶段:初始蠕变阶段、稳定蠕变阶段、加速蠕变阶段。

当应力高于瞬时抗压强度的80%以上时, 其变形随时间的增加不断增加, 直至混凝土构件发生徐变破坏。混凝土的破坏时间存在着明显的离散型, 混凝土的抗压强度与破坏形态之间没有规律。

参考文献

[1]Narintsoa Ranaivomanana, Stéphane Multon, Anaclet Turatsinze, Basic creepof concrete under compression, tension and bending, Construction and BuildingMaterials38.

[2]Zdenek P, Bazant, Santosh Prasannan, Nuclear Engineering and Design, Volume 94, Issue 2, 1 July 1986.

[3]H.Nechad, A.Helmstetter, R.El Guerjouma, and D.Sornette, Phys.Rev.Lett.94, 045501 (2005) .

[4]D.Amitrano and A.Helmstetter, J.Geophys.Res.111, B11201, 2006.

[5]Boukharov, G., M.Chanda, and N.Boukharov (1995) , The three processes ofbrittle crystalline rock creep, Int.J.Rock Mech.Min.Sci.and Geomech.Abstr.

[6]Scholz, C. (1968b) , Mechanism ofcreep in brittle rock, J.Geophys.Res.

单轴压缩破坏 第2篇

基于冻土单轴压缩的CT动态测试,提出冻土单轴压缩下的.损伤由完全不同的两个阶段组成:其一是塑性硬化下的塑性损伤,其二是由于新产生的裂隙造成的微裂纹损伤. 对两种不同损伤阶段下冻土微结构变化特征进行了讨论,给出了各阶段损伤量计算公式. 采用该方法分别对饱水冻土试样和未饱水冻土试样的损伤量进行了计算,得到了塑性损伤和微裂纹损伤阶段的损伤量及总附加损伤量. 得出饱水冻土的塑性损伤和微裂纹损伤产生的应变条件门槛值分别为0.75%和5.0%,未饱水冻土的分别为0.70%和4.5%.

作 者：刘增利 李洪升 朱元林 作者单位：刘增利,李洪升(大连理工大学,工程力学系,辽宁,大连,116024;中国科学院兰州寒区旱区环境与工程研究所,冻土工程国家重点实验室,甘肃,兰州,730000)

朱元林(中国科学院兰州寒区旱区环境与工程研究所,冻土工程国家重点实验室,甘肃,兰州,730000)

单轴压缩破坏 第3篇

混凝土是一种典型的准脆性材料,其力学特性和破坏过程非常复杂。为了探讨混凝土的破坏机理,国外学者提出了许多研究混凝土破坏过程的细观力学模型[1~3],这些模型均将混凝土视为由砂浆基质、骨料和两者之间的交界面组成的三相复合材料,并用细观层次上简单的本构关系来模拟复杂的宏观破坏过程。国内许多学者也进行了类似的工作,彭一江[4]、徐菁[5]、马怀发[6]采用二维数值模型研究了混凝土的破坏过程;刘光廷[7]进行了三维凸型混凝土骨料随机投放算法的研究;唐春安等[8]利用数值软件MFPA2D,模拟了混凝土在多种应力条件下的损伤与断裂过程。

颗粒流方法是一种特殊的离散单元法,它的基本思想是把整个介质看作是由一系列离散的、独立运动的颗粒组成,通过圆形颗粒的运动及其相互作用来研究颗粒介质的力学性能。在具有颗粒结构特性的介质中,物理域内真实的颗粒被数学抽象为颗粒单元,采用颗粒单元,构造试件几何模型,通过接触本构关系,形成相互作用,运用迭代分析,使得数值试件的宏观力学特性,逼近真实材料的力学特性[9~11]。本文采用颗粒流软件PFC2D,模拟了混凝土单轴压缩的破坏过程,并讨论了仿真试件的细观力学参数对混凝土力学特性的影响。

2 颗粒流方法的计算理论

2.1 颗粒流方法的基本假定

颗粒流方法采用如下基本假定:(1)颗粒单元为刚性体;(2)接触发生在很小的范围内,即为点接触;(3)接触特性为柔性接触,接触允许有一定的“重叠”量;(4)“重叠”量的大小与接触力有关,与颗粒大小相比,“重叠”量很小;(5)接触处有特殊的黏结强度;(6)颗粒单元为圆盘形或球形。

2.2 力—位移定律

力—位移定律反映了两个相接触实体间的相对位移和接触力之间的关系,接触力作用在接触点上。接触力矢量Fi—的表达式为:

式中,分别为接触力的法向和切向分量矢量。法向接触力矢量的计算公式为:

式中,Kn为法向刚度,它的值由当前的接触刚度模型确定。切向接触力以增量的方式来计算,在接触形成的初始阶段,剪切接触力的值为零,随后,由于切向相对位移增量而产生的切向接触力的增量,都会叠加到当前的切向接触力上。切向接触力增量的计算式为:

式中,ks为切向刚度;A为接触面的面积;为切向位移增量。由此可得,切向接触力为:

2.3 运动定律

在颗粒流方法中,颗粒的运动取决于作用在颗粒上的合力和合力矩。由于颗粒被假定为刚体,于是,颗粒的运动满足刚体的平动和转动平衡方程。颗粒的平动方程为:

式中,m为颗粒的质量;x..i为颗粒的加速度;gi为颗粒的重力加速度;Fi为颗粒受到的除重力以外所有力的合力。

颗粒的转动方程为:

式中,Mi为作用在颗粒上的合力矩;Hi为颗粒的角动量。

2.4 接触模型

在颗粒流方法中,接触模型分为三类:接触刚度模型、滑动模型和平行黏结模型。本文采用平行黏结模型来模拟颗粒之间的连接。平行黏结模型可以看作是以接触点为中心、在半径为R的圆盘上分布着的一系列常刚度的平行弹簧。该模型可以描述颗粒间有限范围内的胶结材料的本构关系,可同时传递力和力矩。平行黏结模型由法向黏结刚度kn、切向黏结刚度Ks、法向黏结强度σn、切向黏结强度τs和黏结圆盘半径R等5个参数定义的。

3 混凝土单轴压缩过程的二维颗粒流数值模拟

本文利用PFC2D软件进行了混凝土单轴压缩试验破坏过程的数值模拟,模拟过程大致分为三个步骤:生成试样、固结、加载。二维模型的顶面和底面采用刚性墙模拟,侧面边界为自由边界。首先,用半径为0.2mm~0.5mm的颗粒,在宽度为50mm,高度为100mm的墙体范围内,生成水泥砂浆基质材料;再随机生成块体用以模拟骨料及其空间随机分布,然后,对试样进行固结并赋予颗粒的细观物理参数。最后,利用顶面和底面墙体的伺服控制机制,对试样进行加载。混凝土数值试件见图1。

PFC模拟需要通过颗粒之间的相互作用来反映宏观尺度混凝土材料的力学特性,而模型的细观参数无法通过实验直接测量得到,需要不断改变颗粒单元及其集合体的细观参数,反复进行离散元虚拟试验,来确定离散元模型相应的细观参数。经多次试算和调整,本文混凝土试件模型中,骨料参数确定如下:法向黏结刚度和切向黏结刚度取为2×1010N/m,法向黏结强度和切向黏结强度取为2×108Pa,平行黏结半径取为0.5mm;水泥砂浆材料参数确定如下:法向黏结刚度和切向黏结刚度取为2×109N/m,法向黏结强度和切向黏结强度取为2×107Pa,平行黏结半径取为0.25mm。

3.1 混凝土的破坏形态

在单轴压缩试验条件下,对混凝土试件的破坏过程进行了数值模拟,破坏过程如图2所示。由图可知,当荷载较小时(即,加载时间步较少时),试件中局部颗粒之间的黏结发生破坏,出现裂缝;继续增大荷载,原有裂缝继续扩展,并且,在更大区域内,颗粒之间不断出现新裂缝。此后,随着荷载的不断增加,混凝土试件内裂缝相互贯通,形成明显的宏观裂纹,裂纹继续扩展直至试件失去承载力。从图中还可以看出,裂缝都是绕骨料产生的,骨料本身不发生破坏。

3.2 混凝土单轴压缩应力-应变曲线的模拟结果

为了验证模型受压全曲线的吻合程度,将模拟得到的应力-应变曲线和过镇海[12]建议的曲线做了简要对比,如图3所示(图中,σc为混凝土的最大轴向应力,σ为混凝土的轴向应力,εc为最大轴向应力对应的轴向应变,ε为混凝土的轴向应变)。图中可以看出,受压全曲线的上升段吻合较好,下降段存在一定差异,这是因为,模拟时未考虑混凝土骨料形状变化的影响,并采取了一些简化措施。由此可见,针对混凝土单轴压缩的破坏过程,颗粒流模拟结果(即应力-应变全曲线)与试验结果有很好的相似性。因此,对于任意给定的混凝土试件,合理改变材料的细观参数,可以更有效的模拟混凝土材料的力学特性。

3.3 细观参数对混凝土本构行为的影响

不同细观参数取值对混凝土的本构行为影响的结果,如图4~图7所示。图4表明,平行黏结刚度(图中用pb_ks表示)越大,对应的峰值强度越小,出现峰值强度时对应的应变越小。图5中,平行黏结强度(图中用pb_ns表示)对试件的应力—应变曲线有较大影响,混凝土的峰值强度随平行黏结强度的增大而增大,出现峰值强度时的对应应变也越大。图6中,混凝土试件的峰值强度随摩擦系数(图中用f表示)的增大而增加,这是因为,颗粒间的摩擦系数越大,所建立起来的骨架结构强度越高,混凝土的承载能力就越高。但随着摩擦系数的增大,试件强度的增长速度逐渐降低。图7中,平行黏结半径(图中用R表示)对试件的应力—应变曲线影响较大,保持其它参数不变,平行黏结半径越大,对应的峰值强度越大。

4 结语

岩石单轴压缩试验的探究 第4篇

(1) 本方法采用直径为50mm、高为100mm的圆柱体为标准试样, 每组3个;

(2) 试样加工精度要求:试样断面平整度达到0.02mm;岩样侧面光滑笔直, 侧面平整度为0.3mm。

2 试验步骤

(1) 对加工好后试样进行表面处理:在贴电阻应变片处用0号砂纸打磨光滑, 用酒精棉球擦洗干净, 直至棉球不染色为止。

(2) 在岩样侧面对称位置处沿横向 (X轴) 和纵向 (Y轴) 各粘贴一个应变片, 共四个应变片, 如图1所示。

(3) 将贴好电阻应变片的试样置于压力。在初始加载时, 应随时根据相应测点读数差值的大小调整试样, 使试样受载均匀。

(4) 在试验过程中使用动态电阻应变仪和X-Y函数记录仪时, 一般采用连续加载, 直至试样发生宏观破坏为止, 对试样施加荷载的控制加荷速度为2k N/s或应变速率为10-4-10-5/s。在加载过程中, 动态应变仪将信号输给函数记录仪, 直接绘出纵向及横向应力-应变曲线。

3 数据处理方法

(1) 按 (1) 式计算各级荷载下的应力:

式中, σ-应力 (MPa) ;

P-施加在试样上的某一级荷载 (N) ;

d-圆柱体试样的平均直径 (mm) 。

(2) 根据应力-纵向应变曲线计算试样的弹性模量、泊松比。弹性模量采用切线弹性模量, 它是应力-纵向应变曲线某点处 (一般为抗压强度的50%) 切线斜率。

(3) 无连续记录时, 以应力为纵坐标, 应变为横坐标, 绘制应力-应变曲线。

(4) 根据应力-应变曲线计算试样的弹性模量和泊松比。

弹性模量按照公式 (2) 进行计算, 即应力-应变曲线抗压强度50%的应力值点的斜率。

式中, Es50-弹性模量 (MPa) ;

σ50-抗压强度50%的应力值 (MPa) ;

εh50-与应力σ50对应的纵向应变值。

泊松比按照公式 (3) 进行计算, 即横向应变-纵向应变曲线抗压强度50%的应力值所对应点的斜率。

式中, μ-泊松比;

εd50-与应力σ50对应的横向应变值;

εh50-与应力σ50对应的纵向应变值。

以上每组试验需用3块以上试样进行测定, 取各个试样的算术平均值作为最后结果。当在计算过程中数据不能用曲线的斜率表示时, 分段取数值 (至少取10组以上) , 然后代入公式中计算, 得出结果后描绘出曲线, 最后取其近似直线段斜率。需要注意的是对于ε是先平均然后才代入进行计算。弹性模量取至小数点后一位, 泊松比取至小数点后两位。

4 具体试验过程

岩石试件在中南大学土木建筑学院土木工程岩石加工试验室进行试样的制作, 将岩石试件加工成直径50mm, 高度为100mm的圆柱体试样。对于加工好的圆柱体试样, 先用砂纸打磨光滑贴应变片的地方, 然后用丙酮擦洗干净, 直至棉球不染色为止, 最后在贴应变片的地方涂一层薄薄的环氧树脂。稍待一段时间后, 等到环氧树脂凝固后, 继续用砂纸打磨光滑, 用丙酮擦洗干净, 直至棉球不染色为止。然后划线把贴应变片的位置标志出来。

电阻应变片的选择和粘贴:电阻应变片应选择丝栅平直, 间距均匀, 丝栅与栅板粘贴牢固;电阻应变片本身应没有霉点或锈迹等;粘贴时应当尽量避开裂缝和个别较大的晶体、斑晶等;纵向电阻应变片应分别粘在试样相对面上;横向电阻应变片可粘在纵向电阻应变片相同的面上, 也可粘在和纵向电阻应变片相邻的面上, 贴片用的胶液应保持粘贴牢固, 在岩样侧面对称位置处沿横向 (X轴) 和纵向 (Y轴) 各粘贴一个应变片, 共四个应变片。贴应变片时, 看清贴片的位置及方向, 引出线应朝向便于布置导线的一方;在已清洗过的贴片处和应变片的基

把连接试样的编好号的线按号接到静态电阻应变仪的四分之一路桥上, 由于该路桥需要进行温度补偿, 所以必须接上一个专门作为温度补偿的不受力的应变片。把线接好后, 进行平衡和调零, 检查线路是否通顺。线路通顺后, 就可以打开压力机使试样受力了。

在打开压力机前, 首先要估计该试样的最大抗压强度, 因为该试样至少加载并记录至抗压强度的一半, 并且要保证读数不少于十个, 根据估计数值选择最大加载量程和记录应变时的荷载。在打开压力机时, 使试样与上下压板接触;调整试样中心, 使其与球座压板的曲率中心重合把贴好应变片的试样放到压力机上, 试样对正压力机钢板的中心, 调整底板使得试样上部平面与上部钢板平行, 以使得试样受压时全部受压, 故试样能够受到均匀荷载。

还要确保试样在初始时缓慢受力, 在加到预计的荷载时候, 就记录静态电阻应变仪上的四个应变读数, 然后继续加载, 到下一个预计的荷载时候又记录四个应变读数。就这样直至试样破坏, 记录破坏时的荷载。然后进行下一个试样的试验。

从两组试验的过程中, 可以看出该六个试样的单轴压缩破坏形式有三种 (图3) :第一种是X状共轭斜面剪切破坏, 破坏面法线与荷载轴线 (即试件轴线) 的夹角, 式中φ为岩石的内摩擦角, 这是最常见的破坏形式 (图3a) ;第二种是单斜面剪切破坏 (图3b) , β角和上面定义相同;第三种是拉伸破坏 (图3c) , 在轴向压应力作用下, 在横向将产生拉应力, 这是泊松效应的结果, 这种类型的破坏就是横向拉应力超过岩石抗拉极限所引起的。前两种破坏都是由于破坏面上的剪应力超过极限引起的, 因而被视为剪切破坏, 该种破坏前破坏面所需承受的最大剪应力也与破坏面上的正应力有关。

三种破坏形式简图如3所示。

5试验数据处理

第一组A1, B1, C1三个试样的应力-纵向应变曲线和横向应变-纵向应变曲线分别如图4和图5所示。

第二组A2、B2、C2三个试样的应力-纵向应变曲线和横向应变-纵向应变曲线分别如图6和图7所示。

6 试验结果

通过单轴压缩试验结果分析, 第一组试样的平均单轴抗压强度为64.76MPa, 弹性模量为12.2MPa, 泊松比为0.36;

第二组试样的平均单轴抗压强度为55.28MPa。弹性模量为11.5MPa, 泊松比为0.36。

摘要：本试验的目的是测定规则形状的岩石试样在单轴压力作用下的纵向和横向变形量, 绘制应力-纵向应变曲线和横向应变-纵向应变曲线, 从而求得弹性模量和泊松比。

单轴压缩破坏 第5篇

1研究背景

隧道的开挖主要有矿山法和新奥法, 在这些开挖方法中都需要加强围岩稳定性方面的监测预警, 防止由于地应力造成围岩失稳。三泉隧道地址位于重庆市南川区三泉镇境内, 进洞口位于三泉镇石门沟沟口处, 出洞口位于三泉镇半河乡天生桥北约50 m处。随着隧道的开挖长度不断增加, 围岩的暴露面积也日益增大, 为了保证隧道开挖安全高效的进行, 减少开挖成本, 亟待对围岩采取相应的防治措施, 以免发生拱顶垮塌或岩爆等现象。本文对三泉隧道右洞内部石进行单轴压缩实验, 并结合声发射方法对其破坏特征进行分析, 希望能够对其围岩的稳定性监测及防治问题有所帮助, 为隧道开挖过程中围岩失稳预测提供相关理论支持。

2实验装置与实验方法

本次实验在重庆大学煤矿动力灾害学与控制国家重点实验室进行。经过对现场调研期间取得的三泉隧道右洞岩样, 经取芯、切割、打磨等工序制成符合国际岩石力学学会建议的标准岩石力学试件, 如图1所示。实验中主要使用的实验设备有: 日本岛津公司生产的AG-Ⅰ 250 k N型精密电子万能材料试验机、美国物理声学公司PCI-2型声发射测试分析系统、CCD高清摄像机, 实验过程如图2所示。声发射检测仪是用来接收和处理声发射信号的机械设备, 本次实验使用的美国物理声学公司PCI-2系统, 该系统是对声发射特征参数/波形进行实时处理的双通道声发射系统。PCI-2系统主要由声发射检测仪主机、传感器、前置放大器等组成 ( 如图3所示) 。

实验步骤如下: 以黄油作为耦合剂在岩石侧面粘贴四个声发射 ( 如图4所示) , 并检查探头接收到的信号是否正常。为了防止端面效应对实验结果的影响, 安装试件前在其上下端面均匀涂抹一层黄油, 并保证试件中心与试验机上下压头中心共线。轴向加载采用0. 05 mm/min的位移控制, 安装调整摄像机使其可以清晰的看到岩石试件正前方位置, 设置声发射系统参数, 完成后同时开启岛津试验机、声发射监测系统、CCD高清摄像机开始试验。 试验中通过对岩石受力变形的位移、荷载控制, 实时监测试件表面的细观裂纹演化过程及与之对应的声发射信号变化情况, 并与应力—应变曲线相对比, 从而研究磷矿石在轴向压缩条件下破坏失稳的力学及声发射特征。

3实验结果分析

3. 1石灰石单轴破坏全程应力—声发射—时间关系

对实验结果分析, 得到单轴压缩过程中的应力、AE随时间变化曲线以及AE总计数随时间变化曲线, 以1号试件为代表进行分析, 可以看出应力—时间曲线与AE实时计数曲线对于反映岩石试件单轴破坏状态具有很好的一致性。

由图5可以看出: 在oa阶段岩石试件处于微裂隙空隙闭合阶段, 在轴向力的作用下, 原始空隙裂隙开始闭合, 在该过程中有少量的声发射信号产生; 在ab阶段岩石试件处于弹性变形至稳定发展阶段, 该阶段的应力应变曲线近似呈直线型, 前期为弹性变形阶段, 后段为微破裂稳定发展阶段。由应力—时间曲线、AE实时计数—时间曲线可以看到, 在该阶段前期声发射信号处于稳定变化阶段, 后期声发射信号变化量变化较大, 并且出现声发射信号突然增大的现象, 表明该阶段后期存在裂隙的演化。在bc阶段为非稳定破裂发展阶段, 或累进性破裂发展阶段, 进入该阶段后, 微破裂的发展出现了质的变化, 破裂不断发展, 直至时间完全破坏。AE实时计数—时间曲线可以看出该阶段的声发射信号较之前有很大的增加, 且一直处于较高水平, 表明该阶段岩石试件的微破裂不断发展, 直至出现整体的失稳破坏。

图6为实验所得岩石单轴破坏过程的应力、AE总计数—时间关系曲线, 由图6可以看出随着岩石微破裂的不断发展岩石声发射AE总计数呈不断增大的趋势, 且增长的幅度越来越大。在ab段, 微弹性裂隙稳定发展阶段AE总计数—时间关系曲线开始稳定增大; 在b点之后AE总计数—时间关系曲线上升到一个新的高度, 然后保持一定的速度继续增大; 到达c点附近时, AE总计数曲线增长速率发生了极大的改变, 尤其是在岩石试件破坏的瞬间, AE总计数曲线直线上升。由AE总计数—时间曲线可以看出, 在岩石破坏过程中, AE总计数呈“阶梯”状增长, 且随着岩石破坏的发展“阶梯水平”的落差逐渐加大, “阶梯水平”逐渐减小。 产生这种现象的原因是, 随着应力的持续加载, 岩石损伤破坏进程加快, AE信号突增频率加大, 且增长的幅度也逐渐增大。

3. 2基于CCD的试件破坏微裂隙演化规律分析

通过CCD高速摄像机实时监控试件在破坏过程中的裂隙演化特征, 图7为不同时间试件表面裂隙演化过程。

由图7中不同时间岩石时间裂隙演化状态可以看到, 在0 s ~ 1 170 s时间内试件表面没有宏观裂隙产生, 与图5和图6显示的ab阶段很少有声发射信号产生一致。在1 170 s时岩石试件前方上部左侧产生宏观微小裂隙, 声发射监测数据显示该时间点AE计数较之前相比出现了较大的上升。1 200 s时岩石上部左侧裂隙向上部扩展, 与此同时在岩石下部左侧角出现新的宏观裂隙, 并且在1 242 s时该裂隙产生掉落, 在其旁边又产生新的纵向裂隙。该过程在岩石试件的左上及左下位置都产生了微破裂, 认为可能是由于该试件受力不均造成的, 岩石试件端部不平行, 造成试件左侧受力较大, 产生端部效应使得试件受横向拉伸产生沿纵向的裂纹。在1 272 s时在试件下部中央位置产生纵向裂纹, 并且随着实验进行该裂纹不断由下向上扩展, 直到1 410 s时该裂纹与上部产生的新裂纹发生交叉, 到1 422 s形成贯通裂隙, 然后形成的裂纹在上下裂纹交叉处不断发展, 在横向不断复杂, 认为这是由于两部分岩块在裂隙面滑移摩擦造成该处应力集中, 在交叉处产生横向的变形。在1 458 s时试件突然发生整体失稳, 岩石试件由原先的宏观断裂面破坏为两部分, 在右侧一部分突然产生多条纵向裂纹, 在此同时, 声发射AE计数也出现了大幅上升, 认为这可能是由于岩石试件的突然破坏使得试件内积蓄的弹性应变能迅速释放, 岩石试件突然卸压, 造成试件内部不可见闭合裂隙的突然张开。由此分析认为隧道开挖过程中, 应力集中是造成围岩失稳的主要原因, 围岩破坏形式多为拉压破坏, 因此在隧道开挖过程中需要采取合理的防治措施, 如:开卸荷槽, 预钻孔等, 以减小围岩或掌子面应力集中。

4结语

通过对三泉隧道岩石单轴压缩破坏全过程声发射特征的分析得出以下结论:

1) 通过对应力—声发射AE计数—时间关系曲线及试件破坏微裂隙演化规律分析表明声发射AE变化规律与岩石试件破坏过程具有一致性, 声发射是岩石破坏过程的伴生现象, 因此在地下开采过程中可以通过监测掌子面、围岩的声发射信号, 预防掌子面、围岩失稳等灾害。

2) 在岩石破坏过程中AE总计数呈“阶梯”状增长, 且随着岩石破坏的发展“阶梯水平”的落差逐渐加大, “阶梯水平”逐渐减小。产生这种现象的原因是, 随着应力的持续加载, 岩石损伤破坏进程加快, AE信号突增频率加大, 且增长的幅度也逐渐增大。

3) 由试件破坏微裂隙演化规律分析表明应力集中是造成围岩失稳的主要原因, 围岩破坏形式多为拉压破坏, 故认为在隧道开挖过程中需要采取合理的防治措施, 如: 开卸荷槽, 预钻孔等, 以减小围岩或掌子面应力集中。

摘要：针对隧道围岩稳定性预测问题, 通过室内岩石力学试验, 分析了三泉隧道内部石灰岩试件单轴破坏过程的声发射及微裂隙演化特征, 得出了一些结论, 有利于隧道围岩稳定性的控制。

单轴压缩破坏 第6篇

近年来, 随着经济的快速发展, 人们对岩石综合利用研究的进一步深入和提高, 岩石力学的理论、试验水平不断发展, 特别是常规岩石力学试验发展尤为迅速, 基础实验对于研究岩石发生破坏的机理有重要的指导作用。本文以二滩水电站现场取得的正长岩岩石试样为试验基础开展常规单、三轴试验。分析试件的强度、变形特性, 为我们进一步认识和研究岩石相关力学特性提供理论支持和数据帮助。

2 试验过程

2.1 试件的制备

将试件加工成圆柱形, R=50cm, H=100mm, 符合国际岩石力学学会规定的高径比2.0—2.5的要求。试件加工精度按我国《岩石试验方法标准》 (GB50218-94) 执行, 即:试样两端面不平行度误差不大于0.005mm, 端面不平整度误差不大于0.02mm, 沿事件高度上直径误差不大于0.3mm, 端面垂直于试件轴线, 最大偏差不大于25°。岩石试件制备完成后, 必须剔除外观缺陷明显的试件, 含水量为自然含水状态, 即:密度平均2.66g/cm3。

2.2 试验步骤

本实验在刚性压力试验机上完成。刚性压力试验机时由轴向位移和横向位移速率共同控制, 设定轴向位移加载速率0.002mm/s, 横向位移加载速率0.0005mm/s (围压) 。

加载路径如图1:

试验步骤1∶OA为岩石试件在单轴压缩加载状态下的路径。对于试件, 我们采用轴向位移加载方式。试验的过程中, 采用5mm的D1117位移传感器测量轴向相对位移参数, 并且岩样的轴向荷载参数由100KN的荷载传感器测量, 由试验机自动换算成对应的应变与应力传输到数据采集系统终端, 采用5mm的链式传感器纪录岩石试件的径向应变, 保证数据完整。

实验步骤2:在OB到BD实施常规三轴压缩试验。试验围压依次选用5、10、20、30、40Mpa。过程与步骤1相同。试验初期采用轴向位移控制加载模式;在曲线刚刚出现偏离直线段时, 立即将加载模式转换为横向位移控制。开始时依次施加σ1=σ2=σ3的静水压力至预定的围压值 (手动控制围压加载模式, 在2-3分钟内完成加载过程) , 其次保持压力σ2=σ3不变且不断施加轴向压力直到试验结束。

岩石试件的常规单轴压缩和三轴压缩试验所得的力学参数均在表1中给出。 (试样破坏瞬间围压值σ3, 轴向极限承载力σ1, 试样轴向压缩 (σ1-σ3) —ε曲线直线段斜率为弹性模量E)

2.3 试验结果分析

(1) 单轴压缩试验阶段

通过本次试验岩样加载结果, 绘制并分析其单轴应力-应变试验曲线可知, 岩石破裂过程大至可以分为五个阶段: (I) 岩石裂隙压实阶段; (Ⅱ) 弹性阶段; (Ⅲ) 裂纹初期阶段; (Ⅳ) 扩展不稳定发展阶段 (V) 后期阶段。

(2) 三轴压缩试验阶段

正长岩三轴应力应变曲线在围压 (σ2=σ3) 作用下, 其力学特征见表1.从表1可以看出:在围压作用下岩样的弹性模量与泊松比离具有相对较小的离散性, 但随着围压的不断增加, 岩石试件的平均模量和变形模量的差异逐渐减小, 主要原因是高压作用促使裂隙逐渐并且最终趋于闭合。围压开始从0增加到40MPa时, 先对的岩石轴向应变峰值也从0.0037增加到0.0081, 因此对正长岩这种典型脆性岩石材料, 延性特性也随围压有明显增大, 岩石试件加压后自身表现出的应变变化比没有围压时增加接近三倍。

3 结束语

(1) 通过岩石压缩试验得到了真实岩石材料的基本力学参数, 为进一步开展分析实验提供相应数据支持。试验得出的基本力学参数分别为:岩石试件的弹模E、泊松比μ、材料的内聚力c与内摩擦角φ。

(2) 通过压缩试验, 绘制试件岩石力学应力-应变曲线图, 研究分析脆性岩石的破坏过程, 得出其破坏过程近似以下阶段, 即:岩石压密阶段、岩石弹性阶段、微裂纹阶段、不稳定发展阶段及后期阶段等五个阶段。

(3) 结合三轴试验结果, 分析相关实验数据, 可知岩石在不同围压作用下表现出不同的破坏特征。低围压表现脆性破坏, 高围压时, 则相对会表现出延性破坏。

摘要：以二滩水电站现场取得的正长石岩样加工制备标准试件 (尺寸为Φ50×100mm) , 开展岩样的单轴压缩及不同围压下的常规三轴压缩试验, 取得岩石试件各项物理力学参数, 进行岩石试件在不同应力路径和不同围压下强度及变形分析, 自行绘制岩样在不同力学状态下应力-应变曲线, 阐述岩样加载到破坏的全过程。

单轴压缩破坏 第7篇

近年来针对岩土体压缩性能的研究进展迅速,涌现出众多卓越的研究成果。在单轴无侧限压缩试验领域,张梅英等[1]较早研究了单轴压缩过程中岩石的变形破坏过程,认为可将岩石的受力过程划分为微裂纹的萌生-扩展-断裂破坏三个阶段,较为合理地解释了岩石变形破坏的机理;朱泽奇等[2]以层状岩体为研究对象分析了其单轴压缩强度,探讨了岩体剪切破坏是否发生及破坏面的方位等问题;牛双建等[3]意识到巷道围岩具有破裂后承载的特点,专门研究了单轴压缩下破裂岩样的强度及变形特征,研究结果显示破裂岩样全应力-应变曲线总体可分为单峰型和多峰型2类,且其单轴压缩峰值强度与其表面破裂面分布分形维数(盒维数)总体上符合线性的单调减函数关系;A.Basu等[4]对岩石在单轴压缩条件下的破坏模式进行了试验研究,认为可将其分为轴向劈裂、单剪面破坏、共轭剪切面破坏、多面碎裂式破坏、节理型破坏和Y状破坏等;为通过自由面(临空面)的变形特征预测岩体所处的破坏阶段,王学滨[5]研究了三维岩样单轴无侧限状态下自由面剪切应变率及位移分布的发展规律,结果显示在单轴强烈端面约束下,可通过自由面的形变特征识别试样破坏的前兆。在三轴压缩试验研究领域,围压的介入使得试验结果在解释深部岩体工作性能时更为合理,段新伟、李宝富[6]通过室内三轴试验与数值试验相结合分析了砂岩的承载能力受围压影响的变化规律,认为低围压条件下承载能力会因围压的增高而增大;同样,周宝春[7]、马刚[8]、刘亚洲[9]、V.M Zhigalkin等[10]开展的三轴压缩试验也给出了岩石在围压条件的应力-应变发展规律,并描述了其强度变化特征;T.Szwedzicki[11]系统研究了三轴压缩条件下岩体的破坏模式,并绘制了破坏模式分布矩阵。然而,该领域内对岩石侧向形变的研究成果介绍不多。

随着研究的逐步深入,岩土工程领域广大学者逐渐认识到普通三轴仪只能针对轴对称应力状态研究岩土体的力学特性,而其真实的应力状态一般是不对称的,更多的表现为三向应力状态,即真三轴应力状态。1936年Kjellman成功设计出第一台真三轴仪,这使得研究复杂应力状态下岩土体力学特性成为可能,近年来随着仪器研发制造技术的进步,更为复杂精准的真三轴仪投入使用。张坤勇,殷宗泽,等[12]全面梳理了国内真三轴仪的发展及应用,并介绍了河海大学ASY-1复合型真三轴仪的组成及其特点;陈景涛等[13]通过真三轴试验模拟高地应力条件下地下工程开挖引起的复杂应力路径的演化,认为岩石的应力-应变关系为弹脆性,峰值强度随中间主应力的增加有所提高,峰值强度的提高值与中间主应力的比值随中间主应力的提高逐渐减小;杨继华[14]通过真三轴试验对岩石强度和变形进行研究,指出岩石在受力过程中会随第二主应力的增大而出现由塑性向脆性转换的特征;王蒙,朱哲明,等专门研究了真三轴加卸载条件下巷道周边裂隙岩体的特性破坏特征,但其主要关注点在裂隙倾角对岩体形变的影响。该领域亦未发现有专门文献报道关于部分侧限岩体的压缩性能。

综上所述,通过开展单轴、三轴或真三轴压缩试验对岩石压缩性能的研究成果对工程建设提供了必要的理论支撑,在承载力计算、灾害机理分析、预测及预防等领域均具有重要的现实意义。然而,研究成果中针对部分侧限工况下岩体压缩性能的研究成果相对较少,几近空白。基于此,现试图以大理岩为研究对象,借助先进数值模拟实验手段构建计算模型,以期从竖向应力与变形、临空面水平位移与变形及试样剪切应变率的发展演化等角度全面分析不同侧限工况下岩体受压过程中所表现出的差异性,从而为准确研判岩土体在复杂工况下的变形特征提供理论基础。该研究对进一步丰富岩土工程地下空间的利用开发理论提供有益的借鉴,同时可为开发室内部分侧限压缩辅助试验装置提供相关理论依据。

1 试样选择与侧限条件的设置

1.1 试样基本物理力学性质

为充分研究各侧限条件下岩石力学特性对不同侧限条件的响应规律,数值试验中应选用强度较高的岩石,以便相对延长各力学参量的观测时间。选取某大理岩为研究对象,基础数据引自文献[15]中李新平、赵航等人对大理岩实施室内常规三轴试验而获得的基本物理力学参数,详见表1。

1.2 概化模型与侧限条件

根据室内模型的特点,结合所考察部分侧限工况的实际情况,本文采用有限差分程序FLAC3 D软件构建三维空间内的数值计算模型,材料本构模型基于摩尔库伦强度准则。计算模型选用正立方体试样,尺寸为150 mm×150 mm×150 mm,模型的Z轴方向为重力方向,即轴压加载方向;X、Y轴为侧限方向,网格剖分为30×30×30个正六面体单元。计算过程中通过限制X或Y向位移施加侧限工况,侧限工况按前述定义共分为六种,分别是无侧限、单面侧限、邻面侧限、对面侧限、三面侧限和完全(四面)侧限。为实时记录模型的位移发展情况,分别在模型顶部中心点和ZOX面中心点设置位移监测点,分别用于检测模型的竖向位移和Y向离面位移。模型简图及侧限示意如图1。

1.3 轴压控制模式的确定

试验过程中将单轴压缩控制模式分为竖向位移控制模式和竖向应力控制模式两种。在确定试验加载速率前,试验前期首先对拟定试样的最大变形量进行了试算,结果显示当岩样的竖向变形达到3%时,该试样将出现不可控的大变形,即试样的最大稳定竖向变形量约为2×10-3m,且过程中的最大竖向应力约为2.8×108Pa。根据前述成果,将迭代计算时步确定为5 000步时,竖向位移控制模式下,加载速率亦为2×10-7m/时步;应力控制模式下,应力变化速率亦为5.6×104Pa/时步。根据上述结果即可进一步编制加载程序,进而对各侧限条件下的试样进行压缩试验。

2 结果分析与讨论

2.1 竖向应力和位移的响应特征

岩石单轴压缩试验过程中,试样轴向位移与应力协调发展是其最为显著的响应特征,图2、图3分别给出了位移控制模式和应力控制模式下大理岩试样在数值试验过程中顶面竖向位移和竖向应力的关系曲线。图2显示,在竖向位移控制模式下部分侧限(含无侧限)试样和四面侧限试样顶面竖向应力响应特征在加载前期几近相同,当竖向位移达到0.6×10-3m时差异性开始显现,此时对应的竖向总应变值为4×10-3、竖向应力值约为2.4×105k Pa;差异性显现后,四面侧限的试样顶面应力继续保持线性增长,而部分侧限(含无侧限)试样表现出非常明显的蠕变特征,即竖向应力保持常值的情况下竖向位移持续增大,但值得注意的是过程中竖向应力呈现出小许震荡,尤以三面侧限时较为明显。图3显示,在竖向应力线性增长的控制下,加载前期所有试样的竖向位移均呈现出轻微波浪式上升的发展趋势,当竖向应力值达到2.4×105k Pa时试样的竖向变形的差异性凸显,其中四面侧限的试样竖向位移发展速度趋缓,而部分侧限(含无侧限)试样的竖向位移发展速度明显加快;侧限数量越多,后期竖向变形发展速度越慢,在两面侧限情况下邻面侧限速度略低于对面侧限。

位移控制模式和应力控制模式相比较后发现,各类侧限条件下压缩性能的差异性均在竖向应力达到2.4×105k Pa时出现,但相对应的试样变形却并不相同,前者为0.6×10-3m,后者约为1.2×10-3m,即后者应变为前者应变的2倍。由此可见,位移控制模式和应力控制模式对岩石压缩性能的影响存在很大差别。

2.2 临空面Y向水平位移的响应特征

部分侧限(含侧限)状态下试样在加载过程中将在临空面出现不同程度的水平位移,这也是其区别于三轴压缩试验和完全侧限压缩试验的最显著特点,现以Y向水平位移为例分析其形变特征。

图4给出了竖向位移控制模式下各计算时步对应的Y向水平位移变化曲线图,图中显示水平位移分为近似线性低速发展和非线性高速发展两个阶段,分化点对应的计算时步约为3 200步,此时试样将进入竖向蠕变状态,竖向应力为2.4×105k Pa;在近似线性低速发展阶段,无侧限和对面侧限条件下试样的水平位移扩展速度低于其他部分侧限条件,三面侧限的竖向位移最大;高速非线性发展阶段,三面侧限条件下水平位移的发展速度显著高于其他部分侧限条件,其他依次为邻面侧限、单面侧限、对面侧限和无侧限条件,但对面侧限条件下后期扩展加速度相对较高,以至于最终位移仅略小于邻面侧限状态。

图5给出了竖向应力控制模式下各计算时步对应的Y向水平位移变化曲线图,图中显示水平位移的发展同样可划分为与竖向应力控制模式下相同的两个阶段,分化点对应的时步约为4 200步,此时的竖向应力同样约为2.4×105k Pa,即与竖向位移发展阶段的分化点相同;各时步对应的水平位移量大小依次为三面侧限、邻面侧限、单面侧限、对面侧限和无侧限条件,其中单面侧限和邻面侧限的位移始终近似相等;对面侧限状态的水平位移扩展的加速度在竖向压缩过程中变化明显,后期扩展速度逼近三面侧限条件。

关于离面位移与岩样破坏状态的相关性问题,王学滨[5]讨论了三维岩样在单轴压缩状态下自由面剪切应变率及位移分布情况,结论显示试样自由面离面位移在加载过程中呈现分离特性,据此可反向预测岩体的承载能力变化情况。本文的试验结果显示,无侧限、单面侧限和邻面侧限情况下试样的离面位移(Y向位移)后期变化规律相似,其强度衰减特征也与王学滨文中所描述的状态相符;但对面侧限和三面侧限状态下后期离面位移的发展速度增大,不规律性增强,由此可见侧限条件对试样破坏形态的影响是显著的。

2.3 最大剪切应变率

剪切应变的发展可在一定程度上反映岩体的破坏模式,图6以应力控制模式为例给出了各类部分侧限状态下最大剪切应变率的分布云图。从图中可清晰的观测到无侧限条件下试样的顶面四角优先破坏,单面侧限条件下远离侧限平面的两角优先破坏,邻面侧限条件下未受侧限的角点优先破坏,对面侧限条件下未受侧限的侧面顶部优先破坏,三面侧限条件下临空面顶角优先破坏,完全侧限条件下顶部应变率较大;在应力控制模式下,剪切应变率按照大小排序依次为邻面侧限、单面侧限、无侧限、三面侧限、对面侧限和完全侧限。竖向位移控制下,最大剪切应变率的总体变化趋势与应力控制模式基本相同,在此不再赘述。

上述试验结果再次表明,部分侧限条件下因临空面的出现使得岩体部分水平位移可不受限制的扩展,无侧限条件和完全侧限条件作为六种加载工况的两个极端,其结果的差异性非常明显,试样顶角在应力集中和水平无约束的双重作用下表现出了更大的剪切应变值;对于其他部分侧限工况而言,文中得出的统一性结论为远离侧限的临空面优先破坏,但其应变率的大小与临空面的数量为非线性关系,因此,更为合理的破坏机理还有待结合室内试验做进一步研究。

3 结语

在全面梳理国内外学者在岩土体压缩试验研究进展的基础上,分析了对岩石在各类部分侧限工况下进行压缩性能研究的必要性,进而将岩石的侧限工况划分为六种,并采用有限差分软件FLAC3D实施数值模拟试验,通过试验结果分析得到如下结论。

(1)应力控制模式和位移控制模式对岩石单轴压缩性能存在显著区别,同等竖向应力水平下,前者得到的竖向位移量更大;位移控制模式下,部分侧限(含无侧限)试样在时步达到3 200时出现竖向应力峰值,而完全侧限试样的竖向应力持续呈线性增长态势;应力控制模式下,不同侧限状态的试样竖向位移在计算时步达到4 200时竖向位移量呈现分离态势,侧限数量越少则位移增长速度越快,完全侧限状态的试样竖向位移发展速度远小于其他侧限条件下的试样。

(2)不同部分侧限工况下,临空面Y向离面位移的差异性较大,可将发展历程划分为近似线性低速发展和非线性高速发展两个阶段;Y向位移发展速率分化点产生在竖向应力达到2.4×105k Pa时,两种加载控制模式在该分化点所对应的竖向应力值上无显著差异,但位移控制模式下三面侧限的试样临空面Y向后期位移扩展速率显著大于其他部分侧限工况。

(3)最大剪切应变率的计算云图显示,部分侧限条件下远离侧限面的试样角点优先破坏,但最大剪切应变率数值与侧限数量并非呈线性关系,剪切应变率按照大小排序依次为邻面侧限、单面侧限、无侧限、三面侧限、对面侧限和完全侧限。

单轴压缩破坏 第8篇

自声发射技术( acoustic emission,AE) 在20世纪70年代初开始进入我国起［1］,其研究对象已从当初的金属容器与复合材料领域渗透到混凝土、 陶瓷及岩土体等材料。作为一种无损检测手段,声发射技术已经广泛应用于地下采矿、石油化工、工业民用工程、航天航空工程及力学试验等许多领域［2］。

声发射波形分析始终是研究岩石渐进破坏声发射信号特性的一个重要难点,其方法包括快速傅里叶变换、小波变换以及功率谱分析等。HHT变换在1998年由美籍华人Huang等首次提出,是处理稳态信号和非稳态信号的重大突破［3］。HHT依据数据本身的时间尺度特性来进行分解,是目前世界上公认的最新时频局部化分析方法之一［4］。它由EMD和Hilbert变换两部分组成,EMD是其主要部分。 目前对基于EMD分析的研究有不少,程君圣［5］基于EMD的能量算子解调法,研究了滚动轴承与齿轮故障的振动信号; 张超［6］提取齿轮的AE原始信号,基于EMD能量熵与SVM,研究了齿轮的工作状态和故障的类型; 李旋［7］研究了EMD分解与小波分解在GPS信号处理方面的优劣; 李旋［8］基于小波降噪与EMD分解,研究了GPS振动信号; 凌同华［2］基于EMD的方法,研究了冲击荷载下的岩石声发射能量分布特征; 李夕兵［9］研究了基于EMD法的岩石爆破振动信号滤波与消噪。现阶段EMD分析法相关研究大多集中在机械工程、土建测绘及岩石力学等领域,如机械诊断、GPS信号提取与处理及岩石爆破振动等,基于声发射EMD能量熵分析岩石破裂损伤状态的研究甚少。

本文进行了单轴压缩下的粉砂岩声发射试验, 运用荷载—时间—振铃累计计数关系图对粉砂岩岩样进行了损伤阶段划分,对各阶段声发射信号进行了EMD分解并利用其能量熵描述了不同损伤阶段的声发射源信号特征。粉砂岩破裂声发射信号的EMD能量熵在每个损伤阶段的分布规律为识别粉砂岩体损伤提供了新思路。

1经验模态分解

经验模态分解( empirical mode decomposition, EMD) 是近年来新兴的信号处理方法,非常适合于非线性、非平稳信号。其本质是对信号进行平稳化和线性化处理,把复杂的信号分解并假定为各自不同、波形简单、非正弦函数的本征模态分量( IMF)［10，11］。岩石在损伤过程中会不断释放各种类型声发射信号,其经EMD分解后的各IMF分量分别代表了一组特征尺度下的平稳信号,各平稳信号能量的变化就表征了岩石声发射信号的特征情况。

EMD分解法能按各种时间尺度分解出信号, 频率从高到低依次解出,最后得到趋势相。不同的EMD分量代表不同频率范围,其不同分量上的信息分布情况可由信号上的特征反映出,因此本文对目标声发射信号进行EMD分解,选取含主要信息的前n个IMF分量,然后求得IMF分量为:

其中ci( t) 为第i阶本征模态分量。 信号总能量定义为:

以能量比为元素构造一个向量T=[E1/E,E2/E,…,En/E],此向量称为EMD能量熵,即表征了信号的特征。

2粉砂岩单轴压缩声发射试验

试验装置由RMT-150C型岩石力学测试系统和SAEU2S型声发射系统两部分组成。试验系统如图1所示。

对岩样在试验机上进行单轴加载,同步记录全程应力、应变等数据。试验采用位移控制的方式, 其速率为0. 002mm/s。声发射仪器可同步采集振铃计数、幅度、能量计数、上升时间、有效电压等参数,试验中选用中心频率为150kHz的通用型谐振式传感器。采样率为10MHz,门槛值设为40dB, 采样点数为8192。试件为常见的粉砂岩,按照工程岩体室内试验尺寸标准,将3件岩样加工成 Φ50mm ×100mm的圆柱体,编号分别为ST1、ST2与ST3。对试件的上下端面进行三级打磨,使其平整度符合试验规程。

3试验数据处理与分析

3. 1岩石损伤阶段划分及信号提取

综合图2试件荷载—时间—振铃累计计数关系曲线可知: 在OA段,声发射振铃累计计数与荷载曲线缓慢上升,试件内部孔穴缺陷等结构压密闭合,此阶段为起始损伤期; 在AB段,声发射振铃累计计数与荷载快速增加,试件内部微元破坏产生进而导致微裂隙等发育、扩展,声发射活动频繁, 此阶段为损伤发展期; 在BC段,随加载的进行, 声发射振铃累计计数趋于平缓,声发射活动较为平静而荷载则持续增加直至峰值,此阶段为损伤加剧期; 在CD阶段,声发射振铃累计计数持续增加,荷载曲线随时间变化而停滞或上下浮动,试件表面出现显裂纹,此阶段为试件屈服阶段; 在DE段, 振铃累计计数增速加快,而荷载曲线随时间变化快速下降,此阶段为试件断裂层剥离期。至此,将粉砂岩单轴压缩过程中出现的损伤演变分为五个阶段: 起始损伤期、损伤发展期、损伤加剧期、试件屈服期及断裂层剥离期。图3所示为粉砂岩岩样每个损伤阶段的典型声发射信号波形图。

3. 2声发射信号的EMD分解及能量熵

以最初加载岩样的声发射信号的EMD分解结果为例,从图4可以看出,采集的原始信号被分解成11个IMF分量c1 ~ c11 ( 其中c11为残差r) ,并以相邻两个显著波峰间距的时间尺度从大到小,按顺序分解( 即先分解高频,然后分解低频) 。其中, 分量c1频率最高,但其占能量非常少,说明它为采集信号中的高频噪声; c2 ~ c6的频率逐步减弱, 但振幅比c1大幅增加,是原始信号的优势频段, 岩石损伤的特征主要由这些分量表现; c7 ~ c10是更小分解频率,是其他情况引起。最后是余量r表明信号发展趋势。

图3给出的是每个损伤阶段比较典型的波形图,对于每个损伤阶段在三个粉砂岩试件中各选取1组声发射数据信号进行分析。EMD分解法是一种波形分层的方法,岩体损伤信息主要分布在前几阶IMF分量里,所以本文选取前7个IMF分量,对5个损伤阶段的IMF分量分别算出其能量熵。图5中列出了3组试件5个损伤阶段各声发射信号的前7个能量熵的分布情况。

4粉砂岩单轴压缩损伤分析

粉砂岩一般由石英、长石、岩屑、白云母、 砂、粘土及其他的化学沉积物组成,导致其微观结构复杂,内部微孔隙、微裂纹随机分布,并且是非连续体和非均质体。粉砂岩样本随加载压力加大, 其内部的微裂缝隙开始产生、扩展、累积直至破坏,它的破坏形式一般为剪切破坏,即岩体上破坏裂痕与水平面大致成45°角或呈X型劈裂。结合图3与图5,分析可得粉砂岩单轴压缩下各阶段损伤情况如下:

( 1) 起始损伤期,由图3 ( a) 与图5可知: 损伤起始的AE信号振动幅度微小,频率较低。其EMD能量熵主要分布在c2 ~ c5这4个IMF分量上, 其中c3能量熵所占值最大,三组数据中c3最大值为0. 9858,这表明岩样在这一阶段主要是内部起始孔隙、缺陷被压实,而一些原生的微孔隙、微裂纹周围开始产生新裂纹;

( 2) 在损伤发展阶段,岩体内部的新裂纹稳步扩展,微观颗粒之间因拉开而释放出更多的能量, 微裂纹逐步发育成裂痕。其内部变化可以从图3 ( b) 与图5看出: 声发射信号振动幅度提升明显, 最大振幅值是处于起始损伤期的最大振幅值得2倍还多,频率有所提升,其中有零星的突发信号。其EMD能量熵分布的优势频段从起始损伤期的c2 ~ c5缩小到c2 ~ c4之间,最高能量由上一阶段的c3转移到c2,3组数据中最大值为0. 9430;

( 3) 当岩体内部进入到损伤加剧阶段时,从图3 ( c) 与图5可以分析出: 声发射信号振动幅度小幅提升。其EMD能量熵主要范围依旧是c2 ~ c4之间,最高能量熵出现在c2,三组数据中最大值为0. 9205。其连续信号中夹杂的突发信号明显比上一阶段增多。这表明岩体内部裂痕不断向各个方向大范围延伸、展开,主要受力截面微观结构开始错位,被拉断;

( 4) 试件破裂屈服期,从图3 ( d) 与图5可以看出: 声发射信号振动幅度进一步提升,频率有所提高,在连续的波形图中夹杂大量的突发信号。 其EMD能量熵主要范围由依旧为c2 ~ c4,最大值由上一阶段的c2转移至现在c3,三组数据最大值为0. 9400。这表明在岩样在屈服阶段,岩体内部释放了巨大的能量,内部断裂层面已经发育完全,同时继续出现新的裂纹;

( 5) 试件断裂层剥离期,从图3 ( e) 与图5可知: 声发射信号振动幅度大幅下降,频率有所降低,但信号中依然夹杂较多突发信号。其EMD能量熵主要范围由上一阶段c2 ~ c4扩展到本阶段的c2 ~ c5,其EMD能量熵最大值也由上一阶段的c3进一步下降转移到c4,三组数据中最大值为0. 9715。这说明试件在剪切破坏后,断裂面与断裂面间进一步相互错位、摩擦。

综上所述,粉砂岩由于具有复杂的微观结构, 在整个加载破坏过程中岩体内部多处出现裂痕、错位。其声发射信号波形、EMD能量熵的分布情况、 能量表征值与其内部破裂过程密切相关。在整个加载过程中,EMD能量熵最大值由c3上升转移至c2,再由c2下降转移至c4,且每个损伤阶段都对应了各自的能量熵分布频段范围与比值最大的能量熵所在的IMF分量。

5结论

本文通过对粉砂岩岩样的声发射信号同步监测,运用经验模态能量熵分析法对不同损伤阶段的声发射信号进行数据处理,分析了EMD能量熵分布情况、能量表征值与岩体内部损伤演化之间的关系与规律,并得出如下结论。

( 1) 粉砂岩岩样裂纹发展直至试件屈服的过程中,EMD能量熵主要分布在c2 ~ c3这两个IMF分量上。试件断裂层剥离阶段,其EMD能量熵主要分布在c4。整个过程的粉砂岩损伤声发射EMD主要能量熵所占优势频率演化呈现先往高频发展、再往低频发展的趋势。

( 2) 粉砂岩岩样随加载裂纹不断加深( 在损伤发展期以后) ,其裂纹发育的大小和多少与EMD能量熵最大值所在频段高低成反比,即裂纹发育越大、越多,EMD能量熵最大值所在频率越低。