变形机制范文

变形机制范文（精选8篇）

变形机制 第1篇

关键词：软岩,大断面巷道,耦合支护,理论分析

0 引言

随着煤炭开采深度的逐步增加, 高应力软岩巷道不断涌现, 已经成为研究的热点问题之一。在浅部开采基础上发展起来的传统支护理论、设计方法及技术已难以适应深部巷道支护的要求, 尤其是深部软岩巷道支护设计[1,2,3,4]。何满潮等提出的耦合支护, 为高地应力巷道支护提供了新方向[5]。康红普等提出的高预应力锚杆、锚索支护技术[6], 成功解决了松软、破碎巷道支护难题。

神火集团葛店煤矿开拓进入到-600 m水平, -600 m大巷道在支护后经常出现片帮、底鼓、顶帮喷体严重开裂、脱落等现象;维修工作量大, 支护成本大幅增加, 严重影响了矿井的正常生产。基于软岩巷道支护理论, 对葛店煤矿-600 m大巷支护参数进行了优化选择, 提出了让压与锚注支护方案即锚网喷+锚索补强支护+锚注二次支护, 有效地控制了围岩变形。

1 工程地质分析

葛店煤矿-600 m水平轨道大巷, 埋深650 m左右, 处于双庙和王庄两条相对倾的高角度正断层之间, 基本形态为一地堑式的向斜构造。-600 m轨道大巷正好处于向斜轴部附近, 两侧墙体受到较大的水平应力作用, 施工中揭露出多条张性正断层。因此随着开采深度的增加, 地应力逐步加大, 并且表现为水平应力大于铅直应力。大巷属于石盒子组, 不会碰见直接的含水层, 矿井涌水量不大, 但对巷道维护也会造成一定的影响。

根据巷道预测地质剖面及实测情况, 得出巷道围岩主要由泥岩、砂质泥岩和煤组成, 顶底板岩层易风化、见水易膨胀。顶部为煤矸互叠层, 围岩强度不高, 厚达9.2 m。而石英砂岩为钙泥岩胶结, 松散, 裂隙发育, 有淋水。大巷泥岩平均单轴抗压强度σc为9.1MPa, 砂质泥σc为18.3 MPa, 泥质砂岩σc为20.3 MPa;自然含水状态时, σc为6.4 MPa;饱和水状态时, σc为2.8 MPa, 岩石强度降低了56%。

软岩工程岩组最先开始出现非线性大变形力学现象的深度称之为第一临界深度[6]。通过葛店矿各开采水平的现场工程地质条件和变形、破坏现象的调查、分析, 可以确定变电所泥岩岩组的第一临界深度约为500 m。

工程支护的难度系数 (Df) 是指地下工程的所处深度与其临界深度的比值, 直接反映的就是地下深部工程稳定性控制的难易程度。难度系数越大, 深部工程支护的难度就越高。结合葛店煤矿实际, 得出该巷道支护工程的软化难度系数Df为1.3, 属于较难支护工程。

2 围岩变形力学机制及控制策略

通过以上对工程条件的分析, 可确定该变电所围岩类型为高应力、节理化、弱膨胀性复合型软岩, 变电所围岩的变形力学机制可定为:IBⅡABDⅢAC复合型[7]。针对-600 m水平变轨道大巷所具有的每一类型变形力学机制可供选取的力学策略有: (1) IB型:可通过预留空隙使巷道围岩变形能层次释放出来, 转化面尺寸不大, 膨胀性较弱, 确定预留变形空间为40 mm; (2) ⅢAC型:通过施工顺序优化和关键部位用锚索补强支护; (3) ⅡABD防型:采用锚网索耦合支护通过锚网索耦合支护提高支护强度, 结合全断面铺设金属网切断底板塑性滑移线, 形成一体化支护结构, 将不稳定的ⅡABD型变形力学机制逐次转化为稳定型, 如图1所示。

3 耦合支护方案设计及参数确定

根据-600 m大巷的软岩特征及软岩巷道支护原理, 拟采用让压与锚注支护方案即锚网喷+锚索补强支护+锚注二次支护形式。

锚杆长度大于极限平衡区厚度时, 锚固效果较好, 计算巷道影响半径按下式计算[8]:

式中, a为巷道当量半径, m;b为加固圈半径, m;p1为原岩应力, MPa;γ为岩石容重, kN/m3;H为上覆岩层厚度, m;c为粘结力, MPa;φ为围岩内摩擦角, (°) ;c1为锚固体粘结力, MPa;φ1为锚固体内摩擦角, (°) 。

锚杆长度的确定按式 (2) 计算

式中, a为巷道当量半径, m;L为锚杆长度, m;b为注浆加固圈厚度, m;L1为锚杆前段浆液扩撒范围取0.2 m;e为锚杆外露长度, 取0.1 m。

将葛店矿试验巷道的基本参数代入式 (1) 、式 (2) 计算得:R=1.62 m, L=1.83 m。

因为L

杆体内径的确定按式 (3) 计算:

式中, d为杆体内径, m;D为锚杆杆体外径, m;σ1为杆体材料的抗拉强度, MPa;Fmax为锚杆的最大拉拔阻力, kN。

将葛店实际参数代入式 (3) 得, d=0.001 8 m, 结合实际取d=0.02。

按等间距布置锚杆, 间排拒为:

式中, H、I为锚杆间排拒, m;P1为保证整个系统稳定的锚杆支护阻力, kN。

将葛店实际参数代入式 (4) 得, H=I=0.72 m, 结合实际取0.8 m。

根据以上分析, 锚杆参数:左旋无纵筋螺纹钢锚杆φ202000 mm, 间排距800 mm, 每孔两卷K2335树脂药卷;锚索参数:φ18.98000 mm, 间排距1600mm3000mm, 采用150mm150mm10 mm碟型托盘, 采用2根CK23350型 (内部) 和2根K23350型 (外部) 树脂药卷端头锚固;护表构件:全断面铺设φ4.6 mm、网眼为80 mm的金属网, 规格1 500 mm900 mm, 搭接长度70 mm;喷砼:C20混凝土, 厚度40 mm;注浆锚杆:φ20 mm无缝钢管加工, 间排距400 mm, 与底板平面夹角为45°, 注浆压力2.1～3.2 MPa, 单孔注浆时间不少于15 min, 长度根据围岩松动圈确定, 每排6根, 2 m一排。断面设计如图2所示。

根据耦合支护设计原则, 施工工艺如下: (1) 采用全断面光面爆破技术; (2) 爆破后实施一次锚网喷支护, 喷浆及时封闭围岩, 防止围岩吸水膨胀软化; (3) 打高预应力锚索补强支护, 观测两帮、顶底板位移情况; (4) 喷射混凝土 (第二次支护) ; (5) 根据需要对个别区段进行复喷; (6) 根据松动圈测试结果及观测情况, 进行二次锚杆支护。

4 工程实践

巷道支护完成后, 滞后迎头5 m布置巷道表面位移观测点。经过2个月的矿压观测。初期巷道变形速度较大, 然后逐渐减小;两帮累计变形量142 mm, 顶底板累计变形量148 mm, 50 d后各测点位移量趋近于零, 巷道变形得到有效控制, 如图3所示。

5 结论

神火葛店煤矿-600 m水平轨道大巷埋深大、地应力高、断层较多、裂隙极度发育、岩石流变性大、巷道断面大、周边巷道较多等问题是造成巷道难以维护的主要因素。临界深度为500 m, 工程支护难度系数为1.3, 属较难支护巷道。

确定了变电所围岩类型为复合型软岩, 其变形力学机制为IBIIABDIIIAC复合型, 提出了相应的控制对策。结合经验值和理论计算, 提出了让压支护方案即锚网喷+锚索+注浆锚杆二次支护的新支护形式, 确定了支护参数及合理的支护施工工艺。矿压观测表明, 巷道围岩得到了有效控制。

参考文献

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[4]DIERING D H.Mining at ultra depths in the 21stcentury[J].CIMBulletin, 2000, 93:141-145

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[7]何满潮, 景海河, 孙晓明.软岩工程力学[M].北京:科学出版社.2004:95-102

变形机制 第2篇

在研究土门子滑坡地质环境和变形特征的基础上,对滑坡的成因机制、变形破坏模式及起动机制进行了分析.结果表明,该滑坡为前缘牵引后缘平推式,现处于整体蠕动变形局部滑移阶段,持续强降雨是诱发其失稳破坏的主导因素,针对滑坡体可能沿多个剪出口发生变形破坏等特征、提出了相应工程防治建议,对指导该类工程的设计和施工具有参考意义.

作 者：孙东晖 刘建磊 Sun Donghui Liu Jianlei 作者单位：孙东晖,Sun Donghui(中兵勘察设计研究院,北京,100053)

刘建磊,Liu Jianlei(吉林大学建设工程学院,吉林长春,130026)

露井联采下边坡体变形机制的研究 第3篇

关键词：露井联采,数值模拟,变形机制

露井联采可以提高资源采出率,经济效益较高,同时可以保护土地资源,有利于缩短采后矿区的治理和生态恢复周期。然而,在露井联采下,边坡岩体因受两种采动效应的叠加作用,其变形机制较单一露天开采更为复杂,边坡的稳定性更加难以控制,一旦失稳势必威胁矿区的生产安全和人员的生命安全。为确保矿山边坡的稳定,节省防护和治理费用,研究露井联采下边坡体的变形机制意义重大。

1 工程概况

紫金山金铜矿位于福建省上杭县境内,其为一特大型有色金属矿床,其上部金矿是氧化带中次生富集的大规模低品位矿床,储量为特大型,下部铜矿储量为大型矿床[1]。

1.1 矿区边坡工程地质分区

综合考虑采场边坡地形地貌、露天和井工开采位置、采场边坡各工程地质岩组分布情况、岩石的力学性能及结构面发育程度等,把采场边坡划分为A、B、C、D四个工程地质分区,各分区范围及位置如图1所示。其中A区边坡最终到界标高为+628 m,整体到界坡角为42°,B区边坡最终到界标高为+926m,整体到界坡角为48°,C区边坡最终到界标高为+720 m,整体到界坡角为40°;D区边坡最终到界标高为+748 m,边坡整体坡角为45°。露天开采台阶高度为24 m,台阶坡面角为69°,留设平台宽6~10 m。每隔72 m留设一个安全控制平台,其宽度为14~30 m,露天开采至最终到界边坡后,边坡坡脚标高为+100 m,边坡最大高差达826 m,边坡呈现出高陡型金属矿露天边坡的特征。

1.2 矿区开采现状

根据南昌院设计的紫金山金铜矿露天边坡开采终了境界线,2013年末上部金矿的开采已进入收尾阶段,随着采场的不断下降,目前对上部边坡起疏干作用的+570~+340 m间的采空区和运输平巷都将不存在或部分存在,矿区标高+340~+100 m间矿体确定继续采用露天开采方式,共设计+340~+300 m、+300~+260 m、+260~+220 m、+220~+160 m和+160~+100 m五个开挖阶段。同期采用井工开采标高0~-200 m间矿体,共设计0 m、-10 m、-50 m、-100 m和-150 m五个中段,如图2所示。

1.3 岩土体参数选取

因受露井联合采动效应的影响,采区边坡体内的应力场发生变化和集中,边坡体的移动变形形成了冒落带、弯曲下沉带和裂隙带三个区域。因此,在数值模拟过程中,应对经室内岩石实验和工程类比得到的岩体物理力学参数进行一定程度的修正[2];冒落带与弯曲下沉带的材料弹性模量E和密度ρ修正为原状岩土体的0.85~0.90倍,泊松比μ取为原实验值的1.1~1.2倍;最终,计算确定了紫金山金铜矿采场边坡的力学参数如表1所示。

2 数值模拟模型的建立

依据工程地质剖面图及采矿境界线图,在Midas GTS软件内建立紫金山金铜矿露井联采模型,模型x方向长度为2 036 m,y方向长度为2 000 m,z方向高度为1 048 m,模型网格共划分416 639个单元,79 050个节点。如图3所示。

3 模型分析

上部露天矿自上而下开采,同期地下自上而下采用井工开采,应用FLAC-3D有限差分数值模拟软件,模拟露井联合采动作用下边坡体的变形演化机制,整个开采过程经过5个阶段完成,地下采空区采用崩落法处理。

3.1 x方向位移分析

随着露天与井工各开采阶段的不断推进,露天边坡将逐渐受到地下采动作用的影响,边坡体将产生变形和破坏,甚至发生较大的水平滑动。因此,研究水平方向位移和破坏机理,对露天边坡稳定性控制及治理非常重要。分析数值模拟结果,可得到各阶段边坡x方向位移云图,第五开采阶段x方向位移云图如图4所示,各开采阶段A-A剖面x方向位移变化规律图,如图5所示。

由图5可知:在开采初始阶段,边坡体的x方向位移较小;随着开采的不断进行,同时边坡上部岩体的向下滑动,导致露天坡体中下部区域岩体滑动变形不断变大,最大x方向位移值出现在采空区中上部清扫平台处,其最大位移值为3.74 m。

3.2 z方向位移分析

随着开采的不断推进,露天和井工复合采动效应不断增强,地下采空区上部边坡和露天+100 m开采工作面处的岩体向地下采区方向滑动,边坡体产生较大的沉降位移,在采空区正上方出现最大沉降位移值为19.5 m,第五开采阶段边坡z方向位移云图,如图6所示,各开采阶段A-A剖面z方向位移变化规律图,如图7所示。

地下采动沉陷区域内,岩体的滑移沉陷增加了整体边坡角,使得原始岩体产生裂隙,严重削弱了露天边坡岩土体的整体强度[3],使岩体结构面不断张开,露天边坡容易产生倾倒型崩落损坏。

3.3 z方向应力分析

在露井联采之前,因露天边坡形成过程中,露天开采剥离的边坡岩土体量从左到右依次增大,因而作用在边坡内部的岩土体的覆岩自重应力不断减小,z方向的压应力从左到右表现为非线性下降的变化规律。随着开采的不断推进,使边坡拉应力区域的范围及大小不断增大,且较大拉应力区域出现在采空区上覆岩体附近,最大拉应力为4.86 MPa,如图8所示。

随着开采的不断推进,地下开采的自由端附近拉应力区域与露天边坡的自由面连通,在覆岩自重应力的作用,将诱发下露天矿边坡将产生滑动,由于露天和地下采动复合叠加作用使露天边坡中位于坡脚区域的岩体强度的削弱加剧,因此使露天边坡的滑动加快或加剧。

4 露井联采下边坡岩体变形机制

4.1 露井联采下边坡体的滑移机制分析

在边坡体受露天和井工两种采动共同作用形成的应力场中,因不同位置受到两种采动作用的比例不同,且互相叠加作用也不完全相同,两种采动作用矢量和常表现出强势采动作用的特点[4]。由露天边坡岩体的移动特点可知,影响其变形的因素主要有工程地质状况、水文气象条件、岩体的流变性、露天和井工联合采动等,假定受露天采动作用下边坡体产生的位移矢量为ui,受井工采动作用下边坡体产生的位移矢量为wi,叠加位移的矢量为vi,如图9所示。

β、Υ为移动角;α为最大下沉角

在地下采区主断面CF范围内边坡体位移矢量呈现出较多的地下采动作用下的变形特征;位于CDGF范围内,因两种采动作用产生的位移矢量方向相同,且变动幅度较大,导致覆岩出现大范围的下沉使坡角增大,边坡容易出现滑动失稳,不利于边坡的稳定;位于BCFE范围内,因受地下采动作用边坡岩体产生的位移指向地下采空区,两种采动作用产生的位移矢量夹角大于90°,叠加后位移矢量减小,有利于边坡的稳定;两种采动作用产生的位移矢量ui和wi之间的夹角从下山岩移边界线DG到上山岩移边界线BE不断变大,经过CF后,位于BCFE范围内两种采动作用产生的位移矢量夹角将超过90°。

4.2 露井联采下边坡体应力演化机制分析

露天边坡在受到地下采动和露天采动效应的共同作用下,主要含有本次采动作用间的相互叠加作用和本次采动作用同前次应力状态间的相互叠加作用[5],将边坡岩土的原始应力状态假定为{σ0},因受露天采动效应影响下产生的应力改变假定为{ΔσL1},因受地下采动效应影响下产生的应力改变假定为{ΔσD1};因地下采动影响区域与露天采动的影响区域相互叠加,那么,在受地下采动和露天采动效应的共同作用下,露天边坡岩体内的应力场变化可用式(1)表示。

式(1)表示一次采动作用产生的应力。

因地下开采和露天开采的不断推进,将两种采动产生的应力变化依照开采时间段的不同进行划分,其中因露天开采作用下造成边坡应力变化量依次表示为{ΔσL2}、{ΔσL3}到{ΔσLi},因地下开采作用下造成边坡应力变化量依次表示为{ΔσD2}、{ΔσD3}到{ΔσDi},那么,露天边坡岩体内的变化量依次表示为式(2)~式(4)。

即在边坡岩体复合应力场的演变过程中,不仅受到当次应力变化{ΔσLi}和{ΔσDi}互相叠加效应影响,而且它们分别与原岩应力场{σi-1}发生相互作用,进而形成了一个复合动态叠加体系;因此在露天和地下联合开采过程中,采矿方法的不同,或者开采的时间先后不同,将在露天边坡岩体内部产生不同的应力变化和边坡稳定性情况。

5 结论

露井同期采动作用下,地下采区采用崩落法时,地下采区开采由0~-50 m阶段时,边坡局部出现滑移型破坏。从-100 m阶段起再向下开采,边坡体受地下采动的影响产生以指向地下采空区的沉陷变形为主,露天采动对边坡体的变形影响减小;地下采区开采到-200 m阶段时露天边坡体沉陷最大值达到-19.5 m,最大位移点位在地下采空区中偏上位置,受两种采动效应的综合叠加作用的影响,边坡表面的破坏表现为塌陷型破坏。

因受露天和地下联合采动作用,边坡体呈现出两类典型的移动变形特点,一类为沿着坡面向下移动的变形,另一类为边坡岩体指向地下采空区移动的变形。其变形大小和范围取决于露天边坡与地下采区之间的相对空间位置关系、两种开采方式的开采进度以及地下开采推进方向的关系等。

参考文献

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[2] 王旭春,管晓明,王晓磊,等.露天矿边坡稳定性与岩体参数敏感性研究.煤炭学报,2011;36(11):1806—1811Wang Xuchun,Guan Xiaoming,Wang Xiaolei,et al.Study on stability of open-pit mine slope and sensitivity of rock mass parameters.Journal of China Coal Society,2011;36(11):1806—1811

[3] 滕永海,唐志新,郑志刚.综采放顶煤地表沉陷规律研究及应用.北京:煤炭工业出版社,2009Teng Yonghai,Tang Zhixin,Zheng Zhigang.The research and application of the moving law of the ground subsidence in fully mech-anized top coal caving.Beijing:China Coal Industry Publishing House,2009

[4] 孙世国,蔡美峰,王思敬.露天转地下开采边坡岩体滑移机制的探讨.岩石力学与工程学报,2000;19(1):126—129Sun Shiguo,Cai Meifeng,Wang Sijing.Study of sliding mechanism for slope due to the excavation from open-pit into under ground mine.Chinese Journal of Rock Mechanics Engineering 2000;19(1):126 —129

变形机制 第4篇

该边坡处于公路右侧,全长180 m,位于潜溪河左岸谷坡中部,边坡高50余米,坡度一般为40°～50°,前缘则高达65°以上。构造上,该边坡处于明月峡背斜北翼。主要由二叠系上统长兴组(P2c)的灰白色中厚层～厚层块状含隧石结核灰岩组成,植被较差。岩层产状为N55～70°E/NW∠35°～45°,层面间距30 cm～60 cm,平直光滑。边坡周围未见地下水出露。边坡右侧发育一深切沟谷,排水通畅。岩体风化程度不高,但卸荷作用强烈,强卸荷深度坡顶3 m～5 m,坡脚2 m～3 m。岩体完整性较差,在K23+830～K23+870段坡顶形成较大规模危岩体。此外,灰岩溶蚀现象比较发育,常沿裂隙面溶蚀成宽大溶蚀缝隙。

2 变形破坏机制的物理模拟研究

本次模拟试验,对该边坡取模型长度为80 cm,实体研究对象的长度按此进行缩小模型高度和实体高度比与长度方向的比值相同。结合实际,开始试验前,模拟施工开挖后(边坡均未作处理)的情况。

试验前准备好的模型中的许多平行面是模拟岩层的层面,层面向坡外倾斜且临空,两侧及底部取为约束边界。试验刚开始,模型还处在一定的压密阶段,能保持较好的稳定状态,随着试验时间的进一步加长,边坡坡面可见垂直于坡面的细微张裂缝,坡体沿着岩层层面向坡面临空方向有轻微蠕动,后缘有轻微拉裂现象。随着试验的继续进行,临空面以上的岩体都沿着层面有较大的变形破坏迹象,这和实际看到的情况基本吻合。

由以上的试验得出:在临空面以上的坡体严重破坏,具有明显的下滑迹象,大的变形长达2 cm,整个边坡也有细微的向前变形迹象。边坡开挖后,由于坡体前缘开挖减载、岩层层面裸露及坡体前缘出现陡坡临空面,边坡处于严重的失稳状态。受已有软弱面控制的这类变形,其进程取决于作为滑移面的软弱面的产状与特性。当滑移面向临空方向倾角已足以使上覆岩体的下滑力超过该面的实际抗剪阻力时,则在成坡过程中该面一经被揭露临空,随后拉裂面一出现即迅速滑落,蠕变过程极为短暂。在长期的地质历史作用下,坡体必定会沿层面发生变形破坏直至下滑脱离母岩,影响公路正常的运营。为了使公路顺畅运营,边坡需及时加固、治理。

3 变形破坏机制的数值模拟分析

3.1 计算模型的确定

野外调查表明,该边坡中倾岩层产状为:N55°～70°E/NW∠35°～45°,主要发育有四组裂隙,其产状分别为N40°～55°E/NW∠65°～85°,N50°～55°W/NE∠80°～86°,N15°～20°E/SE∠55°～60°,N15°W/NW∠58°。因此,边坡岩体的变形与破坏主要受层面与陡倾坡外裂隙控制,模型建立中只考虑了这一组陡倾坡外节理与层面的组合。图1为模型的典型剖面,模型由148个单元,177个节点构成,模型底部和左侧边界上的单元均予以固定,整个计算过程中不发生位移。模型中块体的尺寸和疏密程度根据边坡岩体的结构特征的实际情况确定,地形轮廓由实测地形剖面确定。

3.2 模拟成果及分析

在模型的初始条件基础上,采用室内岩石试验及工程地质类别获得合理岩体和节理的物理力学参数。根据以上模型,对边坡从目前状态、变形加大直至破坏的全过程进行了数值模拟研究,图2为不同迭代步骤时(初始计算时虚拟时间为t=0.0)坡体的运动解体状况及特征的典型图示。它们在一定程度上可以用来再现或预测坡体启动、解体及运动过程。

由边坡的运动过程图2可得:图2a)过程为锁固段变形破坏、坡体启动阶段。锁固段的破坏过程首先是变形在锁固段部位得到充分的积累,然后,这一部位出现拉裂的变形发展,锁固段被突破、溃屈,滑体启动。这一状态大变形过程的模拟结果与边坡曾发生破坏时的实际情况是吻合的;与前述的物理模拟所证实的破坏机理也是一致的。图2b)～图2d)过程为边坡滑体不断加速运动过程,以及锁固段溃决后,强烈推挤其下部的块体向前滑动,滑体开始解体;实际情况中已发生的部分块体下滑脱离母岩的现象,就是块体解体的一个佐证。边坡沿节理软弱面继续向前下滑,最终出现了如图2d)所示的情况,边坡临空以上的岩体基本上整体下滑直至脱离

4 结语

1)该边坡主要由二叠系上统长兴组(P2c)的灰白色中厚层～厚层块状含隧石结核灰岩组成,岩体裂隙较发育,完整性较差,为中倾外顺层岩质边坡。

2)对于该中倾外顺层岩质边坡,通过室内底摩擦物理模拟试验研究,该边坡变形破坏机制模式为滑移—拉裂型,边坡沿岩层层面下滑,坡顶后缘有轻微拉裂现象存在。

3)对于该中倾外顺层岩质边坡,离散元模拟显示了锁固段的破坏过程:首先在锁固段部位变形得到充分积累,然后就是锁固段被突破,坡体启动,发生滑移—拉裂型破坏。这一变形过程的模拟结果与物理模拟及边坡发生的破坏情况是吻合的。

4)通过对该边坡的全程离散元数值模拟,可见离散单元法对坡体失稳及运动过程的模拟是成功的。

5)通过对该边坡的变形和破坏机制的研究,可以得出该边坡的稳定状况较差需做好防治措施建议治理完后还需做边坡监测

参考文献

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变形机制 第5篇

石粉是指机制砂生产过程产生的细小颗粒,《水工混凝土试验规程》(SL352-2006)中将石粉定义为小于0.16mm颗粒,《建筑用砂》(GB/T14684-2001)中将小于0.075mm颗粒称为石粉,一般在刚破碎出来的原砂中会含有10%~20%的石粉。为满足国标的要求,控制石粉的含量,制砂企业只能采取电动收尘或水洗的方法生产机制砂,尤其是在生产用于高强度混凝土的机制砂时,必须采用水洗法。而进行水洗时,为洗除机制砂中小于0.075mm的颗粒,就必然要附带损失一些小于0.60mm,甚至1.18mm以下的颗粒,这样既浪费了大量的水资源也降低了砂的产量,同时破坏了机制砂原有的级配[1]。

近年来,随着国家基础设施建设的日益增加,天然砂资源的短缺已成为不争的事实,机制砂也成为解决砂资源短缺的主要途径。随着机制砂的使用越来越广泛,国内外众多学者围绕该主题开展了大量研究,基本探明了石粉对混凝土性能的影响规律及作用机理,使得机制砂的理论研究和工程应用取得了长足发展,对石粉在混凝土的作用认识也越深入,如陈家珑[2]研究认为:带石粉(必须是真正的石粉,而不能是泥粉)的人工砂,能明显改善混凝土的和易性、提高混凝土的强度;贺图升[1]等人的研究结果认为配制中低强度混凝土时,水灰比较大、水泥用量少,机制砂中的石粉补充了细颗粒,增加了混凝土拌合物的稠度,拌合物的粘聚性随着石粉含量的增加而增加,离析现象随石粉含量增加明显改善,拌合物的泌水情况得到改善,同时石粉能改善混凝土的耐久性,等等。总之,适量的石粉既能改善混凝土拌合物的性能,又对混凝土的强度和耐久性有帮助。但有关石粉含量对混凝土的变形性能影响的研究较少,本文将探索在同样水灰比下,不同石粉含量对混凝土的变形性能的影响。

2 试验原材料及试验方法

2.1 原材料

水泥:粤海牌中热硅酸盐水泥,韶关昌山水泥厂有限公司生产,强度等级为P·MH42.5;

砂:机制石灰石岩人工砂,原状砂石粉含量为12.2%,细度模数为3.05;河砂:细度模数为2.45。

外加剂:FDN-440T,萘系高效减水剂,掺量为1.3%

2.2 试验方法

本试验各项性能测试均执行SL352-2006《水工混凝土试验规程》进行

2.3 试验方案及配合比

本试验设计两个中等强度等级的水灰比0.55和0.45,所设计的配合比见表3所示,其中石粉含量通过人工途径重新配制。

3 试验结果与分析

3.1石粉含量对抗压强度的影响

图1、图2分别为水灰比0.55、0.45的石粉含量与混凝土强度的关系图,从结果中可以看出:

⑴两种水灰比情况下,石粉含量对混凝土强度的影响规律极为相似,即随着石粉含量的增加,混凝土的强度呈增长的趋势;

⑵相同水灰比,比较河砂和机制砂混凝土强度可以看出,石粉含量低(本试验中≤9%)的机制砂混凝土低于河砂,随着石粉含量增加,机制砂混凝土的强度高于河砂。

以上的试验结果表明石粉对混凝土强度有增强作用,其原因可以归结为两方面:一是石粉起着填充的作用,可以使混凝土结构变得更加密实,有利于强度的提高;二是本文所采用的机制砂母岩为石灰石,石灰石粉起到一定的活性作用,文献[3]解释了石灰石粉的强度效应可能与以下因素有关:一是石粉中的石灰石微粒在水泥水化早期对Ca(OH)2和C-S-H的形成起晶核作用,加速了熟料矿物特别是C3S矿物的水化;另一个可能的原因是石灰石微粒能与水泥中的C3A反应形成水化半碳铝酸钙、单碳铝酸钙或三碳铝酸钙;还有一种可能就是在硅酸盐矿物水化中,少量的石灰石微粒能进入C-S-H凝胶结构中形成碳化水化硅酸盐钙。

3.2 石粉含量对轴心抗压强度、弹性模量的影响

弹性模量是水泥混凝土材料的基本力学指标,它反映了混凝土在压力作用下抵抗变形的能力,也是表征材料的应力和应变关系的重要参数。

图3、图4为水灰比0.55,石粉含量与轴心强度、弹性模量的关系,其中石粉含量为0%的是指河砂。从图中可以看出:随着石粉含量的增加,机制砂混凝土的轴心抗压强度和弹性模量呈上升的趋势,石粉含量为18%的轴心抗压强度和弹性模量值比6%的分别提高12.5%和11.8%;与河砂混凝土相比,河砂的轴心抗压强度高于石粉含量6%和12%,但低于18%,弹性模量高于6%,低于12%和18%。

弹性模量反映出材料的变形性能,弹性模量越大,同样应力下,变形越小。石粉含量增加,混凝土强度提高,这是造成弹性模量提高的原因之一,同时,机制砂的颗粒粗糙,多棱角,相互之间咬合较好,抗变形能力增强。

3.3 石粉含量对轴心抗拉强度、极限拉伸值的影响

轴心抗拉强度和极限拉伸值是衡量混凝土抗裂性的重要指标,提高混凝土的极限拉伸值对改善混凝土抗裂能力非常重要。

图5、图6分别为不同石粉含量下,0.55水灰比的混凝土轴心抗拉强度和极限拉伸值。从结果中可以看出:

⑴混凝土轴心抗拉强度与石粉含量呈现较好的规律,即随着石粉含量的增加,轴心抗拉强度逐渐增大,同时,相同水灰比下,机制砂混凝土的轴心抗拉强度高于河砂混凝土;

⑵极限拉伸值随石粉含量的变化规律是先增后降,石粉含量为18%时,极限拉伸值低于河砂。

机制砂混凝土的轴心抗拉强度高于河砂,可能与机制砂的颗粒形貌有较大的关系,由于机制砂的表面粗糙,多棱角,相互之间的咬合较好,可使混凝土有较好的抗拉性能;而极限拉伸值在18%时,反而下降可能是由于石粉含量增大后,浆体体积增加,导致混凝土的脆性增大,拉伸破坏时变形量变小。

3.4 石粉含量对混凝土干缩值的影响

图7、图8分别是干缩值与龄期、干缩值与石粉含量的关系图,从结果中可以看出:

⑴随着石粉含量的增加,混凝土的干缩值呈上升的趋势,以90天龄期为例,W/C=0.55的18%石粉含量的干缩值是6%的1.19倍,W/C=0.45的是1.16倍;

⑵机制砂混凝土和河砂混凝土的干缩规律基本一致,表现为早期增长快,60天龄期后趋缓,但到90d龄期时,混凝土干缩仍在继续;

⑶与河砂混凝土相比,机制砂混凝土各龄期的干缩值均大于河砂,以90天龄期为例,W/C=0.55的机制砂混凝土干缩值约增加了4.4%~24.7%;W/C=0.45约增加了5.3%~25.5%,人工砂混凝土干缩较大,对混凝土抗裂能力不利。

4 结论

⑴机制砂中的石粉在混凝土中起到晶核作用和微集料填充作用,能提高混凝土的强度。

⑵随着石粉含量的增加,混凝土的轴心抗压强度、弹性模量、轴心抗拉强度逐渐提高,极限拉伸值则呈现出先增后降的规律。

⑶机制砂混凝土的干缩值高于河砂混凝土,同时,各龄期的干缩值随石粉含量的增加而增大。

参考文献

[1]贺图升,周明凯,等.石粉对机制砂混凝土拌合物泌水率的影响[J].混凝土.2007,(2):58-60.

[2]陈家珑.合理利用人工砂中的石粉[J].新型建筑材料,2004,(5):48-50.

变形机制 第6篇

此类危岩在广大的碳酸盐岩分布区、特别是西南地区的城镇、工矿、交通线路两侧广为分布, 因此, 认识此类危岩的形成机制和变形破坏特征对该地区城市规划及工程建设具有较大的指导意义。

1 地质背景

1.1 气象水文

武隆县属典型的亚热带湿润季风气候区, 其特点是气候温和, 降雨充沛, 晴少阴多, 云雾多, 霜雪少。多年平均气温17.9℃, 极端最低气温-1.8℃, 极端最高气温42.8℃ (2006年8月) 。降雨多集中在5~10月, 多年平均降水量1100.1mm, 多年平均最大日降水量100.5mm, 年平均相对湿度78%, 主导风向NW, 年平均最大风速2.01m/s, 极端最大风速。

1.2 地形地貌

调查区属低~中山构造溶蚀、侵蚀地貌, 海拔高程一般500m~1500m, 相对高差500m~700m, 周边陡峻, 较四周耸起, 顶面形成相互迭置的单面山, 展布方向与构造线基本一致, 呈北东南西向条带状分布, 横向冲沟发育。陡崖处地形80°~90°, 下方斜坡地形50°~65°。

1.3 地质构造

调查区位于长坝向斜南东扬起端, 岩层产状315°~359°∠13°~33°, 发育有2组构造裂隙和平行于陡崖走向的卸荷裂隙, 构造裂隙L1:110°~35°∠78°~82°, 裂隙面较平直, 间距一般3m~5m, 延伸15m~50m, 裂隙宽度一般10cm~50cm, 裂隙中方解石脉充填或粘土半充填, 局部地段宽度较大, 可达50cm~100cm, 粘土、树枝枯叶充填。构造裂隙L2:210°~235°∠75°~83°, 裂隙面较平直, 间距一般2m~3m, 延伸10m~30m, 裂隙宽度一般0.5cm~1.5cm, 裂隙中方解石脉充填或粘土半充填, 局部地段宽度较大, 可达15cm~30cm, 粘土、树枝枯叶充填。

卸荷裂隙:陡崖顶部存在卸荷裂隙, 沿陡崖带断续延伸, 大佛岩陡崖所形成的卸荷带宽度30m~59m, 连续延伸长度一般30m~100m, 垂直发育深度20m~90m。

1.4 地层岩性

调查区出露地层有第四系全新统残坡积层 (Q4el+dl) 、崩坡积层 (Q4col+dl) , 二叠系中统茅口组 (P2m) 灰岩、栖霞组 (P2q) 灰岩、二叠系下统梁山组 (P1l) 铝土岩, 志留系中统韩家店组 (S2h) 页岩。

1.5 岩溶发育特征

大佛岩可溶岩地层主要是二叠系中统茅口组灰岩及栖霞组灰岩。陡崖脚斜坡地段为梁山组、韩家店组地层, 属非可溶岩地层。因此, 岩溶现象主要分布在陡崖地段。由于陡崖段地势高, 为地下水补给区, 目前岩溶现象多以地表溶沟、沟槽、溶蚀裂隙为主, 未见溶洞、落水洞、岩溶漏斗、穿洞、天窗等比较强烈的岩溶现象。地表溶沟、沟槽、溶蚀裂隙发育方向与构造裂隙走向基本一致。构造裂隙为岩溶作用提供了前提条件, 同时, 由于溶蚀作用的存在, 构造裂隙得以向纵深方向发展, 使构造裂隙在原有基础上不断加宽加深, 两者相辅相成, 为大佛岩危岩体的形成起到了不可缺少自然条件。

1.6 水文地质条件

按照地下水的赋存介质类型划分为松散岩类孔隙水和基岩裂隙水、岩溶水三种。地下水接受大气降水补给, 向地形低处排泄, 坡体上覆第四系松散堆积层孔隙度大, 透水性好, 厚度小, 赋水性差, 地下水量小。

裂隙水接受大气降水补给, 雨季在裂隙中含有一定量的地下水, 形成短时间水流, 沿裂隙发育方向迳流, 由于地下水迳流沿途对周围介质起侵蚀、溶蚀作用, 致使裂隙不断加宽加深。

2 危岩的基本特征

2.1 危岩带特征

大佛岩危岩带按其走向分为三大段。根据各段危岩带结构特征、卸荷裂隙发育程度差异、顺层临空条件等进一步将第三段分成了三个小段:3-1段、3-2段、3-3段 (详见图1大佛岩危岩带分段示意图) 。

2.2 危岩体特征

整个危岩体空间分布与陡崖带一致呈带状分布, 其岩性为灰岩。单个危岩体受裂隙切割及溶蚀作用的差异, 在空间几何形态上目前形态各异, 体积大小不一, 表现为柱状、板状、帽沿状。共发现20处危岩单体, 单个危岩体积0.80104m3~69.87104m3, 总体积342104m3。根据危岩体分布发育情况分析, 调查区危岩均属高位大型危岩。

2.3 基座特征

危岩体基座主要为梁山组地层和韩家店组地层为主, 与上部岩性强度差异较大, 基座岩体破碎, 页理发育, 岩质极软, 遇水易软化, 压致变形后多呈饼状, 由于差异风化, 在危岩底部多处形成岩腔, 岩腔的形成, 致使危岩体悬空, 为危岩体失稳提供了有利地形条件。

3 危岩成因机制分析

3.1 基本条件

根据危岩所处的地质环境分析, 调查区危岩的形成发展有其内在条件和外在条件, 主要包括地层岩性、坡体结构特征、降雨和风化、溶蚀作用等。坡体物质组成及结构特征是危岩形成的内在条件, 降雨和风化溶蚀作用是危岩形成的直接外在条件。

3.2 形成演化过程

危岩形成演化过程大致经过陡崖形成阶段、时效变形破坏阶段、崩塌破坏阶段三个阶段, 其形成过程简述如下 (详见图2危岩形成演化示意图) 。

(1) 陡崖形成阶段。

构造运动及冲沟的侵蚀切割形成斜坡陡崖带, 改变了陡崖岩体内的应力平衡, 引起陡崖岩体应力重分布, 导致岩体结构面的表生改造, 陡崖岩体产生卸荷回弹, 在陡崖顶部附近形成张性应力分布带, 由于卸荷作用, 陡崖岩体产生卸荷回弹效应, 陡倾裂隙进一步张开扩大, 形成卸荷裂隙带, 卸荷带沿陡崖走向分布。陡崖带外缘临空面附近是是坡体应力分布与集中部位, 其主应力产生重力拉张裂隙。 (见图2中a、b)

(2) 时效变形破坏阶段。

陡崖带卸荷裂隙的形成为其进入时效变形破坏创造了条件, 此过程是一个缓慢的塑~弹~塑变形破坏过程, 其主要特征为受降雨、风化溶蚀作用等因素影响, 陡崖基底泥质灰岩、页岩、粘土岩的风化、软化、崩解, 形成风化岩腔, 软弱基座在上覆坚硬岩体自重力作用下及风化作用下发生压缩流变及向临空方向的剪切流变, 同时也导致上覆较坚硬的岩体进一步拉裂、解体, 局部锁固段破坏。此阶段是变形加剧过程。陡崖逐渐演变成危岩, 形成危岩体。 (见图2中c) 。

(3) 崩塌破坏阶段。

陡崖带岩体在经历上述两个阶段的变形破坏后, 若遭受暴雨、地震等因素触发, 即可发生崩塌。由于危岩体分布位置、形态、边界条件发育程度及基座或底界面的差异, 其崩塌破坏方式和机理各异, 可能会发生倾倒、坠落、滑移破坏。 (见图2中d)

4 危岩变形破坏特征

调查时对各个危岩体从空间分布及形态、裂隙发育特征、岩溶发育特征等方面进行了详细的调查和分析, 经综合分析认为大佛岩危岩单体可能的失稳破坏模式主要是倾倒式和坠落式。危岩带局部存在临空条件, 随着卸荷裂隙不断发展扩大, 该部位有可能存在顺层滑移破坏模式。

4.1 倾倒式

调查区有些危岩体底部已形成岩腔, 危岩体后缘陡倾角裂隙带有可能进一步扩张, 重心逐渐向临空侧偏离, 靠底部或后缘岩体拉力阻止其倾覆, 此类主要形成倾倒式崩塌。

4.2 坠落式

调查区有些危岩体岩腔向崖内有进一步风化扩展, 块体重心逐渐偏移, 失去支撑, 在重力作用下与母岩突然脱离, 此类主要形成坠落式崩塌。据此认为, 调查区危岩单体在目前条件下可能的失稳破坏方式主要为倾倒式和坠落式两种基本类型。

4.3 顺层滑移式

危岩带沿走向局部地段存在临空现象, 今后随着地质环境条件的改变卸荷裂隙也将不断发展扩大, 该段存在顺层滑移破坏的可能性。

(a) 陡崖形成; (b) 应力重分布 (裂隙、变形出现) ; (c) 变形加剧形成危岩体; (d) 在暴雨、震动下崩塌产生

主要依据是根据分析, 3-2段危岩带与岩层关系为切向内倾, 其前缘向北西凹进, 使危岩带前缘有临空条件, 地形坡度陡, 裂隙发育, 并且裂隙在今后风化溶蚀作用下将不断加宽加深, 使危岩带进一步脱离山体, 更有利于降雨时地表水下渗, 危岩带中薄层泥质灰岩及沥青质灰岩为相对隔水层, 地下水在此汇集, 地下水的作用一方面对基底有侵蚀软化作用, 降低其强度, 一方面形成空隙水压力, 对危岩带的稳定性造成极不利影响。危岩带向北倾斜, 其前缘危岩体特别是危岩W17长期受挤压, 危岩体目前处于欠稳定状态, 当其首先发生崩塌后, 可造成危岩带前缘具备更好的临空条件, 此时, 该段危岩带若遭受特大暴雨、强烈震动等不利工况下就有可能产生顺层滑移破坏。

曾有与此地质环境条件相似的危岩 (如鸡尾山) 最终发生了顺层滑移崩塌破坏。因此, 根据工程地质类比分析认为, 大佛岩危岩带北侧第三段中的3-2段在今后随着自然因素的时效作用造成地质环境的改变有可能会发生顺层滑移崩塌破坏模式。

以往地质工作大多都是只注重危岩单体的调查, 而往往对危岩带整体稳定性的分析判断不够。其实, 若危岩带不稳定, 其破坏性相对来说更强, 影响规模更大, 危害范围更广, 损失更惨重。鸡尾山发生山体滑塌给我们敲响了警钟。

5 结语

(1) 危岩位于石灰岩地区, 危岩带顺层存在局部临空现象, 构造裂隙、溶蚀裂隙、卸荷裂隙发育。 (2) 危岩的形成发展有其内在条件和外在条件, 主要包括地层岩性、坡体结构特征、降雨和风化、溶蚀作用等。坡体物质组成及结构特征是危岩形成的内在条件, 降雨和风化溶蚀作用是危岩形成的直接外在条件。 (3) 危岩的结构特征决定其破坏模式, 危岩单位一般会发生倾倒式、坠落式破坏, 危岩带若顺层有临空条件, 卸荷裂隙发育程度高则可能发生顺层滑移式崩塌破坏。相对于危岩单体而言, 危岩带破坏性更强, 影响规模更大, 危害范围更广。因此, 要加强对危岩带结构特征的调查分析工作, 尤其对顺层临空条件、卸荷裂隙发育程度的调查, 认清其发育、发展阶段是工作中的一个重点内容。 (4) 此类危岩在广大的碳酸盐岩分布区、特别是西南地区的城镇、工矿、交通线路两侧广为分布, 因此, 城市规划或工程建设前应充分认识所处地段地质环境尤为重要, 事先采取防范措施处理, 可预防此类灾害的发生, 避免造成重大损失。

摘要：通过对重庆市武隆县铁矿乡大佛岩危岩地质背景、基本特征的分析, 归结出碳酸盐岩地区危岩的形成机制和变形破坏特征。分析表明:此类危岩大多为高位大型危岩, 降雨、风化、溶蚀作用是危岩形成的重要外部条件, 其结构特征决定其破坏模式, 强降雨是其发生崩塌的关键因素, 同时地震也可以在瞬间诱发危岩的崩塌、破坏。危岩带存在顺层滑塌的危险, 比危岩单体有更强的破坏性, 影响规模更大, 危害范围更广。此类危岩在广大的碳酸盐岩分布区, 特别是西南地区的城市规划或工程建设中具有较强的代表性, 对此类危岩的成因机制和变形破坏特征的研究可以为预防、治理此类危岩灾害提供地质依据。

关键词：碳酸盐岩,结构特征,破坏模式,危岩带,顺层滑塌

参考文献

[1]覃冷, 等.重庆市武隆县铁矿乡大佛岩危岩专项调查报告[J].重庆市南江水文地质工程地质队, 2010.

[2]张倬元, 王士天, 王兰生.工程地质分析原理[M].北京:地质出版社, 1994.

变形机制 第7篇

关键词：机制砂,细度模数,C50梁混凝土,变形性能

随着我国基础设施建设的迅速发展, 作为建筑主要原材料之一的河砂资源日渐枯竭, 很多劣质低的砂被用于建设工程中, 严重影响工程质量, 机制砂为替代河砂作为细集料的最佳选择, 亟待加强机制砂应用技术的研究[1,2]。机制砂在我国工程的应用已经开始逐步由云贵、湘鄂西部地区发展到东部的沿海地区, 国内对机制砂的研究也越来越深入[3]。目前机制砂应用于中低强度混凝土已开始被工程界所接受, 但在重大工程较高强度的混凝土中很少应用。因此, 面对紧缺的河砂资源现状, 推广机制砂的应用显得尤为重要。

本文通过分析不同级配的机制砂砂浆的工作性能、力学性能和收缩性能, 探究不同级配机制砂的特性;针对C50梁混凝土, 研究不同细度模数的机制砂对C50梁混凝土的工作性能、力学性能和变形性能的影响规律, 选定C50梁混凝土机制砂的最佳细度模数范围。

1 原材料与方法

1.1 试验原材料

水泥为广西鱼峰水泥股份有限公司生产的PⅡ42.5硅酸盐水泥, 比表面积330m2/kg, 标准稠度用水量24.4%, 7d和28d抗压强度分别为30.0MPa和54.4MPa。粉煤灰为广西华天能环保科技开发有限公司生产的Ⅰ级粉煤灰, 密度2.235g/cm3, 细度2.16%, 需水量比95%, 烧失量2.0%。矿粉为武汉武新新型建材有限公司生产的S95级矿粉, 比表面积400m2/kg, 流动度比96%, 烧失量1.9%, 28d活性指数105%。粗集料选用某项目部自产的5~25mm连续级配碎石, 堆积密度1550kg/m3, 压碎值4.2%。外加剂为马贝聚羧酸减水剂, 减水率为35.5%。

试验研究不同细度模数的机制砂对混凝土性能的影响规律, 所用的某项目部自产的机制砂, 对比试验所用河砂为广西合浦县张黄镇油滩砂场河砂, 河砂与机制砂性能指标分别如表1和表2所示。

1.2 试验过程及方法

以河砂和不同级配的机制砂分别配制水泥砂浆, 研究不同颗粒级配机制砂对水泥砂浆的工作性能、力学性能和变形性能的影响, 对比研究不同粉煤灰和矿粉掺量对水泥砂浆收缩变形性能的影响规律。

以河砂配制工作性良好的C50梁混凝土, 并在此配合比基础上利用不同细度模数的机制砂取代河砂, 研究其对C50梁混凝土的工作性能、力学性能、变形性能的影响。试验通过调整外加剂掺量和砂率来使混凝土拌合物达到相同或相近的工作性能。

砂浆的工作性能测试按《建筑砂浆基本性能试验方法》 (JGJ/T 70-2009) 进行, 砂浆干缩率测试依据《水泥胶砂干缩试验方法》 (JC/T603-2004) 进行, 其有效长度L (mm) 为扣除试件两端钉头埋入长度后的值;混凝土收缩率测试按《普通混凝土长期性能和耐久性能试验方法》 (GBT50082-2009) 进行。

1.3 显微硬度测试原理

选择一定的载荷, 把显微硬度仪压头压入试件表面并保持一定的时间, 卸去载荷, 试样表面压出一个底面为正方形的正四棱锥压痕, 测量其两条对角线的长度平均值d (如图2所示) , 计算压痕面积F, 然后再计算显微硬度值HV。压痕面积F由 (1) 式计算:

其中, θ为压头与材料表面的接触角 (θ=68°) , d为对角线的长度平均值。

显微硬度HV可由 (2) 式计算:

其中, P为载荷。

根据图2中所示的测试点分布在试件的抛光面上进行显微硬度测试, 测试步长为10μm。

2 试验结果及分析

2.1 不同级配机制砂对水泥砂浆性能的影响

2.1.1 工作性

利用河砂和不同级配的机制砂对比研究水泥砂浆的性能, 并掺不同粉煤灰和矿粉研究水泥砂浆的变形抑制作用, 试验配合比及工作性如表3所示, H-0为河砂水泥砂浆配合比, J-1~J-12为机制砂水泥砂浆配合比, 其中J1~J4为不同颗粒级配的机制砂砂浆配合比, J-5~J-8为单掺粉煤灰和矿粉的机制砂砂浆配合比, J-9~J-12为复掺粉煤灰和矿粉的机制砂砂浆配合比。

对比H-0和J-1可知, 机制砂与河砂在配合比和级配相同情况下, 机制砂的砂浆流动性较差。对比J-1~J4可知, 在配合比不变的情况下, 随着机制砂细颗粒组分的增加, 机制砂的砂浆流动性增大。机制砂细颗粒组分越大, 砂浆在富浆条件下, 砂子比表面积增大, 浆体稠度变大, 砂浆的粘聚性相应增强, 砂浆的流动性增大[4]。

对比J-1、J-5、J-6可知, 随着粉煤灰掺量的增加, 机制砂的砂浆流动性增大。对比J-1、J-7、J-8可知, 随着矿粉掺量的增加, 机制砂的砂浆流动性减小。复掺粉煤灰与矿粉, 对应机制砂砂浆的工作性略有降低, 并且矿粉的掺入比例越高, 砂浆工作性越差。

2.1.2 力学性能

从图3 (a) 可看出, 在相同配合比和级配情况下, 机制砂砂浆各龄期 (7d、28d) 的抗压强度优于河砂混凝土, 尤其对早期强度 (7d) 机制砂与河砂砂浆相比优势明显。机制砂较强的棱角性增加了混合材料之间的嵌挤力, 机制砂粗糙的表面增加了界面粘结力, 使得抗压强度较大。

对比图3 (b) 中的J-1~J-4可以看出, 机制砂的级配不完整, 砂浆的抗压强度不同程度降低。机制砂级配越完整, 颗粒级配和细度模数的协调性越强, 使机制砂颗粒之间更能填充密实, 骨架的整体空隙变小, 大小颗粒之间的机械咬合处变多, 抗压强度增大。

图3 (c) 和图3 (d) 表明, 掺入粉煤灰和矿粉使机制砂砂浆早期 (7d) 的抗压强度随之降低, 且随着掺量的增大, 早期压强度越低, 后期 (28d) 砂浆强度影响不大。

2.1.3 收缩性能

各组砂浆试样的干缩率试验结果如图2所示, 同级配的机制砂和河砂砂浆试验的收缩率对比结果如图2 (a) 所示, 不同级配机制砂试样的收缩率对比结果如图2 (b) 所示, 掺粉煤灰和矿粉抑制收缩的有效性试验结果如图2 (c) 和 (d) 所示。

从图4可看出, 机制砂砂浆的收缩率均比河砂砂浆的收缩率小。对比图4 (b) 中的J-1~J-4可以看出机制砂级配不完整, 砂浆的收缩率有不同程度的增大。机制砂级配越完整, 机制砂颗粒填充更密实, 空隙率小, 收缩率越小。图4 (c) 和图4 (d) 表明掺入分别一定量的粉煤灰和矿粉可以明显降低砂浆的收缩率, 当粉煤灰和矿粉复掺时 (J-9~J-12) , 收缩抑制效果更明显。

粉煤灰和矿粉的密度比水泥小, 在进行等质量取代时, 掺入粉煤灰和矿粉的砂浆具有更高的浆体率, 而粉煤灰的掺入能改善胶凝体系内部的堆积效应, 矿粉多棱角的颗粒与水泥颗粒间的螯合作用也对改善胶凝体系内部的堆积效应也具有积极的作用, 同时二者的二次水化反应降低了砂浆的的收缩, 具有更好的体积稳定性。

2.2 不同细度机制砂对C50梁混凝土性能的影响

2.2.1 工作性

不同细度模数对C50梁海工混凝土性能影响研究的试验配合比如表4所示, 机制砂细度模数对海工混凝土工作性能的影响试验结果如表5所示。机制砂的细度模数越大则需提高砂率同时增大外加剂掺量来使混凝土拌合物达到相同或相近的工作性能。其中HS为河砂混凝土, JZS-1~JZS-4为不同细度机制砂混凝土。

由表5可知, 当机制砂细度模数为2.8时, 拌合物干涩粘稠;随着机制砂细度模数的增加, 拌合物的坍落度逐渐增加, 且外观良好, 具有良好的粘聚性;当机制砂细度模数进一步增加到3.2时, 拌合物的坍落度呈下降趋势, 当机制砂细度模数达到3.4时, 出现轻微离析。配制C50梁海工混凝土时, 机制砂细度模数在2.8~3.2时工作性较好。

2.2.2 力学性能

各龄期不同细度模数对机制砂混凝土抗压强度的影响结果如图5所示。

由图5可见, 机制砂海工混凝土的抗压强度均比同龄期的河砂混凝土高, 机制砂的细度模数对C50箱梁混凝土早期强度 (4d、7d) 的影响并不明显, 而后期强度 (28d、56d) 则随细度模数的增加先增大后降低, 存在一个最佳的机制砂细度模数值3.0。

对HZ和JZS-1两组试验配合比所成型的制作光片进行显微硬度测试, 对比分析河砂混凝土和机制砂混凝土的界面过渡区和显微硬度性能特征, 河砂混凝土 (HZ) 和机制砂混凝土 (JZS-1) 的界面过渡区形貌如图6所示。

由图7可知, 机制砂混凝土的机制砂界面过渡区比河砂混凝土的河砂界面过渡区窄, 河砂表面形貌相对于机制砂而言更加的光滑, 机制砂表面更加粗糙, 机制砂粗糙的表面为C-S-H凝胶的粘结提供了良好的界面, 因此机制砂在界面过渡区细骨料与C-S-H凝胶的结合更为紧密, 提高了界面过渡区的粘结强度, 使得机制砂混凝土的抗压强度比河砂混凝土更高。

河砂和机制砂界面过渡区的显微硬度测试结果如图7所示。从图7可知, 机制砂界面过渡区的C-S-H凝胶的显微硬度值比河砂的高, 而随着距骨料距离的增加, C-S-H凝胶的显微硬度也相应地升高。

2.2.3 收缩性能

各龄期不同细度模数机制砂对混凝土收缩形变的影响结果如图8所示。总体上来看, 不同细度模数机制砂C50箱梁混凝土体积收缩率均小于河砂海工混凝土体积收缩率。细度模数2.8~3.4的机制砂配制机制砂C50梁海工混凝土时, 均有较好的体积稳定性。细度模数越小, 体积稳定性越好。

2.3 分析与讨论

混凝土拌合物的工作性与浆体性质、骨料性质以及浆体与骨料的相对体积含量有关, 当其他条件保持不变, 机制砂的性质对拌合物的工作性存在重要影响。砂的细度模数反映其组成颗粒的整体粗细程度, 影响骨料颗粒的比表面积和骨架体系的空隙率。

合适的骨料比表面积和较低的骨架体系的堆积空隙率, 需要填充空隙和包裹骨料表面的浆体数量就少, 相同条件下骨料表面有更多的浆体, 润滑作用增强。细度模数适中的机制砂, 有利于改善拌合物的工作性, 细度模数过小, 吸附外加剂较多, 导致混凝土工作性严重降低, 而细度模数较大时, 粗颗粒较多, 浆体不足以填充颗粒空隙和包裹颗粒表面, 混凝土有离析的趋势。细度模数适中的机制砂, 具有足够粗颗粒形成骨架结构, 又有足够的细颗粒填充骨架空隙, 骨架体系的空隙率低, 抗压强度越大[5]。

机制砂表面棱角多, 颗粒表面摩擦力较大, 通过调整机制砂的级配和增加细颗粒组分, 降低细度模数, 可以明显改善机制砂的工作性能, 提高抗压强度, 可以弥补机制砂形状不良引起的混凝土工作性较差的缺点[6]。

机制砂中含有一定的石粉, 适当含量的石粉填充到细集料中, 使得混凝土更为密实, 从而提高混凝土的体积稳定性, 因此不同细度模数机制砂混凝土收缩较河砂混凝土小。而随着机制砂细度模数的增加, 粗颗粒比例增加, 出现离析的趋势, 浆骨粘结性不好, 界面孔隙增多, 因而收缩大, 体积稳定性逐渐下降。

3 结论

(1) 机制砂的细度模数对C50箱梁混凝土早期强度 (4d、7d) 的影响并不明显, 而后期强度 (28d、56d) 则随细度模数的增加先增大后降低, 存在一个最佳的机制砂细度模数值3.0。同时机制砂混凝土的抗压强度均比同龄期的河砂混凝土高。

(2) 对于细度模数2.8~3.4的机制砂配制机制砂C50梁混凝土时, 细度模数越小, 机制砂中的石粉含量越高, 对混凝土的填充密实作用更明显, 体积稳定性更好。不同细度模数机制砂C50箱梁混凝土体积收缩率均小于河砂混凝土体积收缩率。

(3) 机制砂与河砂在配合比和级配相同情况下, 机制砂的砂浆流动性相对较差。对比相同配比的机制砂流动度, 随着机制砂细颗粒组分的增加 (细度模数降低) , 机制砂的砂浆流动性增大。随着粉煤灰掺量的增加, 机制砂的砂浆流动性增大。随着矿粉掺量的增加, 机制砂的砂浆流动性减小。

参考文献

[1]徐文冰.机制砂特性对C50管片混凝土性能的影响[J].混凝土世界, 2013, (2) :77-82.

[2]刘运华.机制砂细度模数对水泥基材料流动性和强度的影响研究[J].商品混凝土, 2010, (7) :54-56.

[3]刘慈军.机制砂石粉和泥粉含量对C50箱梁混凝土性能的影响[J].铁道建筑, 2013, (10) :132-135.

[4]朱柯.机制砂对砂浆性能影响研究[J].四川建材, 2012, (4) :33-35.

[5]QUIROGA P N, FOWLERDW.The effect of aggregates characteristics on the performance of Portland cement concrete[D].Austin:The University of Texas, 2001.

变形机制 第8篇

广西某水电站工程是一座以发电为主的水电工程,坝址位于田林县那比乡那腊村洞巴屯下游2km,即那腊河与西洋江汇合口上游约500m的西洋江河段上。水电站设计正常蓄水位448m,相应库容为3.15亿m3,为不完全年调节水库,死水位415m,最大水头87m,设计水头74m,装机容量324MW。枢纽建筑物主要由混凝土面板堆石坝、开敞式溢洪道、引水式发电厂房、开关站等组成。其中,混凝土面板堆石坝坝顶长540m,坝顶高程452m,最大坝高105m,坝顶宽7m,最大坝底宽390.9m。

拟建主厂房位于右岸河岸边,为河流的侵蚀凹岸,地形地貌为弧形凹斜坡,边坡较陡,自然坡度30。～40°,上部自然坡度25°～30°,河床宽50～60m。上游侧为右坝脚南北向大冲沟,切割深度达20～30m,宽20～30m。该冲沟集雨面积约2km2,暴雨季节洪水对厂房施工不利。

2 工程地质条件

2.1 地层岩性

地层岩性由覆盖层和基岩组成。覆盖层由人工填土、冲积层及残坡积层组成;基岩为三叠系中统板纳组下段(),沿公路坡内基岩出露,为灰色薄层～中厚层状砂岩夹泥岩、粉砂岩,局部为互层状。其中,砂岩单层厚度为0.20～0.50m,约占本岩组的58%;泥页岩单层厚度为0.02～0.10m,其特性为遇水易崩解,约占本岩组的42%。

2.2 地质结构

厂房构造复杂,小褶皱发育,岩层产状变化大,在河边产状:40°/NW∠20°～25°,整体倾向河中(北西),为顺向坡,同时见到岩层强烈扭曲揉皱现象。有F25断层通过,其产状为325°/SW∠75°～80°,宽为0.2～0.5m,由压碎状砂岩、泥岩充填。裂隙发育,岩体破碎,勘探钻进中取芯率较低。厂房边坡全貌见图1。

另外,该区地震基本烈度为Ⅵ度,地震动峰值加速度为0.05g,对边坡稳定性影响较小,此次分析不考虑地震影响因素。

2.3 边坡结构

边坡结构是边坡变形破坏的基本环境。研究表明,不同的边坡结构决定着边坡变形破坏的类型、数量和规模。因此,阐明边坡结构对于分析边坡变形破坏的发育特征、形成机制及其稳定性评价,都具有十分重要的意义。

据野外地质调查表明:厂房一带工程地质条件较好,其后侧为河流的侵蚀凹岸,边坡较陡。厂房边坡岩层产状为10。-30°/NW∠20°～30°,上坝公路走向为355°～28°,与边坡走向小角度相交,构成不稳定结构的顺向岩质边坡,其边坡结构类型如图2所示。由图2中可以看出:岩层倾向与边坡倾向小角度相交,且岩层倾角小于坡角,该边坡属于不稳定结构类边坡。再者,边坡岩性为中厚层强风化砂岩夹泥岩,其泥岩构成了软化夹层,不利于边坡的自稳。

2.4 水文地质条件

早期由于施工单位生活用水下渗,已引起公路边坡上部覆盖层不同程度小规模塌滑。每逢下雨天,边坡的稳定状况进一步恶化。2004年11月下旬,几乎每天都是阴雨天气,2004年11月26日上午,中铁隧道局在高程383m上坝公路以下的冲沟内(365m高程)进行基坑施工放炮,导致在后缘公路路面上出现数条裂缝,最宽达20cm。2004年11月30日中午,公路以下边坡在短时间内快速下滑,属于典型的滑移-拉裂型。

3 边坡的变形破坏机制分析

拟建厂房位于右岸河岸边,为河流的侵蚀凹岸,地形地貌为弧形凹斜坡,边坡较陡,自然坡度30°～40°,上部自然坡度25°～30°,河床宽50～60m。地层岩性由覆盖层和基岩组成。覆盖层由人工填土、冲积层及残坡积层组成;基岩为三叠系中统板纳组下段(),沿公路坡内基岩出露,为灰色薄层～中厚层状砂岩夹泥岩、粉砂岩,局部为互层状。厂房构造复杂,小褶皱发育,岩层产状变化大,在河边产状:40°/NW∠20°～25°,整体倾向河中(北西),为顺向坡,同时,见到岩层强烈扭曲揉皱的现象。有F25断层通过,其产状为325°/SW∠75°～80°,宽0.2～0.5m,由压碎状砂岩、泥岩充填。裂隙发育,岩体破碎,勘探钻进中取芯率较低。

该边坡结构类型为顺向坡,上部为第四纪覆盖层,下部基岩为砂岩夹泥岩,局部为互层状,坡角稍大于岩层倾角,即岩层在坡脚处暴露临空,此类边坡变形破坏机制多为滑移一拉裂型。据野外地质调查,边坡顶部发现多处裂缝,这些裂缝在下雨时为地表水下渗提供了良好的通道,使亲水泥岩夹层软化、力学强度降低、边坡稳定状况进一步恶化。边坡浅表部多处发生松动、变形和滑塌,尤以上坝公路边坡为典型。2004年11月30日中午,雨水顺着已有的裂缝下渗,泥岩夹层软化,边坡的抗滑力下降且低于下滑力,最终导致边坡小范围内发生滑坡,滑坡体积约9000m3。整个厂房边坡的变形破坏机制也属于此类型,其与蠕滑拉裂型的最大区别在于,其从变形到破坏时间很短,蠕变过程极为短暂。边坡岩体沿下伏泥岩(软弱面)向坡前临空方向滑移,并使滑移体解体。受已有的泥岩面控制的这类变形,其进程取决于作为滑移面的软弱面的产状与特性。当滑移面向临空方向倾角已足以使上覆岩体的下滑力超过该面的实际抗阻力时,则在成坡过程中该面一经揭露临空,后缘拉裂面一出现即迅速滑落。当然,该边坡除了结构类型本身是不稳定边坡、雨水下渗造成滑面软化外,振动也是诱发边坡不容忽视的因素。2004年11月26日中铁隧道局的爆破施工直接导致边坡产生蠕变,这在上坝公路上爆破后即出现的数条裂缝足以证实。

4 边坡稳定性评价

4.1 定性分析

厂房边坡区基岩岩层倾角较缓,视倾角一般为20°～25°,开挖出露基岩有软弱夹层发育,层面多呈张开状,无区域性大断裂切割。边坡前缘基岩出露临空,且为顺向坡,岩层倾角略小于边坡坡角,属不稳定结构边坡。因此,边坡在其他不利因素及诱导因素影响下很容易失稳,如雨水及爆破震动等。

该厂房边坡后缘可见数条断断续续的拉裂缝,甚至施工单位原生活区房子也出现裂缝,有的甚至已连成数十米的弧形拉裂缝,缝宽最大达15cm。由于边坡开挖导致的边坡走向不完全相同,但边坡视倾基本上都是倾向坡外构成的顺向坡,后缘裂缝也呈现出各种走向的裂缝,甚至有交汇裂缝出现,形成了因边坡较深部下滑而引起的拉裂缝,构成边坡的后缘边界。另外,边坡开挖,岩体裂隙发育,表浅部堆积了一定厚度的第四纪覆盖层,这些覆盖物也将增加滑体下滑力,无疑将对滑坡稳定性带来一定的负面影响。

4.2 定量计算

4.2.1 计算剖面的确立

根据前期勘察资料及野外实际调查推断滑面位置及滑带和滑体物质组成。野外调查表明,滑坡体存在一个潜在滑动面,其深度位置是根据坡面、坡顶裂缝宽度和深度上坝公路岩层开挖出露情况及两侧缘的出露基岩来判断的,确定H-H'剖面及I-I'剖面为计算剖面。需要明确说明的是,这几条剖面只是推断的一种计算剖面情况,也是本次计算的依据。

4.2.2 计算方法及原理

边坡稳定性评价方法较多,且解决问题的优缺点各异。本次稳定性计算采用基于刚体极限平衡的一般条分法、毕肖普法和不平衡推力传递系数法等三种方法。刚体极限平衡法原理可概括为三大要点:①刚体条件:在分析边坡的受力和变形过程中,忽略边坡体的内部变形,认为边坡体为不可变形的刚体;②极限强度条件:假定滑体处于极限强度状态;③力的平衡条件:在考虑安全系数后,边坡体在所受各种力的作用下处于平衡状态。计算程序采用目前国内使用最广泛的理正软件边坡稳定分析程序。

4.2.3 计算模型及方案

根据对厂房边坡的野外调查,推测边坡的主滑方向大致为NW320°。本次计算NW320°方向上选择了两条剖面即H-H'和I-I'剖面作为计算依据。其计算模型条分图分别如图3、图4、图5、图6所示。

本次边坡稳定性计算目的是对边坡目前的稳定现状进行评价及其对水库正常运营期的稳定状态进行预测,为边坡是否需要实施治理及其治理方案提供地质依据。

本次计算根据该边坡的实际情况,天然状况下整个边坡没有地下水出露,所以在进行稳定性计算时,天然状况下没有考虑地下水的情况。由于本区受地震影响很小,本次计算未考虑地震的作用。

计算中考虑了地下水引起的孔隙水压力和动水压力等因素影响,分滑带土饱水和天然状态两种方案进行评价。现拟采用两种工况对滑坡稳定性进行计算,通过工况组合即可反映出对边坡稳定性的现状评价和预测评价过程。工况组合情况如下:Ⅰ天然状态;Ⅱ饱水状态。

4.2.4 计算参数的选取

计算参数的选取合理与否,是评价边坡稳定性的关键,其中滑(带)面的抗剪强度参数的选取更是至关重要,本次计算的参数选取拟采用试验、反算和经验类比(工程地质类比法)三种方法综合确定。

根据现场及室内试验成果以及已有资料,综合确定边坡发生滑(带)面容重取值:天然状态下为19.5kN/m3,饱水状态下为20.0kN/m3,综合以上情况其抗剪强度参数取值见表1所示。

4.2.5 计算结果及分析评价

按上述的计算方案及参数取值对该边坡进行稳定性计算(采用理正边坡稳定分析程序),结果见表2。

从以上计算结果可以看出以下几点。

(1)在推测的主滑方向NW320°上,边坡的稳定状况极差,甚至在天然状态下的边坡稳定状况也令人担忧,在实际施工过程中,经常可看到或大或小的局部塌方,稳定性差的推断得以验证。建议在施工过程中要严格控制好炸药量,尽量避免制造出大的震动诱发滑坡的发生,同时做好防排水工作,防止水下渗软化边坡的抗剪强度导致边坡失稳。

(2)需要说明的是:圆弧自动搜索法是通过软件自动搜索其最危险的滑面,所以它可能会出现稳定系数很小的k值而实际中又没有出现的滑坡,如H-H'剖面的饱水状态下的k值只有0.386,因为它会搜索到边坡局部甚至是实际情况中经常可以忽略不计的坡肩很小部分失稳。剩余下滑力计算是通过野外调研推测的滑面进行的,从整个结果来看,H-H'剖面仍是边坡稳定性最差的方向,初步确定应该是边坡的主滑方向即NW320°。

(3)由于该边坡位于大坝下游,所以预测大坝蓄水后对该边坡的稳定性影响不大,但目前的边坡稳定状况也很差,尤其是电站建成后正常运行其间,作为永久边坡应该加大治理措施。由于该地区地震烈度较小,所以在不考虑地震的影响下,水将是影响该边坡稳定因素中的最主要因素。

5 结论及建议

(1)根据野外调研及实际观测,主厂房边坡变形破坏机制应为滑移-拉裂型。在诸多影响因素中,地下水的作用是影响该边坡稳定的主要因素。

(2)厂房边坡区基岩岩层倾角较缓,视倾角一般为20°～25°,开挖出露基岩有软弱夹层发育,层面多呈张开状,无区域性大断裂切割。边坡前缘基岩出露临空,且为顺向坡,岩层倾角略小于边坡坡角,属不稳定结构边坡。

(3)建议边坡做好防排水措施、针对边坡薄弱处可考虑采用修建支墩(柱)、扶壁、挡土墙、抗滑桩等起支档作用,其主要目的是提高边坡的抗滑力,以达到阻止边坡下滑造成的失稳。

(4)作为永久性边坡,特别是重大工程边坡,在做好各种防治措施处理的同时应做好边坡监测。对不稳定边坡的范围、移动方向和速度以及地下水、爆破震动等取得定量数据,尤其是对正在蠕动或经计算可能失稳的边坡更要重视做好变形观测,对不稳定边坡的动态作出正确的预测和判断,防治结合,以防为主、治理为辅。同时,对锚固系统、挡土墙等加固措施的受力、变形等进行量测,验证其是否达到预期的作用,如未达到应立即采取补救措施。

参考文献

[1]张倬元，王士天，王兰生．工程地质分析原理[M]．北京：地质出版社，1994．

[2]《工程地质手册》编写委员会．工程地质手册(第三版)[M]．北京：中国建筑工业出版社，1992．