鐘志彬，鄧榮貴，肖維民，林 放，付小敏

(1.西南交通大學(xué) 土木工程學(xué)院，四川 成都 610031；2.成都理工大學(xué) 地質(zhì)災(zāi)害防治與地質(zhì)環(huán)境保護(hù)國家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，四川 成都 610059)

含洞室?guī)r石的力學(xué)特性一直是巖石力學(xué)和地下工程領(lǐng)域的熱點(diǎn)研究課題。20世紀(jì)50年代后期著名的芬納-塔羅勃公式引入彈塑性理論研究導(dǎo)出圓形洞室的彈塑性應(yīng)力解，隨后的30年里推導(dǎo)出軸對稱條件下圓形洞室的彈塑性位移解、黏彈性和黏彈塑性形變壓力解[1]。20世紀(jì)80年代，復(fù)變函數(shù)開始被引入非圓形洞室圍巖彈性問題求解，并在改進(jìn)基礎(chǔ)上用于不同形狀隧道或者襯砌結(jié)構(gòu)計算[2-6]。但是理論計算需要進(jìn)行一系列的簡化，由于天然巖石物理力學(xué)性質(zhì)的隨機(jī)性，理論解往往成為實(shí)際條件下的一種“特解”，與實(shí)際情況存在一定的差異。隨著計算機(jī)技術(shù)的發(fā)展，基于有限元和離散元的數(shù)值求解方法被廣泛用于含洞室?guī)r石力學(xué)分析中。文獻(xiàn)[7]采用RFPA軟件分析了含圓形、橢圓形和U形洞室類巖石材料的漸進(jìn)破壞模式。文獻(xiàn)[8]采用RFPA軟件對含圓形洞室方形試樣在雙軸壓縮下的試驗(yàn)進(jìn)行數(shù)值模擬分析，探討該類試驗(yàn)巖石的破壞過程及影響因素。文獻(xiàn)[9]采用PFC2D軟件對類似試驗(yàn)進(jìn)行了數(shù)值模擬分析。與數(shù)值模擬相比，試驗(yàn)研究更貼近地下洞室圍巖的實(shí)際力學(xué)行為，是巖石力學(xué)研究的一種重要方法，一些學(xué)者采用模型材料對含洞室?guī)r石力學(xué)性能開展試驗(yàn)研究。文獻(xiàn)[10]采用水泥砂漿制取含不同傾角節(jié)理的巖體，通過預(yù)制圓形洞室，研究雙軸壓縮條件下圍巖的變形和破壞規(guī)律。文獻(xiàn)[11，12]采用石英砂、石膏、水泥和水研制具備堅硬脆性特征的模型材料，并預(yù)制圓形和拱形洞室，在雙軸壓縮條件下研究了洞室發(fā)生巖爆破壞的特征。文獻(xiàn)[13]采用類似方法研究圓形洞室在雙軸壓縮下的三種斷裂破壞模式。但是，無論數(shù)值模擬還是類巖石材料模型試驗(yàn)，都與實(shí)際狀態(tài)有一定的差異，天然巖石一般在空間位置、展布方向和大小尺度上隨機(jī)發(fā)育有孔隙、裂隙或者節(jié)理，這些原始缺陷對巖石力學(xué)性能有明顯影響[14,15]，采用模型材料進(jìn)行模擬試驗(yàn)研究時上述因素往往被忽略，數(shù)值模擬也不能夠準(zhǔn)確再現(xiàn)這些隨機(jī)缺陷。

為此，有學(xué)者采用實(shí)際巖石進(jìn)行研究，文獻(xiàn)[9]采用砂巖制取100 mm×100 mm×40 mm方形試樣，預(yù)制直徑為14 mm的圓形洞室，通過雙軸壓縮試驗(yàn)研究加載時試樣裂紋擴(kuò)展貫通直到破壞的過程，并與PFC2D數(shù)值模擬結(jié)果進(jìn)行對比分析。文獻(xiàn)[16]采用花崗巖制取了類似試樣，采用單軸壓縮試驗(yàn)研究圓形洞室周邊裂紋的演化規(guī)律。文獻(xiàn)[17]針對Saskatchewan鹽巖，制取200 mm×200 mm×100 mm方形試樣，預(yù)制直徑48 mm圓形洞室，在單軸壓縮條件下研究洞周裂紋開裂模式及變形特征。文獻(xiàn)[18]以Berea砂巖和Indiana石灰?guī)r為對象，開展平面應(yīng)變條件下含圓形洞室試樣試驗(yàn)研究，發(fā)現(xiàn)試樣的破壞最先出現(xiàn)在切向應(yīng)力比最大的圓形洞室的兩個對邊處，破裂區(qū)尺寸不僅與應(yīng)力狀態(tài)有關(guān)，還與應(yīng)力路徑、應(yīng)變率和試驗(yàn)邊界條件有關(guān)。文獻(xiàn)[19]對一段直徑3.5 m、長度46 m的實(shí)際采礦試驗(yàn)隧洞進(jìn)行長期觀測，研究隧洞的漸進(jìn)性破壞模式，限于現(xiàn)場試驗(yàn)的復(fù)雜性，獲得的試驗(yàn)數(shù)據(jù)有限。實(shí)際工程特別是鐵路、公路等交通工程中，理想的模型材料和圓形洞室并不多見，直墻拱形洞室天然巖石材料在加載條件下的變形及破壞特征研究較少。

本文在G5京昆高速公路四川泥巴山深埋特長隧道現(xiàn)場，采集天然流紋巖進(jìn)行單軸壓縮試驗(yàn)，根據(jù)應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系分析硬脆性流紋巖的基本力學(xué)特性；對含直墻拱形洞室天然流紋巖試樣進(jìn)行雙軸壓縮試驗(yàn)，研究洞室圍巖由加載引起的變形和破壞規(guī)律。采用應(yīng)變片對拱形洞室周邊不同部位應(yīng)變及其破壞過程進(jìn)行監(jiān)測，研究加載過程中含直墻拱形洞室流紋巖變形、應(yīng)力分布的特征及規(guī)律，為含拱形洞室天然巖石力學(xué)行為的研究提供參考。

1 流紋巖單軸壓縮試驗(yàn)

試驗(yàn)采用G5高速公路四川雅安至西昌段大相嶺泥巴山隧址區(qū)流紋巖(以下簡稱流紋巖)。在現(xiàn)場采集毛樣的基礎(chǔ)上，室內(nèi)將其切割為方形雙軸壓縮試塊，拱形洞室成型過程中從方形試塊上鉆取圓柱形巖塊，經(jīng)過打磨后作為單軸壓縮試樣(圖1)，這樣可以保證單軸壓縮巖石試樣與含拱形洞室試樣在物理力學(xué)性能和微結(jié)構(gòu)上保持最大程度相近。

圖1 試樣示意圖

試驗(yàn)在成都理工大學(xué)地質(zhì)災(zāi)害防治與環(huán)境保護(hù)國家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室的MTS815電液伺服巖石力學(xué)試驗(yàn)系統(tǒng)上進(jìn)行。試驗(yàn)采用位移控制加載，加載速率為0.1 mm/min，試樣破壞停止加載，繪制流紋巖單軸壓縮應(yīng)力-應(yīng)變曲線，如圖2所示。

圖2 單軸應(yīng)力-應(yīng)變曲線

從圖2可以看出，流紋巖單軸壓縮主要產(chǎn)生彈性變形，曲線前段順直，沒有明顯的屈服特征，達(dá)到峰值后突然破壞，曲線陡降，此時試樣出現(xiàn)與其軸向幾乎平行的宏觀劈裂面。此后因試樣內(nèi)部應(yīng)力調(diào)整達(dá)到新的平衡狀態(tài)，繼續(xù)承受荷載，曲線繼續(xù)上升，直到再次出現(xiàn)劈裂破壞。為保證試樣相對完整，便于觀察破裂狀態(tài)，1號試樣在產(chǎn)生第一次宏觀破裂后停止加載，2號試樣在產(chǎn)生3次宏觀破壞后試樣破碎停止加載，然后卸載。兩個試樣的破壞均呈近軸向的劈裂面控制(圖3)，劈裂面上沒有明顯的擦痕，表明試樣為張拉破壞。

圖3 單軸試樣破裂狀態(tài)

應(yīng)力-應(yīng)變曲線中應(yīng)力的陡降對應(yīng)宏觀破裂面的出現(xiàn)或發(fā)展，縱向劈裂裂隙控制試樣的破壞。端部效應(yīng)使裂隙在試樣兩端偏轉(zhuǎn)，并在局部產(chǎn)生多條小裂隙。兩試樣的單軸試驗(yàn)力學(xué)參數(shù)見表1。

表1 單軸試驗(yàn)力學(xué)參數(shù)

表1中，σi為首次產(chǎn)生大的宏觀破裂面時對應(yīng)的軸向應(yīng)力值；σc為試樣完全破壞時對應(yīng)的軸向應(yīng)力值；E為彈性模量。對于2號試樣，在產(chǎn)生第一次大的破裂面后，軸向應(yīng)力σi達(dá)到單軸抗壓強(qiáng)度σc的86.4%，隨后試樣一部分剝落，承載面積減小，雖仍能承受一定的荷載，但是產(chǎn)生的軸向應(yīng)變較大，中間多次破裂，應(yīng)力-應(yīng)變曲線出現(xiàn)多峰現(xiàn)象。

單軸壓縮試驗(yàn)結(jié)果表明，隧址區(qū)流紋巖表現(xiàn)出明顯的硬脆性特征，沒有明顯的屈服階段，破裂面與試樣軸向幾乎平行，產(chǎn)生張拉劈裂?？紤]到首次劈裂后試樣應(yīng)變較大，而軸向承載力增加很小，實(shí)際應(yīng)用中建議以首次劈裂強(qiáng)度作為流紋巖單軸抗壓強(qiáng)度值，該值可達(dá)到實(shí)際單軸極限抗壓強(qiáng)度的86.4%。

2 直墻拱形洞室試樣雙軸壓縮試驗(yàn)

2.1 試驗(yàn)設(shè)計

利用現(xiàn)場采集的含有微裂隙的大塊石毛樣，在室內(nèi)根據(jù)試驗(yàn)設(shè)備能力切割為120 mm×120 mm×60 mm的方形試塊，對六個面進(jìn)行打磨，保證加載面的垂直和平直度。拱形洞室加工過程如圖4所示。用直徑25 mm的金剛石鉆筒鉆出單軸試樣(Ⅰ區(qū))；用直徑30 mm的鉆筒鉆出標(biāo)準(zhǔn)圓形洞室(Ⅱ區(qū))；以上半圓為頂拱，下半圓作外切矩形，用電磨打磨出拱形洞室兩邊直墻和水平底板(Ⅲ區(qū))。

圖4 隧道成型過程及加載路徑

設(shè)備采用液壓加載方式，右側(cè)和下側(cè)為可調(diào)節(jié)鉸支座，在左側(cè)和上側(cè)平面上施加荷載(圖4)。同時加側(cè)向壓力和豎向壓力直到σ1=σ2=6.6 MPa；壓力穩(wěn)定后保持σ2不變，繼續(xù)分級施加豎向壓力σ1，每級增量約1.5 MPa，各級加載到位穩(wěn)定后記錄應(yīng)變值，繼續(xù)加下一級荷載，直到試樣破壞。

2.2 應(yīng)變片布置

為監(jiān)測加載過程中拱形洞室圍巖不同部位應(yīng)力變化規(guī)律，在試樣洞室內(nèi)壁及其周圍布設(shè)應(yīng)變片，具體位置如圖5所示。正面布置6個單向應(yīng)變片，2個三向應(yīng)變花，背面對應(yīng)位置布置2個單向應(yīng)變片，洞室內(nèi)壁拱頂、左邊直墻和底板中間各布置一個單向應(yīng)變片。單向應(yīng)變片型號為BX120-5AA，三向應(yīng)變花型號為BX120-3CA。試驗(yàn)過程中，因試樣微裂隙發(fā)育等因素影響，個別應(yīng)變片工作不正常，數(shù)據(jù)處理時未予考慮。

圖5 應(yīng)變片布置圖(單位：mm)

2.3 含洞室雙軸試樣破壞特征

試驗(yàn)中，試樣雙向壓力同步從0增加到6.6 MPa，此時試樣微裂隙未出現(xiàn)明顯變化，也沒有宏觀裂隙產(chǎn)生。保持側(cè)向壓力σ2不變繼續(xù)施加豎向荷載，當(dāng)σ1=29.62 MPa時，洞室周邊出現(xiàn)宏觀裂隙，該壓力值為最終破壞壓力的56.5%，明顯小于單軸壓縮試驗(yàn)首次出現(xiàn)宏觀破裂時的應(yīng)力比86.4%。裂隙從洞室周邊向加載端擴(kuò)展，主要的4條裂隙都分布在拱形洞室起拱線和底部拱腳附近(圖6(a))。

圖6 隧道模型破壞狀態(tài)

繼續(xù)施加豎向荷載直到試樣出現(xiàn)整體破壞，此時宏觀裂隙分布如圖6(b)所示。宏觀裂隙全部從隧道起拱線和拱腳處開始向側(cè)面和頂面加載端擴(kuò)展，左側(cè)裂隙相互貫通。宏觀裂隙集中發(fā)育在洞室底部拱腳附近，洞室底部和直墻還有明顯的巖片或巖塊掉落現(xiàn)象。相反，拱頂雖然也發(fā)育有3條宏觀裂隙，但是圍巖沒有剝落現(xiàn)象出現(xiàn)，拱頂除裂隙外其余完整，形成類似于倒三角形的楔體。這些控制破壞的主裂隙與豎向呈20°～50°的夾角。在試樣頂部還有一條宏觀隱裂隙(未明顯張開)，若繼續(xù)加載將引起洞室底部裂隙的進(jìn)一步開裂、連通，直到破碎。

試驗(yàn)結(jié)束后對試樣的破裂情況進(jìn)行觀測描述，結(jié)果顯示縱向劈裂裂隙發(fā)育，即劈裂裂隙面的法向與σ1和σ2所在平面接近垂直(與洞室縱向延伸方向平行，以下簡稱σ3方向)。由于本試驗(yàn)為平面應(yīng)力狀態(tài)(σ3=0)，泊松效應(yīng)使ε3>0，在σ3方向上產(chǎn)生劈裂破壞，但該方向上的劈裂裂隙不是造成試樣整體破壞的主要原因。從圖7可以看出，由拱形洞室周邊向加載面擴(kuò)展的裂紋(綠色)已經(jīng)貫通到端面，并穿過σ3方向上的劈裂裂隙(紫色)，使試樣破裂面前后貫通(圖7(b)綠線)，最終導(dǎo)致試樣的整體破裂。因此，σ3方向上的劈裂面僅起到削弱試塊強(qiáng)度而非控制試樣整體破壞的作用，試樣的整體破壞受洞室邊壁向遠(yuǎn)場加載端擴(kuò)展的破裂面控制。

圖7 加載面破裂狀態(tài)

含直墻拱形洞室試樣從破裂直至破壞過程及狀態(tài)顯示，雙軸平面應(yīng)力狀態(tài)下，拱形洞室起拱線和拱腳處首先出現(xiàn)宏觀裂隙，隨著σ1的增加，洞壁產(chǎn)生的裂隙向加載端面擴(kuò)展并相互連通，形成局部破碎帶。壓剪性破裂主要分布在洞室底部和邊墻，并伴有剝離式掉塊現(xiàn)象，相對破碎；拱頂呈張性破裂，除宏觀張拉裂隙外，裂隙間楔塊形巖塊相對完整穩(wěn)定。這種洞室圍巖破裂模式與以往的一些研究成果存在一定差異。文獻(xiàn)[20]通過均質(zhì)類巖石材料的試驗(yàn)研究表明，洞室破裂時兩側(cè)先出現(xiàn)剪切滑移，隨后拱頂逐漸形成類似塌落拱的破壞模式；文獻(xiàn)[7]通過數(shù)值模擬認(rèn)為，洞室底部首先出現(xiàn)張拉裂紋，然后是邊墻的剪切裂紋和拱頂?shù)倪h(yuǎn)場裂紋。造成這種差異的原因：無論是完整類巖石材料試驗(yàn)研究還是考慮巖石非均質(zhì)性的數(shù)值模擬，都采用連續(xù)介質(zhì)力學(xué)的觀點(diǎn)進(jìn)行分析，不能很好模擬天然巖石內(nèi)隨機(jī)發(fā)育的初始裂隙造成材料力學(xué)性能的非連續(xù)性，雙軸壓縮作用下這些缺陷進(jìn)一步斷裂、擴(kuò)展、連通，最后形成宏觀裂紋和破裂面，控制著圍巖的破裂模式。

2.4 雙軸試驗(yàn)應(yīng)力分析

以下用σL表示豎向加載壓力，試驗(yàn)中應(yīng)變片測得的應(yīng)變值用εg表示。單軸壓縮試驗(yàn)結(jié)果表明，流紋巖試樣整體破壞前的變形基本是彈性變形，因此可以假設(shè)流紋巖雙軸壓縮條件下滿足胡克定律σg=Eεg，以此將試驗(yàn)所測應(yīng)變值轉(zhuǎn)換為應(yīng)力值。彈性模量見表1，平均彈性模量為8.75 GPa。根據(jù)加載和測試數(shù)據(jù)整理結(jié)果，繪出典型位置豎向加載壓力σL與測試應(yīng)變換算應(yīng)力值σg的關(guān)系曲線，如圖8～圖13所示。

2.4.1 洞室圍巖水平應(yīng)力變化規(guī)律

用于測試洞室圍巖水平向應(yīng)變的應(yīng)變片自試樣頂部向底部編號依次為1、2、11、13、5、6，與洞室邊界的距離分別為2r、0.7r、0、0、0.7r、2r，r為洞室上半部分半圓形拱的半徑，即r=15 mm。其中11號和13號應(yīng)變片粘貼于洞室頂部和底部表面。

圖8 洞室周邊水平向應(yīng)力變化情況

圖8為方形試樣洞室頂部和底部4個不同位置水平應(yīng)力值隨軸向加載壓力的變化規(guī)律。從圖8可以看出，拱頂水平向壓應(yīng)力(1號、2號應(yīng)變片)總體大于底部水平向壓應(yīng)力(5號、6號應(yīng)變片)，距離加載端(頂部)越近，水平向壓應(yīng)力越大，但壓應(yīng)力量值均沒有超過8.2 MPa。距洞室底部0.7r、2r及距拱頂0.7r處的水平應(yīng)力值，當(dāng)豎向加載壓力增大到一定值后均開始減小，三條曲線的水平壓應(yīng)力最大值均沒有超過4.0 MPa；曲線在后半段開始出現(xiàn)不同程度上升，朝著拉應(yīng)力的趨勢發(fā)展，距拱頂0.7r處水平壓應(yīng)力減小趨勢最明顯。相反，距離洞室拱頂2r處在整個加載過程中壓應(yīng)力接近保持線性增大，直到試樣最終破壞水平向應(yīng)力依然在增大。加載過程中，圍巖應(yīng)力值由壓應(yīng)力增大向壓應(yīng)力減小轉(zhuǎn)換后，造成圍巖裂隙的開裂、擴(kuò)展，直到貫通形成宏觀破裂面，因此該應(yīng)力轉(zhuǎn)換的拐點(diǎn)也是圍巖劣化的標(biāo)識點(diǎn)，為便于下文的分析，將其命名為劣化點(diǎn)，出現(xiàn)劣化點(diǎn)時對應(yīng)的軸向加載壓力值為σd。

為進(jìn)一步對比拱頂部和底部水平應(yīng)力變化規(guī)律的差異，分別對兩部分水平應(yīng)力變化圖進(jìn)行分析。圖9為洞室拱頂部分3個應(yīng)變片測量得到的水平應(yīng)力變化規(guī)律：(1)施加側(cè)壓力階段Ⅰ，3處水平壓應(yīng)力均增大，洞室內(nèi)拱頂表面壓應(yīng)力值較大，其余兩處壓應(yīng)力值幾乎相等；(2)側(cè)壓力不變，豎向壓力增大后，洞室拱頂表面壓應(yīng)力逐漸減小，隨后出現(xiàn)拉應(yīng)力并急劇增大，直到水平拉應(yīng)力值大于20 MPa，拱頂表面圍巖進(jìn)入劣化點(diǎn)時加載壓力σd=6.6 MPa；(3)加載階段Ⅱ：6.6 MPa<σL<20 MPa，距洞室拱頂0.7r和2r處水平壓應(yīng)力同步增大，曲線基本重合，拱頂表面開始出現(xiàn)水平向拉應(yīng)力；(4)加載階段Ⅲ：20 MPa<σL<37.6 MPa，距拱頂0.7r處壓應(yīng)力增大趨勢小于距拱頂2r處，兩曲線開始分離；(5)加載階段Ⅳ：σL>40 MPa，距拱頂0.7r處水平壓應(yīng)力逐漸減小，劣化點(diǎn)壓力值σd=40 MPa，直到試樣破壞仍為壓應(yīng)力，距離拱頂2r處水平應(yīng)力則始終保持壓應(yīng)力增大趨勢，直到最終破壞。

圖9 拱頂水平應(yīng)力對比

拱形洞室拱頂部分水平應(yīng)力變化規(guī)律表明，隨著豎向壓力的增大，圍巖劣化位置由洞室表面逐漸向圍巖深部發(fā)展，并有產(chǎn)生水平拉應(yīng)力的趨勢，但直到試樣破壞，劣化位置也沒有擴(kuò)展到距離洞室2r位置處。

類似地，從拱形洞室底部不同位置處水平應(yīng)力對比圖10可以看到：(1)在加側(cè)壓力的階段Ⅰ，與拱形洞室底部不同距離處壓應(yīng)力均增大，距離底板0.7r處壓應(yīng)力值最大；(2)側(cè)向壓力不變，隨著豎向壓力的增大，洞室內(nèi)底板表面拉應(yīng)力逐漸增大，劣化點(diǎn)應(yīng)力σd與拱頂?shù)南嗤?，均?.6 MPa，但拉應(yīng)力值較小(小于1 MPa)；(3)加載階段Ⅱ：6.6 MPa<σL<20 MPa時，距洞室底部0.7r和2r處水平向一直為壓應(yīng)力并持續(xù)增大，兩條曲線近似平行，且距底板0.7r處水平應(yīng)力值大于距底板2r處；(4)加載階段Ⅲ：20 MPa<σL<37.6 MPa，距離隧道底板0.7r處水平壓應(yīng)力不再增大，并有一定的減小，σd=20 MPa；距離底板2r處水平壓應(yīng)力值繼續(xù)增大，并大于距洞室底板0.7r處；(5)加載階段Ⅳ：σL>37.6 MPa后距洞室底板0.7r處水平壓力值不再增加，幾乎保持穩(wěn)定；而距洞室底板2r處壓應(yīng)力開始減小，曲線明顯上翹，直到試樣破壞，σd=37.6 MPa。

圖10 洞室底部水平應(yīng)力對比

拱形洞室底板圍巖應(yīng)力變化規(guī)律與拱頂部分類似，當(dāng)豎向加載壓力大于20 MPa后，距離洞室底板邊界0.7r處水平向壓應(yīng)力開始減小，豎向加載壓力大于37.6 MPa后距洞室底板邊界2r處壓應(yīng)力開始減小，表明此時圍巖劣化位置已經(jīng)擴(kuò)展到距底板2r處。半圓形拱頂直到破壞圍巖劣化位置未擴(kuò)展到距拱頂2r處，表明雙軸壓縮應(yīng)力狀態(tài)下，洞室底部水平應(yīng)力劣化范圍大于頂部。另外，對比圖9和圖10發(fā)現(xiàn)，拱頂表面水平拉應(yīng)力值(11號應(yīng)變片)明顯大于底部表面(13號應(yīng)變片)，破壞時拱頂水平拉應(yīng)力值是底板的近20倍，這也印證了拱頂出現(xiàn)張拉破裂面的原因。

雙軸壓縮試驗(yàn)時，拱形洞室拱頂和底部不同位置處水平應(yīng)力表現(xiàn)出不同的變化規(guī)律：(1)距加載端越近，水平壓應(yīng)力越大；(2)洞室內(nèi)表面拱頂和底板處隨著豎向壓力的增加，拉應(yīng)力不斷增大，且拱頂水平拉應(yīng)力值明顯大于底板；(3)隨著豎向壓力增大，洞室圍巖劣化范圍向深部發(fā)展，且擴(kuò)展速度快、范圍大。試驗(yàn)表明：圓拱部分水平拉應(yīng)力較大，但與平直的底板相比，圓拱形邊界有助于抑制劣化范圍向圍巖深部發(fā)展，實(shí)際地下洞室工程中產(chǎn)生的松動破碎范圍就更小，支護(hù)所需深度也相應(yīng)減小。

2.4.2 洞室圍巖豎向應(yīng)力變化規(guī)律

用于測試洞室圍巖豎直向應(yīng)變的應(yīng)變片在試樣上自左至右編號依次為：3、4、12、8-3、7-1，它們距離洞室邊界的水平距離分別為：2r、0.7r、0、0.7r、0.7r。其中12號應(yīng)變片粘貼于洞室直墻表面，8-3靠近起拱線位置，7-1靠近拱腳位置。

圖11為拱形洞室圍巖不同位置處豎向應(yīng)力變化規(guī)律。從圖11可以看到，隨著豎向壓力的增大，豎向應(yīng)力均線性增大。其中，距洞室直墻邊界2r處豎向應(yīng)力值最小，隨著豎向壓力的增大其量值基本不變；洞室直墻表面(12號應(yīng)變片)豎向應(yīng)力值最大，其隨豎向壓力增加而增大的趨勢最明顯，試樣破壞時其豎向應(yīng)力值是距直墻邊界2r處的51.8倍；距離直墻0.7r的三處豎向應(yīng)力值中，洞室起拱線處和拱腳處豎向應(yīng)力值明顯大于直墻處，表明起拱線和拱腳處產(chǎn)生了應(yīng)力集中。另外，當(dāng)σL為25 MPa左右時，洞室直墻表面和拱腳處豎向應(yīng)力出現(xiàn)突變，此時對應(yīng)試樣產(chǎn)生初次宏觀破裂面，伴隨能量釋放，壓應(yīng)力值減小。其余部位沒有明顯的應(yīng)力突變現(xiàn)象，說明試樣初次宏觀破裂發(fā)生在靠近拱形洞室拱腳和直墻的區(qū)域，這與前述試樣的破壞模式相符。

圖11 豎向應(yīng)力變化圖

2.4.3 主應(yīng)力分析

為了研究隧道起拱線和拱腳處應(yīng)力集中情況，對起拱線和拱腳處(7號和8號應(yīng)變花)主應(yīng)力值進(jìn)行分析。根據(jù)材料力學(xué)方法，利用三向應(yīng)變花采集的應(yīng)變值可以計算出主應(yīng)力值σ1和σ3，參考文獻(xiàn)[15]及以往試驗(yàn)數(shù)據(jù)泊松比取為μ=0.1，采用式( 1 )計算主應(yīng)力，采用式( 2 )計算σ3與試樣豎直方向的夾角α。

( 1 )

( 2 )

式中：ε0°、ε45°和ε90°分別表示應(yīng)變片與水平方向夾角為0°、45°和90°的實(shí)測應(yīng)變值；σ1為最大主拉應(yīng)力；σ3為最大主壓應(yīng)力。

從圖12可以看到，整個加載過程中，主應(yīng)力值近似線性增大，無論是主拉應(yīng)力或是主壓應(yīng)力值，拱形洞室拱腳處主應(yīng)力值都明顯大于起拱線處。試樣破壞時，拱腳處最大主拉應(yīng)力比起拱線處大33.2%，最大主壓應(yīng)力比起拱線處大13.6%，這也是造成拱形洞室拱腳附近破碎的原因。試驗(yàn)表明，圓弧形洞室邊界有助于緩解應(yīng)力集中，建議實(shí)際地下工程中在拱腳處盡量采用弧形連接，避免應(yīng)力集中過大造成拱腳過早破壞。

圖12 主應(yīng)力分析

圖13為加載過程中洞室拱腳和起拱線處主應(yīng)力方向變化曲線。從圖13可以看到，隨著豎向壓力的增大，最大主壓應(yīng)力σ3與豎直方向的夾角α也不斷改變。起拱線處主壓應(yīng)力方向從25.4°逐漸減小到13°左右后基本穩(wěn)定，該角度近似與拱形邊界相切；拱腳處主壓應(yīng)力方向從31.2°先迅速減小到17.9°，穩(wěn)定一段后又迅速減小到幾乎為0，隨后在3°左右波動，該角度幾乎與拱腳附近隧道直墻平行?？梢钥闯?，兩個應(yīng)力集中部位，主壓應(yīng)力方向都是從與豎向呈傾斜角度逐漸過渡到幾乎與洞室輪廓相切，即沿著洞室輪廓方向，這與文獻(xiàn)[21]通過數(shù)值模擬得到的結(jié)論一致。主應(yīng)力方向的不斷變化會使巖石內(nèi)裂隙密度增大，并擴(kuò)展成復(fù)雜網(wǎng)狀，造成損傷破裂區(qū)增大，這對裂隙性硬脆性圍巖洞室的穩(wěn)定十分不利[21-24]。從圖13可以發(fā)現(xiàn)，當(dāng)豎向壓力達(dá)到15 MPa左右時，起拱線處主壓應(yīng)力方向基本趨于穩(wěn)定，直角連接的拱腳處主應(yīng)力方向穩(wěn)定時豎向壓力則大得多，并隨著豎向壓力的增大不斷波動，這會造成拱腳處裂隙密度增大，損傷區(qū)擴(kuò)大，最終造成拱腳的過度破碎，裂隙發(fā)育密度大，且相互連接，這與前述試樣破裂模式一致。

圖13 主應(yīng)力σ3與豎向夾角變化關(guān)系曲線

3 結(jié)論

本文通過對四川泥巴山流紋巖試樣進(jìn)行單軸壓縮試驗(yàn)和含直墻拱形洞室試樣的雙軸壓縮試驗(yàn)及分析，得出以下結(jié)論：

(1)單軸壓縮下泥巴山流紋巖呈典型的脆性劈裂型破壞特征，破壞前沒有明顯的屈服變形特征，初次破裂時應(yīng)力約為其單軸抗壓峰值強(qiáng)度的86.4%。

(2)在本試驗(yàn)設(shè)計的雙軸應(yīng)力壓縮下，含直墻拱形洞室試樣首先在邊墻起拱線和拱腳附近產(chǎn)生裂隙，隨后裂隙不斷擴(kuò)展和連接；拱頂呈現(xiàn)張性破裂特征，張性裂隙將巖石分割為楔塊附著于拱頂，底腳部和側(cè)壁呈現(xiàn)壓剪性破裂并出現(xiàn)片幫掉塊，最后底腳部巖石較破碎，頂部巖石除破裂裂縫外，縫間巖體整體性較好。

(3)洞室圍巖水平向應(yīng)力變化規(guī)律分析表明，距豎向加載端越近，水平向壓應(yīng)力越大；拱頂內(nèi)壁和底板中部表面產(chǎn)生拉應(yīng)力，且拱頂拉應(yīng)力明顯大于底板；隨著豎向外加壓力的增大，劣化范圍向洞室圍巖遠(yuǎn)場擴(kuò)展，底部圍巖劣化擴(kuò)展深度和速度均大于拱頂圍巖。

(4)洞室周邊豎向應(yīng)力變化規(guī)律分析表明，距洞室邊界越近豎向應(yīng)力值越大，距直墻邊界2r處豎向應(yīng)力值基本不變；距洞室邊界0.7r處，拱腳的豎向應(yīng)力值最大；試驗(yàn)過程中，拱腳附近宏觀破裂能夠釋放部分能量，減小局部的豎向壓應(yīng)力值。

(5)拱形洞室拱腳處應(yīng)力集中程度大于起拱線處，并且隨豎向壓力的增大，拱腳處主應(yīng)力方向不穩(wěn)定，造成拱腳處圍巖裂隙發(fā)育，形成破碎區(qū)。

采用天然流紋巖研究含直墻拱形洞室圍巖的應(yīng)力分布及變化規(guī)律，得到的試驗(yàn)現(xiàn)象與以往采用的模型材料試驗(yàn)和均質(zhì)材料數(shù)值模擬分析有一定的差異，這也說明對于含洞室地下工程的研究并不能簡單以均質(zhì)模型材料來考慮，巖石內(nèi)部的各種缺陷也很難直接模擬。因此采用天然巖石進(jìn)行試驗(yàn)不失為一種更加可靠的方法。由于天然巖石模型試樣制作困難，測試及加載過程復(fù)雜，還需要開展更多的研究，以進(jìn)一步掌握天然地質(zhì)條件下硬脆性隧道圍巖的變形破壞規(guī)律。

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