地鐵隧道基底圍巖動三軸試驗研究

趙 楠

(中鐵十九局集團軌道交通工程有限公司，北京 101300)

0 引言

隨著國家經濟建設的迅猛發展，交通基礎設施建設正在如火如荼地展開。沈陽作為東北地區最大的城市，繼縱貫沈陽東西與南北的地鐵一號線、二號線貫通后，地鐵三號線、四號線正在加緊施工。為保障地鐵安全運營，有必要對地鐵隧道圍巖受列車荷載的影響進行研究。

近年來，國內外學者對動荷載作用下巖石的破壞機制研究成果頗豐。肖豪等通過GDS多功能動三軸試驗系統對不同圍壓下的紅砂巖風化土進行了研究，分析了試樣在動荷載作用下強度特性[1]。杜瑞峰等通過自編程序對動三軸條件下泥質砂巖的變形模量進行了分析，并對試樣的殘余應變及能量耗散規律進行了總結[2]。談亦凡等基于GDS動三軸試驗系統對中風化和全風化砂巖進行了研究，并建立了風化巖石的累計塑性變形的預測模型[3]。何忠明等對不同含水率的路堤粗粒土進行了動三軸試驗，并結合試驗結果對鄧肯-張模型進行了修正[4]。陳志敏等針對鹽漬土路基凍脹、翻漿等病害問題，對不同水泥、石灰及粉煤灰摻量的路基土進行了動三軸試驗研究[5]。冉武平等針對西部地區鹽漬路基土病害問題，對不同應力路徑、含鹽量及含水率下的粗粒硫酸鹽漬土進行了試驗研究，分析了強度、回彈模量的變形規律[6]。聶如松等基于動三軸試驗系統對鐵路路基填料進行了研究，分析了路基填料的孔隙水壓和累計塑性變形的演化規律[7]。劉超等為研究洱海地區的泥炭質土的力學性質，采用GDS系統對土樣進行了動三軸試驗研究，分析了加載頻率、圍壓等影響因素對該地區土的影響規律[8]。唐毯等通過TAW-2000巖石三軸試驗系統對不同圍壓及加載頻率下砂巖的能量耗散機制進行了研究[9]。李麗華等為促進建筑垃圾的循環利用，通過室內大型三軸試驗系統對建筑垃圾混合料的動力特性進行了試驗研究，分析了阻尼比、動彈模量等的變化規律[10]。車高鳳等通過動三軸試驗WF-12440型動三軸-空心圓柱扭剪試驗機對不同應力路徑下的非飽和黃土的累計塑性變形問題進行了研究[11]。

綜上，已有研究對動荷載作用下巖石的變形及破壞機制較為詳細，但對不同影響因素的分析較少。基于此，本文在總結前人成果的基礎上，結合沈陽地鐵四號線的工程實際，對飽和中風化粉砂巖進行動三軸試驗研究，分析不同影響因素對試樣的作用機制，為工程實際提供可靠的理論依據。

1 試驗介紹

1.1 試驗設備

本文地鐵隧道圍巖動三軸試驗均在英國進口的GDS多功能三軸試驗系統上進行，該設備具有軸向、圍壓、孔隙水壓等多套相互獨立的控制系統。可實現正弦波、余弦波、半正弦波的動態加載方式，加載頻率在0～2 Hz范圍內。最大軸向壓力為10 kN，最大圍壓為2 MPa，最大軸向位移為20 mm。加載方式有應力和應變兩種控制方法，試樣在經歷加—卸—加載過程所產生的變形即為累積塑性應變。

1.2 試樣制備

本文試驗用地鐵隧道圍巖取自沈陽地鐵四號線某站基底中風化砂巖。通過鉆孔取芯，將鉆取的巖樣用塑料膜包裹，防止因水分蒸發而導致開裂。本文中風化砂巖取樣深度約為35～40 m，外表呈灰白色，節理裂隙較為發育。運至室內試驗室，經過切割、打磨，最終制得直徑39.1 mm、高80 mm的標準圓柱體。通過巖石力學檢測試驗，得到本文試驗用中風化砂巖的基本物理力學參數見表1。

表1 基本物理力學參數

1.3 試驗方案

首先將試樣放入真空飽和箱中預飽和，之后GDS三軸試驗系統中進行充分飽和，最后對飽和試驗進行固結排水，當超孔隙水壓與反壓相等時，固結完成，施加動應力和靜偏應力。

為模擬地鐵車輛荷載，采用三種動態加載方式進行三軸試驗，根據試驗數據與實測數據對比結果可知，半正弦波加載方式所獲取的試驗數據與地鐵隧道實測數據更為接近，因此本文采用單向等幅的半正弦波來模擬地鐵列車荷載。沈陽地鐵設計時速為80 km/h，單節車廂重約14 t，動應力比計算方法見式(1)。由于本文中風化粉砂巖取自埋深約35～40 m處，因此本文選取圍壓分別為400、500、600和700 kPa。根據現場監測數據，列車經過時不同的速度會導致不同頻率，其中低頻約0.5～0.7 Hz，高頻約2.4～2.7 Hz，因此本文加載頻率取0.5、1、1.5和2.5 Hz。根據已有研究成果可知，巖石類材料的偏應力越大，達到破壞的時間越短，因此，本文取靜偏應力分別為0、50、100、150 kPa進行試驗，靜偏應力比計算方法見式(2)。本文中風化粉砂巖的靜偏應力比、動應力比見表2。

(1)

(2)

式中：ηd為動偏應力比；σd為動應力幅值，MPa，σd=0.26m×(1±0.004)v，m為列車軸重，kg，v為行車速度，m/s；σf為靜極限強度，MPa；ηs為靜偏應力比；σs為靜偏應力，MPa。根據上述試驗參數的確定方法，本文試驗方案見表2。

表2 試驗方案

2 試驗結果分析

2.1 靜偏應力比作用分析

為分析不同靜偏應力比作用下中風化砂巖的累計塑性變形問題，根據表2，采用控制變量法進行試驗研究，即保持動應力比、加載頻率及圍壓不變，通過改變靜偏應力比來分析其影響機制。

圖1(a)為不同靜偏應力比下中風化粉砂巖的累計塑性應變隨加載循環次數的演化曲線，由圖可知，當靜偏應力比為0.369時，累計塑性應變曲線表現為穩定型，即隨著加載循環次數的逐漸增大，曲線斜率逐漸減小，且逐漸趨于某一恒定值，試樣未發生破壞；當靜偏應力比為0.5時，累計塑性應變曲線表現為非穩定型，即隨著加載循環次數的逐漸增大，曲線斜率開始呈逐漸減小變化趨勢，當加載循環次數達到一定值時，曲線斜率逐漸增大，累計塑性變形迅速增大，試樣破壞。圖1(b)為加載循環600次對應的累計塑性應變隨靜偏應力比分布曲線，由圖可知，累計塑性應變與靜偏應力比呈指數函數遞增關系，當靜偏應力比為0時，累計塑性應變為0.386%，當靜偏應力比為0.369時，累計塑性應變為0.728%，較靜偏應力比為0時增長了約88.6%，而此時累計塑性應變演化曲線仍表現為穩定型；當靜偏應力比為0.5時，累計塑性應變為2.038%，較靜偏應力比為0時增長了約427.98%，可見，靜偏應力比的增大使得巖樣的損傷程度明顯加重。原因是飽和中風化砂巖內部顆粒間的膠結作用受到破壞，黏結能力下降，在循環加—卸載作用下，試樣內部原始微缺陷、微裂隙不斷擴展，導致試樣劣化程度逐漸加重，當靜偏應力比增大至某一值時，試樣內部裂隙相互貫通，形成宏觀裂縫，失穩破壞。根據本文研究可知，中風化粉砂巖的臨界靜偏應力比在0.369～0.5之間。

圖1 不同靜偏應力比累計塑性應變演化曲線

2.2 動應力比作用分析

為分析不同動應力比作用下中風化砂巖的累計塑性變形問題，根據表2，采用控制變量法進行試驗研究，即保持靜偏應力比、加載頻率及圍壓不變，通過改變動應力比來分析其影響機制。

圖2(a)為不同動應力比下中風化粉砂巖的累計塑性應變隨加載循環次數的演化曲線，由圖可知，當動應力比小于0.048時，累計塑性應變曲線表現為穩定型；當動應力比為0.07時，累計塑性應變曲線表現為非穩定型。不同動應力比下累計塑性應變曲線的變化趨勢與不同靜偏應力類似。圖2(b)為加載循環600次對應的累計塑性應變隨動應力比分布曲線，由圖可知，累計塑性應變與動應力比呈指數函數遞增關系，當動應力比為0.024時，累計塑性應變為0.546%，當動應力比為0.048時，累計塑性應變為0.897%，較動應力比為0.024時增長了約64.29%，而此時累計塑性應變演化曲線仍表現為穩定型；當動應力比為0.07時，累計塑性應變為1.803%，較動應力比為0.024時增長了約230.22%，可見，動應力比的增大使得巖樣的損傷程度明顯加重。原因是飽和中風化砂巖與未風化砂巖相比，其內部裂隙相對較多，顆粒間膠結作用較弱，當動應力達到某一值時，試樣發生失穩破壞。根據本文研究可知，中風化粉砂巖的臨界動應力比在0.048～0.07之間。

圖2 不同動應力比累計塑性應變演化曲線

2.3 加載頻率作用分析

為分析不同加載頻率作用下中風化粉砂巖的累計塑性變形問題，根據表2，采用控制變量法進行試驗研究，即保持靜偏應力比、動應力比及圍壓不變，通過改變加載頻率來分析其影響機制。

圖3(a)為不同加載頻率下中風化粉砂巖的累計塑性應變隨加載循環次數的演化曲線，由圖可知，不同加載頻率下，中風化粉砂巖的累計塑性應變曲線均表現為穩定型，試樣未發生破壞。圖3(b)為加載循環600次對應的累計塑性應變隨加載頻率分布曲線，由圖可知，累計塑性應變與加載頻率之間呈線性函數遞減關系，當加載頻率為0.5 Hz時，累計塑性應變為0.995%，當加載頻率為2.0 Hz時，累計塑性應變為0.496%，加載頻率由0.5 Hz增至2.0 Hz，累計塑性應變減小了約50.15%，可見，加載頻率的增大使得巖樣的損傷程度減輕。原因可解釋為，當加載頻率較小時，荷載作用在試樣上的時間更長，進而使得裂隙充分發育，損傷加重，累計塑性變形增大。

圖3 不同動應力比累計塑性應變演化曲線

2.4 圍壓作用分析

為分析不同圍壓作用下中風化粉砂巖的累計塑性變形問題，根據表2，采用控制變量法進行試驗研究，即保持靜偏應力比、動應力比及加載頻率不變，通過改變圍壓來分析其影響機制。

圖4(a)為不同圍壓下中風化粉砂巖的累計塑性應變隨加載循環次數的演化曲線，由圖可知，不同圍壓下，中風化粉砂巖的累計塑性應變曲線均表現為穩定型，試樣未發生破壞。圖4(b)為加載循環600次對應的累計塑性應變隨圍壓分布曲線，由圖可知，累計塑性應變與圍壓之間呈線性函數遞減關系，當圍壓為400 kPa時，累計塑性應變為0.844%，當圍壓為700 kPa時，累計塑性應變為0.437%，圍壓由400 kPa增至700 kPa，累計塑性應變減小了48.22%，可見，圍壓的增大使得巖樣的損傷程度明顯減輕。原因是圍壓作用下，飽水中風化粉砂巖內部孔隙和缺陷重新排列，內部顆粒間更加密實，進而使得試樣的整體性能等到提升，累計塑性變形減小。

圖4 不同動應力比累計塑性應變演化曲線

3 結論

(1)隨著加載循環次數的逐漸增大，當靜偏應力比為0.369時，累計塑性應變曲線表現為穩定型；當靜偏應力比為0.5時，累計塑性應變曲線表現為非穩定型。累計塑性應變與靜偏應力比呈指數函數遞增關系。

(2)隨著加載循環次數的逐漸增大，當動應力比小于0.048時，累計塑性應變曲線表現為穩定型；當動應力比為0.07時，累計塑性應變曲線表現為非穩定型。累計塑性應變與動應力比呈指數函數遞增關系。

(3)隨著加載循環次數的逐漸增大，不同加載頻率下中風化粉砂巖的累計塑性應變曲線均表現為穩定型。累計塑性應變與加載頻率之間呈線性函數遞減關系。

(4)隨著加載循環次數的逐漸增大，不同圍壓下中風化粉砂巖的累計塑性應變曲線均表現為穩定型。累計塑性應變與圍壓之間呈線性函數遞減關系。