破坏性试验范文（精选10篇）
破坏性试验 第1篇
桩基础竖向抗压静载试验, 是规范中规定的一种采用近似于抗压桩实际工作情况的现场试验方法, 用来确定桩基础的竖向抗压极限承载力[1]。试验时桩顶端荷载逐级增加, 并同时测量记录桩顶沉降, 最终可得到试桩静载Q—S曲线, 在桩身钢筋笼中埋设应力应变量测元件时, 还可以测得桩侧各土层的极限摩阻力和桩端的端承力[2]。
本文通过对杭州某体育场工程的几根采用桩端后注浆技术的抗压试桩进行了破坏性静载试验, 分析了其在极限荷载作用下的受力性状。通过比较得到在竖向极限承载力作用下, 单位侧阻的极限值比工程地质报告提供的侧阻极限值提高了2%~29%, 下部土层比上部土层侧阻值增加多数要高。极限承载力下单位面积端阻力值比地质报告所提供值高1%~94%, 平均提高达46%。
1 工程资料
本工程项目位于杭州市钱江过江隧道西南。工程总建筑面积约220 000 m2, 其中地下建筑面积约为60 000 m2, 地上建筑面积约为160 000 m2。体育场地上3层, 地下1层, 高度58.30 m, 框架结构。基础设计采用钻孔灌注桩, 桩径分别为700 mm, 800 mm, 持力层为 (6) -2层卵石层, 入持力层深度2 m, 桩长为39 m~40.5 m;另另外外11 000000 mmmm持持力力层层为为 (6) (6) --33层层卵卵石石层层, , 入入持持力力层层深深度度为为11 mm, , 桩桩长为47 m~49 m, 并均采用桩底注浆。桩身采用C45混凝土。
2 静载试验试桩情况
设计初步要求单桩竖向抗压承载力特征值为3 900 k N (桩径700 mm, 注浆后) 、5 000 k N (桩径800 mm, 注浆后) 、7 400 k N (桩径1 000 mm, 注浆后) 。笔者对本工程做了9根破坏性静载试验桩 (最大加载安全系数为2.4倍) , 这9根破坏性静载试验桩的施工记录见表1。
3 静载试验测试结果及分析
对9根破坏性试桩采用了慢速维持荷载法进行静载试验, 并绘制了荷载与沉降量Q—S曲线, 由于篇幅限制, 这里只列举其中具具有有代代表表性性的的SS11, , SS33两两根根桩桩, , 见见图图11, , 图图22。。
从图中数据可看出:
1) S1号试桩加载到7 800 k N时, 桩顶及桩底沉降量突然加大, 桩顶累计沉降量为55.17 mm (桩顶本级沉降量为32.11 mm) , 桩端累计沉降为37.38 mm (桩端本级沉降为29.91 mm) , 且桩顶压力下降至4 600 k N, 但桩身混凝土压缩量正常, 因此判断为桩端刺入破坏, 故终止加载。卸载后测得桩顶回弹量为0.29 mm, 桩顶残余沉降量为54.88 mm, 桩端回弹量为0.06 mm, 桩端残余沉降量为37.32 mm。2) S3号试桩加载到14 800 k N时, 桩顶沉降突然加大, 且桩头及桩身浅部有明显裂缝, 压力下降至8 680 k N且不稳定, 当桩顶累计沉降量达到53.01 mm (本级沉降到20.59 mm) , 桩端累计沉降达到14.24 mm (桩端本级沉降到2.18 mm) , 故终止加载。卸载后测得桩顶回弹量为2.35 mm, 桩顶残余沉降量为50.66 mm, 桩端回弹量为0.81 mm, 桩端残余沉降量为13.43 mm。判断为桩身浅部破坏。3) 根据试验数据, 除了S3号试桩之外, 其余试桩均为桩端刺入破坏。
4 桩身钢筋应力计测试结果
笔者通过在试桩钢筋笼内预埋了8个断面的钢筋应力计, 分析试桩在竖向荷载作用下的桩身应力—应变特性。实测极限承载力下的侧阻见表2。通过比较得到在竖向极限承载力作用下, 单位侧阻的极限值比工程地质报告提供的侧阻极限值提高了2%~29%, 下部土层比上部土层侧阻值增加多数要高。另外, 极限承载力下单位面积端阻力值S1为6 114 k Pa, S5为8 744 k Pa, S9为9 683 k Pa, S4为7 798 k Pa, S8为7 875 k Pa, S12为8 543 k Pa, S3为5 429 k Pa, S7为6 904 k Pa, S11为5 879 k Pa。极限承载力下单位面积端阻力值比地质报告所提供值高1%~94%, 平均提高达46%。
因此采用桩端后注浆技术可以大幅度提高单位面积端阻力值, 并可以提高桩侧阻值[3]。
5 结语
经对杭州某体育场9根工程抗拔桩破坏性静载试验分析表明:
1) 采用桩端注浆后, 钻孔桩破坏时产生了桩端刺入破坏和桩身浅部破坏两种破坏情况, 根据试验数据, 除了S3号试桩之外, 其余试桩均为桩端刺入破坏。2) 通过比较得到在竖向极限承载力作用下, 单位侧阻的极限值比工程地质报告提供的侧阻极限值提高了2%~29%, 下部土层比上部土层侧阻值增加多数要高。极限承载力下单位面积端阻力值比地质报告所提供值高1%~94%, 平均提高达46%。3) 采用桩端后注浆技术可以大幅度提高单位面积端阻力值, 并可以提高桩侧阻值。
摘要：结合某工程桩端注浆抗压桩破坏性静载试验, 通过桩身埋设钢筋应力计对各土层的平均极限侧阻值进行了分析, 得到在竖向极限承载力作用下, 单位侧阻的极限值比工程地质报告提供的侧阻极限值提高了2%~29%, 下部土层比上部土层侧阻值增加多数要高等结论。
关键词：注浆抗压桩,端阻力,侧阻力,静载试验
参考文献
[1]JGJ 94-2008, 建筑桩基技术规范[S].
[2]张忠苗.桩基工程[M].北京:中国建筑工业出版社, 2009.
复合材料接头试验件破坏过程模拟 第2篇
基于通用有限元分析软件ABAQUS,分析了复合材料π形接头试验件的应力分布情况,采用最大应力准则和消层模型模拟了试验件的破坏过程,并研究了π形接头试验件R区的半径和腹板厚度因素对失效载荷的影响.
作 者：赵丽滨 董沛 李嘉玺 黄海 梁宪珠 曹正华 作者单位：赵丽滨,董沛,李嘉玺,黄海(北京航空航天大学宇航学院)
梁宪珠,曹正华(北京航空制造工程研究所)
破坏性试验 第3篇
关键词:土质边坡;渐进性破坏;数值模拟;物理相似模拟试验
边坡的破坏是一个渐进的过程,这个概念早在20世纪60年代,Skempton在研究超固结粘土边坡的稳定性时就提出了。他认为,土体的强度并非在整个滑裂面上同时发挥作用,而是当土中某一点的剪应力增加到超过土的强度时,该点发生剪切破坏。由于这种剪切破坏逐渐传递,使得渐进破坏面逐渐扩大,最后当滑动推力上升到超过滑裂面的抗剪强度时便发生坡体的整体滑动。所以,滑坡是一个土体随时间而缓慢变形并最终突然崩塌的过程。
对于一定的坡型和坡体材料,其坡脚的塑性区范围是一定的。而一旦出现局部塑性破坏区,该区域的承载能力会明显下降,坡体应力场会出现重新调整,并导致新的塑性破坏区的产生。新的塑性破坏区在形成过程中,释放残余能量,该残余能量将向塑性破坏区周围的弹性区扩展,使之受到其影响,而受到影响最大的是其临近区域。这些区域的某些范围可能由于叠加到相邻塑性破坏区所释放的能量,而超过其弹性强度,从而进入塑性破坏区。这样在不断的能量释放、转移、调整过程中,塑性破坏区范围不断扩大,破坏面不断延伸,释放的能量不断减小,当到达一定程度,弹性区在叠加了残余能量以后,所受到的应力仍然小于材料的弹性强度,则塑性破坏区不再扩展,破坏面不再扩大。但是该叠加应力若大于材料的弹性强度,则塑性区继续扩展,直至破坏面形成。本项研究基于渐进破坏理论,采用有限元数值计算分析方法,对土质边坡的渐进破坏过程进行模拟,并通过室内的物理相似模拟试验对其进行验证。
一、土质边坡渐进破坏分析程序设计
1.有限元建模
本程序采用有限元建模FORTRAN90编写程序。由一个主程序和30个子程序所构成。程序编写时,把主要部分划分成几个子块,每一子块完成一项工作,并将可能用得比较多的程序段,用一个个小的子程序编写出来,便于多次调用。主程序主要用于控制运算路径和进程,各个子程序分块编写,分级调用。这种模块化的结构体系便于程序的编写、修改、调试,是化繁为简的行之有效的方法。
程序编写根据有限元建模的一般步骤进行,将网格自动生成、单元刚度矩阵、整体刚度矩阵、荷载列向量、解方程出位移等编写成子程序,在主程序MAIN中顺次调用。经过程序的一次运算后,可以得到边坡模型中各单元形心应力及处理后的绕节点平均应力。
2.FORTRAN程序实现渐进破坏过程
上述一次程序运算完毕,求出边坡的弹性应力场,计算出节点位移、单元及节点应力。然后根据德鲁克-普拉格强度准则求出系统的超过强度条件的最不安全单元,标记下来,对该单元进行处理,将其强度降低,并将其过量应力按照弹塑性力学的原理分配到该单元节点上。对破坏单元进行处理通常是将弹性模量E降低,一般降低为原弹性模量的 左右。修改好破坏单元的参数后,一个新的模型诞生。该模型中,与前次破坏单元相关的节点获得了破坏单元卸载的过量载荷,使得这些单元较其他单元更有可能称为下一破坏单元。也就是说,与破坏单元相邻的单元是下一级破坏单元产生的区域,这与很多理论研究和实验结果都是一致的。
处理后的单元与其他单元一起进入程序第二次运算,得到新的破坏单元,对新的破坏单元给予同样的强度折减处理,再运算,如此循环,直至破坏单元的数量不再增加,说明破坏面延伸至此终止,程序运行结束。
这样,在载荷不变的情况下,坡体从第一批屈服破坏单元开始出现,直至最终滑动面生成,清晰的体现了渐进的思想。屈服破坏区域逐渐扩大,破坏单元逐渐增多,破坏滑动面逐渐“生成”,渐进的过程一目了然。
3.程序运算结果
经过本程序计算后,破坏单元呈“渐进”方式出现,即破坏单元数目越来越多,破坏区域越来越大。将破坏单元渐进出现的区域及次序用图1展示。图1中,标有数字的单元就是破坏单元,数字1、2、3表示的是单元破坏的次序。图中所示破坏单元构成的是一个破坏区域,而不是理论上所说的破坏面,这是因为程序计算所取精度的关系。
二、物理相似模拟试验
1.试验设计
根据边坡实际尺寸和模型架装置尺寸,选择模型边坡顶部宽度为0.4米,坡高0.65米,坡体底面宽度取1.05米,模型厚度为0.25米。
填筑模型所用材料全部采用现场采集的砂土,进行破碎、筛分处理后,分层填装。根据路基填筑施工中采用的分层高度,并考虑模型填筑的方便,模型填筑的分层高度取5cm。整个边坡模型高度为0.65m,共分13层进行填装。在每次分层填筑后,于适当位置放置自制观测元件,直至整个模型填筑完毕。自制测点交错布置,呈梅花桩形式排列,共布置8层24个测点。
模型填筑完成时,用相机记录各个自制测点的位置。模型填筑完毕一天后,进行加载。荷载施加完毕后待模型稳定时,每间隔一段时间再用直尺测一次位移变化,并用相机记录下此刻的测点位置,从而得到各测点的位移变化量。
2.试验结果分析
在模型填筑完毕,荷载加上去不多时,可以很清楚的发现,测点位置发生了改变。随着荷载施加,自制测点的位移开始发生比较大的变化,并在坡脚附近出现第一道裂纹。一旦裂纹出现,坡体的强度必然发生比较大的变化,可以看到,坡体里面的测点发生了很明显的位移变化。随着荷载施加,裂纹开始开展,慢慢“长成”为一条裂缝,见图2与图3。
可以看到,在裂缝的上下测点位移的变化情况有了很大的不同,裂缝以上的部分,测点位移发生了相当大的变化,可以看到,从第一幅到第三幅,位移变化有5cm之多,且对照三幅图斜坡面上竖向裂缝的位置,说明坡体沿着裂缝开始下滑了。而裂缝以下部分的测点位移基本没有什么变化,这也从一定程度上说明该试验坡体的破坏不是整体的坍塌过程,而是裂缝局部发展扩大的渐进过程。
需要说明的是,由于土质拌合均匀程度、夯实均匀程度以及实验条件等一些问题,使得裂缝不像理论值那样规整,但裂缝的形状已能在一定程度上说明问题。通过试验记录下来的数据与用相机拍摄的图片,证明了试验结果与本文数值模拟的结果一致,坡体在自重和外载作用下发生的渐进破坏是从坡脚开始,并逐渐发展形成最终的滑动面。
三、結语
边坡破坏不是瞬时发生的整体破坏,而是从坡体局部出现裂缝,并一步步“生长”,形成滑动面的渐进破坏过程。
经过自己编写程序的运算,可以追踪到边坡破坏单元渐进出现的过程,从而证明边坡破坏渐进理论的正确性。
破坏性试验 第4篇
1工程情况
某幼儿园设计为四层框架结构房屋, 现已经施工至三层, 业主发现该建筑二层楼板存在部分开裂现象, 与该建筑相临的另一栋办公楼于同期施工的, 并未出现这种情况。经查该建筑施工资料齐全且同期试块抗压强度均能满足设计要求。因该建筑今后使用人群的特殊性, 为了进一步验证该建筑二层楼板的安全性, 经各方探讨由我中心对该建筑二层开裂较为严重的一块板进行非破坏性加载试验。
2检测指标
根据 ( GB 50152 - 2012) 的规定, 楼板的跨中挠度实测值按下式确定:
式中:
aso—试验荷载作用下楼板跨中挠度实测值 ( mm)
aqo—消除支座沉降后在外加试验荷载作用下的楼板跨中挠度实测值 ( mm)
ago—楼板自重产生的跨中挠度值 ( mm)
abo—从外加试验荷载开始至构件出现裂缝的前一级荷载为止的加载值产生跨中挠度实测值 ( mm)
Vmo—外加试验荷载作用下楼板跨中的位移实测值 ( mm)
Mg—楼板自重产生的跨中弯矩值 ( k N·m)
Mb—从外加试验荷载开始至构件出现裂缝的前一级荷载为止的加载值产生跨中弯矩值 ( k N·m)
v10、v20、v30、v40—外加试验荷载作用下支座沉陷位移实测值 ( mm) 。依据规范GB50010 - 2010的规定, 在正常使用荷载下, 混凝土楼板的最大允许挠度为: L / 200 = 2600 mm /200 = 13 mm ( 其中L为构件的计算跨度, 且L≤6 m时) ; 依据《混凝土结构工程施工质量验收规范 ( 2011年版) 》 ( GB50204 - 2002) 的规定, 长期效应作用下室内正常环境钢筋混凝土梁板受力裂缝的最大裂缝宽度允许值为0. 3 mm。
3试验准备
根据有关标准 ( GB50009 - 2012) 、 ( GB50152 - 2012) 以及结合现场实际情况, 制定荷载试验方案。 相关设计参数如下。
楼板恒载:
混凝土自重0.1 m×25.0 k N/m3=2.5 k N/m2;
板面装修荷载1.5 k N/m2;
合计2.5 k N/m2+1.5 k N/m2=4.0 k N/m2。
楼板均布活荷载标准值为2.0 k N/m2;
楼板正常使用状态短期检验荷载值 ( 即设计标准值)
楼板检验终止加载荷载值取设计荷载值
外加检验荷载值
外加荷载总重
5. 1 k N / m2× 6. 2 m × 2. 6 m = 82. 2 k N
试验前, 先在记录纸画出现有裂缝的位置, 使用裂缝观测仪检测现有裂缝宽度大小, 并在裂缝的头尾两端做好标记, 在前面工作做好后, 在检验楼板下方沿梁向搭设牢靠稳定的架子, 其上安置钢管或钢板用以架设百分表, 且在整个试验过程中, 架子的稳定性不能受到任何影响; 摆放百分表的钢管或钢板面与试验板底的距离应在300 mm左右, 以确保百分表的正确安装。
4现场试验
本次检验按楼板的荷载进行控制, 基本分为6级加载, 每级加载值分别为60% SS、80% SS、100% SS、110% SS、120% SS、126% SS ( 考虑构件自重) 。 持荷时间: 在100% SS、126% SS荷载等级下持荷30分钟, 其余各级加荷完成后持荷10分钟。每级持荷完成后读取各百分表数值, 并观察楼板及周边砼梁是否出现新裂缝。
加载终止后第一级卸载至100% SS, 持荷10分钟, 读取百分表读数; 第二级卸载至80% SS, 持荷10分钟, 读取百分表读数; 第三级卸完所有外加试验荷载, 待30分钟后, 再读取百分表读数。加载物为未拆封袋装水泥, 标称重量为每包50. 0 kg, 现场仪表安装及加荷过程详见图1、2。
5试验结果
试验的楼板在各级外加荷载作用下的实测挠度值详见图3。
在消除支座沉降后在外加试验荷载作用下的楼板跨中挠度实测值aq0= 1. 51 mm。楼板自重产生的跨中挠度值ag0= 0. 50 mm
试验荷载作用下楼板跨中挠度实测值as0= aq0+ ag0= 2. 01 mm, 而根据规范规定, 该楼板的允许最大挠度值ymax= L /200 = 2600 mm /200 = 13 mm, 所以该楼板在试验荷载作用下板中挠度实测值小于规范允许的挠度值。
6小结
在试验楼板加载并持荷过程中对检测楼板的砼板底和四周砼梁进行勘察, 未发现裂缝有继续开展或加大的现象, 未发现有新的裂缝产生。
参考文献
[1]GB50152-2012, 混凝土结构试验方法标准[S].
[2]GB 50009-2012, 建筑结构荷载规范[S].
[3]GB50204-2002, 混凝土结构工程施工质量验收规范 (2011年版) [S].
[4]GB50152-2012, 混凝土结构试验方法标准[S].
破坏性地震应急预案 第5篇
1.1为保证地震应急工作可靠、高效、有序进行，最大限度地减轻地震灾害，根据国办发〔〕54号文印发的《国家破坏性地震应急预案》的要求，结合电力工业的特点和实际，制定本预案。
1.2电力系统各地区各级电力企业，当本地区发生一般破坏性地震、严重破坏性地震，造成特大损失的严重破坏性地震后都要作出应急反应，立即按应急预案投入抗震救灾;在国务院或地方人民政府抗震救灾指挥部统一领导下，做好“电力保障”的一切应急工作和“紧急支援”工
作。
1.3本规定适用于中国境内电力系统各级电力企业。
2.抗震救灾机构的设立
2.1电力系统各级电力企业抗震救灾机构的组成：
指挥长：本级第一行政负责人、企业法人代表。
副指挥长：本级行政分管电力生产、建设负责人。
成员：本级各职能部门负责人(含消防、保卫、卫生、交通负责人)。
2.2抗震救灾指挥部的成立
当接到当地地方政府预报或发生一般破坏性及以上地震后，有关电力企业的抗震救灾机构即宣告成为抗震救灾指挥部，并进入临震应急期或震后应急期;
当发生严重破坏性及以上地震后，网局或省电力局(公司)的抗震救灾机构即宣告成为抗震救灾指挥部并进入震后应急期;
当发生造成特大损失的严重破坏性地震后，部(国家电力公司)的抗震救灾机构即宣告成为临时抗震救灾指挥部并进入震后应急期。
2.3抗震救灾指挥部履行指挥及组织协调破坏性地震应急工作及抗震救灾工作职责。
2.4各电力企业在接到当地人民政府预报或破坏性地震后应立即向上一级抗震救灾机构报告，同时直接报告电力工业部抗震救灾机构。
3.发生破坏性地震的应急反应
3.1一般破坏性地震的应急反应
3.1.1一般破坏性地震是指造成一定数量的人员伤亡和经济损失(指标低于严重破坏性地震)的地震。
3.1.2本地区发生一般破坏性地震后，地方有关电力企业抗震救灾指挥部立即按本预案作出“电力保障”的应急反应;网或省电力局(公司)抗震救灾指挥部要迅速了解震性、灾情，包括电业职工的伤亡及电力设施、设备受破坏情况和供电受损情况，确定应急工作规模，报告省
政府及电力部，并在省政府抗震救灾指挥部统一领导下，做好协调“电力保障”的应急工作。
3.2严重破坏性地震的应急反应
3.2.1严重破坏性地震是指造成人员死亡200人到1000人，直接经济损失达本省(自治区、直辖市)上一年国内生产总值1～5%的地震。在100万人口以上的大城市或地区发生大于6.5级、小于7.0级的地震;或在50万～100万人口的城市或地区发生7.0级以上的地震，也视为严重破坏性地震。
3.2.2本省发生严重破坏性地震后，网局或省电力局(公司)抗震救灾指挥部立即按本预案作出“电力保障”的应急反应，立即与省政府抗震救灾指挥部取得联系并报电力部，迅速查清人员伤亡、电力设备、设施、供电受损情况，指挥、协调“电力保障”的应急工作。
3.2.3 网局或省电力局(公司)抗震救灾指挥部要在本系统内组织人力、物力，在省政府抗震救灾指挥部统一领导和调动下，对地震灾区进行“紧急支援”工作。
3.3造成特大损失的严重破坏性地震的应急反应。
3.3.1造成特大损失的严重破坏性地震是造成人员死亡数超过1000人，直接经济损失超过本省(自治区、直辖市)上一年国内生产总值5%以上的地震，在100万人口的大城市或地区发生7.0级以上的地震也视为造成特大损失的严重破坏性地震。
3.3.2发生造成特大损失的严重破坏性地震后，部(国家电力公司)临时抗震救灾指挥部、地震区所在的网局或省电力局(公司)抗震救灾指挥部，立即按本预案作出“电力保障”的应急反应：网局或省电力局(公司)抗震救灾指挥部要在省政府抗震救灾指挥部统一领导和调动
下，迅速组织本系统的力量投入“电力保障”的应急工作和“紧急支援”工作;部(国家电力公司)临时抗震救灾指挥部要在国务院临时抗震救灾指挥部统一领导和调动下，迅速组织协调全系统的力量投入“电力保障”和“紧急支援”工作。
3.3.3当发生造成特大损失的严重破坏性地震后，部(国家电力公司)临时抗震救灾指挥部要立即派出联络员参加国务院临时抗震救灾指挥部(国家地震局为指挥部办事机构)，并在指挥部统一领导下，负责与本部联络。
4.临震应急期“电力保障”应急的准备工作
4.1接到地方政府抗震救灾指挥部预报通知后，地方有关电力企业抗震救灾指挥部即进入临震应急期。
4.2进入临震应急期“电力保障”等项应急准备工作。
(1)做好抗震救灾物资准备工作。包括电力设备、设施，供电线路和通信线路一旦遭地震破坏恢复所需的物资、器材准备;对震后可能引发火灾及时扑灭制止火灾>延的各种准备;交通车辆应急使用的准备;抢救的医疗物资准备等。
(2)做好电力调度工作。对可能受地震影响或地震产生的次生灾害危及的电源设备、设施，要做好运行方式的调整或变更，特别是对核电站、水电站要按受危害最小和损失最小的原则做好运行方式变更的预案，并经其主管机构或主管负责人批准后实施。
(3)做好重要用户备用电源的应急等项工作。临震应急期要派人催促重要用户(如水源厂(地)、公安、消防、监狱等重要用户)对备用电源进行检查，使其处于应急可靠备用状态;供电部门还要准备必要的移动或应急电源，确保重要用户应急之用。
(4)人员组织和分工
发供电企业运行值班人员要坚守岗位，精心操作;各级调度值班人员要严肃调度纪律，进入“临战状态”，下达命令正确，执行命令准确无误，保证地震期间电力调度无差错;要组织好抢险队伍，并做好分工使处于应急状态。
(5)对地震后可能发生危及电力设备、设施的地质灾害，如滑坡、塌方，泥石流、地面沉降下陷，裂缝等采取紧急预防措施或加固措施。
(6)接到避震通知后，协助当地政府做好电业职工及家属的避震疏散工作。
5.破坏性地震震后应急期的“电力保障”及“紧急支援”工作
(1)发生破坏性地震后，当地有关电力企业在抗震救灾指挥部领导下，立即查清地震造成电力设备、设施的破坏情况，查清供电线路、通信系统受损情况，立即投入抗震救灾和自救恢复工作，并迅速向上级报告。
(2)网局或省电力局(公司)抗震救灾指挥部迅速组织本系统力量协助地震区电力企业恢复被破坏的发、输、变、配电力设施和电力调度通信设施功能，电力调度要保障重要用户及灾区用电供应。
(3)网局或省电力局(公司)抗震救灾指挥部应根据需要组织力量奔赴受地震危害的电力建设工程参加抢险、抢救工作，尽可能减少损失。
(4)电力保障工作还包括对震后受次生灾害危及的电力设备、设施采取紧急处置措施，加强监视和检测，防止灾害扩展，减轻或消除污染危害。
(5)各级电力系统的医疗队伍，交通车辆等处于可调用状态，随时>从省政府抗震救灾指挥部门调动，奔赴地震灾害地区参加抗震救灾的“紧急支援”工作。
(6)地震区域各级电力企业的保卫部门除加强本企业治安管理和安全保卫工作外，还要协助地震灾区公安部门预防和打击各种违法犯罪活动。
破坏性试验 第6篇
一、试验工况及相关参数
就布料机臂杆的受力而言, 显然是在臂杆水平全伸时最为危险, 因此, 做臂杆s强度试验时, 仅考虑这一最危险工况即可。
在此次试验中, 根据臂杆各节的长短, 按照实际工况中应载混凝土30 kg/m, 乘以工作载荷、风载等系数 (1.5) 来确定各节臂杆重力点处悬挂的砝码质量。计算结果为:在中臂距大头5 600 mm处挂510 kg的砝码, 在小臂距大头4 500 mm处挂400 kg的砝码, 其余配件均按照设计要求设置。臂杆在试验台重载, 重载试验周期为1个月, 试验期间对砝码进行质量不等的更换, 同时根据工况进行大小臂小角度的升降操作。
二、试验结果
1. 试验结果。
。臂杆距中臂小头端部约750 mm处发生折臂。弯折处下板翘起后折叠, 立板分别向内、向外弯曲, 焊缝开裂。
2. 焊缝开裂情况。
弯折中心部位的立板与底板焊缝有一段长约100 mm的虚焊, 底板焊缝位置为钢板原色, 另一边立板焊缝断裂处仅宽2 mm。
三、原因分析
在对设计图纸进行反复计算核实后, 首先排除了设计缺陷。尔后, 根据臂杆弯折中心有一段长度近100 mm的焊缝虚焊, 所以初步判断这段虚焊是造成此次试验结果的主要原因。
上板及立板上部所受的力为拉力, 在受力状态下, 上板应拉伸;在正常状态下, 受力越大, 对立板的压力就越大, 而焊缝的受力却不大, 因而即使焊缝开裂, 也不会造成臂杆失稳。下板受力为压力, 在正常状态下, 也是受力越大, 对底板及立板下部的压力越大。在钢板强度满足要求的情况下, 此时臂杆箱体处于稳定状态。因此, 上、下板与立板间的焊缝设计为连系焊缝。但在此次试验中, 由于折弯处焊缝为虚焊, 因而在臂杆受力过大或负荷变动过大时, 下板就会在虚焊处出现外鼓 (也不排除因钢板不平或焊接变形而造成先天性外鼓) , 立板虚焊处也会同时出现凹凸。此时, 臂杆处于失稳的临界状态。随着臂杆负荷的加大, 臂杆会进一步弯曲, 下板的外鼓和立板虚焊处的凹凸会急剧加大, 同时会撕裂相邻焊缝, 导致立板及底板失稳, 最终造成箱体弯折。
根据以上分析可知, 在此次试验中, 导致臂杆弯折的因素有两个:一是臂杆弯折处存在焊缝缺陷, 二是臂杆受力过大或载荷变动过大。
根据虚焊 (开焊) 长度 (约100 mm) 、正常载荷时底板所受水平压力 (约为25 t) 和冲击载荷作用到底板上的力 (约为33 t) , 可套用压杆临界力计算公式 (1) , 计算出底板的失稳临界力。
式 (1) 中, Plj为失稳临界力;π为常数, 取3.14;E为材料的弹性模量, 取2106 g/cm2;I为底板的惯性矩, I=b h3/12=22.60.63/12=0.406 8 cm4;l为开焊处的长度, 取10 cm。
将上述数据代入式 (1) , 可计算得出底板的失稳临界力为80 217 kg。但该数值远大于正常载荷时底板所受的水平压力, 即在正常工作时, 即使存在100 mm长的虚焊, 底板也应处于稳定状态。这也是虽然存在虚焊问题, 而臂杆在开始试验时仍能正常工作的根本原因。由此, 也排除了开焊因素和超限因素。
在将上述因素一一排除之后, 臂杆损坏的原因就只能归结于交变载荷了。载荷大时, 底板受压大, 底板压缩;载荷小时, 底板拉伸。在伸缩过程中, 底板的受压中心有可能会偏离, 造成此前所述的底板下鼓和整体失稳。
四、结论
布料机臂杆工作时, 有油缸受力、连杆受力等集中力作用点多的特点, 故应力集中严重, 且超载量不易控制。从各臂受力情况及试验时的压力情况来看, 中臂两端的应力最大, 这也与臂杆试验中出现破坏的区域相符。因此, 在臂杆设计中, 需要重点考虑各臂节前后端的结构形式和焊缝设计。
危岩解体破坏的试验分析 第7篇
一、试验模型设计
(一) 试验目的。针对危岩破坏时呈现明显的解体现象, 而影响其解体特征的因素包括危岩体的高宽比、危岩体的倾角和危岩体内部砌块间的粘结方式, 本项目建立危岩解体破坏试验模型, 研究不同高宽比、倾角及粘结方式下危岩体解体方式和初始开裂位置, 以及在整个试验过程中开裂缝在危岩体表面分布特征, 为实施灰岩地区危岩结构解体机制研究提供试验依据。本试验是小尺度的室内模型试验。
(二) 试验模型。试验模型由危岩、危岩后部支撑壁面、危岩底部抽拉板、搁置于抽拉板上的标准尺寸楔块和观测系统五部分组成。
1.危岩。危岩由标准尺寸的普通烧结砖块 (240mm×115mm×53mm) 砌筑而成, 厚度为720mm, 高度按530mm、795mm和1060mm设置, 宽度按230mm、345mm和460mm设置, 砖块之间的粘结按无粘结、粘土粘结和M5砂浆粘结设置, 同时砖块与砖块之间需做勾缝处理, 模型表面力求平整光滑, 倾斜依靠在墙壁上。
2.危岩后部支撑壁面。危岩后部支撑壁面由一表面平整、空间尺寸较大的墙面代替。
3.危岩底部抽拉板。危岩底部抽拉板由带滚轮的小型拉车构成。
4.标准尺寸楔块。搁置于抽拉板上的标准尺寸楔块共3个, 倾斜角度分别按10°、20°和30°设置, 主要作用是使放置在楔块上的危岩体呈80°、70°和60°的倾斜角度。
5.观测系统。高清DV摄像机, 获取危岩解体过程的视频资料。
除了上述各部分外, 我们还需要租赁脚手架和定滑轮, 因为当楔块倾斜角度较大时, 在楔块表面直接砌筑模型困难较大, 因此我们事先在平整的地面砌筑模型, 然后通过架设于脚手架上的定滑轮将模型提升到楔块上。
二、试验工况
危岩解体破坏模型试验考虑危岩体不同高度530mm、795mm、1060mm;不同宽度230mm、345mm、460mm;不同倾角80°、70°、60°;不同粘结方式无粘结、粘土粘结、强度为M5的砂浆粘结, 共砌筑81个模型, 即81种工况。
三、试验过程及结果
(一) 试验过程。模型试验设计的试验过程需要考虑到多方面因素, 本次试验将模型高度设置为530mm、795mm、1060mm, 将模型宽度设置为230mm、345mm、460mm, 将模型倾角设置为80°、70°、60°, 同时考虑无粘结、粘土粘结、强度为M5的砂浆粘结三种粘结方式, 共计81种试验工况。此处以模型高度为795mm, 宽度为230mm, 倾角为80°, 采用砂浆粘结的试验过程为例, 详细介绍整个试验程序。
将试验所需材料购置齐全, 按厚度、宽度和高度分别为720mm、230mm和795mm砌筑模型。模型砌筑之前下部提前放置一块硬质木板。待整个模型达到强度以后, 采用提升系统将模型提升至与楔块同一高度, 然后轻放于楔块之上 (如图5.40) , 此次试验楔块倾角为10°, 且提前放置于抽拉板车上。匀速推动抽拉板车, 使上部模型靠在墙壁上, 固定好抽拉板车。选好角度, 架设高清DV摄像机, 使摄像机处于待机状态, 待一切就绪, 按下摄像机的录像功能按钮, 其他人匀速抽拉带滚轮的板车, 高清DV摄像机即将整个模型倒塌过程记录下来。至此, 即完成一种试验工况。
(二) 试验结果。将获取的视频资料做简单处理, 截取关键时刻照片以反映模型倒塌的整个过程, 同时标定模型初次开裂的位置。
四、试验结果分析
(一) 危岩高宽比对初始开裂位置的影响分析对结果显示, 在倾角和粘结方式一定情况下, 危岩模型倾倒过程中初始开裂位置的相对高度随高宽比增大而逐渐减小, 即“胖矮型”危岩倾倒时, 初始开裂位置常常出现在危岩体的上部, 而“瘦高型”危岩则相反, 发生倾倒时, 初始开裂位置往往出现在危岩体的下部。
从整体来看, 在倾角和粘结方式一定情况下, 危岩模型倾倒过程中初始开裂位置的相对高度随高宽比增大而逐渐减小, 但结果也出现一定的波动性, 未能十分完美的验证上述规律, 出现这种现象的原因, 可能是在砌筑模型的时候, 砂浆的拌制中断, 导致同一模型不同部位砂浆强度出现较大的差别, 模型倾倒时, 初始开裂位置出现在砂浆强度较低处。
(二) 危岩模型倾角对初始开裂位置的影响分析对大体可知, 危岩模型倾角越大, 初始开裂位置的相对高度越大, 即倾角大的危岩发生倾倒时, 初始开裂位置靠近危岩体上部, 相反则远离危岩体上部。
(三) 危岩模型粘结方式对初始开裂位置的影响分析。结果表明, 危岩模型粘结方式对模型初始开裂位置的相对高度影响几乎不存在, 所以当危岩体在倾倒过程中如果都发生开裂现象, 那么初始开裂位置的相对高度针对于无粘结、粘土粘结和砂浆粘结三种情况是一样的, 即危岩内部砌块的粘结方式并不能影响危岩体在倾倒过程中内部应力分布。
(四) 危岩模型发生倾倒时表面开裂特征分析对针对所有获取的危岩模型倾倒过程视频, 分析模型表面开裂缝分布特征, 发现开裂缝分布呈现三种现象, 其一, 开裂缝分布面积大且集中;其二, 开裂缝分布面积小且分散;其三, 开裂缝只出现在一处。进一步分析发现, 危岩模型表面开裂缝分布呈现上述特征是由模型粘结方式不同引起的。无粘结情况下, 模型表面出现开裂缝的可能性大且开裂缝的分布范围也较有粘结情况广, 换言之, 危岩模型内部砌块有粘结, 且粘结强度达到一定程度, 危岩体在发生倾倒时可能不会产生开裂现象, 即使有开裂产生, 分布范围也小。
由此可见, 虽然危岩内部砌块间粘结方式对危岩体初始开裂位置的相对高度无影响, 但粘结方式能决定危岩体在倾倒过程中是否开裂, 以及开裂范围大小。
五、主要结论
破坏性试验 第8篇
为有效解决我国西北黄土高原地区干旱缺水、人畜饮水困难,大片适宜耕种土地长期荒芜等问题,改善这些地区的生活、生态环境,阻止沙漠南移,国家先后在甘肃、宁夏、陕西等地区建成了一些大型的高扬程提水灌溉工程,这些工程普遍具有灌溉面积大、渠线长、建筑物多等特点,工程建成后普遍发挥着巨大的经济效益、社会效益和生态效益,并已成为我国西部干旱区人民的翻身工程和致富工程。
但是,在工程建成运行中很多建筑物由于受高矿化度地下水的侵蚀破坏,使工程严重带病运行。特别是部分重要的水工建筑物如渡槽排架、泵站管道镇支墩等,从灌区开始提水灌溉后的几年内,就开始发现受到高矿化度地下水的侵蚀而发生破坏,从而严重影响着工程的安全运行。这些建筑物轻者出现表面侵蚀破坏,严重者则出现了混凝土的脱落、崩裂、结构损坏等现象(如图1),成为制约灌区工程发挥正常效益的重要因素之一。
1 侵蚀介质试验分析
为研究地处西北寒旱区水工建筑物的侵蚀机理,找出主要的侵蚀介质,我们分别从甘肃景电灌区和宁夏固海灌区提取得有代表性的土样和地下水水样进行了试验分析,从表1可以看出,灌溉用的黄河水自身的矿化度并不是很高,不会对建筑物造成侵蚀危害,而灌区灌溉回归水和地下水水样中都含有大量盐份和酸性离子,属于硫酸盐型侵蚀水,总矿化度含量在5380~11400mg/L,其中,SO42-的含量远远超过了《建筑物防腐施工及验收规程》(GB50046-95)中对混凝土建筑物防侵蚀要求的标准。由此可见,硫酸盐是混凝土建筑物主要的侵蚀介质之一。
由于在灌区建筑物受侵蚀严重的地点,在灌区上水之前,均未发现有地下水出露,而灌区上水后的几年内,地下水位快速上升,且矿化度逐年上升,说明灌区的灌溉回归水是造成灌区建筑物侵蚀破坏的主要原因,而灌区灌溉回归水中的侵蚀离子与灌区下渗水在入渗运移过程中溶滤的灌区土壤中的可溶性矿化离子有关。为此,我们分析了灌区不同地点的土样的矿化离子含量。
从表2可以得出,灌区原状土和受侵蚀建筑物附近的土样中均含有一定量的硫酸根离子和氯离子。分析表明:这段工程多建于第三纪红砂砾岩、粘土盐和第四纪黄土类土上,这种地层在沉积过程中由于气候干旱炎热,地表水蒸发量大,大部分可溶盐都沉积在泻湖相和湖滨相的粘土层、砂砾石层中。这些可溶盐分主要包括硫酸盐类(CaSO4、MgSO4等)以及一些碳酸盐和其他盐类,当灌溉回归水在转化为地下水过程中,土壤中一部分的硫酸盐溶解在灌溉回归水中,使地下水中的硫酸根离子含量大幅度上升,形成了侵蚀介质。而其中,大部分混凝土建筑物都表现出明显的受硫酸盐侵蚀的特征。
2 硫酸盐侵蚀破坏的特征
混凝土耐久性的研究试验表明,受硫酸盐侵蚀的混凝土的典型特征是表面发白,损坏一般从棱角开始,沿着裂缝开展,表层剥落,使混凝土成为一种易碎的,甚至松散的状态。在景电灌区和宁夏扶贫扬黄灌溉工程的现场调查中,发现了大量具有类似特征的受侵蚀建筑物。图2是管道支墩的侵蚀图,具有典型的受硫酸盐侵蚀的特征。
3 试验分析
按照以上的研究结论,根据甘肃景电灌区和宁夏扶贫扬黄灌溉工程中大部分受侵蚀混凝土建筑物的设计标号为C15和C20的情况,在研究过程中,分别进行了以下的室内实验。
(1)混凝土配合比设计。从上表可知,当水灰比一定时(本配合比的水灰比为0.45),抗硫水泥配制的混凝土抗压强度比普通硅酸盐水泥配制的混凝土高,但是在普通硅酸盐水泥中加入CM型复合添加料可以使其抗压强度提高10%左右,对减少侵蚀造成的强度损失是有利的。(2)分别将以上的混凝土试块浸泡在15%的K2SO4溶液中65天,冻融循环25次后,强度的损失和侵蚀面积大小、最大侵蚀深度的统计值见表4。
由表4可以看出,在硫酸钾溶液中浸泡的普通混凝土试块抗压强度下降20%左右,而抗硫的混凝土试块抗压强度下降10%左右。
关于硫酸盐对水泥砂浆试体的侵蚀机理主要从不同浓度的硫酸钠和硫酸镁溶液对砂浆试体的侵蚀以及对水化硅酸钙凝胶的侵蚀的角度进行分析。
(1)硫酸盐对Ⅰ型硅酸盐水泥的侵蚀。Ⅰ型硅酸盐,采用胶砂比为1:3,水灰比为0.5,试件尺寸为20mm×20mm×20mm,在标准条件下的水中养护7天后浸于1g/L的硫酸钠溶液和饱和硫酸钠(195g/L)及1g/L的硫酸镁(337g/L)中,采用溴百里酚蓝作指示剂,观察试体侵蚀破坏以后微观形貌的变化。(2)硫酸盐对混合硅酸盐水泥的侵蚀。水泥中CM复合添加料掺量为水泥总量的20%,采用胶砂比为1:3,水灰比为0.5,试件尺寸为20mm×20mm×20mm,在标准条件下的水中养护7天后浸于饱和硫酸钠(195g/L)和饱和的硫酸镁(337g/L)溶液中,采用溴百里酚蓝作指示剂,观察试体侵蚀破坏以后微观形貌的变化。
水泥中的CM复合添加料掺量分别为水泥总量的20%、30%和40%,采用胶砂比为1:3,水灰比为0.5,试件尺寸为40mm×40mm×40mm,在标准条件下的水中养护28天后浸于饱和硫酸钠(195g/L)溶液中,采用溴百里酚蓝作指示剂,观察试体侵蚀以后微观形貌的变化并测定其强度的变化。
用扫描电子显微镜(SEM)观察和分析了Ⅰ型硅酸盐水泥试样侵蚀前后的形貌和组成。试件在标准条件下养护28天后,侵蚀以前试样的SEM图像如图3所示。
受到1g/L硫酸钠和硫酸镁溶液5个月时的扫描电镜照片如图4,图5所示。而受到高浓度即饱和的硫酸盐侵蚀时,试体的SEM图像如图6所示。
从图3中可以看出,在侵蚀前,试体的主要组成为水化硅酸钙。而当受到1g/L硫酸钠溶液和1g/L硫酸镁溶液侵蚀以后,从图4和图5图中很明显可以看到,生成了大量的针状钙矾石晶体,而受到硫酸镁侵蚀则表现为结构的疏松,其中也有少量的钙矾石针状晶体生成,这主要是由于在侵蚀溶液浓度较低的情况下,发生以下反应:
(4CaO·Al2O3·19H2O)+3CaSO4+14H2O→(3CaO·Al2O3·3CaSO4·32H2O)+Ca(OH)2
从图6可以观察到,浸于饱和的硫酸钠溶液中,在试体内部生成了大量的片层状的石膏晶体,这是由于在硫酸根离子大量存在的条件下,硫酸根离子结合试体内部氢氧化钙中的钙离子,生成石膏晶体,反应式:
Ca(OH)2+Na2SO4·10H2O→CaSO4·2H2O+2NaOH+8H2O
反应发生以后,试体总体积比侵蚀以前增大了1.24倍,造成试体膨胀导致破坏。
由试验结论可得:受硫酸盐侵蚀的混凝土强度变化一般经历两个阶段:在腐蚀初期,由于新生成的盐结晶体的体积增长,使混凝土孔隙率变小,密实度提高,此时混凝土强度有所提高;在腐蚀后期,由于大量膨胀性产物在孔结构内的膨胀应力不断增长,使孔结构遭到破坏,内部微裂缝不断扩展,导致混凝土强度不断降低。
摘要：经对地处我国西北干旱区的甘肃景电灌区和宁夏固海灌区混凝土建筑物附近地下水样和土样的试验分析,发现灌区混凝土建筑物的侵蚀破坏主要是硫酸盐的侵蚀破坏。通过硫酸钠和硫酸镁的试验分析,深入探究了灌区灌溉回归水中硫酸根离子对建筑物的破坏机理,研究表明:在腐蚀初期,由于新生成的盐结晶体的体积增长,使混凝土孔隙率变小,密实度提高,此时混凝土强度有所提高;在腐蚀后期,由于大量膨胀性产物在孔结构内的膨胀应力不断增长,使孔结构遭到破坏,内部微裂缝不断扩展,导致混凝土强度不断降低。
关键词：混凝土建筑物,破坏机理,硫酸盐,结晶体,孔结构
参考文献
[1]中国材料科学研究院,混凝土腐蚀及防腐防水技术[J].1996.10.
[2]李秀娟.硫酸盐侵蚀机理及抗硫酸盐侵蚀测试方法的研究[M].论文,2004.4.
道路坚实冰雪三轴加载破坏特性试验 第9篇
我国北方大部分地区冬季降雪期每年长达3~5个月, 一些高寒地区降雪期可持续5~6个月左右, 降雪周期长、雪量大、范围广。由于浮雪清除不及时, 路面积雪形成了高密度、高硬度的坚实冰雪。目前, 冰雪清除机具种类较多, 其中清除浮雪的机械以铲式、螺旋抛雪及清扫器为主, 清除坚实冰雪的机械按除雪关键部件的结构及工作原理分为铲式、滚压式、锤式、振动式、铲剁式等。浮雪清除技术源自国外, 相对成熟。但坚实冰雪清除技术存在机器笨重、粗糙、作业速度及技术水平低、避障功能不理想、对机具及路面保护能力差等缺点。究其原因, 主要是除雪机具研发过程中对冰雪特性研究不足, 因而对冰雪破坏特性的研究对除雪机具的合理研发具有重要的参考意义。
坚实冰雪形成过程
冬季路面积雪经过车辆和行人的碾压、温度变化导致的反复融冻, 密度小的积雪形成了密度大、硬度大、表面结冰、内部含杂、质地坚硬且与路面粘结牢固的坚实冰雪, 一般密度大于450kg/m3的冰雪定义为坚实冰雪, 如图1所示。在相同的时间历程作用下, 自然融冻、行人踩踏和车辆碾压的坚实冰雪所体现的状态与特性不同, 其宏观与微观形态也不同。
坚实冰雪宏观特性
宏观角度分析认为, 坚实冰雪的形成行人及车辆碾压、汽车尾气、温度的综合作用下, 冰雪融化为含杂液体, 经低温再冻结的过程。由于冰雪颗粒经车辆、行人反复碾压及外界温度升高后产生融化现象, 使坚实冰雪内部最初含有少量的过冷水, 因而未完全冻实的坚实冰雪由过冷水、杂质、气泡、冰雪颗粒组成。当外界温度继续下降, 这部分过冷水会在杂质与冰雪晶体间缓慢流动, 经过互溶及冷热交换, 流动的过冷水逐层冻结, 最终与杂质、冰雪冻结成为一体。
坚实冰雪微观特性
微观角度观察认为, 坚实冰雪的形成随温度降低过冷水中出现大于临界尺寸的冰核, 且冰核在过冷水中慢慢长大的过程。坚实冰雪在车辆、行人压实功能作用下, 克服粒子间的阻力, 产生位移, 粒子重新排列组合, 冰雪粒子间、冰雪与杂质粒子间的孔隙体积减小、密度增加。当温度下降至过冷水结冰时, 互融的过冷水中部分原子自发的按一定规律排列聚集起来形成晶核, 使未冻结的过冷水原子以此晶核为依附基体继续聚集排列, 同时流动的过冷水遇到冰雪颗粒也循此规律蔓延、冻结, 最终生长成冰雪晶粒。在晶粒缝隙间过冷水的作用下, 循此规律, 若干含冰雪晶粒和含杂质的晶粒聚集、粘结到一起形成了宏观的坚实冰雪。
图2所示为坚实冰雪微融状态下通过Ste REO Discovery.V12体视显微镜放大200倍后观察到的结果。图2观察发现, 在微融状态下, 坚实冰雪试样中含有大量气泡及少量流动的过冷水。在对试样进行降温处理后, 流动的过冷水可再次冻结, 有大量的气泡被困在雪粒中, 气泡聚集处强度较弱, 易破坏。
坚实冰雪三轴加载破坏试验
为研究坚实冰雪破坏特性, 对坚实冰雪进行三轴加载试验。通过冰雪加载试验可近似模拟冰雪路面承载时冰雪性能变化情况, 分析冰雪承载时应力-应变特性, 有助于探索冰雪清除机理, 为建立冰雪清除理论提供参考。试验采用不固结不排水法。
试验设备
试验选用YYW—Ⅱ型应变控制式无侧限压力仪, 该仪器由压力室、周围压力系统、轴向加压系统等组成, 如图3所示。
试样制备
在实测气温-25℃、湿度40%的条件下, 选取吉林大学南岭校区校园内的道路冰雪, 分为自然融冻、行人踩踏、车辆行人共同碾压三种类型冰雪进行取样, 测得冰雪的平均密度分别为375kg/m3、637kg/m3、839kg/m3。根据土工试验规程取冰雪试样直径为39.1mm, 因而制样工具采用内径为40mm钻头的手持水钻, 如图4所示。试样选自不同路段、不同坚实度的冰雪, 为满足试验要求将试样修整为两端整齐、高度80 mm, 获得试验试样如图5所示。
试验结果及分析
将自然融冻、行人踩踏、车辆行人共同碾压的坚实冰雪制备多组, 选取试验所测得的10组数据, 如表1所示。
利用式 (1) ~ (3) 计算出三种试样的轴向应变、试样校正面积、主应力差。其中主应力差∆σ为剪切破坏时由传力杆加在试件上的竖向压应力。
式中, ∆h——试件高度变化, mm h0——试样原高度, mm
ε1——轴向应变, % A0——试件原始面积, cm2
Aa——试件校正面积, cm2C——测力计率定系数, 取2.7
R——量力环读数, 1/100mm σ1——最大主应力, kgf/cm3
σ3——最小主应力, kgf/cm3
将试验数据代入式 (1) ~ (3) 整理后, 以轴向应变为横坐标, 主应力差为纵坐标, 利用Origin 6.0软件得到围压150KPa、速度3mm/min时轴向应变与主应力差的关系曲线, 如图6所示。
图6中曲线1表示为车辆行人共同碾压后的坚实冰雪试样曲线;曲线2表示为行人碾压后坚实冰雪试样曲线;曲线3表示为自然融冻后的坚实冰雪试验曲线。三条曲线的轴向应变与主应力差的初始阶段均出现了反弯, 这种反弯现象在传统静三轴仪中较为常见, 多为传力轴和试样不良接触造成。赖勇建议反向延长应力应变关系的直线段至横坐标轴, 去掉反弯段应变来进行修正。图6曲线分析发现, 随轴向应变的增加, 主应力差呈先增大后减小, 后趋于平稳的趋势, 这种变化趋势使轴向应变逐渐增大的过程中存在主应力差最大值, 即临界破坏值。分析得到了如表2所示的自然融冻、行人踩踏、车辆行人共同碾压的三种雪样轴向应变值与主应力差值。
表2所示的结果表明, 车辆行人共同碾压的雪样的主应力差高于另外两种雪样。主要原因为两方面:第一是由于冰雪坚实过程不同, 三种雪样的孔隙度各不相同, 孔隙度大小关系为:自然融冻>行人踩踏>车辆行人共同碾压;第二孔隙度越大, 雪样受外界温度影响就越大, 冰雪越易融化。试验中压力室的温度高于雪样自身温度, 从而导致自然融冻与行人踩踏过的雪样融化速度加快, 使得轴向应变增加, 主应力差减小。
结语
(1) 分析了道路坚实冰雪的特性, 从宏观及微观角度分析了坚实冰雪的形成过程。分析发现, 冰雪破坏过程为微观冰雪颗粒受到拉伸、压缩、剪切等载荷作用, 发生轴向应变、剪应变、颗粒间滑动、沿颗粒边界滑动, 最终表现为宏观的断裂破坏。
破坏性试验 第10篇
针对边坡失稳破坏问题的研究手段包括理论研究、数值模拟、模型试验和现场监测等[3]。但是鉴于渐进性破坏问题的复杂性,加之场地和经费等因素,现有手段还需借助室内模型试验[4]。特别是三峡库区人工开挖的高切坡由于地质条件复杂,岩体破碎,易于风化等因素使得已建工程暴露出了越来越多的问题。已有的研究成果多采用百分表等接触式测量方式,解释了岩质边坡由于开挖、外 界荷载等 因素造成 的失稳过 程及机理[5,6,7]。文献[8-10]将非接触测量模式引入了边坡稳定性的土质边坡模型试验中,用于采集边坡破坏的发生、发展过程,有助于为边坡治理提供科学依据。文献[11]探讨了水位升降和波浪作用下水下岩质边坡的稳定性和破坏机制,发现破坏始于坡脚。
综上所述,学者们通 过模型试 验取得大 量卓有成 效的结论,但是对于近水平岩质边坡由于外界环境荷载变化而造成快速破坏的研究尚不多见。本文采用非接触方式观测岩质边坡破坏过程,通过改变环境荷载以及边坡倾角等因素,观测边坡失稳的发生、发展过程,以便掌握泥岩边坡的破坏机制,从而为红层地区边坡的生态治理提供必要的参考。
1试验装置及过程
1.1试验装置
模型试验在环境箱内恒温条件下进行,试验模型如图1所示,包括环境箱、降雨模拟系统、模型支架、成像系统4部分组成。具体如下:
(1)环境箱。试验环境采用DSW01020可程式恒温恒湿试验箱进行控制,其工作空间长宽高均为1 m,工作高度 可用侧边支架调节,温度控制范围 -20~100℃,湿度控制范围25%~98% R.H,用于模拟外界环境条件的变化。
(2)降雨模拟系统。降雨由 内径12 mm硅胶管从 供水口引水后经过LZB-4玻璃转子流量计调节流量再分流到2根内径4mm的塑料管,塑料管每 间隔50 mm分布一个 直径1.5mm的小孔,通过降雨面积 和所通过 的流量来 计算降雨 强度,在模型支架的下方放置一长宽高分别为95cm×70cm×13cm的不锈钢接水槽,收集降雨后的水流。
(3)模型支架。堆放试样的支架采用角钢焊接,长宽高尺寸分别为80cm×60cm×20cm,底板支撑采用钢板钻孔做成的可调斜面,钢板倾角由2个可调螺丝控制,钢板长宽为66.2cm×20cm,支架整体放置在环境箱内。
(4)成像系统。主 要由AlliedGE1910非插值视 觉相机、LED灯源、相机及灯源支架、相 机保护外 壳和Prostream视频采集及处理系统组成,实时记录由于反复干湿循环引起的边坡破坏。
1.2模型制作和试验过程
本次试验设计1个在恒温多次降雨条件下边坡渐进性破坏模型以及4个由千斤顶抬升倾角而导致的破坏模型,具体情况见表1。模型由碾压之后颗粒粒径小于2mm的紫红色泥岩粉末配质量百分数5% 的PO32.5水泥养护1周后堆积而成,堆积模型的试块尺寸为3cm×5cm×10cm。
(°)
1号边坡在DSW01020恒温恒湿试验箱内控制30℃恒温每隔21h降雨3h,控制降雨强度为1.1mm/min,反复循环4次。边坡所经历湿度如图2所示,在降雨的时候环境湿度逐渐从33%左右增加至约55%,随后在干燥时,湿度又缓缓减小至33%左右。2号边坡是经过4次干湿循环之后的岩块在倾角15°,坡脚30°的情况下通过改变倾角引发边坡 失稳的情 况。3~5号边坡均为养护之后岩块改变倾角引发破坏的案例。其中1号、2号和5号边坡层 间均匀铺 洒粒径为0.5 mm的泥岩粉末。
1.3试验过程
将紫红色泥岩 用橡皮锤 锤碎后过2 mm筛,粒径小于2mm的试样掺5%的PO32.5水泥混合,采用不锈 钢模具控 制试样的干密度为2.2g/cm3,块体尺寸为3cm×5cm×10cm,在保湿缸内养护7d后用石膏对试块进行标记,并堆置成倾角与坡脚分别为15°和35°的二维边坡模型如图3所示,试样间用粒径小于1mm的红砂岩充填。保持环境箱内温度恒定为30℃,每隔21h降雨3h,保持降雨强度为1.1 mm/min,总共进行了11次干湿循环,试验过程中拍摄斜坡表面的形态变化。
2试验结果及分析
2.1环境荷载变化引起的破坏
环境荷载主要体现 在干湿循 环、温度对边 坡的稳定 性影响。通过玻璃转子流量计控制所需的流速,观测由于降雨引起的边坡渐进性破坏过程。由于岩块层间有细颗粒泥岩填充,造成水流沿着结构面存在优势流场的现象。由于降雨造成的化学-物理作用对边坡表层的影响尤为明显,如图4所示,表层岩块在4次干湿循环之后已经发生明显的破坏。并且,由于岩块中黏土矿物的存在造成了斜坡一定的蠕变,蠕变造成了岩质边坡的松动,导致边坡水力路径的改变,优化了降水入渗的通道,同时促进黏土矿物在结构面的积累和形成,对结构面起到润滑作用,影响斜坡的稳定性。
2.2化学作用
化学作用主要体现在降雨对结构面亲水矿物以及胶结物的影响。文献研究表明,巴东组紫红色泥岩中的黏土矿物在基岩中为42%左右,而在风化岩中却显著增加达53%。含结构面岩体中细颗粒泥岩填充了发育的结构面,形成了良好的雨水通道,在雨强1.1 mm/min的降雨条 件下,致使雨水 沿着结构面渗透,如图5所示,当颗粒细小的黏土矿物与水接触后,由于其强亲水性引起黏土矿物吸附水膜增厚,试块体积膨胀,体胀的不均匀使得试块内产生了不均匀应力,部分胶结物被稀释、软化或溶解,于是导致试块裂缝的产生。
紧接着在30℃的恒温干燥情况下,由于环境湿度的降低,胀缩的各项异性造成失水后原有微裂纹的发展扩散和新裂纹的产生,形成纵横交错的裂隙,表现为如图6所示在第2次干燥过程中就产生了明显的裂纹。同时,试块间的夹层以细粒组为主,黏粒含量较高,在降雨过程中,夹层强度随着夹层土样中含水率的增加而降低进而导致泥化,引起了坡体的部分溜滑。由图5~图7对比可以看出,部分试块沿着结构面的位移较大但并未发生明显的整体滑坡。随着降雨次数的增加,边坡紫红色的色泽也随之发现明显变化,逐渐由紫红色变暗,与试块内矿物的氧化还原反应有密切的关系。
2.3物理力学作用
物理力学作用主要指在降雨以及干湿循环过程中的胀缩对边坡的侵蚀作用。随着干湿循环次数的增加,部分试块胀缩后土颗粒剥离了原先的试块,在降雨形成的坡面流和渗透作用下流失,初期主要以片蚀为主,包括雨滴的溅蚀和坡面薄层水流的面蚀作用,如图8所示,即为片蚀的结果。随着被侵蚀部分土颗粒的流失,坡面距离降雨系统高度随之增加,水流的掏蚀能力逐渐增大,进而发展形成具有一定深度和宽度的浅沟蚀和切沟蚀,如图9所示,边坡部分块体由于重力作用发生了局部的坍塌,与试验前边坡体对比,已经出现了明显的破坏。
在地质边坡中,暴雨或持续降雨条件下,由于大量雨水的入渗,地下水沿着不透水的泥岩汇集从而产生渗透水压力作用于边坡,使边坡下滑力增加,增大滑动的可能性。
2.4改变倾角引起失稳过程
按照表1的规定堆 放边坡之 后,随着坡度 的逐渐增 加,2号、3号、4号、5号边坡发 生失稳时 的斜坡槽 倾角分别 为23°、23°、28°、18°。发现虽然4种边坡初始坡脚跟倾角一致,但是由于堆积方式、结构面填充情况以及边坡岩体所处环境的差别,造成了其破坏时的倾角不一致。4种边坡最先发生破坏的是层间有干燥填充物的顺层边坡,最难发生破坏的是由于坡顶岩块有内锁作用的反倾边坡。5号与3号边坡相比,由于5号边坡层间填充了粒径小于0.5mm的细颗粒粉末,对岩块起到了一种助滑作用,故5号边坡发 生初始破 坏的角度 远比3号边坡小。图10给出了2~5号4种不同类型边坡的破坏形态照片,无论是顺层边坡还是反倾边坡,由于倾角改变,破坏均是突然发生的。对于顺层边坡,坡顶先出现明显的裂缝,随之边坡其他部位迅速发生垮塌。
以3号边坡为例说明岩块在边坡坡脚抬升过程中沿着边坡槽滑动位移的变化情 况,在边坡上 布置位移 监测点如 图11所示,1、2、3点均为边坡坡面上的点。监测点随着边坡倾角变化的位移如图12所示,显示在边坡倾角从15°一直抬升到23°时岩块均未发生明显的位移,而当达到23°之后,岩块1出现了一定量的滑移,随后在24°时岩块2与3也发生了突然的滑动,说明由于倾角改变以及类似的外界触发因素下,岩质边坡的破坏是在很短的时间内完成的,这就给岩质边坡的预测预报增加了难度。
3结语
通过室内泥岩岩质边坡模型试验,对易风化泥岩边坡由于环境、倾角改变引发的破坏得到了一些有益的结论,但也存在一定的不足。
(1)坡脚、结构面及外界环境是导致岩质边坡破坏的关键因素,岩质边坡的破坏较土质边坡具有突发性。
(2)反倾边坡破坏从坡顶的关键块体并迅速扩展到边坡的其他部位,引发边坡的整体垮塌,泥岩表层在降雨、温度等环境荷载下容易发生崩解,关键块体易发生破坏,故反倾边坡更易发生滑坡。
(3)由于实验条件有限,模型尺寸较小,故边界效应不容忽略,且未能监测到内部应力场、位移场。
(4)干湿循环易使富含亲水性强的黏土矿物的泥岩结构面软化、膨胀,引起微裂纹扩展并发展,最终导致边坡崩塌。
本次试验时,边坡的排水条件良好,但是在实际情况中,边坡较大,排水路径不是特别通畅的条件下,边坡中存在水压力附加的下滑力,强降雨过程中岩块沿着结构面下滑。针对紫红色泥岩地区这些存在的问题,工程实践中应特别注意:对可能发生滑坡的坡体设置截水沟、排水沟和急流槽,及时排除地表降雨来水,防治雨水冲刷和入渗边坡,同时结合挡土墙、植被护坡等综合考虑边坡的治理,如果边坡所处环境荷载比较恶劣,必要时需进行喷射混泥土、喷锚等支护防治。
摘要：为揭示泥岩岩质边坡在环境荷载以及由于边坡倾角改变引起的失稳过程,采用二维边坡模型,对不同坡脚、结构面填充条件下的岩质边坡破坏过程进行了详细的试验研究。通过模拟人工降雨条件下的岩质边坡破坏揭示了干湿循环的渐进性物理风化过程;对有无干湿循环、填充物以及不同结构面倾向的泥岩岩质边坡的破坏进行对比研究,揭示泥岩边坡破坏的影响因素。利用工业相机采用非接触手段采集边坡破坏的发生、发展过程,对破坏形态进行归纳总结。结果表明:泥岩岩质边坡破坏与边坡倾角、坡脚、结构面填充物及外部环境有密切关系;反倾边坡破坏易从坡顶关健体破坏并迅速扩展,从而导致整体垮塌;泥岩岩质边坡坡面处应力集中最严重,破坏从坡面开始并迅速往坡内发展,导致边坡的整体失稳。最后结合实验结果,给出了具体的工程建议。
