今天小編為大家推薦《危巖破壞概率統計論文(精選3篇)》，歡迎大家借鑒與參考，希望對大家有所幫助！摘要：西龍池下水庫庫區分布有大小不等的危巖卸荷體，靠近庫岸的約有19.3萬m3，如果其發生崩塌，會影響水庫的安全運行，必須對其進行一定處理，確保庫岸周圍山體的穩定。本文通過對部分不穩定塊體進行計算分析，提出有效的處理措施，以確保工程安全。
危巖破壞概率統計論文 篇1：
基于譜表示法和時間衰變模型的巖體穩定性評價
摘要：為了從時間尺度和空間變異性上研究石質文物危巖體的結構穩定性，建立了巖體強度參數的空間分布和時間退化模型。選取麥積山石窟13號窟危巖體為研究對象，利用強度折減法對石窟巖體穩定性進行模擬計算。模擬結果表明：① 麥積山13號窟現狀條件下最大位移為1.8 mm，中部位移方向略微傾向石窟外側，石窟頂部呈現局部塑性變形，但整體穩定性較好，模擬結果與現狀調查較為一致。② 加入時間衰變模型后發現，13號窟現狀條件下頂部位移為1.2 mm;預測50 a后洞窟最大位移位于洞頂，為1.3 mm;100 a后洞窟最大位移從洞頂轉移至坡腳，為16.7 mm。③ 強度折減分析表明，100 a后模型產生大面積塑性區域貫通現象，洞頂發生拉張破壞，洞底剪切破壞。時空變異模型有效提高了傳統靜力學計算精度，通過時間退化模型真實地再現了石窟危巖體的動態破壞過程，在精確評價危巖體長期穩定性方面具有廣泛應用價值，可為危巖治理提供參考。
關 鍵 詞：
麥積山石窟; 時空變異性; 非平穩隨機過程譜表示法; 危巖體穩定性; 石質文物
中圖法分類號： TU47
文獻標志碼： A
DOI：10.16232/j.cnki.1001-4179.2021.06.013
危巖體的穩定性評價和分析一直是巖土工程、地質工程領域的重要研究方向[1]。目前危巖體穩定性分析方法主要分為兩類：第一類以剛體極限平衡法為基礎，如陳洪凱等[2]將三峽庫區危巖體失穩破壞分為滑塌式、傾倒式和墜落式，并在考慮自重、地震和裂隙水壓力的情況下給出了3種危巖體的靜力學計算方法。第二類評價方法以數值方法（如限元法、有限差分和離散元）為基礎，如鄭穎人等[3]將有限元強度折減法應用于巖土邊坡穩定性評價中，開創了求解巖質邊坡滑動面與穩定安全系數的先河。前一類方法過于簡便。第二類評價法憑借計算機強大的運算效率劃分單元體進行穩定性評價，卻對于巖體性質的變異性考慮不足，如巖體參數（凝聚力、內摩擦角、重度等）在空間分布的不均勻性和時間上是不斷變化的。Symbol`@@石質文物由于遭受長年累月的風化侵蝕作用，整體穩定性問題是文物保護工作的重點，同時由于其文物屬性無法采取大量破壞性的工程防護措施，因此其在時間和空間尺度上的穩定性研究具有現實意義。
目前，考慮時空變異性的石質文物危巖穩定性評價的成果較少，大部分研究成果仍處于現象描述階段[4-7]。本文以麥積山石窟13號窟為研究對象，綜合以上研究成果，利用譜表示法所生成的隨機場來模擬巖體抗剪強度參數空間變化特征。作為一種嘗試，建立基于強度衰減規律的時間變化模型。借助有限元強度折減法動態分析了石窟危巖體穩定性，并針對性地提出了適用于石質文物保護的防治方案。
1 空間參數分布模型
各種成因的環境地質作用會導致巖體在空間分布上出現差異性[8]，如發育于巖體中結構面的幾何分布特征，對于巖體強度、變形和滲透性的影響不容忽視。由于巖體強度參數既具有變異性又具有相關性，無法用簡單線性函數表示，所以選擇非平穩隨機過程譜表示法進行模擬。譜表示法于1990年被Shinozuka等用于模擬生成隨機場。本文采用了梁建文[9]推導的非平穩隨機過程蒙特卡洛模擬的一個譜表示法，該方法產生的樣本函數能夠較準確反映巖體參數在水平方向的延續性與垂直方向上的變異性。
巖體強度參數是一個切實存在的變量（不能小于零）。依據摩爾-庫倫剪切強度準則可知，對于巖體穩定性影響最為顯著的參數是凝聚力和內摩擦角，而其他參數如容重、彈性模量以及摩擦角等空間變異性不明顯，對于巖體穩定性分析貢獻很小?？紤]到數值計算效率，本文假定其他參數恒為常量，選用二維正態分布的非平穩隨機場來表示基本符合模擬要求。二維對數正態分布表達式如下：
fx，y=exp{ln1+V2×
M-1i=0N-1j=0
σij[Vijθcosω1ix+ω2jy+
Wijθsinω1ix+ω2jy]+
lnμ-ln1+V22}（1）
式中：x和y為單元體空間坐標;V，μ為別為凝聚力和內摩擦角的標準差和平均值;σij為（iM+j+1）項的標準差;Vij（θ），Wij（θ）分別為相對獨立的標準正態分布隨機變量;ω1i，ω2j則分別為頻率坐標。
其中，σij的計算公式如下：
σij=4Sω1i，ω2jΔω1Δω2（2）
式中：S為單邊功率譜密度函數;Δω1，Δω2分別為頻率坐標軸的離散區間。
由于相關函數對于巖體結構穩定性指標影響不明顯[9]，對石質文物穩定性模擬中選擇計算量較小的二維指數函數作為相關函數：
ρx，y=exp-2xδx+2yδy（3）
式中：ρ代表自相關系數;x，y代表水平和垂直方向距離，m;δx和δy分別代表水平方向和垂直方向的波動范圍，m。
現場測定樣本越多，就越能模擬出與實際情況相近的空間分布情況，理論上此種模擬方法可以獲得無限接近于真實情況的解，但在實際中是不可能的。通過譜表示法，根據有限個關鍵點出測得的強度參數（c，φ）統計值進行隨機場模擬，從而反演出可能的巖土體強度參數空間分布情況是可行的。由于文章篇幅限制，具體過程可參見文獻[8]。
2 時間衰變模型
描述巖石力學特性隨時間變化的規律是危巖體穩定性分析中的難題，從時間尺度上評價巖體的穩定性研究尤為重要。許宏發等[10]通過實驗定量研究了軟巖的長期強度特征，認為巖體存在一組初始強度和最終強度，隨時間推移初始強度逐漸降低并無限接近于最終強度，導致這一變化過程是巖體內壁微觀損傷積累的結果。本文根據李連崇[11]關于巖體細微損傷隨時間變化試驗研究，嘗試建立了以指數衰減的力學退化模型（見圖1），用以描述危巖體的長期強度。
從圖1的退化模型中可知，巖體的強度（σt）隨時間逐漸衰退，初始強度（σ0）和長期強度（σl）固定不變;當t=0時，σt=σ0，當t→∞時，σt=σl。
由此將巖體微觀表征單元強度的時間退化模型用式（4）表示：
σt=σl+σ0-σle-kt（4）
式中：系數k和長期強度σl與巖體賦存環境有關。k反映強度衰減的快慢程度，若巖體所處環境有風化剝蝕、地震等劣化巖體結構的因素存在，那么系數k勢必會較大，同時σl的大小受環境條件與巖性條件共同控制。對于以上兩種量值的選取需根據現場和室內相關標定試驗來進行。
3 基于時空變異模型的評價方法
在將時間和空間變異模型加載之前，用強度折減法自動搜索滑動面，且應用數值模擬軟件對其穩定性進行分析[12-13]。本文將新鮮巖體和強風化巖體的強度指標作為初始強度σ0和長期強度σl。對于空間分布參數隨機場的模擬，選取麥積山石窟關鍵點的強度指標輸入譜表示計算法中，根據關鍵點強度參數分布規律，譜表示法反演出擬合最好的巖體整體空間參數分布情況。
（1） 基礎模型建立。首先在ANSYS中對模型進行剖分。通過程序轉換將建立好的三維模型導入FLAC3D。再在FLAC3D中對模型區域、邊界條件、材料屬性和模型等進行詳細設置。最后將完整的模型文件保存為后綴為xml的接口文件。
（2） 空間參數設定。根據所推演出的譜表示法模擬出不同方向（水平和垂直）波動范圍的隨機場，得到c和φ的n組隨機組合。然后將模型文件中的強度參數用以上n組數據替代，從而得到基于空間變異的新模型。
（3） 時間參數設定。根據強度隨時間衰變模型，將上一步所推導出的n組強度參數根據衰變公式折減后得n組新數據，基于這n組新數據的模型即為t時刻的危巖體三維模型，其具有時間和空間上的變異性。
（4） 穩定性計算。利用WinbatchTM（批處理軟件）賦值，在FLAC3D中對新模型文件的穩定性進行動態分析，得出計算結果。
4 算例分析
4.1 模型尺寸與網格劃分
采用三維激光掃描建立麥積山石窟的三維地形曲面。為了確保建模過程中模型不受網格離散化和建模范圍的影響，本文選取的模型范圍超過研究洞窟尺寸的2.5～3.0倍。依據三維激光掃描確定的模型曲面較為復雜和貼合實際情況，本文通過ANASYS采用四面體單元進行建模處理（見圖2），模型建好后導入到FLAC3D中進行數值分析。
由于麥積山石窟13號窟為南北向布置，為了便于計算，本文的模型坐標系設定豎直方向為Z軸，水平方向為X和Y軸，其中X軸正方向朝南，Y軸正方向朝東，石窟邊坡巖體走向與Y方向平行。最終確定模型尺寸為垂直方向（Z）高50 m，南北方向（X）長75 m，東西向（Y）長35 m。另外，考慮到石窟巖體表面性狀復雜，可能對后續的模型計算效率產生影響，因此本文對石窟中造像進行了一定程度簡化，并不影響石窟整體穩定性計算結果，簡化后的模型見圖2。
4.2 邊界條件與模型參數
模型計算過程中設定頂面和底面為自由邊界，模型南側（前側）同樣為自由邊界，側面和后面為固定約束。破壞準則參考摩爾-庫侖破壞準則?，F場選取石窟基巖砂巖進行室內物理力學試驗。由于研究對象為石質文物，不宜進行大規模破壞性勘探，本文利用輕型便攜式鉆機沿石窟頂面進行鉆探，共布設鉆探剖面6條，鉆孔數量24個，鉆孔孔深2.0～5.0 m，通過對巖芯進行力學試驗發現弱風化巖體飽和單軸抗壓強度一般為30.0～40.0 MPa，強風化巖體一般為12.6～18.7 MPa，相較而言強風化巖體強度較弱風化強度衰減約38.1%～47.5%?，F場調查發現石窟巖體以弱風化和強風化巖體為主。模型建模所用巖體力學試驗結果見表1。
石窟模型在空間上的力學參數通過譜表示法來表征，根據有限個關鍵點測出的抗剪強度參數統計值進行隨機場模擬。由于巖體內變形模量、泊松比和密度空間變化不大，因此將其簡化為常量。本文通過現場鉆探取樣過程中確定的關鍵點的物理力學特性指標，將其換算成有關二維正態分布的函數值，其計算參數見表2。
4.3 模擬成果分析
4.3.1 現狀位移分布規律
將空間分布模型導入麥積山石窟模型力學參數中，用FLAC3D進行麥積山石窟的位移和應力分布規律分析，其模型的總位移矢量和等值線云圖見圖3。
由圖3可知，在自重應力作用下，石窟總體的位移呈現從頂部到底部均勻降低的規律：在山頂部最大位移為1.8 mm，中部位移方向略微傾向石窟外側，底部位移基本為0，說明該模型自重應力分布規律基本合理。
4.3.2 時間尺度預測
在石窟整體位移分析的基礎上，為了更全面分析和研究洞窟的時間衰變規律，對洞窟中間位置切割一處典型剖面，依據時間衰變模型設定強度衰減系數k為0.02，預測了13號窟隨時間的應力及位移變化規律。
圖4（a）為t=0現狀條件下的石窟中軸線剖面位移云圖，可以很明顯發現剖面的總位移方向向模型下后方傾斜，并且最大位移位于石窟頂部，其值為1.8 mm，平臺底部位移為0。13號洞窟頂部位移為1.2 mm，底部位移為0.6 mm，位移方向均為下后方。
圖4（b）代表t=50 a即50 a后的石窟剖面位移云圖。對比發現模型總位移呈增大趨勢，最大值0.3 mm，同時平臺底部位移依舊為0，說明該段時間石窟穩定性依舊較好。
當t=100 a時，模型頂部位移幾乎無變化，最大位移從石窟頂部轉移到底部平臺，石窟山腳的最大位移達到16.7 mm，13號洞窟頂板的沉降同樣達到13.7 mm，說明石窟已經發生了不同程度的局部失穩破壞?，F場調查情況發現，13號洞窟砂巖巖體受風化和裂隙滲水侵蝕較為嚴重，已經存在不同大小的風化凹槽，若不采取措施，可以預見100 a后石窟必然會發生一定程度的穩定性破壞問題。
模擬發現50 a內石窟山頂和山腳處應力集中尚不存在，但是隨著時間推移應力逐漸在兩個位置集中。在100 a后模型中山體向下應力逐漸增大，洞窟頂板和前壁洞口均發生了應力集中現象。
4.3.3 穩定性時空評價
加入空間參數分布模型和時間衰變模型后，強度拆減理論計算量大大超過傳統計算方式。因此本文將折減系數限定在1.0～3.0進行試運算。研究發現，當t=0，R=1.42時，模型頂部的局部區域開始發生塑性破壞，說明現狀條件下13號窟整體穩定性尚可，但是石窟頂部可能發生部分破壞。當t=100 a，R=1.10時，模型開始發生大面積塑性區域貫通現象。如圖5所示，在洞口上部黃色區域為大面積的拉張破壞，在洞窟底部紅色區域為剪切破壞，因此可以預測100 a石窟整體處于臨界破壞，隨時可能發生大規模的頂部巖體崩塌現象。
對于石質文物巖體的穩定安全性系數，目前并沒有統一的認識。參照現階段工程巖體邊坡相關規范，考慮到文物的價值屬性，石窟屬于重要保護文物，防治工程等級按一級考慮，危巖體防治安全系數應為1.40～1.60。目前來看13號窟整體處于穩定狀態。
5 結 論
（1） 巖體由于各種成因地質作用，其強度參數（c，φ）在空間分布上具有不確定性，而空間分布參數模型的引入克服了傳統靜力學計算中這一缺點，使得計算更加精確和符合實際情況。石質文物巖體由于巖體流變特性，其強度參數隨時間會逐漸降低，導致強度降低的主要因素是軟弱結構面受風化剝蝕等內外地質作用。時間衰變模型基于實際勘測成果從整體上把握了巖體強度衰變規律，預測了麥積山石窟13號窟長時間的穩定性，取得良好效果。
（2） 麥積山石窟現狀條件下最大位移為1.8 mm，石窟頂部呈現局部塑性變形，但整體穩定性較好，模擬結果與現狀調查較為一致;加入時間衰變模型后發現洞窟頂部位移為1.2 mm，預測50 a后洞窟最大位移位于洞頂，為1.3 mm，100 a后洞窟最大位移從洞頂轉移至坡腳，為16.7 mm;強度折減分析表明100 a后模型產生大面積塑性區域貫通現象，洞頂發生拉張破壞，洞底發生剪切破壞。
（3） 目前，將強度參數的時間和空間變異性結合起來評價巖體穩定性的研究尚處于初始階段。本文只是考慮了凝聚力和摩擦角的不確定性，對于重度、變形模量、邊界條件以及理論模型等假定其恒定不變，因此對于重要程度較高的復雜巖體，今后的穩定性評價應朝更精細、更復雜的方向發展。
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（編輯：鄭 毅）
Stability analysis on dangerous rockmass based on spectral representation
method and time degradation model
WU Chuan1，LIAO Kunyang2，SUN Daqi3
（1.Chongqing Industry Polytechnic College，Chongqing 401120，China; 2.Fujian Forestry Vocational & Technical College，Longyan 353000，China; 3.China Academy of Railway Sciences，Beijing 100081，China;）
In order to study the structural stability of stone cultural relic dangerous rock masses from time scale and spatial variability，a model of spatial distribution and time degradation of rock mass strength parameters was established.The dangerous rock mass of Grotto 13 in the Maiji Mountain Grottoes was selected as the research object.The strength reduction method was used to simulate and calculate the rock mass stability.The simulation results show that the maximum displacement under the current conditions of the Maiji Mountain Grotto 13 is 1.8 mm，displacement direction of the middle part is slightly inclined to the outside of the cave，and the top of the cave shows local plastic deformation，however the overall stability is good，and the simulation results are consistent with the current survey.By using the time degradation model，it is found that the top displacement of Grotto 13 is 1.2 mm under current conditions，and the maximum displacement of the cave is predicted to be 1.3 mm after 50 years，still locating at the cave top，however the maximum displacement of the cave will be transferred from the cave top to the slope foot after 100 years，reaching 16.7mm.It shows that the model will have a large plastic area penetration phenomenon after 100 years，top of the cave shows tensile failure，and the bottom of the cave shows shear failure.The spatio-temporal variation model effectively improves the accuracy of traditional static mechanicalcal culations，and the time degradation model truly reproduces the dynamic failure process of dangerous rock masses in caves.It has extensive application values in accurately evaluating the long-term structural stability of dangerous rock masses，and can be used as references for dangerous rock treatment project.
Key words：
Maiji Mountain Grottoes;spatio-temporal variability;spectral representation method of nonstationary random process;stability of dangerous rock masses;stone cultural relics
作者：吳川 廖坤陽 孫大齊
危巖破壞概率統計論文 篇2：
西龍池下水庫庫岸危巖處理設計
摘 要：西龍池下水庫庫區分布有大小不等的危巖卸荷體，靠近庫岸的約有19.3萬m3，如果其發生崩塌，會影響水庫的安全運行，必須對其進行一定處理，確保庫岸周圍山體的穩定。本文通過對部分不穩定塊體進行計算分析，提出有效的處理措施，以確保工程安全。
關鍵詞：不穩定塊體;危巖;卸荷巖體
Design of Dangerous Rock Treatment on Lower Reservoir Bank of Xilongchi
YANG Xiaohui
（Power China Beijing Engineering Corporation Limited，Beijing 100024）
1 研究背景
西龍池下水庫兩側岸坡陡峻，山頂高程1 400～1 534m，與庫底相對高差為600～700m，呈陡緩相間的“梯坎”狀。左側庫岸沖溝發育，局部切割呈“墻”狀山脊，發育懸谷[1]。右側庫岸則為陡立的巖壁地形。在這些高陡的基巖岸坡上，分布有潛在的不穩定巖體，若不穩定巖體產生滑塌，對水庫主體工程的正常施工及電站今后的安全運行均有可能造成直接危害。因此，在水庫主體工程施工前有必要對水庫周邊不穩定巖體預先進行開挖處理。
2 庫岸自然邊坡穩定分析
水庫庫岸地形復雜、陡峻，垂直向呈陡緩相間的“梯坎”狀，陡立的地形坡度大于70°，高差為60～300m，長為數十米至幾百米，緩坡地段坡度10°～45°，高差10～70m;水平向則以深切溝谷與“墻”狀山脊相連，溝谷寬5～30m，溝底坡度10°～40°或更陡，“墻”型山脊厚20～160m、長40～340m，溝底與脊頂相對高差為50～137m。組成岸坡的巖石為崮山組上段（∈3g2）至上馬家溝組（O2s）的灰巖、白云巖及頁巖，巖層傾向山里，傾角5°～12°，發育的主要斷層、裂隙方向為NE10°～20°、NE30°～60°、NW330°～334°和NW280°～290°，并控制著高陡邊坡的形成[2]。水庫自然邊坡的穩定性具有如下特點。
①庫岸自然邊坡的陡壁間均有緩坡相隔，其組合形態為天然的復式結構;組成岸坡的巖石風化相對較弱，而巖層又傾向山里，不易形成山巖整體破壞的基本條件。
②自然岸坡最低的一級陡壁（由崮山組地層形成）底部高程為820～840m，高出Ⅲ級階地（階地高程700～720m）120m，并在山前形成了崩坡積體，覆蓋于中更新世洪積扇之上，據此認為岸坡形成時期與古洪積扇形成年代相近，其經歷了長期的水流沖刷、風化剝蝕作用，以及邊坡穩定性的調整，岸坡的改造已經基本完成。通過地表調查和平洞勘探發現：與岸坡平行且不利于岸坡穩定的卸荷張開裂隙較少，只是在陡壁的頂部或凸出的山脊有卸荷裂隙發育，一般厚度2～8m?？梢?，當前自然岸坡整體趨于穩定狀態，僅局部仍殘留有少量的分離體[3]。
③危及岸坡穩定的結構面是反傾向的緩傾角結構面，而此類構造面在本區不發育，因此出現不穩定結構體的概率也就較小。
④岸坡的發育方向受長大結構面控制，所以結構體的穩定性是邊坡穩定的主要問題。經分析可知，最為發育的結構面組合切割形成的結構體的棱線傾角在80°以上，大于自然邊坡，對岸坡穩定的影響較小。因此，若不人為地破壞坡腳，其自然邊坡的穩定性較好。
⑤運用剛體平衡理論分析控制山體失穩的邊界條件，結果表明：岸坡山體僅存在臨空面和側向切割面，而較完整的后緣切割面還未形成，更無控制性底滑面，因此不存在整體失穩的邊界條件。但是，仍假設存在臨空面、側向和后緣切割面，以巖層層面作為底滑面，并考慮局部傾向山外，且最大傾角不會大于12°，以此進行穩定計算，其安全系數[K]大于2。
⑥運用有限單元法對應力分布進行計算，結果表明：拉應力僅存在岸坡的頂部，且均小于0.2MPa，此值遠小于巖石的抗拉強度。
⑦據PD97-1、PD97-2、PD97-3、PD97-4號平洞揭示，未發現卸荷帶，說明水庫庫岸巖體卸荷帶不發育，其穩定性主要受結構面組合切割而形成的結構體控制[4]。
綜上所述，庫岸高邊坡整體穩定性較好，僅局部存在少量殘留的分離體和卸荷巖體，岸坡穩定受結構體控制。
3 庫岸危巖統計
為了更詳細地調查統計殘留危巖和卸荷巖體的位置和體積，分別對庫岸邊坡進行了分級、分段研究。
垂直向分為三級高邊坡：Ⅰ級邊坡鄰近庫岸，底高程為810～840m、頂高程為870～890m，巖層為崮山組第二段（∈3g2）;Ⅱ級邊坡亦近鄰庫岸，底高程為900～930m、頂高程為1 100～1 150m，巖層為長山組第二段（∈3c2）、鳳山組（∈3f）和冶理組第一段（O1y1）;Ⅲ級邊坡離庫岸較遠，底高程為1 110～1 300m、頂高程為1 400～1 510m，巖層為下馬家溝組第二段（O2x2）和上馬家溝組第一段（O2s1）。Ⅰ、Ⅱ級之間為長山組第一段（∈3c1）形成的緩坡，坡高為10～20m、坡度為5°～20°;Ⅱ級邊坡以上為冶里組第二段（O1y2）和亮甲山組（O1L）地層形成的陡坡，坡高約190m、坡度為30°～50°，局部還有高約10m的陡坎[5]。
Ⅰ、Ⅱ級邊坡鄰近庫岸，對水庫正常運行影響較大，因此重點對其進行分析研究。自右壩肩開始，頂部沿環庫公路引一導線，止于左壩肩，長度約2 100m，將Ⅰ、Ⅱ級邊坡劃分為A、B、C、D四個區段，分區分段危巖統計見表1。
4 危巖處理范圍
在統計的危巖中，對水庫影響較大的有三處：①B區，樁號0+400m～0+460m，為F104斷層上盤巖體滑移后殘留的分離體，總體積為0.45×104m3，其中0.30×104m3分布高程為822～890m，影響岸坡防滲體的穩定;②路子溝口右側（B區樁號0+800m～0+940m），分布在高程950～1 026m，后緣有F114-1斷層切割，東側為沿F114形成的沖溝（即路子溝），受F114影響，山體內NE方向小規模斷層及NE、NW方向裂隙極為發育，致使巖體風化卸荷，穩定性較差，估算其潛在不穩定巖體體積為4.8×104m3;③C區樁號1+200m～1+800m，分布高程900～940m，后緣被F118斷層切割，殘留有分離體和卸荷巖體，殘留體已基本脫離山體，其體積為0.33×104m3，卸荷巖體體積為1.5×104m3。對這三處危巖應采取妥善的處理措施。
表1中統計的不穩定巖體總體積約為19.3×104m3，基本位于正常蓄水位840m以上，對水庫有直接影響，應采取相應處理措施，防止其入庫。此外，Ⅱ級邊坡上尚存在約10×104m3的潛在不穩定體，遠離庫岸的Ⅲ級邊坡上亦存在一些潛在的不穩定體，其對水庫雖無直接影響，但應注意觀測其變形情況。施工時要嚴格按照開挖邊坡建議值開挖，盡量不人為地破壞岸坡坡腳，以保持岸坡自然狀態的穩定。
5 危巖處理設計
5.1 危巖處理設計計算
5.1.1 計算工況及荷載組合。根據本工程的特點，考慮如表2所示的計算工況及荷載組合。
5.1.2 穩定安全系數的取用。由于庫岸危巖處理工程不同于電站主體工程，因此，考慮適當降低危巖體的穩定安全系數，按表3取用。
5.1.3 穩定計算。計算簡圖如圖1所示（圖中未示地震荷載）。
由于危巖體的穩定計算在規范中沒有規定，因此按剛體極限平衡理論計算，計算公式如下。
[K=f·ΣWΣP] （1）
[K′=f′·ΣW+c′?AΣP] （2）
式中，[K]表示按抗剪公式計算的抗滑穩定安全系數;[f]表示危巖體沿假定滑動面的抗剪摩擦系數，根據地質專業提供的資料，取0.55;[ΣW]表示作用在危巖上的全部荷載在垂直于假定滑動面方向的分力;[ΣP]表示作用在危巖上的全部荷載在平行于假定滑動面方向的分力;[K′]表示按抗剪斷公式計算的抗滑穩定安全系數;[f′]、[c′]表示危巖體沿假定滑動面的抗剪斷摩擦系數和黏聚力，取[f′]=0.65，[c′]=0.5MPa;[A]表示滑動面的計算截面積。
5.2 危巖處理設計
庫區危巖不穩定體BW1～BW14、S2～S3、S6～S8、S10～S11、S13、S17～S18、S20～S21、S25、S29～S32等共計31塊約19.3×104m3，潛在不穩定體QW1～QW13共計13塊約20.4×104m3。其中，不穩定體BW13、S2、S11、S17、S18、S20、S21、S29在水庫庫盆開挖時進行處理;BW1～12、BW14、S3、S6～S8、S10、S13、S25、S30～S32共23塊約17.8×104m3，采用爆破技術挖除。其他潛在不穩定體距庫岸較遠，原則上不做處理，但應注意觀測其變形情況。
6 危巖處理措施
①危巖處理開挖采用控制爆破方法。對全部挖除類危巖，全部爆破挖除。對部分挖除類危巖，可進行分層分塊鉆孔開挖爆破，部分挖除，開挖應當由上而下。
②每塊危巖最終實施的爆破開挖方法還應根據現場地質地形情況進行調整，避免危巖處理開挖擾動附近山體，或形成新的不穩定巖體，以保證經危巖處理開挖后的山體和邊坡及其附近的山體和邊坡的穩定性。
③為保證水庫庫岸的穩定和水庫的安全運行，還應布設測量觀測設施，以觀測水庫庫岸邊坡在運行期的穩定性，并根據地形地質條件設置適當的落石防護措施。
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作者：楊曉輝
危巖破壞概率統計論文 篇3：
黎欽線常見病害產生原因及防治方法研究
摘要:廣西沿海鐵路黎欽線地處廣西西南部,為大西南重要出海通道,現日通過列車 17 對。黎欽線建于1998年,當時修建標準按地鐵一級,國家二級,建設標準較低,由于逐年來運量不斷增加,該線已難于適應運量的不斷增加,尤其是路基問題突出,路基面寬度不足、高路堤下沉、路基邊坡溜塌等病害大量存在,難以適應目前運行的要求,也給行車安全埋下了隱患。近年來,為了改善線路狀況,不斷修改采取課題,并大量投入使用具有一定科技含量的新設備,使線路狀況有所改善,取得了明顯的效果,對保證黎欽線的線路質量均衡穩定發揮了積極的作用,為鐵路運輸安全暢通做出了應有的貢獻。
關鍵詞:鐵路;路基病害;產生原因;防治辦法
1鐵路線路概況
黎欽線從南寧鐵路局沙江站接口(K0+000)到馬皇站(K107+994),全長107.910公里。由于黎欽線地處廣西西南站,沿途山巒疊嶂,鐵路盤山繞行,自然環境惡劣;該段線路共架設橋梁38座,延長4370m,穿越隧道2座,延長617m,設置涵渠455座,延長9430m;線路鋪設普通二級道碴,線路鋪設鋼軌為P43再用軌普通鋼軌;鋪設軌枕為混凝土軌枕;黎欽正線上共有曲線81個,31666延長公里,占正線全長的29.3%,其中半徑小于600米的曲線有17個,7.665延長公里,占正線全長的7.1%,最小曲線半徑為R=599m;線路最大坡度達6‰。
黎欽線路條件由于先天的不足,線路從開通運營已來,雖然經過多次整治,但線路狀況沒能從根本上得到該善,嚴重的危及著行車安全,這就給我們的養護維修增加了很大的困難。
2地質地貌概況
黎欽線地理位置處于廣西西南山區,正處于溶巖過渡的地貌斜坡地帶,地形起伏劇烈,群山延綿不斷,形成了地質構造復雜,地表覆蓋層坡積、殘積或巖堆的特殊性,加上廣西西南受沿海暖濕氣流影響,降雨量豐富;巖層大都屬于沉積巖類的石灰巖、泥灰巖和炭質頁巖等;且斷層、褶皺、節理發育、巖層傾斜和整體性差;巖石主要為炭酸巖(各種類型的石灰巖、白云巖等),亦有頁巖等少量其它巖層,屬于化學巖及生物化學巖的軟質巖,強度較低遇水易軟化,也容易風化,碳酸巖分布廣、厚度大、巖性純、巖落現象很強烈,化學風化作用甚劇;由于碳酸巖受水的強烈溶蝕,隨水流路徑形成溶紋,久后擴展成溶隙,溶紋的延伸最終將基巖分割成不相連之巖塊;溶隙的發展最終形成溶洞,經過長期風化侵蝕形成了獨特的喀斯特地形地貌。
3常見病害類型、產生的原因及防治辦法
3.1危巖落石
3.1.1形成及產生崩坍落石病害的主要原因
黎欽線線路大部份修筑于群山間,或于山腳,或于山腰,地質地形條件復雜,鐵路線路沿途群山環繞,全區段共穿越大小山體121座,大部分地質構造復雜,覆蓋層坡積、殘積或巖堆,巖層大都屬于沉積巖類的石灰巖、泥灰巖和炭質頁巖,且斷層、褶皺、節理發育、巖層傾斜和整體性差,危巖不但沿線路連綿不斷,且立面上重重疊疊、坡面破碎,可謂線長、面廣、落石源厚,危害嚴重。
為認真做好崩坍落石病害的整治,以求取得最佳整治效果,我們根據近幾年來黎欽線我段管內線路落石頻繁的地段,制定調查表(見表1),分成三個小組對沿線山體進行了全面調查,了解和分析該地段的地理地貌及落石成因。
表1黎欽線危巖落石整治工程調查表
根據實地調查或有關資料統計分析,黎欽線地形起伏劇烈,發育幼年期峰叢。巖石主要是炭酸巖(各種類型的石灰巖、白云巖等),亦有頁巖等少量其它巖層。碳酸巖分布廣、厚度大、巖性純、巖落現象很強烈,化學風化作用甚劇。由于碳酸巖受水的強烈溶蝕,隨水流路徑形成溶紋,久后擴展成溶隙。溶隙的發展,溶紋的延伸最終將基巖分割成不相連之巖塊。一是它們的底座面是一個斜面,常是傾角很大,形成滾落的幾何條件。二是土隨水滲入溶隙,減少了摩擦系數。三是石巖樹根的伸長。一方面大大加速溶紋、溶隙的發展,另一方面則產生推動巖塊滾落的另一主動力,三者的組合造成巖塊的滾落。
3.1.2危巖落石病害危害線路的情況
黎欽線從開通至今,逐年來巖石風化加重,節理發育,巖層傾斜和整體性差,植被根系常被破壞。致使鐵路線路沿途兩側危石林立搖搖欲墜,危巖落石砸壞線路設備或侵入限界被列車撞上的事故時有發生。據我段的統計,在雨季平均每年有1-2次危巖落石下山,不同程度的打壞線路。
3.1.3采取的整治辦法
通過調查分析,黎欽線的崩坍落石主要有三種類型:一類是陡壁落石,落石能量較大;二類是斜坡落石;三類是開鑿坡面落石。根據黎欽線我段管內線路崩坍落石病害多,影響線路長,對行車安全威脅很大的實際情況,我們積極貫徹“以守為主,整治結合”的防治崩坍落石病害的工作原則,在整治工作中,采取“因地制宜、就地取材、土洋結合、綜合整治”的原則。
黎欽線崩坍落石病害整治的方法中,除了巡守警戒外,在當前成本緊缺、段資金金額減少得情況下,使用“鋼軌欄柵”方法較為經濟可行,但“鋼軌欄柵”方法沒能徹底根除崩坍落石病害的危害,迫使我們只能采取“因地制宜、就地取材、土洋結合、綜合整治”的原則,在重點地段按實際采取各種措施辦法對危巖落石病害進行整治。
(1)根治情況。
我段危石根治的辦法是設置一個危石整治班,對危石進行檢查清理,采取多種靈活的方法,一是支頂、支撐,對于上部探頭、下部懸空的危巖而危巖又較堅硬完整、節理較少時,采用鋼軌或鋼筋混凝土柱支頂、支撐;二是嵌補把危石與山體連成一體就地穩定;三是砌攔石擋墻擋護;四是爆破徹底清除。
(2)明峒情況。
明峒是整治崩坍落石措施中最有力的一種,由于條件有限,為了節省投資,在開鑿隧道時,都是在沒有辦法時才開鑿隧道,又是晚進洞早出洞,往往是在開挖了很深的路塹時才進洞,這樣又容易遭到危巖落石的侵害;在黎欽線我段管內隧道中不同程度地增加了延長洞門。
(3) “鋼軌欄柵”的施工整治情況。
為防止落石墮落后越出鋼軌欄柵,我們在預計施工處,一是選點前進行多次拋物試驗,且施工點距離落石點的坡度不應陡于60度到65度;二是設置鋼軌欄柵處在線路與陡坡有一定距離,以減少因鋼軌欄柵損壞后造成線路的二次破壞。
為提高鋼軌欄柵的承載能力及攔截能力,我們一是在進行鋼軌欄柵設計中增加立柱的掩埋深度,并用水泥沙漿澆注,提高立柱的牢固性;二是增加橫軌密度及鋼軌欄柵立柱支撐軌,以提高鋼軌欄柵的抗沖擊力;三是對軌排的連接的螺拴孔,嚴格控制螺拴孔徑,并增加焊接的強度。
經過多次的實施,在“鋼軌欄柵”的整治崩坍落石上,取得了一定的成績,但同時也暴露出一些缺點:一是承載能力較低,特別是在工藝上還有缺陷,不耐沖擊;二是鋼軌欄柵被沖擊壞時,落石沖擊力較少,直接侵入線路;三是單排軌柵抗擊力低,難以抵御落石能量力大的危巖坍落。為提高整治效果,我們在原有基礎上進行改造。一是對落石量較大的坡段,且條件許可的情況下,建立雙排或多排鋼軌欄柵,逐步減少落石的沖擊力,使之達到攔截的目的;二是增加鋼軌欄柵立柱的密度,并在每根立柱軌上增加支撐軌,提高鋼軌欄柵整體的抗擊力。三是對原修建的單排軌柵進行整體整修加固或增加雙排及多排鋼軌欄柵,以提高危巖落石的攔截力,確保列車運行安全。
經過對黎欽線崩坍落石病害整治方案研究中,實施“攔截”、“警戒”等綜合方案取得了一定的成效。
經過前一階段的工作使我們感到:黎欽線的崩坍落石病害整治,主要應在危險地段巡守及“攔截”等輕型措施上。從每年安排的施工資金看,要使我段管內線路地段對抗落石的安全概率達到100%,這至少在多年內是不可能的,應進一步加快整治步伐,以求大范圍內有一個較高的安全概率。另外,我們將在前一階段的基礎上,加強信息反饋,注意軌柵的欄截情況及雙排、多排軌柵的抗擊力,針對實際,制定對策,改進方法,提高攔截能力。同時,我們將修訂和完善軌柵的施工質量標準,以提高施工質量,將“攔截”與其它防治形成綜合配套使用,為運輸安全作出新的貢獻。
(4)運營鐵路危石防護柔性網的設置情況。
黎欽線橫州—飛龍區間k14+200—+325地段,線路左側為高路堤,右側為路塹,塹頂以上是上陡下緩的自然山坡,緩坡帶坡度為40度,坡面有0.2—1m的覆蓋層,植被十分發育,后側坡度在70度左右的陡崖,高出路基80—150m左右,坡面主要為裸露的灰巖,巖體呈現強風化狀態,加上受結構影響,節理裂隙十分發育,縱橫交錯,規律性較差,裂縫間距為0.1—1.2m 左右,該段坡崖崩塌落石較多,其中1.0—2.4噸重落石較常見,嚴重危險行車安全。
使用瑞士布魯克(成都)工程有限公司設計的Rx-050型SNS柔性被動防護網(后簡稱“防護網”),是簡便快捷的一種整治山坡落石問題的方法。
(5)系統設計。
根據該段邊坡地形地質條件和落石特征,選用“防護網”,其防護能級為500Kpa,系統高度為4m,總長度為150 m,布置在中部緩坡帶下側高離路基平面20m左右位置處。為了便于當地放牧牧民和畜牧的通行,系統按70m和80m兩段布置,兩段沿走向方向在中部重疊5m,順坡向水平間距10m左右。
(6)“防護網”系統施工方法及程序。
①測量定位:
按照設計并結合現場地形對鋼柱和錨桿基礎進行測量定位,設計標準間距10m,現場可在8-12m之間調整,現場放線長度比設計系統長度減少3-8%,對地形起伏較大,系統布置難同一等高線布置時取上限8%,對地形較平規則,系統布置能基本上同一等高線沿直線布置時取下限3%為宜。
②基坑開挖:當開挖至基巖未達到設計深度時,則在基坑內的錨孔位置鉆鑿桿孔,待錨桿插入基巖并注漿后蔡灌注上部基礎混凝土。
③預埋錨桿并灌注基礎混凝土。
對巖石基礎應為鉆鑿錨桿孔和錨桿安裝,對混凝土基礎亦可在灌注后鉆孔安裝錨桿,安裝完畢將孔灌入水泥砂漿。
④基座安裝。
將基座套入地腳螺拴并用螺帽擰緊。
⑤鋼柱及上側拉錨繩安裝。
將鋼柱順坡向上放置并使鋼柱底部位于基座上,將上拉繩的掛環掛于鋼柱頂端掛座上,將拉錨繩的另一端與對應的上拉錨桿環套連接并用繩卡暫時固定(設置中間加固和下拉錨繩時,同上拉錨繩一起安裝或待上拉繩安裝好后再安裝均可);將鋼柱緩慢抬起并對準基座,將鋼柱底部插入基座中,最后插入連接螺桿并擰緊;通過上拉錨繩來按設計方位調整好鋼柱的方位,拉緊上拉錨繩并用繩卡固定。
⑥側拉錨桿的安裝。
安裝方法同上拉錨繩方法,但必須再上拉錨繩安裝好后方可進行。
⑦格棚安裝。
格棚鋪掛再鋼繩網的內側,并應疊蓋鋼繩網上緣并折到網的外側15cm,用扎絲固定到網上,格棚底部應沿斜坡向上敷設0.5m左右,為使下支撐繩與地面間不留縫隙,用一些石塊將格棚底部壓住,每張格棚間疊蓋約10cm,用扎絲將格棚固定到網上,每平方米固定約4處。
⑧危石防護試驗。
“防護網”攔截落石在黎欽線k14+200-+325地段進行試驗,垂直水平高度45m的山頂上選8塊三向近似相同質量約500—600kg 的巖石,逐個用人工撬滾落,落石速度快、騰躍、彈跳及沖擊不偏不斜,正好落在“防護網”系統中。
落石速度=15.7m/s
騰躍=14.18m/s
彈跳:h1=0.4m h2=1.52m h3=1.08m
試驗結果表明,危石碰在SNS柔性防護網上反彈最大塊徑0.331m3,重約8.3KN。設緩沖層容許量為17KN/m3,內摩擦角為35度,落石沖擊緩沖速度VR=15.7m/s。石塊單位容量為22 KN/m3,根據上述資料求出填土緩沖層厚度B與落石沖擊力P。
⑨求填土緩沖層厚度B:
根據鐵路工務技術手冊《路基》(9-19)及(9-20)公式計算得:
Z=0.6(m)
安全系數一般取1.5。
B=1.5×Z=1.5*0.6=0.9
求沖擊力P:
根據鐵路工務技術手冊《路基》(9-18)公式計算得:
P=343kg
由于設計的防護能級為500Ka>343Kpa,因此符合要求并且安全可靠。
采用“防護網”攔截危石有以下優點:不影響列車運行;采用拼裝式施工,工藝簡單,施工便捷,工期短;造價低,安裝150m“防護網”只需投資60萬元,修建150m得明洞需要投資150多萬元,150m得攔石墻需要投資100多萬元,節約投資一般左右;設計年限長,節省維修養護費用。
黎欽線我段管內線路崩坍落石病害,經過多年我段的努力整治,雖然取得了一定的效果,但整治速度比不上風化產生的速度,這就注定整治崩坍落石是一項長期而艱巨的工作,這就要求我們不斷地努力。
3.2路塹邊坡坍塌
3.2.1造成路塹邊坡坍塌的主要成因
路塹邊坡坍塌是在路塹邊坡坡度陡于天然休止角(土體達到天然極限穩定平衡狀態時,坡面與水平面的夾角叫做天然休止角或穩定安息角)時,由于其穩定性差,在坡面水或地下水作用下發生的一種變形形式,常發生于節理較發育、巖層較破碎、風化較嚴重的巖質路塹或土質路塹,這種病害在平常發展過程時間較長,開始時只是在路塹頂附近出現裂縫,并緩慢地逐漸擴大,擴大到一定程度時,在外界條件的影響下,突然順邊坡坍塌下來,在大坍塌之前,常有局部坍塌伴生,并能聽到巖石的錯動聲音,大變形之后,還常有小的局部坍塌發生,每次坍塌都不按固定的面移動,但坍塌體下緣均位于臨空面,一直坍塌到巖層或土層的穩定安息角為止; 黎欽線大部份修筑于群山間,由于修建標準低,使我段管內線路部分路段處在高堤深塹中,這部份線路的高堤深塹主要由灰質頁巖、泥灰巖的巖石摻粘松土等組成,路塹邊坡坡度大多大于天然休止角,穩定性差;因此一旦遭遇大雨或暴雨來襲時,山洪來勢兇猛,極易發生路塹護坡坍塌災害,造成線路斷道,威脅行車安全;加上桂西北山區位于北方冷空氣與南方暖濕氣流交匯處,降雨量豐富;另外云貴高原邊緣過度段地形起伏大,暖濕氣流易沿坡面上升如遇冷空氣及易造成強降雨,這些不利的外界因數條件,極易引起路塹邊坡坍塌。
3.2.2歷年來的水害發生路塹邊坡坍塌情況
路塹邊坡坍塌,在黎欽線我段管內線路上較為常見,據我段的統計,在每年雨季平均每月都有因雨水而引發的路塹邊坡坍塌水害,只是程度大小不同而已,有些小坍塌面不大,數量也不多清理也容易,沒有危及行車安全,有些大嚴重危及行車安全。
3.2.3路塹邊坡坍塌的防治方法
為確保行車安全,最大限度的減少因自然災害造成的損失,針對路塹邊坡坍塌 的病害,防治的主要辦法是;一是刷坡,對不穩定的路塹邊坡進行刷坡,刷坡侄自然坡和穩定的人工邊坡;二是做好排水設施,所有流向路基范圍內的地表水均應予以截排,防止水土流失;天溝至路塹塹頂的距離一般不小于10米;三是設置防護加固設備,對于邊坡緩于1:1時采取鋪草皮措施防止沖刷流泥,對于邊坡陡于1:1時采取片石護坡或人字骨架護坡加固措施防止剝落或邊坡局部坍塌,對于深路塹時采取片石或混凝土擋墻擋護措施防止邊坡坍塌。
3.3軌道線路翻漿
3.3.1軌道線路翻漿產生的主要原因
軌道線路翻漿病害會使線路上部建筑難以保持正常的工作狀態,諸如軌枕吊板、暗坑等線路病害相繼產生,造成鋼軌易變形,夾板易折斷,道碴消耗大,軌道幾何尺寸變化大,故使緊急補修工作增加,維修成本提高,線路養護增加困難,直接危及到行車安全;軌道線路翻漿主要有道床翻漿和基床翻漿兩種。
道床翻漿主要是由于道床不潔,含土量超限以及道碴不硬造成的,由于黎欽線的道碴都是采用石灰巖,而石灰巖為軟質巖,它的主要成份為碳酸鈣,碳酸鈣易打成粉末遇水成漿,水干就板結,若道床表層部分的道碴被列車碾壓后形成碎屑或粉末,此時若道床不潔和排水不良,就造成道床翻漿。
基床翻漿主要是由于黎欽線大部份修筑于群山間,由于建于解放前,修建標準低,路基寬度先天不足,沒有墊層道床直接鋪設在軟土上,在列車動力的反復沖擊下,路基面的泥漿便被擠壓上冒、翻出道床,造成基床翻漿。
3.3.2軌道線路翻漿的整治辦法
軌道線路翻漿整治也比較復雜,針對道床翻漿采取的整治辦法是:一是疏通排水、清篩道床;二是清挖掉翻漿的道床;三是徹底的更換道喳,由于黎欽線的道碴是采用普通石灰巖二級碴,容易被碾壓形成碎屑或粉末,這些碳酸鈣粉末水溶解形成漿,然后水干了就板結因此只能徹底的更換道喳才能使道床保持排水;四是在軌枕下鋪墊大膠墊增加彈性。
對于基床翻漿采取的整治辦法是:由于黎欽線路基寬度和道床厚度先天不足,只能根據實際情況采取辦法,針對沒有地下水影響的基床翻漿和風化石質基床翻漿,主要采用墊沙阻隔泥漿上冒;對于有地下水影響的基床翻漿,主要采用排水板封閉,阻隔地下水及泥漿上冒污染道床。
3.4曲線鋼軌磨耗及軌枕小反
3.4.1曲線鋼軌磨耗及軌枕小反產生的主要成因
黎欽線大部份修筑于群山間,或于山腳,或于山腰,地質地形條件復雜,鐵路線路沿途群山環繞,小半徑曲線多,線路上下行車速度相差懸殊,在小半徑曲線軌道上鋼軌發生磨耗和軌枕被切壓,在我段管內線路上經常發生,尤其是在坡道大的線路上,鋼軌發生磨損比較突出。
隨著“增噸、加密、壓點、提速”的工作思路的貫徹執行,重載列車的不斷增加和運營線路上下行車速度相差懸殊,鋼軌發生磨耗也非?？?。鋼軌發生磨耗,除與鋼軌本身材質有著密切的關系外,還與機車車輛密切相關。經過對有關方面資料的調查和現場實際摸索,歸納小半徑曲線軌道上鋼軌發生磨耗的主要原因有;列車運量和軸重的增大是鋼軌加劇磨損的主要原因;僅就黎欽線我段管內20處小半徑曲線鋼軌定點觀測調查數據看,每季平均磨耗值約在5mm以上;軌底坡不當,極易產生鋼軌磨耗及軌枕小反;軌距超限和軌距變化率超過規定值,加劇了鋼軌側面磨耗;曲線超高設置時,忽略了客貨列車比重及上下行列車速度相差懸殊,所設置超高沒能盡量適應貨車速度,行車鋼軌側面磨耗;鋼軌沒能涂油,由于黎欽線坡度大且坡度長,機車爬坡困難涂油時有可能打飛輪,進一步造成鋼軌傷損;其它如線路方向不圓順,車輛搖擺及轉向架各軸之間的相互作用力增大等都是造成鋼軌磨耗的原因。
3.4.2近年來小半徑曲線鋼軌磨耗的狀況
據我段的探傷工區調查統計,近年來我段管內半徑小于600米的17個小半徑曲線的鋼軌磨耗較嚴重,曲線外軌(上股軌)側磨,每季平均磨耗值約在5mm以上,曲線內軌(下股軌)波浪磨耗或壓潰。由于鋼軌磨耗后軌道幾何尺寸諸如軌距、水平、三角坑、高低等項目較容易變化,再有就是曲線上股外側尼龍擋肩容易損壞,膠墊被壓潰、軌枕被切壓、軌距桿折斷等;每次軌檢車檢查不良處所的三、四級扣分80%均由小半徑曲線鋼軌磨耗所引起的。
3.4.3采取的防治措施及整治方法
對于黎欽線小半徑曲線鋼軌磨耗,我們采取了各種辦法進行整治。
根據實際情況在小半徑曲線上全部更換混凝土軌枕,其中部分換成鋼釬維混凝土軌枕和帶鋼板的特種混凝土軌枕,防止軌枕被切壓造成軌枕小反保證軌底坡。
在小半徑曲線軌道上,爭取逐步更換硬度較高的合金軌或全長淬火軌,同時在機車和車輛轉向架上,應盡量減少幾個主要部位間的空隙,最大限度地縮小車輛搖擺。
在小半徑曲線軌道上,按外軌超高的不同,對內外股鋼軌的軌底坡進行適當調整,使用帶坡型的開發絲膠墊調整。內股鋼軌軌底坡調整范圍一般使外軌超高在0—75mm時,內股鋼軌軌底坡為1∶40,外軌超高在80—125mm時,內股鋼軌軌底坡為1∶17。
每年進行一次各次列車通過各處曲線速度的測定,并按上下行列車速度的大小來計算超高值,使選定的超高盡量滿足貨車速度又能滿足客車未被平衡超高在《維規》第3•7•1條規定范圍內。
強化對曲線的維修與保養,結合線路經常保養工作,重點是曲線軌距超限處所和軌距變化率的及時修整,使曲線軌距及軌距變化率經常保持在規定限度內,同時,對曲線正矢定時測量,每季至少一次。
對小半徑曲線進行定期涂油,磨耗嚴重曲線采取增加涂油次數。
參考文獻
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作者：伍 軍