不穩定斜坡坡體錨索支護加固方法研究

高文軍，屈耀輝

（中鐵西北科學研究院有限公司，甘肅 蘭州 730000）

0 引言

隴南市武都區坐落于白龍江Ⅰ、Ⅱ級階地和北山各溝泥石流堆積扇之上，城區南、北兩山為構造侵蝕中山地貌，山勢陡峭，溝谷發育，切割強烈，山體破碎。特殊的地質環境造就了武都北山地質災害種類多、分布密度大、極其發育等特點，武都區為甘肅省乃至全國地質災害高易發區、高危險區和重點防治區。

不穩定斜坡位于招待所溝溝口右側斜坡地帶，屬于前期自然形成、后期人工改造的高陡邊坡。該不穩定斜坡坡高且陡峭，臨空面大，坡體上經常發生有小型滑坡及崩塌災害，直接威脅坡頂及坡腳居民安全。隨著人類活動程度的加大，坡頂建房加載嚴重，坡腳開挖嚴重，如遇較大地震或特大暴雨，誘發崩塌或滑坡的可能性極大。不穩定斜坡一旦失穩，將對坡頂、坡體及坡腳居民生命及財產安全造成巨大損失。

1 不穩定斜坡地質概況

1.1 不穩定斜坡基本特征

招待所溝溝口右側不穩定斜坡位于白龍江Ⅲ級階地前緣，即武都區北山坡腳處，平面形態呈近似“一”字形，斜坡坡向 163°～220°。斜坡由北向南傾斜，總體呈北西—南東向延伸，西側起點為上山臺階小路，東側延伸至招待所溝右岸，至住戶臺階路處為止，總寬度 270 m。斜坡坡頂為西關社區部分住戶及北山公路，斜坡坡腳高程 1 023.0～1025.0 m，坡頂高程 1 053.0～1 081.0 m，高差 30～58 m，坡度 45°～50°，局部坡段坡度達 70°［1］。

不穩定斜坡整體可分為兩級坡，斷面上呈兩級臺階狀，一級臺階高出地面 15～16 m，臺面寬 2～14 m，由西向東逐漸變窄；二級臺階即為斜坡坡頂，高出一級臺階 15～42 m，臺面寬 15～30 m，臺面自北向南傾斜。斜坡斷面上呈折線型，呈上陡、中緩、下陡的特點。斜坡上部坡度 45°～50°，中部 30°～45°，下部 50°以上。不穩定斜坡兩級坡前緣均較陡直，高差較大，尤其是二級坡坡面變形特征明顯，斜坡西段以崩塌、滑坡破壞形式為主，坡面局部臨空，坡面裂隙發育，坡腳崩滑體完整；斜坡東段以滑坡破壞形式為主，坡體破碎，小沖溝發育，表層土體溜滑跡象明顯。

不穩定斜坡屬多層土質斜坡，沿垂直方向呈層狀結構，地層依次為上更新統（Q3）和全新統（Q4），上更新統以沖積物和洪積物為主，巖性有卵石、角礫、細砂和黃土狀粉質黏土；全新統以坡積物和沖積物為主，巖性有塊石、碎石和黃土狀粉土；斜坡中部及頂部邊緣分布有人工素填土，在西側斜坡房屋后人工開挖陡坎處零星出露志留系千枚巖。

1.2 巖土體特征

不穩定斜坡下部屬典型的第四系上更新統沖洪積地層，土體主要為卵石、中砂及角礫，水平層理明顯，膠結較好，但遇水易變形。斜坡上部東西兩側土體特征有所不同，西側斜坡表層為殘坡積物，巖性為塊石、碎石，大小混雜，膠結差，是崩塌、落石地質災害發育的主要地段；東側基本屬土質斜坡，覆蓋有厚度約 2～30 m 的沖積黃土狀粉土，為白龍江階地物質，堅硬，但遇水易軟化，形成滑坡地質災害［2］。

2 不穩定斜坡定性分析

2.1 斜坡穩定性定性分析

不穩定斜坡屬多層土質斜坡，坡度 45°～50°，局部坡段坡度達 70°。斜坡高 30～58 m，屬于高陡斜坡。斜坡土體松散，坡面小沖溝發育，局部坡段崩、滑變形跡象明顯。根據斜坡結構和變形特征不同，分四段進行描述。

1）第一段斜坡。斜坡坡度 55°，局部臨空，具有崩塌發育的地形條件；無地表徑流，巖土體較濕；地層巖性為殘坡積塊石、碎石，膠結差；坡腳有堆積體，坡頂未見明顯裂縫，存在軟弱結構面。

2）第二段斜坡。坡高 51 m，斜坡坡度 50°～56°，局部臨空；沒有地表徑流沖刷，未見泉水出露，巖土體較濕；坡體下部地層巖性為上更新統卵石、中砂及角礫，坡體上部地層巖性為殘坡積碎石土及黃土狀粉土；坡面有滑坡的跡象，坡頂未見明顯裂縫，存在軟弱結 構面。

3）第三段斜坡。斜坡坡度 33°～45°，具有滑坡發育的地形條件；無地表徑流，巖土體較濕；地層巖性為黃土狀粉土，遇水易軟化；坡頂未見明顯裂縫，坡面小沖溝、落水洞發育；坡腳有土體溜滑現象。坡肩無位移跡象，但有積水地形。

4）第四段斜坡。斜坡坡度 51°，局部臨空；無地表徑流，巖土體較濕；地層巖性為黃土狀粉土，遇水易軟化；坡頂未見明顯裂縫，坡面小沖溝、落水洞發育［3］。

2.2 斜坡穩定性定量分析及推力計算

穩定性系數計算公式：

式中：Fs為不穩定斜坡穩定性系數；ci為第 i 計算條塊滑動面上土體的粘結強度標準值，kPa；φi為第 i 計算條塊滑動面上土體的內摩擦角標準值，°；li為第 i 計算條塊滑動面長度，m；θi為第 i 計算條塊底面傾角和地下水位面傾角，°；Gi為第 i 計算條塊單位寬度巖土體自重，kN/m；Gbi為第 i 計算條塊滑體地表建筑物的單位寬度自重，kN/m；Pwi為第 i 計算條塊滑體單位寬度的動水壓力，kN/m；Ni為第 i 計算條塊滑體在滑動面法線上的反力，kN/m；Ti為第 i 計算條塊滑體在滑動面切線上的反力，kN/m；Ri為第 i 計算條塊滑動面上的抗滑力，kN/m。因不穩定斜坡未發現地下水，計算時不考慮地下水動水壓力 Pwi［4］。

計算在自重、自重+暴雨、自重+地震三種工況下的穩定性系數，結果如表 1 所示。

表1 穩定性系數及推力成果匯總表

3 錨索支護加固方法驗證試驗

錨索基本試驗是錨索性能的全面試驗，目的是確定錨索的極限承載力和錨索參數的合理性，為錨索設計、施工提供依據。通過預應力錨索基本試驗，確定錨固體與巖土層間的粘結強度特征值、錨索設計參數和施工工藝，根據實際錨固力大小，修正設計參數。

錨索的性能試驗為了確定錨索的極限承載力，檢驗錨索在超過設計拉力并接近極限拉力條件下的工作性能和安全程度，以驗證錨索的性質和性能、設計工藝、設計合理性、施工工藝、安全儲備、錨索的抗拔拉承載能力、荷載、變形、松弛和蠕變等問題，以及有關搬運、儲存、安裝和施工過程中抗物理破壞的能力，及時發現錨索設計施工中的缺陷，以便在正式使用錨索前調整錨索結構參數或改進錨索制作工藝［5］。

3.1 試驗準備

試驗設計張拉荷載為 500 kN，鎖定荷載 350 kN，極限張拉荷載 750 kN，試驗中最大試驗荷載取極限抗拉荷載 750 kN 的 80 %，即 600 kN 進行基本試驗。本次五組預應力錨索具體情況如表 2 所示。

表2 試驗錨索情況匯總表

試驗設備及儀表采用錨索錨墩提供支座反力，1 臺 100 t 拉拔儀加荷，用百分表測讀位移。拉拔儀、百分表，已經過標定校正。

1）錨索破壞標準。后一級荷載產生的錨頭位移增量達到或超過前一級荷載產生的位移增量的 2 倍；錨頭位移持續增長；錨索桿體破壞。

2）錨索極限承載力的取值。錨索極限承載力取破壞荷載前一級的荷載值；在最大試驗荷載作用下未能達到破壞標準時，錨索極限承載力取最大試驗荷載。

當每組試驗錨索極限承載力的最大差值≤30 % 時，取最小值作為錨索的極限承載力；若最大差值＞30 %，應增加試驗數量，按 95 % 的保證率計算錨索極限承載力。

3.2 試驗結果及分析

本次共進行了 5 組預應力錨索基本試驗，試驗錨索的荷載-位移、荷載-彈性位移、荷載-塑性位移曲線穩定、可靠，滿足設計要求。試驗錨索的實測彈性變形量均大于該荷載下錨索自由段長度理論彈性伸長量的 80 %，同時均小于錨索自由段長度與 0.5 倍錨固段長度之和的理論彈性變形值，符合錨索的檢測標準，本次試驗結果有效。5 組預應力錨索基本試驗預應力錨索 Q-s 曲線結果如圖 1～5 所示。

圖1 T1 號預應力錨索 Q-s 曲線

圖2 T2 號預應力錨索 Q-s 曲線

圖3 T3 號預應力錨索 Q-s 曲線

圖4 T4 號預應力錨索 Q-s 曲線

圖5 T5 號預應力錨索 Q-s 曲線

本次 5 組預應力錨索的基本試驗，最大試驗荷載均為 600 kN，錨頭相應總位移量分別為 38.75、48.83、56.93、64.72、75.84 mm，在最大試驗荷載下所測得的位移量均符合錨索不破壞標準，且荷載已達到最大加荷標準，故終止加荷。錨固體與巖土層極限粘結強度標準值 frbk（kPa）由式（5）計算：

式中：frbk為錨固體與巖土層極限粘結強度標準值，kPa；D 為錨索孔直徑，mm；Nak為錨索極限拉拔荷載，kN（破壞荷載前一級的荷載值）；la為錨固段長度，m。本次基本試驗中錨固體與巖土層極限粘結強度標準值 frbk為 170.6 kPa。

5 組預應力錨索的基本試驗結果表明：本次基本試驗中錨固體與巖土層極限粘結強度標準值 frbk為 170.6 kPa，大于設計值 25 kPa。該高邊坡防護工程預應力錨索設計參數及施工工藝合理，設計張拉荷載為 500 kN，錨索極限承載力標準值為 600 kN，當前的施工工藝能滿足工程要求。

4 結語

錨索加固方法施工方式靈活，可產生很高的錨固預應力，由于其加固深度大，并且能夠在較大范圍內靈活變化，能夠實現各種類型不穩定斜坡的加固，在各類巖體地質和結構中都能適用。加大不穩定斜坡坡體錨索支護加固方法的研究力度，在防治和減少泥石流、地震災害方面具有重要意義。