不稳定斜坡坡体锚索支护加固方法研究

高文军，屈耀辉

（中铁西北科学研究院有限公司，甘肃 兰州 730000）

0 引言

陇南市武都区坐落于白龙江Ⅰ、Ⅱ级阶地和北山各沟泥石流堆积扇之上，城区南、北两山为构造侵蚀中山地貌，山势陡峭，沟谷发育，切割强烈，山体破碎。特殊的地质环境造就了武都北山地质灾害种类多、分布密度大、极其发育等特点，武都区为甘肃省乃至全国地质灾害高易发区、高危险区和重点防治区。

不稳定斜坡位于招待所沟沟口右侧斜坡地带，属于前期自然形成、后期人工改造的高陡边坡。该不稳定斜坡坡高且陡峭，临空面大，坡体上经常发生有小型滑坡及崩塌灾害，直接威胁坡顶及坡脚居民安全。随着人类活动程度的加大，坡顶建房加载严重，坡脚开挖严重，如遇较大地震或特大暴雨，诱发崩塌或滑坡的可能性极大。不稳定斜坡一旦失稳，将对坡顶、坡体及坡脚居民生命及财产安全造成巨大损失。

1 不稳定斜坡地质概况

1.1 不稳定斜坡基本特征

招待所沟沟口右侧不稳定斜坡位于白龙江Ⅲ级阶地前缘，即武都区北山坡脚处，平面形态呈近似“一”字形，斜坡坡向 163°～220°。斜坡由北向南倾斜，总体呈北西—南东向延伸，西侧起点为上山台阶小路，东侧延伸至招待所沟右岸，至住户台阶路处为止，总宽度 270 m。斜坡坡顶为西关社区部分住户及北山公路，斜坡坡脚高程 1 023.0～1025.0 m，坡顶高程 1 053.0～1 081.0 m，高差 30～58 m，坡度 45°～50°，局部坡段坡度达 70°［1］。

不稳定斜坡整体可分为两级坡，断面上呈两级台阶状，一级台阶高出地面 15～16 m，台面宽 2～14 m，由西向东逐渐变窄；二级台阶即为斜坡坡顶，高出一级台阶 15～42 m，台面宽 15～30 m，台面自北向南倾斜。斜坡断面上呈折线型，呈上陡、中缓、下陡的特点。斜坡上部坡度 45°～50°，中部 30°～45°，下部 50°以上。不稳定斜坡两级坡前缘均较陡直，高差较大，尤其是二级坡坡面变形特征明显，斜坡西段以崩塌、滑坡破坏形式为主，坡面局部临空，坡面裂隙发育，坡脚崩滑体完整；斜坡东段以滑坡破坏形式为主，坡体破碎，小冲沟发育，表层土体溜滑迹象明显。

不稳定斜坡属多层土质斜坡，沿垂直方向呈层状结构，地层依次为上更新统（Q3）和全新统（Q4），上更新统以冲积物和洪积物为主，岩性有卵石、角砾、细砂和黄土状粉质黏土；全新统以坡积物和冲积物为主，岩性有块石、碎石和黄土状粉土；斜坡中部及顶部边缘分布有人工素填土，在西侧斜坡房屋后人工开挖陡坎处零星出露志留系千枚岩。

1.2 岩土体特征

不稳定斜坡下部属典型的第四系上更新统冲洪积地层，土体主要为卵石、中砂及角砾，水平层理明显，胶结较好，但遇水易变形。斜坡上部东西两侧土体特征有所不同，西侧斜坡表层为残坡积物，岩性为块石、碎石，大小混杂，胶结差，是崩塌、落石地质灾害发育的主要地段；东侧基本属土质斜坡，覆盖有厚度约 2～30 m 的冲积黄土状粉土，为白龙江阶地物质，坚硬，但遇水易软化，形成滑坡地质灾害［2］。

2 不稳定斜坡定性分析

2.1 斜坡稳定性定性分析

不稳定斜坡属多层土质斜坡，坡度 45°～50°，局部坡段坡度达 70°。斜坡高 30～58 m，属于高陡斜坡。斜坡土体松散，坡面小冲沟发育，局部坡段崩、滑变形迹象明显。根据斜坡结构和变形特征不同，分四段进行描述。

1）第一段斜坡。斜坡坡度 55°，局部临空，具有崩塌发育的地形条件；无地表径流，岩土体较湿；地层岩性为残坡积块石、碎石，胶结差；坡脚有堆积体，坡顶未见明显裂缝，存在软弱结构面。

2）第二段斜坡。坡高 51 m，斜坡坡度 50°～56°，局部临空；没有地表径流冲刷，未见泉水出露，岩土体较湿；坡体下部地层岩性为上更新统卵石、中砂及角砾，坡体上部地层岩性为残坡积碎石土及黄土状粉土；坡面有滑坡的迹象，坡顶未见明显裂缝，存在软弱结 构面。

3）第三段斜坡。斜坡坡度 33°～45°，具有滑坡发育的地形条件；无地表径流，岩土体较湿；地层岩性为黄土状粉土，遇水易软化；坡顶未见明显裂缝，坡面小冲沟、落水洞发育；坡脚有土体溜滑现象。坡肩无位移迹象，但有积水地形。

4）第四段斜坡。斜坡坡度 51°，局部临空；无地表径流，岩土体较湿；地层岩性为黄土状粉土，遇水易软化；坡顶未见明显裂缝，坡面小冲沟、落水洞发育［3］。

2.2 斜坡稳定性定量分析及推力计算

稳定性系数计算公式：

式中：Fs为不稳定斜坡稳定性系数；ci为第 i 计算条块滑动面上土体的粘结强度标准值，kPa；φi为第 i 计算条块滑动面上土体的内摩擦角标准值，°；li为第 i 计算条块滑动面长度，m；θi为第 i 计算条块底面倾角和地下水位面倾角，°；Gi为第 i 计算条块单位宽度岩土体自重，kN/m；Gbi为第 i 计算条块滑体地表建筑物的单位宽度自重，kN/m；Pwi为第 i 计算条块滑体单位宽度的动水压力，kN/m；Ni为第 i 计算条块滑体在滑动面法线上的反力，kN/m；Ti为第 i 计算条块滑体在滑动面切线上的反力，kN/m；Ri为第 i 计算条块滑动面上的抗滑力，kN/m。因不稳定斜坡未发现地下水，计算时不考虑地下水动水压力 Pwi［4］。

计算在自重、自重+暴雨、自重+地震三种工况下的稳定性系数，结果如表 1 所示。

表1 稳定性系数及推力成果汇总表

3 锚索支护加固方法验证试验

锚索基本试验是锚索性能的全面试验，目的是确定锚索的极限承载力和锚索参数的合理性，为锚索设计、施工提供依据。通过预应力锚索基本试验，确定锚固体与岩土层间的粘结强度特征值、锚索设计参数和施工工艺，根据实际锚固力大小，修正设计参数。

锚索的性能试验为了确定锚索的极限承载力，检验锚索在超过设计拉力并接近极限拉力条件下的工作性能和安全程度，以验证锚索的性质和性能、设计工艺、设计合理性、施工工艺、安全储备、锚索的抗拔拉承载能力、荷载、变形、松弛和蠕变等问题，以及有关搬运、储存、安装和施工过程中抗物理破坏的能力，及时发现锚索设计施工中的缺陷，以便在正式使用锚索前调整锚索结构参数或改进锚索制作工艺［5］。

3.1 试验准备

试验设计张拉荷载为 500 kN，锁定荷载 350 kN，极限张拉荷载 750 kN，试验中最大试验荷载取极限抗拉荷载 750 kN 的 80 %，即 600 kN 进行基本试验。本次五组预应力锚索具体情况如表 2 所示。

表2 试验锚索情况汇总表

试验设备及仪表采用锚索锚墩提供支座反力，1 台 100 t 拉拔仪加荷，用百分表测读位移。拉拔仪、百分表，已经过标定校正。

1）锚索破坏标准。后一级荷载产生的锚头位移增量达到或超过前一级荷载产生的位移增量的 2 倍；锚头位移持续增长；锚索杆体破坏。

2）锚索极限承载力的取值。锚索极限承载力取破坏荷载前一级的荷载值；在最大试验荷载作用下未能达到破坏标准时，锚索极限承载力取最大试验荷载。

当每组试验锚索极限承载力的最大差值≤30 % 时，取最小值作为锚索的极限承载力；若最大差值＞30 %，应增加试验数量，按 95 % 的保证率计算锚索极限承载力。

3.2 试验结果及分析

本次共进行了 5 组预应力锚索基本试验，试验锚索的荷载-位移、荷载-弹性位移、荷载-塑性位移曲线稳定、可靠，满足设计要求。试验锚索的实测弹性变形量均大于该荷载下锚索自由段长度理论弹性伸长量的 80 %，同时均小于锚索自由段长度与 0.5 倍锚固段长度之和的理论弹性变形值，符合锚索的检测标准，本次试验结果有效。5 组预应力锚索基本试验预应力锚索 Q-s 曲线结果如图 1～5 所示。

图1 T1 号预应力锚索 Q-s 曲线

图2 T2 号预应力锚索 Q-s 曲线

图3 T3 号预应力锚索 Q-s 曲线

图4 T4 号预应力锚索 Q-s 曲线

图5 T5 号预应力锚索 Q-s 曲线

本次 5 组预应力锚索的基本试验，最大试验荷载均为 600 kN，锚头相应总位移量分别为 38.75、48.83、56.93、64.72、75.84 mm，在最大试验荷载下所测得的位移量均符合锚索不破坏标准，且荷载已达到最大加荷标准，故终止加荷。锚固体与岩土层极限粘结强度标准值 frbk（kPa）由式（5）计算：

式中：frbk为锚固体与岩土层极限粘结强度标准值，kPa；D 为锚索孔直径，mm；Nak为锚索极限拉拔荷载，kN（破坏荷载前一级的荷载值）；la为锚固段长度，m。本次基本试验中锚固体与岩土层极限粘结强度标准值 frbk为 170.6 kPa。

5 组预应力锚索的基本试验结果表明：本次基本试验中锚固体与岩土层极限粘结强度标准值 frbk为 170.6 kPa，大于设计值 25 kPa。该高边坡防护工程预应力锚索设计参数及施工工艺合理，设计张拉荷载为 500 kN，锚索极限承载力标准值为 600 kN，当前的施工工艺能满足工程要求。

4 结语

锚索加固方法施工方式灵活，可产生很高的锚固预应力，由于其加固深度大，并且能够在较大范围内灵活变化，能够实现各种类型不稳定斜坡的加固，在各类岩体地质和结构中都能适用。加大不稳定斜坡坡体锚索支护加固方法的研究力度，在防治和减少泥石流、地震灾害方面具有重要意义。