微型鋼管樁與錨拉板聯合加固旦波崩坡積體變形區的設計方法

(中國電建集團華東勘測設計研究院有限公司水工工程院，杭州，311122)

楊房溝水電站旦波崩坡積體位于壩址上游約500m處，開挖減載施工過程中，開口線附近土質邊坡發生變形，前緣部分框格梁底部脫空，后緣出現裂縫，需進行加固治理。本文采用摩根斯坦(Morgenstern-Price)法對旦波崩坡積體變形區的穩定性進行分析，計算不同工況下的穩定性安全系數，并提出變形區治理的分析方法和工程措施。

1 崩坡積體基本特征

崩坡積體沿江近南北展布，東西長約560m，南北寬約330m，整體上呈倒置“茶杯”形分布，上小下大，分布面積約16萬m2，總體積約310萬m3，如圖1。崩坡積體分布在高程2050.00m～2465.00m之間，2050.00m高程以下為臨江陡壁，地形前陡后緩，坡度變化范圍10°左右，總體坡度約38°。高程2435m～2465m段開挖邊坡支護基本完成，高程2420m～2435m段邊坡基本開挖完成。已開挖邊坡下游側出露強風化變質粉砂巖，上游側淺部多分布碎石土層，較松散，厚度約4m～8m，開挖邊坡整體穩定。設計對高程2435m～2465m段下游側巖質邊坡和上游側土質邊坡分別采取系統噴錨和框格梁支護措施；對高程2420m～2435m段下游側巖質邊坡采取系統噴錨支護措施。

汛期雨后，高程2435m～2450m段上游側土質邊坡出現局部蠕滑及塌滑變形，導致框格梁變形破碎。局部塌滑主要原因為該段邊坡淺部多分布松散碎石土層；邊坡上游側山體也有6m～8m的覆蓋層分布；其下部高程2420m～2435m邊坡開挖較陡；再加上持續的降雨導致土體軟化而在高程2340m～2420m邊坡出現蠕滑變形。變形區地質剖面如圖2、圖3所示。

圖2 旦波崩坡積體B-B′工程地質剖面

圖3 旦波崩坡積體Ⅶ-Ⅶ′工程地質剖面

2 穩定性研究

2.1 計算條件

高程2335m～2420m變形區均位于開挖減載區，基巖面以上的覆蓋層挖除后即從根本上解決了變形區穩定問題。計算分析及加固處理主要針對高程2435m～2450m段框格梁變形區進行，共取2個代表性剖面B-B′、Ⅶ-Ⅶ′，剖面沿邊坡走向正交的方向選取。

共分3種工況：天然工況、暴雨工況、地震工況。

地下水位狀況：地下水位低于基覆界線，計算中不考慮水位。

地震計算采用規范推薦的擬靜力法，其抗震設防標準采用50a超越概率10%設計，相應基巖地震動峰值加速度為144.5gal。擬靜力計算時，地震效應折減系數取0.25。

根據DL/T 5353-2006《水電水利工程邊坡設計規范》，邊坡設計安全系數控制標準如表1所示。

表1 邊坡設計安全系數

2.2 計算參數

根據現場試驗、工程地質類比和反演分析強度參數等方法，經綜合考慮，采用的崩坡積體物理力學參數如表2所示。

表2 旦波崩坡積體巖土體參數綜合取值

2.3 計算結果

分別對各剖面進行穩定計算，最危險滑面安全系數見表3。計算表明，兩剖面均不滿足穩定要求，需采取有效的治理措施。控制工況最危險滑面示意如圖4、圖5。

表3 穩定性計算結果

圖4 B-B′剖面暴雨工況最不利滑面示意

圖5 Ⅶ-Ⅶ′剖面暴雨工況最不利滑面示意

3 加固方案設計

3.1 治理措施

根據旦波崩坡積體的地形、地質條件及穩定計算結果及分析，擬定微型鋼管樁與錨拉板聯合加固處理方案如下：

(1)拆除變形區高程2435m～2450m土體已脫空部位框格梁，并將高程2420m陡緩交界處坡面修整平順；

(2)在高程2450m、2435m、2420m分別布置2排微型鋼管樁，間排距0.6m，鋼管樁長度12m，具體根據現場鉆孔揭露覆蓋層厚度確定，錨固段長度(入巖深度)不小于1/3樁長(且不小于3m)，鋼管樁總長不小于9m；鋼管樁上部沿馬道方向布置壓頂梁(C30混凝土)，梁寬1m，高0.8m；

(3)鋼管樁壓頂梁上部(開挖邊坡高程2420m～2424m、2435m～2439m)布置錨拉板，高度4m、厚度40cm，每隔12m設一道結構縫，縫寬2cm，縫內填充瀝青杉木板，錨拉板與微型鋼管樁壓頂梁澆筑形成整體；錨拉板預留排水孔；錨拉板中心線高程2422m、2437m分別布置一排1000kN，L=20m～30m無粘結預應力錨索，錨索錨固段長度8m，間距5m，錨索按設計張拉力的75%鎖定，其中錨索長度根據現場實際覆蓋層厚度調整；

(4)錨拉板背面布置系統排水孔，排水孔φ100，L=10m@5m×5m，上仰10°，內插φ75排水花管，設反濾；

(5)錨拉板以上開挖邊坡(高程2424m～2435m、2439m～2450m)布置C25混凝土系統框格梁，斷面30cm×40cm，間距4m×4m(水平距離×坡面距離)，高程2424m、2439m框格梁底梁與錨拉板澆筑形成整體，框格梁每隔12m設一道結構縫；

(6)框格梁節點處系統布置砂漿錨桿，砂漿錨桿為φ28(L=9m/6m/4.5m)；

(7)坡面系統布置排水孔：排水孔φ100，L=10m@4m×4m，上仰10°，內插φ75排水花管，設反濾。

圖6 微型鋼管樁與錨拉板聯合加固處理方案

3.2 微型鋼管樁設計

微型鋼管樁設計采用的基本原理是將微型樁群與土考慮為一個復合加筋土體，將樁與土圍起來的部分視作為一個整體結構，根據材料力學法對其進行內力計算。同時，對微型樁滑面處的抗剪力及微型樁的抗拔力進行計算復核。

微型樁承受的推力為滑坡達到穩定安全系數所施加的抗滑力，經計算為350kN/m，樁間距為0.6m，則單根樁承擔推力為210kN。

3.2.1 內力計算

滑面處的微型樁加固體的等值換算截面積和等值換算截面積慣性矩

ARRP=mAps2+bh

Ap=(n-1)As+Ac

式中：ARRP——計算滑面處，微型樁加固體的等值換算截面積(cm2)；

IRRP——計算滑面處，微型樁加固體的等值截面慣性矩(cm4)；

Ap——一根微型樁的等值換算截面積(cm2)；

m——微型樁與周圍土的彈性模量比(一般為200)；

n——鋼筋與砂漿的彈性模量比(一般取15)；

s2——計算基準面內包括的微型樁根數；

b、h——微型樁布置的單位寬度及長度(cm)；

x——計算基準面中和軸至各個微型樁的距離(cm)；

y——計算基準面中和軸至計算基準面邊緣的距離(cm)；

Ac——微型樁的截面積(cm2)；

As——鋼筋的截面積(cm2)。

由此求得計算基準面處，微型樁加固體上作用的最大壓應力為：

式中：σRRP——計算基準面處，網狀結構微型樁加固體上作用的最大壓應力(N/cm2)；

N——計算基準面處，網狀結構微型樁加固體上作用的垂直力(kN)；

M——計算基準面處，網狀結構微型樁加固體上作用的彎矩(kN·m)。

3.2.2 微型樁加固體中土的壓應力計算

σRRP

式中：f——計算基準面處，經修正后地基承載力設計值(N/cm2)，此處取200kPa。

3.2.3 砂漿與鋼筋上的壓應力計算

σR=mσRRP<σca

σSC=nσR<σsa

式中：σR——作用于砂漿上的壓應力(N/cm2)；

σca——砂漿壓應力設計值(N/cm2)，此處取14.3MPa；

σsc——作用于鋼筋上的壓應力(N/cm2)；

σsa——鋼筋壓應力設計值(N/cm2)，此處取360MPa。

3.2.4 微型樁設計長度的確定

微型樁設計長度等于計算基準面以下必要固著長度Lr0與計算基準面以上長度L0之和。

式中：τr0——微型樁與計算基準面以下土間黏結力設計值(N/cm2)；

D——微型樁直徑(cm)。

3.2.5 鋼筋與壓頂梁間的黏著長度(Lm0)計算

式中：As——鋼筋的截面積(cm2)；

d——鋼筋直徑(cm)；

τca——鋼筋與壓頂梁間黏著力設計值(N/cm2)。

3.2.6 滑面處的抗剪力復核

組合樁單寬抗剪承載力767.4kN/m，大于350kN，滿足設計要求。

對變形區進行處理后，穩定安全系數計算成果詳見表4，邊坡穩定計算時按不利情況，錨索支護力主要作為增加鋼管樁剛度、錨固錨拉板及框格梁的作用。計算表明，處理后各工況均滿足穩定要求。

表4 變形區加固后穩定性計算結果

4 結論

本文通過運用摩根斯坦法對旦波崩坡積體變形區的穩定性及治理措施進行研究，得出如下結論：

(1)旦波崩坡積體變形區穩定性不滿足要求，需采取有效的治理措施，以保證其安全穩定；

(2)提出了微型鋼管樁與錨拉板聯合加固處理方案，特別是對于坡比較陡、厚度約6m～8m較松散的土質邊坡，除在坡腳布置微型鋼管樁外，在樁頂再增設錨拉板，即微型鋼管樁+錨拉板聯合加固；

(3)同時也得出崩坡積體穩定分析及治理的設計思路，即：分析地形地質特點，確定失穩模式——全面搜索最不利滑面，確定潛在滑體——綜合地質地形特點，選擇經濟合理治理措施——計算分析進行驗證。