李 利 寧， 張 紅 梅， 孫 海 權

(中國電建集團北京勘測設計研究院有限公司，北京 朝陽 100024)

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淺談吉沙廠房后邊坡加固錨索結構設計

李 利 寧， 張 紅 梅， 孫 海 權

(中國電建集團北京勘測設計研究院有限公司，北京 朝陽 100024)

吉沙廠房后邊坡預應力錨索加固結構設計參數的計算和采用合理，均符合相關規(guī)范要求，經與大朝山地下廠房預應力錨索結構設計類比驗證，成果可靠，能夠保證錨索錨固力的正常發(fā)揮。自2010年9月對吉沙水電站廠房后邊坡進行加固以來，所有廠房后邊坡監(jiān)測儀器監(jiān)測數據正常，變形很小，未出現任何邊坡穩(wěn)定問題，故對該邊坡采取錨索加固措施效果明顯。

錨索；張拉控制應力；內錨固長度；預應力損失

1 設計概述

吉沙水電站廠區(qū)建筑物于2008年4月施工完畢，但吉沙廠房后邊坡施工期由于各種原因，下游側高程約2 620～2 650 m間自2004年后一直存在欠挖問題，設計邊坡1∶1.5，實際開挖邊坡1∶0.9～1∶1.2，影響廠房后邊坡的整體外觀形象。該欠挖部位屬碎石土覆蓋層，雖膠結較好，但若長時間侵蝕、風化，存在穩(wěn)定安全隱患，而且經計算分析，不能滿足永久安全穩(wěn)定要求，最終采用1 000 kN預應力錨索對其進行加固，加固總面積2 000余m2，共計錨索111根。

錨索結構設計的質量主要取決于對張拉控制應力、內錨固長度、預應力損失、張拉控制變形等關鍵參數的確定，現就這些關鍵參數的計算確定論述如下。

2 張拉控制應力及錨索組成根數的確定

張拉控制應力σcon取決于材料性能、結構形式、抗腐蝕要求、施工水平和張拉方法等，并直接關系到錨索的鋼材用量、預應力損失及最終錨索有效錨固力。根據《水工混凝土結構設計規(guī)范》(DL/T5057—1996)表8.1.2的規(guī)定，考慮一定安全余度，張拉控制應力取0.6fptk。

所需鋼絞線根數為：

n=Pt/(0.6×fptk×公稱截面積)

式中n為鋼絞線根數；Pt為預應力錨索設計噸位，1 000 kN；fptk為15.24 mm鋼絞線強度標準值，1 860 MPa；經計算，需7根鋼絞線。

3 內錨固段長度的確定

內錨固段長度由錨索與水泥漿結石體膠結粘著結合而不被拔出及水泥漿結石體與巖石孔壁粘著結合而不被拔出所需長度兩者共同決定。參見《水利水電工程地下建筑物設計手冊》中的有關公式，計算如下：

(1)按鋼絞線與水泥漿結石體粘結強度決定內錨固段長度

L內=P/(nsτ)

式中P為設計的張拉荷載；n為鋼絞線根數；s為鋼絞線折算周長；τ為鋼絞線與灌漿結石體的平均粘著應力。參考大朝山水電站等類似工程，其永久性預應力鋼絞線允許粘著應力(MPa)取值(參見表1)。

表1 預應力鋼絞線允許粘著應力取值表

本工程設計預應力錨索采用鋼絞線，采用425R水泥，水泥漿結石體設計標準強度為40 MPa，7天齡期強度為30 MPa，根據表1，偏于安全采用0.9，計算得內錨固段長度必須大于3.78 m。

(2)按內錨頭膠結材料與巖壁的粘結強度決定內錨固段長度

L內=P/(πDτa)

式中P為設計的張拉荷載；D為鉆孔直徑，130 mm；τa為灌漿體與巖體的平均粘著應力；

內錨頭膠結材料(水泥漿結石體)與周圍巖壁的粘結強度與鉆孔方法、巖石性質、灌漿壓力、滲透性、抗剪強度、有無多次灌漿等有關。灌漿體與巖體的粘著應力各處均不相同，目前國內外都普遍采用平均結合應力來計算內錨固段長度，并留有余地。吉沙廠房后邊坡下伏主要巖性為板巖，經分析確定，τa取0.42 MPa，計算得內錨固段長度必須大于5.83 m。

綜合(1)和(2)，內錨固段設計取6 m。

4 預應力損失計算

預應力錨索張拉時所建立的預應力，會由于張拉工藝和材料特性等種種原因而降低，產生預應力損失。主要包括錨具變形產生的應力損失、錨固體型錨口的摩阻損失、鋼絞線松弛產生的預應力損失以及地層及混凝土徐變損失等。只有合理計算了預應力損失，才能合理的確定錨索的有效錨固力。

4.1 錨具變形產生的應力損失σl1

錨具內縮產生的應力損失按《水工混凝土結構設計規(guī)范》(DL/T5057-1996)8.1.7公式計算：

式中 a=6mm，按《水工混凝土結構設計規(guī)范》(DL/T5057-1996)表8.1.7取值；Es為預應力筋彈性模量；l為錨索的計算長度(按自由張拉段長度加上50%的內錨固段長度計算)。

4.2OVM錨固體系錨口摩阻損失σl2

根據以往資料和大朝山、石泉等工程經驗，取2.5%。

4.3 鋼絞線松弛產生的預應力損失σl4

按美國標準ASTMA416-87a生產的高強度低松馳鋼絞線在70%初載時，應力松馳為2.5%；在80%初載時，應力松馳為3.5%。吉沙電站廠房后邊坡錨索按70%初載取值，即2.5%。

4.4 地層及混凝土徐變產生的預應力松弛

對堅硬巖石產生的徐變是很小的，但對于土體就相對很大，根據工程經驗，取6%。對混凝土的徐變，根據預應力混凝土的有關試驗資料粗略計算，并參考石泉等有關工程經驗，取應力損失為2%。

按上述方法計算各項預應力損失后，預應力總損失在16.5%～19.5%之間，對應有效錨固力在805～835kN之間，設計取800kN。

5 錨索張拉控制變形計算

錨索張拉時，用壓力表讀數控制張拉力，簡便易行，但必須兼顧代表應變量的伸長值，籍以檢查張拉作業(yè)情況是否正常。為避免發(fā)生質量事故，錨索在每級張拉完畢及升級前均應測其伸長值，如實測伸長值超過用張拉力計算伸長值上限的10%以上，說明錨固段(錨著點)可能產生滑移；若伸長值小于計算伸長值下限的5%，說明錨孔內可能有異物卡死，使自由段減少所致；若伸長值在上下限之內，則預應力錨索合格。故錨索張拉變形必須予以控制，計算如下(見表2)：

式中 Δl為變形量,mm；l為錨索計算長度，根據大朝山水電站等工程經驗，錨索伸長值上限等于自由段長度加50%粘結段長度的理論彈性伸長值，下限等于80%自由段長度時的理論彈性伸長值。A為公稱截面積,mm2，為140 mm2；E為錨索彈性模量；P為設計張拉荷載(kN)，計算中考慮到實際張拉施工技術要求，張拉力按40%P、60%P、80%P、100%P分別考慮。

表2 錨索張拉控制變形計算表

6 設計可靠性分析

經過與大朝山地下廠房預應力錨索結構設計的類比(見表3)，在錨索設計噸位和粘結方式均相同的條件下，本次設計錨索結構與大朝山地下廠房錨索結構基本一致，主要區(qū)別是：(1)預應力損失；(2)錨索張拉控制變形量。

分析其原因如下：

(1)預應力損失差異的主要原因是在大朝山錨束計算時考慮了2%的錨索與孔道之間的摩擦力引起的預應力損失，本工程錨索為直線，沒有此項，但本工程是在土坡上進行錨固，所以地層徐變的損失較大，考慮了6%；

表3 本工程與大朝山地下廠房1 000 kN粘結式預應力錨索結構設計對比表

(2)錨索張拉控制變形量的計算沒有本質區(qū)別，采用相同的公式，差異的原因主要是錨索長度有差異；

(3)內錨固段的長度差異主要是內錨頭處的基巖條件不同，大朝山是基巖為微風化玄武巖，與水泥漿結石體的粘結力較大，而本工程為弱風化板巖，其間粘結力較小。

7 結 語

吉沙廠房后邊坡預應力錨索加固結構設計參數的計算和采用合理，均符合相關規(guī)范要求，經與大朝山地下廠房預應力錨索結構設計類比驗證，成果可靠，能夠保證錨索錨固力的正常發(fā)揮。

經過實際施工驗證，自2010年9月對吉沙水電站廠房后邊坡進行加固以來，所有廠房后邊坡監(jiān)測儀器監(jiān)測數據正常，變形很小，未出現任何邊坡穩(wěn)定問題，故對該邊坡采取錨索加固措施效果明顯，值得類似廠房后邊坡加固借鑒。

[1] 汪海濱，預應力錨索荷載分布機理原位試驗研究，巖石力學與工程學報，2005.06；

[2] 劉躍輝，預應力錨索框架在邊坡錨固工程中的應用，山西建筑，2007.10；

[3] 李英勇，錨索預應力變化影響因素及模型研究，巖石力學與工程學報，2008.06。

(責任編輯：卓政昌)

2016-11-04

U213.1+58；U455.7+1；S611

B

1001-2184(2016)06-0108-03

李利寧(1975-)，男，河北邯鄲人，華北水利水電大學水利水電工程建筑專業(yè)，設總，高級工程師，從事水利水電工程設計；

張紅梅(1966-)，女，湖北武漢人，天津大學水工結構專業(yè)，專業(yè)總工程師，教授級高工，從事水利水電工程設計；

孫海權(1980-)，男，江蘇豐縣人，西安理工大學畢業(yè)，副設總，高級工程師，從事水利水電工程設計.