护岸抗滑桩设计的一种实用计算方法

2017-08-23徐真剑

浙江水利科技 2017年4期

关键词：抗滑桩护岸滑动

徐真剑

（湖州南太湖水利水电勘测设计院有限公司，浙江湖州 31 3000）

护岸抗滑桩设计的一种实用计算方法

徐真剑

（湖州南太湖水利水电勘测设计院有限公司，浙江湖州 31 3000）

建于软土地基上护岸工程进行桩基处理时除应考虑竖向荷载外，还应特别考虑边坡深层滑动所引起的水平荷载。水平深层滑动力和土体自身抗滑力的差值大小，决定了所设置抗滑桩的单桩水平承载力、桩间距、桩排数及入土深度。从边坡抗滑稳定系数的定义出发，推导出需设置抗滑桩排数的实用计算公式。通过工程实践证明该方法的合理性和正确性。

护岸；抗滑桩；软土地基；边坡稳定；设计方法

1 问题的提出

抗滑桩是一种承受侧向荷载，用于防止滑坡体发生滑动变形和破坏的抗滑支挡结构，一般设置在潜在滑坡体的中前缘部位，大多完全埋置于地下，并且桩底须埋置在滑动面以下一定深度的稳定土层中。它具有抗滑能力强、适用条件广、施工影响范围小、施工方便安全、可单独使用，也可与其它建筑（如护岸挡墙）配合使用等一系列优点[1-2]。因此抗滑桩广泛应用于矿山边坡、铁路公路边坡、工业与民用建筑基坑支护、水工及港口护岸等边坡工程中。在水利工程中，常常需要在河岸边修筑护岸，以保护河岸边坡稳定。尤其对环太湖地区，地质条件较差，且淤泥软土层较厚，需进行地基处理（包括加强地基的竖向承载力和水平承载力），常用的处理方法有桩基处理及水泥土搅拌桩等[3-4]。但是水泥土搅拌桩对施工要求较高、质量较难控制，且工期长，因此护岸工程中最常采用桩基处理。

前人对抗滑桩的计算方法已有一定研究[1-2,5]，但由于计算较复杂，在设计工作中应用有诸多不便。本文结合工程实例，对护岸抗滑桩设计的实用计算方法进行介绍和探讨。

2 边坡稳定计算理论

边坡稳定计算的理论很多，大体分为极限平衡法和数值分析法2大类，而极限平衡法被广泛应用于工程实践中。土质边坡常用的极限平衡法有瑞典法、简化Bishop法、Janbu法、Spencer法等[6-7]，各种极限平衡法的比较见表1。

表1 极限平衡法比较表

其中，瑞典圆弧法、简化Bishop法已列入GB 50286 —2013《堤防工程设计规范》（以下简称“规范”）中，作为土堤边坡抗滑稳定计算的方法。瑞典圆弧法不计算土条块间的作用力，计算简单，积累了较丰富的经验，一直以来在工程设计中应用较多；而简化毕肖普法考虑了条块间的水平作用力，理论上比较完备，精度较高，虽计算工作量较大（有时不收敛）[7]，但仍被规范推荐采用。本文所采用的边坡稳定计算理论是基于上述2种极限平衡法，根据实际工程情况选用其中1种（或2种），并利用理正岩土软件进行边坡抗滑稳定安全系数的计算。

规范要求应满足边坡抗滑稳定安全系数K = F总抗滑力/ F总下滑力≥ [K]（其中[K]为规范第3.2.3条表中值），否则应进行边坡抗滑处理，处理后的抗滑稳定安全系数应满足K ′≥ [K]。本文讲述的抗滑桩处理方法，是通过在滑弧面范围内设置多排抗滑桩，将扣除抗滑力后的多余下滑力逐排削减，直至满足K ′≥ [K]为止。

3 抗滑桩设计理论与方法

3.1 计算假定

（1）假定在边坡破坏的瞬间，桩周土对各排桩的作用合力为F，其水平方向的夹角为β，则各排桩反过来给边坡1个反力（抗力）合力F ′，且F ′= F。

（2）假定桩顶及桩底的边界条件均为嵌固（固接）条件，即满足桩身嵌入滑动面上、下土层深度足够大（即要求桩身嵌入滑动面上、下土层深度h ≥ 2.8/α）[8]。

（3）假定边坡滑动面（范围）处只考虑各排桩分别对滑动体施加1个抗力Fi′( F1′ = F2′ = … = Fn′ = FR，n为桩的排数)，且∑Fi′ = F ′。

3.2 计算原理

根据抗滑桩截面及配筋，确定各排抗滑桩水平承载力∑H0，即Fi′ = FR= ∑H0，并将求得的各排抗滑桩水平承载力∑H0（所有抗滑桩提供的抗滑总合力为F ′ = ∑Fi′ = n∑H0）加到边坡稳定计算中，求出需要设置抗滑桩的排数。

3.3 计算公式

根据边坡抗滑稳定基本公式,并取排方向宽度为b的范围为计算单元（见图1的阴影部分，此时F = nH0），得

式中：F为每延米滑动体的总下滑力，kN/m（相应滑动体计算单元的总下滑力为F0）；R为每延米滑动体自身的抗滑力，kN/m（相应滑动体计算单元自身的抗滑力为R）；H0为单根抗滑桩水平承载力H0，kN，计算见公式（3）；b为每排桩的桩间纵向间距（宜取值b ≈ b1，见图1），m；[K]为各种稳定状态下的目标抗滑稳定安全系数，即规范中所要求的土堤边坡抗滑稳定安全系数（如[K] = 1.05，1.15等）。

若桩位按梅花型布置（见图2），当相邻2排桩间距s＜1.5d + 0.5, d≤1 m或s＜d + 1, d＞ 1 m时，其计算模型与桩位矩形布置时的情况一样，从而得出同样的计算公式。

图1 桩位矩形布置图

图2 桩位梅花型布置图

对设计人员来说，该计算公式很具实用性，只要采用理正岩土计算软件电算，输入有关参数，即可得到F及R值，而H0值采用公式（3）即可算出，因此很容易就能求出需要设置抗滑桩的排数n。最后根据所计算而得的排数n，在滑弧面范围内布置抗滑桩，应尽量布置在滑弧面的中前缘部位。

3.4 单桩水平承载力H0计算

本文将抗滑桩的桩顶及桩底的边界条件均可视为嵌固（固接）条件，根据文献[9]，可推导出桩顶为固接状态时单桩水平承载力计算公式：

式中：χ0取规范允许水平位移值[χ0]和由桩身容许[M]值计算而得的水平位移值χ0′ ，两者中的较小值；α为桩的水平变形系数，见JGJ 94 — 2008《建筑桩基技术规范》（以下简称“桩基规范”），即α =（mb1/EI ）1/5，其中，m值按水平力为长期或经常出现的荷载情况，m值应取0.4倍的“桩基规范”中表格数据；EI为桩身刚度，对钢筋混凝土桩EI = 0.85 EcI0；b1为桩的计算宽度，此处不考虑群桩效应对b1取值的影响[8]，按“桩基规范”取值。

4 工程实例

4.1 实例1

某临河挡墙护岸工程（离护岸一定距离以外拟建垃圾中转站），新建挡墙总长351.22 m，挡墙断面见图3，地质土层参数情况见表2，经理正岩土软件（采用瑞典圆弧法）计算，得出施工期滑动安全系数K = 0.828，F= 188.655 kN/m,R= 156.151 kN/m，因此需要进行抗滑处理，设置矩形布置的φ15 cm松木桩（桩长4 m，已满足桩身嵌入滑动面上、下土层深度要求），取b = 0.70 m（≈b1 = 0.65 m），[K] = 1.05，经计算单桩水平承载力H0= 4 kN，则共需设置松木桩的排数为n = 0.7（1.05 × 188.655 - 156.151）/4 = 7.3，取8排。松木桩的排间距见图3，将松木桩设置于滑弧面的中前部位。实践表明，该工程施工期及竣工后运行全过程，护岸挡墙均未出现滑移现象。

表2 地基土物理力学指标设计参数表

图3 抗滑桩设计断面图

4.2 实例2

某导流港大堤因裁弯取值要求，需在弯道前喇叭口处新筑1段长约130 m的堤防，与现状堤防相连接，由于该段范围地质条件较差，易发生工后沉降，经理正岩土软件（采用瑞典圆弧法）进行边坡稳定计算，得施工期滑动安全系数K = 0.794，F= 543.410 kN/m,R= 431.732 kN/m，故采用截面边长为30 cm的钢筋混凝土预制方桩（内配8φ16主筋，桩长6 m）进行处理，呈梅花型布置（见图2），其中桩纵向间距b = 1.50 m，相邻两排桩间距s = 0.75 m ＜ 1.5 × 0.3 ＋ 0.5 = 0.95 m，故计算公式为n ≥ b([K]F-R)/ H0，取[K]= 1.20，经计算，预制方桩的单桩水平承载力H0= 27 kN，取n = 13排。按此布置预制方桩，经验算打桩后竖向承载力等要求也已满足规范。实践表明，施工过程中新筑大堤未发生滑移现象。

5 结论与展望

本文推导出抗滑桩布置排数的计算公式，并提出结合岩土理正计算软件电算的设计方法，便于设计人员使用。应用本计算方法设计出的抗滑桩已经施工完毕，通过后期监测，抗滑桩结构完整性和挠度均在允许范围之内，且边坡未出现滑移现象，从而证明了本计算方法的合理性和正确性。为便于本设计方法的应用，建议将不同桩型和规格的单桩水平承载力H0值预先计算后，分别列表格以供备用（这里省略不列）。本文假定了桩顶及桩底的边界条件均为嵌固条件，但实际情况中有时不容易满足，且未考虑群桩效应的影响，有待在以后的研究中完善。

[1] 冯树荣，彭土标．边坡工程与地质灾害防治(水工设计手册) [M]．2版．北京：中国水利水电出版社，2013．

[2] 刘新荣，梁宁慧，黄金国，等．抗滑桩在边坡工程中的研究进展及应用[J]．中国地质灾害与防治学报，2006，17(1)：56 - 62．

[3] 龚晓南．地基处理手册 [M]．3版．北京：中国建筑工业出版社，2008．

[4] 张志铁．地基处理[M]．南京：河海大学出版社，2005．

[5] 葛华，刘汉超．对现阶段抗滑桩设计中几个问题的再讨论[J]．水土保持研究，2006，13(3)：151 - 152．

[6] 李功伯，谢建清．滑坡稳定分析与工程治理[M]．北京：地震出版社，1997．

[7] 钱家欢，殷宗泽．土工原理及计算[M]．2版．北京：中国水利水电出版社，1996．

[8] 吉林省交通科学研究所，交通部公路规划设计院编．公路桥梁钻孔桩计算手册[M]．北京：人民交通出版社，1981．

[9] 廖朝华．公路桥梁设计手册．墩台与基础[M]．2版．北京：人民交通出版社，2013．

（责任编辑郎忘忧）

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