斜坡地形基巖抗滑樁無效嵌固深度

摘要 文章首先根據抗滑樁在工作過程中的變形特點，分析了樁前楔形體在抗滑樁變形過程中的破壞形式、破壞過程；然后，根據樁前楔形體的破壞形式、破壞過程，建立了極限平衡方程，求解極值得出抗滑樁的無效嵌固深度計算公式；最后，根據不同工況下無效嵌固深度計算公式的結果，分析了該公式的特點和優勢。結果表明，該公式可以快捷有效地計算出斜坡基巖段抗滑樁的無效嵌固深度，對指導斜坡基巖段抗滑樁的設計和施工具有重要的工程意義。

關鍵詞 斜坡基巖；抗滑樁；抗滑樁變形特點；極限平衡方程

中圖分類號 TU476.9 文獻標識碼 A 文章編號 2096-8949（2025）05-0119-03

0 引言

斜坡基巖段的抗滑樁設計，長期困擾著工程勘察設計人員，抗滑樁樁前楔形體由于不滿足地下半無限空間的理想條件，其變形特征、破壞形式、極限承載力等都無法采用常規方法進行分析或計算。現有研究中得出的明確結論和計算公式，一般是分析樁前楔形體在極限狀態下的自重和抗剪能力，計算出其最大抗力值，再代入滑坡推力，進而求解出無效嵌固深度[1-6]。此類方法有一定的可取之處，但忽略了抗滑樁在工作過程中的變形特點，沒有準確把握樁前楔形體的破壞形式，由此得出的無效嵌固段的計算值普遍偏小，該類計算公式計算的無效嵌固深度存在明顯的安全隱患。針對這一點，該文通過分析斜坡地形條件下抗滑樁工作過程中樁前基巖嵌固段的破壞模式，建立了極限平衡方程式，得出更貼合工程實際的無效嵌固深度計算公式。

1 抗滑樁變形與樁前楔形體破壞

抗滑樁在滑坡推力的作用下，會產生一定程度的彎曲變形。由于力矩的作用，樁身變形的水平位移量從樁頂開始向下逐漸減小。而樁前楔形體在不同深度上所受到的水平擠壓也不同，深度越小，其對應的樁身變形水平位移量越大，受到的水平擠壓也就越強烈。而在楔形體中，由于斜坡形態的存在，深度越小的部分其體積越小，抗剪能力越小，所能提供的極限抗力越小，而深度越小的部分所承受的水平擠壓越強烈，就會導致在樁身變形的過程中，楔形體深度較小的部分首先產生剪切破壞，導致完全失穩，無法為抗滑樁提供抗力。如圖1所示，樁前楔形體中的第一部分會首先產生破壞失穩。

綜上所述，現有研究中將楔形體作為整體，考慮其極限狀態的穩定性不合適，沒有考慮樁身變形過程中樁前楔形體中深度較小部分產生的破壞，計算所得出的無效嵌固深度偏小，存在安全隱患。

2 無效嵌固深度計算公式

結合上一節的論述，如圖2所示，將樁前楔形體視作不同長度的條塊堆疊而成，在樁身變形的過程中，首先是1號條塊承擔所有推力，產生破壞失穩；然后是2號條塊承擔所有推力，產生破壞失穩；隨后是3號條塊承擔所有推力，以此類推。

現假設10號條塊所產生的水平抗力和其受到的推力達到平衡，設無效嵌固深度為X；10號條塊受到的推力為f1；斜坡角度為θ；基巖抗剪強度為τ；樁身寬度為D；10號條塊的長度為H，面積為S；10號條塊的極限水平抗力為f，因此：

10號條塊長度的計算公式如下：

H =X/tanθ （1）

10號條塊面積的計算公式如下：

S =H×D =X×D/ tanθ （2）

10號條塊能夠產生的水平抗力，等于其面積和抗剪強度的乘積：

f =S×τ =X×D×τ/ tanθ （3）

10號條塊受到的推力f1，如圖3所示：

斜坡地段嵌巖抗滑樁工作過程中的受力圖，可簡化為如圖3所示，F為單根樁所承擔的水平推力；f1為樁前巖體受到的推力，即上文中10號條塊受到的推力；f2為樁底后方巖體受到的推力；L1為抗滑樁的受荷段長度；L2為嵌固段長度；L3為滑坡推力作用點到滑面的距離。抗滑樁在滑坡推力的作用下，以滑面附近的樁前巖體為旋轉點產生旋轉的趨勢。

由抗滑樁在水平方向的受力平衡，可得：

F+f2=f1 （4）

由抗滑樁的彎矩平衡，可得：

F· L3=f2· L2 （5）

抗滑樁的嵌固段深度L2，一般按受荷段長度的1/2控制。滑坡推力作用點到滑面的距離L3，按樁后滑坡推力的形態，一般為受荷段長度的1/2～1/3，此處出于安全考慮，也考慮無效嵌固段導致的受荷段加長，按受荷段長度的1/2考慮。由此可得：

L3=L2 （6）

將式（4）～（6）聯合計算，可得：

f1=2F （7）

令式（3）等于式（7），即2F=f，建立極限平衡方程式，可推導出無效嵌固深度的計算公式如下：

X =2F×tanθ/D×τ （8）

式（8）即無效嵌固深度的計算公式，該公式結合了抗滑樁變形過程中樁前楔形體的破壞形式、破壞過程，建立了極限平衡方程式，推導出無效嵌固深度。公式中的參數在工程中都能準確獲得，對斜坡基巖的抗滑樁設計具有較強的指導意義。

3 算例分析

為驗證無效嵌固深度計算公式的合理性，該文選取幾種工況對無效嵌固深度進行了計算：

如表1所示，該文所得的計算公式在不同工況下的計算結果區分度較高，能較好地反映各參數對無效嵌固深度的影響，適應不同工況下無效嵌固深度的計算。

4 工程實例

將無效嵌固深度計算公式應用到達州繞城高速西K9+230～K9+290段堆積體的抗滑樁設計工作中。

4.1 工點概況

該段挖方邊坡開挖后的地質條件與原設計地質條件存在較大差異，開挖后邊坡揭露覆蓋層的厚度較大，厚2.6～13.0 m，且整體含水量較高，呈軟塑～可塑狀態，為殘坡積堆積體。勘察單位對該堆積體進行了補充地質勘察，該堆積體中上部即廢棄金躍養豬場的后墻區域明顯鼓脹、擠壓變形，養豬場廠房也出現變形開裂跡象，豬場后山的公路內側可見路面鼓脹、排水溝擠壓及路面破損跡象，推測該堆積體中上部即廢棄金躍養豬場及其后山區域處于蠕動變形階段。據補充地質勘察報告的結論顯示，該段“右側挖方邊坡在天然工況和暴雨工況下存在基本穩定～欠穩定情況，有滑坡風險，建議采取合理的支護措施”。

經過勘察，對該不良地質體判定為殘坡積堆積體：平面形態呈扇形，分布于擬建道路樁號K9+230～K9+290右側，縱長約20 m，橫寬90 m，整體為斜坡地形，坡度一般為3°～46°；經鉆探揭露，推測其厚度在2.6～13 m之間；由粉質黏土組成，局部含泥質殘積碎塊，表層含植物根系。堆積體下伏侏羅系中統沙溪廟組砂質泥巖、長石砂巖，基巖產狀300°∠25°，綜合判斷該堆積體為第四系全新統殘坡積，邊坡開挖后在天然工況和暴雨工況下存在基本穩定～欠穩定情況，存在滑坡風險。

4.2 地質概況

工程區分布地層主要為侏羅系中統沙溪廟組長石砂巖、砂質泥巖；第四系全新統殘坡積黏土層及崩坡積碎塊石層，各層巖性如下：

粉質黏土：黃褐色，軟塑～可塑狀，成分主要以黏粒礦物為主，干強度中等，韌性中等，刀切面稍有光澤，無搖震反應，局部含泥質殘積碎塊，表層含植物根系，場區厚度在2.6～13.0 m之間。

碎石土：雜色、結構松散，主要由砂巖塊石及粉質黏土組成，塊石粒徑一般為20～200 mm，含量一般在45%～60%之間，粉質黏土充填，鉆孔揭露厚度為1.2 m。

粉質黏土夾塊石：雜色、結構松散，主要由砂巖塊石及粉質黏土組成，塊石粒徑一般為20～200 mm，含量一般在20%～30%之間，粉質黏土充填黃褐色，呈可塑狀，厚約6～7 m。

淤泥質土：軟塑～可塑狀，成分主要以黏粒礦物為主，韌性低，刀切面稍有光澤，無搖震反應，局部含泥質殘積碎塊，厚度約3 m。

砂質泥巖：紫紅色，泥質結構，中～厚層狀構造，主要由黏土礦物組成，局部夾砂質團塊或條帶。強風化層巖體破碎，成碎塊狀，碎塊手捏易碎，場區厚度在1.0～2.0 m之間；中風化層巖體較完整，通過鉆探揭露多成柱狀、短柱狀。為場區下伏主要基巖，此次鉆探未揭穿。

長石砂巖：青灰色、灰色，細～中粒結構，中～厚層狀構造，鈣、泥質膠結，主要由長石、石英組成，云母、巖屑次之。強風化層巖體破碎，成碎塊狀，碎塊手捏易碎，場區厚度在1.0～1.5 m之間；中風化層巖體較完整，通過鉆探揭露多成柱狀、短柱狀。場區以夾層形式出現于砂質泥巖中，鉆孔揭露的最大厚度為9.7 m。

4.3 抗滑樁設計

經過前期勘察和現場調查，對滑坡推力進行了計算，以計算滑坡推力為依據，對抗滑樁進行了配筋和設計，抗滑樁采用矩形抗滑樁，以中風化基巖為持力層，抗滑樁設計簡圖如圖4所示：

如圖4所示，樁身為1.5 m×2.0 m尺寸的矩形抗滑樁，抗滑樁塹固段有一定坡度，為中風化長石砂巖，利用無效嵌固深度計算公式對抗滑樁的穩定性進行了驗算，其結果如表2所示：

由表2可知，該段抗滑樁的無效嵌固深度為1.68 m，結合該計算結果，將原設計中的嵌固深度由4 m調整為如圖4所示的6 m。

5 結論

（1）通過總結抗滑樁工作過程中的變形特點，分析了樁前楔形體的破壞形式、破壞過程。

（2）根據樁前楔形體的破壞形式、破壞過程，建立了極限平衡方程式，推導出無效嵌固深度的計算公式。

（3）選取幾種不同工況對無效嵌固深度的計算公式進行了檢驗，結果表明：無效嵌固深度的計算公式在不同工況下的計算結果區分度較高，能夠較好地反映各參數對無效嵌固深度的影響，適應不同工況下無效嵌固深度的計算。

（4）無效嵌固深度的計算公式所涉及的參數均可從工程中簡單獲取，推廣性較好。

參考文獻

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