贵阳某岩土基坑边坡失稳成因分析

万 力,谢红建

(贵州省水利水电勘测设计研究院，贵州贵阳550002)

贵阳某岩土基坑边坡失稳成因分析

万 力,谢红建

(贵州省水利水电勘测设计研究院，贵州贵阳550002)

某建筑深基坑南侧有一段岩土混合边坡，下伏岩层面横向，边坡开挖至坡脚时出现了整体失稳。该文从裂缝分布特征、基坑周边环境、岩土结构、开挖支护方式等方面分析了失稳的成因。根据边坡稳定性现状，提出加固处理方案。

基坑边坡；岩土混合边坡；岩层倾向坡内；稳定性

山城贵阳近年来基坑越来越深，常遇到下伏岩层倾向与坡向[1]夹角大于30°的非顺向[2]岩土混合边坡。对于斜向、横向、反向边坡[2]，尤其是岩层面倾向坡内的横向、反向边坡，常被工程界认为下部岩质边坡整体稳定而未被足够重视。文章将对一个由黏性土和内倾薄至中厚层较软岩组成的岩土混合基坑边坡失稳的工程案例进行失稳成因分析，总结一些经验供同行参考。

1 工程概况

所在基坑位于贵阳市新建路旁，地下室5层、基底开挖标高1056.50m。

失稳段边坡位于基坑南侧西端，坡面走向N82°E左右、倾NW，基坑外侧21.0m左右有一栋6层的条基砖混结构旧居民楼。建设单位要求的坡形如图1所示，坡脚8m左右宽度内有设计开挖深度1m左右的电梯井基槽。根据基础资料审定批复的基坑支护施工图设计，该段边坡工程安全等级为1级，边坡高24.5m，土层高10.0m，基岩高14.5m，岩体破裂角56.2°，岩体等效内摩擦角强风化40°、中风化55.0°，采用格构式锚杆（索）挡墙支护（见图1），上阶为土质边坡，锚索水平、垂直间距均为2.5m（3排），下阶基本为岩质边坡，锚索水平间距4.0m、垂直间距3.5m（5排）。预应力锚索倾角25°、预应力锁定值700kN。

失稳段边坡上阶严格按设计施工并完成所有3排锚索的张拉锁定后，主要因抢工期、节约造价，在下阶仅作50mm厚混凝土素喷的情况下，一步开挖到位至1056.50m标高，当时未出现明显变形现象。电梯井基槽因溶隙发育垂直超挖2m，其间边坡侧的局部槽壁出现较小规模坍塌。超挖部分拟用混凝土回填前，下阶首先在坡脚附近出现剪出破坏，并伴随掉块和蠕变现象，坡顶居民楼外约1m位置出现一条长15m左右、最大张开宽度近5cm的弧型延伸裂缝（见图1），部分竖向格构梁下部开裂。坡脚反压并采取其他辅助措施后边坡变形停止。

图1 失稳段边坡标准横剖面

2 边坡体工程地质条件概况

失稳段边坡体的工程地质概况，以边坡勘察文件[3]为基础结合现场开挖揭露的情况确定（见图1）。

2.1 地形地貌

失稳段边坡顶部平坦，标高1081.00m左右，坡顶6层居民楼条基埋深1m左右，地面排水设施损毁严重，雨水不能及时有效排走。边坡按两阶放坡开挖，上阶高8.0m、坡率1:0.50，下阶高16.5m、局部坡脚垂直超挖至3m、坡率1:0.25；坡顶与居民楼间水平宽度8m，水平台阶宽度6m、标高1073.00m左右（见图1），坡顶主要用于修建临时工棚，水平台阶主要用于土石方运输通道及施工材料堆放。

2.2 地层岩性

覆盖层自上而下为1.0m左右厚杂填土层①（Qml）和9.0m左右厚第四系残坡积红黏土层（Qel+dl）。上部可塑状红黏土②厚6.0m左右，下部软塑状红黏土③厚3.0m左右，Ⅱ类块状结构[4]。

下伏三叠系下统安顺组第二段（T1a2）薄至中厚层泥质白云岩，中风化岩体⑤较破碎，属较软岩，岩体基本质量等级为Ⅳ级，边坡岩体类型为Ⅲ类。表层强风化岩体④厚4.5m左右，岩体破碎，属软岩，岩体基本质量等级为Ⅴ级，边坡岩体类型为Ⅳ类。

2.3 地质构造

工程区位于贵阳向斜西翼近轴部，岩层呈单斜构造，失稳段边坡现场揭露的岩层产状105°∠39°。主要发育有3组节理裂隙J①～J③：J①产状125°∠55°、线连通率80%，J②产状280°∠70°、线连通率75%，J③产状44°∠65°、线连通率80%，均为结合差至很差的软弱结构面。

2.4 水文地质条件

地下水类型包括第四系松散层孔隙水及基岩溶洞裂隙水。管网破损漏水下渗汇集于土层孔隙中，在杂填土层与红黏土层的接触带上形成有上层滞水，但无统一分布水位。基岩溶洞裂隙水位略低于坑底。

3 边坡稳定性分析

根据失稳段边坡工程地质条件、岩土类型和结构及坡面荷载特点，边坡上阶可能产生圆弧滑动变形破坏，下阶的主要变形破坏模式可能为平面滑动。岩层倾向坡内，视倾角-17.6°（横向坡），3组节理裂隙均不构成顺向外倾结构面，其视倾角依次为-44.2°（反向）、40.3°（横向）、52.9°（斜向），斜向结构面视倾角缓于破裂角56.2°、对边坡稳定性更不利[1]。结合水平台阶内侧裂纹发展情况，边坡下阶的失稳破坏，可能主要与优势外倾结构面斜向节理裂隙J③的扩展、贯通密切相关，沿着J③的视倾角52.9°产生平面滑动。

3.1 岩土物理力学指标

根据边坡勘察文件和现场实际情况，失稳段边坡稳定性分析所采用的重度γ、黏聚力c、内摩擦角φ等岩土物理力学指标见表1，表中节理裂隙（J③）的岩桥效应根据《工程岩体抗剪强度确定综合方法——GMEM研究》[5]确定。

表1 边坡岩土物理力学指标取值

3.2 稳定性计算

上阶未支护前，土质边坡的圆弧滑动稳定性系数根据《建筑边坡工程技术规范》GB 50330—2002（以下简称《规范》）式5.2.3-1～4计算（每延米，下同）：

电梯井基槽坍塌前（下阶未支护），岩质边坡的平面（J③）滑动稳定性系数根据《规范》式5.2.4计算：

电梯井基槽坍塌前（下阶未支护），岩质边坡的平面（破裂面）滑动稳定性系数：

上阶3排锚索预应力施加后，土质边坡的圆弧滑动稳定性系数参照《规范》式6.2.1计算：

电梯井基槽坍塌后，未反压及加固前岩质边坡的平面滑动稳定性系数：

失稳导致上阶最底排锚索预应力失效后，坡顶上层滞水下渗软化土体，土质边坡圆弧滑动稳定性系数：

上阶格构梁修复后，且上阶最底排锚索预应力恢复后，土质边坡圆弧滑动稳定性系数：

3.3 稳定性评价

边坡不支护时，上阶稳定性系数Ks±1=0.95＜1.30[1]，既不稳定也不安全，下阶稳定性系数Ks岩1=1.04＜1.35[1]，仅为临界稳定但不安全。上阶按施工图施工后稳定性系数Ks±2=1.48＞1.30，既稳定又安全、经济。

下阶在仅做坡面简单封闭防护的情况下，其临界稳定一直维持到边坡开挖至坡脚。基槽超挖导致槽壁坍塌后，下阶稳定性系数Ks岩2=0.88＜1.35，稳定性降低约15%，变得既不稳定更不安全。

下阶失稳后，上阶稳定性系数Ks±3=1.02＜1.30，稳定系数降低约31%，稳定性大大降低，变得既很不稳定也很不安全。

4 边坡失稳成因分析

坡顶居民楼墙外1m左右位置的裂缝是上阶圆弧滑动形成的，竖向梁下部裂缝主要是下阶平面滑动形成的。根据边坡支护前后的稳定性评价，上阶圆弧滑动是由下阶平面滑动引发的，下阶平面滑动是由坡脚电梯井基槽超挖诱发的。下阶稳定性系数Ks岩1=1.04＜K's岩1=1.11，故破坏面角度是结构面J③的视倾角52.9°而不是岩体破裂角56.2°。

下阶的临界平衡状态一直到槽壁坍塌后才被打破，因此，下阶失稳的根本原因是设计的锚索没有实施导致安全储备不足，电梯井超挖后槽壁坍塌只是诱因。槽壁坍塌后，岩质边坡部分抗滑段滑落，优势斜向外倾结构面不断扩展、贯通，岩桥效应降低，下阶因安全储备不足而失稳。

下阶失稳后，上阶土质边坡部分抗滑段下沉，格构梁底部开裂，导致已张拉锁定的最底排锚索预应力松弛甚至丧失，坡顶变形开裂，上层滞水下渗软化坡体，稳定性进一步降低，裂缝不断发展，坡体进一步下沉，下阶顶部荷载增加，最终该段边坡整体失稳。

5 边坡加固处理

下阶剪出口位于坡脚附近，为控制下阶变形破坏进一步发展，回填基槽，坡脚用砂袋反压至1061m标高。反压体断面呈梯形，顶宽约3m，底宽约5m。暂时清除坡顶、水平台阶上的附加荷载，对未丧失预应力的上部两排锚索进行补张拉，修补排水沟，封闭地面裂缝，同时加强变形监测。

对上阶丧失预应力的最底排锚索，修补竖向梁破损部位并恢复其预应力后，上阶圆弧滑动稳定性系数K's±3=1.305＞1.30，仍稳定又安全。下阶稳定性系数由1.04降低至0.88后，原设计的预应力锚索垂直间距3.5m和预应力值700kN及其他技术参数不变，水平间距4.0m需要减少，参照x4.0=3.4m，并考虑岩桥效应降低及《规范》的其他要求等因素，水平间距调整为3.0m。上阶最底排锚索张拉锁定后立即按常规逆作法进行反压体以上的下阶4排锚索施工，反压体内最底排锚索，首先在锚孔位置清挖反压体形成宽1m左右的“斜槽”，并完成自钻孔至注浆的锚索施工工序，再进行竖向梁和部分水平梁浇筑，然后清除1058m标高以上反压体完成所有水平梁施工，混凝土及砂浆强度允许后张拉锁定最底排所有锚索，最后清除剩余反压体，其间钢筋网喷射混凝土结合工作面分步施工。

应急抢险和加固处理过程中直到基坑回填前，边坡变形逐渐停止，地面修补后未再开裂，坡顶、水平台阶上附加荷载恢复后边坡未再出现险情。坡顶房屋基本正常使用，地下室一直正常施工。

6 结语

下伏倾向坡内的横向、反向岩层的岩土混合深基坑或高边坡，发育有斜向或倾向坡外的横向节理裂隙时，存在因节理裂隙的扩展、贯通导致边坡整体失稳破坏的可能。岩石越软、岩体越破碎，节理裂隙倾向与坡向夹角越小，失稳的可能性越大。

边坡失稳后，须采取封闭裂缝、反压、补充或加强预应力等措施有效控制变形发展，并加强变形监测。

[1]GB 50330—2002建筑边坡工程技术规范[S].北京：中国建筑工业出版社，2002.

[2]DL/T 5337—2006水电水利工程边坡工程地质勘察技术规程[S].北京：中国电力出版社，2006.

[3]贵阳建筑勘察设计有限公司.贵阳市某基坑边坡岩土工程勘察报告：详勘阶段[R].贵阳，2008.

[4]DB 22/46—2004贵州建筑岩土工程技术规范[S].贵州省建设厅，2005.

[5]武雄，贾志欣，陈祖煜，等.工程岩体抗剪强度确定综合方法—GMEM研究[J].岩石力学与工程学报，2005(2):246-251.

[6]JGJ 120—99建筑基坑支护技术规程[S].北京：中国建筑工业出版社，1999.

责任编辑:李 红

Cause Analysis of Slope Instability of Soil-rock Composite Foundation Pit in Guiyang

There is a part of soil-rock composite slope on the south side of the deep foundation pit of a building.Due to the transverse bedrock,the overall instability occurred when the slope is excavated at the toe of the slop.The authors analyze causes of instability from the aspect of crack distribution characteristics,surroundings around the foundation pit,geotechnical structures and the way of excavation and retaining.Then,the authors offer reinforcing methods in accordance with the current stability of the slop.

slope of foundation pit;soil-rock composite slope;obsequent slope;stability

TU46+3

A

1671-9107（2012）07-0038-03

10.3969／j.issn.1671-9107.2012.07.038

2012-05-09

万力(1976-)，男，湖南澧县人，本科，工程师，主要从事岩土工程勘察设计治理、工程地质与水文地质工作。

谢红建(1977-)，男，湖北襄阳人，硕士，工程师，主要从事岩土工程数值分析与设计工作。