貴陽某巖土基坑邊坡失穩成因分析

萬 力,謝紅建

(貴州省水利水電勘測設計研究院，貴州貴陽550002)

貴陽某巖土基坑邊坡失穩成因分析

萬 力,謝紅建

(貴州省水利水電勘測設計研究院，貴州貴陽550002)

某建筑深基坑南側有一段巖土混合邊坡，下伏巖層面橫向，邊坡開挖至坡腳時出現了整體失穩。該文從裂縫分布特征、基坑周邊環境、巖土結構、開挖支護方式等方面分析了失穩的成因。根據邊坡穩定性現狀，提出加固處理方案。

基坑邊坡；巖土混合邊坡；巖層傾向坡內；穩定性

山城貴陽近年來基坑越來越深，常遇到下伏巖層傾向與坡向[1]夾角大于30°的非順向[2]巖土混合邊坡。對于斜向、橫向、反向邊坡[2]，尤其是巖層面傾向坡內的橫向、反向邊坡，常被工程界認為下部巖質邊坡整體穩定而未被足夠重視。文章將對一個由黏性土和內傾薄至中厚層較軟巖組成的巖土混合基坑邊坡失穩的工程案例進行失穩成因分析，總結一些經驗供同行參考。

1 工程概況

所在基坑位于貴陽市新建路旁，地下室5層、基底開挖標高1056.50m。

失穩段邊坡位于基坑南側西端，坡面走向N82°E左右、傾NW，基坑外側21.0m左右有一棟6層的條基磚混結構舊居民樓。建設單位要求的坡形如圖1所示，坡腳8m左右寬度內有設計開挖深度1m左右的電梯井基槽。根據基礎資料審定批復的基坑支護施工圖設計，該段邊坡工程安全等級為1級，邊坡高24.5m，土層高10.0m，基巖高14.5m，巖體破裂角56.2°，巖體等效內摩擦角強風化40°、中風化55.0°，采用格構式錨桿（索）擋墻支護（見圖1），上階為土質邊坡，錨索水平、垂直間距均為2.5m（3排），下階基本為巖質邊坡，錨索水平間距4.0m、垂直間距3.5m（5排）。預應力錨索傾角25°、預應力鎖定值700kN。

失穩段邊坡上階嚴格按設計施工并完成所有3排錨索的張拉鎖定后，主要因搶工期、節約造價，在下階僅作50mm厚混凝土素噴的情況下，一步開挖到位至1056.50m標高，當時未出現明顯變形現象。電梯井基槽因溶隙發育垂直超挖2m，其間邊坡側的局部槽壁出現較小規模坍塌。超挖部分擬用混凝土回填前，下階首先在坡腳附近出現剪出破壞，并伴隨掉塊和蠕變現象，坡頂居民樓外約1m位置出現一條長15m左右、最大張開寬度近5cm的弧型延伸裂縫（見圖1），部分豎向格構梁下部開裂。坡腳反壓并采取其他輔助措施后邊坡變形停止。

圖1 失穩段邊坡標準橫剖面

2 邊坡體工程地質條件概況

失穩段邊坡體的工程地質概況，以邊坡勘察文件[3]為基礎結合現場開挖揭露的情況確定（見圖1）。

2.1 地形地貌

失穩段邊坡頂部平坦，標高1081.00m左右，坡頂6層居民樓條基埋深1m左右，地面排水設施損毀嚴重，雨水不能及時有效排走。邊坡按兩階放坡開挖，上階高8.0m、坡率1:0.50，下階高16.5m、局部坡腳垂直超挖至3m、坡率1:0.25；坡頂與居民樓間水平寬度8m，水平臺階寬度6m、標高1073.00m左右（見圖1），坡頂主要用于修建臨時工棚，水平臺階主要用于土石方運輸通道及施工材料堆放。

2.2 地層巖性

覆蓋層自上而下為1.0m左右厚雜填土層①（Qml）和9.0m左右厚第四系殘坡積紅黏土層（Qel+dl）。上部可塑狀紅黏土②厚6.0m左右，下部軟塑狀紅黏土③厚3.0m左右，Ⅱ類塊狀結構[4]。

下伏三疊系下統安順組第二段（T1a2）薄至中厚層泥質白云巖，中風化巖體⑤較破碎，屬較軟巖，巖體基本質量等級為Ⅳ級，邊坡巖體類型為Ⅲ類。表層強風化巖體④厚4.5m左右，巖體破碎，屬軟巖，巖體基本質量等級為Ⅴ級，邊坡巖體類型為Ⅳ類。

2.3 地質構造

工程區位于貴陽向斜西翼近軸部，巖層呈單斜構造，失穩段邊坡現場揭露的巖層產狀105°∠39°。主要發育有3組節理裂隙J①～J③：J①產狀125°∠55°、線連通率80%，J②產狀280°∠70°、線連通率75%，J③產狀44°∠65°、線連通率80%，均為結合差至很差的軟弱結構面。

2.4 水文地質條件

地下水類型包括第四系松散層孔隙水及基巖溶洞裂隙水。管網破損漏水下滲匯集于土層孔隙中，在雜填土層與紅黏土層的接觸帶上形成有上層滯水，但無統一分布水位。基巖溶洞裂隙水位略低于坑底。

3 邊坡穩定性分析

根據失穩段邊坡工程地質條件、巖土類型和結構及坡面荷載特點，邊坡上階可能產生圓弧滑動變形破壞，下階的主要變形破壞模式可能為平面滑動。巖層傾向坡內，視傾角-17.6°（橫向坡），3組節理裂隙均不構成順向外傾結構面，其視傾角依次為-44.2°（反向）、40.3°（橫向）、52.9°（斜向），斜向結構面視傾角緩于破裂角56.2°、對邊坡穩定性更不利[1]。結合水平臺階內側裂紋發展情況，邊坡下階的失穩破壞，可能主要與優勢外傾結構面斜向節理裂隙J③的擴展、貫通密切相關，沿著J③的視傾角52.9°產生平面滑動。

3.1 巖土物理力學指標

根據邊坡勘察文件和現場實際情況，失穩段邊坡穩定性分析所采用的重度γ、黏聚力c、內摩擦角φ等巖土物理力學指標見表1，表中節理裂隙（J③）的巖橋效應根據《工程巖體抗剪強度確定綜合方法——GMEM研究》[5]確定。

表1 邊坡巖土物理力學指標取值

3.2 穩定性計算

上階未支護前，土質邊坡的圓弧滑動穩定性系數根據《建筑邊坡工程技術規范》GB 50330—2002（以下簡稱《規范》）式5.2.3-1～4計算（每延米，下同）：

電梯井基槽坍塌前（下階未支護），巖質邊坡的平面（J③）滑動穩定性系數根據《規范》式5.2.4計算：

電梯井基槽坍塌前（下階未支護），巖質邊坡的平面（破裂面）滑動穩定性系數：

上階3排錨索預應力施加后，土質邊坡的圓弧滑動穩定性系數參照《規范》式6.2.1計算：

電梯井基槽坍塌后，未反壓及加固前巖質邊坡的平面滑動穩定性系數：

失穩導致上階最底排錨索預應力失效后，坡頂上層滯水下滲軟化土體，土質邊坡圓弧滑動穩定性系數：

上階格構梁修復后，且上階最底排錨索預應力恢復后，土質邊坡圓弧滑動穩定性系數：

3.3 穩定性評價

邊坡不支護時，上階穩定性系數Ks±1=0.95＜1.30[1]，既不穩定也不安全，下階穩定性系數Ks巖1=1.04＜1.35[1]，僅為臨界穩定但不安全。上階按施工圖施工后穩定性系數Ks±2=1.48＞1.30，既穩定又安全、經濟。

下階在僅做坡面簡單封閉防護的情況下，其臨界穩定一直維持到邊坡開挖至坡腳。基槽超挖導致槽壁坍塌后，下階穩定性系數Ks巖2=0.88＜1.35，穩定性降低約15%，變得既不穩定更不安全。

下階失穩后，上階穩定性系數Ks±3=1.02＜1.30，穩定系數降低約31%，穩定性大大降低，變得既很不穩定也很不安全。

4 邊坡失穩成因分析

坡頂居民樓墻外1m左右位置的裂縫是上階圓弧滑動形成的，豎向梁下部裂縫主要是下階平面滑動形成的。根據邊坡支護前后的穩定性評價，上階圓弧滑動是由下階平面滑動引發的，下階平面滑動是由坡腳電梯井基槽超挖誘發的。下階穩定性系數Ks巖1=1.04＜K's巖1=1.11，故破壞面角度是結構面J③的視傾角52.9°而不是巖體破裂角56.2°。

下階的臨界平衡狀態一直到槽壁坍塌后才被打破，因此，下階失穩的根本原因是設計的錨索沒有實施導致安全儲備不足，電梯井超挖后槽壁坍塌只是誘因。槽壁坍塌后，巖質邊坡部分抗滑段滑落，優勢斜向外傾結構面不斷擴展、貫通，巖橋效應降低，下階因安全儲備不足而失穩。

下階失穩后，上階土質邊坡部分抗滑段下沉，格構梁底部開裂，導致已張拉鎖定的最底排錨索預應力松弛甚至喪失，坡頂變形開裂，上層滯水下滲軟化坡體，穩定性進一步降低，裂縫不斷發展，坡體進一步下沉，下階頂部荷載增加，最終該段邊坡整體失穩。

5 邊坡加固處理

下階剪出口位于坡腳附近，為控制下階變形破壞進一步發展，回填基槽，坡腳用砂袋反壓至1061m標高。反壓體斷面呈梯形，頂寬約3m，底寬約5m。暫時清除坡頂、水平臺階上的附加荷載，對未喪失預應力的上部兩排錨索進行補張拉，修補排水溝，封閉地面裂縫，同時加強變形監測。

對上階喪失預應力的最底排錨索，修補豎向梁破損部位并恢復其預應力后，上階圓弧滑動穩定性系數K's±3=1.305＞1.30，仍穩定又安全。下階穩定性系數由1.04降低至0.88后，原設計的預應力錨索垂直間距3.5m和預應力值700kN及其他技術參數不變，水平間距4.0m需要減少，參照x4.0=3.4m，并考慮巖橋效應降低及《規范》的其他要求等因素，水平間距調整為3.0m。上階最底排錨索張拉鎖定后立即按常規逆作法進行反壓體以上的下階4排錨索施工，反壓體內最底排錨索，首先在錨孔位置清挖反壓體形成寬1m左右的“斜槽”，并完成自鉆孔至注漿的錨索施工工序，再進行豎向梁和部分水平梁澆筑，然后清除1058m標高以上反壓體完成所有水平梁施工，混凝土及砂漿強度允許后張拉鎖定最底排所有錨索，最后清除剩余反壓體，其間鋼筋網噴射混凝土結合工作面分步施工。

應急搶險和加固處理過程中直到基坑回填前，邊坡變形逐漸停止，地面修補后未再開裂，坡頂、水平臺階上附加荷載恢復后邊坡未再出現險情。坡頂房屋基本正常使用，地下室一直正常施工。

6 結語

下伏傾向坡內的橫向、反向巖層的巖土混合深基坑或高邊坡，發育有斜向或傾向坡外的橫向節理裂隙時，存在因節理裂隙的擴展、貫通導致邊坡整體失穩破壞的可能。巖石越軟、巖體越破碎，節理裂隙傾向與坡向夾角越小，失穩的可能性越大。

邊坡失穩后，須采取封閉裂縫、反壓、補充或加強預應力等措施有效控制變形發展，并加強變形監測。

[1]GB 50330—2002建筑邊坡工程技術規范[S].北京：中國建筑工業出版社，2002.

[2]DL/T 5337—2006水電水利工程邊坡工程地質勘察技術規程[S].北京：中國電力出版社，2006.

[3]貴陽建筑勘察設計有限公司.貴陽市某基坑邊坡巖土工程勘察報告：詳勘階段[R].貴陽，2008.

[4]DB 22/46—2004貴州建筑巖土工程技術規范[S].貴州省建設廳，2005.

[5]武雄，賈志欣，陳祖煜，等.工程巖體抗剪強度確定綜合方法—GMEM研究[J].巖石力學與工程學報，2005(2):246-251.

[6]JGJ 120—99建筑基坑支護技術規程[S].北京：中國建筑工業出版社，1999.

責任編輯:李 紅

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

萬力(1976-)，男，湖南澧縣人，本科，工程師，主要從事巖土工程勘察設計治理、工程地質與水文地質工作。

謝紅建(1977-)，男，湖北襄陽人，碩士，工程師，主要從事巖土工程數值分析與設計工作。