⑴ 桂林岩溶地基中的不良地質現象及治理<sup>[]</sup>
桂林是我國典型的岩溶地區之一，由於岩溶地質作用，桂林岩溶地基中廣泛地發育有溶洞、土洞、塌陷、溶槽、溶溝等不良地質現象。
3.2.1桂林岩溶地基中的不良地質現象類型
桂林岩溶地基的組成主要有：紅粘土、粉土、砂、卵礫石、石灰岩等，而根據成因，主要有殘坡積（Qel+dl）和沖洪積（Qal+pl），其發育的不良地質現象主要有以下一些：
3.2.1.1溶洞
岩溶區溶洞的發育過程，實質上是水對方解石、白雲石等碳酸鹽岩的溶解作用。溶洞的發育必須具備有可溶性岩石、岩石中的通道、流動的水及具侵蝕性的水。
地質構造（褶皺、斷裂）的性質、規模對溶洞的發育起著重要的控製作用。桂林岩溶區工程實踐表明，地質構造不僅控制著溶洞發育的方向，而且還影響著溶洞發育的規模和大小。張性構造部位有利於溶洞發育，而壓性構造部位則不利於溶洞的發育。
桂林市區內以及東郊一帶的下伏基岩一般為上泥盆統融縣組石灰岩（D3r）：一般灰色—灰白色，質純層厚，塊狀構造，堅硬性脆，局部不規則裂隙發育。控制桂林市的主要地質構造（褶皺、斷裂）均通過該組灰岩，且多為張性斷裂，因張性斷裂帶受拉張應力作用，張裂程度較大，斷裂面較粗糙，裂口較寬，斷層岩多為角礫岩、結構疏鬆。斷層岩粒徑相差懸殊，膠結性差或未膠結，孔隙度高、透水性強、利於地下水的賦存、運移，常為岩溶水的有利通道，故通常岩溶作用和岩溶化程度強烈。沿斷裂帶發育的溶洞比較多，規模也比較大。桂林岩溶區的溶洞絕大部分發育在該組灰岩中。
市區南郊雁山區一帶為中泥盆統東崗嶺組石灰岩（D2d）：深灰—灰黑色，中—厚層狀，主要礦物成分為方解石，該層溶洞的發育相對融縣組石灰岩（D3r）要少。
市區北郊八里街一帶基岩出露為下石炭統岩關組泥灰岩（C1y）：灰黑色，薄—中厚層塊狀構造，含有泥質和碳質，岩石中方解石（CaCO 3）含量相對少。由於泥灰岩呈韌性，岩石中發育的地質構造（褶皺、斷裂）也多為閉合、壓性構造，不利於地下水的運動，也不利於溶洞的發育，在該區極少見有溶洞、土洞及塌陷等不良地質現象。
3.2.1.2土洞
土洞是在有效覆蓋土的岩溶發育區，其特定的水文地質條件，使岩面以上的土體遭到流失遷移而形成土中的洞穴和洞內塌落堆積物以及地面變形破壞的總稱。土洞是岩溶區常見的一種岩溶作用產物，它的形成發展與土層的性質、水的活動、岩溶的發育等因素有關。桂林岩溶地基中的土洞，主要分布在殘坡積（Q el+dl）和沖洪積（Q al+pl）的粘性土層中、尤其在殘、坡積粘土中發育較多，土洞趨於圓形或近圓形，直徑大多在1 m 以內，一般發育垂直深度在距離地面5～15 m 之間，洞內有時為軟、流塑的粘性土所充填，很多情況下為空洞。
此外，桂林岩溶區的土洞發育具有以下特徵：
（1）土洞多位於粘性土層中，在桂林灕江一級階地中的粉土、砂礫石、卵石等地層中極少見。
（2）在溶溝、溶槽處，即靠近基岩面附近，經常有軟粘土分布，其抗沖（侵）蝕能力弱，常常有土洞發育。
（3）由地下水形成的土洞多位於地下水變化幅度以內，且大部分分布在高水位與低水位之間。在最高水位以上及低水位以下，土洞少見。
3.2.1.3岩溶塌陷
岩溶塌陷是指分布在下伏溶洞和土洞之上的岩、土體覆蓋層，在自然或人為等各種因素的作用下失去平衡而向下陷落的作用和現象。它是溶洞、土洞發育發展的最終結果，桂林岩溶塌陷主要分布在桂林灕江一級階地中，其次為殘坡積（Q el+dl）和沖洪積（Q al+pl）的粘性土層中。
岩溶區地基土層塌陷大多是局部性的，其平面范圍較小，如桂林市西城區的調查顯示：已發生的岩溶塌陷規模，平面范圍小於3 m 的塌陷，占塌陷總數的75％。從已有土洞塌陷的剖面形態來分析，桂林岩溶區主要的土洞塌陷的剖面形態有以下4種：
（1）井狀：塌陷坑壁陡立呈直筒狀；
（2）漏斗狀：口大底小，塌陷坑壁呈斜坡狀，狀如漏斗；
（3）碟狀：塌陷坑呈平緩凹陷，面積較大，深度小，呈碟形；
（4）壇狀：口小肚大、塌陷坑壁呈反坡狀。
3.2.1.4紅粘土軟弱下卧層
桂林岩溶區的紅粘土，一般呈現上硬下軟的分布特徵（廣西岩溶地區也大都如此），尤其是靠近基岩附近，常分布有軟、流塑粘性土，構成地基的軟弱下卧層。桂林紅粘土下伏基岩為微風化石灰岩，緻密石灰岩的滲透系數可以達到3 ×10-12 ～6 ×10-10cm/s，而紅粘土的滲透系數大約為10-8cm/s左右，因此緻密石灰岩便成為紅粘土的相對隔水層。石灰岩頂面分布的粘土長期處在水的浸泡之中，最後成為軟塑、流塑狀態，並構成地基軟弱下卧層。
3.2.1.5基岩面起伏
由於岩溶作用的差異以及溶洞引起塌陷，石灰岩表面經常可以形成很大的起伏，在桂林岩溶區的工程勘察中常可見到，相隔5 m以內距離的兩個鑽孔，揭露石灰岩的基岩面高差達10 m以上，幾乎形成直立的陡崖。
3.2.2桂林岩溶地基中的不良地質現象主要成因
桂林岩溶地基中的不良地質現象，主要影響因素是地基土層、地下水、地表水、人為因素等。
3.2.2.1 地基土層的影響
3.2.2.1.1地基土層組成結構
地基土體的組成結構不同，土體產生滲透破壞的形式及抵抗滲透變形的能力也不同。灕江階地中的沖洪積（Q al+pl）砂土層，級配良好的砂土容易產生潛蝕和管涌破壞，其臨界水力坡度相對較低，抵抗滲透變形的能力也相對較低，在相同水力條件下容易產生滲透變形，形成土洞及塌陷。灕江一級階地具有混雜結構的覆蓋層，其抗塌性能較差。由於此類結構較鬆散，且粗細顆粒滲透性能差異大，在其接觸面上容易產生接觸沖刷而形成土洞和塌陷。灕江兩岸階地中砂、卵石層往往是直接覆蓋在基岩上，此時，最有利於地基塌陷的孕育；其次是粘性土、砂卵石層混層結構；再其次是均一的粘性土地層。
分布在紅粘土底部的軟塑狀態且粘粒含量低的土，其抗剪強度較低，抵抗滲透變形及塌陷的能力也較低，容易形成土洞及塌陷。
3.2.2.1.2地基土覆蓋層厚度
通過對桂林市西城區大量鑽孔資料和地表測繪資料的統計分析表明，覆蓋層厚度越小，岩溶塌陷越發育。厚度小於6 m 區域的塌陷個數占總塌陷個數的74％以上；厚度小於10 m 區域的塌陷個數占總塌陷個數的99％以上；覆蓋層厚度大於10 m 時，基本上不會發生岩溶塌陷。
3.2.2.2地下水活動的影響
據統計，桂林市80％以上的岩溶塌陷（含土洞塌陷）是在地下水強徑流帶發生的。對於岩溶塌陷的發育，它是一種十分敏感和活躍的動力因素，其作用主要有以下幾種：
3.2.2.2.1滲透潛蝕作用
潛蝕是在地表水或地下水的滲透作用下，土體中的細顆粒在孔隙通道中移動並被攜出的現象。在岩溶區的土層中，當滲透水的水力梯度加大，水力流速加快，動水壓力增強，且水力坡度達到某一臨界值Jk時，土中細粒被滲流帶走遷移，產生土洞甚至塌陷。太沙基（1933）根據單位體積的土體在水中的浮重和作用於該體積的滲透水相平衡原理，得到土體產生潛蝕作用的臨界水力梯度Jk，其表達式與式（1.43）相同。
當土層中地下水滲流的水力梯度大於臨界水力梯度Jk時，土層就有可能產生潛蝕破壞。例如，桂林市灕江一級階地中的沖洪積的粉質粘土、粉土地層，其土顆粒相對密度一般為2.65～2.70，孔隙度n為40％～50％，那麼其產生潛蝕的臨界水力梯度為0.83～1.02，當地下水位急劇變化時，其水力坡度就可能超過臨界水力坡度，土體將產生潛蝕破壞。據調查，桂林市灕江兩岸大部分土洞及塌陷均發生在水位變化幅度較大的冬春兩季，尤其是冬春之交。
例如，桂林理工大學（原桂林工學院）教四樓東側一樓聯合教室基礎下榻，使基礎與上部牆體脫離達5 cm，形成直徑4 m 的凹塌區，牆體由一樓至三樓，裂縫寬2～15 mm，其原因是隔壁的廁所與化糞池長期漏水使地基紅粘土濕化、軟化直至潛蝕流失所致。此外，桂林理工大學原圖書館的牆體開裂，也是由於地表池內水滲漏產生潛蝕作用使地面變形所致。
3.2.2.2.2真空吸蝕作用
當岩溶地下水位下降至覆蓋層底板以下、由有壓力轉為無壓力時，在岩溶空腔中的水、氣形成了負壓，對蓋層產生了附加吸力而使其遭到吸蝕剝落並向下遷移，最大壓力約為1個大氣壓的壓力。對於上覆土層中所含的水，負壓使其增加了向下滲透的附加水頭，從而加劇了對土體的潛蝕作用，加速了土體顆粒間聯接破壞並導致土洞的形成與擴展。桂林岩溶區的溶洞以及發育在殘坡積紅粘土中的土洞，當地下水在溶洞土洞中運動時，往往可產生真空吸蝕作用。
3.2.2.2.3地下水位波動的崩解作用
地下水位的波動，使覆蓋層中的水反復飽和與喪失，其結果使覆蓋土層產生崩解、散體、剝落而向下遷移，形成土洞並向上擴展。
桂林岩溶區廣泛地分布紅粘土，紅粘土含有較多的親水礦物，例如：通過X 射線衍射分析，桂林市區殘積紅粘土礦物成分中，伊利石約40％～60％，高嶺土20％～30％，伊利石/蒙脫石混層礦物10％～20％，它們的結構聯結力較弱，易於水化，遇水易產生崩解。
3.2.2.3其他因素
人工爆破、人為大幅度降水、交通工具載入或振動、地下工程施工及基坑開挖等產生臨空面而改變溶洞周圍應力狀態等，都有可能引起溶洞地基的塌陷失穩。
3.2.3地基不良地質現象的處理
在桂林岩溶區進行地基基礎設計時，若想採取淺基礎方案，一般應對地基中存在的不良地質現象進行處理，並有針對性地採取不同的處理措施。
3.2.3.1溶洞地基
當採用天然地基淺基礎時，不論溶洞大小、形態、分布如何，一般不考慮溶洞的不利影響；當採用樁基礎時，對於樁基礎底面3倍樁徑且5 m以下的溶洞，一般也不考慮溶洞的不利影響。若要對溶洞進行地基處理，一般採取灌注混凝土，或者採用高壓旋噴樁處理。對於重要工程，或者是岩溶很發育，溶洞之間相互聯系密切，呈串珠狀，若灌漿或灌注混凝土，易產生流失，很難奏效，此時採用鋼管護壁，如2005年施工的橫跨灕江的南洲大橋岸上樁，採用Φ1700 mm 孔口護筒；在鑽進過程中有嚴重漏漿時，孔口護筒接高，護筒必須跟進；在鑽進過程中有嚴重漏漿和塌孔現象時，Φ1700 mm 護筒入土15 m 後，在護筒內再套Φ1600 mm 護筒，護筒跟至岩面。最終護筒與鋼筋砼結合在一起，作為永久結構支撐在岩石上。在2001年竣工的桂林市解放橋也是採用此方法進行樁基礎施工的。
3.2.3.2土洞或岩溶塌陷地基
對於土洞或岩溶塌陷地基的處理措施，主要可以分為以下幾種情形：
（1）當採用淺基礎形式，若土洞或塌陷范圍不大，且埋深不超過5 m，無地下水或地下水埋深很大，一般可直接開挖，清除洞內軟土或塌陷充填物，再回填粘性土、砂石等並分層夯實，也可直接回填混凝土，但此時應注意在回填物表面做30 cm 左右的褥墊層，以調整地基土差異引起的不均勻沉降。
（2）桂林岩溶區的絕大部分土洞分布深度以及塌陷深度是在地表5 m 以下，此時一般採用灌漿處理，此法佔桂林岩溶地基處理措施的80％以上。
在土洞或塌陷范圍的頂部地基基坑面上鑽孔，可採用多個鑽孔，一般直徑為110～220 mm，將碎石、礫石灌入洞內，然後再灌入水泥漿，或直接灌入混凝土再進行壓力灌漿。灌漿所採用的水灰比為1:1～1:1.5，漿液配置以先稀後濃為原則，灌漿壓力一般為0.15～0.30 MPa。例如桂林理工大學（原桂林工學院）新建圖書館、桂林旅遊專科學校雁山校區等場地的土洞或塌陷處理，均採用此方法，處理效果很好。
對已查明的塌陷地段用鑽機鑽至軟弱地層的底面，或用錐體擠密塌陷體形成空樁，然後用碎石加適量的乾粉狀水泥（配合比為6:1）充填擠密，同時對軟弱地層予以擠密，然後採用壓力灌漿，將水泥漿液充填到塌陷區深部的軟弱地層及其孔隙，碎石水泥樁孔與壓力灌漿孔交錯布置，處理效果很好。實例如地處灕江一級階地的桂林福隆園第一期拆遷回建房6號樓塌陷的處理。
3.2.3.3紅粘土軟弱下卧層
對於分布在紅粘土之下，基岩面之上的紅粘土軟弱層，若擬採用淺基礎方案，軟弱下卧層驗算不滿足要求，此時可直接採取壓力灌漿措施處理。先以Φ75～110 mm 鑽具鑽至基岩面或軟弱土層底面，然後放入灌漿花管，（根據現場情況也可直接用鑽機將灌漿花管打入到灌漿底部），然後用水泥砂漿灌注泵進行水泥壓力灌漿。採用自下而上分段灌漿，灌漿段長1.0～1.5 m。灌漿所採用的水灰比為1:1～1:1.5，灌漿壓力一般為0.20～0.30 MPa。桂林橡膠機械廠住宅樓場地的軟弱土層即採用此方法處理。
3.2.3.4基岩面起伏
對於岩溶區基岩面起伏的情形，若採用天然地基淺基礎，則應注意由於土層的厚薄不均引起的不均勻沉降，若採用樁基礎，則在樁基礎施工時應注意滑樁傾斜。
另外，在上泥盆統融縣組石灰岩（D3r）中，常常發現分布有溶溝、溶槽、鷹嘴岩、孤石等，在有溶溝、溶槽、鷹嘴岩的地段樁基礎的施工，應注意甄別孤石與完整石灰岩，避免誤把孤石當成完整岩石而選為基礎持力層。
3.2.4結論
桂林岩溶地基岩土層主要為紅粘土、粉土、砂、卵礫石、石灰岩等，地基中發育的不良地質現象主要有溶洞、土洞、岩溶塌陷、溶溝等。不良地質現象一般由滲透潛蝕作用、真空吸蝕作用、地下水位波動的崩解作用以及人為因素等形成，若不採取相應的處理措施，將會影響建築物的地基基礎設計。
對岩溶發育的含溶洞岩石地基，一般採用灌注混凝土或採用鋼管護壁處理措施；對土洞或岩溶塌陷地基，一般先在洞內灌入碎石、礫石，或灌入混凝土，然後再進行壓力灌漿，灌漿所採用的水灰比為1:1～1:1.5，灌漿壓力一般為0.15～0.30 MPa；對於分布在紅粘土軟弱下卧層，可直接採取水泥壓力灌漿處理。
⑵ 岩石的水理性質有哪些
一、岩石水理性質指岩石與水接觸後表現出的有關性質，即與水分貯容和運移有關的性質稱作岩石的水理性質。它包括岩石的容水性、給水性、持水性、透水性。1．容水性容水性是在常壓下岩石空隙中能夠容納若干水量的性能，在數量上以容水度來衡量。2．持水性在分子力和表面張力的作用下，岩石空隙中能夠保持一定水量的性能，稱為岩石的持水性。3．給水性飽和岩石在重力作用下能夠自由排出若干水量的性能稱為岩石的給水性。4．透水性反應岩石的透水能力，岩石空隙直徑越大，透水性越強。根據透水性的好壞，可以將自然界的岩石分為透水層和不透水層。
二、 岩石的水理性質、
岩石的透水性：岩石能被水透過的性能稱為岩石的透水性，衡量岩石透水性的指標為滲透系數。
岩石的軟化性：岩石的軟化性是指岩石浸水後其強度降低的性質，通常用軟化系數表示水對岩石強度的影響程度，即水飽和岩石試件的單軸抗壓強度與乾燥岩石試件單軸抗壓強度之比。岩石浸水後的軟化程度，與岩石中親水性礦物和易溶性礦物的含量、孔隙裂隙的發育程度、水的化學成分以及岩石浸水時間等因素有關。
岩石的膨脹性和崩解性：岩石的膨脹性和崩解性主要是松軟岩石所表現出來的特徵,尤其是含有大量黏土礦物(如蒙脫石、高嶺土和水雲母等)的軟岩,遇水後更易產生膨脹和崩解。
岩石的膨脹性：是指軟岩浸水後體積增大的性質，相應地會引起壓力的增大。岩石遇水膨脹的特性可用膨脹應力和膨脹率兩個指標表示，岩石的膨脹應力是指岩石與水進行物理化學反應後,隨時間變化會產生體積增大現象,這時使試件體積保持不變所需施加的壓力，而岩石增大後的體積與原體積的比率稱為岩石的膨脹率。
岩石的崩解性：一般是指岩石浸水後發生的解體現象最石的吸水性和抗凍性遇水不崩解的岩石在一定實驗條件下(規定的試樣尺寸和實驗壓力)吸入水分的性能稱為岩石的吸水性。通常以岩石的自然吸水率、飽和吸水率和飽水系數表示岩石的自然吸水率。
⑶ 軟岩的水理特性分析
通過吸水率測試,最後統計得軟岩岩組吸水率值見表4-6。除泥質粉砂岩試樣在1.5%～6%之間相對較低外,其他幾組吸水率指標很高,在10%～20%之間,說明軟岩極易吸水的特性。
表4-6 軟岩主要物理水理特性參數測試成果
注:軟岩極易吸水,遇水後發生泥化、軟化和崩解,岩石抵抗水的軟化作用的性能主要取決於岩石中親水性礦物和易溶性礦物的含量,以及岩石中孔隙與微裂隙的發育程度。
崩解試驗研究表明:軟岩中泥質含量對其崩解特性的影響很大,崩解度與泥質含量關系為:S=70ln(Wm)-215。根據崩解度及崩解物形態,樞紐區軟岩可分為五類:炭質頁岩與泥化夾層為A類,遇水極易崩解,破壞後含水量會顯著增大,原岩強度完全喪失,屬遇水極不穩定的岩石;泥質粉砂岩與煤屬於B、C、D類,崩解性較差,屬遇水較不穩定岩石。通過崩解試驗分析,研究區內發育的幾種典型軟岩,均屬於遇水不穩定岩石。
⑷ 有請地質專家：有一種岩石，受潮或遇水就軟化為砂，這是什麼岩，有什麼價值
你說的不是岩石，是風化程度極高的風化岩，或是一種砂質土。由於缺乏生物作用，有機養分少，不利於種植。
⑸ 軟岩的崩解試驗
岩石的崩解性是指岩石試樣經過乾燥和濕潤兩個標准循環之後,抵抗軟化及崩解的能力。質地疏鬆,含親水性黏土礦物的岩石,在水中容易發生崩解脫落現象,據此可獲得岩石在一定條件下的崩解量、崩解度、崩解時間和崩解狀況等耐崩解性指標。
采樣與岩礦鑒定位置相同,便於參照其鑒定結果來分析岩石的崩解機理。崩解試驗主要為靜水崩解(泡水試驗),選取試樣為不規則試樣,試驗過程中選取相同岩性不同工程部位的試樣作為同一組,便於對比,試樣編號及分類基本上與岩礦鑒定一致。試驗前先將凸出的邊棱和松動部分除去,並去掉表面附著物。同時對試樣進行描述,描述內容包括試樣的尺寸大小、結構、構造、裂隙及風化程度等特徵(表4-3),表中僅給出了幾組典型試樣的描述。
表4-2 邊坡岩體物理力學指標建議表
①課題組人員通過攜剪、流變、顆分等試驗(2004,2005)獲得。
(據中國水電顧問集團成都勘測設計研究院,1994,略調整)
一組試驗浸水時間為48h,試驗前將樣烘乾,稱得干質量Wd,試驗過程中著重記錄初崩時間,描述初崩時刻崩解現象,崩解過程中隨時記錄崩解現象(表4-4)。最後獲取未崩解物W1,即可算得試樣本次循環的崩解度S,見式(4-1):
復雜軟岩特性及其高邊坡穩定性研究:以四川岷江紫坪鋪水電站為例
表4-3 崩解試驗前試樣描述
表4-4 崩解試驗全過程的實時記錄
續表
根據需要對不同岩組進行多次循環試驗,浸泡48h為一次試驗循環,每次試樣均採用上次未崩解物來進行。選取依據:被選取為下次循環的試樣大小要不小於原來試樣的3/4。
炭質頁岩與泥化夾層兩個岩組均在第一次循環時已幾乎完全崩解(圖4-1),無滿足要求的未崩解物,因而不需要再進行下一輪的崩解試驗。
圖4-1 炭質頁岩、泥化夾層試樣遇水崩解碎(泥)化現象
⑹ 地質災害穩定性與危害性
一、地質災害穩定性分析
（一）數值法
工程地質數值法，是採用彈塑性力學理論和數值計算方法，從研究岩土體應力和位移場的角度，分析評價岩土體在一定環境條件下的穩定性狀態。近30多年來，數值法得到了迅速發展，並被廣泛地應用於工程實踐中，本文採用FLAC3D（Fast Lagrangian Analysis of Continua in 3 Dimensions）軟體進行斜坡穩定性數值分析。FLAC3D軟體是美國ITASCA咨詢集團開發，主要用於模擬岩土體及其他材料組成的結構體，在達到屈服極限後的變形破壞行為。該軟體將流體力學中跟蹤流體運動的拉格朗日法成功地用於解決岩石力學問題，它除了能解決一般的岩土問題之外，還能進行如高溫應變、流變、或動荷載、水岩耦合分析等復雜的問題。
1.模型計算方法
FLAC3D軟體是利用有限差的方法模擬計算由岩土體及其他材料組成的結構體在達到屈服極限後的變形破壞行為，包括靜力計算和有限差強度折減計算兩種方式。這兩種計算方式得到的結果並不完全相同，本次同時選擇這兩種計算方式，對本區黃土滑坡和不穩定斜坡做驗算分析。
靜力計算的方法需要建立的模型以及所選參數必須使得模型計算的時候完全收斂，如果計算過程快速收斂，則認為模型是基本穩定的。但是，在做滑坡穩定性分析時候，由於影響滑坡穩定性的因素較多，比如坡高、坡度以及不同坡體的黃土體力學參數的不同，往往不能得到一個快速收斂的計算模型，因此通過靜力計算的方式不能完全判斷坡體的安全性。強度折減法是FLAC3D唯一的可以計算坡體安全系數的方法。因此，可以利用這一方法求出坡體的安全系數，然後結合靜力計算的結果來判斷坡體的穩定性。根據《滑坡防治工程勘察規范》（DZ/T 0218-2006），選擇安全系數＜1.05判斷為不穩定，安全系數1.05～1.15為較穩定，安全系數≥1.15為穩定，以此作為主要災害點的穩定性判據。
有限差強度折減系數法的基本原理，是將土體強度參數內聚力（C）以及內摩擦角（ϕ）值同時除以一個折減系數Ftrial，得到一組新的Ctrial和ϕtrial值。然後，作為新材料參數帶入有限差進行試算。當計算正好收斂時，也即Ftrial再稍大一些（數量級一般為10～3），計算便不收斂，對應的Ftrial被稱為坡體的最小安全系數，此時土體達到臨界狀態，發生剪切破壞。計算結果均指達到臨界狀態時的折減系數：
Ctrial=C/Ftrial
tanϕtrial=tanϕ/Ftrial
2.模型類型及參數選擇
選擇摩爾庫侖模式作為材料模型，根據勘查和力學性質測試結果，並考慮到調查區災害的發生與降雨關系密切，故選擇飽水狀態下的物理力學參數作為計算參數：
體積模量：
K=4.5MPa
剪切模量：
G=2.1MPa
內聚力：
C=3.4×104Pa
內摩擦角：
ϕ=21.4°
3.黃土邊坡分析
（1）模型建立及網格剖分
調查資料表明，30°～60°的黃土直線型斜坡發生變形破壞的可能性較大，考慮到建立模型的方便性，選擇30°～70°之間的直線型邊坡進行分析，同時建立一些階梯狀的邊坡進行比較分析。
按照鄭穎仁教授的觀點，在做邊坡模型的強度折減法求邊坡安全系數的同時，要求所建立的模型坡角到最左側的距離為1.5倍坡高，而坡頂到最右側的距離為2倍坡高，這樣計算的安全系數結果最為准確。
以坡高40m坡度45°的直線型邊坡為例，建立模型並進行網格剖分。雖然調查區黃土為層狀結構，不同時期黃土厚度和土力性質不盡相同，但勘查試驗數據表明，其飽和抗剪強度差異不大。因此，假設黃土是均質的，整個模型的強度參數均一。定義模型右側和底部為約束邊界條件，坡面和坡頂為自動邊界。
（2）常規模型和簡化模型的對比分析
在調查區黃土邊坡中，坡高的分布十分不均勻，從十數米，數十米到上百米不等，並且每種坡高都對應有不同的坡度。因此，分析黃土邊坡穩定性時需要全面分析，研究不同坡高不同坡度情況下的各種邊坡的安全穩定性。本次利用FLAC3D軟體模擬了20～50m（每5m區分）坡高情況下30°～70°（每5°區分）所有坡體的穩定性情況。由於模型的不同網格數量以及節點數量不同，造成軟體計算時間上由巨大的差異。鄭穎仁教授所提出的常規模型在計算中有一定的道理，但也同樣極大地增多了模型網格和節點數目，所以強度折減的計算時間非常長。因此，必須首先比較了一下常規模型和簡化模型的計算結果。
首先，用常規模型分析40m坡高30°～70°之間所有坡體的穩定性情況。利用強度折減系數法計算各種坡度情況下的安全系數，可利用靜力平衡計算和強度折減計算，來得到一定坡高各種不同坡度邊坡的穩定性分析（表3-16）。將常規模型計算的坡度與安全系數關系進行擬合，可以得到坡度與安全系數的影響關系曲線（圖3-10）。
圖3-10 常規模型40m坡高不同坡度與安全系數的關系曲線圖
表3-16 常規模型40m坡高不同坡度邊坡穩定性計算匯總表
由於常規模型網格個數的節和點數較多，計算機處理的過程中數據量過分龐雜，計算速度慢，而黃土邊坡的長寬高往往又比較大。這樣我們如果利用鄭穎仁教授的常規模型分析，效率不是很理想。因此，將邊坡的模型網格進行簡化處理，以這樣的處理結果對比常規模型的計算結果。對比時仍然以 40m 坡高35°～70°為例分析，計算結果如表3-17，得簡化模型的擬合曲線如圖3-11。
圖3-11 簡化模型40m坡高不同坡度與安全系數關系曲線圖
觀察一下常規模型強度折減法求得的安全系數發現：而當坡體不穩定時，兩種模型計算的安全系數相同；而當坡體穩定時，簡化模型的安全系數計算結果要比簡化模型的結果小一些，但是總體上坡體穩定性的結果影響不是很大。在實際工程應用中，我們為了安全考慮，完全可以考慮使用計算結果較小的簡化模型進行分析計算。
表3-17 簡化模型40m坡高不同坡度邊坡穩定性計算匯總
（3）坡度與安全系數的關系
利用簡化模型，分別結合靜力計算方法和強度折減系數方法，分析計算了20～50m坡高情況下的各種坡度邊坡的穩定性；同時得到固定坡高的情況下，坡度和安全系數的擬合關系曲線。通過坡度與安全系數的擬合曲線可以看出，固定坡高時，當改變坡度，安全系數隨著坡度的增加而減小，坡體逐漸不穩定。而安全系數隨著坡度變化呈現對數關系變化，擬合程度較高。
（4）土體強度參數的變化分析
根據勘查和試驗測試數據，區內黃土的內聚力C值以及內摩擦角ϕ值變化較大（如表3-18），因此有必要研究一下強度參數的變化趨勢對於坡體安全系數的影響。
表3-18 黃土物理力學指標統計表
以20m坡高60°邊坡為例，固定模型的內聚力：
C=34kPa
然後改變土體的內摩擦角，利用強度折減系數法分別計算不同內摩擦角情況下的安全系數情況，得到結果如表3-19所示。由計算結果可以看出，隨著內摩擦角的增大，安全系數逐漸增大。內摩擦角越小，潛在滑動帶越向外擴展，危險滑弧越開闊，而坡體的穩定性越差（圖3-12）。
表3-19 不同內摩擦角對安全系數的影響統計表
仍然以20m坡高60°邊坡為例，固定模型的內摩擦角：
ϕ=21.3°
然後改變土體的內聚力，利用強度折減系數法分別計算不同內聚力情況下的安全系數情況，得到結果如表3-20所示。計算結果顯示，內聚力越大，安全系數越高。但是潛在滑動面越向外伸展，滑弧越開闊，但是穩定性越高，這一點和內摩擦角的影響恰好相反（圖3-13）。
表3-20 不同內聚力對安全系數的影響統計表
圖3-12 滑弧隨內摩擦角的變化趨勢圖
圖3-13 滑弧隨內聚力的變化趨勢圖
（5）邊坡剖面形態的影響
研究區黃土邊坡的剖面形態大致分為四類：直線型、階梯型、凸型和凹型。調查結果發現凸型邊坡和直線型邊坡發生失穩變化的數目最多，可能性最大。因此有必要分析坡型的變化對於坡體穩定性的影響。在這里我們只對直線型和階梯型邊坡作對比分析。
以40m坡高45°邊坡為例，分別建立直線型和階梯型邊坡，利用靜力平衡和強度折減方法計算其各自的安全系數，並對照最大不平衡力曲線和坡體內部剪切應變雲圖分析這兩種坡體的穩定性。計算結果發現直線型邊坡明顯發生破壞，坡體內部剪切應變呈帶狀分布，而階梯型邊坡的安全系數增大，靜力計算時在4460時步收斂，坡體穩定（圖3-14，圖3-15；表3-21）。
圖3-14 直線型邊坡靜力計算下的最大不平衡力曲線圖
圖3-15 階梯型邊坡靜力計算下的最大不平衡力曲線圖
表3-21 40m、45°直線型和階梯型邊坡對比分析表
4.主要災害點穩定性分析
根據上述分析方法，對調查區的30個主要滑坡和不穩定斜坡點進行數值分析，求出坡體的安全系數，判斷坡體的穩定性，分析結果列於表3-22。
表3-22 主要災害點穩定性數值分析結果表
（二）極限平衡法
1.計算方法與軟體選擇
斜坡穩定性分析的方法較多，目前較成熟的主要有：瑞典條分法、畢肖普法、工程師團法、羅厄法、斯賓塞法、摩根斯頓法、簡化法等，由於這些方法對土體進行了不同的假定，計算結果也各有差別。本次採用Geo-Slope軟體對選擇的30處滑坡和不穩定斜坡進行穩定計算。
Geo-Slope軟體是一個集極限平衡法和有限元法於一體的計算軟體，分成斜坡穩定性分析（Slope/w）、滲流分析（Seep/w）、應力分析（Sigma/w）、地震狀態分析（Quake/w）和溫度變化分析（Temp/w）等。本次主要採用邊坡穩定性分析（Slope/w）模塊來分析黃土斜坡的安全系數，Slope/w可以採用力的極限和力矩極限平衡來計算穩定系數，其穩定分析原理主要是採用條分法原理。即通過滑面將滑動土塊分成n個垂直條塊，滑面可以是圓弧滑面和各種復合滑面，Slope/w綜合了瑞典條分法、畢肖普法、斯賓塞法、摩根斯頓法、簡化法等各種方法，Slope/w考慮了條塊間的作用力，使計算結果更趨於合理。Slope/w通過手動給定可能的圓心變化范圍，給定多個搜索步長，自動搜索最危險滑面。Slope/w可以通過在土層中給出可能的孔隙水位置來計算孔隙水存在狀況下的穩定性，也可以計算局部加荷條件下的穩定性。
現以畢肖普法為例，簡單介紹極限平衡法的計算原理。
畢肖普主要採用力的極限平衡來計算安全系數。以畢肖普法為例，說明極限平衡法的計算原理，其計算圖示如圖3-16所示。其上作用的荷載有Wi，Ui，Qi，待求的反力及內力有Ni，Si及ΔEi。根據剪切面上的極限平衡要求，可列出下式：
延安寶塔區滑坡崩塌地質災害
圖3-16 畢肖普法計算圖示
將所有的荷載及反力、內力均投影在x』軸上，可寫出：
延安寶塔區滑坡崩塌地質災害
上式可改為
延安寶塔區滑坡崩塌地質災害
將所有的分條的ΔEi迭加，由於∑ΔEi=0，得
延安寶塔區滑坡崩塌地質災害
可得
延安寶塔區滑坡崩塌地質災害
上式的Ni未知，我們利用分條上豎向力的平衡條件得出
延安寶塔區滑坡崩塌地質災害
解方程得：
延安寶塔區滑坡崩塌地質災害
代入式整理得
延安寶塔區滑坡崩塌地質災害
上式兩端都有k，因此在計算k時需要進行試算，一般首先假定右側：k=1。
求出左端的k，再代入右端重新計算k值，直到假定的k值與計算出的k值非常接近為止。
2.主要災害點穩定性分析
根據調查結果，調查區災害的發生與降雨因素關系密切，故在參數選擇上以飽水狀態下的岩土體物理力學參數作為計算參數。根據《滑坡防治工程勘察規范》（DZ/T 0218-2006），選擇安全系數＜1.05判斷為不穩定，安全系數1.05～1.15為較穩定，安全系數≥1.15為穩定作為主要災害點的穩定性判據。運用Geo-Slope 軟體計算30個災害點和不穩定斜坡的安全系數進行計算，計算結果如表3-23所示。
表3-23 主要災害點安全系數計算一覽表
續表
下面以趙家岸滑坡為例來說明採用Slope/w進行穩定性分析的具體實施步驟：
（1）剖面圖引入：Slope/w可以直接從Autocad中引入斜坡剖面圖，也可以直接給出比例尺畫出斜坡的剖面圖。為了計算剖面精確起見，根據實測剖面數據，直接輸入數據點畫出剖面圖。
（2）選擇分析方法設置：Slope/w可以選擇極限平衡方法和有限單元法來計算，極限平衡法中可以選擇畢肖普法、斯賓塞法、摩根斯頓法、簡化法等各種方法來計算安全系數，有限單元計算時要引入斜坡內部應力狀態函數來計算。本次選擇極限平衡法計算。
（3）確定分塊的數目和分塊的容差。以確定分析計算的精確性，一般以軟體默認的分塊為30個，容差為0.01。
（4）劃分土層並賦予每個土層力學參數。Slope/w主要以不同岩土性質的分界線來區分各岩土性質，把不同岩性分成不同的土層區，並用不同的顏色以示區分。給土層分區後，再賦予各土層力學參數，力學參數根據延安部分地區勘查數據給出。
（5）給定潛在圓弧滑面的圓心位置，給出圓心位置x和y方向上的增量步和圓弧半徑范圍和半徑增量步，程序自動搜索潛在的最危險滑面，計算其安全系數。對趙家岸滑坡，搜索的最危險滑面如圖3-17所示，從圖上可以看出，趙家岸滑坡後壁最不穩定。
圖3-17 趙家岸滑坡最危險滑面圖
（三）類比法
工程地質類比法，是把已有的滑坡或邊坡的穩定性研究經驗應用到條件相似的對象滑坡或邊坡的穩定性判定中去。在進行類比時，不但要考慮滑坡或邊坡結構特徵的相似性，還應考慮促使滑坡或邊坡演變的主導因素和發展階段的相似性。影響滑坡或邊坡穩定性的因素可分為地形地貌、地質特徵（地層岩性、岩土體結構面特徵、構造節理等）、降雨、人類工程活動（開挖、載入、蓄水等）。這些因素對滑坡或邊坡的穩定性是相互作用、相互影響的。在這些因素的相互作用下，結合坡體變形特徵，判別坡體的穩定性。
1.地形地貌
通過對調查區災害點坡度與坡高統計認為，調查區滑坡多發生於25°以上、坡高大於30m的斜坡，且集中坡度在30°～50°、坡高在40～120m的坡體上。在調查的滑坡中，原始坡型為凸型坡的，占滑坡總數的36.52%；直線型坡占滑坡總數的52.56%；合計占滑坡總數的89.08%，即調查區滑坡發育坡體以凸型、直線型坡為主，安全隱患斜坡坡度在40°以上，且集中於坡度為60°～90°、坡高大於20m的地段內，在地貌上大多位於沖溝兩側或坡體前部的人工斬坡、開挖地段。
2.地層岩性
調查區地層岩性主要由更新世黃土、新近紀泥岩、侏羅紀和三疊紀砂、泥岩及互層組成。由於更新世黃土（主要是晚更新世黃土）的濕陷性崩解性，以及紅粘土及泥岩的相對隔水和遇水軟化、強度降低的性質，使其成為斜坡失穩、發生滑坡、崩塌災害的易發地層。基岩是全區的基座地層，構成黃土-基岩接觸面滑坡的滑床；在基岩出露較高、風化強烈地段或砂泥岩互層地段，是岩質斜坡失穩形成地質災害的易發區。在黃土斜坡地帶，人工開挖形成高陡邊坡，成為地質災害潛在隱患地段。
3.岩土體結構面
調查區岩土體結構面主要是黃土內部順坡披覆的古土壤層、黃土與紅粘土層界面、黃土與砂、泥岩層界面、滑坡所形成的滑塌節理面、滑面以及坡體內部發育的構造節理面、垂直節理面、裂隙等。由於滲透性的差異，在性質差異較大地層岩性界面上形成了隔水層，匯聚的雨水使得上覆黃土、泥岩軟化、泥化，抗剪強度降低，形成軟弱帶，誘發滑坡的發生；而滑坡體內部發育的滑塌節理面、滑面是誘發滑坡復活或發生滑塌的主要因素。這些結構面的存在對坡體的穩定性有著潛在的威脅，一旦條件成熟，可能引起滑坡或誘發滑坡復活而造成災害的發生。黃土內部發育的構造節理及垂直節理、裂隙等是黃土邊坡失穩的一個重要因素。黃土邊坡常常沿這些內部節理面發生破壞，比如居民窯洞發育構造節理，則常常沿構造節理面發生塌窯事故。高陡邊坡地帶，土體常沿垂直節理發育並形成卸荷裂隙、拉張裂縫，形成危岩、危坡。受構造作用，岩體內部發育共軛節理，岩體被切割為不同大小、不規則的岩塊，受物理風化作用，發育風化裂隙，使得岩體更加破碎，在邊坡尤其是高陡地段易發生崩墜現象，造成災害。在砂泥岩互層高陡邊坡地段，泥岩抗剪強度較低，與砂岩強度差異較大，再加之易受風蝕作用，致使上部砂岩懸空、鼓脹外傾，形成危岩體，易發生傾倒、拉裂、鼓脹等形式的崩塌災害。
4.人類工程活動
人類工程活動是誘發地質災害發生的直接因素。人類工程活動主要以不合理的斬坡、開挖及修建蓄水庫為主。由於受地形地貌因素的制約，調查區居民為了居住、生活及經濟建設等的需要，工程活動強烈，進行大量的開挖、斬坡等，造成坡腳應力集中並急劇增大，原有的應力平衡狀態遭到破壞而失去平衡，誘發坡體失穩而發生塌方事故。比如尚合年村滑塌，麻塔崩塌等災害，均是由於不合理的開挖，造成邊坡過陡，引起坡腳應力過於集中，在其他因素的影響下發生的塌方事故，造成傷亡及財產損失。再如延安市衛校東側溝內滑坡，是由於人為不合理的斬坡、開挖坡腳，導致滑坡發生，將石砌擋牆推倒，滑體涌至居民屋牆。目前，坡體坡度約45°，處於不穩定狀態，對居民生命財產構成直接威脅。而人工修建蓄水庫，引起地下水位抬升，導致坡體容重增加，破壞了原有的應力平衡狀態，且地下水導致坡體內部軟弱帶軟化、泥化，抗剪強度降低，易誘發滑坡的發生或老滑坡的復活。趙家岸滑坡由於坡後庫岸蓄水，導致地下水位上升，村民地基嚴重滲水，且地下水位達到了老滑面上部，並有泉水出露，滑坡體穩定性很差，有復活的危險，危及趙家岸村民的生命財產安全。
根據以上因素分析對比，結合坡體變形跡象及特徵，對部分重大災害點進行穩定性判別（表324，表3-25）。
表3-24 主要滑坡災害點穩定性分析
續表
表3-25 主要不穩定邊坡點穩定性分析表
（四）主要地質災害穩定性綜合評價
前面已經用數值分析法、極限平衡法和工程地質類比法對主要災害點的穩定性進行了分析，三種方法分析的側重點不一樣。數值法主要是採用彈塑性力學理論和數值計算方法，從研究岩土體的應力和位移場的角度，分析評價岩體在一定的環境條件下的穩定性狀態；極限平衡法主要運用極限平衡理論來評價斜坡穩定性；而工程地質類比法則是把已有的滑坡或斜坡的穩定性研究經驗應用到條件相似的滑坡或斜坡的穩定性判定中去。影響斜坡穩定性的因素比較復雜。因此，本節將綜合這三種方法的計算結果，來綜合判斷主要地質災害點所處坡體的穩定性。
綜合分析結果表明：30處滑坡和不穩定斜坡中，穩定的3處，占總數的10%；較穩定的7處，占總數的23.3%；不穩定的20處，占總數的66.7%（表3-26）。
表3-26 地質災害穩定性綜合評判表
二、地質災害危害性評估
（一）評估標准
地質災害的威脅對象包括人口和財產。人口可以直接用數量來表徵；財產包括土地、牲畜、房屋、道路等。根據遙感解譯和實際物價調查資料，建立主要經濟價值評估標准（表3-27），按照威脅對象的危險程度和易損性，依據標准逐一累加計算。地質災害災情與危害程度分級標准按表3-28的規定評估。
表3-27 承災體經濟價值評價標准表
表3-28 地質災害災情與危害程度分級標准表
1）災情分級：即已發生的地質災害災度分級，採用「死亡人數」或「直接經濟損失」欄指標評估；2）危害程度分級：即對可能發生的地質災害危害程度的預測分級，採用「受威脅人數」或「直接經濟損失」欄指標評估。
（二）現狀評估
1.滑坡
根據收集以往滑坡資料，以及本次實地調查結果，調查區近些年來有記載的、造成一定經濟損失和人員傷亡的滑坡共有34處。在這34處滑坡災害中，除1處較大級滑坡外，其餘33處災情均為一般級，總共造成5人死亡，以及102.6萬元的財產損失。從已查明日期的滑坡來看，新滑坡災害發生率為0.76處/年（表3-29）。
表3-29 滑坡災害災情與危害程度評價表
2.崩塌
崩塌發生後，其遺跡不易保存，地質歷史時期的崩塌一般多不存在，對其發生時間尚難以進一步查明。據有時間記載的崩塌調查資料，可對近年來崩塌發生的頻率給出基本的數據。從20世紀60年代以來，共發生有記載的崩塌災害16處，其中較大級崩塌2處，一般級崩塌14處，死亡12人，經濟損失48萬元（表3-30）。由於調查根據災情分級，區地質環境條件差，人口密集，盡管年發生頻率低，亦應引起人們的特別關注，每一處都有可能帶來生命財產的損失。
表3-30 崩塌災害災情與危害程度評價表
（三）預測評估
地質災害危害性預測評估就是對可能危及居民生民財產安全、工程建設的地質災害的危害性做出評估。本次評估分滑坡、崩塌以及不穩定斜坡三種類型，對其危害性進行預測評估。評估內容主要是受威脅人數以及由於財產損毀而可能造成的潛在經濟損失。
1.滑坡
區內滑坡可分為古滑坡、老滑坡和新滑坡3類型，這些滑坡在自然和人為因素的雙重誘發下，均存在復活的可能性。野外調查滑坡總共有293處，可分為活動滑坡和不活動滑坡。本節篩選出活動滑坡39處，占調查滑坡總數的13%，對其危害性進行預測評估。
通過對這39處滑坡的危害性預測評估，危害性大的有8處，危害性中等的有25處，危害性小的有6處。總共有約2098人受到滑坡威脅，潛在經濟損失約2863萬元（表3-31）。
表3-31 滑坡災害危害性預測評估
續表
2.崩塌
調查區地質災害以黃土滑坡為主，崩塌居次；調查中所指的崩塌，有崩塌隱患和已發生崩塌兩種，這里所指的是已發生崩塌的潛在危害性預測。根據實地調查和以往資料調查結果，區內所發生的52處崩塌災害中有14處目前還處於不穩定狀態，存在潛在危險，占調查崩塌總數的27%。崩塌發生的坡面，在以降水為主的風化作用下，也被改造，且極易生長植被，也不易發覺。既成崩塌少，並不意味著崩塌的危害性小。崩塌的形成條件在調查區普遍存在，黃土深厚，直立性好，垂直節理發育，延河及其支流兩岸黃土陡壁懸崖比比皆是，大多窯洞都是選擇很陡的坡面（＞65°）水平掘進，窯洞前平房和院子都置於高陡黃土懸崖崩塌的威脅下。
這14處崩塌災害中，危害性中等的有6處，危害性小的有8處，危害性大的暫無，這與崩塌災害規模、影響范圍較小有關。14處崩塌共威脅240人，潛在經濟損失56萬元（表3-32）。
表3-32 崩塌災害危害性預測評估
3.不穩定斜坡
不穩定斜坡是一種潛在地質災害，既有基岩斜坡，也有黃土斜坡，以及黃土-基岩斜坡，在調查區廣泛分布。坡下多有居民居住，或為企事業單位辦公、生產基地，是全區生產建設和人民生活的主要場所，從而構成潛在危害。不穩定斜坡只是對斜坡的穩定性做出不穩定的基本判斷，但對其不穩定的變化模式沒有給出確定的結論。這是由於潛在的變化存在許多不確定的因素，尚不能對其未來變化做出准確的預測。
在詳細調查的51處不穩定斜坡中，有11處存在較大潛在威脅，占不穩定斜坡總數的22%。對其威脅人口和潛在經濟損失進行估算統計表明，危害性較大的不穩定斜坡有3處，危害性中等的有8處，其他40處危害性較小（未列入）。總共威脅909人，潛在經濟損失652萬元（表3-33）。調查中只是有選擇性地在不同地區選取了部分不穩定斜坡作為調查點，以反映不穩定斜坡的基本特徵。實際上，未發生過崩滑災害的不穩定黃土斜坡其危害性最難評估，對不穩定斜坡的預測評估工作有待於進一步的研究探索。
表3-33 不穩定斜坡危害性預測評估
續表