曹永勝 解治宇 于慶磊 楊天鴻

（1.東北大學資源與土木工程學院，遼寧沈陽110819；2.鞍鋼集團礦業(yè)有限公司，遼寧鞍山114001）

目前，我國露天開采的鐵礦石量所占比重較大，且大部分礦山已經(jīng)進入深凹開采或轉(zhuǎn)入地下開采階段?，F(xiàn)有露天邊坡高度為100～300 m 的露天礦占52.0%，高度大于300 m 的占14.7%，設計邊坡高度為100～300 m 的占56.0%，大于300 m 的占34.7%，深凹露天開采已成為露天采礦的發(fā)展趨勢。在深凹露天礦不斷開采中，邊坡安全系數(shù)不斷降低，邊坡穩(wěn)定性越來越差，這是人類面臨的一個具有時代性的難題，也是需要著力研究的一個重大課題［1］。

大孤山露天礦是鞍鋼的主要鐵礦石基地，也是目前我國大型深凹露天礦之一，現(xiàn)在已開采至-330 m 水平，開采深度已達420 m，設計開采深度為528 m。隨著露天開采延深，邊坡逐漸增高加陡，影響安全穩(wěn)定的因素增多。大孤山露天邊坡巖體臺階出現(xiàn)開裂、局部小滑坡等災害的概率不斷增多，嚴重影響了礦山安全開采。大孤山鐵礦采場西北幫區(qū)域自2008 年北幫外擴開采形成至今，一直伴有滑坡、片幫情況出現(xiàn)，該區(qū)域內(nèi)巖層由片麻狀混合巖和千枚巖構(gòu)成。2014 年針對西北幫千枚巖危險區(qū)域?qū)嵤┝讼鲙蜏p載工程，工程歷時2 a，但邊坡穩(wěn)定性并無顯著增強。2016年7月，西北幫綠泥石英片巖區(qū)域發(fā)生大面積滑坡，下部-114 m 水平至-138 m 水平的通道完全封閉，造成礦山生產(chǎn)中斷48 h，嚴重威脅了礦山安全生產(chǎn)。因此，深入研究大孤山邊坡巖體特征和變形滑坡機制，對于邊坡災害防治和深入分析高陡邊坡的滑坡機理具有重要意義。

工程地質(zhì)分析法可在勘察現(xiàn)場地質(zhì)結(jié)構(gòu)的基礎上，對邊坡破壞成因和演化規(guī)律以及潛在的失穩(wěn)破壞機制進行綜合性分析，并預測邊坡穩(wěn)定性的未來發(fā)展趨勢［2］。黃潤秋［3-4］研究了國內(nèi)大型滑坡復雜的演化機制，并總結(jié)了5個典型的地質(zhì)—力學模式，即：滑移—拉裂—剪斷“三段式”模式、“擋墻潰決”模式、近水平巖層的“平推式”模式、反傾巖層大規(guī)模傾倒變形模式、順傾巖層的蠕滑（彎曲）—剪斷模式，為高陡邊坡穩(wěn)定性評價工作和防災減災工作提供了理論依據(jù)。極限平衡分析法［5-6］和塑性極限分析法［7］曾被廣泛用來分析巖土穩(wěn)定問題，但對于復雜工程地質(zhì)、邊界條件、多重耦合荷載等問題的分析具有一定的局限性。

隨著計算機技術的發(fā)展，數(shù)值模擬方法能夠有效再現(xiàn)邊坡開挖后的位移變化、應力重新分布現(xiàn)象，為預測開挖邊坡潛在的滑移風險提供了理想的分析手段。徐華敏等［8］基于錨固巖體的流變模型，采用彈塑性有限元法對邊坡開挖加固進行了數(shù)值模擬，分析了開挖邊坡的穩(wěn)定性，并對初擬的邊挖邊錨的施工程序進行了合理性評價。漆祖芳等［9］利用彈塑性有限元法對大崗山水電站壩肩邊坡進穩(wěn)定性行了研究，預測了邊坡可能的失穩(wěn)部位。冷先倫等［10］通過UDEC 軟件對比分析了龍灘工程不同開挖高度下的邊坡變形特征，發(fā)現(xiàn)開挖對邊坡破壞的主要影響為造成臨界節(jié)理發(fā)育和節(jié)理張開尺度增大。Wang等［11］采用FLAC3D軟件對楊渠水電站泄洪隧洞周邊邊坡進行了復雜的三維數(shù)值模擬和安全評價，得到了良好的三維滑動弧面。Kalenchuk 等［12］通過3DEC 模擬邊坡失穩(wěn)破壞的動態(tài)過程，提出邊坡動力學研究有必要考慮邊坡的破壞機理和失穩(wěn)區(qū)域與穩(wěn)定區(qū)域之間的相互作用。Dong 等［13］利用3DEC 軟件分析了不同邊界條件、側(cè)壓力系數(shù)、巖體參數(shù)對斷層控制作用下黃登水電站開挖邊坡穩(wěn)定性的影響。仝宗良［14］利用數(shù)值流行方法得到了動力時程作用下的邊坡安全系數(shù)時程曲線，并搜索得到了邊坡最危險的滑裂面及對應的最小安全系數(shù)。曹日躍等［15］利用FLAC3D軟件分析了圍巖在不同本構(gòu)模型下的變形破壞特征，發(fā)現(xiàn)應變軟化模型模擬的結(jié)果與實測值較吻合，能真實反映隧道圍巖在開挖時的破壞特征。沈華章等［16］結(jié)合應變軟化本構(gòu)模型和矢量合法，分析了應變軟化邊坡的坡體材料強度參數(shù)、滑面狀態(tài)、穩(wěn)定安全系數(shù)、邊坡破壞狀態(tài)的變化過程，進而討論了邊坡漸進破壞的過程。魏曉楠［17］研究了坡腳開挖誘發(fā)路塹邊坡漸進性破壞的過程，發(fā)現(xiàn)邊坡失穩(wěn)是滑裂面力學強度參數(shù)劣變導致的局部變形累積、延伸直至貫通的整體動態(tài)破壞的漸進過程。

本研究以大孤山露天礦西北幫邊坡為工程背景，結(jié)合礦區(qū)實際地質(zhì)條件，運用有限差分數(shù)值模擬軟件，對西北幫邊坡進行數(shù)值模擬，分析西北幫邊坡穩(wěn)定性及削坡治理對邊坡失穩(wěn)破壞的抑制作用。通過分析不同開采深度下邊坡的位移場和塑性區(qū)變化情況，得出邊坡失穩(wěn)破壞機制，從而對后續(xù)西北幫邊坡的設計和治理工作提供一定的理論依據(jù)。

1 邊坡工程地質(zhì)概況及計算模型

1.1 工程地質(zhì)概況

研究區(qū)域（圖1）地層分布較為復雜，閃長石英綠泥化角巖條帶將礦體分為石英綠泥化角巖東礦段與石英綠泥化角巖西礦段，礦體巖性為磁鐵石英巖，走向310°～315°，傾向NE，傾角60°～75°。礦體上盤為綠泥石英片巖，下盤為片麻狀混合巖。此外，西幫邊坡還出露有閃長玢巖地層。

如圖2（a）所示，研究區(qū)域斷裂構(gòu)造主要有3 條，即F14、F15、F8斷層，均與呈楔形發(fā)育的礦石條帶緊鄰。其中，F(xiàn)14斷層位于礦石條帶上盤，F(xiàn)15斷層位于礦石條帶下盤，F(xiàn)8斷層位于礦石條帶下端，斷層參數(shù)見表1。該類斷層處于兩種不同的地層之間，強度較低的綠泥石英片巖等巖體沿斷層侵入，形成弱面或斷層帶。綠泥石英片巖在施工擾動等復雜因素共同作用下表現(xiàn)出應變軟化特性，在邊坡開挖應力重新分布的過程中，可能造成顯著變形及邊坡潛在失穩(wěn)破壞。

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1.2 計算模型

邊坡三維有限差分數(shù)值模型如圖2（b）所示，其建立在局部坐標系( )X,Y,Z坐標系 下，X軸正方向指向邊坡臨空面方向（NE315°），Y 軸正方向方位為NE45°，Z軸正方向鉛直向上。模型計算范圍：X軸方向1 250 m，Y軸方向700 m，Z軸方向638 m。計算模型剖分為六面體等參單元和部分四面體退化單元，共有109.6萬個單元。采用滾軸邊界條件固定四周邊界的法向位移，模型底部約束Z方向位移，頂部設定為自由邊界。

1.3 破壞準則及模擬參數(shù)選取

諸多研究表明［18-19］，巖土體可以承受一定程度的塑性變形，峰值后材料相應的參數(shù)（黏聚力、摩擦角、抗拉強度、剪脹角等）均會發(fā)生變化。理想彈塑性本構(gòu)模型無法反應巖土體峰后應力—應變特性，因此采用材料強度隨塑性變形變化的應變?nèi)趸Ｐ瓦M行分析很有必要。本研究計算中，F(xiàn)14斷層軟弱充填體采用了應變軟化本構(gòu)模型，其他巖體材料應用Mohr-Coulomb本構(gòu)模型。

應變軟化模型在彈性階段的變形與Mohr-Coulomb 模型的變形特征完全相同。從塑性屈服階段開始兩者表現(xiàn)出不同的變形特征，在應變軟化模型中，隨著塑性應變的變化，其黏聚力、內(nèi)摩擦角、抗拉強度都會衰減［20］。常見的應變軟化模型的應力、應變變化規(guī)律如圖3 所示?？紤]應變軟化的Mohr-Coulomb破壞準則方程可表示為［21］

式中，c 為黏聚力；φ 為摩擦角；σ1，σ3為第一、第三主應力；Δκps為塑性剪應變增量；κps為塑性剪應變和分別為塑性剪應變的第一主應力增量和第三主應力增量，不考慮第二主應力增量的影響；為塑性體應變增量。

本研究計算所需的參數(shù)是在室內(nèi)巖石力學試驗的基礎上，并結(jié)合工程實際，通過Hoek-Brown強度準則折減之后獲得，能夠真實反映現(xiàn)場巖體力學性質(zhì)。具體參數(shù)取值如表2所示。

1.4 計算方案

本研究通過模擬分析削坡治理前后不同開采深度下邊坡應力場、變形場及塑性變形區(qū)的分布情況，對西北幫邊坡在斷層控制下的開挖卸荷穩(wěn)定性和變形機理進行初步研究，分析淺部邊坡與深部邊坡在災變機理、滑坡機制方面存在的差異性，為解決采礦活動時潛在的安全問題和邊坡破壞治理提供可靠依據(jù)。

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為反應工程實際，本研究計算將2016 年12 月對應的邊坡形態(tài)作為初始境界，在系統(tǒng)平衡后獲得的初始應力場基礎上，分如下6步模擬大孤山露天礦西北幫邊坡開挖過程（圖4）：①-210 m 平臺坡腳靠幫，將應變軟化本構(gòu)模型應用于F14斷層，將Mohr-Coulomb 本構(gòu)模型應用于其他巖性巖體，并采用強度折減法計算當前境界邊坡安全系數(shù)；②-230 m 平臺靠幫；③-310 m 平臺靠幫；④-366 m 平臺靠幫；⑤-438 m 平臺靠幫，邊坡開挖至最終境界，并采用強度折減法計算最終境界的邊坡安全系數(shù)；⑥在步驟①的基礎上對邊坡進行削坡治理，重復步驟②～⑤，模擬露天開采至最終邊界的過程，分析削坡工程對邊坡穩(wěn)定性的影響。

2 模擬結(jié)果分析

2.1 不同開挖階段邊坡穩(wěn)定性分析

2.1.1 變形場分析

各開挖階段位移分布如圖5所示。

由圖5 可知：在邊坡-210 m 平臺靠幫時，F(xiàn)14斷層表現(xiàn)出較大位移，其中位移最大處位于-68 m 平臺處，最大位移約44 cm。邊坡坡體位移主要集中在楔形體礦石條帶處，在靠近F14斷層一側(cè)位移較大，最大位移約9 cm。隨著邊坡延伸，F(xiàn)14斷層位移繼續(xù)加劇，F(xiàn)15斷層的不穩(wěn)定性開始顯現(xiàn)，但與F14斷層相比，由于其厚度較薄，充填物力學性質(zhì)較高，變形量較小，使

2.1.2 塑性區(qū)分析

各開挖階段塑性區(qū)分布如圖6所示。得楔形體發(fā)生不對稱滑移變形，靠近F14斷層一側(cè)楔形體變形增加較快。

由圖6可知：邊坡卸荷松弛區(qū)域的產(chǎn)生伴隨著整個開挖過程的進行，由于水平圍壓降低或消失，邊坡巖體會產(chǎn)生朝向臨空面方向的卸荷回彈變形，坡體會出現(xiàn)新的應力平衡區(qū)域，在這一過程中，會在邊坡淺部范圍內(nèi)產(chǎn)生塑性變形區(qū)。隨著開挖越深，應力重分布范圍越大，即應力向邊坡更深部和更后部轉(zhuǎn)移和調(diào)整。在向下開挖過程中，斷層應力集中程度更高，達到峰值應力之后，斷層介質(zhì)軟化，逐漸達到殘余強度值，即開挖越深，開挖面軟弱層面會產(chǎn)生更大的塑性區(qū)，滑動破壞更容易發(fā)生。

2.2 削坡治理后不同開挖階段邊坡穩(wěn)定性分析

為治理楔形體變形破壞，增大邊坡穩(wěn)定性，綜合大孤山鐵礦西北幫邊坡地質(zhì)條件及變形特征的分析，采取了針對礦石條帶中上部-130～0 m 平臺區(qū)域的削坡治理措施，削坡后的邊坡形態(tài)如圖4（f）所示。

2.2.1 變形場分析

本研究通過在巖體中設置關鍵點（圖2（b））監(jiān)測原設計開挖和削坡后開挖的位移變化規(guī)律，來揭示削坡工程對邊坡破壞的治理效果。由監(jiān)測結(jié)果（圖7）可知，在開挖的前3個階段，邊坡變形緩慢增加；當邊坡-366 m 平臺靠幫后，邊坡變形陡然增加；削坡后的監(jiān)測點變形增量比原設計開挖條件下的變形增量小。

由削坡后各開挖階段位移分布（圖8）可知，削坡治理措施能夠降低最終境界礦石條帶約50%的位移量，降低斷層處的位移變形，對于邊坡變形具有明顯的抑制效果，但無法完全消除邊坡的變形破壞趨勢。

2.2.2 塑性區(qū)分析

削坡治理后，隨著開挖面繼續(xù)進行，被開挖切斷的F14斷層軟弱夾層同樣發(fā)生應力集中，并沿斷層自淺部到深部，自-68 m 平臺向上、向下擴展，軟弱帶及楔形體剪應力集中程度越高，塑性區(qū)和松動區(qū)范圍越大（圖9）。與圖6 相比，削坡后的邊坡在開挖過程中，塑性區(qū)集中程度降低，但當開采至-438 m 最終境界時邊坡塑性區(qū)顯著增加。說明隨著邊坡高度的增加，邊坡失穩(wěn)破壞的可能性越來越大，一旦超過邊坡的承載極限，楔形體仍會出現(xiàn)“剪出”破壞。

2.3 邊坡變形機制分析

圖10 為邊坡剪應變云圖，圖中顯示在開挖初始階段，邊坡滑面僅出現(xiàn)在F14斷層-210～-68 m 平臺局部區(qū)域，滑面尚未貫通；在邊坡開挖過程中，F(xiàn)15斷層剪切應變增量也逐漸增大，出現(xiàn)潛在滑動面，且邊坡潛在滑移面較現(xiàn)狀邊坡向下擴展。隨著邊坡向下開挖，-68 m 平臺出現(xiàn)連接F14、F15斷層的剪應變增量帶，且變形量及范圍不斷擴大。最終F14、F15兩斷層滑面底部貫通，上部連接，滑面形態(tài)為上部“滑移”、下部水平“剪出”的“復合”型。

由圖5、圖6 以及圖10 分析可知：在邊坡開挖的 初始階段，-210～0 m 平臺楔形體邊坡表現(xiàn)出在F14斷層控制作用下邊坡局部破壞概率最大處開始破壞，向破壞概率較大側(cè)發(fā)展的漸進破壞機制，楔形體北側(cè)支撐減小，發(fā)生側(cè)傾沉降，出現(xiàn)錯動變形趨勢，坡腳呈向臨空面擴容變形（圖11（a））。但由于其坡腳下部臺階較厚大，抑制了邊坡的整體變形。-210 m平臺靠幫時邊坡安全系數(shù)為1.2，邊坡穩(wěn)定性良好。隨著邊坡不斷向下開挖，楔形體被揭露的范圍越來越大，-68 m 平臺上部變形破壞趨勢擴展不明顯，-68 m平臺坡肩區(qū)域拉破壞塑性區(qū)更為明顯，表明伴隨滑動在-68m 平臺上有拉張裂縫產(chǎn)生（圖11（b）、圖11（d）），-68 m 平臺以下的楔形體礦石條帶呈現(xiàn)出下部“剪出”、上緣“拉裂”、中間索固段“剪斷”破壞的三段式變形機制，此時邊坡安全系數(shù)減小至0.98，邊坡發(fā)生失穩(wěn)破壞。

削坡后，邊坡的各個開挖階段剪切應變增量云圖如圖12 所示。對比削坡前的各階段云圖發(fā)現(xiàn)，削坡后的邊坡剪切應變增量累積速度有所放緩，峰值減小，但剪切應變增量集中區(qū)域未發(fā)生改變，破壞機制也未發(fā)生改變，均為F14斷層-68 m臺階處先發(fā)生局部破壞，破壞區(qū)再沿斷層向-68 m 臺階上下區(qū)域延伸，進而引起礦石條帶錯動變形。隨著邊坡開挖，F(xiàn)15斷層剪切應變增量也逐漸增大，出現(xiàn)潛在滑動面，F(xiàn)14、F15斷層破壞面不斷向下擴展、貫通。削坡后形成的-126 m 新臺階同樣出現(xiàn)剪應變增量帶連接F14、F15斷層。楔形體礦石條帶中下部區(qū)域仍呈現(xiàn)出下部“剪出”、上緣“拉裂”、中間索固段“剪斷”破壞的三段式變形機制，此時最終境界邊坡安全系數(shù)增大至1.1，邊坡穩(wěn)定性提高。

3 治理措施

綜上分析，削坡治理后邊坡開采至最終境界時的安全系數(shù)升高0.12，達到1.1，邊坡穩(wěn)定性提高，但較《有色金屬采礦設計規(guī)范》（GB 50771—2012）的邊坡永久安全系數(shù)要求1.2 相比仍偏小。為保證大孤山西北幫邊坡的穩(wěn)定性，應采取多種手段進行綜合治理。建議應重點治理F14斷層出露部分，采用C25掛網(wǎng)噴射混凝土護面及局部設全長黏結(jié)錨桿防護的措施治理軟弱斷層帶漸進式破壞；在-173～-210 m 段邊坡采取預應力錨索與C30肋柱相結(jié)合的方法穩(wěn)固楔形體整體變形，并采取C30地梁與錨樁組合的方式加固坡腳［22］。

4 結(jié) 論

（1）大孤山露天礦西北幫邊坡坡體內(nèi)發(fā)育的F14、F15斷層軟弱結(jié)構(gòu)面是控制西北幫邊坡變形的主導因素，開挖卸荷作用下邊坡表現(xiàn)出漸進式破壞，并最終演化為滑移—拉裂—剪斷“三段式”機制。

（2）削坡治理措施能夠降低邊坡礦石條帶50%的位移量，降低斷層的剪切應變變形，對邊坡變形具有明顯的抑制效果，但無法完全消除邊坡的變形破壞趨勢。

（3）削坡治理后邊坡最終境界安全系數(shù)由0.98提升至1.1，邊坡穩(wěn)定性提高，但較設計規(guī)范的邊坡永久安全系數(shù)1.2 相比仍偏小，邊坡仍處于欠穩(wěn)定狀態(tài)，需采取多種手段進行綜合治理，即采用C25掛網(wǎng)噴射混凝土護面及局部設全長黏結(jié)錨桿防護的措施治理F14斷層出露部分，采取預應力錨索與C30肋柱相結(jié)合的方法穩(wěn)固-173～-210 m 段楔形體邊坡整體變形，并采取C30地梁與錨樁組合的方式加固-210 m平臺坡腳。