撫順西露天礦北幫弱層影響下逆傾邊坡高位失穩模式與控制

侯成恒

（1.中煤科工集團沈陽研究院有限公司，遼寧 撫順 113122；2.煤礦安全技術國家重點實驗室，遼寧 撫順 113122）

我國煤礦露天開采最早可追溯到20 世紀初期，露天礦發展前期規模小、生產能力低，進入20 世紀80 年代后，大型露天煤礦建設步伐加快，目前已占據煤礦產能的18%左右。大型化露天煤礦發展經歷了30 多年歷史，礦坑基本由前期的淺部開采逐步向深部開采過渡，礦山安全問題尤為突出，尤其邊坡高位失穩破壞問題成為制約露天礦安全生產的主要關鍵問題之一。20 世紀60 年代，谷德振、孫玉科教授首次提出了“巖體結構”概念，將復雜的巖體抽象為科學的結構類型分類依據，包含了巖體結構控制巖體穩定性的重要觀點；20 世紀80 年代，加拿大C O Brawner 教授等首次提出邊坡破壞模式，即圓弧滑動、塊狀破壞、整體與非連續節理破壞、平面破壞、鍥形破壞和傾倒式破壞等；20 世紀90 年代，張倬元等根據邊坡巖土體結構與其變形破壞的力學機制之間聯系實際觀察和力學分析，最先把邊坡變形破壞歸納為為以下6 種模式：蠕滑-拉裂模式、滑移-拉裂模式、滑移-壓致拉裂模式、滑移-彎曲模式、彎曲-拉裂模式、塑流-拉裂模式等[1]；21 世紀初，曹蘭柱、白潤才等引入基于巖體結構控制理論、極限平衡理論思想，研究軟巖邊坡潛在滑坡模式[2-3]。

以往專家、學者或工程技術人員，對露天礦邊坡問題做了大量研究工作，提出了不同的觀點與意見，從邊坡巖體類型、滑坡模式、巖層產狀、地質條件、地質構造及外部影響條件等不同角度，對邊坡滑坡類型進行詳細劃分與深入研究，形成了大量研究成果和治理對策，對露天礦生產過程中邊坡穩定問題具有指導性意義。

根據以往滑坡數據統計分析可知，大多數露天礦出現邊坡滑坡主要集中在排土場、采場順傾區，由于逆傾邊坡出現滑坡概率相對較低，逆傾邊坡方面失穩模式與控制措施研究相對較少，尤其是受弱層影響下逆傾邊坡高位滑坡方面研究成果較少[4-5]。為此，以撫順西露天礦北幫高位邊坡滑坡為工程背景，針對高位滑坡危害強、治理難度大、影響范圍廣等難題，采用深部位移監測方法、滑動反分析手段，確定滑坡體弱層賦存位置、產狀及抗剪強度參數；利用數值模擬方法，揭示了弱層影響下逆傾邊坡高位失穩模式；在以上研究成果基礎上確定了邊坡安全控制措施，采用極限平衡法分析不同控制措施邊坡穩定程度，在治理施工期間及治理完成后一定周期內，依據基礎監測數據，對控制效果進行評估，評估結果顯示滑坡區邊坡控制效果顯著，可滿足礦山安全生產需求，為同類型邊坡失穩模式與控制研究奠定基礎。

1 工程地質概況

撫順西露天礦走向為東西方向、傾向由南向北傾。通過以往工程地質資料及現場巖層揭露情況，北幫巖土體主要分3 個工程地質空間組合單元：①第四系松散層：上部為人工堆積土與亞黏土、下部為砂與砂礫，厚度不均；②綠色泥巖與褐色頁巖互層：層厚比約為3∶1，其中褐色頁巖中含泥化夾層（厚度不超過0.2 m）；③硬巖巖組：由油頁巖和煤層組成，厚度變化為35～210 m。北幫巖層傾向為北傾、構成邊坡巖體傾角不小于20°，北幫邊坡整體表現為逆傾狀態。隨著露天礦不斷降深，短時間內無法完全內排至北幫上部邊坡，致使邊坡暴露時間增加，邊坡穩定性有所降低；構成邊坡巖體賦存弱層，弱層在水的長期浸潤作用下力學強度急劇降低，致使邊坡穩定性降低直至發生失穩破壞。

在大氣降雨作用下，于2016 年6 月北幫邊坡前緣出現剪出錯動、后緣出現張拉裂縫；2016 年7 月底邊坡發生失穩破壞，破壞區東西走向長度約600 m、南北寬度約400 m、高差約100 m、破壞區地表影響面積約150 000 m2，滑坡發生后導致主要部分運輸干線中斷。綜合基礎資料分析、判斷，引起邊坡失穩破壞主要原因為：邊坡體內存在弱層（泥化夾層），在強降雨作用條件下，邊坡體內含水量急劇增加，巖體處于飽水狀態，浸潤作用下弱層抗剪強度降低。為進一步查清滑坡體內弱層賦存位置及產狀，在工程地質勘查鉆孔內安裝測斜管，進行深部位移監測，通過監測數據分析同一剖面測斜管錯斷部位及連續地下水水位標高，判定弱層賦存位置距離滑后地表45 m、傾角為12°、地下水穩定水位標高為-18～-5 m水平。結合破壞區工程地質資料，選取典型E1000剖面建立工程地質模型，E1000 剖面工程地質模型如圖1。

圖1 E1000 剖面工程地質模型Fig.1 E1000 section engineering geological model

2 巖土物理力學參數

滑坡區巖土物理力學參數，尤其是滑帶土/巖（潛在弱層）抗剪強度參數，是邊坡失穩破壞模式及穩定性分析的基礎，同時決定了治理措施的選取及治理工程量的規模。本次數值模擬與穩定性分析參數的選取主要通過以下2 種方式獲得：①搜集、整理以往歷次研究成果資料，分析得出適用于本研究力學參數；②采用滑動反分析方法，通過滑坡前后弱層指標反分析及強度折減程度分析，得到弱層強度指標。采用以上2 種方式，相互對比與驗證，以避免巖土體力學實驗結果的片面性和局限性[6]。

邊坡滑坡相當于現場大型原位剪切試驗，通過該方法得到的數據更貼合現場實際，滑動反分析基本原理為：邊坡滑坡前為極限平衡狀態，滑坡后達到新的極限平衡狀態，定義滑坡前、滑坡后邊坡穩定系數為1.0，分別計算弱層滑坡前、后弱層黏聚力C 及內摩擦角φ，對不同參數擬合分析，最終得出弱層強度指標。具體反分析方案為：①弱層為泥化夾層，反分析時對黏聚力強度指標進行折減（5%～50%），確定其強度范圍；②內摩擦角對邊坡穩定敏感性較大，反分析過程中，依據折減結果以一定的等差數列確定內摩擦角反分析范圍，邊坡穩定系數為1.0 條件下，分別對反分析剖面內聚力反算；③依據反分析結果，對黏聚力C 與內摩擦角正切值tanφ 進行擬合分析，擬合曲線相交點為演化弱層強度指標。

選取E1000 與E900 2 個剖面，采用極限平衡法對滑坡前與滑坡后弱層強度進行反算、擬合，滑坡前弱層抗剪強度擬合結果如圖2，滑坡后弱層抗剪強度擬合結果如圖3。對比弱層抗剪強度指標反分析結果，滑坡后其數值衰減較大，內摩擦角折減至滑前74%，黏聚力折減至滑前6%。綜合分析，邊坡巖土體物理力學參數推薦值見表1。

表1 巖土體物理力學參數推薦值Table 1 Recommended values of physical and mechanical parameters of rock and soil mass

圖2 滑坡前弱層抗剪強度擬合結果Fig.2 Fitting results of shear strength of weak layer in front of landslide

圖3 滑坡后弱層抗剪強度擬合結果Fig.3 Fitting results of shear strength of weak layer after landslide

3 邊坡失穩破壞模式

3.1 數值模擬模型

為確定露天礦逆傾邊坡潛在弱層賦存條件下，發生高位滑坡失穩破壞模式，基于撫順西露天礦北幫失穩破壞前邊坡形態輪廓，根據E1000 剖面工程地質簡化模型，采用ANSYS 建立數值分析模型，利用FLAC3D進行后期計算分析，能有效克服FLAC3D前期處理不足。整個模型長度700 m、高度320 m，模型計算選取坐標系為：邊坡臨空面方向為x 負方向，向上為z 正方向。模型的左邊界、右邊界和底部邊界分別以水平x 方向和垂直z 方向的位移約束，從而構成位移邊界條件；介質彈塑性狀態采用理想彈塑性模型描述，以保持整個系統受力體系的平衡。通過分析邊坡水平位移云圖、總位移云圖、剪應變增量圖及位移矢量圖，揭示弱層影響條件下高位邊坡失穩破壞模式[7-8]。

3.2 數值模擬成果

水平位移云圖如圖4，總位移云圖如圖5，位移矢量如圖6，剪應變增量如圖7。

圖7 剪應變增量圖Fig.7 Shear strain increment diagram

由圖4、圖5 可知：北幫邊坡變形區集中在地表至-30 m 水平，且前緣（-30 m 水平）出現明顯滑動特征，上部第四系主要表現為沉降變形，總體位移指向礦坑方向，大位移變化均發生在弱層上部區域巖層內。

圖5 總位移云圖Fig.5 Total displacement diagram

由圖6 可知：弱層上部巖體位移明顯大于下部巖體，總體位移矢量與弱層產狀基本一致，北部巖體沉降變形大，前緣-30 m 水平出現明顯滑動變形。

圖6 位移矢量圖Fig.6 Displacement vector diagram

由圖7 可知：上部剪入口沿地表第四系，前緣剪出口為-30 m 水平，滑動面沿弱層賦存層位發生完全貫通，表明整個滑體已基本形成，邊坡失穩變形已成為必然，僅體現在時間周期上。

根據上述數值模擬結果分析，北幫邊坡發生失穩破壞范圍為地標至-30 m 水平，前緣所在位置與坑底關系判斷，失穩破壞類型屬于高位滑坡；受外界影響前緣出現剪出，后緣形成張拉裂縫，最終失穩破壞模式為：沿弱層“坐落-滑移式”變形破壞。

4 邊坡穩定控制措施及控制效果

4.1 邊坡穩定控制措施

目前露天礦大規?；轮卫泶胧┲饕獮椋合髌聹p載、回填壓腳、疏干排水、工程加固（抗滑樁、錨索）、巖性改良?；掳l生后達到新的平衡，滑坡體上部區域具有削坡減載條件，從力學角度分析，采用下滑段減載可提高邊坡穩定性；由于北幫邊坡滑坡屬于高位滑坡，下部區域還未完全到界，短期內無法實現回填壓腳；北幫邊坡滑坡主要外部條件為持續強降雨，滑坡發生后邊坡體內基本為飽水狀態，水對邊坡體形成一定的壓力和巖土體性質弱化雙重機制，疏干排水成本行對較低，可考慮采用該措施。工程加固措施治理費相對較高，滑坡體面積較大，全區采取該措施性價比相對太低，可考慮局部加固；由地下巖移監測可知弱層賦存深度不等，但總體深度較大，采用弱層力學性質改良，精準施工難度大，工程造價高，相對其它措施經濟合理性低[9]。

綜合以上措施分析，從技術可行性、經濟合理性分析、論證，北幫邊坡高位滑坡主要控制措施：清方減載、疏干排水。控制措施設計圖如圖8。

圖8 控制措施設計圖Fig.8 Design drawing of control measures

1）削坡減載控制措施。后緣局部區域形態不規整需進行臺階式處理，前緣堆積物高度較大需采取降段式處理，在上述工作基礎上開展主滑體削坡減載，將主滑體標高降至+2 m 水平，形成南北向為3°正向坡度，有利于上部地表水流向南側礦坑排水溝，避免滑體內水的積聚。

2）疏干排水措施。疏干排水采用大孔徑疏干井，滑體達到穩定狀態前為有效避免疏干井受損，從而保證疏干效果，疏干井設計深度必須小于滑面實際深度，滑體屬于相對松散物料導水性較好，為達到較好的疏干效果（水位標高越低，疏干效果越好），預想疏干水平為-25、-29、-33、-37 m。

4.2 控制效果

4.2.1 邊坡穩定性定量分析

運用極限平衡法對治理后邊坡穩定性計算，計算結果中穩定系數Fs作為邊坡穩定性定量分析參數，確定滑坡區治理后邊坡安全儲備系數為1.30，計算結果小于1.30 時表示安全儲備系數不足，治理效果不理想[10]。通過對削坡減載、疏干排水2 種措施穩定性計算可知：削坡減載后邊坡穩定系數為1.104，安全儲備系數不足。在削坡減載設計基礎上，對不同預想疏干水平邊坡穩定性定量計算，最終確定削坡減載為+2 m 水平、疏干水位標高為-33 m 水平，邊坡穩定系數為1.316，削坡減載設計方案不同疏干水平邊坡E1000 剖面穩定性計算結果如圖9。

圖9 削坡減載設計不同疏干水平邊坡穩定Fig.9 Slope cutting and load reduction design of slope stability with different drainage levels

4.2.2 控制效果評估

為實時掌握滑坡區控制措施實施過程中及實施后邊坡穩定狀況，同時作為邊坡穩定控制效果評估依據，在滑體內新增3 個測量機器人（2016 年9月），定期進行數據采集區分析。工程于2016 年11月開始施工，2017 年6 月基本完成。邊坡累計水平位移圖如圖10，邊坡累計下沉位移圖如圖11。

圖10 累計水平位移圖Fig.10 Cumulative horizontal displacement diagram

圖11 累計下沉位移圖Fig.11 Cumulative subsidence displacement diagram

依據數據分析可知：滑坡發生后滑體仍發生蠕動變形，隨著工程施工陸續完成，至2017 年7 月中旬開始趨于穩定，其后變形基本為0；滑體內邊坡變形基本呈現由南向北逐步遞減的趨勢?；麦w控制工程施工完成后逐步趨于穩定，邊坡穩定性定量分析后穩定系數大于1.30，同時結合監測數據分析，滑坡體治理后具有顯著成效。

5 結 語

針對撫順西露天礦北幫弱層影響下逆傾邊坡高位失穩破壞，采用深部監測手段，確定弱層賦存位置距離滑后地表45 m、傾角為12°，地下水穩定水位標高為-18～-5 m 水平；采用滑動反分析手段，確定弱層內摩擦角折減至滑前的74%，黏聚力折減至滑前的6%。運用數值模擬手段，確定了弱層影響條件下逆傾邊坡高位失穩破壞模式為：沿弱層的“坐落-滑移式”變形破壞。通過對削坡減載、削坡減載下不同疏干排水水平控制措施邊坡穩定定量分析，確定了削坡減載（+2 m 水平）與疏干排水（-33 m 水平）相結合的控制措施，邊坡穩定系數為1.316，滿足安全儲備要求。監測數據分析結果表明：滑坡后及控制工程施工完成前，邊坡仍處于蠕動變形階段，邊坡變形基本呈現由南向北逐步遞減的趨勢；施工后開始趨于穩定，滑坡區邊坡控制效果顯著，為安全生產提供必要條件。