李林丹 汪 斌 代永新 刁 虎

（1.中鋼集團馬鞍山礦山研究院有限公司，安徽馬鞍山243000；2.金屬礦山安全與健康國家重點實驗室，安徽馬鞍山243000）

現階段邊坡穩(wěn)定性分析方法主要包括極限平衡法和數值分析法。其中極限平衡法主要有Bishop法、Morgenstern-Price法、Sarma法以及三維極限平衡法等［1-6］。數值分析法中最常用的是有限元分析方法。陳國慶等［7］在對傳統(tǒng)的強度折減法進行研究，提出了動態(tài)和整體強度折減法計算邊坡穩(wěn)定性。郭芳等［8］在強度折減法的基礎上，定義不同的破壞準則，得出是否考慮拉伸破壞幾乎不影響土質邊坡穩(wěn)定性，而對于節(jié)理巖質滑坡影響很大。

隧洞邊坡的研究中王軍和曹平等［9］在FLAC3D中引入改進的黏彈塑性流變模型，考慮降雨入滲對流變介質隧道邊坡的穩(wěn)定性影響，得出降雨入滲主要集中在坡頂淺層，影響隧道內側穩(wěn)定。雷用等［10］在FLAC中建立二維模型研究邊坡開挖對既有隧洞的影響，發(fā)現開挖后及時支護，邊坡會有明顯的應力釋放，在坡腳產生應力集中。劉福東等［11］研究了偏壓隧洞開挖對邊坡穩(wěn)定性的影響，得出在開挖時需要預防順向邊坡表層破壞。

上述研究多集中在隧洞或者邊坡開挖對整體穩(wěn)定性的影響，而本次研究對象是既有的隧洞邊坡?？紤]到在不同地質環(huán)境中影響隧洞邊坡穩(wěn)定性的因素存在著較大的差別，本研究將借助三維地質建模軟件建立邊坡與隧洞空間關系，利用FLAC3D精確模擬隧洞邊坡的失穩(wěn)過程，用現場探勘得到的數據加以印證，最終反演出該巖質邊坡失穩(wěn)的機理。

1 工程概況

國內某鐵礦是一座大型火山沉積變質巖型磁鐵礦床，具有礦石儲量大、品位較高、埋藏淺、便于露天開采的特征。此次發(fā)生失穩(wěn)的是D1隧洞區(qū)域，該隧洞是礦山膠帶運輸系統(tǒng)中用以運輸巖石的隧洞。D1隧洞變形區(qū)域所處的邊坡位于北采場，在工程地質分區(qū)中為第Ⅳ區(qū)。該鐵礦北采場邊坡受北山復向傾斜構造的控制，向斜的兩翼即構成采場上下盤邊坡的順坡傾向特征，兼之采場范圍大，邊坡長，垂直高度深，礦區(qū)斷層、節(jié)理構造發(fā)育，邊坡巖體結構復雜。根據以往邊坡穩(wěn)定性研究成果，該區(qū)邊坡總體穩(wěn)定性好。但由于地質條件差，巖性復雜、斷層、節(jié)理、裂隙發(fā)育、地下水豐富，不利于邊坡穩(wěn)定的節(jié)理構造十分發(fā)育。Ⅳ區(qū)位于采場南東幫中部，巖性為各種變質巖，其中多為各種混合片麻巖，部分為混合花崗巖、磁鐵石英巖及輝石片麻巖，巖石致密堅硬，強度高。根據采場主要斷層分布情況來看，發(fā)生變形部位巖性以輝石、黑云斜長片麻巖為主，無斷層等大型地質構造分布，但大型節(jié)理特別發(fā)育。

如圖1（a）所示D1隧洞內40#架子區(qū)域出現一條垂直皮帶走向的裂縫1，裂縫最大開裂寬度5 cm左右，裂縫邊緣錯動約5 cm。在40#架子裂縫軸線距離10 m處發(fā)現另一條垂直皮帶走向裂縫2，見圖1（b），裂縫開裂寬度3 cm左右，裂縫無明顯錯動。在裂縫1處，其頂部距離邊坡為3～5 m，裂縫2處的隧洞頂部距離邊坡為7～9 m。經查閱資料，在早期隧洞施工期間該處地質條件較差，存在塌方冒頂現象，故而當時該處采用了鋼筋混凝土襯砌，且頂部進行了回填，正常情況下，經多年固結沉降，其頂部會逐漸趨于穩(wěn)定。

現場踏勘發(fā)現，該處存在軟弱夾層（見圖2），與邊坡走向總體斜交，并貫穿整個隧洞斷面，初步分析該部位的變形裂縫是由于該夾層的存在導致邊坡沿著該破碎帶方向發(fā)生錯動，進而帶動附近的隧洞產生貫穿橫斷面的裂縫。

2 數值分析

2.1 模型建立

D1隧洞邊坡平面圖如圖3所示，根據其等高線生成三維地質模型（見圖4）。隧洞斜向上穿過邊坡，坡度為23%。根據邊坡實際的產狀，巖層的分布，隧洞的斷面尺寸和空間位置，前期的支護，以及裂縫出現的位置及可能的滑坡影響范圍，建立了三維數值計算模型（見圖5）。同時在建模時還考慮到在3個臺階坡面出露的軟弱夾層，夾層厚度在0.5 m左右，夾層內部多為泥質充填，其走向與坡面走向呈60°夾角。

數值計算模型走向方向為130 m，高度為70 m，寬為150 m。共有55 094個單元和30 895個節(jié)點。

2.2 計算參數

邊坡主要有3種巖性，上部的中風化巖層，下部的片麻巖和混合片麻巖。結合現場調查結果和參數反算，得到隧洞邊坡相關力學參數見表1。

2.3 計算模型

本次模擬采用摩爾—庫倫模型，該模型在巖土破壞分析中模擬效果較好，對于滑坡中產生的剪切破壞和后緣的拉伸破壞都能很好體現。該模型包括摩爾—庫倫判據（剪切屈服準則）和拉伸分離點（拉應力屈服準則），即拉剪復合破壞準則（見圖6）。

?

在主應力空間中拉正壓負，主應力σ1、σ2、σ3之間的關系為σ1≤σ2≤σ3。圖6中，從A到B的剪切破壞定義為

從B到C的拉應力破壞定義為

其中，

2.4 結果分析

隧洞裂縫的出現在時空上都較為復雜。在空間上，隧洞以23%的坡度斜向貫穿整個邊坡，穿插多種巖性，同時邊坡存在的軟弱夾層也被隧洞斜穿。在時間上，隧道開挖多年且進行過支護，逐漸趨于穩(wěn)定。

2.4.1 破壞模式分析

在+80～+92 m范圍內，軟弱夾層出露的地方，臺階原先是連續(xù)的，由于巖性較差，導致前期爆破出現超挖，加之軟弱夾層對超挖范圍起控制作用，形成圖5中所示凹陷，+80～+92 m臺階角由原先設計的56°變?yōu)?9°，邊坡超挖導致出現“削坡腳”的現象。凹陷處坡面有坡體擠壓產生剪切破壞塑性區(qū)。

根據塑性區(qū)在圖7中分布可知，剪切破壞多集中在+61～+92 m范圍內，且位于軟弱夾層的左側，而張拉破壞主要是在+127 m平臺。根據邊坡的破壞特點可知在+61～+80 m坡面塑性區(qū)為滑面在剪出口滑動所引起的剪切破壞；而+80 m平臺為上部坡體擠壓產生的剪切破壞。

圖8為剖面塑性區(qū)分布圖，剖面位置為凹陷區(qū)最內側。在FLAC3D中塑性區(qū)逐漸發(fā)展直至相互貫通，這一過程表面邊坡發(fā)生了整體失穩(wěn)。在圖8中，沿著剪切破壞塑性區(qū)可以判斷出邊坡產生滑坡的基本形態(tài)。根據剪切破壞塑性區(qū)分布特點可以確定潛在滑面的走向及空間分布位置?；轮饕怯捎趲r土體間相互擠壓，產生剪切破壞。同時根據圖8張拉破壞塑性區(qū)的分布特點，發(fā)現在+80 m及+127 m平臺滑坡后緣存在張拉破壞，根據滑坡的特點，在滑坡體后緣一般是張拉破壞，這驗證了對滑坡形態(tài)及滑面位置的推測。

2.4.2 位移結果分析

根據圖9所示的邊坡位移等值線圖，發(fā)現在前期超挖區(qū)域下部+61～+80 m臺階產生位移，且中間位移最大，越往兩邊，位移越小。而邊坡其他位置基本沒有發(fā)生位移。

圖10為圖9發(fā)生滑動部分的剖面位移等值線圖，圖中坡頂最外側位移最大，越往邊坡內部位移就越小，同時可以發(fā)現邊坡滑動影響了巖石隧洞的穩(wěn)定性，在隧洞的左側頂板、左肩以及左側直墻均發(fā)生位移，位移大小為10～30 mm。

為了進一步探究巖石隧洞失穩(wěn)的成因，在隧洞斷面的頂板、底板和兩幫各設置1個位移檢測點，沿著走向方向均勻布置，將各點位移繪制成巖石隧洞位移折線圖（見圖11）。發(fā)現在同一X方向上，各點位移大小基本一致，這表明巖石隧洞是整個斷面發(fā)生位移，并非隧洞內部出現冒頂或者局部發(fā)生不均勻沉降，將斷面的位移繪制成巖石隧洞位移折線圖（見圖11）。根據上述結論，可以推定，隧洞失穩(wěn)是由于邊坡發(fā)生滑動，帶動該邊坡內的隧洞移動，滑動方向和隧洞軸線垂直，巖土體對隧洞的推力，相當于給隧洞施加剪力，最終剪力超出隧洞抗剪強度，隧洞被“剪斷”。從現場所發(fā)現隧洞產生的2條裂縫及裂縫的錯動寬度、錯動方向的一致性，均能很好地印證上述結果。

3 結 論

（1）通過對于隧洞邊坡進行三維數值模擬，采用摩爾庫倫模型，考慮邊坡的多種地質條件，得出的計算結果和實際情況吻合，能較好地反映出隧洞邊坡的破壞過程和機理。

（2）隧洞失穩(wěn)的原因并非前期所推測的軟弱夾層錯動導致的。主要原因是前期超挖，導致邊坡被削坡腳，加之隧洞周圍巖性較差，襯砌的抗剪強度不夠，在上部坡體的推動下，隧洞被剪斷。從隧洞的2條相距10 m的裂縫也可以證明，隧洞是整段被推斷，而非是夾層錯動。

（3）由于FLAC3D的模擬對象是連續(xù)介質，所以對模擬中產生的隧洞裂縫位置只能從邊坡的位移等值線圖去判斷，而在位移折線圖中能較好地反映。

4 建議

根據模擬結果，在隧洞邊坡的加固中，應重點從邊坡的滑坡控制上去考慮。隧洞的錯動段即邊坡的滑動部分，鑒于該處的隧洞距離+80 m平臺后緣不遠，可以在+80～+92 m坡腳布置鋼軌樁，斜插至隧洞靠近坡內一側，抗滑的同時避免隧洞進一步錯動。再對+61～+92 m邊坡采用錨桿、錨索和框架梁的聯合支護。

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