考慮多級(jí)采動(dòng)效應(yīng)的邊坡失穩(wěn)過(guò)程研究

張擁軍 陳關(guān)平 李乾龍 孫 滌 李 博 萬(wàn) 勇

(1.青島理工大學(xué)土木工程學(xué)院，山東 青島266033;2.中國(guó)科學(xué)院青島生物能源與過(guò)程研究所，山東 青島266101;3. 山東鴻順集團(tuán)，山東 濟(jì)寧272000)

邊坡穩(wěn)定性是巖石工程研究領(lǐng)域內(nèi)重要問(wèn)題之一，在工程實(shí)踐中，高邊坡往往每隔一定高度設(shè)置一個(gè)平臺(tái)，而傳統(tǒng)的研究土質(zhì)邊坡穩(wěn)定性的方法不能直接用于解決這種梯狀邊坡的穩(wěn)定性分析［1-2］。研究邊坡穩(wěn)定性的傳統(tǒng)方法主要建立在極限平衡理論方法基礎(chǔ)之上，主要有極限平衡法、滑移線法、極限分析法等，而這些方法并沒(méi)有考慮應(yīng)力跟應(yīng)變關(guān)系，無(wú)法分析邊坡破壞的發(fā)生和發(fā)展。隨著計(jì)算機(jī)技術(shù)發(fā)展，考慮了土體的本構(gòu)關(guān)系及變形對(duì)應(yīng)力影響的強(qiáng)度折減法的廣泛應(yīng)用，成為分析邊坡穩(wěn)定性強(qiáng)有力工具［3-4］。

連鎮(zhèn)營(yíng)［5］用強(qiáng)度折減有限元法對(duì)天然邊坡和開(kāi)挖邊坡進(jìn)行穩(wěn)定性分析對(duì)比，得出具有相似的破壞形式，從而證明了強(qiáng)度折減法適用于開(kāi)挖邊坡的研究。韓愛(ài)民［6］引入FLAC3D程序和強(qiáng)度折減法理論對(duì)多級(jí)邊坡隨臺(tái)階的寬度變化進(jìn)行研究，得出隨著臺(tái)階寬度的減小邊坡的穩(wěn)定性減小，滑移面的位移、邊坡的破壞模式及穩(wěn)定性也隨著臺(tái)階寬度的變化表現(xiàn)出不同的特征。陳佳［7］利用FLAC 軟件對(duì)露天礦邊坡的穩(wěn)定性進(jìn)行數(shù)值計(jì)算分析，得出邊坡破壞在數(shù)值模擬中表現(xiàn)為計(jì)算的不收斂，塑性區(qū)的貫通只是邊坡破壞的必要條件。陳國(guó)慶［8］為了真實(shí)再現(xiàn)邊坡漸進(jìn)失穩(wěn)過(guò)程，提出了邊坡漸進(jìn)破壞的強(qiáng)度折減法，獲得的位移變化趨勢(shì)與破損區(qū)演化過(guò)程具有一致性。楊光華［9］在Duncan－Chang 非線性本構(gòu)模型基礎(chǔ)之上，建議在彈性階段過(guò)程分析中對(duì)巖體的彈性模量也要進(jìn)行折減，這樣可以獲得更符合實(shí)際的變形場(chǎng)。唐春安［10］、李連崇［11］對(duì)邊坡的穩(wěn)定性分析時(shí)將強(qiáng)度折減法引入到RFPA 中，不僅對(duì)滑動(dòng)面不做任何假設(shè)而且還以基元的破壞次數(shù)統(tǒng)計(jì)作為失穩(wěn)的判斷準(zhǔn)則，不僅直觀地得到邊坡體的滑移破壞面，而且還可以求得安全系數(shù)，在復(fù)雜環(huán)境地質(zhì)下也是適用的。

通過(guò)強(qiáng)度折減法求邊坡的安全系數(shù)，在多級(jí)邊坡的穩(wěn)定性分析中得到廣泛應(yīng)用，但是沒(méi)有結(jié)合現(xiàn)場(chǎng)監(jiān)測(cè)數(shù)據(jù)對(duì)邊坡的局部破壞過(guò)程和破壞機(jī)理進(jìn)行詳細(xì)的闡述，造成多級(jí)邊坡破壞過(guò)程和破壞機(jī)理關(guān)系不明確。而多級(jí)邊坡局部破壞過(guò)程和破壞機(jī)理可以更合理地對(duì)局部穩(wěn)定性進(jìn)行定性分析，同時(shí)對(duì)多級(jí)邊坡的監(jiān)測(cè)預(yù)警也具有指導(dǎo)意義。

合理地選擇分析方法和建模方式對(duì)多級(jí)邊坡穩(wěn)定性分析至關(guān)重要，以往很多數(shù)值模擬并沒(méi)有真正意義上實(shí)現(xiàn)連續(xù)采動(dòng)與強(qiáng)度折減結(jié)合，即在強(qiáng)度折減的過(guò)程中進(jìn)行連續(xù)開(kāi)采。本研究采用RFPA 有限元軟件，在折減的過(guò)程中考慮連續(xù)采動(dòng)的作用，研究多級(jí)邊坡多次采動(dòng)過(guò)程中局部化巖體損傷、破壞、失穩(wěn)過(guò)程，再現(xiàn)多次采動(dòng)影響下多級(jí)邊坡局部失穩(wěn)效應(yīng)。實(shí)現(xiàn)真正意義上的強(qiáng)度折減和多級(jí)采動(dòng)效應(yīng)，使得破壞方式與實(shí)際開(kāi)采過(guò)程更為接近，其損傷機(jī)理貼近實(shí)際情況。

1 研究背景

1.1 工程地質(zhì)

以金川集團(tuán)石英石露天礦多級(jí)臺(tái)階邊坡為研究模型，目前許多區(qū)段邊坡已產(chǎn)生不同程度的變形和破壞，主要表現(xiàn):1 780 m 臺(tái)階中段出現(xiàn)局部坍塌;1 816 m 臺(tái)階西部出現(xiàn)許多裂縫，且不斷擴(kuò)大;1 792 m 臺(tái)階東部出現(xiàn)滾石。1 756 m 水平以下的1 744、1 732、1 720、1 708、1 696 m 等5 個(gè)水平將進(jìn)入深凹采場(chǎng)。在采場(chǎng)北部邊幫1 768、1 780、1 792、1 816、1 826 m 5個(gè)平臺(tái)上拉網(wǎng)式布置21 個(gè)監(jiān)測(cè)孔共84 個(gè)測(cè)斜儀(位置如圖1 所示)。

1.2 研究模型

圖1 監(jiān)測(cè)孔位置分布圖Fig.1 Location map of monitor holes

將現(xiàn)場(chǎng)多級(jí)邊坡轉(zhuǎn)換成平面應(yīng)變問(wèn)題，通過(guò)RFPA在細(xì)觀尺度上建立本構(gòu)模型，對(duì)現(xiàn)場(chǎng)非均勻巖性邊坡進(jìn)行數(shù)值模擬。以金川集團(tuán)石英石露天礦勘察地質(zhì)報(bào)告為設(shè)計(jì)依據(jù)，將圖1 中剖面2 作為模擬對(duì)象，根據(jù)現(xiàn)場(chǎng)地質(zhì)勘查報(bào)告，地層巖石參數(shù)見(jiàn)表1，建立如圖2 連續(xù)采動(dòng)多級(jí)邊坡模型和如圖3 一次開(kāi)挖多級(jí)邊坡模型。分別對(duì)2 個(gè)模型進(jìn)行數(shù)值模擬并進(jìn)行對(duì)比，分析隨著強(qiáng)度折減的連續(xù)開(kāi)挖和一次性開(kāi)挖損傷機(jī)理和損傷過(guò)程的不同。

表1 地層巖石物理與力學(xué)參數(shù)Table 1 Physical and mechanical parameters of rock strata

圖2 連續(xù)開(kāi)挖多級(jí)邊坡模型Fig.2 Continuous excavation model of multistage slope

圖2 模型和圖3 模型水平方向取150 m，垂直高度100 m，共5 類巖層，劃分260 ×180 =46 800 個(gè)單元。邊界條件:左右邊界限制水平位移，豎向自由;底部限制水平與豎向位移。本模型只考慮自重，采用RFPA 強(qiáng)度折減法進(jìn)行分析，強(qiáng)度折減系數(shù)0.01，加載步數(shù)80，最高迭代100 次。通過(guò)2 個(gè)模型1 768 m平臺(tái)開(kāi)采后卸載破壞情況，分析高陡邊坡漸進(jìn)失穩(wěn)的過(guò)程損傷機(jī)理和損傷過(guò)程。

圖3 一次開(kāi)挖多級(jí)邊坡模型Fig.3 Once excavation model of multistage slope

1.3 數(shù)值模型的參數(shù)選取分析

計(jì)算輸入?yún)?shù)對(duì)原位模型數(shù)值計(jì)算模擬分析至關(guān)重要，RFPA 有限元軟件進(jìn)行模擬分析時(shí)，假設(shè)材料為非均質(zhì)材料，材料細(xì)觀力學(xué)特征的非均勻性服從Weibull 分布，并引入均質(zhì)度系數(shù)m 控制材料的均勻程度，m 越小，巖石越不均勻，m 越大，巖石越均勻。通過(guò)均度系數(shù)m 將材料的細(xì)觀力學(xué)特性與宏觀力學(xué)特性建立起來(lái)，因此RFPA 中輸入的細(xì)觀均值可由實(shí)際物理力學(xué)參數(shù)的宏觀值經(jīng)過(guò)均度系數(shù)m 轉(zhuǎn)化計(jì)算得到。RFPA 細(xì)觀參數(shù)取值如下:

第一，根據(jù)實(shí)際地質(zhì)情況及結(jié)構(gòu)體幾何尺寸大小，確定均質(zhì)度系數(shù)m。

第二，根據(jù)擬合公式對(duì)輸入的彈性模量和強(qiáng)度模量進(jìn)行初步選取，計(jì)算式為［13］

式中，Eh和fh分別為數(shù)值試樣的彈性模量和強(qiáng)度模量的宏觀值;Ex和fx分別為Weibull 分布賦值時(shí)(數(shù)值計(jì)算輸入值)彈性模量和強(qiáng)度模量的細(xì)觀值。

由以上分析，將表1 中的宏觀物理參數(shù)量代入式(1)和式(2)，由此可得到需要輸入RFPA 中的細(xì)觀均值。

2 數(shù)值模擬分析

2.1 連續(xù)采動(dòng)卸荷數(shù)值分析

圖4 是進(jìn)行強(qiáng)度折減和連續(xù)開(kāi)采結(jié)合模型的數(shù)值彈性模量圖。圖5 是對(duì)應(yīng)的聲發(fā)射圖，圖5 中淺黑表示當(dāng)前步壓剪破壞，深黑表示當(dāng)前步拉破壞。聲發(fā)射中圓圈的圓心代表聲發(fā)射的位置，圓圈的半徑代表聲發(fā)射的能量。圖4 和圖5 由RFPA 有限元軟件模擬得出。

圖4 連續(xù)開(kāi)挖后彈性模量動(dòng)態(tài)變化Fig.4 Continuous dynamic elastic modulus after excavation

圖4 是通過(guò)數(shù)值模擬得出的1 768 m 平臺(tái)開(kāi)挖后高陡邊坡的漸進(jìn)失穩(wěn)過(guò)程。隨著強(qiáng)度折減到Step 76 －03 時(shí)，1 780 m 平臺(tái)坡腳出現(xiàn)微損傷，當(dāng)折減逐步增加，1 780 m 平臺(tái)坡腳出現(xiàn)損傷且向1 768 m 平臺(tái)坡腳擴(kuò)展。1 780 m 平臺(tái)坡腳損傷逐步積累并向1 768 m平臺(tái)坡腳蔓延、貫通，與此同時(shí)1 768 m 平臺(tái)坡腳損傷逐步向1 780 m 平臺(tái)坡腳擴(kuò)展，并偏向坡體內(nèi)部方向，最終形成了損傷—積累—擴(kuò)展—貫通的破壞過(guò)程，整個(gè)過(guò)程由原始損傷點(diǎn)誘導(dǎo)新的損傷向其擴(kuò) 展，如Step77 －03 所示。與此同時(shí)，1780 m平臺(tái)中上部出現(xiàn)局部損傷，且隨著折減的過(guò)程進(jìn)行，1 780 m 中上部損傷逐漸發(fā)展逐漸向1 780 m 平臺(tái)坡腳擴(kuò)展，貫通如Step 78 － 09 至Step 78 － 12。此時(shí)，1 780m 平臺(tái)處及1 768 m 邊坡中上部巖體出現(xiàn)局部破壞。

圖5 聲發(fā)射圖Fig.5 Continuous dynamic elastic modulus after excavation

由圖5 分析，當(dāng)折減到Step 74 －01，1 768 m 邊坡原離懸空面的內(nèi)部巖體發(fā)生拉破壞，隨著折減的進(jìn)行，1 768 m 平臺(tái)坡底出現(xiàn)壓剪破壞，當(dāng)折減進(jìn)一步進(jìn)行時(shí)，1 780 m 平臺(tái)中上部巖體出現(xiàn)壓減和受拉混合破壞，且在下部巖體發(fā)生貫通損傷之后1 780 m 平臺(tái)出現(xiàn)損傷，由此分析，局部巖體破壞會(huì)引起巖體內(nèi)部應(yīng)力遷移。當(dāng)折減到Step 78 －16，巖體內(nèi)部損傷發(fā)展逐步加快，1 780 m 平臺(tái)和1 768 m 平臺(tái)損傷逐漸貫通，其后損傷逐漸加快，迅速擴(kuò)展到1 792 m 平臺(tái)和1 816 m 平臺(tái)，上部巖體都是由1 816 m 平臺(tái)坡腳及1 816 m 平臺(tái)上部巖體突變截面處發(fā)生損傷，逐漸向巖體內(nèi)部擴(kuò)展，與下部損傷貫通。從整個(gè)破壞過(guò)程分析，多級(jí)邊坡?lián)p傷主要產(chǎn)生局部損傷變化，如圖5中Step78 －18，整個(gè)多級(jí)邊坡并沒(méi)有形成滑移帶，只是局部發(fā)生破壞，但其損傷貫通整個(gè)多級(jí)邊坡。由圖5 可知，在整個(gè)損傷區(qū)域擴(kuò)展蔓延的時(shí)候，其新的損傷區(qū)域呈現(xiàn)淺黑較多，由此可以判斷損傷擴(kuò)展主要發(fā)生壓剪破壞。而損傷區(qū)損傷程度加大，其聲發(fā)射區(qū)域主要呈深黑色，由此可以判斷損傷區(qū)的損傷度加大，主要產(chǎn)生張拉破壞。

由以上多級(jí)邊坡連續(xù)開(kāi)采數(shù)值模擬分析，多級(jí)邊坡的破壞過(guò)程是由開(kāi)采1 780 m 平臺(tái)坡腳發(fā)生起始損傷，并逐步向下部擴(kuò)展，擴(kuò)展過(guò)程中產(chǎn)生新的損傷點(diǎn)，形成貫通損傷區(qū)域，在整個(gè)擴(kuò)展、貫通的過(guò)程中坡體局部發(fā)生應(yīng)力遷移。隨著強(qiáng)度折減，在新的應(yīng)力分布環(huán)境下形成新的損傷點(diǎn)，新的損傷點(diǎn)進(jìn)一步向已形成的貫通損傷區(qū)域擴(kuò)展、貫通，再次形成新的損傷區(qū)域，隨著損傷區(qū)域的增大其應(yīng)力重分布影響的區(qū)域也將進(jìn)一步擴(kuò)大，進(jìn)而引起新的損傷點(diǎn)，并由原始損傷區(qū)誘導(dǎo)新的損傷向其擴(kuò)展、貫通。整個(gè)破壞過(guò)程可以歸納為起始損傷—新的損傷點(diǎn)—向已損傷區(qū)域擴(kuò)展—新貫通損傷區(qū)域—新的損傷點(diǎn)，其中損傷的擴(kuò)展、貫通伴隨著巖體內(nèi)部應(yīng)力遷移。其次，高陡邊坡起始損傷主要由張拉破壞造成，然后由剪切破壞引起損傷擴(kuò)展。

從整個(gè)多級(jí)邊坡失穩(wěn)破壞過(guò)程分析，多級(jí)邊坡頂部主要發(fā)生張拉破壞，坡面淺層主要發(fā)生拉張剪切破壞。坡面淺層張拉剪切破壞由坡腳向坡頂發(fā)展的過(guò)程中逐步向坡體內(nèi)部偏移并轉(zhuǎn)變成以張拉破壞為主，且多級(jí)邊坡的中部臺(tái)階破壞較下部嚴(yán)重。

2.2 多級(jí)邊坡的安全系數(shù)

在用RFPA 強(qiáng)度折減方法時(shí)，由折減系數(shù)μ 和失穩(wěn)時(shí)當(dāng)前的計(jì)算步求出未折減時(shí)結(jié)構(gòu)的初始強(qiáng)度儲(chǔ)備安全系數(shù)fs，fs的計(jì)算式如下［16］:

其中，step 為破壞時(shí)當(dāng)前的計(jì)算步。

將上述模擬參數(shù)及結(jié)果代入式(3)，有

2.3 一次性開(kāi)采卸荷數(shù)值分析

圖6 是進(jìn)行強(qiáng)度折減和一次性開(kāi)采結(jié)合模型的數(shù)值彈性模量圖，圖7 是對(duì)應(yīng)的聲發(fā)射圖。

圖6 1 768 m 平臺(tái)開(kāi)挖后彈性模量動(dòng)態(tài)變化Fig.6 1 768 m platform dynamic elastic modulus after the excavation

圖7 1 768 m 平臺(tái)開(kāi)挖后聲發(fā)射變化Fig.7 1 768 m acoustic emission after excavation

由以上一次開(kāi)挖模擬過(guò)程分析，多級(jí)邊坡?lián)p傷由邊坡底部向上逐步發(fā)展，由1 768 m 平臺(tái)坡腳附近出現(xiàn)起始損傷點(diǎn)，損傷點(diǎn)擴(kuò)展、貫通形成損傷區(qū)域過(guò)程中，下部巖質(zhì)邊坡內(nèi)部出現(xiàn)應(yīng)力轉(zhuǎn)移、應(yīng)力重分布，1 780 m平臺(tái)出現(xiàn)新的損傷點(diǎn)，已形成的損傷區(qū)域誘導(dǎo)新的損傷點(diǎn)向其擴(kuò)展、貫通形成新的損傷區(qū)域。整個(gè)多級(jí)邊坡?lián)p傷過(guò)程以此破壞過(guò)程為循環(huán)，每次損傷區(qū)域貫通之后，其影響巖體內(nèi)部應(yīng)力范圍逐漸增大。一次性開(kāi)挖并沒(méi)有形成貫通的滑移帶，只是局部產(chǎn)生損傷及破壞。

將上述模擬參數(shù)及結(jié)果代入式(3)，求得多級(jí)邊坡安全系數(shù)為

fs= 5.6 ＞1.

2.4 連續(xù)開(kāi)采和一次性開(kāi)采分析結(jié)果對(duì)比

第一，連續(xù)開(kāi)采最后求得的安全系數(shù)為4.5，一次開(kāi)挖求得的安全系數(shù)為5.6。由此分析，一次開(kāi)挖數(shù)值模擬的邊坡安全系數(shù)偏大，算得的邊坡安全貯備過(guò)于保守。

第二，連續(xù)開(kāi)采和一次性開(kāi)采損傷點(diǎn)都是由多級(jí)邊坡局部損傷點(diǎn)開(kāi)始萌生、擴(kuò)展貫通，但是隨著強(qiáng)度折減進(jìn)行，連續(xù)開(kāi)挖損傷區(qū)逐步向遠(yuǎn)離多級(jí)邊坡懸空面擴(kuò)展，一次性開(kāi)挖損傷區(qū)沿著各平臺(tái)坡腳逐步向上擴(kuò)展。最終，連續(xù)開(kāi)采1 792 m 平臺(tái)和1 804 m 平臺(tái)損傷度較大，一次開(kāi)挖1 780 m 平臺(tái)和1 792 m 平臺(tái)損傷度較大，且1 792 m 平臺(tái)坡腳損傷較嚴(yán)重。

由此可知，一次開(kāi)采和連續(xù)開(kāi)采只是在時(shí)間步驟、空間位置、多級(jí)邊坡結(jié)構(gòu)穩(wěn)定性分析上不同，其損傷過(guò)程、損傷機(jī)理基本保持一致。損傷過(guò)程都是多級(jí)邊坡坡腳發(fā)生起始損傷，起始損傷遠(yuǎn)離懸空面方向逐步向上擴(kuò)展，且在每個(gè)坡腳內(nèi)部附近巖體產(chǎn)生新的損傷點(diǎn)，原始損傷點(diǎn)誘導(dǎo)新的損傷點(diǎn)向其擴(kuò)展，原始損傷和新的損傷點(diǎn)逐步逼近、重合、貫通。與此同時(shí)，伴隨整個(gè)誘導(dǎo)貫通損傷的過(guò)程中，在該貫通損傷區(qū)上部繼而產(chǎn)生新的損傷點(diǎn)，整個(gè)過(guò)程往復(fù)循環(huán)，逐步向多級(jí)邊坡頂部發(fā)展。損傷機(jī)理，主要由剪切破壞引起損傷擴(kuò)展，張拉破壞加大損傷度。多級(jí)邊坡頂部主要發(fā)生張拉破壞，坡面淺層主要發(fā)生拉張剪切破壞。坡面淺層張拉剪切破壞由坡腳向坡頂發(fā)展的過(guò)程中逐步向坡體內(nèi)部偏移并轉(zhuǎn)變成以張拉破壞為主，且多級(jí)邊坡的中部臺(tái)階破壞較下部嚴(yán)重。

3 監(jiān)測(cè)數(shù)據(jù)分析

取對(duì)應(yīng)數(shù)值模擬剖面2 上的現(xiàn)場(chǎng)監(jiān)測(cè)數(shù)據(jù)，取剖面2 上3 個(gè)測(cè)點(diǎn)1 －C、3 －D、5 －D，將每個(gè)平臺(tái)測(cè)點(diǎn)的位移場(chǎng)曲線與數(shù)值模擬的結(jié)果做對(duì)比，驗(yàn)證數(shù)值模擬分析結(jié)果的合理性。

3.1 1 －C 監(jiān)測(cè)數(shù)據(jù)分析

取現(xiàn)場(chǎng)監(jiān)測(cè)數(shù)據(jù)，2012-09-15—2012-10-15 期間3 m 測(cè)點(diǎn)發(fā)生較大位移，13 m、18 m 測(cè)點(diǎn)的位移差為負(fù)值，表示上部巖體位移向懸空面產(chǎn)生較大位移。

由圖8 可以看出，1 －C(左側(cè)為懸空面)測(cè)點(diǎn)8 m處向懸空面位移變形比較大，下部向懸空面逐步均勻增長(zhǎng)，且位移變量較上部大。深度18 m 處測(cè)點(diǎn)的位移在2012-10—2013-04 期間底部位移增加97.6 mm，平均每個(gè)月位移增幅為16.3 mm。結(jié)合圖4 Step 74－01、Step 76 －03 來(lái)看，1 768 m 平臺(tái)坡體中上部破壞較下部發(fā)展較快，但是隨著折減進(jìn)行，1 768 m 平臺(tái)坡腳損傷逐步發(fā)展如Step 77 －03 、Step 78 －09。1 －C 表面出現(xiàn)多條平行于懸空坡面的張拉裂縫，由圖5中Step 74 －01 ～Step 78 －09 可以看出1 768 m 平臺(tái)上部受張拉破壞。由以上分析看出現(xiàn)場(chǎng)多級(jí)邊坡底部破壞形式與數(shù)值模擬基本保持一致。

圖8 1 －C 測(cè)點(diǎn)位移變化曲線Fig.8 1-C measuring point displacement curve

3.2 3 －D 監(jiān)測(cè)數(shù)據(jù)分析

取現(xiàn)場(chǎng)監(jiān)測(cè)數(shù)據(jù)，做位移變化圖如圖9。由圖9可以看出，3－D 測(cè)點(diǎn)坡體中下部位移較大，且變化較明顯。深度13 m 測(cè)點(diǎn)2013 －01—2013 －12 期間位移增大了31 mm，深度23 m 的測(cè)點(diǎn)在2013 －01—2013 －12 期間位移增大了30.2 mm。由圖4 的Step78－16 可以看出1 792 m 平臺(tái)坡腳損傷嚴(yán)重，并與1 780 m 平臺(tái)形成了貫通，行成較大貫通損傷區(qū)域。深度在3 m 處的測(cè)點(diǎn)在2013 －01—2013 －12 期間位移增大了14.5 mm，由3－D 測(cè)點(diǎn)坡體表面破壞看出坡體平臺(tái)表面形成了20 mm 寬度張拉裂縫，且裂縫方向平行于懸空面發(fā)展。由圖5 中Step78－09 ～Step78 －18 可以看出，1 792 m 平臺(tái)和1 780 m 平臺(tái)坡體內(nèi)部呈現(xiàn)拉張剪切破壞，坡體平臺(tái)上部呈張拉破壞。由現(xiàn)場(chǎng)分析，剖面2 有自3－D 到1 －C 監(jiān)測(cè)點(diǎn)的貫通型小規(guī)?；瑤В以? 792 m 平臺(tái)3 －D 附近不斷有新的裂縫產(chǎn)生。由以上現(xiàn)場(chǎng)監(jiān)測(cè)數(shù)據(jù)分析可知，實(shí)際邊坡破壞主要發(fā)生在坡體的下部，該破壞方式跟數(shù)值模擬破壞形式基本一致。

圖9 3 －D 測(cè)點(diǎn)位移變化曲線Fig.9 3-D measuring displacement curve

3.3 5 －D 監(jiān)測(cè)數(shù)據(jù)分析

取現(xiàn)場(chǎng)5 －D 監(jiān)測(cè)數(shù)據(jù)做成曲線如圖10。

圖10 5 －D 測(cè)點(diǎn)位移變化曲線Fig.10 5 －D measuring displacement curve

由圖10 觀察發(fā)現(xiàn)，5 －D(右側(cè)為懸空面)測(cè)點(diǎn)上部坡體向懸空面傾覆，上部跟下部巖體變形差達(dá)到126 mm，深度3 m 處位移增大值達(dá)到16.6 mm。測(cè)孔4 m、9 m、14 m 測(cè)點(diǎn)在2012 －08 －04—2012 －08 －30 期間位移差逐漸減小由正逐漸變?yōu)樨?fù)數(shù)，說(shuō)明在此期間邊坡先是由下部局部巖體發(fā)生破壞產(chǎn)生移動(dòng)，且移動(dòng)速率和幅度都較上部大，隨著時(shí)間變化的過(guò)程中，上部局部巖體也逐漸發(fā)生移動(dòng)，所以4 m、9 m 處的相對(duì)位移逐漸減小，其位移差也逐步減小變?yōu)樨?fù)數(shù)，14 m 測(cè)點(diǎn)位移差在之后基本保持不變趨于穩(wěn)定。由此分析上部位移主要是由于下部局部巖體發(fā)生破壞損傷造成上部巖體逐步失去平衡發(fā)生移動(dòng)，當(dāng)上部巖體位移變形量達(dá)到其極限抗拉強(qiáng)度時(shí)，便出現(xiàn)張拉裂縫。

在2012 －08—2013 －01 期間，深度14 m 測(cè)點(diǎn)位移增長(zhǎng)量為31.3 mm。在多級(jí)邊坡頂部局部出現(xiàn)張拉裂縫。由圖5 中Step78 －16 ～Step78 －22 看出，多級(jí)邊坡頂部出現(xiàn)大面積的損傷，該損傷區(qū)域主要產(chǎn)生張拉破壞。由此分析，5 －D 測(cè)點(diǎn)附近特征與模擬結(jié)果基本保持一致。

4 結(jié) 論

一次開(kāi)采和連續(xù)開(kāi)采只是在時(shí)間步驟、空間位置、多級(jí)邊坡結(jié)構(gòu)穩(wěn)定性分析上不同，一次開(kāi)采數(shù)值模擬的邊坡安全系數(shù)偏大，得到的邊坡安全貯備過(guò)于保守。時(shí)間、空間效應(yīng)造成連續(xù)開(kāi)采多級(jí)邊坡局部破壞效應(yīng)比一次性開(kāi)采局部破壞效應(yīng)明顯。連續(xù)開(kāi)采時(shí)間、空間效應(yīng)對(duì)多級(jí)邊坡每個(gè)坡腳附近產(chǎn)生起始損傷效應(yīng)，而一次性開(kāi)采起始損傷點(diǎn)由多級(jí)邊坡底部向上逐漸循環(huán)誘導(dǎo)發(fā)展。在連續(xù)開(kāi)采的過(guò)程中引起多級(jí)邊坡局部失穩(wěn)破壞。

連續(xù)開(kāi)采和一次性開(kāi)采多級(jí)邊坡的損傷機(jī)理基本保持一致。連續(xù)開(kāi)采下多級(jí)邊坡在時(shí)間、空間效應(yīng)作用下，由局部產(chǎn)生起始損傷點(diǎn)，起始損傷點(diǎn)逐步向靠近懸空偏向下方擴(kuò)展形成新的損傷域。損傷域遠(yuǎn)離懸空面方向逐步向上擴(kuò)展，且在每個(gè)坡腳內(nèi)部附近巖體產(chǎn)生新的損傷點(diǎn)，原始損傷域誘導(dǎo)新的損傷點(diǎn)向其擴(kuò)展，原始損傷和新的損傷點(diǎn)逐步逼近、重合、貫通。在伴隨整個(gè)誘導(dǎo)貫通損傷的過(guò)程中，在該貫通損傷區(qū)上部繼而產(chǎn)生新的損傷點(diǎn)，整個(gè)過(guò)程往復(fù)循環(huán)，逐步向多級(jí)邊坡頂部發(fā)展。整個(gè)損傷破壞過(guò)程可以歸納為起始損傷—新的損傷點(diǎn)—向已損傷區(qū)域擴(kuò)展—新貫通損傷區(qū)域—新的損傷點(diǎn)，其中損傷的擴(kuò)展、貫通伴隨著巖體內(nèi)部應(yīng)力遷移。

［1］ 時(shí)衛(wèi)民，葉曉民，鄭穎人. 階梯形邊坡的穩(wěn)定性分析［J］. 巖石力學(xué)與工程學(xué)報(bào)，2002，21(5):698-701.

Shi Weimin，Ye Xiaomin，Zheng Yingren. Stability analysis on stepshaped slope［J］. Chinese Journal of Rock Mechanics and Engineering，2002，21(5):698-701.

［2］ 李 忠，朱彥鵬. 多階邊坡滑移面搜索模型及穩(wěn)定性分析［J］.巖石力學(xué)與工程學(xué)報(bào)，2006，25(1):2842-2847.

Li Zhong，Zhu Yanpeng. Search model of slip surface and stability analysis of multi-step slope［J］. Chinese Journal of Rock Mechanics and Engineering，2006，25(1):2842-2847.

［3］ 鄭穎人，趙尚毅. 有限元強(qiáng)度折減法在土坡與巖坡中的應(yīng)用［J］.巖石力學(xué)與工程學(xué)報(bào)，2004，23(19):3381-3388.

Zheng Yingren，Zhao Shangyi. Application of strength reduction FEM in soil and rock slope［J］. Chinese Journal of Rock Mechanics and Engineering，2004，23(19):3381-3388.

［4］ 趙尚毅，鄭穎人，時(shí)衛(wèi)民，等. 用有限元強(qiáng)度折減法求邊坡穩(wěn)定安全系數(shù)［J］.巖土工程學(xué)報(bào)，2002，24(3):343-346.

Zhao Shangyi，Zheng Yingren，Shi Weimin，et al. Analysis on safety factor of slope by strength reduction FEM［J］. Chinese Journal of Geotechnical Engineering，2002，24(3):343 -346.

［5］ 連鎮(zhèn)營(yíng)，韓國(guó)城，孔憲京. 強(qiáng)度折減有限元法研究開(kāi)挖邊坡的穩(wěn)定性［J］. 巖土工程學(xué)報(bào)，2001，23(4):407-411.

Lian Zhenying，Han Guocheng，Kong Xianjing. Stability analysis of excavation by strength reduction FEM［J］. Chinese Journal of Geotechnical Engineering，2001，23(4):407-411.

［6］ 韓愛(ài)民，李建國(guó)，傅國(guó)利，等. 基于有限差分強(qiáng)度折減法的多級(jí)邊坡破壞模式研究［J］. 工程地質(zhì)學(xué)報(bào)，2006，15(6):784-788.

Han Aimin，Li Jianguo，F(xiàn)u Guoli，et al. Numerical analysis of falfure modes in slope with multi-steos using shear stenghen reduce on FDM［J］. Journal of Engineering Geology，2006，15(6):784-788.

［7］ 陳 佳，唐開(kāi)元，周雪斐. 基于數(shù)值模擬的露天邊坡強(qiáng)度折減法穩(wěn)定性分析［J］. 金屬礦山，2012(6):26-28.

Chen Jia，Tang Kaiyuan，Zhou Xuefei. Analysis the stability of slope in open-pit mine by strength reduction methods based on numerical simulation［J］. Metal Mine，2012(6):26-28.

［8］ 陳國(guó)慶，黃潤(rùn)秋，石豫川，等. 基于動(dòng)態(tài)和整體強(qiáng)度折減法的邊坡穩(wěn)定性分析［J］. 巖石力學(xué)與工程學(xué)報(bào)，2014，33(2):243-256.

Chen Guoqing，Huang Runqiu，Shi Yuchuan，et al. Stability analysis of slope based on dynamic and whole stenggth reduction methods［J］. Chinese Journal of Rock Mechanics and Engineering，2014，33(2):243-256.

［9］ 楊光華，張玉成，張有祥. 變模量彈塑性強(qiáng)度折減法及其在邊坡穩(wěn)定分析中的應(yīng)用［J］. 巖石力學(xué)與工程學(xué)報(bào)，2009，28(7):1506-1512.

Yang Guanghua，Zhang Yucheng，Zhang Youxiang. Variable modulus elastic-plastic strength reduction method and its application to slope stability analysis［J］. Chinese Journal of Rock Mechanics and Engineering，2009，28(7):1506-1512.

［10］ 唐春安，李連崇，李常文，等. 巖石工程穩(wěn)定性分析RFPA 強(qiáng)度折減法［J］. 巖石力學(xué)與工程學(xué)報(bào)，2006，25(8):1522-1530 .

Tang Chun＇an，Li Lianchong，Li Changwen，et al. RFPA strength reduction method for analysis of stability of rock engineering［J］.Chinese Journal of Rock Mechanics and Engineering，2006，25(8).1522-1530 .

［11］ 李連崇，唐春安，梁正召，等. RFPA 邊坡穩(wěn)定性分析方法及應(yīng)用［J］. 應(yīng)用基礎(chǔ)與工程科學(xué)學(xué)報(bào)，2007，15(4):501-508.

Li Lianchong，Tang Chun＇an，Liang Zhengzhao，et al. RFPA method for slope stability analysis and associated application［J］. Journal of Basic Science and Engineering，2007，15(4):501-508.

［12］ 張擁軍，楊登峰，王金濤，等. 露天邊坡局部失穩(wěn)特征的數(shù)值分析及檢測(cè)［J］. 金屬礦山，2014(10):142-147.

Zhang Yongjun，Yang Dengfeng，Wang Jintao，et al. Numerical analysis and monitoring of local instability characteristics of the open pit slope［J］. Metal Mine，2014(10):142-147.

［13］ 朱萬(wàn)成. 混凝土斷裂過(guò)程的細(xì)觀數(shù)值模型及應(yīng)用［D］. 沈陽(yáng):東北大學(xué)，2001.

Zhu Wancheng.Mesoscopic Numerical Model for Fracure Pocess of Concrete and Its Application［D］.Shenyang:Northeastern University，2001.