劉 建，彭府華，王春毅，張 超，楊 濤，閆偉峰，盧長偉

(1.金屬礦山安全技術(shù)國家重點實驗室，湖南 長沙 410012;2.長沙礦山研究院有限責任公司， 湖南 長沙 410012;3.洛陽欒川鉬業(yè)集團股份有限公司，河南 洛陽 471500)

0 引言

我國露天開采的非煤礦石產(chǎn)量所占比重比較大，其中鐵礦占77%，有色金屬礦石占52%，化工原料占70.7%，建筑材料幾乎占100%，而其中有將近40%的露天礦山存在不同程度的邊坡穩(wěn)定性問題[1]。隨著我國露天礦山開采逐步向高深度、高強度、大規(guī)模方向發(fā)展，邊坡失穩(wěn)風險也愈加嚴峻。據(jù)不完全統(tǒng)計，我國大中型露天開采礦山中，不穩(wěn)定邊坡或具有潛在滑坡危險的邊坡占邊坡總量的15%～20%，個別礦山高達30%[2]。邊坡失穩(wěn)不僅給礦山企業(yè)造成重大經(jīng)濟損失，還可能會造成人員傷亡，產(chǎn)生嚴重的安全生產(chǎn)事故。因此，加強露天礦山邊坡防治技術(shù)研究具有重要的現(xiàn)實意義。

以設置抗滑樁、擋土墻、錨索(錨桿)及格構(gòu)梁等支擋結(jié)構(gòu)增大邊坡抗滑力的技術(shù)措施是目前加固治理邊坡的重要手段。1985年修訂的《路基設計規(guī)范》強調(diào)滑坡治理要綜合整治、支擋為主。微型抗滑樁通常是一種直徑小于300 mm的鉆孔樁，樁內(nèi)含有鋼筋、鋼管或鋼軌等加筋體。其主要特點為：非開挖施工，對滑體擾動?。皇┕C具小，適用于狹窄的施工作業(yè)區(qū)；樁位布置靈活；對土層適用性強；施工振動、噪音小[3]。采用抗滑樁進行邊坡加固和滑坡治理一方面利用加筋體與周邊漿體形成微型樁，并使其嵌入到滑動面以下基巖足夠深度，發(fā)揮抗滑作用；另一方面樁周與樁間土體或破碎巖體形成整體，增加滑體抗剪能力及剛度，起到加固作用。應用案例如通平高速K38+560～K38+680段邊坡治理[4]，陜北某省省道滑坡應急搶修工程[5]，三峽樹坪某路段路面K9+590～K10+790右側(cè)滑坡工程等[6]。預應力錨索格構(gòu)梁結(jié)構(gòu)能將錨索的錨固作用與混凝土格構(gòu)梁的支擋作用有效的結(jié)合起來，采用預應力反壓技術(shù)增大滑裂面上巖土體的摩擦力，通過格構(gòu)梁增大變形抑制范圍，再輔以植被防護、噴砼防護等表面加固措施形成一個由表及里的加固體系。其在深圳市羅芳山莊邊坡加固、黃貝嶺滑坡治理、清連一級公路邊坡治理中都得到了成功應用[7]。

我國既有露天礦山總體邊坡普遍偏安全，邊坡失穩(wěn)情況絕大多數(shù)發(fā)生在臺階邊坡或組合臺階邊坡[8]，本文針對露天礦山組合臺階邊坡的特點提出一種預應力錨索格構(gòu)梁和微型抗滑樁群組合加固邊坡方案，以三道莊露天礦觀禮臺下部滑坡治理為例，介紹其實施過程，為其它類似礦山邊坡的治理提供借鑒與指導。

1 邊坡基本概況

滑坡位于礦區(qū)觀禮臺下部北側(cè)邊坡，地貌為中低山，整體地形坡角一般為30°～40°，局部可達50°左右?；虑熬墭烁? 474 m，后緣標高1 556 m，總體形態(tài)為前緣碎石土斜坡、后緣頂部為人工填土堆載，如圖1所示[9]。通過與礦山開挖前的原始地形對比，原地形為一與現(xiàn)地形逆向的邊坡，北高南低，頂部經(jīng)排渣堆載后形成觀景平臺，并設立了觀禮臺建筑、觀景石等，邊坡北部由于采礦開挖形成了梯狀斜坡。

圖1 滑坡范圍示意圖Fig.1 Sketch of landslide range

坡體中下部發(fā)育有斷裂帶1處，該斷層產(chǎn)狀330°∠40°，破碎帶寬度約7～10 m，鉆孔揭露厚度9.1 m，破碎帶主要為壓碎巖，片巖碎屑，呈碎裂結(jié)構(gòu)，巖芯極破碎-較破碎。該斷層造成滑坡坡體基巖破碎，為滑坡堆積物的產(chǎn)生和軟弱帶的形成提供了一定的條件。

滑體變形特征明顯，早期主要為崩坡積塊石土、碎石土堆積于斜坡，由于礦坑內(nèi)側(cè)邊坡開挖形成較高的臨空面使得邊坡前緣垮塌，在頂部堆載、地下水和破碎帶的作用下，導致后緣逐級滑動，目前已經(jīng)發(fā)生了嚴重的失穩(wěn)破壞?；伦冃螀^(qū)平面形態(tài)總體上略呈“倒梯形”，為縱長式滑坡，橫向平均寬度70 m，縱向平均長度120 m，面積約8 099 m2，滑體平均厚度約15 m。

據(jù)地面調(diào)查和鉆探揭露，滑體為第四系滑坡堆積層碎石、塊石(原中風化片巖)，滑面(帶)為碎石、塊石，滑床為中風化片巖。根據(jù)宏觀判定：由于滑坡成因復雜，該滑坡的變形破壞程度有一定差異，主要為多級滑動、局部滑塌。該滑坡目前主要為弱變形區(qū)(蠕動變形區(qū))，破壞模式較為復雜，前緣由于坡腳開挖為牽引式，后緣由于頂部堆載為推移式。綜合判定該滑坡為表層堆積層和局部基巖混合型滑坡。分析該滑坡的形成歷史及演化機制，必須同礦區(qū)的開挖過程緊密聯(lián)系，人工挖掘造就了該區(qū)地形的特殊形態(tài)，頂部的堆載和坡腳的開挖，造成了斜坡的形態(tài)，破碎帶和頂部碎石填土的存在提供了松散物質(zhì)的賦存空間，片巖的順層片理和軟弱節(jié)理加劇了軟弱帶的形成，最終演化形成了現(xiàn)有的空間形態(tài)和變形表象。

2 穩(wěn)定性分析評價

圖2 滑坡穩(wěn)定性計算簡圖Fig.2 Landslide stability calculation sketch

選取1-1′、2-2′、3-3′剖面，采用基于極限平衡理論的傳遞系數(shù)法進行穩(wěn)定性分析和推力計算。根據(jù)現(xiàn)場變形及主要裂縫展布情況，按照最不利情況綜合確定可能的剪出口位置，將頂部堆載礦渣考慮為附加荷載，滑坡穩(wěn)定性計算簡圖如圖2所示?？紤]三種計算工況，①自重工況，處于天然狀態(tài)下的工況；②自重+地下水工況，考慮地下水滲流力的天然狀態(tài)下的工況；③自重+暴雨+地下水工況，考慮地下水滲流力的全坡體飽和狀態(tài)下的工況。天然工況下按天然重度計算滑體自重，暴雨工況下按飽和重度計算滑體自重。根據(jù)《滑坡防治工程設計與施工技術(shù)規(guī)范》5.1～5.4節(jié)有關(guān)規(guī)定：滑坡防治等級為Ⅲ級。當滑坡防治等級為Ⅲ級時，可不考慮地震荷載，故計算工況不考慮地震工況。計算結(jié)果見表1，其中滑坡穩(wěn)定狀態(tài)根據(jù)計算出的穩(wěn)定系數(shù)按《滑坡防治工程勘查規(guī)范》(GBT32864—2016)的有關(guān)規(guī)定確定。

表1 計算結(jié)果

通過宏觀調(diào)查判斷及定量計算綜合分析可以得出：滑坡現(xiàn)階段整體處于基本穩(wěn)定狀態(tài)，但隨著暴雨、地下水的影響，滑坡變形將不斷增加，穩(wěn)定性將降低，進而處于欠穩(wěn)定-不穩(wěn)定狀態(tài)，最終發(fā)生整體失穩(wěn)。

3 治理方案與施工過程

整體治理方案如圖3(a)所示，聯(lián)合運用微型抗滑樁與預應力錨索格構(gòu)梁作為主要支擋結(jié)構(gòu)，并輔以擋土墻、高壓注漿、鋼筋混凝土地梁、噴射混凝土等技術(shù)措施，最終由上至下形成三級支擋體系。根據(jù)礦山規(guī)劃，該處滑坡治理分兩階段實施，第一階段首先治理1 498 m平臺以上邊坡；第二階段再治理1 498 m平臺以下邊坡。以第二階段的治理施工過程及關(guān)鍵施工技術(shù)為例進行介紹，具體方案如圖3(b)、(c)、(d)所示。

圖3 滑坡治理方案Fig.3 Treatment scheme of Guanlitai Landslide

根據(jù)滑體深度不同將滑坡范圍沿垂直坡向劃分為A、B、C、D四個區(qū)域，在1 498 m平臺(最終寬度為8 m)中間對稱布置3排微型抗滑樁，鉆孔直徑為130 mm，每根抗滑樁采用4根直徑為20 mm的HRB400E鋼筋，利用對中支架固定?？够瑯恫捎镁匦尾贾?，排距為2 m，A、B、D區(qū)孔距為3 m，C區(qū)孔距為2 m，抗滑樁長度如圖3(d)所示以確保嵌入基巖足夠深度。在每根抗滑樁鋼筋籠中間另布設一根注漿管，采用高壓注漿工藝，利用水泥漿體增大破碎巖體的黏聚力，漿體水灰比為0.5∶1，注漿壓力為1.5 MPa。

該露天礦山臺階高度一般為24 m，為有效減少滑坡前緣一次暴露面積，從滑坡治理穩(wěn)定性和施工安全角度考慮分1 498～1 486 m和1 486～1 474 m兩個坡面進行先后施工，并在1 486 m留設2 m左右的小平臺，待1 498～1 486 m預應力錨索張拉后在進行下部削坡。設計平臺寬度及坡面坡度均滿足礦山邊坡總體坡度及露天境界要求，確保邊坡下部盡量不壓礦，滿足礦山生產(chǎn)要求。護坡采用鋼筋混凝土格構(gòu)梁，沿斜坡坡向布置，格構(gòu)梁水平間距與豎直間距均為6 m，截面形狀為矩形，高×寬為0.4 m×0.3 m。錨索采用6根直徑15.24 mm、公稱抗拉強度為1 860 MPa的鋼絞線，如圖3(c)所示。錨索鉆孔直徑為130 mm，與水平面夾角為30°，采用M30水泥砂漿灌注?；炷粮駱?gòu)梁及錨索施工完畢后，對坡面進行噴射混凝土封閉，最后對錨索進行預張拉，拉力為設計拉力的70%。1 486～1 474 m坡面格構(gòu)梁及錨索施工步驟與上部坡面相同，施工完畢待注漿體強度達到25 MPa后錨索拉力全部張拉至設計值。在1 474 m平臺布置兩排微型抗滑樁，采用梅花形交錯布置，排距為1 m，孔距為1.5 m，樁長9 m，采用灌漿工藝，同時在抗滑樁之上澆筑截面為1.2 m×0.5 m的鋼筋混凝土地梁。

4 關(guān)鍵施工工藝

4.1 破碎巖體光面爆破技術(shù)

由于1 486～1 474 m巖體相對較硬，無法利用挖機削坡，故采用光面爆破技術(shù)進行削坡。本區(qū)域地層為風化半風化黑云母長英角巖，巖層節(jié)理裂隙發(fā)育。光面爆破方案如圖4所示。

經(jīng)過數(shù)十年的爆破生產(chǎn)實踐，礦山公司已形成一套實用有效的光面爆破設計方案[10-11]，該方案一般適用于完整巖體，對于本次爆破的破碎巖體，設計時減少了光面孔孔距及炸藥單耗。本次爆破正常孔孔距4 m，距離緩沖孔的排距3 m，角度為70°，孔深16.2～16.5 m。緩沖孔孔距4 m，距離光面孔的排距2.5 m，孔深13.8～16.8 m，角度為70°。光面孔孔距為1 m，孔深14.0～16.8 m，角度為65°。三種孔的孔徑均為140 mm。正常孔與緩沖孔采用間隔裝藥；光面孔采用不耦合裝藥，不耦合系數(shù)為4.3，藥卷為2號巖石乳化炸藥，藥卷間距平均為16 cm。光面孔孔口充填物以下預留1 m高度，作為孔口減弱區(qū)，防止超深破壞造成坡線不齊，孔底采用雙藥卷加強，防止產(chǎn)生根底。圖5為三種爆破孔的裝藥結(jié)構(gòu)示意圖。對于完整巖體的光面爆破，光面孔孔距一般為1.2～1.5 m，炸藥單耗為0.2 kg/m3，而本次爆破光面孔孔距為1 m，炸藥單耗為0.15 kg/m3。圖6為最終的光面爆破效果。

圖4 光面爆破方案Fig.4 Smooth blasting scheme

圖5 裝藥結(jié)構(gòu)示意圖Fig.5 Schematic diagram of charging structure

圖6 爆破效果Fig.6 Blasting result

4.2 分層削坡連續(xù)施工方案

1 498～1 486 m坡面的施工方案為：利用挖機進行全坡面一次削坡，然后沿坡面搭建腳手架，采用70型潛孔鉆機進行錨索鉆孔，如圖7(a)所示。該方案的施工進度緩慢，一方面是70型潛孔鉆機的鉆進速率不高，且在腳手架上人工移動鉆機耗時且耗力；另一方面由于巖體較破碎，鉆孔過程中經(jīng)常發(fā)生塌孔及卡鉆事故(鉆孔時間較長)，一旦發(fā)生塌孔及卡鉆，不得不在旁邊附近重新鉆孔，卡鉆嚴重時不得不將鉆桿廢棄在鉆孔內(nèi)，導致施工成本增大。在1 486～1 474 m坡面施工時提出一種分層削坡連續(xù)施工方案，對坡面進行光面爆破以后，分層削坡，借助下部破碎巖石的支撐作用，利用礦山履帶式液壓潛孔鉆機進行錨索鉆孔，待錨索施工完畢后再進行下一分層的削坡工作，如圖7(b)所示。履帶式液壓潛孔鉆機的成孔速度非?？?，同時也大大減少了塌孔及卡鉆事故，加快了施工進度。

圖7 施工方案Fig.7 Construction schemes

5 施工過程監(jiān)測

為對施工過程中邊坡的變形進行監(jiān)測，在對1 498～1 486 m坡面進行削坡前在1 498 m平臺布置了2個變形監(jiān)測點(圖3(b))。此外，在對1 498 m以上邊坡進行治理時，在1 522～1 498 m坡面埋設了2個錨索測力計，一個損壞失效，另一個工作正常。采用全站儀定期測量監(jiān)測點的坐標，同時定期記錄錨索測力計的數(shù)值，從位移和力兩個角度綜合確定邊坡的變形情況。測量及記錄結(jié)果見圖8，監(jiān)測點觀測結(jié)果中北坐標反映了沿坡向的變形位移，邊坡滑動方向如圖1所示。

圖8 施工過程監(jiān)測結(jié)果Fig.8 Monitoring results of construction process

以兩次爆破的時間為界，整個變形監(jiān)測過程可以分為三個階段。第一階段為1 498～1 486 m削坡至1 486～1 474 m境界推進爆破階段，該階段①號觀測點沿坡向發(fā)生輕微錯動，變形量為5 mm左右，但高程基本沒有變化；②號觀測點沿坡向滑移十分顯著，北坐標增量大致為13 mm，高程降低5 mm；錨索拉力無明顯變化。該階段主要是1 498～1 486 m開挖，造成下部支擋力減弱，繼而上部邊坡表現(xiàn)出變形滑移趨勢。第二階段為1 498～1 486 m坡面施工至1 486～1 474 m削坡光面爆破階段，該階段①號測點無明顯變形趨勢；②號測點北坐標繼續(xù)增大，排渣完畢之前變形較快，之后變化速率減慢，此階段北坐標增量為20 mm左右；錨索拉力具有類似的變化趨勢，排渣過程中錨索拉力增長顯著，由534 kN增加到619 kN，排渣完畢之后，錨索拉力增速減慢直至穩(wěn)定在660 kN左右。第三階段為1 486～1 474 m坡面施工階段，①號觀測點仍然變化不明顯；②號觀測點仍然出現(xiàn)滑移，但逐漸趨于穩(wěn)定狀態(tài)；錨索拉力穩(wěn)定在662 kN左右。從全過程來看，②號觀測點與①號觀測點的北坐標均呈現(xiàn)出增大趨勢，且②號觀測點的位移更明顯，但兩個點的高程坐標變化不顯著。從圖3(b)、(d)可以看出兩個觀測點均位于C區(qū)，②號觀測點下部緊鄰破碎帶且其大致位于滑體中部，因此相對于①號觀測點產(chǎn)生的施工變形量較大。爆破振動作用及坡腳開挖造成的下部支擋力減弱是引起邊坡施工變形的主要原因，但隨著施工結(jié)束，支擋結(jié)構(gòu)發(fā)揮作用，邊坡內(nèi)部經(jīng)過應力調(diào)整逐漸達到新的平衡狀態(tài)，其變形逐漸停止。圖9為該邊坡的最終治理效果。

圖9 治理效果示意圖Fig.9 Schematic of the final slope after reinforcement

6 結(jié)論

(1)宏觀調(diào)查與定量計算結(jié)果表明：礦山觀禮臺下部邊坡現(xiàn)階段整體處于基本穩(wěn)定狀態(tài)，但隨著暴雨、地下水的影響，穩(wěn)定性將不斷降低，最終會發(fā)生整體失穩(wěn)；此外，下部平臺推進需對坡腳進行開挖，也會導致邊坡整體失穩(wěn)，對該邊坡進行治理滿足礦山生產(chǎn)、安全雙重需求。

(2)提出一種以預應力錨索格構(gòu)梁和微型抗滑樁群作為主要支擋結(jié)構(gòu)的露天礦山組合臺階式邊坡加固方案，實際應用效果表明該方案可行有效，隨著削坡及施工過程的結(jié)束，邊坡變形逐漸穩(wěn)定并趨于停止，至今治理后邊坡狀態(tài)良好，未出現(xiàn)明顯的變形錯動及滑移跡象。