基于地震時程分析的尾礦壩穩定性評價

郝 喆

（1.遼寧大學 環境學院，遼寧 沈陽110036；2.遼寧有色勘察研究院，遼寧 沈陽110013）

0 引言

地震作用下，邊坡穩定性評價有兩類主要指標：地震永久變形和穩定安全系數［1］。

地震永久變形從滑體在地震力作用下的運動規律出發，計算其剛體位移，推求壩體可能發生的永久變形量。變形屬于反映尾礦壩穩定狀態的綜合指標，顯然要比單靠一個極限平衡的安全系數合理，其缺點是不如穩定系數直觀，另外目前規范對尾礦壩的位移預警閾值仍沒有準確界定。

安全系數是一個很直觀的穩定性評價指標，尾礦庫的設計及安全規范［2，3］推薦的也是安全系數法。地震分析時一般采用擬靜力法，不考慮地振動頻率、次數和持續時間，又未考慮壩身材料的動力性質和阻尼性質等［4］，因而無法給出壩體在地震時的反應特性。規范［2］也指出，對于高烈度區的大型尾礦壩，除按擬靜力法計算外，應開展專門的時程法抗震計算，彌補擬靜力法計算的不足。時程分析法可給出動力抗滑穩定系數隨時間的變化規律，較好地分析邊坡的穩定狀態。

有鑒于此，本文采用永久變形分析和地震時程分析相結合的綜合分析方法，開展某大型尾礦壩的穩定性評價，為現場尾礦庫提供更為可靠的穩定性判據。

1 現場概況

某尾礦庫為山谷型，初期壩由碎石堆積而成；后期壩采用上游法尾砂筑壩，總壩坡比1 ∶4，子壩每次堆積高度2 m，按0.5m 層厚分層碾壓或夯實，尾礦在壩前均勻堆放，保持壩體協調上升。現狀壩頂標高約為226m，壩軸線長713 m，總壩高約為74m，全庫容1600 萬m3，堆積壩外坡比約為1 ∶4.0，干灘長度約為300 m（圖1）。

圖1 尾礦壩外坡面Fig.1Outsideslope surfaceof tailingsdam

尾礦庫排洪方式采用排水井-排水隧洞（排水涵管）。壩體設有橫縱向排水溝和橫向排滲管。尾礦庫設有壩體位移觀測點和浸潤線觀測孔。

2 計算模型建立

2.1 工程地質剖面

據勘察報告給出的最大壩高工程地質主剖面建模，各土層分布情況與之一致（圖2）。

圖2 尾礦壩主剖面圖Fig.2 Main profileof tailingsdam

2.2 計算參數選取

尾礦庫地層由天然地層、尾礦堆積物及人工堆積層構成，天然地層、人工堆積層較為簡單，尾礦堆積物構成及分布較復雜。根據巖土工程勘察報告，確定計算參數如表1所示。

表1 巖土體物理力學參數推薦表

2.3 地震荷載確定

工程場地所在地區的基本設防烈度為Ⅶ度（0.10g）。壩體底部地面地震加速度分別采用工程場地50年超越概率10%、5%的時程輸入曲線［5］，如圖3和圖4所示。

圖3 場地地表水平向地震時程曲線（50 年超越概率10%）Fig.3Horizontal seismictimehistorycurve of ground surface（10% Transcendentalprobability during 50 year）

圖4 場地地表水平向地震時程曲線（50 年超越概率5%）Fig.4 Horizontal seismictime history curve of ground surface（5%Transcendental probability during 50 year）

2.4 有限元網格劃分

有限元計算模型按1∶1000的比例建立。網格劃分如圖5所示。

2.5 本構模型

采用“莫爾-庫倫”模型和“修正UBCSAND”模型。修正UBCSAND是基于有效應力用塑性理論來模擬液化現象的模型［6］，該模型在2D基礎上擴展為3D應力狀態，可以進行隱式非線性分析，適于模擬地震荷載作用下砂土液化現象。

2.6 人工邊界

早期動力分析時，模型邊界條件一般是遠離計算區域設置固定邊界或自由邊界，不能模擬無限半空間中波動能量的傳播過程，會導致波動能量在模型中反復反射傳播而影響計算結果，計算精度低，尤其在輸入動力荷載時程較長時邊界的影響更突出，而且還會引起計算不收斂而無法完成動力分析［7］。為解決該問題，模型采用較先進的粘性邊界，如圖6所示。

3 尾礦壩地震動力分析

3.1 動力分析工況

考慮到同時遭遇設計頻率的洪水和設防烈度地震的幾率太小，設計頻率的洪水不易形成穩定的浸潤線，特殊運行工況中地震荷載不再與設計頻率洪水位的滲透壓力組合。在尾礦壩的地震動力計算中按尾礦庫正常水位工況進行計算。

3.2 特征周期計算

尾礦壩形態與土層材料離散性的特征決定了尾礦壩的模態較多，顯然絕大數的振型模態都是次要可忽略的，但為在振型疊加時取得更高的精度，在計算中取50階進行計算。經計算得出，壩體在不同標高下的固有振型周期如表2所示。

表2 尾礦壩特征周期計算結果統計表

3.3 壩體永久變形分析

3.3.1 分析方法

壩體在地震荷載作用下的永久變形分析采用直接積分法［8］，在各個地震時程荷載作用下的時間步驟按尾礦壩模型的特征周期的10～20%選取。以現狀壩高工況為例，現狀壩高的尾礦壩場地自振卓越周期為0.973s，那么計算時間步增量取0.2s，計算荷載總時程63s，總的計算步驟為315步。限于篇幅，僅以基本烈度下（50年超越概率10%）的永久變形分析為例。

3.3.2 初期壩頂

初期壩頂位移曲線如圖7所示。經計算，壩頂結點在地震荷載作用下的最終永久變形（塑性變形）約為0.14m。

3.3.3 堆積壩（壩高30m、50m 和灘頂）

尾礦壩在不同堆積標高時的壩頂位移曲線如圖8所示，計算結果：

（1）標高30m 的壩坡結點在地震荷載作用下的最終永久變形（塑性變形）約為0.24m。

（3）灘頂標高結點在地震荷載作用下的最終永久變形（塑性變形）約為0.24m。受鞭梢效應影響，該點在地震荷載作用下一直在原位置左右振蕩，位移較對稱。由于豎向荷載小，因而塑性變形相對較小。

（4）在地震荷載作用下，壩體總高中部附近土層在地震荷載及上部土體的荷載綜合作用下塑性變形較大，易發生土體失穩。初期壩上方一定范圍內土體在初期壩的作用下塑性變形較小。

3.3.4 位移云圖分析

圖9為基本烈度水平地震荷載作用下的土體水平變形情況，可以看出：

（1）粘性邊界在一定范圍內對模型的計算結果有一定影響，但從標記出的初期壩下位移結果（0.004m）可知，模型邊界已足夠大，沒有影響到重點計算區域的結果，能夠滿足要求。

（2）在此地震荷作用下，壩體坡面中上部的水平位移變形較大，易發生土體滑坡。

3.4 壩體地震穩定性分析

壩體地震穩定性計算采用時程+SRM法。SRM法即強度折減法，可以滿足平衡力條件、協調條件、本構方程和邊界條件的要求，較為真實地模擬邊坡破壞形態及現場條件，得到邊坡最小安全系數及邊坡破壞性狀的詳細信息，此外破壞過程是自動完成的，不需假定破壞面。50 年超越概率10%和5%的安全系數時程計算結果如圖10-11所示。

由圖10-11可知，壩體在地震荷載作用下安全系數有較大波動，某些時刻安全系數小于0.5，出現小量計算不收斂時刻。從安全系數時程曲線可知，壩體的安全系數在1.2上下波動，雖然后期數值有減小的趨勢，但壩體的穩定性系數大于1，壩體處于基本安全狀態，但安全儲備不足。

4 主要結論和建議

4.1 主要結論

（1）尾礦壩的地震響應與尾礦壩壩體的特征周期、地震波的特性有密切關系。相同壩體狀態在輸入不同特性的地震荷載作用時，尾礦壩的地震響應截然不同，有較大差異。

（2）壩體在地震荷載作用下均出現了不同程度的塑性變形，且塑性變形不斷累加，影響壩體的整體穩定性。

（3）尾礦壩在現狀壩高狀態下，遇到與計算所用的2條地震波（50 年超越概率10%和5%）類似的地震荷載作用，壩體剛剛滿足規范要求；若遇到罕遇地震的地震荷載作用時，將有失穩的風險。

（4）在地震荷載作用下，灘頂及靠近最高子壩一定范圍內的下部地層有液化現象，對壩體的穩定性不利。

4.2 建議

（1）對現有初期壩進行加固，提高初期壩在壩整體穩定性方面的作用；對初期壩后淺層的透鏡體及粘質粘土層采取改良、加固等技術措施。

（2）改善筑壩材料的力學性能，改進筑壩工藝；采取有效排滲措施降低壩體浸潤線高度，從而改善土層的力學性能，減小地震液化范圍。

（3）增大正常運營狀態下的干灘長度，使壩后大范圍內沉積尾礦粗顆粒，從而增大土層的滲透系數、改善壩體的自振特性和性能。

（4）確保在線監測設施可靠性，保證監測數據傳輸的及時準確，密切監控尾礦庫安全狀態。