堆石壩軟基處理三維有限元方法研究

何同慶

（長沙有色冶金設計研究院有限公司，湖南 長沙 410011）

引 言

尾礦庫是金屬、非金屬礦山貯存礦石選別后排出尾礦的場所；尾礦庫筑壩方式有多種，碾壓堆石壩是尾礦庫最常見的一種壩型；壩基穩定對堆石壩的安全有至關重要作用，壩基的滑動失穩是引發事故的重要原因。如何相對客觀、準確地根據壩基較小的抗剪斷凝聚力和抗剪斷摩擦系數，采取有效措施，提高壩基的抗剪能力，是尾礦庫設計者在項目中首當其沖要解決的問題。

本文以廣西某鋁廠新建LD庫1號壩為例，闡述筆者在設計中，通過建立三維有限元計算模型，對壩基軟弱帶附近位移、應力、塑性狀態計算結果進行研究，提出合適的軟弱帶處理措施，并對其效果加以分析，以獲取消除壩基滑動失穩危險因素的方法。

1 工程概況

LD庫地處云貴高原和廣西丘陵山區的斜坡過渡地帶。庫區為大致呈倒“T”型展布的天然巖溶洼地，區域內多為灰巖組成的峰林巖溶地形，地貌上為洼地、坡谷覆蓋物或巖溶充填物，庫岸山勢陡峭多為懸崖，岸坡上分布有溶洞、溶蝕裂隙，山峰、山坡基巖裸露。場地抗震設防烈度為6度。

LD庫，儲存堆積型鋁土礦的洗礦礦泥，總庫容4036萬m3，三等庫。因庫內的礦泥力學指標過低，擬采用一次性建壩方式儲存。

1號外壩壩址位于庫區東北角，壩型為碾壓堆石壩，壩頂設計高程為930 m，設計最大壩高為30 m，軸線長度180 m，由前擋墻，堆石體和后擋墻組成（見圖1）；堆石壩上游邊坡1∶1.4，下游1∶1.6，擋墻上下游邊坡1∶0.8。

圖1 碾石壩擬定結構示意圖

壩址處山脊埡口，沿南西、北東兩向標高降低；兩側壩肩為山坡，均處于自然穩定狀態，除局部分布有塊石及粘性土外，大部分基巖裸露。壩址區域地表巖溶一般發育，地下巖溶發育，主要的巖溶形態為溶槽及溶洞。垂直壩軸線壩址地面覆蓋一定范圍粘土，覆蓋范圍見圖2。

圖2 壩址粘土覆蓋圖

壩址鞍部有F9-1斷裂穿過，傾向160°，傾角50°，影響寬度約30 m。鉆孔發現，076號溶槽大致位于埡口中軸線上，垂直壩軸線，面積約占壩址范圍的一半，溶槽寬35～60 m不等，平均深7.7～19.0 m，局部深近30 m。溶槽被鋁土礦、含碎石粉質粘土或粉質粘土充填，規模較大。

溶槽內充填粉質粘土，施工開挖時斷面縮小，寬度更窄，而軟弱土層深度過深，極有可能無法全部挖除，部分壩基有坐落在粉質粘土軟弱地層帶的風險。

傳統的二維方法，僅對某一斷面垂直方向壩基的應力、位移進行分析，而該壩壩址地質情況尤為復雜，周邊圍巖對中間局部軟弱層的約束影響，采用傳統的方法，難以論證清楚壩基的穩定性，需采用三維方式，通過有限元建模，來分析計算研究壩基軟弱帶不同處理方案下壩坡和壩基的穩定性；在有限元法得到分析范圍內的應力、位移、塑性區后，再通過強度折減法判斷其穩定性。

2 三維有限元模型建立

2.1 技術方案

基于現場的情況，本堆石壩可有三種技術方案：

1）方案一：不對基礎及軟弱帶處理

即：僅清除表層腐殖土至含碎石粘土層，然后再分層碾壓堆石筑壩。

2）方案二：碎石土內注漿提高強度，粉質粘土開挖到5 m底寬后修建壩體

即：含碎石粘土層清除表層腐殖土后對其進行水泥漿注漿加固；對粉質粘土的軟弱層以1∶0.8坡比進行開挖壩址，清除軟弱層；由于軟弱帶埋深大開挖困難，考慮到施工可行性，挖至底部寬度5 m為止。其上建設壩體（含堆石體和擋墻）。壩體以外的軟弱層均按碎石土注漿的強度來計算。

3）方案三：在方案二的基礎上，再增建地塞

即：按方案二開挖后，在軟弱層上先修建截面為5 m×5 m混凝土地塞，再對應上部結構修建擋墻、壩體，如圖1所示。

2.2 模型建立

1）本構模型

本壩體穩定性分析，采用巖土、水利工程領域一直廣泛應用的Mohr-Coulomb模型，作為有限元建模的基礎。

2）選用單元類型

本壩體穩定性分析，模型地基及壩體，采用四面體Solid187單元（如圖3）；該單元支持塑性，超彈性，蠕變，應力剛化，大變形和大應變能力；還可采用混合模式模擬幾乎不可壓縮彈塑材料和完全不可壓縮超彈性材料。

圖3 Solid187單元示意圖

壩體及周邊模型網格剖分基本情況見圖4。

圖4 模型網格剖分圖

3）模型材料參數

方案一所取材料及物理力學參數見表1。

表1 方案一所取材料及物理力學參數

方案二、三所取材料及物理力學參數見表2。

表2 方案二、三，所取材料及物理力學參數

4）模型約束

對模型側邊和底部施加自由度約束。在該壩的壩軸線方向兩側施加壩軸線方向的約束，在上下游兩側施加上下游方向的約束，在模型的底部施加固定約束，以此來模擬在1號壩范圍內基礎的受約束情況。

5）模型載荷

該壩竣工運行期間主要受到自重荷載及礦泥荷載。本文取重力加速度為9.81 m/s2。在排泥庫運行后，庫區內堆積密度為1620kg/m3礦泥，液面高程為930m。

3 有限元計算分析

3.1 方案一計算分析

計算得出的壩體沉降、軟弱帶截面沉降、軟弱帶塑性區，見圖5。

圖5 方案一計算結果圖

計算表明：

壩體右岸部分沉降相對較大；壩體最大沉降位于靠右岸壩體內，最大沉降值為6.53 cm。軟弱帶左側向左岸位移，最大位移為1.33 cm，軟弱帶右側向右岸位移，最大位移為1.38 cm，數據說明，軟弱帶對位移影響較大。依據軟弱面沉降圖，軟弱帶所在位置垂直壩軸線截面，軟弱帶上沉降最大值為4.24 cm。

軟弱帶普遍出現大于粉質粘土承載力特征值的較大壓應力，最大壓應力達到2.11 MPa。另外，軟弱帶塑性區從壩前貫穿到壩后，若不對該軟弱帶進行處理，壩基將失穩破壞。

3.2 方案二計算分析

計算得出的沉降和塑性區，見圖6。

圖6 方案二計算結果圖

經計算，發現軟弱帶上沉降最大值為1.07 cm，明顯小于方案一軟弱層最大沉降。壩體最大沉降位置在壩體中部靠近上游壩面處，最大沉降值為1.94 cm，同樣明顯小于方案一。

分析軟弱帶應力，發現軟弱帶上最大壓應力出現在軟弱帶與后擋墻相交部位，最大值為0.33 MPa，比方案一明顯下降，但軟弱帶仍有部分區域壓應力大于粉質粘土承載力特征值，但壩體在靠近前擋墻頂部、上游壩基等多處出現塑性區；壩基深處軟弱帶與堆石體交界處、軟弱帶與后擋墻交界處也出現塑性區。整體上塑性區范圍明顯小于方案一。

計算表明，按照方案二，對軟弱帶處理后，沉降、應力、塑性區等情況都有明顯改善，但軟弱帶部分區域應力超過承載力特征值，仍存在失穩風險。

3.3 方案三計算分析

計算得出的沉降和塑性區，見圖7。

圖7 方案三計算結果圖

經計算，軟弱帶上沉降最大值為0.96 cm，比方案二有所減小；軟弱層帶上最大壓應力值為0.13 MPa，已小于粉質粘土的承載力特征值。觀察塑性區圖，發現其范圍相比方案二減小，混凝土塞及以下軟弱帶未出現明顯塑性區。

從上述各方案計算結果，可以得知：

方案一，由于不對軟弱帶開挖，壩體整體變形很大，塑性區貫穿整個壩基，很可能整體出現滑動失穩。

方案二，沉降、應力、塑性區等情況相比方案一有明顯改善，但壩基和壩體多處存在明顯塑性區，深處剩余軟弱帶仍有部分區域壓應力大于粉質粘土承載力特征值，壩體安全性依然存在問題。

方案三，開挖后增加地塞，對壩體穩定有明顯效果；軟弱帶上壓應力值大幅降低，整體塑性區范圍相比方案二縮小，混凝土塞及以下軟弱帶未出現明顯塑性區。

3.4 強度折減計算

從上文分析可知，方案三計算結果較為理想，應進一步對此方案下壩體壩基穩定性采用強度折減法進行分析。

研究表明，通過有限元強度折減法得到安全系數，本質上與傳統方法是一致的[1]。其基本方法為，以式（1）和式（2）調整土體的強度指標：

式中 c——粘聚力；

φ——內摩擦角；

F——折減系數，加大折減系數F降低材料的抗剪強度指標直至發生破壞，其對應的折減系數即為壩坡的最小穩定安全系數，此時壩體達到發生剪切破壞極限狀態。

采用強度折減法分析不需要事先假設滑裂面的形式和位置，另外可以考察邊坡的漸進破壞過程。

目前失穩破壞判據有多種考慮，本文采用塑性區判據，將塑性區貫通作為失穩判據[2]。以0.1步長逐步增大折減系數對方案三計算，對比發現，隨著折減系數的提高，塑性區出現的區域增多且范圍增大；當折減系數為1.6時，未出現塑性區貫通；當折減系數為1.7的時候，堆石體出現明顯塑性區，基礎塑性區貫通。見圖8。

圖8 折減法斷面塑性區圖

據此可知，該方案的剪切破壞極限安全穩定系數為1.6。

4 結論

通過采用三維有限元法對LD庫1號碾壓堆石壩進行的計算，可清晰地對壩基軟弱帶不同處理方案進行比選，并獲得大壩及周邊位移場、應力場和塑性區的分析結果，從而為設計方案的最終確定提供理論支撐，也能為尾礦庫的正常安全運行提供可靠保障。

實際設計施工中，還可對方案三做進一步優化，包括：上下游擋墻基礎，均要求坐落在新鮮完整基巖上；將山坡上大面積的鋁土礦和含碎石粉質粘土全部清除，灰巖基礎；中間30 m寬的溶槽內，盡可能沿基巖面挖除，再根據其斷面的寬窄，設置混凝土塞等；這些措施都對提高壩體安全系數、增大壩體安全余量有益。但這均為其他方面的研究內容，本文不作贅敘。