緒論1.1論文的研究背景由于心墻土石壩具有對壩址所在的地質(zhì)條件適應(yīng)性強(qiáng)、施工工藝易于掌握且造價便宜、壩體材料可就地取材來源豐富以及良好的抗震性能等優(yōu)點而被廣泛利用，其建設(shè)歷史悠久，有著豐富的實踐經(jīng)驗。隨著堆石體材料性質(zhì)的深入研究和施工工藝的不斷進(jìn)步，堆石壩工程建設(shè)技術(shù)逐漸提升，心墻堆石壩成為當(dāng)下高壩建設(shè)的最常用的壩型之一[1]。堆石壩壩體土石料應(yīng)力應(yīng)變關(guān)系的非線性會隨著大壩增高而更為復(fù)雜，致使分析難度也隨著增加。因此，對高土石壩的應(yīng)力變形特性進(jìn)行分析研究十分必要,可以利用有限元分析方法對壩體在施工、蓄水及運(yùn)行過程中應(yīng)力應(yīng)變關(guān)系進(jìn)行三維非線性分析[2]。近年來我國大力推進(jìn)西部大開發(fā)和西電東送的發(fā)展戰(zhàn)略，我國西南部的水利水電工程建設(shè)得到了迅速的發(fā)展。在這樣的戰(zhàn)略背景之下，一批高堆石壩工程項目陸續(xù)上馬，開始規(guī)劃和建設(shè)，如壩高為314m的雙江口心墻堆石壩，356m的其高心墻堆石壩、261.5m的糯扎渡心墻堆石壩以及高達(dá)295m的雅礱江兩河口心墻堆石壩等工程[3]。超高心墻堆石壩需要防止心墻體發(fā)生較大變形，因為心墻較大的變形可能會導(dǎo)致防滲結(jié)構(gòu)產(chǎn)生裂縫，裂縫的產(chǎn)生就會導(dǎo)致防滲結(jié)構(gòu)防滲能力大大降低，甚至壩體的穩(wěn)定也會受到影響[4]。因此有必要利用三維非線性的有限元計算方法對壩體在施工、蓄水過程中的應(yīng)力變形特性進(jìn)行分析分析壩體和心墻的應(yīng)力變形特性，從而保證高心墻壩的安全穩(wěn)定運(yùn)行[5]。本論文以兩河口心墻堆石壩為背景，通過對有限元和心墻堆石壩的設(shè)計的基本理論和應(yīng)力變形計算分析研究的學(xué)習(xí)，采用有限元方法，按照設(shè)計擬定的實際施工程序和蓄水情況施加荷載，使用軟件ANSYS進(jìn)行建模以及使用ABAQUS進(jìn)行分析計算，對兩河口心墻堆石壩的應(yīng)力變形進(jìn)行分析，論證其運(yùn)行穩(wěn)定性，為設(shè)計提供參考。1.2國內(nèi)外研究進(jìn)展近年來，通過不斷成熟的堆石壩工程設(shè)計技術(shù)與技術(shù)創(chuàng)新、施工機(jī)械的不斷革新以及先進(jìn)的施工管理技術(shù)，人們得以建成壩高達(dá)300m級的心墻堆石壩。如今壩工技術(shù)仍在飛速持續(xù)的發(fā)展進(jìn)步，將會有更多的，地質(zhì)條件更為復(fù)雜的并且工程規(guī)模更大的高心墻堆石壩工程開始規(guī)劃與建設(shè)。國內(nèi)外的研究人員都在心墻堆石壩應(yīng)力變形分析方面開展了大量的研究，進(jìn)行了大量的工作。研究人員通過大量的試驗和對試驗結(jié)果的理論分析，在對堆石料本構(gòu)關(guān)系的研究方面取得了長足的進(jìn)步，各種不同的堆石料本構(gòu)模型被研究人員們陸續(xù)提出。而大量的研究與實踐表明，堆石料的變形特性可以被非線性彈性模型和彈塑性模型較好地反映。自此有限元分析的方法在土石壩的應(yīng)力應(yīng)變分析中開始被大量采用[6]。我國自1985年以來，經(jīng)過多年的不斷耕耘，已完成了在心墻堆石壩應(yīng)力應(yīng)變分析方面從探索道路到慢慢走向成熟的關(guān)鍵過程，現(xiàn)在我國在堆石壩應(yīng)力應(yīng)變分析的研究方面，已經(jīng)走在了世界前列。目前，在我國，將土石壩的應(yīng)力變形看作是是典型的位移場和滲流場耦合問題，其設(shè)計方法仍處在半理論半經(jīng)驗階段[7]。以有限元為代表的數(shù)值分析方法被廣泛地應(yīng)用在對土石壩地應(yīng)力應(yīng)變分析中，其中堆石體的本構(gòu)模型在有限元分析中十分關(guān)鍵?，F(xiàn)在國內(nèi)已經(jīng)有許多堆石體本構(gòu)模型，這些本構(gòu)模型也被經(jīng)常采用，主要有鄧肯-張非線性彈性模型、四川大學(xué)KG模型、清華非線性解耦KG模型以及沈珠江雙屈服面彈塑性模型等本構(gòu)模型。在高塑性心墻及軟土地基的數(shù)值計算中也有使用修正劍橋模型的計算程序[8]。這些模型各具優(yōu)缺點，但總體來說已能較好地模擬堆石壩的真實工作情況。當(dāng)下對高土石壩工程中的本構(gòu)模型的研究仍然很活躍。例如，有關(guān)在高圍壓以及復(fù)雜應(yīng)力路徑下堆石料的變形特性，對考慮顆粒破碎及復(fù)雜應(yīng)力條件下的堆石體應(yīng)力應(yīng)變模型改進(jìn)，堆石體長期破損特性試驗及計算模型等[9]。在土石壩的變形控制方面，我國近年來在高土石壩工程中的實踐表明，在采用相同的變形控制標(biāo)準(zhǔn)的條件下，土石壩變形控制難度會隨著壩高的提高而大大增加，有時甚至需要花費(fèi)巨大的代價。并且當(dāng)下高土石壩變形控制的標(biāo)準(zhǔn)是籠統(tǒng)的，并沒有與具體的大壩壩體破壞形式相關(guān)聯(lián)，因此有必要針對壩體裂縫等可能的表現(xiàn)行為探討大壩壩體的變形控制標(biāo)準(zhǔn)。1.3論文的主要內(nèi)容及研究方法1.3.1主要內(nèi)容本論文以兩河口心墻壩為背景，采用有限元分析方法，先整體建模，根據(jù)施工填筑過程和壩體的剖面圖對單元進(jìn)行劃分，并定義單元的材料參數(shù)。然后按照設(shè)計擬定的實際施工程序和蓄水情況施加荷載，利用鄧肯-張E-B模型對兩河口心墻堆石壩在竣工期、蓄水期以及運(yùn)行期進(jìn)行計算，分析大壩的應(yīng)力變形特性，論證其運(yùn)行穩(wěn)定性，為設(shè)計提供參考。其中主要內(nèi)容主要包括常規(guī)設(shè)計和專題計算兩部分：（1）常規(guī)設(shè)計部分：根據(jù)所給資料，規(guī)劃大壩樞紐布置，設(shè)計大壩體型。常規(guī)滲流計算是利用水力學(xué)法計算滲透流量和確定浸潤線位置，為下游壩坡穩(wěn)定性計算提供計算依據(jù)，然后利用瑞典圓弧法分析壩體的抗滑穩(wěn)定性。這里采用上游正常蓄水位與下游相應(yīng)的最低水位作為計算工況。（2）專題計算部分：根據(jù)兩河口心墻堆石壩已有的工程資料，選取壩典型剖面，在CAD中對典型壩剖面進(jìn)行一定的簡化并劃分網(wǎng)格，然后應(yīng)用有限元軟件ANSYS將壩體的三維模型建立出來，從而得到壩體的三維有限元模型，先計算穩(wěn)定滲流，再考慮靜力、流變兩種情況，按照實際工程建設(shè)施工中壩體的填筑、蓄水過程和運(yùn)行情況分別對使用ANSYS軟件建成的堆石壩三維有限元模型施加荷載，然后進(jìn)行計算分析，得到應(yīng)力變形計算成果。然后再單獨對心墻，根據(jù)計算結(jié)果確定心墻在靜力、流變種情況下施工、蓄水和運(yùn)行期的應(yīng)力變形。最后對計算結(jié)果進(jìn)行檢驗，看計算結(jié)果是否滿足設(shè)計所允許的范圍，并與國內(nèi)外實測的數(shù)據(jù)相比較，分析其變形規(guī)律是否一致，檢驗成果是否滿足大壩安全穩(wěn)定運(yùn)行的要求，從而保證大壩穩(wěn)定的運(yùn)行。1.3.2研究方法本論文通過對文獻(xiàn)的查閱研究，依據(jù)相關(guān)規(guī)范中提供的計算方法，對堆石壩采用有限元方法進(jìn)行計算，對計算結(jié)果進(jìn)行分析和研究。具體方法為：利用CAD和ANSYS軟件對兩河口心墻堆石壩進(jìn)行三維建模，利用ABAQUS軟件并根據(jù)鄧肯-張E-B模型對兩河口心墻堆石壩做有限元分析計算，利用中點增量法模擬施工步驟的實現(xiàn)過程，一直到壩體竣工并且蓄水過程完畢。根據(jù)計算所得的應(yīng)力應(yīng)變論證壩體運(yùn)行的穩(wěn)定性。1.3.3技術(shù)路線根據(jù)兩河口心墻堆石壩工程提供的資料，用ANSYS和ABAQUS軟件為建模計算分析的工具，采用有限元方法，按照設(shè)計擬定的實際施工程序和蓄水情況施加荷載，通過對兩河口心墻堆石壩的應(yīng)力變形的分析，論證其運(yùn)行穩(wěn)定性，為設(shè)計提供參考。1.3.4可行性分析有限單元法建?？梢詫?fù)雜的幾何體通過相應(yīng)的有限單元進(jìn)行簡化，有限單元之間還相互關(guān)聯(lián)，因此可以建模分析計算出結(jié)果，使復(fù)雜的工程問題簡單化[10]。鄧肯E-B模型具有許多優(yōu)點，首先該模型能夠?qū)Χ咽淖冃涡誀钸M(jìn)行較好地模擬，而且該模型參數(shù)的測定較為簡單并且當(dāng)下已經(jīng)有較為成熟的經(jīng)驗[11]。鄧肯E-B模型不僅公式十分簡單，還是堆石壩中使用頻率最高的模型之一。通過三軸試驗研究結(jié)果可以看出，鄧肯模型能夠較好反映土體應(yīng)力應(yīng)變的非線性特性[12]。2兩河口心墻堆石壩工程資料2.1大壩基本情況兩河口水電站工程地理位置處在四川省甘孜州雅江縣境內(nèi)的雅礱江干流上，兩河口水電站工程壩址處的控制流域面積為6.57萬km2，壩址處的河流多年平均流量為666m3/s。此工程為一等大（1）型工程，該工程中永久性主要建筑物如擋水、泄洪、引水及發(fā)電等建筑物都是為1級建筑物。兩河口水電站工程的主要開發(fā)任務(wù)是發(fā)電，同時還兼具防洪的任務(wù)。工程采用壩式開發(fā)，水庫正常蓄水位高程2865m，水庫總庫容為107.67億m3，調(diào)節(jié)庫容65.6億m3，該工程具有多年調(diào)節(jié)能力。兩河口大壩為礫石土心墻堆石壩，壩頂高程2878.00m，壩頂寬度為16.00m，大壩心墻在河床部位的底部高程為2582.00m，壩體可根據(jù)填筑材料的不同劃分為四大區(qū)，即防滲體、反濾層、過渡層和堆石區(qū)四大區(qū)。其中防滲體采用礫石土直心墻型式，壩殼采用堆石填筑，反濾層以及過渡層設(shè)在心墻與上、下游堆石之間。2.2施工填筑過程根據(jù)施工組織設(shè)計，兩河口大壩壩體填筑工期約為69個月，計劃于2016年7月開始澆筑，于2022年3月完成大壩填筑施工。將大壩主體施工分為六期。大壩上下游堆石、上下游過渡層、上下游反濾層填筑過程如表2.1~2.4所示：表2.1大壩反濾層及心墻填筑過程分期期初高程（m）期末高程（m）填筑時間時長（天）一期258026052016.10.01~2017.03.31182二期260526202017.04.01~2017.07.31122三期262026692017.08.01~2018.03.31243四期26692718.52018.04.01~2019.02.28334五期2718.527842019.03.01~2020.04.30427六期278428762020.05.01~2022.03.31700合計2581.528762016.10.01~2022.03.312008表2.2大壩上下游過度料填筑過程分期期初高程（m）期末高程（m）填筑時間時長（天）一期258026052016.10.01~2017.03.31182二期260526232017.04.01~2017.07.31122三期262326692017.08.01~2018.03.31243四期26692718.52018.04.01~2019.02.28334五期2718.527842019.03.01~2020.04.30427六期278428762020.05.01~2022.03.31700合計2581.528762016.10.01~2022.03.312008表2.3大壩上游堆石料填筑過程分期期初高程（m）期末高程（m）填筑時間時長（天）一期259626002017.01.01~2017.03.3190二期260026392017.04.01~2017.07.31122三期263926692017.08.01~2018.03.31243四期266927382018.04.01~2019.02.28334五期273827862019.03.01~2020.04.30427六期278628672020.05.01~2021.12.31640合計258028672016.10.01~2021.12.311826注：大壩上游堆石已于2017年1月填筑至高程2596m。表2.4大壩下游堆石料填筑過程分期期初高程（m）期末高程（m）填筑時間時長（天）一期26062629.52016.07.01~2017.03.31274二期2629.526402017.04.01~2017.07.31122三期264026732017.08.01~2018.03.31243四期267327272018.04.01~2019.02.28334五期272727862019.03.01~2020.04.30427六期278628672020.05.01~2021.12.31640合計260628672016.10.01~2021.12.312010注：大壩下游堆石已于2016年7月填筑至高程2606m。2.3蓄水方案兩河口工程的蓄水階段劃分為初期蓄水期和初期運(yùn)行期，結(jié)合導(dǎo)流規(guī)劃，兩河口蓄水時段劃分及蓄水規(guī)劃如下：表2.5蓄水方案蓄水階段起始時間末時間初高程（m）末高程（m）蓄水量（億m3）初期蓄水期2020.11.012020.11.112605.52678.53.0862020.11.122021.05.312678.52686.52021.06.012021.08.072686.52785.0（死水位）31.9初期運(yùn)行期2022.07.092022.07.302785.02800.09.12022.08.092022.09.082800.02815.010.42022.09.182022.10.112815.02830.011.82022.10.212022.10.312830.02835.54.772022.11.102022.12.102835.52850.02022.12.202023.01.202850.02865.0注：考慮到兩河口為高壩大庫，建議2023年繼續(xù)控制蓄水速率，其蓄水過程與2022年一致。后續(xù)運(yùn)行可按水庫調(diào)度規(guī)程運(yùn)行。3常規(guī)設(shè)計3.1樞紐總體布置（1）擋水建筑物（堆石壩）：大壩建于主河床，布置呈直線。（2）泄水建筑物（溢洪道）：采用洞式溢洪道，建于左岸山體內(nèi)。（3）水電站建筑物：電站廠房和開關(guān)站等布置在右岸，在開挖的基巖上布置廠房，將開關(guān)站布置在廠房旁邊。（4）施工導(dǎo)流洞及水庫放空洞：洞式溢洪道和導(dǎo)流洞均位于在左岸，布置在山體之中。樞紐總體布置見圖3.1。圖3.1樞紐布置圖3.2大壩剖面設(shè)計堆石壩的剖面設(shè)計主要是設(shè)計出大壩的典型剖面圖，在設(shè)計過程中需要確定壩頂高程、壩頂寬度、上下游壩坡及心墻的斷面尺寸。大壩的剖面設(shè)計圖見圖3.2。圖3.2大壩剖面設(shè)計圖3.2.1壩頂高程大壩壩頂高程的確定取決于水庫靜水位與超高，兩者加起來即為壩頂高程。其中壩頂超高的確定主要依據(jù)最大波浪在壩坡上的爬高、安全加高以及最大風(fēng)壅水面高度。本設(shè)計中壩頂高程取為2878.00m。3.2.2壩頂寬度本設(shè)計中，綜合考慮運(yùn)行、施工、構(gòu)造、交通和人防等方面的要求后，確定堆石壩壩頂寬度為16m。3.2.3上下游壩坡坡度對心墻壩，上下游壩坡一般在1:2~1:4之間選取，而且一般上游壩坡的坡度比下游壩坡的稍緩。沿壩坡每一定高度改變一次壩坡，并設(shè)置一級馬道。本設(shè)計中，最大壩高約為298m。本設(shè)計中，大壩壩高較高，需要布置多級馬道，故大壩下游壩坡采用了五級變坡，第一級到第四級馬道的高程依次為2640.0m、2700.0m、2760.0m、2820.0m。每級馬道寬取為5.0m。大壩下游壩坡坡度從壩頂至壩趾依次取為1:1.6；1:1.8；1:1.6；1:1.8；1:2.0。上游采用兩級變坡，馬道的高程為2790.0m，坡度為1:1.8；1:2.0。3.2.4心墻斷面尺寸（1）心墻位置：心墻位于大壩斷面的中心線。（2）心墻頂寬及坡度：確定心墻頂部的水平寬度需要綜合考慮多種因素，首先應(yīng)當(dāng)考慮滿足控制滲流量和滲透比降的要求，且由于施工填筑過程中會使用機(jī)械碾壓，因此心墻頂寬也應(yīng)該滿足施工機(jī)械碾壓的要求，依據(jù)規(guī)范心墻頂寬一般不能小于3m。本設(shè)計中取心墻的頂寬為6m。通常，心墻體上、下游坡度取為1:0.15~1:0.3。在本設(shè)計中取上下游坡度為1:0.2。（3）心墻頂部高程：為了防止漫頂，在設(shè)計時通常要使心墻頂部在水庫靜水位以上存在超高。在正常運(yùn)用情況下，心墻頂部超高取0.3~0.6m，本設(shè)計中取超高為0.5m，則心墻頂部高程取2865.5m。在非常運(yùn)用情況下，心墻的頂部高程則不能低于此情況下的靜水位。綜合考慮這兩種情況，最終心墻頂部高程取為2876m。（4）心墻底寬：心墻的底部寬度首先取決于防滲。為了滿足防滲要求，心墻底寬不宜小于水頭的四分之一，本工程中上下游最大作用水頭為249.11m，故心墻厚應(yīng)當(dāng)滿足T≥62.28m。本設(shè)計中心墻底部寬度為140m，能夠滿足上述要求。（5）心墻保護(hù)層：心墻頂部應(yīng)設(shè)保護(hù)層，防止冰凍和干裂。保護(hù)層可采用砂、砂礫或碎石，其厚度不小于該地區(qū)的凍深或干燥深度，此處取2.00m。（6）反濾層：本設(shè)計設(shè)置兩層反濾層，坡度取1:0.2，上游寬度為4.0m，下游取6.0m。3.3滲流計算3.3.1滲流計算的基本假定滲流計算中，基本假定如下：（1）本設(shè)計中，心墻粘土料的滲透系數(shù)為K＝5×10-6cm/s，壩殼堆石體的滲透系數(shù)為K＝3×10-1cm/s，可以發(fā)現(xiàn)，心墻粘土料與堆石體的滲透系數(shù)相差了105倍，因為滲透系數(shù)相差很大，粘土心墻透水量相對堆石體非常小，故把心墻看作是相對不透水層，因此在計算中，可以對上游楔行降落水頭的作用不予考慮。在大壩下游設(shè)有棱體排水，可近似地假定下游水位與堆石棱體內(nèi)坡的交點就是浸潤線的逸出點。（2）滲流在土體中的流動速度比較小而且滲流處于層流狀態(tài)，且滿足達(dá)西定律。（3）滲流為連續(xù)的，且當(dāng)滲流發(fā)生時土體孔隙尺寸以及飽和度不發(fā)生變化[13]。3.3.2計算條件在進(jìn)行滲流計算時，對計算條件的選取需要考慮如下幾種情況，綜合對比考慮后選擇這幾種情況中最不利的情況作為計算時的控制條件：（1）上游正常高水位，下游相應(yīng)的最低水位；（2）上游設(shè)計或校核洪水水位，分別相應(yīng)的下游水位；（3）對山游壩坡穩(wěn)定最不利的庫水降落后的水位。本設(shè)計取定計算條件為上游設(shè)計洪水位+相對應(yīng)的下游水位根據(jù)工程的基本資料可以得到滲流計算的計算條件為：上游設(shè)計洪水位為2867.11m，下游水位取對應(yīng)的水位，為2618.00m。3.3.3計算方法根據(jù)工程資料給出的大壩圖紙，將如美心墻堆石壩最大斷面進(jìn)行簡化，近似將壩基看作不透水地基，且壩下游無排水設(shè)備，故可用水力學(xué)方法進(jìn)行滲流計算。其中有幾種不同的方法，本次計算選用分段法進(jìn)行計算[14]。分段法計算簡圖如圖3.3圖3.3兩河口壩滲流計算簡圖分段法，顧名思義是將壩內(nèi)滲流分為兩段，然后根據(jù)達(dá)西定律和杜平假設(shè)，可以列出各段的運(yùn)動方程，又因為水流具有連續(xù)性，故可以據(jù)此對滲透流速、滲透流量和浸潤線等進(jìn)行計算求解。為計算方便，可以對心墻斷面進(jìn)行簡化，即將心墻簡化為厚度為的bc等厚矩形斷面。由于心墻的滲透系數(shù)K遠(yuǎn)小于壩殼的滲透系數(shù)K，故當(dāng)滲流通過心墻時會產(chǎn)生巨大的水頭損失，浸潤線在心墻中發(fā)生很大跌落。因此，可以近似假定心墻上游浸潤線與水庫水位處于相同位置。當(dāng)下游有堆石排水時，可以近似假定將下游水面與堆石內(nèi)坡的交點處作為浸潤線逸出點。3.3.4計算過程及計算結(jié)果分析假設(shè)壩址處地基為不透水地基。滲流的計算公式如下：q=qq=kh

式中：k——壩殼料滲透系數(shù)，取3×10-1cm/s；k1——防滲心墻滲透系數(shù)，取k=5×10-6cm/s；H1——上游設(shè)計水深，H1=287.11m；H2——下游相應(yīng)水深，H2=38.0m；bc——防滲心墻平均厚度；bc=（b1+b0）/2=73m；L——防滲心墻右側(cè)到溢出點的水平距離。L=D-bc/2，D為心墻重心到溢出點的水平距離:D=459.5m。故L=423m；h——心墻下游浸潤線高度,m；T——透水地基厚度，取T=0m；聯(lián)立計算可得h=38.103m、q=2.736×10-5m3/(s·m)大壩沿壩軸線方向的長度可以根據(jù)地形地質(zhì)圖測量得到，為L=668m，沿整個壩段的總滲流量Q=Lq,式中m是折減系數(shù)，因為壩寬、壩厚、滲流量沿壩軸線并非是均勻的，所以增加了該折減系數(shù)，取m=0.8，得Q=1.462×10-2m3/s。則浸潤線方程為：y=h3.4壩坡穩(wěn)定性計算3.4.1滑動面的選擇堆石壩下游壩坡的堆石體內(nèi)摩擦角=49.2○，堆石粘聚力忽略不計取為0。壩坡抗滑穩(wěn)定計算采用簡化的Bishop法，首先需要做的就是確定最危險滑動圓弧位置。本設(shè)計只取一個滑動面做穩(wěn)定計算（滑動面的起點在壩頂、與心墻相交、與壩基接近或切入壩基、終點在壩坡腳附近），取圓弧半徑為R=800m，然后對滑動面以上土體進(jìn)行分條并編號，大壩條分如圖3.4所示。圖3.4大壩條分示意圖3.4.2計算條件本設(shè)計選取為上游設(shè)計洪水位+下游相應(yīng)水位作為壩坡穩(wěn)定計算的計算工況。即取上游水位高程2867.11m，下游相應(yīng)水位為2618m。3.4.3計算過程及結(jié)果分析簡化的Bishop法計算公式如下：K=W在本設(shè)計中不考慮壩區(qū)地震，故可以將Q、V、Mc忽略不考慮，用容重代替法考慮孔隙水壓力的影響，則將計算公式（3.3）簡化為：K=W'tan計算穩(wěn)定安全系數(shù)K時，第一步需要預(yù)先估計一個K值代入公式（3.4）的等號右部的方程計算出K值，將新計算出的K值繼續(xù)代入（3.4）重新計算出新的K值，如此重復(fù)計算下去，直到代入的K值與新計算得的K值相等或者兩者相差不大為止，此時所得的K值即代表計算滑動圓弧的穩(wěn)定安全系數(shù)值?；∶娴姆€(wěn)定計算結(jié)果見表3.1。表3.1壩坡抗滑穩(wěn)定性系數(shù)計算表土條編號S(m2)W(KN)α土條長度l(m)W'*tanφ'+c'b

(KN)W*sinα(KN)1.00849.9018077.3749.0075.6020942.6414830.732.001760.2037439.4543.0068.8043373.6127986.353.002559.4054438.4439.0064.0063066.9337730.664.003011.3064050.3534.0060.4074202.3339653.265.003249.5069116.8730.0057.7080071.8938399.356.003037.8064614.0126.0055.8074855.3331571.847.002765.4058820.0622.0053.9068143.0424625.648.002220.4047227.9118.0052.6054713.5316346.4290.201211.3918.001403.39419.289.001042.7022178.2314.0051.6025693.486020.08704.309458.7514.0010957.962567.4910.00110.602352.4611.0050.902725.33504.161195.2016051.5411.0018595.703440.0011.00900.9012099.096.0076.5014016.791422.10總和245517.38預(yù)估K=1，代入公式（3.4）進(jìn)行第一次計算，迭代過程見表3.2。表3.2壩坡抗滑穩(wěn)定系數(shù)迭代表土條編號ABABABABAB10.6213036.240.7916493.800.8417686.880.8618027.740.8718120.2120.6327153.610.7733609.980.8235773.290.8436385.450.8436551.0830.6339913.550.7748678.420.8251557.940.8352367.660.8352586.3540.6547988.310.7757426.510.8160450.290.8361293.920.8361521.2650.6653039.890.7862478.150.8265439.770.8366260.790.8366481.6560.6851100.580.7959207.480.8261696.850.8362382.450.8462566.5570.7148253.040.8154938.720.8456945.400.8457494.330.8557641.4680.7440467.580.8345219.430.8546611.460.8646989.560.8647090.710.741037.980.831159.870.851195.570.861205.270.861207.8790.7819998.660.8521897.790.8722439.760.8822585.870.8822624.880.788529.190.859339.150.879570.290.889632.600.889649.24100.812215.880.882386.590.892434.290.902447.070.902450.480.8115119.630.8816284.410.8916609.850.9016697.070.9016720.32110.8812396.680.9212949.240.9313097.720.9413137.090.9413147.56總和380250442069461509466906468359K1.551.801.881.901.91其中，A1/cossintan`/K，B=A×(W'tanφ'+c'b)。綜上，最終計算得到的抗滑穩(wěn)定性系數(shù)為K=1.91。大于規(guī)范要求的1.5，故可以初步判定，正常水工況下，大壩壩坡的穩(wěn)定性可以滿足要求。

4滲流計算4.1有限元模型建立本次設(shè)計中，對兩河口心墻堆石壩整個壩體進(jìn)行了完全的模擬，根據(jù)壩體最大斷面，在CAD中對大壩剖面進(jìn)行適當(dāng)?shù)暮喕贏NSYS中拉伸建出整個壩體的模型并再對壩體進(jìn)行適當(dāng)?shù)暮喕?。本設(shè)計使用ANSYS軟件對堆石壩進(jìn)行了三維建模，得到的三維有限元模型一共有148266個單元，146961個節(jié)點，該有限元模型單元的選擇為，主要采用的單元為8結(jié)點6面體，部分采用了棱柱體單元，采用棱柱體單元主要是為了適應(yīng)邊界的過渡。在堆石壩的應(yīng)力變形仿真計算中，本設(shè)計大壩堆石體材料的本構(gòu)關(guān)系采用的模型是鄧肯E-B模型。通過ANSYS軟件建立的兩河口心墻堆石壩的三維有限元模型如圖4.1所示，心墻體三維有限元模型如圖4.2所示，三維壩體剖面的填筑材料分區(qū)如圖4.3所示。圖4.1兩河口心墻堆石壩三維有限元模型圖4.2心墻體三維有限元模型圖4.3三維壩體剖面材料分區(qū)4.2滲流計算原理假設(shè)在非飽和土中，達(dá)西定律仍然是存在的，并且當(dāng)時間變化時，孔隙氣壓力不會因此而產(chǎn)生變化，并且對于土結(jié)構(gòu)平衡條件和不同流體流動之間的相互作用可以不用考慮，綜上，就可以得到當(dāng)?shù)叵滤欠€(wěn)定滲流流經(jīng)飽和區(qū)與非飽和區(qū)時的控制方程[14]：??xkx穩(wěn)態(tài)滲流即水頭H不會隨著時間變化而變化時，則根據(jù)（4.1）能夠得到地下水穩(wěn)態(tài)滲流的控制方程：??xk式中，H為水頭，y為位置水頭；kx、ky為x、y方向的滲透系數(shù)；Q為微元體邊界流量；mw為體積含水量變化系數(shù)；4.3計算參數(shù)本設(shè)計中滲流計算的計算參數(shù)如表5.1所示表4.1材料滲透系數(shù)材料名稱滲透系數(shù)K（cm/s）心墻料5×10-6反濾層15×10-3反濾層25×10-2過渡層3×10-1堆石區(qū)3×10-14.4計算工況水體在土體中流動時會產(chǎn)生水頭損失，主要是因為水體在土體中流動時，土顆粒會對水體有阻礙作用，對水體產(chǎn)生了阻力，而由牛頓第三定律即作用力與反作用力的原理可以知道，相應(yīng)于水體受到的來自土顆粒的阻力，水體流經(jīng)的地方也會對土體顆粒施加一種滲透體積力，這種滲透體積力會對壩體的穩(wěn)定和應(yīng)力變形起很大的作用，為了真實地模擬壩體的應(yīng)力變形狀態(tài)，考慮水庫蓄水全過程，為后期進(jìn)行壩體流固耦合分析計算提供基礎(chǔ)數(shù)據(jù)，需要選取多個蓄水高程，分別對這些蓄水高程進(jìn)行穩(wěn)定滲流分析。在上游水位中選取13個水位高程作為本設(shè)計有限元穩(wěn)定滲流計算工況，具體見表4.2。下游水位取2595m。表4.2上下游水位對應(yīng)表序號上游水位下游水位12605259522678259532685259542693259552742259562785（死水位）2595727902595828082595928202595102832259511284425951228532595132865（正常蓄水位）2595針對蓄水過程，列出2678m、2785m、2865m三個水位的計算結(jié)果。4.5計算結(jié)果經(jīng)三維有限元法計算，選取有限元網(wǎng)格z方向處于最中間的一層網(wǎng)格作為最大斷面進(jìn)行分析整理，各水位下心墻削減水頭百分率如表4.3所示，繪制剖面等壓力水頭線如圖所示4.1~4.3。表4.3各庫水位高程心墻削減水頭值庫水位高程心墻內(nèi)浸潤面高程削減水頭百分率上游下游差值26782674.32595.878.596.0%27852782.42598.6183.896.1%28652860.62600.5260.196.3%注：表中削減水頭百分率=（H上心墻?H由壩體剖面壓力水頭線分布圖可見，浸潤面在心墻上下游發(fā)生了突降。由表4.3可見，心墻削減水頭隨著庫水位的增高而變大，庫水位高程2678m、2785m、2865m下，心墻削減水頭分別為78.5m、183.8m、260.1m，分別占上下游水頭差的96.0%、96.1%、96.3%。由此可見，心墻的防滲效果十分顯著。圖4.4上游水位2678m高程滲流場壓力水頭圖4.5上游水位2785m高程滲流場壓力水頭圖4.6上游水位2865m高程滲流場壓力水頭

5三維有限元應(yīng)力分析5.1鄧肯E-B本構(gòu)模型及參數(shù)切線彈性模量Et和卸荷下回彈性模量Eur計算方法為[15]：EtEur式中，Rf為材料參數(shù)；S表示應(yīng)力水平；σ3為側(cè)限壓力；Pa為單位大氣壓力；Kur為卸荷模量；nur為卸荷模量指數(shù)。切線體積模量Bt和粗粒料的內(nèi)摩擦角φ的計算方法為：Btφ=式中：Kb為無因次的體積模量數(shù)；m為模量指數(shù)；φ0為σ3等于單位大氣壓力時的內(nèi)摩擦角；?φ為φ值σ3隨本次不考慮流變和濕化的靜力計算所采用的鄧肯E-B模型材料參數(shù)具體數(shù)值如表5.1所示。表5.1兩河口心墻壩E-B材料參數(shù)材料分區(qū)KnKbmRfC（kPa）φ（度）φ0（度）△φ（度）KurNur堆石Ⅰ區(qū)9200.292900.20.7518338.549.25.018400.29堆石Ⅱ區(qū)8530.252800.160.7526035.349.28.117060.25堆石Ⅲ區(qū)7830.272870.190.7519737.446.85.315660.274心墻4500.413500.390.8812223.0\\9000.41反濾層18300.282950.230.7720035.747.57.016600.28反濾層29150.253160.210.7825738.248.05.318300.25過渡層9040.282480.20.7424637.350.88.418080.28接觸粘土1510.2475.90.260.864219.7\\3020.245.2流變本構(gòu)模型及參數(shù)通過對流變試驗的研究，選擇用以指數(shù)型衰減的Merchant模型來模擬常應(yīng)力下的ε~t衰減曲線。Merchant模型的蠕變曲線表達(dá)式[16]如下：εt=εi式中：εi=σ對式（5.5）求導(dǎo)，可以得到：ε=αεfe-αt（由上式可見αεf為t=0時的初始變形率，而α則為初始相對變形率。故可以ε=αεf在Prandtl-Reuss的假設(shè)下，可以將應(yīng)變率的張量表示如下式：ε=13式中s為偏應(yīng)力，σs沈珠江對體積和剪切變形假定的變形速率如下：εV=αεγ=αγf式中εVf和γf表示εVf=bσγf=dSl1?式中εVt和γtεvt=εγt=γΔt廣義剪應(yīng)變和廣義體積應(yīng)變可表達(dá)為：γ=29ε在軸對稱的情況下，即ε2=ε3γ=ε1?在使用有限元方法做應(yīng)力應(yīng)變的分析中，常把流變作為初應(yīng)變來進(jìn)行考慮[17]。為了能夠讓因流變變形而引起的應(yīng)變增量在對壩體應(yīng)力應(yīng)變的分析過程中被考慮到，需要把堆石體流變變形的體積流變εVf和剪切流變γf的計算公式進(jìn)行修正，εvf=bσ3式中，b、c、d、m1、m2和m3為模型參數(shù)，S本次心墻堆石壩進(jìn)行流變計算所采用的材料參數(shù)如表5.2。表5.2兩河口心墻壩材料流變模型試驗參數(shù)材料分區(qū)αbcdmmm堆石Ⅰ區(qū)0.000720.019430.005560.029580.2010.2810.552堆石Ⅱ區(qū)0.000720.019430.005560.029580.2010.2810.552堆石Ⅲ區(qū)0.000720.019430.005560.029580.2010.2810.552心墻0.000720.019430.005560.029580.2010.2810.552反濾層10.000720.019430.005560.029580.2010.2810.552反濾層20.000720.019430.005560.029580.2010.2810.552過渡層0.000720.019430.005560.029580.2010.2810.552接觸粘土0.000720.019430.005560.029580.2010.2810.5525.3大壩填筑蓄水過程模擬本設(shè)計大壩主體施工共分6期，壩體在填筑到6期中時開始蓄水，然后邊填筑邊蓄水，開始蓄水后第三年為運(yùn)行期，具體有限元荷載步見表5.3（大壩填筑過程共占58步）。表5.3大壩有限元模擬荷載步工程項目高程（m）有限元荷載步壩體填筑28431~48壩體填筑和蓄水287849~58蓄水287859~67壩體運(yùn)行287868~77注：靜力計算只考慮壩體填筑和蓄水，不用考慮壩體運(yùn)行，而流變計算需要考慮壩體運(yùn)行期。5.4靜力計算兩河口心墻堆石壩壩體的靜力計算結(jié)果如表5.4。表5.4兩河口心墻堆石壩應(yīng)力變形最大值壩體計算工期竣工期蓄水期壩體變形（cm）向上游水平位移-40.6-31.8向下游水平位移101.4130.2豎向位移-353.6-369.1壩體應(yīng)力（MPa）小主應(yīng)力5.045.18大主應(yīng)力2.362.48注：竣工期是指壩體填筑完畢的時刻，在有限元模擬荷載步中為58步；蓄水期是指大壩蓄水至正常高水位的時刻，在有限元模擬荷載步中為67步。規(guī)定向下游方向和豎直向上為正方向。5.4.1壩體位移兩河口心墻堆石壩的壩體最大斷面位移圖如圖5.1所示（取有限元網(wǎng)格z方向處于最中間的一層網(wǎng)格為最大斷面，即z=135m處的斷面）。由計算結(jié)果知，心墻體的土料相對來說比較軟，所以在心墻中部部位會發(fā)生最大沉降，由計算結(jié)果圖可以看到，最大沉降在竣工期和蓄水期時產(chǎn)生的位置是基本一致的，而相較于大壩竣工期，在蓄水期，壩體最大沉降值會增大一些。在蓄水期，因為水壓力的作用，壩體向上游位移減小，向下游位移增大，壩體整體向下游變形較為明顯。大壩竣工期和蓄水期的鉛直位移規(guī)律也相似，最大鉛直向下位移都出現(xiàn)在心墻中部位置。大壩上游壩體表面局部位置出現(xiàn)了鉛直向上的位移，該現(xiàn)象的產(chǎn)生是由于竣工期水位較高，浮托力使壩體產(chǎn)生上抬，但是這種現(xiàn)象發(fā)生的范圍很小，對壩體的影響幾乎沒有。在蓄水期時，出現(xiàn)這種現(xiàn)象的范圍隨著浮托力的增大而變大。（a）壩體竣工期順河向水平位移圖（b）壩體竣工期垂直沉降圖（c）壩體蓄水期順河向水平位移圖（d）壩體蓄水期垂直沉降圖圖5.1壩體位移圖（單位：cm）5.4.2壩體應(yīng)力兩河口心墻堆石壩的壩體最大斷面應(yīng)力圖如圖5.2所示。由圖可以發(fā)現(xiàn)，心墻的變形比兩側(cè)堆石變形是要大一些，這是因為心墻的土料要軟一些，這也會導(dǎo)致心墻與堆石之間產(chǎn)生了明顯的變形不協(xié)調(diào)現(xiàn)象，引起心墻和堆石體之間應(yīng)力的重分布，從而出現(xiàn)了明顯的拱效應(yīng)[16]。由圖可知，竣工期、蓄水期的壩體應(yīng)力規(guī)律相似。這是由于在竣工期和蓄水期，兩河口心墻堆石壩被施加的荷載主要是自重荷載、滲透體積力和浮托力，其中大壩的自重荷載是大壩的主要荷載，且采用邊填筑邊蓄水的方案，竣工期的水位較高，相比正常蓄水位，蓄水期水位上升較小，因此荷載在竣工期和蓄水期的差別不大，故由于這兩個時期的荷載的變化很小，在這兩個時期壩體的大主應(yīng)力雖然隨著水位的升高有所增大，但是變化比較小。由于庫水推力的作用，使大壩壩體向下游變形，同時在心墻底部也存在一定彎曲，故在心墻底部下游側(cè)的應(yīng)力會增加，這個部位就是會出現(xiàn)應(yīng)力的最大值的位置。（a）竣工期大主應(yīng)力圖（b）竣工期小主應(yīng)力圖（c）蓄水期大主應(yīng)力圖（d）蓄水期小主應(yīng)力圖圖5.2壩體應(yīng)力圖（單位：MPa）5.4.3心墻位移壩軸線心墻剖面位移圖如圖5.3。由圖可知，由于心墻土料較軟，壩體的最大沉降發(fā)生在心墻內(nèi)，在竣工期，心墻的最大沉降發(fā)生部位為心墻內(nèi)高程約2740~2750m處，心墻向兩岸壩肩沿壩軸線方向發(fā)生變形，變形基本呈對稱分布，向兩岸最大位移為56.0cm。在蓄水期，心墻蓄水期和竣工期的位移規(guī)律相似，蓄水期心墻向兩岸最大位移較竣工期有所增加，心墻向兩岸最大位移大致呈對稱分布。由于堆石體和心墻之間存在黏滯摩擦作用，使蓄水期心墻的沉降值減小。（a）心墻竣工期橫河向位移圖（b）心墻竣工期鉛直位移圖（c）心墻蓄水期橫河向位移圖（d）心墻蓄水期鉛直位移圖圖5.3心墻剖面位移圖（單位：cm）5.4.4心墻應(yīng)力壩軸線心墻剖面應(yīng)力圖如圖5.4。由圖可知，在竣工期，心墻的大小主應(yīng)力的最大值出現(xiàn)的位置，都在心墻的底部，等值線基本呈水平狀；黏土與岸坡混凝土之間存在摩擦作用，使得在靠近岸坡處出現(xiàn)局部彎折；同時岸坡具有頂托作用，使得靠近岸坡部位的小主應(yīng)力比同高程心墻內(nèi)部的應(yīng)力小。心墻在蓄水期和竣工期這兩個時期的應(yīng)力分布規(guī)律沒有太大的差別，是基本一致的。心墻在蓄水期時，大主應(yīng)力最值為5.0MPa；小主應(yīng)力有所減小，最值為2.56MPa。心墻在竣工期、蓄水期均沒有出現(xiàn)拉應(yīng)力，故在心墻內(nèi)部產(chǎn)生裂縫的可能性較小。（a）心墻竣工期大主應(yīng)力圖（b）心墻竣工期小主應(yīng)力圖（c）心墻蓄水期大主應(yīng)力圖（d）心墻蓄水期小主應(yīng)力圖圖5.4壩軸線心墻剖面應(yīng)力圖（單位：MPa）5.5流變計算考慮流變效應(yīng)對大壩應(yīng)力變形的影響，兩河口壩的流變計算結(jié)果見表5.5。表5.5兩河口心墻堆石壩應(yīng)力變形最大值壩體計算工期竣工期蓄水期運(yùn)行期壩體變形（cm）向上游水平位移-58.1-53.0-55.8向下游水平位移117.9159.8173.7豎向位移-491.5-519.7-558.6壩體應(yīng)力（MPa）小主應(yīng)力4.414.524.54大主應(yīng)力2.12.052.00注：竣工期是指壩體填筑完畢的時刻，在有限元模擬荷載步中為58步；蓄水期是指大壩蓄水至正常高水位的時刻，在有限元模擬荷載步中為67步；運(yùn)行期是指大壩蓄水至正常高水位一年后時刻，在有限元荷載步中為77步。5.5.1壩體位移考慮流變效應(yīng)的兩河口心墻堆石壩的壩體最大斷面位移圖如圖5.5所示。由計算結(jié)果知，在考慮了流變效應(yīng)后，在水平位移，大壩竣工期、蓄水期和運(yùn)行期規(guī)律相似，向上游最大位移出現(xiàn)在上游堆石區(qū)1/3高程處，向下游最大位移出現(xiàn)在心墻下游面與反濾層交接的位置，約壩高1/3高程處在。蓄水期大壩向上游的位移減小，向下游的位移增大，壩體整體向下游變形較為明顯。運(yùn)行期大壩向上游位移與蓄水期相近，向下游位移則進(jìn)一步增大。在鉛直位移，大壩竣工期、蓄水期和運(yùn)行期鉛直位移的規(guī)律也相似，最大鉛直向下位移都出現(xiàn)在大壩心墻中部位置。大壩的上游壩體表面局部位置出現(xiàn)了鉛直向上的位移，該現(xiàn)象產(chǎn)生的原因與靜力計算中的情況相同。但是這種現(xiàn)象發(fā)生的的范圍很小，對壩體的影響幾乎沒有。在蓄水期時，出現(xiàn)這種現(xiàn)象的范圍隨著浮托力的增大而變大。由于考慮了流變效應(yīng)，與靜力計算結(jié)果相比，竣工期和蓄水期的最大沉降值的變化減?。欢髩螇误w在竣工期和蓄水期這兩個時期時，向上游和下游的位移都增加了。（a）壩體竣工期順河向水平位移圖（b）壩體竣工期垂直沉降圖（c）壩體蓄水期順河向水平位移圖（d）壩體蓄水期垂直沉降圖（e）大壩運(yùn)行期順河向水平位移圖（f）大壩運(yùn)行期垂直沉降圖圖5.5考慮流變效應(yīng)壩體位移圖（單位：cm）5.5.2壩體應(yīng)力考慮流變效應(yīng)的兩河口心墻堆石壩的壩體最大斷面應(yīng)力圖如圖5.6所示竣工期、蓄水期壩體應(yīng)力規(guī)律計算結(jié)果與靜力計算的應(yīng)力結(jié)果相同。從竣工期到蓄水期大主應(yīng)力隨著水位的升高有所增大，而竣工期和蓄水期荷載的變化較小，致使大主應(yīng)力在竣工期、蓄水期變化較小。且運(yùn)行期的水位不變，故大壩運(yùn)行期的大主應(yīng)力變化很小。因為流變效應(yīng)，壩體的小主應(yīng)力從竣工期到運(yùn)行期均有所減小。（a）竣工期大主應(yīng)力圖（b）竣工期小主應(yīng)力圖（c）蓄水期大主應(yīng)力圖（d）蓄水期小主應(yīng)力圖（e）運(yùn)行期大主應(yīng)力圖（f）運(yùn)行期小主應(yīng)力圖圖5.6考慮流變效應(yīng)的壩體應(yīng)力圖（單位：MPa）5.4.3心墻位移考慮流變效應(yīng)的壩軸線心墻剖面位移圖如圖5.7。由圖可知，竣工期，蓄水期和運(yùn)行期的心墻位移規(guī)律相似，心墻向兩岸壩肩沿壩軸線方向發(fā)生變形，變形大致呈對稱分布，心墻向兩岸的最大位移為146.2cm，蓄水期較竣工期增大但差別不大，由于流變作用，運(yùn)行期較蓄水期增大。由于堆石體和心墻之間存在黏滯摩擦作用，心墻沉降值在蓄水期較竣工期有所減小，而由于流變效應(yīng)，使得運(yùn)行期心墻最大沉降值增大。（a）心墻竣工期橫河向位移圖（b）心墻竣工期鉛直位移圖（c）心墻蓄水期橫河向位移圖（d）心墻蓄水期鉛直位移圖（e）運(yùn)行期橫河向位移圖（f）運(yùn)行期鉛直位移圖圖5.7考慮流變效應(yīng)的心墻剖面位移圖（單位：cm）5.4.4心墻應(yīng)力考慮流變效應(yīng)的壩軸線心墻剖面應(yīng)力圖如圖5.8。由圖可知，考慮流變效應(yīng)后，心墻大小主應(yīng)力的最大值出現(xiàn)的位置仍然是心墻的底部，等值線也還是基本呈水平狀，且仍然由于黏土與岸坡混凝土之間的摩擦作用，會在靠近岸坡處出現(xiàn)局部彎折；岸坡的頂托作用，還是會使靠近岸坡部位的小主應(yīng)力比同高程心墻內(nèi)部的應(yīng)力小。心墻在竣工、蓄水和運(yùn)行這三個時期的應(yīng)力分布規(guī)律相差不大，基本是一致的。在蓄水期，心墻的大主應(yīng)力最值為4.51MPa；小主應(yīng)力有所減小，最值為2.39MPa。運(yùn)行期心墻大主應(yīng)力最值為4.52MPa；小主應(yīng)力有所減小，最值為2.34MPa。竣工期、蓄水期和運(yùn)行期均沒有出現(xiàn)拉應(yīng)力，故在心墻內(nèi)部產(chǎn)生裂縫的可能性較小。（a）心墻竣工期大主應(yīng)力圖（b）心墻竣工期小主應(yīng)力圖（c）心墻蓄水期大主應(yīng)力圖（d）心墻蓄水期小主應(yīng)力圖（e）心墻運(yùn)行期大主應(yīng)力圖（f）心墻運(yùn)行期小主應(yīng)力圖圖5.8考慮流變效應(yīng)的心墻剖面應(yīng)力圖（單位：MPa）5.6小結(jié)綜上在靜力和流變計算條件下不同時期的大壩應(yīng)力變形計算結(jié)果匯總?cè)绫?.6~5.7所示。表5.6竣工期、蓄水期和運(yùn)行期應(yīng)力變形最大值壩體計算工況竣工期蓄水期運(yùn)行期靜力流變靜力流變流變壩體變形（cm）向上游水平位移-40.6-58.1-31.8-53.0-55.8向下游水平位移101.4117.9130.2159.8173.7豎向位移-353.6-491.5-369.1-519.7-558.6壩體應(yīng)力（MPa）小主應(yīng)力5.044.415.184.524.54大主應(yīng)力2.362.12.482.052表5.7蓄水完成時如美壩體最大沉降與已建工程實測資料結(jié)果對比觀測數(shù)據(jù)小浪底瀑布溝糯扎渡兩河口最大壩高（m）154186261.5295沉降最大值（m）3.71.963.555.586占最大壩高百分比（%）2.401.061.361.89由以上表格可知：（1）流變效應(yīng)會讓大壩大主應(yīng)力和小主應(yīng)力都有所減小；（2）流變效應(yīng)都會讓大壩向上游和下游的位移以及鉛直位移都有所增加；（3）大壩壩體的大主應(yīng)力因為竣工期和蓄水期時的荷載變化較小，產(chǎn)生的變化也并不大。而又因為運(yùn)行期的水位不變，致使大壩大主應(yīng)力在運(yùn)行期的變化也還是很小。（4）與已建工程實測資料對比可知，兩河口心墻堆石壩運(yùn)行期最大沉降占最大壩高百分比（1.89%）介于小浪底心墻壩（2.40%）與糯扎渡心墻壩（1.36%）之間，計算結(jié)果是合理的。6總結(jié)與展望6.1總結(jié)本設(shè)計首先在常規(guī)設(shè)計中利用分段法對兩河口心墻堆石壩進(jìn)行滲流計算，確定大壩心墻下游堆石體內(nèi)浸潤線所在的位置，并利用瑞典圓弧法對兩河口心墻堆石壩的壩坡抗滑穩(wěn)定性進(jìn)行了計算，然后在專題計算中，利用ANSYS和ABAQUS軟件，對兩河口心墻堆石壩進(jìn)行了三維有限元計算分析，對不同工況下大壩壩體和心墻的應(yīng)力變形規(guī)律進(jìn)行了計算分析。最終主要結(jié)論如下：（1）本文常規(guī)設(shè)計中對兩河口心墻堆石壩的壩坡抗滑穩(wěn)定的計算采用了簡化的Bishop法，最終計算得到的結(jié)果，是符合一般規(guī)律的，壩坡抗滑穩(wěn)定性滿足要求。（2）本文專題計算中通過建立的兩河口心墻堆石壩的三維有限元模型，模型中考慮了壩體各種材料分區(qū)以及心墻靠近兩岸壩基的漸變形狀等細(xì)節(jié)；在計算過程中真實地模擬了壩體的填筑過程和蓄水過程。（3）兩河口心墻堆石壩在竣工期和蓄水期和運(yùn)行期等不同階段，隨著時間推移，壩體最大沉降量不斷增加；大壩向上游的位移隨著時間推移而增大，但趨勢減緩；隨著水位上升，在水壓力帶來的作用之下，相比竣工期，壩體在蓄水期向上游位移逐漸開始減小。大壩向下游位移明顯增大，其整體向下游變形明顯。向上游最大位移出現(xiàn)在上游堆石區(qū)1/3高程處，向下游最大位移出現(xiàn)