TỔNG BIÊN TẬP Tạp chí ĐỊA KỸ THUẬT GS.TS. NGUYỄN … · 2018-05-18 · công...

ĐỊA KỸ THUẬT SỐ 4-2015 1

Tạp chí ĐỊA KỸ THUẬT

ISSN - 0868 - 279X NĂM THỨ 19

SỐ 4 NĂM 2015

MỤC LỤC

TRẦN THƢƠNG BÌNH: Trạng thái ứng

suất biến dạng của nền đất xung quanh

hố đào sâu 3

BÙI TRƢỜNG SƠN, VÕ PHÁN, LÊ HOÀNG

VIỆT: Ổn định của nền đất yếu dưới công

trình đắp theo các sức chống cắt

khác nhau 8

BÙI VĂN TRƢỜNG: Nghiên cứu ảnh hưởng

chiều rộng của sân chống thấm bằng mô

hình bài toán thấm 3 chiều 15

DƢƠNG DIỆP TH Y, PH M QU NG HƢNG,

LÊ THIẾT TRUNG: So sánh đánh giá mô

hình tính lún cho nhóm cọc có xét đến phân

bố của ma sát dọc thân cọc (SDF) và kết

quả thí nghiệm 22

LÊ HOÀNG VIỆT, VÕ PHÁN: Đánh giá sức

chống cắt không thoát nước của nền đất yếu

dưới công trình đắp thuộc khu vực đồng

bằng sông Cửu Long 30

M I NH PHƢƠNG, TRẦN NGUYỄN HOÀNG

HÙNG, LÊ KHẮC BẢO: Phân tích so sánh

các giải pháp gia cố đê bao chống lũ ở

An Giang 36

PHAN VÕ THU PHONG: Mô hình thí nghiệm

cọc đá balat trên đất yếu trong phòng thí

nghiệm: phương pháp thay thế 49

TRẦN QU NG HỘ, NGÔ QUỐC HUY VŨ,

DƢƠNG TOÀN THỊNH: Nén sơ cấp và thứ

cấp của sét yếu Sài Gòn theo mô hình

Gibson-Lo hay Taylor-Merchant 55

TỔNG BIÊN TẬP

GS.TS. NGUYỄN TRƢỜNG TIẾN

PHÓ TỔNG BIÊN TẬP PGS.TS. NGHIÊM HỮU H NH

PGS.TS. ĐOÀN THẾ TƢỜNG

HỘI ĐỒNG BIÊN TẬP

PGS.TS. ĐÀO VĂN CANH

PGS.TS. ĐẶNG HỮU DIỆP

PGS.TS. PHÙNG MẠNH ĐẮC

GS.TSKH. BÙI ANH ĐỊNH

PGS.TS. LÊ PHƢỚC HẢO

PGS.TS. PHẠM QUANG HƢNG

PGS.TS. NGUYỄN BÁ KẾ

TS. PHÙNG ĐỨC LONG

GS. NGUYỄN CÔNG MẪN

PGS.TS. NGUYỄN HỒNG NAM

PGS.TS. NGUYỄN SỸ NGỌC

GS.TS. VŨ CÔNG NGỮ

GS.TS. MAI TRỌNG NHUẬN

PGS.TS. VÕ PHÁN

PGS.TS. NGUYỄN HUY PHƢƠNG

PGS.TS. NGUYỄN VĂN QUANG

GS.TSKH. NGUYỄN VĂN QUẢNG

PGS.TS. DOÃN MINH TÂM

GS.TS. TRẦN THỊ THANH

PGS.TS. VƢƠNG VĂN THÀNH

GS.TS. LÊ ĐỨC THẮNG

TS. ĐINH NGỌC THÔNG

GS.TSKH. NGUYỄN VĂN THƠ

GS.TS. TRỊNH MINH THỤ

TS. NGUYỄN ĐÌNH TIẾN

GS.TS. ĐỖ NHƢ TRÁNG

PGS, TS. TRẦN VĂN TƢ

TS. TRẦN TÂN VĂN

GS.TSKH. PHẠM XUÂN

Giấy phép xuất bản số 1358/GPXB - Ngày 8-6-1996, Bộ Văn hóa - Thông tin

Cơ quan xuất bản: Viện Địa kỹ thuật (Liên hiệp các Hội KH&KT Việt Nam) 38 phố Bích Câu - Đống Đa - Hà Nội Tel: 04. 22141917, 22108643. Email: [email protected]; [email protected] Website: www.vgi-vn.com

Xuất bản 3 tháng 1 kỳ Nộp lƣu chiểu: tháng Mƣời hai 2015 In tại Công ty in Thủy lợi

Giá: 20.000 đ


VIETNAM GEOTECHNIAL JOURNAL

ISSN - 0868 - 279X

VOLUME 19 NUMBER 4 - 2015

CONTENTS

TRAN THUONG BINH: Stress- deformation

status of soil around deep excavation 3

BUI TRUONG SON, VO PHAN, LE HOANG

VIET: Stability of soft soil under

embankment based on various shear

strength 8

BÙI VĂN TRƢỜNG: Effect of width of

waterproofing courtyard in 3 dimensional

model 15

DUONG DIEP THUY, PHAM QUANG HUNG,

LE THIET TRUNG: Compare a model for

pile group settlement considering

distribution of friction along pile (SDF) and

full – scale pile groups test 22

LE HOANG VIET, VO PHAN: Estimating the

undrained shear strength of soft soil under

embankment in Mekong delta area 30

MAI ANH PHUONG, TRAN NGUYEN HOANG

HUNG, LE KHAC BAO: Analysis and

comparation of reinforcement solutions for

earth levees against annual floods in

An Giang 36

PHAN VO THU PHONG: Simulation in

laboratory for installation of stone columns

in soft soils: substitution method 49

TRAN QUANG HO, NGO QUOC HUY VU,

DUONG TOAN THINH: Primary and

secondary compression of Saigon soft clay

according to Gibson-Lo model or Taylor-

Merchant’s theory 55

EDITOR-IN-CHIEF

Prof.,Dr. NGUYEN TRUONG TIEN

DEPUTY EDITORS-IN-CHIEF

Assoc. Prof., Dr. NGHIEM HUU HANH

Assoc. Prof.,Dr. DOAN THE TUONG

EDITORIAL BOARD

Assoc.Prof. Dr. DAO VAN CANH

Assoc. Prof.,Dr. DANG HUU DIEP

Assoc.Prof. Dr. PHUNG MANH DAC

Prof.,Dr. BUI ANH DINH

Assoc. Prof.,Dr. LE PHUOC HAO

Assoc. Prof., Dr. PHAM QUANG HUNG

Assoc. Prof.,Dr. NGUYEN BA KE

Dr. PHUNG DUC LONG

Prof. NGUYEN CONG MAN

Assoc. Prof. Dr. NGUYEN HONG NAM

Assoc. Prof.,Dr. NGUYEN SY NGOC

Prof.,Dr. VU CONG NGU

Prof.,Dr. MAI TRONG NHUAN

Assoc. Prof.,Dr. VO PHAN

Assoc. Prof.,Dr. NGUYEN HUY PHUONG

Assoc. Prof.,Dr. NGUYEN VAN QUANG

Prof.,Dr.Sc. NGUYEN VAN QUANG

Assoc., Prof. Dr. DOAN MINH TAM

Prof., Dr. TRAN THI THANH

Assoc. Prof.,Dr.VUONG VAN THANH

Prof.,Dr. LE DUC THANG

Dr. DINH NGOC THONG

Prof.,Dr.Sc. NGUYEN VAN THO

Prof. Dr. TRINH MINH THU

Dr. NGUYEN DINH TIEN

Prof., Dr. DO NHU TRANG

Assoc. Dr. TRAN VAN TU

Dr. TRAN TAN VAN

Prof.,D.Sc. PHAM XUAN

Printing licence No 1358/GPXB

dated 8 June 1996 by the Minister of Culture and Information Published by the Vietnam Geotechnical Institute (Vietnam

Union of Science and Technology Associations) Add: 38 Bich Cau, Dong Da, Hanoi

Tel: 04.22141917, 22108643. Email: [email protected]; [email protected]

Website: www.vgi-vn.com Copyright deposit: December 2015


TRẠNG THÁI ỨNG SUẤT BIẾN DẠNG CỦA NỀN ĐẤT XUNG QUANH HỐ ĐÀO SÂU

TRẦN THƢƠNG BÌNH

*

Stress- deformation status of soil around deep excavation

Stress-deformation status of soil massive is very complicated and depends

so much on action feature of load. The paper deals with the difference in

stress-deformation status of soil in the case of loading vertical and of

decreasing horizontal load such as deep excavation problem. In the

conclusion the paper confirms the needfullness of triaxial test using

confining pressure decreasing for determining the behave of soil around

deep excavation.

Key words: Trixial, excavation.

ĐẶT VẤN ĐỀ *

Trạng thái ứng suất biến dạng của đất nền là

phức tạp và phụ thuộc vào đặc điểm tác động

của tải trọng công trình. Dưới tải trọng tác động

thẳng đứng trong một giới hạn nhất định, nền

đất được tăng bền, đồng thời tăng độ tin cậy của

ổn định của công trình trong thiết kế. Trong một

số trường hợp khác, ví dụ, khi thi công hố đào

sâu, hình ảnh trạng thái ứng suất biến dạng của

đất nền lại hoàn toàn khác. Trong trường hợp

này, đất nền bị giảm tải tác động theo phương

ngang và không tạo ra sự nén chặt tăng bền.

Nhận thức này đặc biệt quan trọng đối việc mô

hình hóa điều kiện làm việc của đất trong các thí

nghiệm trong phòng xác định các thông số tính

toán nền và móng. Hiện nay, thí nghiệm nén ba

trục theo sơ đồ gia tải đứng thường được áp

dụng cho tất cả các trường hợp, kể cả trong thí

nghiệm phục vụ tính toán thiết kế thi công hố

đào sâu với đất nền xung quanh chúng bị giảm

ứng suất ngang đó, dẫn đến các kết quả tính

toán dự báo ứng xử của đất khác nhiều với thực

tế đo đạc. Bài này phân tích sự sai khác về trạng

thái ứng suất biến dạng của đất nền xung quanh

* Trường Đại học Kiến Trúc Hà Nội

K10 Nguyễn Trãi, Hà Đông, Hà Nội

DĐ: 0913537260

Email:[email protected]

hố đào sâu với đất nền dưới móng công trình để

cho thấy sự cần thiết có các thí nghiệm nén ba

trục giảm ứng suất ngang.

1. SỰ BIẾN ĐỔI CỦ TR NG THÁI

ỨNG SUẤT BIẾN D NG THEO HƢỚNG

TÁC ĐỘNG CỦ TẢI TRỌNG

a) Đối với tải trọng phụ thêm tác động

thẳng đứng

Từ năm 1934 Frohlich đã đưa ra biểu thức

tổng quát nhất xác định sự phân bố ứng suất

trong môi trường đất dưới tải trọng đứng tập

trung phụ thuộc vào hệ số biến dạng ngang 1

2

( 1)( os )

2r

dPc

r

Ở đây, r là ứng suất trong khối đất dưới tác

động của tải trọng thẳng đứng P tại điểm xác

định bằng khoảng cách r và góc nghiêng β.

Trong bán không gian vô hạn đồng nhất đẳng

hướng, xét trạng thái ứng suất trước với sau khi

chất tải đứng của một phân tố đất ở độ sâu h

trong đới ảnh hưởng của tải trọng công trình, sẽ

nhận thấy những biến đổi như sau:

-Trước khi chất tải đứng có các thành phần

ứng suất

Thành phần thẳng đứng zt = h

Thành phần ứng suất nằm ngang x= z

Trong đó, z> x nên có ứng suất lệch

=z-x


- Sau khi chất tải đứng, giá trị tăng của ứng

suất thẳng đứng được xác định bởi = a.P.

Trong đó, a là hệ số phụ thuộc vào diện chịu tải,

tọa độ của phân tố và đặc điểm của tải trọng.

Đồng thời, khi tăng sẽ xảy ra biến dạng

thẳng đứng ez của phân tố với giá trị như sau:

ez= /E và ex= ez

Do đó, trạng thái ứng suất của phân tố thay

đổi như sau:

Thành phần ứng suất thẳng đứng zs = z

t +

= h + a.P

Thành phần ứng suất nằm ngang x= z +

E. ez

Trong đó, - hệ số biến dạng ngang

zt , z

s - ứng suất thẳng đứng trước và sau

khi tăng tải

x ứng suất ngang

hệ số áp lực ngang

So sánh trước với sau khi chất tải, có thể thấy

cả hai thành phần ứng suất đều tăng, nhưng sự

tăng ứng suất ngang là bị động do thành phần ứng

suất đứng gây ra và bị ràng buộc bởi điều kiện của

biểu thức gần đúng Kerisel và Quatre’s (1968)

2ex=ev-ez

Theo đó, sự biến đổi ex theo ez phụ thuộc vào

biến dạng thể tích ev nên biến đổi của x phụ

thuộc vào ev Nhưng với bất kỳ giá trị nào của ev

thì cũng không thể có ứng suất ngang giảm vì

phần thể tích đất giảm đi được thay thế vào

phần thể tích đế móng. Điều đó, cho thấy khi

tăng tải đứng, biến dạng ngang, hệ số biến dạng

ngang và ứng suất ngang đều tăng.

Từ phân tích trên, liên hệ với mẫu đất trong

buồng ba trục có thể xem phân tố đất trong bán

không gian vô hạn chịu tác dụng của tải trọng

công trình là mẫu đất trong buồng ba trục chịu

tác dụng dọc trục, với ứng suất ban đầu và tải

trong dọc trục được xác định sơ bộ theo điều

kiện tồn tại của nó trong bán không gian vô hạn.

Như thế, sự biến đổi trạng thái ứng suất biến

dạng của mẫu thí nghiệm theo sơ đồ tăng tải

đứng sẽ diễn tả sự biến đổi trạng thái ứng suất

của phân tố trong nền.

b) Đối với tải trọng tác động ngang giảm như

trong trường hợp đào các hố đào

Trong bán không gian vô hạn đồng nhất đẳng

hướng, xét trạng thái ứng suất trước với sau khi

giảm tải ngang của một phân tố đất ở độ sâu h

trong đới ảnh hưởng của của hố đào và lân cận

với vách hố đào, sẽ nhận thấy những biến đổi

như sau:

-Trước khi giảm tải ngang có các thành phần

ứng suất

Thành phần thẳng đứng zt = h

Thành phần ứng suất pháp nằm ngang x= z

Trong đó, z> x nên có ứng suất lệch

=z-x

-Sau khi giảm tải ngang, ứng suất thẳng đứng

ở đó không thay đổi, nhưng ứng suất ngang

giảm, giá trị nhỏ nhất ở thành hố và tăng dần

vào trong khối đất. Giả sử giá trị ứng suất ngang

ở phân tố giảm một giá trị x thì ứng suất

lệch sẽ tăng một giá trị tương ứng:

=z-(x-x) = z- x+x

Khi đó xẩy ra sự biến dạng thẳng đứng ez của

phân tố với giá trị như sau:

ez= /E và ex= ez

Do đó, trạng thái ứng suất của phân tố thay

đổi như sau:

Thành phần ứng suất thẳng đứng zs = z

t = h

Thành phần ứng suất nằm ngang x= z

- x

trong đó, - hệ số biến dạng ngang

zt , z

s - ứng suất thẳng đứng trước và sau

khi tăng tải

x ứng suất ngang

hệ số áp lực ngang

So sánh trước với sau khi chất tải sẽ thấy

thành phần ứng suất đứng không đổi, ứng suất

ngang giảm. Trong đó, sự giảm ứng suất ngang

là chủ động gây ra biến dạng ngang, lúc này

biến dạng đứng là bị động. Giữa biến dạng

ngang và biến dạng đứng bị ràng buộc bởi điều

kiện của biểu thức Kerisel và Quatre’s (1968)

và giá trị của hệ số biến dạng ngang còn phụ

thuộc vào biến dạng thể tích ev.


Từ phân tích trên liên hệ với mẫu đất trong

buồng ba trục có thể xem phân tố đất trong bán

không gian vô hạn chịu ảnh hưởng của hố đào là

mẫu đất ở trong buồng ba trục chịu tác dụng

giảm áp suất trong buồng trong khi tải trọng dọc

trục không đổi, với ứng suất ban đầu và tải trong

dọc truc được xác định sơ bộ theo điều kiện tồn

tại của mẫu đất. Như thế, sự biến đổi trạng thái

ứng suất biến dạng của mẫu xem như là sự biến

đổi của phân tố đất dưới ảnh hưởng của hố đào

trong bán không gian vô hạn.

Tóm lại, vai trò bị động và chủ động của các

thành phần ứng suất biến dạng là sự khác biệt

cơ bản nhất giữa hai dạng ứng xử, là nguyên

nhân dẫn đến nhiều khác biệt quan trọng mà

thông qua thí nghiệm mô phỏng bằng ba trục giá

trị biến dạng ngang, quá trình biến dạng đến

trạng thái giới han sẽ được làm sáng tỏ.

2. BIẾN D NG NG NG VÀ HỆ SỐ BIẾN

D NG NG NG

Nếu gọi thể tích ban đầu của mẫu hình trụ là 2.V H R . Tại một thời điểm trong quá trình

biến dạng, mẫu có chiều cao giảm H và chiều

rộng tăng là R khi đó thể tích mẫu sẽ là 2( ) ( )H RH R và sẽ có:

2 2. ( ) ( ) 0H R tpH R H R V

Trong đó, H- Chiều cao mẫu đất

R- bán kính tiết diện mẫu đất

H- biến dạng dọc mẫu đất

Vtp- biến dạng thể tích toàn phần.

R- biến đổi đường kính mặt ngang trung

bình của mẫu đất

0VRR)H(2R)H( 2

HRH

2

H

H

VHR

RRH

R

2

(1)

Từ biểu thức (1) chia 2 về cho R và với

R

Re

2 sẽ có :

H

2

2H

VHR

1e

(2)

Chia cả tử và mẫu của (2) cho HR2, và với

2HR

Vev

và

He H

1

, khi đó mối quan hệ giữa

ba thành phần biến dạng sẽ như sau:

e2 = 1

11

1

ve

e

(3)

Từ (3) có thể thấy:

- e2<0, chỉ khi 11

1

1

e

ev tức là phải có

111 eev suy ra ev> e1.

Đây là trường hợp tăng tải ngang trong ứng

xử của nền đất khi đóng cọc hoặc hạ các kết cấu

tường vây không khoan đào.

- e2> 0, chỉ khi 11

1

1

e

ev tức là phải có

111 eev suy ra ev< e1.

Ở đây xảy ra hai trường hợp: tăng tải đứng

ev> 0 và giảm tải ngang ev< 0.

Với K là modul đàn hồi thể tích của đất, có:

K

Pev với )2(

3

131 P

Do đó khi P tăng là trường hợp tăng tải, biến

dạng thể tích của mẫu sẽ làm mẫu nhỏ đi, ngược

lại khi giảm P, biến dạng thể tích làm mẫu tăng

hay mẫu nở ra Như vậy, trường hợp dỡ tải

ngang với biến dạng ngang là e2g luôn có ev> 0,

và trường hợp chất tải đứng với biến dạng

ngang là e2t luôn có ev<0 thì

e2g>e2

t

Khi không có biến dạng thể tích ev=0, e1=2e2

hay = 0.5. Suy ra:

nếu ev<0 thì e1< 2e2 tức là hệ số biến dạng

ngang < 0.5.

nếu ev>0 thì e1> 2e2 tức là hệ số biến dạng

ngang > 0.5

Tóm lại, hệ số biến dạng ngang của một phân

tố đất ở trong nền khi tăng tải đứng thì <0.5,

nhưng khi giảm tải ngang thì >0.5. Tuy nhiên,

khi tính toán dự báo dịch chuyển thành hố đào

bằng giá trị biến dạng ngang dựa trên các bảng

tra, hoặc kết quả thí nghiệm ba trục với đất bão


hòa xác định biến dạng thể tích bằng thể tích

nước thoát ra khỏi mẫu, tất cả đều có giá trị

<0.5. Đây là một trong những sai lầm dẫn đến

dự báo chuyển vị và áp lực lên tường chắn

không chính xác.

3. VỀ XÁC ĐỊNH GIÁ TRỊ ĐỘ BỀN CỦA

ĐẤT TRONG THÍ NGHIỆM BA TRỤC

a) Sự hình thành trạng thái giới hạn

Ưng suất lệch tăng sẽ dẫn đến trạng thái

giới hạn, tức là trạng thái chuyển sang mất cân

bằng. Với mỗi loại đất với các đặc trưng kháng

cắt khác nhau, có một giá trị giới hạn phụ

thuộc vào quan hệ giữa ứng suất tổng và ứng

suất buồng. Xem xét 2 cách mô phỏng trạng thái

ứng suất của nền với sơ đồ gia tải đứng và giảm

tải ngang.

- Sơ đồ tăng ứng suất tổng 1 và ứng suất

ngang không đổi 2=cosnt,

Khi đó giá trị ứng suất lệch lớn nhất ∆t do

tăng tải đứng được xác định theo biểu thức:

11

sincos 2sin cos2 2 2

1 sin 1 sin 1 sin 1 sint

C C

(4)

Quan hệ ∆t và 1 là bậc nhất ∆t = at 1 +

bt với

2sin

1 sinta

và

sin1

sin2

tb

- Sơ đồ giảm ứng suất ngang 2 và ứng suất

tổng 1= cosnt

Khi đó giá trị ứng suất lệch lớn nhất ∆g do

giảm tải ngang được xác định theo biểu thức:

22

sincos 2sin cos2 2 2

1 sin 1 sin 1 sin 1 sing

C C

(5)

Quan hệ ∆g và 2 là bậc nhất ∆g = ag 2 +

bg với

2sin

1 singa

và

cos2

1 sin

Cb

So sánh at với ag và bt với bg thì a = at - ag ≥

0 và b = bt -bg≥0, khi càng lớn thì a và b

càng lớn. Và khi =0 thì a=b=0 .

Từ diễn giải trên có thể khẳng định, quá trình

đạt đến trạng thái giới hạn giữa sơ đồ thí nghiệm

gia tải đứng với giảm tải ngang đối với đất có

=0 là như nhau, nhưng khác nhau càng nhiều

với đất có góc ma sát càng lớn.

Tóm lại, với cùng một mẫu đất thí nghiệm

theo sơ đồ chất tải đứng và theo sơ đồ giảm tải

ngang có cùng quy luật biến đổi tuyên tính,

nhưng sẽ có các kết quả không giống nhau về độ

bền hoặc giá trị biến dạng trượt cực đại.

b) Về giá trị độ bền và giá trị biến dạng trượt

cực đại

Quan hệ giữa modul biến dạng nén E với

modul biến dạng trượt G

2(1 )

EG

(6)

Trong đó, G- modul biến dạng trượt, G

- hệ số biến dạng ngang 2

1

e

e

- biến dạng trượt có giá trị cực đại khi

thành phần ứng suất tiếp τ đạt giá trị độ bền cắt

của đất,

, C- là các đặc trưng kháng cắt

trong quan hệ τ= tg +C

Thay các τ, G, e1 và e2 vào biểu thức (6) sẽ

được có quan hệ E với G

1

2 12( )

Eetg C

e e

2 1 2 1

1

2( ) 2( )( )tg C C

e e e e tgEe

=

C

tgeev )(( 1 )

C

tgE

ev

)(

)(2

CtgE

ECtg

-Trường hợp chất tải đứng ev> 0, với >0

)(2 ECtgev > 0 vì

)( CtgE >0

theo đó, ev > 0 khi và chỉ khi

tg

EC )(

-Trường hợp giảm tải ngang ev < 0, với > 0

)(2 ECtgev <0


vì )( CtgE >0

theo đó, ev > 0 khi và chỉ khi

tg

EC )(

Hình 1 Đồ thị quan hệ ev –ở trạng thái

cân bằng

Như vậy, độ bền của đất khi giảm tải ngang

luôn nhỏ hơn so với khi tăng tải đứng và giá trị

lớn nhất của nó bị ràng buộc bởi các thông số

theo mối quan hệ

tg

EC )(

Hình 1 chỉ ra đồ thị quan hệ giữa biến dạng

thể tích và độ lệch ứng suất.

KẾT LUẬN

Trạng thái ứng suất biến dạng của nền đất là

rất khác nhau phụ thuộc vào đặc trưng tác động

của tải trọng và quy luật biến đổi giá trị các

thông số như hệ số biên dạng ngang, biến dạng

thể tích, độ bền cũng khác nhau. Khi tính toán

thiết kế áp dụng hệ số là các hằng số để chuyển

đổi giữa các thông số của bài toán gia tải đứng

với giảm tải ngang sẽ không có được kết quả

tính toán chính xác. Cần thiết mô hình hóa điều

kiện làm việc thực tế của đất để xác định các

thông số đầu vào phục vụ thiết kế. Bài toán thiết

kế thi công hố đào sâu là một ví dụ điển hình.

TÀI LIỆU TH M KHẢO

1. Đào Huy Bích (1990). “Cơ học môi

trường liên tục”, Nhà in trường Đại học Tổng

hợp Hà Nội

2. Đào Huy Bích (2000), “Lý thuyết đàn hồi”,

Nhà xuất bản đại học Quốc gia Hà Nội.

3. Trần thương Bình (2005), “ Nghiên cứu

sự biến đổi sức kháng cắt của đất hệ tầng Thái

Bình trên mô hình thí nghiệm động”. Tuyển tập

khoa học toàn quốc địa chất công trình và môi

trường tr.238-242 .

4. P.Purushothama Raj (1995),

“Geotechnical.Engineering”, New York.

5. R. Whitlow (1997), “Cơ học đất”, NXB

Giáo dục.

6. Arnold Verrujit (2005), “Soil Dynamic”,

Delft University of Technology.

Người phản biện: PGS.TS. NGUYỄN BÁ KẾ


ỔN ĐỊNH CỦA NỀN ĐẤT YẾU DƯỚI CÔNG TRÌNH ĐẮP THEO CÁC SỨC CHỐNG CẮT KHÁC NHAU

BÙI TRƢỜNG SƠN, VÕ PHÁN, LÊ HOÀNG VIỆT*

Stability of soft soil under embankment based on various shear

strength

Abstract: Shear strengths of soft soil are various according to different

testing methods. Based on various values of shear strength, the stability

analysis of soft soil under embankment is carried out using circle

method, degree of approaching to limit state and factor of safety. The

calculating and analyzing results show that using the corrected

undrained shear strength of in-situ vane shear test allows to obtain the

more reasonable results in comparison with using the shear strength of

the other tests. Using undrained shear strength of vane shear test shows

that the sliding and plastic area exists under the talus and independent

from stress state.

1. CÁC PHƢƠNG PHÁP ĐÁNH GIÁ

KHẢ NĂNG CHỊU TẢI CỦ ĐẤT NỀN*

Trong thiết kế nền móng công trình, việc xác

định sức chịu tải an toàn và chính xác của nền

đất được quan tâm đầu tiên. Tồn tại một số

phương pháp đánh giá sức chịu tải của nền đất

dưới đáy móng và hầu hết các phương pháp đều

căn cứ trên cơ sở trạng thái cân bằng giới hạn.

Có thể phân chia các phương pháp này theo các

khuynh hướng chính sau: phương pháp dựa trên

mức độ phát triển của vùng biến dạng dẻo trong

nền, phương pháp dựa trên giả thuyết cân bằng

giới hạn và xác định giá trị tải trọng tới hạn,

phương pháp dựa trên giả thuyết mặt trượt và

các phương pháp bán kinh nghiệm trên cơ sở

các thí nghiệm hiện trường

Phương pháp căn cứ mức độ phát triển của

vùng biến dạng dẻo chủ yếu được trình bày bởi

các nhà nghiên cứu ở Liên Xô cũ. Tải trọng ban

* Trường Đại học Bách Khoa, ĐHQG-HCM

268 Lý Thường Kiệt, quận 10, TP. HCM

[email protected]; ĐT:0907159518

[email protected]; ĐT: 0913 867008

[email protected]; ĐT:0979853988

đầu p* tương ứng với trường hợp khi chỉ có một

điểm duy nhất trong nền dưới mép móng băng

xuất hiện trạng thái giới hạn được đề nghị bởi

N.P. Puzưrevski. Theo quan điểm của N.N.

Maslov, tải trọng tính theo N.P. Puzưrevski là

quá thiên về an toàn và ông đề nghị lấy phạm vi

độ sâu vùng dẻo zmax = b.tan để vùng biến

dạng dẻo không lan vào phạm vi giữa hai đường

thẳng đứng đi qua mép móng. Theo I.V.

Yaropolski, khi tăng tải trọng, vùng biến dạng

dẻo phát triển đến độ sâu lớn nhất và nối liền

với nhau, tương ứng với trạng thái của nền lúc

bắt đầu mất ổn định. Tiêu chuẩn Việt Nam tham

khảo cơ sở tiêu chuẩn Liên bang Nga xem giá

trị tải trọng hình băng ứng với phạm vi vùng

dẻo đến độ sâu bằng 1/4 bề rộng móng b thì nền

còn ứng xử trong phạm vi đàn hồi [1], [2], [3].

Việc tính toán sức chịu tải của nền với giả

thiết về kích thước, hình dạng nêm nén chặt và

hàm số các đường phá hoại trượt gắn liền với

các tên tuổi như: V.V. Sokolovski, L. Prandltl,

K. Terzaghi, V.G. Berezantsev,... Các kết quả

nghiên cứu này cho phép xác định giá trị ứng

suất giới hạn của tải trọng hình băng lên đất nền

[3], [4].

mailto:[email protected]




Prandtl là người đầu tiên quan sát trực tiếp

các mặt trượt đất nền bên dưới mô hình móng

và đưa ra dạng phương trình giải tích của các

mặt trượt dưới đáy móng gồm các đoạn thẳng nối

với nhau bởi đoạn cong xoắn ốc. Áp lực cực hạn ở

đáy móng qu được Prandtl giới thiệu gồm hai thành

phần: do lực dính c.Nc và do phụ tải hông qo.Nq.

Sau đó, Terzaghi, Buisman, Caquot, Sokolovski,

Meyerhof, Hansen và nhiều tác giả khác bổ sung

thành phần ma sát vào công thức sức chịu tải của

đất nền. Năm 1942, V.V. Sokolovski ứng dụng

phương pháp số để giải phương trình vi phân của F.

Kotter cho bài toán phẳng có xét đến trọng lượng

bản thân đất ( 0). Điều này góp phần quan trọng

trong phát triển lý thuyết cân bằng giới hạn để đánh

giá ổn định của nền đất, của mái dốc và tính toán

áp lực đất lên tường chắn. V.G. Berezantsev áp

dụng phương pháp của V.V.Sokolovski để xác

định tải trọng giới hạn phân bố đều khi lực tác dụng

đúng tâm có xét đến sự hình thành nêm đất và sau

này đưa ra lời giải áp dụng xác định tải trọng giới

hạn của nền đất cho cả bài toán phẳng và bài toán

không gian.

Sơ đồ tính toán của K. Terzaghi vẫn sử dụng

những đường trượt như trong phương pháp của

Prandtl xem nền không trọng lượng ( = 0). K.

Terzaghi giả thiết nêm đất là hình tam giác cân

với góc ở đáy bằng cho phù hợp với các kết

quả của thí nghiệm nén. Phương pháp có xét

đến ảnh hưởng của hình dạng móng, chiều sâu

chôn móng và độ nghiêng của tải trọng tác động

được Meyerhof khởi xướng và được đề cập

trong các nghiên cứu của các tác giả như: De

Beer, Vesic, Hansen, Hanna.

Sức chịu tải của đất nền còn có thể được

đánh giá thông qua các công thức kinh nghiệm

trên cơ sở kết quả thí nghiệm hiện trường như

xuyên tiêu chuẩn, xuyên tĩnh, bàn nén hay nén

trong hố khoan.

Đối với công trình đất đắp (đường, đê và

đập) ngoài việc xác định tải trọng giới hạn lên

đất nền, cần thiết phải đánh giá khả năng trượt

và phá hoại qua bản thân công trình bằng vật

liệu đắp [5], [6]. Theo các kết quả đo đạt và

quan sát các mặt trượt trong thực tế, nhiều mặt

trượt thường có dạng mặt trượt trụ tròn hoặc gần

với dạng này. Theo khuynh hướng này, phổ biến

có phương pháp phân mảnh cổ điển Fellenius,

phương pháp Bishop có xét sự tương tác của các

mảnh và các phương pháp khác.

Với sự trợ giúp của các công cụ tính toán hiện

nay, việc đánh giá khả năng chịu tải của đất nền

cũng có thể thực hiện được thông qua các phần

mềm trên cơ sở phương pháp phần tử hữu hạn

[7]. Ở đây, tùy theo mô hình vật liệu mà các tiêu

chuẩn bền khác nhau có thể được áp dụng. Ngoài

ra, cũng có thể căn cứ vào phạm vi vùng nguy

hiểm theo mức độ tiếp cận trạng thái giới hạn để

đánh giá khả năng ổn định của đất nền. Phương

pháp này chẳng những cho phép xét đến trọng

lượng bản thân đất mà còn cho phép sử dụng các

đại lượng độ bền như là một hàm số theo trạng

thái ứng suất ở điểm bất kỳ trong nền [8].

Đối với nền đất yếu, nhiều hồ sơ khảo sát

cho thấy giá trị độ bền khác nhau theo các

phương pháp thí nghiệm [9]. Do đó, việc sử

dụng các phương pháp tính toán khác nhau với

các đại lượng độ bền khác nhau sẽ cho phép

phân tích so sánh kết quả nhằm rút ra các nhận

định có ích trong việc chọn lựa phương pháp

tính cũng như giá trị độ bền hợp lý trong tính

toán thiết kế. Ở đây, việc phân tích chủ yếu tập

trung vào nền đất yếu dưới công trình đất đắp, là

loại hình công trình phổ biến có tải trọng tác

dụng trực tiếp lên đất nền.

2. KHẢ NĂNG ỔN ĐỊNH CỦ NỀN ĐẤT

YẾU DƢỚI CÔNG TRÌNH ĐẮP THEO

CÁC Đ I LƢỢNG ĐỘ BỀN KHÁC NH U

Các dữ liệu về đặc trưng cơ lý của đất yếu ở

khu vực Nhà Bè, Tp. HCM cho thấy giá trị sức

chống cắt khác nhau theo các phương pháp thí

nghiệm khác nhau (bảng 1). Đối với công trình

đắp, phương pháp đánh giá khả năng ổn định

bao gồm phương pháp cung trượt lăng trụ tròn,

bằng phần mềm Plaxis và mức độ tiếp cận trạng

thái giới hạn.


Bảng 1. Độ bền của nền đất yếu khu vực Nhà Bè từ các kết quả thí nghiệm khác nhau

Phương pháp thí nghiệm Giá trị độ bền

Cắt trực tiếp c = 8,83 kN/m2; = 4,3 độ

Nén đơn qu= 35,7 kN/m2

Nén ba trục theo sơ đồ UU c = 18,64 kN/m2; = 0,8 độ

Nén ba trục theo sơ đồ CU c’ = 10,79 kN/m2; = 23,9 độ

Cắt cánh hiện trường có hiệu chỉnh Su = 8,081 + 1,386.z (kN/m2). Với: z (m) – độ sâu.

Sơ đồ bài toán đặc trưng chọn lựa là công

trình đường đắp trên đất yếu với chiều cao đắp là

1,5m, với bề rộng mặt đường là 20m (2a = 20m),

độ dốc mái taluy 1: 1,5. Do đó, bề rộng đáy khối

đắp 2b = 24,5m. Trọng lượng riêng của vật liệu

đắp trung bình γ = 19,0KN/m3, lực dính c = 31

kPa, = 9,8 độ. Do việc tính toán khả năng chịu

tải cần thiết xét đến hoạt tải, nên xem khối đắp

chịu tải trọng phân bố đều p = 25,3 KN/m2.

Bề dày lớp đất yếu của khu vực có giá trị trung

bình 20m với dung trọng tự nhiên γ=15,2KN/m3,

mực nước ngầm nằm ngang mặt đất.

Việc đánh giá khả năng ổn định công trình

đắp trên nền đất yếu thường được thực hiện

thông qua giá trị hệ số ổn định K hay hệ số an

toàn FoS. Trong trường hợp này, phần mềm

Geoslope và Plaxis được sử dụng để phân tích.

Trong đó, hệ số ổn định được xác định theo

phương pháp Bishop và phương pháp phân

mảnh cổ điển.

Bảng 2. Giá trị hệ số ổn định theo các phƣơng pháp cung trƣợt lăng trụ tròn

Phương pháp thí nghiệm

Hệ số ổn định

Phương pháp

Bishop

Phương pháp phân

mảnh cổ điển

Cắt trực tiếp 1,619 1,570

Nén một trục 2,029 2,025

Nén ba trục the sơ đồ UU 2,217 2,196

Sức chống cắt hữu hiệu từ CU với các thành

phần ứng suất hữu hiệu

2,783 2,566

Cắt cánh hiện trường có hiệu chỉnh 1,642 1,646

Từ kết quả tính toán có thể thấy rằng giá trị

hệ số ổn định theo phương pháp Bishop đều lớn

hơn so với kết quả tính toán theo phương pháp

phân mảnh cổ điển, ngoại trừ trường hợp sử

dụng kết quả thí nghiệm cắt cánh hiện trường thì

giá trị hệ số ổn định của hai phương pháp là xấp

xỉ như nhau. Ở đây cũng cần nói thêm rằng khi

sử dụng giá trị sức chống cắt không thoát nước

thì ứng suất do trọng lượng bản thân là giá trị

tổng ứng suất phụ thuộc dung trọng tự nhiên

nếu đất có độ bão hòa cao hay dung trọng bão

hòa trong trường hợp đất nằm dưới mực nước

ngầm. Trong trường hợp sử dụng sức chống cắt

hữu hiệu, ứng suất do trọng lượng bản thân có

xét vai trò của áp lực do cột nước nên có giá trị

là ứng suất hữu hiệu.

Trong các trường hợp tính toán, giá trị hệ số

ổn định theo sức chống cắt hữu hiệu là lớn nhất.


Trong thí nghiệm theo sơ đồ CU, mẫu đất được

cố kết trước khi nén lệch trục. Các giá trị áp lực

buồng chọn lựa khá lớn so với thực tế áp lực

theo phương ngang nhỏ hơn đáng kể nên đất bị

nén chặt nhiều hơn so với thực tế trong nền.

Nên sử dụng sức chống cắt hữu hiệu có thể

không an toàn mà trong các khuyến cáo sử dụng

phương pháp cung trượt cũng được đề cập.

Kết quả tính toán sử dụng sức chống cắt

không thoát nước từ thí nghiệm nén ba trục UU

và nén một trục cho thấy hệ số ổn định khá lớn

và tương tự nhau. Kết quả đó không những thể

hiện thông qua giá trị hệ số ổn định mà còn ở

phạm vi cung trượt. Các cung trượt sử dụng giá

trị sức chống cắt này đạt đến độ sâu khá lớn

(xấp xỉ 6m).

Kết quả tính toán theo thí nghiệm cắt trực

tiếp và cắt cánh có giá trị hệ số ổn định gần như

nhau cũng như phạm vi cung trượt. Ở đây, có

thể thấy rằng thí nghiệm cắt cánh hiện trường có

hiệu chỉnh cho phép đánh giá sức chống cắt

không thoát nước ứng với trạng thái tự nhiên

nên phù hợp với ứng xử thực tế nhất. Trong khi

đó, thí nghiệm cắt trực tiếp được thực hiện

trong thời gian ngắn trong điều kiện khí quyển

nên mẫu đất ở trong trạng thái chưa được nén

chặt, do đó, sức chống cắt được xem là phù

hợp đối với khu vực có độ sâu nhỏ (giá trị này

sẽ nhỏ hơn thực tế đối với khu vực ở độ sâu

lớn). Do phạm vi cung trượt ở gần bề mặt nên

sức chống cắt chọn lựa trong trường hợp này

trở thành phù hợp.

2.196

20 m

+0.00

+1.50

16 m

ỔN ĐỊNH CHO TRƢỜNG HỢP THÍ NGHIỆM UU

1:1.5 1:1.5

q = 25.3 kPa

Name: Đất Nền Unit Weight: 15.2 kN/m³Cohesion: 18.64 kPaPhi: 0.82 °

Name: Đất Đắp Unit Weight: 19 kN/m³Cohesion: 31 kPaPhi: 9.8 °

Khoaûng caùch (m)

-5 0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65

Cao

ñoä

(m)

-22

-20

-18

-16

-14

-12

-10

-8

-6

-4

-2

0

2

4

6

8

1.64220 m

+0.00

+1.5016 m

ỔN ĐỊNH CHO TRƢỜNG HỢP THÍ NGHIỆM VST

1:1.5 1:1.5

q = 25.3 kPa

Name: Đất Nền Unit Weight: 15.2 kN/m³C-Top of Layer: 10.62 kPaC-Rate of Increase: 1.32 Limiting C: 37.02 kPa

Name: Đất Đắp Unit Weight: 19 kN/m³Cohesion: 31 kPaPhi: 9.8 °

Khoaûng caùch (m)

-5 0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65

Cao

ñoä

(m)

-22

-20

-18

-16

-14

-12

-10

-8

-6

-4

-2

0

2

4

6

8

10

Hình 1 và hình 2. Ổn định theo phương pháp phân mảnh cổ điển sử dụng sức chống cắt

không thoát nước từ thí nghiệm UU và thí nghiệm cắt cánh có xét sự thay đổi Su theo độ sâu

Khả năng ổn định của công trình cũng có

thể được đánh giá thông qua hệ số an toàn từ

sự suy giảm sức chống cắt của đất bằng phần

mềm Plaxis. Khi sử dụng sức chống cắt từ thí

nghiệm cắt trực tiếp, ứng suất do trọng lượng

bản thân chọn tính là tổng ứng suất nên không

xét vai trò mực nước. Nếu sử dụng sức chống

cắt hữu hiệu thì nhất thiết phải xét hiện tượng

đẩy nổi nên dưới mực nước ngầm thì ứng suất

chịu tác dụng của cột nước thủy tĩnh hay áp

lực nước lỗ rỗng thặng dư hình thành do tác

dụng của tải trọng ngoài. Lưu ý rằng việc sử

dụng lực dính thuần túy khi giá trị góc ma sát

trong φ = 0 không thực hiện được trong phần

mềm Plaxis.

Kết quả tính toán sử dụng kết quả thí nghiệm

cắt trực tiếp cho giá trị hệ số an toàn theo sự suy

giảm độ bền FoS = 1,31 và sử dụng sức chống

cắt hữu hiệu cho FoS = 1,81Việc tính toán theo

phần mềm Plaxis khó có thể cho phép xác định

chính xác giá trị hệ số ổn định hay khả năng

chịu tải nhưng xu thế chuyển vị và phạm vi

vùng nguy hiểm có thể dễ dàng phân biệt (hình

2). Ở đây, trong phạm vi nền có khả năng phá

hoại do trượt theo thí nghiệm cắt trực tiếp xảy ra

ở dưới mái taluy phù hợp với thực tế hơn so với


dưới tâm theo kết quả tính toán sử dụng sức

chống cắt hữu hiệu.

Mức độ tiếp cận trạng thái giới hạn có thể

thể hiện thông qua phạm vi vùng biến dạng

dẻo, tức là vùng có giá trị ≥1. Khi vùng

biến dạng dẻo giao nhau hoặc trồi lên đến bề

mặt thì đất nền xem như phá hoại. Đất trong

nền không những chịu tác dụng của tải trọng

ngoài mà còn chịu ứng suất do trọng lượng

bản thân. Để đánh giá hợp lý hơn, nhất thiết

phải xét đến trọng lượng bản thân trong quá

trình tính toán.

Từ kết quả tính toán sử dụng sức chống cắt

từ thí nghiệm cắt trực tiếp, có thể thấy rằng

phạm vi vùng nguy hiểm khác nhau đáng kể khi

không xét và xét trọng lượng bản thân đất nền

(hình 3 và 4). Ở đây, khi xét trọng lượng bản

thân đất nền, vùng dẻo thu hẹp đáng kể và tập

trung ở khu vực dưới mái taluy, trùng hợp với

phạm vi cung trượt nguy hiểm và không phát

triển đến các độ sâu lớn như khuynh hướng khi

sử dụng sức chống cắt theo kết quả thí nghiệm

nén đơn (cu=qu/2), UU hay CU. Ngoài ra, việc

sử dụng các giá trị sức chống cắt theo các

phương pháp thí nghiệm khác có xét đến trọng

lượng bản thân đất nền đều cho thấy khả năng

ổn định lớn hơn so với trường hợp không xét

căn cứ giá trị và phạm vi mức độ tiếp cận trạng

thái giới hạn nhỏ hơn (hình 5).

Sử dụng sức chống cắt có giá trị góc ma sát

trong thì sự khác biệt về phạm vi vùng nguy

hiểm khi có và không xét trọng lượng bản thân

khác nhau đáng kể do thành phần ma sát phụ

thuộc ứng suất tác dụng. Việc sử dụng sức

chống cắt không thoát nước theo kết quả cắt

cánh chỉ xét sức chống cắt không thoát nước Su

cho kết quả gần như nhau khi xét trọng lượng

bản thân mặc dù các thành phần ứng suất có ảnh

hưởng lên mức độ tiếp cận trạng thái giới hạn.

Điều này không những thể hiện thông qua giá trị

hệ số ổn định (bảng 1) mà còn thể hiện ở phạm

vi vùng dẻo (hình 6 và 7). Hơn nữa, trong các

trường hợp tính toán, kết quả sử dụng sức chống

cắt không thoát nước từ cắt cánh cho phạm vi

vùng biến dạng dẻo phù hợp với phạm vi mà đất

có sự dịch chuyển theo phương ngang lớn và

khá trùng hợp với phạm vi cung trượt đã tính

trước đó cũng như xu hướng dịch chuyển theo

phần mềm Plaxis.

Các phương pháp phân tích bằng phần mềm

Plaxis và Geoslope đều xét trọng lượng bản thân

và điều này hợp lý với ứng xử thực tế của đất

nền. Do đó, có thể xem việc đánh giá mức độ

tiếp cận trạng thái giới hạn có xét trọng lượng

bản thân là hợp lý hơn so với kết quả tính toán

không xét. Các kết quả tính toán theo sức chống

cắt từ thí nghiệm nén đơn, nén ba trục theo sơ

đồ UU và CU đều cho thấy vùng dẻo không

xuất hiện tương ứng với hệ số ổn định cao như

đã tính toán trước đó.

p

Hình 3. Mức độ tiếp cận trạng thái giới hạn của đất nền dưới công trình đắp theo kết quả thí

nghiệm cắt trực tiếp không xét trọng lượng bản thân đất nền


p

Hình 4. Mức độ tiếp cận trạng thái giới hạn của đất nền dưới công trình đắp theo kết quả

thí nghiệm cắt trực tiếp có xét trọng lượng bản thân đất nền

p


thí nghiệm nén ba trục UU có xét trọng lượng bản thân đất nền

p


thí nghiệm với sức chống cắt không thoát nước Su thay đổi theo độ sâu từ thí nghiệm cắt cánh

hiện trường không xét trọng lượng bản thân đất nền.

p


thí nghiệm với sức chống cắt không thoát nước Su thay đổi theo độ sâu từ thí nghiệm cắt cánh

hiện trường có xét trọng lượng bản thân đất nền.

Sự phù hợp vùngdẻo và cung trượt


3. KẾT LUẬN VÀ KIẾN NGHỊ

Từ kết quả tổng hợp giá trị độ bền của sét

mềm bão hòa nước theo các kết quả thí nghiệm

khác nhau và tính toán ổn định theo phương

pháp cung trượt lăng trụ tròn với hệ số an toàn

và vùng biến dạng dẻo theo mức độ tiếp cận

trạng thái giới hạn có thể rút ra các kết luận

chính như sau:

- Sử dụng kết quả thí nghiệm cắt cánh hiện

trường cho phép đánh giá hợp lý khả năng ổn

định của nền đất yếu dưới công trình đắp do phù

hợp với ứng xử thực tế, phạm vi vùng trượt và

vùng biến dạng dẻo.

- Kết quả tính toán theo sức chống cắt không

thoát nước chỉ với lực dính không thoát nước

cho thấy khả năng ổn định trong trường hợp

không xét và xét ứng suất do trọng lượng bản

thân là không đáng kể.

- Kết quả tính toán sử dụng sức chống cắt

không thoát nước từ thí nghiệm cắt trực tiếp có

thể phù hợp khi đánh giá ổn định nền ứng với

trường hợp phạm vi vùng trượt và vùng dẻo ở

gần bề mặt.

- Khi sử dụng sức chống cắt có giá trị góc ma

sát trong nhất thiết phải xét đến vai trò của ứng

suất do trọng lượng bản thân đất nền.

Từ các phân tích, có thể rút ra một số kiến

nghị như sau: nên sử dụng kết quả thí nghiệm

cắt cánh hiện trường hiệu chỉnh để đánh giá khả

năng ổn định của nền đất yếu dưới công trình

đắp do thí nghiệm này phù hợp với ứng xử thực

tế và kết quả tính toán phù hợp với phạm vi

phân bố vùng dẻo và vùng trượt gây phá hoại;

khi tính toán khả năng ổn định có xét đến góc

ma sát trong của đất cần lưu ý các phương pháp

tính có xét trạng thái ứng suất khu vực phá hoại

vì điều này ảnh hưởng đáng kể lên kết quả tính

toán; có thể sử dụng kết quả thí nghiệm cắt trực

tiếp để đánh giá khả năng ổn định của nền đất

yếu dưới công trình đắp do độ chặt của mẫu

trong thí nghiệm phù hợp ở khu vực vùng trượt

có độ sâu bé.


1. N.A. Xưtôvich (1987). Cơ học đất (bản

dịch). NXB Nông nghiệp, Hà nội.

2. Lê Quý An, Nguyễn Công Mẫn, Nguyễn

Văn Quỳ (1977). Cơ học đất. NXB đại học và

Trung học chuyên nghiệp.

3. Châu Ngọc Ẩn (2004). Cơ học đất. NXB

Đại học Quốc gia Thành phố Hồ Chí Minh.

4. V.V. Sokolovski (1965). Statics of

granular media. Bergamon Press.

5. Nguyễn Thành Long, Lê Bá Lương,

Nguyễn Quang Chiêu, Vũ Đức Lực (1989).

Công trình trên đất yếu trong điều kiện Việt

Nam. Trường Đại học Kỹ Thuật TP. HCM – Tổ

Giáo trình.

6. Quy trình khảo sát thiết kế nền đường ôtô

đắp trên đất yếu - Tiêu chuẩn thiết kế 22TCN

262-2000.

7. Serge Leroueil, Jean-Pier Magnan,

Francois Tavenas (1990). Embankments on soft

clay. English Edittion, Ellis Horwood.

8. Bùi Trường Sơn. Phương pháp phân chia

vùng nền dưới công trình theo mức độ tiếp cận

trạng thái giới hạn. Tuyển tập kết quả khoa học

công nghệ năm 2008. Bộ NT và PTNT. Trang

665 - 671.

9. Bùi Trường Sơn, Lê Hoàng Việt. Chọn lựa

sức chống cắt không thoát nước của sét mềm để

tính toán nền công trình đắp. Tập 14, Tuyển tập

kết quả khoa học công nghệ 2011, NXB Nông

nghiệp. Trang 469-477.

Người phản biện: PGS.TS. ĐÀO VĂN TOẠI


NGHIÊN CỨU ẢNH HƯỞNG CHIỀU RỘNG CỦA SÂN CHỐNG THẤM BẰNG MÔ HÌNH BÀI TOÁN THẤM 3 CHIỀU

BÙI VĂN TRƢỜNG*

Effect of width of waterproofing courtyard in 3 dimensional model

Abstract: For the waterproofing courtyard of dams, 2D problem often does

not take into account of the its width and can lead to incorrect results. This

paper presents the analysis and evaluation of technical efficiency of

waterproof courtyard in 3D seepage problem for a concret project and find

out that the effectiveness of waterproofing courtyard depends not only on the

length all so on the its width. That contributed to the orientation for the

calculation and design work to ensure more effective.

Keywords: Waterproofing courtyard, influence width, seepage 3

dimensional.

1. ĐẶT VẤN ĐỀ*

Sân phủ chống thấm - sân trước (SCT) là giải

pháp được sử dụng phổ biến trong xây dựng các

công trình thuỷ lợi, thuỷ điện. SCT được xây dựng

ở phía thượng lưu (hình 1) bằng vật liệu có tính

thấm nhỏ. SCT có thể làm bằng đất sét, pha sét

(Ks <10-6cm/s), màng địa kỹ thuật chống thấm

GCL, HDPE (hình 2) có K=10-11

-10-13

cm/s

(Nguyễn Đình Hùng, 2008), bê tông asphan, bê

tông thường hoặc BTCT (TCVN9143:2012). SCT

có tác dụng kéo dài đường thấm, tăng sức cản

thấm xuyên của lớp đất phía thượng lưu, do đó

giảm lưu lượng và áp lực của dòng thấm ở nền

công trình, nhờ đó ngăn chặn được tác động bất

lợi của dòng thấm.

Hình 01. Sân phủ chống thấm (I)

* Khoa Công trình - Đại học Thủy lợi

175 Tây Sơn, Đống Đa, Hà Nội

DĐ: 0912135769; Email: [email protected]

Hình 02. Màng địa kỹ thuật chống thấm GCL & HDPE

Hiệu quả chống thấm của SCT không chỉ phụ

thuộc vào chiều dài (Ls), chiều dầy (ts) của sân mà

còn phụ thuộc quan trọng vào chiều rộng (Bs)

của SCT. Nếu SCT có chiều rộng nhỏ hẹp,

dòng thấm vòng hai bên SCT có thể vô hiệu

hóa tác dụng chống thấm của SCT.

Tuy nhiên, trong thiết kế SCT, tác dụng

chống thấm của SCT thường được tính toán

theo bài toán phẳng (2D). Chiều dài (Ls), chiều

dày (ts) của sân được xác định theo công thức

Ughintrut (TCVN 9143:2012), nhưng chiều

rộng (Bs) của SCT chưa được xét đến trong bài

toán này. Do vậy, kết quả tính toán thường

không phản ánh được sự phát triển phức tạp và

bất lợi của dòng thấm. Hậu quả là đã có những

công trình bị sự cố gây thiết hại nghiêm trọng

(Phan Sỹ Kỳ, 2000).


Để có những nhìn nhận đầy đủ, rõ ràng và

trực quan hơn về vấn đề này, cần phân tích,

đánh giá và so sánh hiệu quả của SCT có chiều

rộng (Bs) và chiều dài (Ls) khác nhau trong bài

toán thấm 3D.

Với mục đích đó, công trình đê Tả sông Hồng,

đoạn từ K142145 được lựa chọn trong nghiên

cứu này. Nền công trình có tầng thấm nước mạnh

thông nước với sông. Trong lịch sử đã xảy ra

nhiều sự cố, điển hình là thảm hoạ vỡ đê tại

K143.2 vào tháng 8 năm 1945.

2. ĐẶC ĐIỂM ĐỊA CHẤT NỀN CÔNG TRÌNH

Nền công trình bao gồm 4 lớp (Bùi Văn

Trường, 1993, 2009):

- Lớp 1: Sét pha, dẻo mềm;

- Lớp 2: Sét pha, kẹp cát, chảy;

- Lớp 3: Cát hạt nhỏ, chặt vừa-xốp;

- Lớp 4: Bùn sét pha.

Đặc trưng cơ lý của các lớp đất nền được

trình bày trong bảng 01.

Như vậy, trong cấu trúc nền đê, lớp 1 & 2 là các

lớp đất thuộc tầng phủ thấm nước yếu.

Nằm dưới tầng phủ là lớp cát hạt nhỏ, chặt

vừa÷xốp có tính thấm mạnh . Lớp này bị sông

đào cắt, nên có quan hệ thủy lực trực tiếp với

nước sông. Khi có nước lũ về, mực nước sông

dâng cao, gia tăng áp lực thấm lên tầng phủ làm

phát sinh biến dạng thấm (BDT) gây mất ổn

định nền đê.

Trong điều kiện đó, SCT là một trong những

giải pháp xử lý (GPXL) được nghiên cứu lựa

chọn.

Bảng 01. Đặc trung cơ lý các lớp đất nền

3. MÔ HÌNH BÀI TOÁN THẤM 3 D

3.1. Cơ sở lý thuyết của mô hình và

phƣơng pháp giải

Để xây dựng MH bài toán thấm 3D cho khu

vực công trình, sử dụng phần mềm Visual

Modflow phiên bản 4.2.0.151 của Mỹ. Phần mềm

này có những tính năng hiện đại, linh hoạt, cho

phép mô phỏng khá đầy đủ các tính chất, hình thái

của môi trường và các hợp phần của hệ thống.

Sử dụng phần mềm này cùng với sự hỗ trợ

của hệ phần mềm Surfer, Mapinfor cho phép

mô hình hóa hệ thống tự nhiên - kỹ thuật

(TNKT), bao gồm hệ thông công trình, SCT và

các GPXL theo bài toán 3D. Mô hình này cho

phép xác định được các thông số của trường

thấm ở bất kỳ thời điểm và vị trí nào trong khu

vực, từ đó có thể tính toán, dự báo; phân tích,

đánh giá hiệu quả kỹ thuật của SCT và các

GPXL được thuận tiện và chính xác.

a. Mô hình toán học

Sự biến đổi độ cao mực nước (MN) dưới đất

h(x, y, z) được mô tả bằng một phương trình

đạo hàm riêng như sau:

t

hSW

z

hK

zy

hK

yx

hK

xszzyyxx

(1)

trong đó:

Kxx, Kyy, Kzz - hệ số thấm theo các hướng x,

y và z;


h - cốt cao MN tại vị trí (x,y,z) ở thời điểm t;

W - module dòng ngầm, phụ thuộc thời

gian và vị trí không gian (x,y,z);

Ss - hệ số nhả nước đơn vị (1/m).

Phương trình (1) mô tả động thái của nước

dưới đất (NDĐ) trong môi trường không

đồng nhất và dị hướng (Todd D.K, 1980).

Phương trình (1) cùng với các điều kiện biên,

điều kiện ban đầu tạo thành MH toán học của

dòng thấm.

b. Phương pháp giải

Trong thực tế, miền thấm có điều kiện rất

phức tạp, do vậy (1) được giải bằng sai phân

hữu hạn. Với phương pháp này, môi trường

thấm được chia thành các lớp. Mỗi lớp lại được

chia thành các ô nhỏ. Từ đó thiết lập được hệ

phương trình có số phương trình tương ứng với

số ô lưới. Giải lặp hệ phương trình này sẽ xác

định được h(x, y, z) ở bất kỳ thời điểm (t) nào

đó trong môi trường thấm.

3.2. Cơ sở tài liệu của mô hình

Mô hình được xây dựng trên cơ sở tổng hợp

các tài liệu và số liệu địa hình, địa hình đáy sông;

tài liệu khảo sát ĐCCT-ĐCTV nền đê theo các đề

án; số liệu quan trắc MNDĐ năm 2003, 2004; số

liệu thuỷ văn trạm Nhật Tảo; số liệu khí tượng

trạm Thái Bình, Nam Định; tài liệu các đề tài, dự

án liên quan (Bùi Văn Trường, 2009).

3.3.Xây dựng mô hình bài toán thấm

- Mô hình hóa bề mặt địa hình

Từ các tài liệu đo vẽ địa hình khu vực, địa

hình đáy sông, sử dụng phần mềm Surfer của

Mỹ số hoá bản đồ địa hình nền, xây dựng bản

đồ bề mặt địa hình 3D để đưa vào MH.

- Mô hình hóa các lớp đất nền

Trên cơ sở tài liệu địa chất nền đê, các công

trình trên đê,..., tiến hành lập các bản đồ đẳng

đáy, bản đồ đẳng bề dày các lớp đất để mô phỏng

các lớp đất nền trong MH.

- Tính thấm, giá trị bổ cập và bốc hơi

Từ số liệu ĐCTV tiến hành phân vùng và MH

hoá độ nhả nước, xây dựng sơ đồ phân vùng hệ số

thấm của TCN để đưa vào MH. Lượng mưa, bốc

hơi tính toán trong MH được xác định theo số liệu

quan trắc của trạm Thái Bình, Nam Định.

- Điều kiện biên của mô hình

Sông đào cắt vào TCN, có quan hệ thuỷ lực

trực tiếp với NDĐ nên được đặt là biên loại III

(biên sông “River”). Diễn biến MN trên biên sông

được xác định theo tài liệu quan trắc tại trạm thuỷ

văn Nhật Tảo và Nam Định (Trung tâm khí tượng

thủy văn Quốc gia, 2008).

Mô hình bài toán thấm 3D khu vực đê Tả

sông Hồng K142145 thể hiện ở hình 03 &

hình 04.

Hình 03. Mô hình bài toán thấm 3D khu vực

đê Tả sông Hồng K142145

3.4. Chỉnh lý mô hình

a. Kết quả bài toán chỉnh lý ổn định

Độ tin cậy của MH được đánh giá bởi sai số

trung bình (ME), sai số trung bình tuyệt đối

(MAE), sai số trung bình quân phương (RMS) và

sai số trung bình quân phương tiêu chuẩn

(NRMS). Kết quả bài toán chỉnh lý trình bày ở

bảng 02 & hình 05.

Kết quả này cho thấy sự phù hợp với điều kiện

tự nhiên và kết quả quan trắc MNAL ở nền đê.

Bảng 02. Kết quả tính toán sai số mực nƣớc

theo bài toán chỉnh lý ổn định

ME

(m)

MAE

(m)

RMS

(m)

NRMS

(%)

0.008 0.023 0.031 3.33


Hình 04. Sơ đồ điều kiện biên và lưới sai phân

trong mô hình

Hình 05. Tương quan MN tính toán

với quan trắc theo bài toán chỉnh lý ổn định

b. Kết quả chỉnh lý không ổn định

Bảng 03. Sai số mực nƣớc theo kết quả bài

toán chỉnh lý không ổn định

Thời

điểm

ME

(m)

MAE

(m)

RMS

(m)

NRMS

(%)

ĐL1 0.002 0.009 0.010 0.36

CL1 0.002 0.009 0.009 0.89

ĐL2 0.002 0.009 0.010 0.62

CL1 0.005 0.016 0.018 1.77

Điều kiện biên và các thông số của MH được chỉnh

lý qua từng bước thời gian. Độ tin cậy của MH

phản ánh qua sai số và tương quan giữa cốt cao

MN trên MH với mực nước quan trắc thực tế tại

các lỗ khoan ở các thời điểm đỉnh lũ 1 (ĐL1), chân

lũ 1 (CL1), đỉnh lũ 2 (ĐL2), chân lũ 2 (CL2) được

thể hiện ở bảng 03, hình 06 & hình 07.

Hình 06. Tương quan MN tính toán với quan trắc

theo bài toán chỉnh lý không ổn định

Hình 07. Biến đổi MN tính toán và quan trắc

theo bài toán chỉnh lý không ổn định

3.5. Kết quả mô hình

Kết quả mô hình đã xác định được các

thông số của trường thấm ở nền đê tại các

thời điểm và vị trí khác nhau (hình 08), từ đó

cho phép giải các bài toán thấm chính xác và

hiệu quả.


a b

Hình 08. Bản đồ đẳng cao trình mực nước áp lực ở nền đê tại thời điểm BBĐIII

(a), ĐL (b) khi chưa có SCT

4. CÁC KỊCH BẢN NGHIÊN CỨU VÀ

KẾT QUẢ TÍNH TOÁN

4.1. Các kịch bản tính toán SCT

Sau khi xây dựng MH bài toán thấm 3D

cho công trình. Để phân tích, đánh giá cụ thể

hiệu quả của SCT, đã MH hoá, tính toán

SCT trong mô hình 3 D theo các kịch bản với

chiều rộng (Bs) và chiều dài (Ls) khác nhau.

a. Các kịch bản SCT có chiều dài khác nhau

Các kịch bản này, SCT có cùng chiều rộng

Bs = 1000m, nhưng có chiều dài Ls như sau:

- Kịch bản 1-1: Ls = 50 m;

- Kịch bản 1-2: Ls = 100 m;

- Kịch bản 1-3: Ls = 200 m.

b. Các kịch bản SCT có chiều rộng khác nhau

Trong các kịch bản này, SCT có cùng chiều dài

Ls = 200m, nhưng có chiều rộng Bs khác nhau:

- Kịch bản 2-1: Bs = 100 m;

- Kịch bản 2-2: Bs = 500 m;

- Kịch bản 2-3: Bs = 1000m.

4.2. Kết quả tính toán

Kết quả tính toán của MH theo các kịch bản

của SCT với các trường hợp mực nước báo động

I, II, II (BĐI, BĐII, BĐIII), đỉnh lũ (ĐL), sau

đỉnh lũ 2 ngày (SDDL2), và sau đỉnh lũ 4 ngày

(SĐL4) với biến đổi MN trận lũ lịch sử tháng

8/1996 được thể hiện cụ thể ở bảng 04, hình 09

và hình 10.

Bảng 04. Biến đổi mực nƣớc áp lực ở đáy tầng phủ tại vị trí chân đê phía đồng

với SCT có chiều rộng (Bs) và chiều dài (Ls) khác nhau

Mức lũ

Cao trình mực nước áp lực (Htt, m)

Chưa có

sân chống

thấm

Ls = 50m,

Bs = 1000m

Ls = 100m,

Bs = 1000m

Ls = 200m,

Bs = 1000m

Ls = 200m,

Bs = 500m

Ls = 200m,

Bs = 100m

BĐI 3.29 3.13 2.95 2.79 2.82 3.13

BĐII 3.64 3.43 3.17 2.90 2.96 3.44

BĐIII 4.36 4.10 3.72 3.29 3.43 4.13

ĐL 4.52 4.24 3.84 3.37 3.52 4.28

SĐL2 4.68 4.43 4.02 3.52 3.70 4.48

SĐL4 4.73 4.51 4.14 3.66 3.85 4.57


Hình 09. Biến đổi cao trình mực nước áp lực ở

đáy tầng phủ thấm nước yếu tại vị trí chân đê

khi SCT có chiều dài (Ls) khác nhau

Hình 10. Biến đổi cao trình mực nước áp lực ở

đáy tầng phủ thấm nước yếu tại vị trí chân đê

khi SCT có chiều rộng (Bs) khác nhau

5. PHÂN TÍCH HIỆU QUẢ CỦ TƢỜNG

CHỐNG THẤM

Từ kết quả tính toán ở bảng 04, hình 09 &

hình 10 cho thấy:

- Ở các kịch bản 1-1, 1-2, 1-3: Khi tăng

chiều dài LS của SCT, mực nước áp lực

(MNAL) ở đáy tầng phủ (Htt) giảm tương ứng

với mức độ tăng chiều dài của san (bảng 04 &

hình 09), các đường biến đổi MNAL theo thời

gian (t) với SCT có Ls = 50m, 100m, 200m

cách nhau khá đều (hình 09).

- Ở các kịch bản 2-1, 2-2, 2-3: Khi giữ nguyên

chiều dài Ls, giảm chiều rộng Bs, áp lực thấm tăng

rất nhanh, đường biến đổi Htt theo thời gian ở SCT

có chiều rộng Bs = 100m nằm gần đường MNAL

khi chưa có SCT và nằm cao hơn nhiều đường biến

đổi MNAL (Htt) khi chiều rộng của SCT Bs

=500m, 1000m (hình 10).

Điều đó cho thấy rõ, hiệu quả của SCT giảm

khi chiều dài của sân giảm; khi chiều rộng sân

giảm, hiệu quả của SCT cũng giảm, và nếu SCT

không đủ rộng (kịch bản 2-1) thì SCT gần có hiệu

quả rất thấp (hình 10).

Từ kết quả MH, nếu chập bản đồ đẳng cao

trình MNAL thực tế (Htt) của từng kịch bản

SCT với bản đồ đẳng cao trình MNAL cho phép

(Hcf), dễ dàng xác định được phạm vi có nguy

cơ phát sinh BDT ứng với mỗi kịch bản. Tổng

hợp loạt bản đồ dự báo BDT theo các kịch bản

cho phép thành lập được bản đồ dự báo nguy cơ

phát sinh BDT cho các kịch bản SCT.

Đây là bức tranh rất trực quan, hiệu quả của

SCT theo các kịch bản có chiều dài (Ls) và

chiều rộng (Bs) khác nhau được thể hiện rất rõ

bằng phạm vi BDT được xử lý của SCT (hình

11 và hình 12): Với SCT có chiều rộng Bs như

nhau, khi sân dài LS=50m chỉ xử lý được 6%

diện tích (SXL) so với diện (S) khi không có

SCT, với LS = 100m SXL= 11%, LS = 200m

SXL= 33% (hình 11). Trong trường hợp SCT có

chiều dài như nhau, nếu sân rộng BS = 100m chỉ

giảm được SXL= 4%, còn với BS = 500m giảm

được SXL=22% (hình 12).

Các kết quả nêu trên chứng tỏ chiều rộng của

SCT cũng có ảnh hưởng lớn đến hiệu quả của

SCT. Nếu SCT có chiều rộng không phù hợp thì

ngay cả khi SCT có chiều dài lớn, do ảnh hưởng

của dòng thấm vòng, SCT cũng có tác dụng rất

thấp. Đây là điều cần lưu ý khi tính toán thiết kế

xử lý BDT bằng giải pháp SCT.

Hình 11. So sánh hiệu quả của SCT

có chiều dài (Ls) khác nhau


Hình 12. So sánh hiệu quả của SCT có chiều

rộng (Bs) khác nhau

6. KẾT LUẬN

- Hiệu quả kỹ thuật, khả năng chống thấm của

SCT không chỉ phụ thuộc vào chiều dài (Ls) của

sân mà còn phụ thuộc quan trọng vào chiều rộng

(Bs) của SCT. Chiều dài và chiều rộng của SCT

giảm thì hiệu quả chống thấm của SCT đều giảm.

SCT đạt hiệu quả cao nhất khi có chiều rộng và

chiều dài phù hợp. SCT quá hẹp sẽ có hiệu rất quả

thấp, thậm chí không có tác dụng. Đây là vấn đề

cần lưu ý khi thiết kế SCT.

- Nghiên cứu hiệu quả, tác dụng chống thấm

của SCT trong bài toán thấm 3D với sự hỗ trợ

của hệ phần mềm Visual Modflow cho phép so

sánh, lựa chọn, tối ưu hóa các thông số kỹ thuật

của SCT được thuận tiện, chính xác. Để đảm bảo

an toàn cho công trình và phát huy tối đa hiệu quả

của SCT, khi thiết kế xây dựng SCT cần tính toán

và kiểm tra các thông số thiết kế SCT theo MH

bài toán thấm 3D.


1.NguyÔn §×nh Hïng, NguyÔn TiÕn §¹t (2008),

“øng dông mµng §Þa kü thuËt chèng thÊm”, T¹p

chÝ Tµi nguyªn níc, (1-2008), tr.26-31.

2.Phan Sỹ Kỳ (2000), Sự cố một số công

trình thuỷ lợi ở Việt Nam và các biện pháp

phòng tránh, Nxb Nông Nghiệp, Hà Nội.

3.Trung tâm khí tượng thủy văn Quốc gia

(2008), Số liệu quan trắc thủy văn trạm Nhật Tảo,

trạm Triều Dương, trạm Nam Định, Hà Nội.

4.Bùi Văn Trường (1993), Báo cáo địa chất

công trình nền đê Tả Hồng hà I, từ

Km142,2÷Km145, Thái Bình.

5.Bùi Văn Trường, Phạm Văn Tỵ (2008), Biến

dạng thấm nền đê sông tỉnh Thái Bình và một số

kết quả nghiên cứu, Báo cáo tuyển tập công trình

khoa học, Hội thảo khoa học toàn quốc “Tai biến

địa chất và giải pháp phòng chống”, Hà Nội.

6.Bùi Văn Trường (2009), Nghiên cứu biến

dạng thấm nền đê hạ du sông Hồng địa phận

tỉnh Thái Bình và đánh giá thực nghiệm các giải

pháp xử lý, Luận án tiến sĩ kỹ thuật , Hà Nội.

7.Bùi Văn Trường (2013), Cơ chế phá hủy

thấm nền đê hạ du sông Hồng, Tạp chí Địa kỹ

thuật, số 4-2013, Hà Nội.

8.TCVN 8253:2012, Công trình thủy lợi -

Nền các công trình thủy công - Yêu cầu thiết kế.

9.TCVN 9143:2012, Công trình thủy lợi -

Tính toán đường viền thấm dưới đất của đập

không phải là đá.

10.Todd D.K. (1980), Groundwater

hydrology, John Wiley & Sons, New York

chichester Bribane Toronto.

11.Waterloo Hydrogeologic, Visual Modflow

4.2.0.151, Canada.

Người phản biện: PGS, TS ĐOÀN THẾ TƯỜNG


SO SÁNH ĐÁNH GIÁ MÔ HÌNH TÍNH LÖN CHO NHÓM CỌC CÓ XÉT ĐẾN PHÂN BỐ CỦA MA SÁT DỌC THÂN CỌC (SDF)

VÀ KẾT QUẢ THÍ NGHIỆM

DƢƠNG DIỆP TH Y, PH M QU NG HƢNG,

LÊ THIẾT TRUNG*

Compare a model for pile group settlement considering distribution of

friction along pile (SDF) and full – scale pile groups test

Abstract: There are many methods for pile foundation settlement

prediction. The method for piles proup settlement prediction in

consideration of lateral fricion distribution along pile length (SDF) is used

a little in Vietnam. The paper presents SDF method and compares the

settlement calculated from SDF and from full-scale pile group test for

some pile foundation with different number of piles. Conclusion is that for

the elastic zone the settlement value is almost the same and for the plastic

zone - not the same.

Keywords: Settlement, pile group, f-w, q-w, full-scale.

1. GIỚI THIỆU *

Hiện nay, có rất nhiều các mô hình tính toán

dự báo độ lún của nhóm cọc từ đơn giản đến

phức tạp. Trong đó, phương pháp dự báo độ

lún đang được sử dụng ở Việt Nam và trên thế

giới có thể kể đến như: 1) Phương pháp thực

nghiệm, hoặc nửa thực nghiệm (Meyerhof,

1976; Vesic, 1977); 2) Phương pháp móng

khối quy ước (SNiP 2.02.03-85 - tiêu chuẩn

móng cọc của Nga; Terzaghi – Peck 1967;

Poulos, 1993; Fellenius, 1991 và 2009); 3)

Phương pháp sử dụng độ lún của cọc đơn kết

hợp với hệ số tương tác giữa các cọc (Poulos &

Davis, 1980; Zhang & Lee, 2010); 4) Phương

pháp số (Chow, 1986)…

* Trường ĐH Xây dựng

55 Giải Phóng, Hai Bà Trưng, Hà Nội

DĐ: 0982139388 ; 0979048886 ; 0982251377

Email: [email protected],

[email protected]

[email protected]

Dương Diệp Thúy và cộng sự (2014) đề xuất

phương pháp tính lún có kể đến sự phân bố của

ma sát dọc thân cọc (SDF). Phương pháp này

đưa được thành phần ma sát bên và sức kháng

mũi vào mô hình tính dựa trên đường cong f-w

và q-w thể hiện quan hệ giữa ma sát đơn vị huy

động (f) và sức kháng mũi đơn vị huy động (q)

với chuyển vị (w). Mô hình tính là mô hình 3

chiều dựa vào khoảng cách bố trí giữa các cọc

theo phương x, y và chiều sâu chôn cọc để xem

xét đầy đủ tương tác giữa các cọc.

Trong phạm vi bài báo, dựa vào kết quả thí

nghiệm thực của Koizumi (1967) và O’Neill

(1982) cho một số đài cọc, các tác giả đã: 1) So

sánh điều kiện thí nghiệm và các giả thiết của

mô hình; 2) So sánh, đánh giá kết quả tính toán

từ phương pháp SDF với kết quả thí nghiệm.

2. GIỚI THIỆU PHƢƠNG PHÁP SDF

Dương Diệp Thúy và cộng sự (2014) đã đề

xuất phương pháp tính lún có xét đến sự phân

bố của ma sát dọc thân cọc (SDF) như sau:

2.1. Các giả thiết và mô tả phƣơng pháp tính





- Đài móng tuyệt đối cứng đảm bảo phân bố

đều tải trọng lên các cọc.

- Giả thiết cọc chịu toàn bộ tải trọng của

công trình và đất dưới đài cọc không tham gia

chịu lực.

Như vậy, với P là lực tác dụng lên đài móng

thì lực tác dụng lên các cọc trong đài P0 = P/m

với m là số lượng cọc trong đài.

P

a) b) c)

P0 = P/m

Fi

Pt

Fi

Fi

Pt

Pt

bt gl

Hình 1. Mô hình tính lún cho nhóm/bè cọc

Các bước tính toán như sau:

1) Xác định lực tác dụng lên các cọc là P0.

2) Chia cọc thành n đoạn cọc nhỏ có chiều

dài là dh (dh = L/n).

3) Phân phối lực dọc thân cọc bằng các lực Fi

(tổng hợp lực ma sát trong một đoạn cọc) và lực

kháng mũi Pt (hình 1b). Trong đó ti PFP 0 .

4) Từ các lực tập trung đã được phân phối

trong cọc dựa vào khoảng cách bố trí các cọc

để mô hình lực tập trung đặt trong lòng đất

(hình 1c).

5) Tính toán ứng suất trong mặt phẳng vuông

góc với mặt phẳng mũi cọc tại trọng tâm đài với

chiều sâu tính từ mũi cọc trở đi.

6) Sau khi có biểu đồ phân bố ứng suất trong

đất (dưới mũi cọc), tính lún theo phương pháp

đang được sử dụng hiện nay.

2.2. Phân phối lực dọc thân cọc

Phân phối lực P0 trong cọc thành các thành

phần ma sát dọc thân cọc Fi và sức kháng mũi

Pt tại mũi cọc (hình 1b) được dựa trên đường

cong f-w và q-w thể hiện quan hệ giữa ma sát

đơn vị huy động và sức kháng mũi đơn vị huy

động với chuyển vị. Các bước để phân phối ma

sát dọc thân cọc Fi và sức kháng mũi Pt tại mũi

cọc như sau:

1. Xác định đường cong f-w và q-w cho các

lớp đất (có thể sử dụng các mô hình lý thuyết

hoặc thực nghiệm đã có hoặc có số liệu đo thực

tế) – hình 2a.

2. Chia cọc thành n đoạn nhỏ đảm bảo một

đoạn cọc vẫn nằm trong phạm vi một lớp đất

(hình 2b).

3. Giả thiết chuyển vị nhỏ ở đầu cọc w1 dựa

vào đường cong f-w xác định được sức kháng

mũi Pn ứng với chuyển vị w1.

P1,t = p1,t . At (1)

Trong đó: pt = sức kháng mũi đơn vị huy

động (lấy từ đường cong q-w) và At = diện tích

mũi cọc.

Chú ý: Chuyển vị nhỏ w1 ban đầu phụ thuộc

vào kích thước cọc, lực tác dụng vào đầu cọc

P0. Nếu giá trị P0 rất nhỏ thì giá trị w1 có thể

tiến tới 0 có nghĩa đầu cọc không có dịch

chuyển hoặc không huy động sức kháng mũi

của cọc.

P0

1

2

f– z

f – z

3f– z

00

P1

P0

nn

Pt

Pn

Đoạn

mũi cọc

11

P2

P1

Mặt dưới

đoạn cọc 1

Mặt trên

đoạn cọc 1…

..

P0

Fi

Pt

a) b) c)

Hình 2. Phân phối lực dọc thân cọc


4. Giả thiết biến dạng trong đoạn cọc đang

xét là không đổi. Từ chuyển vị w1 dựa vào

đường cong f-w cho đoạn mũi cọc xác định

được thành phần ma sát fn. Lực ma sát được xác

định theo công thức:

F1,n = fn.U.dh (2)

Trong đó: U = chu vi cọc, dh = chiều dài của

đoạn cọc đang xét và fn = ma sát đơn vị giữa cọc

và đất tương ứng với chuyển vị tương đối giữa

cọc và đất.

P1,n = P1,t + F1,n (3)

Trong đó: P1,t và P1,n là sức kháng mũi và lực

ở mặt trên ở đọan cọc thứ n tương ứng với

chuyển vị w1.

5. Chuyển vị của đoạn cọc bên trên (thứ n-1)

sẽ bằng chuyển vị giả thiết cộng thêm biến dạng

đàn hồi. Từ chuyển vị mới này dựa vào đường

cong f-w để xác định thành phần ma sát và tính

được lực P1,n-1. Lặp lại quá trình tính như vậy sẽ

tính được lực tác dụng lên đầu cọc ứng với

chuyển vị f1 là P1,0.

6. So sánh giá trị P1,0 với giá trị P0 ban đầu

+ Nếu P1,0 < P0 tăng chuyển vị giả thiết

lên w2 và lặp lại từ bước 3 đến bước 5 cho

đến khi tìm được giá trị Pi,0 P0 thì kết

thúc vòng lặp. Lấy ra giá trị thành phần ma

sát và kháng mũi ở bước thứ i và i-1. Nội

suy để lấy ra được thành phần ma sát ứng

với lực P0.

+ Nếu ngay từ chuyển vị w1 mà P1,0 > P0,

giả thiết lại chuyển vị w1 hoặc nếu w1 đã quá

nhỏ mà P1,0 vẫn lớn hơn P0, lúc này có thể bỏ

qua sức kháng mũi và tính với thành phần ma

sát ở các đoạn cọc và lần lượt loại bỏ thành

phần ma sát ở các đoạn cọc dưới cho tới khi

tìm được vị trí mà P1,0 P0. Trường hợp này

xảy ra khi lực tác dụng lên cọc là nhỏ, thành

phần ma sát của lớp đất bên trên đã huy động

đủ và phần ma sát và mũi bên dưới không

làm việc.

Kết quả ở bước này cho ta lực tập trung Fi

đặt tại trọng tâm các đoạn cọc và sức kháng mũi

Pt đặt ở mũi cọc (hình 2c).

2.3. Tính ứng suất gây lún do nhóm cọc

gây ra

Sau khi xác định được thành phần ma sát Fi

đặt tại trọng tâm các đoạn cọc đã chia và lực tập

trung Pt tại mũi cọc (hình 1b) tiếp theo là tính

ứng suất gây lún.

Dựa vào tọa độ của m cọc trong móng để mô

hình trong không gian như hình 1c. Tính ứng

suất tại mặt phẳng mũi cọc tới hết chiều sâu

chịu nén của đất với các lực đặt trong nền đất

theo Mindlin (1936) với giả thiết nền đất là bán

không gian đàn hồi.

m

i

n

j

jijijijijiz FFFFFP

1 1

5,,4,,3,,2,,1,, )()1(8

(4)

Trong đó: Các giá trị Fi,j,1 đến Fi,j,5 được xác

định theo Minlin (1936) tương ứng với cọc thứ i

và đoạn cọc thứ j.

3. SO SÁNH VỚI KẾT QUẢ THÍ

NGHIỆM

Các mô hình được so sánh dưới đây đều

được thí nghiệm với điều kiện:

- Đài cọc đặt cách mặt đất một khoảng

đủ để đảm bảo đất bên dưới không tiếp

nhận tải trọng;

- Đài cọc tuyệt đối cứng để đảm bảo tải

trọng từ đài cọc truyền toàn bộ xuống cọc.

Với điều kiện thí nghiệm đưa ra hoàn toàn

phù hợp với các giả thiết của phương pháp SDF.

3.1 Kết quả từ mô hình thí nghiệm của

Yasunori Koizumi

Koizumi (1967) đã thí nghiệm phân tích sự

ảnh hưởng của nền đất xung quanh khi hạ cọc

và so sánh độ lún của cọc đơn và nhóm cọc.

Cọc đơn được thí nghiệm cách nhóm cọc là

4,2m. Các cọc thí nghiệm là cọc thép có đường

kính là 300mm dày 1,6mm và chiều dài 5,5m.

Khoảng cách các cọc được bố trí là 900mm từ

tâm đến tâm (3D). Tải trọng trong nhóm cọc

được đặt trên đài được coi là tuyệt đối cứng.

Đài cọc cách mặt đất là 1,3m để đảm bảo tải

trọng truyền toàn bộ lên các cọc. Cọc đơn có số

hiệu là 1, các cọc còn lại trong đài được đánh

số từ 2 đến 10 như hình 3.


3d 3d 4.2 m

3d

3d

24 kPa

20 kPa

24 kPa

40 kPa

30 kPa

25 kPa

1.3m

1.7m

3.8mBùn sét

Cát bụi

max (kPa)

1234

567

8910

Hình 3: Mặt bằng bố trí cọc theo Koizumi (1967)

Từ số liệu khảo sát của 3 hố khoan, địa tầng

của khu vực thí nghiệm bao gồm các lớp đất:

lớp đất cát bụi dày 1,7m, lớp sét bụi dày 13,5m

và lớp cuội sỏi bên dưới. Các vị trí thí nghiệm

cách nhau 1m theo chiều sâu tương ứng là ranh

giới phân chia các lớp để tính toán. Số liệu sức

kháng cắt lớn nhất được lấy trong lớp là giá trị

trung bình. Sức kháng mũi tại mũi cọc là 40

kPa. Hệ số Poisson sử dụng để tính toán là 0,5.

Lựa chọn mô hình f-w và p-w

Sử dụng mô hình f-w của Vijayvergiya

(1977), Heydinger & O’Neill (1986) và mô hình

sức kháng mũi theo Vijayvergiya (1977). Từ

hình 4 đến hình 9 các đường cong được xác

định trong phạm vi 1m và giá trị fu – ma sát bên

đơn vị lớn nhất được lấy bằng giá trị trung bình

trong phạm vi chiều dày lớp đất đang xét với

chuyển vị lớn nhất zmax là 5mm. Sức kháng mũi

từ kết quả thí nghiệm của Koizumi (1967) là 40

kPa. Đường cong p-w được mô tả như hình 10

với chuyển vị lớn nhất là 3% đường kính cọc.

0

5

10

15

20

25

30

0 5 10 15 20

f (kP

a)

Chuyển vị w (mm)

f -w ở độ sâu 4,5m - 5,5m

Hình 4: Mô hình f-w ở độ sâu 4,5m đến 5,5m

0

5

10

15

20

25

30

35

40

0 5 10 15 20

f (kP

a)




0

5

10

15

20

25

30

35

0 5 10 15 20

f (kP

a)




0

5

10

15

20

25

30

0 5 10 15 20

f (kP

a)





0

5

10

15

20

25

0 5 10 15 20

f (kP

a)




0

5

10

15

20

25

0 5 10 15 20

f (kP

a)


f -w ở độ sâu 0m - 0,5m

Hình 9: Mô hình f-w ở độ sâu 0m đến 0,5m

0

5

10

15

20

25

30

35

40

45

0 5 10 15 20

q(k

Pa)


p-w tại độ sâu 5,5m

Hình 10: Đường cong q-w

Kết quả tính toán

Tính toán với chuyển vị mũi giả thiết là

0,01mm, số lượng bước nhảy chuyển vị là 8000.

Đoạn cọc được chia là 0,1m. Sử dụng Visual Basic

Aplication (VBA) trong Excel viết chương trình

tính nhỏ để tính toán. Do tọa độ của cọc giữa trùng

với trọng tâm đáy móng nên khi tính ứng suất chọn

vị trí cách trọng tâm móng 10-4

mm. Sau khi tính

toán được ứng suất phân bố tại đáy móng do nền

bên dưới mũi cọc chỉ có một lớp nên độ lún được

tính toán theo phương pháp của Berardi &

Lancellotta (1991).

0

1

2

3

4

5

6

0 1 2 3 4

Độ sâ

u (m

)

Phân bố ma sát bên trong cọc (kN)

1260 kN

1200 kN

900 kN

600 kN

300 kN

Hình 11: Ph n bố ma sát b n hu đ ng trong cọc

0

1

2

3

4

5

6

0 5 10 15

Độ

sâu

(m)

Lực dọc trong 1 cọc (Tấn)

300 kN

600 kN

900 kN

1200 kN

1260 kN

Hình 12: Phân bố lực dọc trong cọc

So sánh đánh giá



Kết quả tính lún theo phương pháp SDF sử

dụng mô hình f-w hoàn toàn theo Vijayvergiga

(1977) và kết hợp sử dụng mô hình f-w của

Heydinger & O’Nell (1986) cho đất dính,

Vijayergiya (1977) cho đất rời được thể hiện

như hình 13. Các kết quả tính toán từ mô hình

SDF được so sánh với số liệu đo từ thí nghiệm

của Koizumi (1967) kết quả cho thấy rằng:

- Ở giai đoạn đàn hồi kết quả từ phương pháp

SDF (sử dụng cả hai mô hình f-w) đều phù hợp

với kết quả đo thực tế độ lún của nhóm cọc. Tuy

nhiên sử dụng mô hình f-w kết hợp của

Heydinger & O’Neill (1986) cho đất sét và

Vijayvergiga (1977) cho kết quả gần như chính

xác với kết quả đo từ thực tế.

- Khi cấp tải trọng cao có sự sai khác giữa

phương pháp SDF và kết quả đo lún của nhóm

cọc. Kết quả thu được từ các mô hình thường cho

chuyển vị nhỏ hơn so với kết quả của Koizumi

(1967). Sự sai khác này là do giả thiết của mô

hình f-w và q-w ở giai đoạn biến dạng dẻo.

- Với phương pháp SDF cho kết quả tải trọng

lớn nhất có thể tác dụng lên 1 cọc khoảng 140

kN (tương đương khoảng 1260 kN lên nhóm

cọc) khi đó cọc đã huy động toàn bộ ma sát bên

và sức kháng mũi. Phương pháp SDF chưa tính

toán được giai đoạn biến dạng dẻo khi tải trọng

tiếp tục tăng hoặc giữ nguyên tải trọng thì ứng

xử của nhóm cọc thay đổi như thế nào. Do các

mô hình f-w sử dụng giả thiết khi đã huy động

toàn bộ ma sát bên và sức kháng mũi thì chuyển

vị tăng khi tải trọng không đổi.

3.2 Kết quả từ mô hình thí nghiệm của

O’Neill, M.W. 1982.

O’Neill (1982) đã làm thí nghiệm với cọc

đơn và nhóm cọc 3x3 cọc và tổ hợp trong nhóm

3x3 để được nhóm 4 cọc và 5 cọc. Sơ đồ bố trí

cọc được thể hiện như hình 14. Với cọc thép có

đường kính 273mm và chiều dày là 9,25 mm.

Chín cọc được bố trí theo hình vuông. Cọc được

hạ xuống độ sâu 13,1 m. Đài cọc cứng cao 1,3

m và cách mặt đất 0,92 m. Thí nghiệm được tiến

hành bởi đại học Houston (Houston – Tex).

Điều kiện đất nền và sơ đồ bố trí cọc được

thể hiện như hình 14. Với 6 lớp đất, lớp 1 là lớp

sét cứng dày 2,4m; lớp 2 là lớp sét pha cứng với

chiều dày 1,3m; lớp 3 là lớp sét cứng dày 4,2m;

lớp 4 là lớp sét pha cứng dày 6,4m; lớp 5 là lớp

cát lẫn sét hạt nhỏ ở trạng thái chặt chặt dày 4m

và lớp 6 là lớp sét rất cứng với chiều dày chưa

xác định.

0.92

3d 3d

3d

3d

0

m

2.4

3.7

7.9

14.3

18.3

Sét cứng

Sét pha cứng

Sét cứng

Sét pha cứng

Cát

Sét rất cứng

Hình 14: Mặt bằng bố trí cọc theo O’Neill (1982)

Kết quả ứng suất cắt không thoát nước được

thể hiện như hình 15. Do kết quả thí nghiệm sức

kháng cắt không thoát nước Su ở các độ sâu

khác nhau và khi tính toán xác định đường cong

f-w giá trị Su được lấy trung bình trong phạm vi

lớp phân tố đang xét.

Sau khi thí nghiệm xong với nhóm 9 cọc, các

cọc góc được tách ra khỏi đài để làm thí nghiệm

với nhóm 5 cọc. Cuối cùng, cọc giữa được tách

ra để làm thí nghiệm với nhóm 4 cọc. Sơ đồ bố

trí như hình vẽ.


0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

0 100 200 300

Độ sâ

u (m

)

Ứng suất cắt không thoát nước (kPa)

Hình 15: Sức kháng cắt không thoát nước của

nền đất khu vực thí nghiệm

3d 3d 3d 3d 3d 3d

3d

3d

3d

3d

3d

3d

4,2d 4,2d

Hình 16: Sơ đồ bố trí cọc cho đài 9, 5 và 4 cọc

Lựa chọn mô hình f-w và p-w

Sử dụng mô hình f-w và q-w theo

Vijayvergiya (1977). Sức kháng cắt không thoát

nước của nền đất trong khoảng tính toán được

lấy là giá trị trung bình trong khoảng lớp đất.

Theo O’Neill (1982) giá trị ma sát bên đơn vị

lớn nhất giữa bề mặt cọc – đất được lấy bằng

1/2 giá trị sức kháng cắt không thoát nước của

đất. Tuy nhiên O’Neill (1982) không giải thích

rõ nguyên nhân lấy giá trị này. Mô hình f-w

được xác định với giá trị chuyển vị lớn nhất zmax

= 5mm. Đường cong q-w được xác định với

chuyển vị lớn nhất là 3% đường kính cọc.

Tính toán với chuyển vị mũi giả thiết là

0,01mm với tải trọng 20 tấn trở lên riêng với tải

trọng nhỏ chuyển vị mũi giả thiết khoảng

0,0001mm do lực tại mũi bé với giả thiết chuyển

vị mũi lớn phản lực mũi sẽ lớn hơn tải trọng tại

đầu cọc. Số lượng bước nhảy chuyển vị khoảng là

8000. Đoạn cọc được chia là 0,1m. Với tọa độ của

cọc giữa trùng với trọng tâm đáy móng nên khi

tính toán ứng suất chọn vị trí cách trọng tâm móng

10-4

mm. Sau khi tính toán được ứng suất phân bố

tại mặt phẳng mũi cọc do nền đất bên dưới có

nhiều lớp đất khác nhau nên độ lún được xác định

theo phương pháp cộng lún từng lớp. Kết quả

được thể hiện như hình 17 đến 20

0

2

4

6

8

10

12

14

0 2 4 6

Chiề

u sâ

u (m

)

Sự phân bố ma sát bên trong cọc (kN)

650 kN

600 KN

500 kN

400 kN

300 kN

200 kN


0

2

4

6

8

10

12

14

0 100 200 300 400 500 600 700

Độ

sâu

(m)

Lực dọc trong một cọc (kN)

10 kN

20 kN

30 kN

40 kN

50 kN

60 kN

65 kN

Hình 18: Phân bố lực dọc trong cọc

Kết quả tính lún theo phương pháp SDF sử

dụng mô hình của Vijayergiya (1977) được

thể hiện như hình 19 đến 21. Các kết quả này

được so sánh với số liệu đo từ thí nghiệm của

O’Neill (1982).


0

2

4

6

8

10

12

0 100 200 300 400 500 600 700

Chuy

ển vị

-m

m

Tải trọng (kN)

Kết quả đo theo O’Neill (1982)

Phƣơng pháp đề xuất sử dụng t-z Vijayvergiya (1977)

Hình 19: Mô hình thí nghiệm 9 cọc

0

2

4

6

8

10

0 50 100 150 200 250 300 350 400

Chuy

ển vị

-m

m

Tải trọng (kN)

Kết quả đo theo O'Neill (1982)

Tính toán theo phƣơng pháp đề xuất sử dụng t-z Vijayvergiya (1977)


0

2

4

6

8

10

0 50 100 150 200 250 300

Chuy

ển vị

-m

m

Tải trọng (kN)

Kết quả đo theo O'Neill (1982)

Tính toán theo phƣơng pháp đề xuất sử dụng t-z Vijayvergiya (1977)


Dựa vào kết quả tính toán ta thấy rằng: - Ở giai đoạn đàn hồi với tải trọng bé tính

toán theo phương pháp SDF và kết quả thí nghiệm theo O’Neill (1982) là khá sát nhau.

- Với cấp tải cao kết quả có sự sai khác. Với nhóm cọc có 9 cọc chuyển vị ở cấp tải cao theo tính toán nhỏ hơn so với kết quả thí nghiệm. Tuy nhiên với nhóm 4 cọc và 5 cọc thì chuyển vị ở cấp tải cao theo tính toán lại lớn hơn kết quả thí nghiệm.

- Với mô hình thí nghiệm của O’Neill (1982) do không có kết quả thí nghiệm và khuyến cáo cho sức kháng mũi nên sức kháng mũi được xác định dựa vào các công thức thực nghiệm. Kết quả sai khác nhiều hơn so với mô hình của Koizumi (1967). 4. KẾT LUẬN VÀ KIẾN NGHỊ Từ những tính toán và phân tích ở trên, các

tác giả đi đến một số kết luận và kiến nghị như sau:

a. Điều kiện thí nghiệm hoàn toàn phù hợp với các giả thiết của phương pháp SDF là đài

cọc tuyệt đối cứng đảm bảo truyền toàn bộ tải trọng xuống cọc.

b. Kết quả tính toán theo phương pháp SDF cho kết quả khá sát với thí nghiệm trong giai đoạn đàn hồi với cấp tải nhỏ.

c. Ở giai đoạn biến dạng dẻo kết quả thí nghiệm và phương pháp SDF có sự sai khác. Nguyên nhân chủ yếu là do việc xác định mô hình f-w và p-w. Đặc biệt do các mô hình f-w và q-w do các hầu hết các tác giả đều giả thiết thành phần ma sát đơn vị lớn nhất và sức kháng mũi đơn vị lớn nhất là không thay đổi khi chuyển vị lớn hơn chuyển vị lớn nhất. Điều này chưa mô tả hoàn toàn đúng sự làm việc của cọc ở giai đoạn biến dạng dẻo.

d. Mô hình SDF là đã đưa vào khá đầy đủ thành phần ma sát đến độ lún của nhóm cọc dựa trên đường cong f-w và q-w. Tuy nhiên mô hình vẫn còn hạn chế là chưa xem xét được ảnh hưởng của đài cọc và nền đất dưới đài cọc đến độ lún của nhóm cọc.


1. Dương Diệp Thúy, Phạm Quang Hưng, Lê

Thiết Trung (2014). Một mô hình tính lún mới cho nhóm cọc có xét đến phân bố của ma sát dọc thân cọc. Tạp chí địa k thuật Việt Nam, ISSN -0868-279X năm thứ mười tám số 1-2014. Trang 42-49.

2. Heydinger, A.G., and O’Neill (1986). “Analysis of axial pile-soil interaction in clay,” International Journal for Numerical and Analytical Methods in Geomechanics 10(4), 367-381.

3. Koizumi Y, Ito K. Field tests with regard to pile driving and bearing capacity of piled foundations. Japanese Geotechnical Society Soil Found 1967;7(3):30–53.

4. Mindlin, R. D. Force at a Point in the interior of a semi-infinite solid Physic 8, 195, 1936.

5. O’Neill, M. W., Hawkins, R.A., and Mahar, L.J, 1982. Load transfer mechanisms in piles and pile groups. Journal of the Geotechnical Engineering Division, ASCE, 108(GT12): 1605-1623.

6. Roberto C, Enrico C. Settlement analysis of pile groups in layered soils. Can Geotech J 2006;43:788–801

7. Vijayvergiya, V.N. “Load-movement characteristics of piles”, Proceedings, Ports 77, American Society of Civil Engineers, Vol II, 269-286, 1977

Người phản biện: PGS, TS NGUYỄN VĂN DŨNG


ĐÁNH GIÁ SỨC CHỐNG CẮT KHÔNG THOÁT NƯỚC CỦA

NỀN ĐẤT YẾU DƯỚI CÔNG TRÌNH ĐẮP THUỘC KHU VỰC ĐỒNG BẰNG SÔNG CỬU LONG

LÊ HOÀNG VIỆT* , VÕ PHÁN

**

Estimating the undrained shear strength of soft soil under

embankment in mekong delta area

Abstract: The paper presents the results of evaluating change of

undrained shear strength Su based on correlations between undrained

shear strength and degree of compaction and timeby on - dimensional

consolidation problem. The result from prediction calculation is

appropriate to in-siu field vane test and can be used to estimate long-

term stability of soft soil under embankment in Mekong Delta area.

Keywords: Undrained shear strength; Soft soil; Stability; Displacements.

1. TỔNG QU N KẾT QUẢ NGHIÊN CỨU*

Sức chống cắt không thoát nước (Su) là

thông số quan trọng được sử dụng để đánh

giá ổn định công trình đắp trên đất yếu.

Dưới tác dụng của khối đắp, hiện tượng cố

kết xảy ra và kéo dài theo thời gian. Theo

22TCN 262-2000 [1], Su tăng đồng đều

theo độ sâu và theo thời gian dưới tác dụng

của tải trọng ngoài và việc dự báo thay đổi

Su chỉ căn cứ vào mức độ cố kết tổng thể

Ut(t). Tuy nhiên, ở khu vực có lớp đất yếu

có bề dày tương đối lớn, hiện tượng cố kết

kéo dài đến hàng chục năm, thậm chí trăm

năm và quá trình cố kết vẫn tiếp diễn ra

trong quá trình sử dụng.

Trong quá trình cố kết, sự tiêu tán áp

lực nước lỗ rỗng thặng dư xảy ra không đồng

đều trong phạm vi nền ảnh hưởng. Tại các vị

trí gần biên thoát nước, sự tiêu tán áp lực

nước lỗ rỗng thặng dư xảy ra nhanh hơn.

Khi áp lực nước lỗ rỗng thặng dư tiêu tán

*, **

Trường Đại học Bách Khoa, ĐHQG-HCM số 268 Lý

Thường Kiệt, quận 10, TP. HCM, ĐT: 083 8636822 *

ĐT: 0979 853 988, Email:

[email protected], ** ĐT: 0913 867008,

Email: [email protected]

một phần, ứng suất hữu hiệu gia tăng

tương ứng với hiện tượng nén chặt đất. Như

vậy sự gia tăng Su cũng xảy ra không đồng

đều trong nền.

Một số kết quả thí nghiệm trong phòng trên

cùng một loại đất bão hòa chỉ ra rằng Su phụ

thuộc vào độ ẩm và tuân theo quy luật phi

tuyến [2]. Như vậy, Su có liên hệ chặt chẽ với

độ chặt hay trạng thái ứng suất ban đầu và có

thể thể hiện thông qua tỷ số Su/σ’v, [3].

Theo Skempton (1948):

Su/ σ′ = 0,11+0,0037Ip (1)

Các tương quan giữa Su và chỉ số dẻo Ip của

Bjerrum (1972), Terzaghi, Peck và Mersi

(1996) đã nghiên cứu. Theo quan điểm thiết kế

SHANSEP (Stress History And

Normalized Soil Engineering Properties) [4],[5]

Su = m'

vo )OCR(S (2)

Trong đó: S - hệ số chuẩn hóa sức chống cắt

không thoát nước cho trạng thái cố kết thường

(OCR = 1),

S = 1OCR

'

vou /S

(3)

m - hệ số xác định từ độ dốc của đường

quan hệ log (OCR) và log (Su/'

vo ).


Su của sét quá cố kết được xác định:

Su = (Su/ '

vo )OCR=1 . (OCR)m

. '

v (4)

Điều này đã được các tác giả Jamiolkowski

(1985), Mersi (1989), Ladd (1991) nghiên cứu

bổ sung. Ladd (1991) đề nghị giá trị các hệ số:

S = 0,22 0,03 và m = 0,8 0,1.

Sức chống cắt không thoát nước cũng được

xác định bằng cách phân tích theo ứng suất hữu

hiệu với việc sử dụng hệ số áp lực lỗ rỗng

Skempton Af (khi phá hoại) [6] như sau:

'sin)1A2(1

)K1(AKsin'cos'cS

f

0f0

'

vo

u

(5)

Đối với sét cố kết thường:

'sin)1A2(1

)K1(AK'sinS

f

0f0

;

vo

u

(6)

Trên cơ sở cân bằng giới hạn, bỏ qua các

thông số hệ số áp lực nước lỗ rỗng, Verruijt

cũng đưa ra công thức gần tương tự để đánh giá

giá trị Su theo trạng thái ứng suất [7].

Ngoài ra, thông qua tính toán trên cơ sở

lý thuyết cố kết thấm, tác giả đã tính toán

dự báo Su thay đổi theo thời gian bằng các

biểu thức (5) và (6) cho kết quả khác nhau

đáng kể so với kết quả thí nghiệm cắt cánh tại

hiện trường.

2. GIỚI THIỆU CÔNG TRÌNH

Hình 1. Vị trí tuyến đường mở r ng Quốc l 1A đoạn Mỹ Thuận - Cần Thơ.

Chiều dài tuyến thuộc khu vực nghiên cứu

từ Km 2042 đến Km 2061 dự án nâng cấp

mở rộng Quốc lộ 1- Mỹ Thuận - Cần Thơ

thuộc địa bàn tỉnh Vĩnh Long. Theo kết quả

khảo sát hiện trường & kết quả thí nghiệm

trong phòng, địa tầng tại khu vực nghiên cứu

được chia làm các lớp đất chính như sau:

Lớp K: Đất đắp, là lớp đất không đồng

nhất, tuỳ từng khu vực mà lớp này có đặc

điểm khác nhau. Bề dày lớp biến thiên từ

0,5m đến 2,8m.

Lớp 1a: Sét, màu xám nâu, xám đen, xám

xanh, trạng thái dẻo mềm. Cao độ đáy lớp

biến thiên từ -1,67m đến 2,75m. Bề dày lớp

biến thiên từ 0,4m đến 3,4m.

Lớp 1b: Bùn sét cát / bùn sét kẹp cát,

màu xám xanh, xám nâu, xám đen. Tại

một số lỗ khoan (Km 2056- Km 2061)

chưa phát hiện lớp này. Cao độ đáy lớp

được từ -29,8m đến

-29,0m. Bề dày lớp thay đổi từ 14,0m đến

15,2m.


Lớp 1: Bùn sét/bùn sét kẹp cát, màu xám

xanh, xám đen. Lớp này gặp trong tất cả các

lỗ khoan. Hầu hết các lỗ khoan phần tuyến

đều chưa được khoan qua hết bề dày của lớp.

Cao độ đáy lớp biến thiên từ -29,80m đến -

9,58m. Bề dày lớp đã khoan được biến thiên

từ 10,0m đến 30,0m.

Lớp 2: Sét, màu xám nâu, xám đen, trạng

thái dẻo chảy. Lớp này chỉ gặp trong một

vài vị trí. Bề dày lớp đã khoan được là 1,8

đến 15,0m. Bề dày lớp chưa được xác

định qua hết.

Thấu kính TK1: Cát, hạt nhỏ, màu xám

đen, đôi chỗ lẫn ổ bùn sét, kết cấu rời rạc.

Thấu kính này gặp trong một vài vị trí (Km

2042- Km 2047), cao độ đáy thấu kính biến

thiên từ -10,90m đến -3,6m và bề dày thấu

kính biến thiên từ 2,0m đến 9,2m. Thấu kính

này gặp trong một vài vị trí (Km 2056- Km

2061), cao độ đáy thấu kính biến thiên từ -

21m đến -24,2m và bề dày thấu kính biến

thiên từ 4,1m đến 4,7m.

Thấu kính TK2: Cát hạt mịn. Thấu kính

này gặp trong lớp 1, tại một vài vị trí (Km

042-Km 2047). Cao độ đáy thấu kính là

10,2m. Bề dày thấu kính là 2,0m

3. ĐÁNH GIÁ SỰ TH Y ĐỔI SỨC

CHỐNG CẮT THOÁT NƢỚC THEO BÀI

TOÁN CỐ KẾT THẤM

3.1. Xây dựng tương quan sức chống

cắt không thoát nước theo độ sâu, mức độ

nén chặt.

Để đánh giá Su của đất yếu cần xác định

tương quan giữa độ chặt (e) và trạng thái ứng

suất của đất nền. Từ kết quả thí nghiệm nén cố

kết, kết quả như hình 2 và:

e = 1,6073exp(-0,0015σ'v) (7)

Với: e- hệ số rỗng, σ'v- ứng suất nén

Hình 2. Tương quan mức độ nén chặt theo

trạng thái ứng suất

Để dự báo sự gia tăng Su của đất yết theo

thời gian, ngoài độ chặt, cần phải đánh giá

trạng thái ứng suất trong quá trình cố kết. Từ

đó xây dựng tương quan giữa ứng suất

(σ'v) - độ chặt (e) và sức chống cắt không

thoát nước (Su). Từ tương quan này cho phép

dự báo sự gia tăng Su dưới tác dụng của quá

trình gia tải. Trong phạm vi nghiên cứu này,

tác giả sử dụng giá trị hệ số hiệu chỉnh của

Bjerrum.

Su= µ.Su(VST) (8)

với µ=1.7 - 0.54*log(IP) để hiệu chỉnh

giá trị Su từ kết quả thí nghiệm cắt cánh

(VST) và thành lập các tương quan: Su -z;

tương quan Su/e- z; tương quan Su/e - σ’v của

các khu vực nghiên cứu. Kết quả tính toán

được như sau:

Su = 0,395z + 13,978 (9)

79,442e

Sln.2,201 u'

V

(10)

Từ kết quả tổng hợp sức chống cắt không

thoát nước của thí nghiệm VST và được hiểu

chỉnh theo biểu thức (8), xây dựng được các

tương quan (9) và (10) là khá chặt chẽ, với hệ

số tương quan R2=0,99 và được thể hiện trên

hình 3, hình 4, hình 5 và hình 6.


Hình 3. Tương quan giữa Su theo độ sâu

khu vực dự kiến mở rộng mặt đường

Hình 4. Tương quan giữa Su theo độ sâu (với

lớp đất trên bề mặt cố kết trước)

Hình 5. Tương quan giữa Su/e theo độ sâu Hình 6. Tương quan giữa Su/e và ứng suất hữu hiệu

3.2. Cơ sở lý thuyết dự báo sức chống cắt

không thoát nước theo bài toán cố kết thấm

Để thực hiện tính toán giá trị áp lực nước lỗ

rỗng thặng dư ở thời điểm bất kỳ theo độ sâu

có thể sử dụng lý thuyết cố kết thấm 1 chiều

của K.Terzaghi. Lời giải cố kết thấm một chiều

của K.Terzaghi chấp nhận nước lỗ rỗng không

chịu nén ép, hệ số cố kết phụ thuộc vào tính

nén ép của cốt đất và tính thấm của đất:

w0

zv

a

kC

(11)

Thực tế, nước lỗ rỗng luôn chứa một hàm

lượng khí nhất định, các loại khí này khi chịu

nén ép sẽ bị hòa tan một phần. Xét tính nén ép

của nước lỗ rỗng, hệ số cố kết có thể được biểu

diễn bằng biểu thức sau:

w,ask

w

zv

K

n3

K

)v1(2

kC (12)

)v21(3

EK 0

u

(13)


pp

1

p

1

2

)H1(S1

3K

o0

r

w,a (14)

Trong đó:

Ksk - module biến dạng thể tích khung cốt đất;

Ka,w - module biến dạng thể tích hỗn hợp

khí-nước lỗ rỗng;

Với: po = patm + γw.z - áp lực ban đầu của

nước lỗ rỗng trong điều kiện tự nhiên;

E0 - Module biến dạng tổng quát;

ν - Hệ số Poisson của đất ;

γw - trọng lượng riêng của nước;

n - độ rỗng của đất;

kz - hệ số thấm theo phuơng đứng.

Sử dụng lý thuyết cố kết thấm cho phép

xác định được giá trị áp lực nước lỗ rỗng

thặng dư theo độ sâu tại một thời điểm nhất

định nào đó. Từ đó, ứng suất hữu hiệu:

σ′ = (σ − u) xác định được khi đã biết ứng

suất tổng tác dụng. Áp lực nước lỗ rỗng

thặng dư của bài toán cố kết thấm một chiều

được tính theo biểu thức sau:

1i2

22

v th

iCexp

h

zisin

i

1q4u (15)

Với điều kiện địa chất khu vực nghiên cứu,

xét khối đắp dày 2m, trọng lượng riêng của vật

liệu đắp là 19,5kN/m3, hệ số cố kết tính theo

biểu thức (12), Cv= 6,704x10-4

m2/ngđ và hệ số

thấm kz = 3,145x10-5

m/ngđ. Kết quả tính

toán biểu thức (7) và (10) trên cở sở bài toán

cố kết thấm một chiều khi xét tính nén ép

của nước lỗ rỗng, giá trị sức chống cắt không

thoát nước Su gần với giá trị Su từ thí nghiệm

VST. Kết quả tính toán được thể hiện hình 7

và hình 8.

Kết quả dự báo sức chống cắt không thoát

nước Su theo độ sâu (hình 8) tại tâm diện gia

tải ở các thời điểm khác nhau trên cơ sở bài

toán cố kết thấm một chiều cho thấy có sự

khác biệt không đáng kể. Kết quả tính toán

cho thấy ở gần bề mặt trong phạm vi 30 năm, ở

độ sâu từ 8-9m trở lại thì Su ở tâm diện

truyền tải lớn hơn ở taluy vì ứng suất nén

trong nền ở tâm diện gia tải lớn hơn ở taluy.

Ở độ sâu từ 9-14 m, giá trị Su ở các thời điểm

khác nhau có giá trị gần bằng nhau và phù

hợp với giá trị Su từ kết quả thí nghiệm cắt

cánh tại hiện trường. Từ độ sâu 14m trở lên, giá

trị Su ở các thời điểm khác nhau có giá trị gần

bằng nhau và lớn hơn đáng kể với giá trị Su từ

kết quả thí nghiệm cắt cánh tại hiện trường

thuộc khu vực nghiên cứu.

Hình 7. Kết quả tính toán Su theo mức độ cố

kết và độ sâu theo thời gian không xét

tínhnén ép của nước lỗ rỗng

Hình 8. Kết quả tính toán Su theo mức độ

cố kết và độ sâu theo thời gian có xét tính

nén ép của nước lỗ rỗng


4. KẾT LUẬN

Kết quả phân tích và tổng hợp số liệu thí

nghiệm xác định sức chống cắt không thoát

nước và xây dựng các tương quan: (Su-z),

(e-Su), (σ’v-Su/e), và kết hợp với lý thuyết cố

kết thấm một chiều có xét tính nén ép của

nước lỗ rỗng, cho phép dự báo được sự thay

đổi Su theo thời gian và theo độ sâu. Kết quả

nghiên cứu có thể rút ra các kết luận chính

như sau:

- Khu vực nền đất cố kết trước (khu vực đã

tồn tại công trình đắp), kết quả tính toán Su theo

các tương quan thí nghiệm đề nghị với bài toán

cố kết thấm thấm một chiều có xét tính nén ép

của nước lỗ rỗng phù hợp với kết quả thí

nghiệm VST tại hiện trường. Sức chống cắt ở

khu vực này gần bề mặt giảm dần đến độ sâu

2m, từ độ sâu này trở đi thì Su tăng gần như

tuyến tính theo độ sâu.

- Dưới tác dụng của tải trọng ngoài, kết quả

dự báo Su theo thời gian tại tâm diện gia tải

với bài toán cố kết thấm một chiều phù hợp

với xu hướng gia tăng sức chống cắt nơi tồn

tại công trình đắp.

- Giá trị Su dưới mái taluy tăng ít hơn so với

tâm ở khu vực bề mặt.

Kết quả nghiên cứu cho phép đánh giá khả

năng ổn định của nền đất yếu theo thời gian và

sự gia tăng khả năng chịu tải của đất nền ở khu

vực bề mặt.

TÀI LIỆU THAM KHẢO

[1] Tiêu chuẩn thiết kế 22TCN: 262-200,

"Qui trình khảo sát thiết kế nền đường ô tô đắp

trên đất yếu," Nhà xuất bản Xây dựng, 2000.

[2] Nguyễn Thành Long, Lê Bá Lương,

Nguyễn Quang Chiêu, Vũ Đức Lực, "Công

trình trên đất yếu trong điều kiện Việt Nam,"

Trường Đại học Bách Khoa TP. HCM - Tổ

Giáo trình, 1989.

[3] Kenya Sagae, Motohiro Sugiyama,

Akira Tonosaki and Masaru Akaishi, "Ratio

of undrained shear strength to vertical

effective stress," Proc.Schl.Eng.Tokai

University, vol. 31, pp. 21-25, 2006.

[4] F.H. Kulhavy, P.W. Mayne, Manual on

estimating soil properties for

foundation design, Cornell University Ithaca

ed., 1990.

[5] Charles C. Ladd, Hon.

M., "Recommended practice for soft

ground site characterization," in 12th

Panamerican conference on soil mechanics

and geotechnical engineering, 2003.

[6] Braja M. Das, Advanced Soil

Mechanics, T. edition, Ed., Taylor & Francis

Group, 2008.

[7] Arnold Verruijt, Soil Mechanics, D. U.

o. Technology, Ed., 2001.

[8] Bùi Trường Sơn, "Biến dạng tức thời

và lâu dài của nền đất sét bão hòa nước,"

Tạp chí Phát triển Khoa học và Công nghệ,

Đại học Quốc gia TP Hồ Chí Minh, vol. 9, pp.

17-24, 2006.

[9] Lê Hoàng Việt, Bùi Trường Sơn,

"Tương quan sức chống cắt không thoát nước

của sét mềm theo độ sâu và mức độ nén chặt,"

Tạp chí khoa học kỹ thuật thủy lợi & Môi

trường, Đại học Thủy Lợi, vol. 39, pp. 120-

125, 2012.

Người phản biện: PGS,TS. ĐẶNG HỮU DIỆP


PHÂN TÍCH SO SÁNH CÁC GIẢI PHÁP GIA CỐ ĐÊ BAO CHỐNG LŨ Ở AN GIANG

M I NH PHƢƠNG*

TRẦN NGUYỄN HOÀNG HÙNG**

LÊ KHẮC BẢO***

Analysis and comparison of reinforcement solutions for earth levees

against annual floods in An Giang

Abstract: Earth levees in the Mekong Delta have often broken and slided

by many reasons. Several solutions such as slope flattening, sand bags,

steel mesh, and timber piles have been applied to reinforce earth levees

but still remain ineffective. These solutions can not cut seepage flows off

and improve slope stability. The analysis indicates that the FS using

timber piles and slope flattening for reinforcement at the lowest water

level are 0.97 and 0.96, respectively. Earth levees were proposed to

reinforce by single or double row soilcrete walls with cement contents of

250 to 300 kg/m3. The results suggest that soilcrete walls can cut off

seepage and improve slope stability effectively. The FS using a single row

and a double row soilcrete walls at the lowest water level are 1.38 and

1.76, respectively.

Keywords: Earth levee, levee reinforcement, deep mixing method, seepage,

sliding, soft ground improvement.

1. GIỚI THIỆU *

Đồng bằng sông Cửu Long (ĐBSCL) là vựa

lúa lớn nhất của cả nước, đóng góp hơn 48% sản

lượng lương thực và 85% sản lượng lúa xuất khẩu

của Việt Nam [4]. Hệ thống đê bao chống lũ ở

ĐBSCL có vai trò liên kết các vùng, bảo vệ diện

tích hoa màu, và thúc đẩy nền nông nghiệp trong

tỉnh phát triển toàn diện và bền vững. Tuy nhiên,

vỡ đê do mùa lũ làm thiệt hại hàng ngàn hecta lúa.

Đê bao thường được xây dựng trên nền đất yếu

bằng đất nạo vét từ các con kênh song song đê nên

có sực chịu tải yếu và không có khả năng chống

trượt sâu. Thân đê có nhiều lỗ rỗng do không

được lu đầm đúng quy định nên có dòng thấm gây

* Học viên cao học trường ĐH Bách Khoa TP. HCM,

[email protected].

** Giảng viên khoa KTXD – Trường Đại Học Bách

Khoa TP. HCM, [email protected].

*** Học viên cao học trường ĐH Bách Khoa TP. HCM,

[email protected].

xói mòn tạo thành những dòng nước nhỏ cuốn trôi

các hạt đất và gây sụp đổ đê. Trong mùa năm

2011, hơn 322 m đê bị vỡ làm mất trắng 5479

ha lúa và 435 ha hoa màu, tổng thiệt hại về nông

lâm thủy sản là 210.7 tỉ đồng riêng ở An Giang [9].

Các biện pháp gia cố như cừ tràm, đắp bao tải cát,

và làm thoải mái dốc, v.v., được sử dụng nhưng

hiệu quả không cao do gia cố đê tạm thời [9]. Giải

pháp cọc đất ximăng có khả năng chống thấm và

chống trượt sâu [13]. Tuy nhiên, giải pháp đất trộn

ximăng chưa được nghiên cứu ứng dụng gia cố đê

ở ĐBSCL. Bài báo phân tích khả năng chống thấm

và chống trượt sâu của các giải pháp gia cố đê

nhằm đưa ra phương án tối ưu ở ĐBSCL.

2. CÁC GIẢI PHÁP GI CỐ ĐÊ B O

CHỐNG LŨ Ở ĐBSCL

2.1. Các giải pháp gia cố đê hiện nay ở

ĐBSCL

Các biện pháp chống sạt lở đê hiện nay ở

ĐBSCL thường dùng: (i) Giảm áp lực gây trượt




như đắp bao tải cát làm thoải và đánh cấp mái

dốc. (ii) Giải pháp gia cố mái đất như đóng cừ

tràm và dùng lưới thép B40 [1].

2.1.1. Đắp đê bằng bao tải cát làm thoải

mái dốc

Thân đê được đắp bằng bao tải cát giảm độ dốc

mái dốc nhằm giảm lực gây trượt và tăng sức

chống cắt cho thân đê (Hình 1, Hình 3). Biện pháp

gia cố này có ưu điểm là giá thành rẻ, thi công

nhanh, và không cần thiết bị phức tạp. Nhược

điểm của biện pháp này không có khả năng chống

thấm, chống trượt sâu, tiêu thụ cát - nguồn vật liệu

ngày càng khan hiếm, và thu hẹp dòng chảy gây

sạt lở ở những khu vực lân cận [2].

2.1.2. Gia cố chân đê bằng cừ tràm

Chân đê được đóng cừ tràm ổn định trượt cục

bộ chân đê và tăng sức chống cắt cho thân đê

(Hình 2). Giải pháp này có giá thành rẻ, thi công

nhanh, và không cần thiết bị phức tạp, nhưng

không có khả năng chống thấm và chống trượt

sâu. Nguồn vật liệu cừ tràm ở địa phương ngày

càng khan hiếm và có thể ảnh hưởng đến rừng

và môi trường.

2.1.3. Gia cố chân đê bằng lƣới thép B40

Mái và đê được gia cố bằng lưới thép B40

nhằm tăng sức chống cắt trong thân đê (Hình 4).

Giải pháp này đạt yêu cầu kinh tế nhưng không

có khả năng chống thấm và chống trượt sâu.

2.1.4. Giải pháp kết hợp nhiều giải pháp

gia cố đê khác

Đê bao có thể được gia cố kết hợp nhiều giải

pháp gia cố đê khác như giải pháp gia cố chân đê

bằng cừ tràm kết hợp gia cố mái dốc đê bằng tấm

bê tông cốt thép đúc sẵn hoặc trồng cỏ, giải pháp

gia cố kết hợp lưới thép B40 và bao tải cát, v.v.

Các giải pháp này cần nguồn vật liệu khai thác từ

tự nhiên như cát và cừ tràm, không có khả năng

chống thấm, chống trượt sâu, và chỉ sử dụng tạm

thời ở các điểm sạt lở trước các mùa lũ.

Hình 1: Đắp thân đê bằng bao tải cát [5] Hình 2: Gia cố chân đê bằng cừ tràm [6]

Hình 3: Làm thoải mái dốc [7] Hình 4: Gia cố đê bằng lưới thép B40 [8]


2.2. Đề xuất giải pháp gia cố đê phù hợp

với điều kiện ĐBSCL

Công nghệ đất trộn ximăng đã được nghiên cứu

ứng dụng ở nhiều nước trên thế giới. Ximăng được

phun và trộn với đất nền theo chiều sâu (SCDM) để

tạo nên hàng cọc đất trộn ximăng có cường độ cao,

có khả năng chống thấm, và chống trượt sâu. Giải

pháp này có nhiều ưu điểm như thời gian thi công

nhanh, có thể tận dụng vật liệu tại chỗ, phù hợp với

mọi loại đất, máy thi công nhỏ gọn và tải trọng nhẹ

(như thiết bị NSV), và giá thành vừa phải. Tuy

nhiên, công nghệ này cần có hệ thống thiết bị

chuyên dụng và kiến thức chuyên sâu.

Đê bao được gia cố bằng một hoặc hai hàng

cọc đất ximăng đường kính 0.6 m. Hàm lượng

ximăng sử dụng từ 250-300 kg/m3

cho cường độ

đất ximăng của các lớp đất lớn hơn 0.35 MPa

theo nghiên cứu trong phòng [1, 3]. Cọc đất

ximăng có chiều dài 10.5 m đảm bảo gia cố hết

lớp đất yếu nên có khả năng chống trượt sâu

(Hình 5a) và được bố trí như một tường cọc

(Hình 5b) nên có khả năng chống thấm qua thân

đê. Ưu nhược điểm của các phương án gia cố

được trình bày trong Bảng 1.

a) Mặt cắt ngang gia cố b) Mặt bằng gia cố 1 hoặc 2 hàng cọc

Hình 5: Gia cố đê bằng cọc đất trộn ximăng [1, 3]

Bảng 1: Bảng tóm tắt ƣu nhƣợc điểm của các phƣơng án gia cố.

Giải pháp gia cố Ƣu điểm Nhƣợc điểm

Đắp bao tải cát làm

thoải mái dốc

Dễ thi công, không cần máy

móc phức tạp, giá thành rẻ.

Vật liệu cát ở địa phương ngày càng khan hiếm,

không có khả năng chống thấm và chống trượt

sâu, làm thu hẹp dòng chảy gây sạt lở ở những

khu vực lân cận

Gia cố đê bằng cừ

tràm

Dễ thi công, không cần máy

móc phức tạp, giá thành rẻ.

Vật liệu cừ tràm ở địa phương ngày càng khan

hiếm, không có khả năng chống thấm và chống

trượt sâu

Gia cố đê bằng lưới

thép B40

Dễ thi công, máy móc thi công

đơn giản, giá thành rẻ.

Không có khả năng chống thấm và chống trượt

sâu.

Giải pháp kết hợp Dễ thi công, máy móc thi công

đơn giản, giá thành rẻ.

Vật liệu gia cố ở địa phương ngày càng khan

hiếm, không có khả năng chống thấm và chống

trượt sâu

Giải pháp tường cọc

đất trộn ximăng

Có khả năng chống thấm và

chống trượt sâu, thiết bị thi

công (NSV) nhỏ gọn, sử dụng

vật liệu sẵn có ở địa phương,

giá thành vừa phải.

Phải có máy móc thi công chuyên dụng và kiến

thức chuyên sâu

SÉT, DẺO CỨNG

SÉT PHA, DẺO CỨNG

Comment [HT1]: LAM CHO HINH NAY DAM NET VA RO HON. DAM BAO RANG KHI IN RA CO THE DOC DUOC.


3. PHƢƠNG PHÁP PHÂN TÍCH SO SÁNH

3.1. Số liệu đầu vào

Địa hình và địa chất được thu tập ở đoạn đê

dọc kênh Mười Cai, xã Vĩnh Trạch, huyện

Thoại Sơn, tỉnh An Giang (Hình 6). Đây là đoạn

đê đặc trưng cho đê bao ở ĐBSCL [1]. Số liệu

địa chất dọc theo hố khoan 25 m được trình bày

trong Bảng 2 [10].

Hình 6: Ví trí nghiên cứu các giải pháp gia cố đê

Bảng 2: Các chỉ tiêu cơ lý của lớp đất [10]

Lớp đất Hệ số thấm, k

(m/s)

Dung trọng tự

nhiên, (kN/m3)

Lực dính, c

(kN/m2)

Góc ma sát

trong, φ (0)

Chiều dày, H

(m)

Lớp 1 10-6

÷ 10-4

17.95 20.10 11.87 4.1

Lớp 2 3.64 x 10-8

15.64 6.20 5.45 6.4

Lớp 3 1.66 x 10-8

19.07 19.10 14.97 4.8

Lớp 4 1.37 x 10-8

20.05 29.60 17.48 9.7

3.2. Cơ sở lý thuyết

3.2.1. Lý thuyết dòng thấm trong đất

Phương trình cơ bản trong phân tích dòng

thấm phẳng (2D) được thể hiện ở phương trình

(1) [12].

( ) ( )x y

H Hk k Q

x x y y t

(1)

Trong trường hợp dòng thấm ổn định,

0t

, phương trình (1) được viết lại:

( ) ( ) 0x y

H Hk k Q

x x y y

(2)

trong đó: H - Cột nước thấm tổng; kx - Hệ số

thấm theo phương ngang; ky - Hệ số thấm theo

phương đứng; Q - Lưu lượng phụ thêm; θ - hàm

độ ẩm về thể tích; t - thời gian.

3.2.2. Hệ số ổn định

Hệ số ổn định (FS – Factor of Safety) được

sử dụng để đánh giá khả năng chống trượt sâu

của đê bao. Theo Duncan & Wright (2005), hệ

số ổn định được định nghĩa là tỉ số giữa môment

chống trượt và môment gây trượt như phương

trình (3).

Comment [HT2]: PHAI THỐNG NHẤT SỐ THẬP PHÂN == DAU “.” HAY “,” CHO TOAN BO BÀI BAO NAY !!!


FS Moment chong truot

Moment gay truot (3)

Phương pháp Bishop được sử dụng để phân

tích FS dựa trên phương pháp phân mảnh cổ

điển với giả thiết mặt trượt trụ tròn như phương

trình (4) và được mô tả trên Hình 7 [11]. Theo

22 TCN 262-2000, đê bao đạt điều kiện ổn định

khi có hệ số an toàn FS ≥ 1.4. Hệ số FS được

xác định bằng phương pháp lặp, trước tiên cho

FS một giá trị ban đầu (thường FSo = 1) sau đó

tính lặp, thử đúng dần FS đạt tới độ chính xác

yêu cầu.

' cos cos tan '

cos sin tan ' /

sin

c L W u L

FFS

W

(4)

trong đó: c’, φ’ - Lực dính và góc ma sát

trong hữu hiệu; Δl – Chiều dài của mỗi mảnh

dọc theo cung trượt; α – Góc nghiêng của mỗi

mảnh theo phương ngang; u – Áp lực nước lỗ

rỗng; W – Trọng lượng của mỗi mảnh;

Hình 7: Xác định hệ số an toàn theo phương

pháp phân mảnh [11].

3.3. Phƣơng pháp luận phân tích so sánh

Khả năng chống thấm và chống trượt sâu của

các giải pháp gia cố đê hiện nay ở ĐBSCL và

giải pháp gia cố đê bằng cọc đất trộn ximăng

được phân tích bằng phần mềm SEEP/W và

SLOPE/W. Lưu lượng mưa ngày được lấy tại

trạm đo Châu Đốc i = 121 mm/ngày = 0.00504

m/giờ (QCVN 02:2009/BXD). Mực nước sông

rút với tốc độ 0.2 m/ngày dựa trên kết quả khảo

sát thực tế. Các trường hợp phân tích được trình

bày trong Bảng 3.

Bảng 3: Các trƣờng hợp phân tích thấm và ổn định.

Trường hợp phân tích Mực

nước sông (m)

Mực

nước ruộng (m)

Phân tích

thấm

Phân tích

ổn định

Mực nước sông cao nhất +3.10 +1.42 x x

Mực nước sông cao nhất

có mưa

+3.10 +1.42 x x

Mực nước sông rút nhanh +3.10 xuống

+0.6

+1.42 x x

Mực nước sông thấp nhất +0.6 +1.42 - x

x: có xét đến trong tính toán

Các giải pháp gia cố bằng cừ tràm và lưới

thép B40 có nguyên lý hoạt động là tăng sức

kháng cắt trong thân đê nên chọn phương án gia

cố cừ tràm để phân tích tính toán. Các loại vật

liệu này không ngăn được dòng thấm trong đất

nên lấy hệ số thấm bằng hệ số thấm của các lớp

đất. Hệ số thấm lớp 1 chọn từ 10-6

đến 10-4

m/s

do thân đê có hiện tượng nứt nẻ và có nhiều lỗ

mọt. Bề rộng một và hai hàng cọc đất ximăng

được quy đổi lần lượt là 0.5 m và 1.0 m. Hệ số

thấm của hỗn hợp đất ximăng là 10-9

m/s [13].

Tải trọng tính toán là hoạt tải xe 2.5 tấn theo 22

TCN 210-92. Các chỉ tiêu cơ lý của hỗn hợp đất

ximăng được trình bày trong Bảng 4.


Bảng 4: Chỉ tiêu cơ lý của hỗn hợp đất trộn ximăng thiết kế [3]

Hệ số thấm, k

(m/s)

Dung trọng tự nhiên, γw

(kN/m3)

Cường độ nén, qu

(kN/m2)

Lực dính, c

(kN/m2)

Góc ma sát

trong0

10-9

19.5 350 175 0

4. KẾT QUẢ VÀ THẢO LUẬN

4.1. Phân tích thấm

a. Trƣờng hợp mực nƣớc sông cao nhất

Dòng thấm có xu hướng chảy từ phía sông

sang phía ruộng (Hình 8) [3]. Đường dòng trên

Hình 8a và 8b đi qua thân đê, kết quả này cho

thấy các giải pháp gia cố đê hiện nay không có

khả năng chống thấm. Đường dòng ở Hình 8c

và 8d bị giới hạn và có xu hướng chảy phía dưới

cọc đất ximăng, kết quả này cho thấy phương

pháp gia cố đất ximăng ngăn được dòng thấm

qua đê. Lưu lượng thấm qua đê tăng lên khi thân

đê có nhiều lỗ rỗng. Do không thể đo trực tiếp

hệ số thấm thân đê có lỗ rỗng, hệ số thấm thay

đổi từ 10-4

đến 10-6

m/s được dùng để xét sự tác

động thấm của lỗ mọt trong nghiên cứu này.

Lưu lượng thấm của các giải pháp làm thoải mái

dốc và gia cố cừ tràm tăng lên hơn 90 lần khi hệ

số thấm của lớp 1 tăng từ 10-6

lên 10-4

m/s và

thay đổi không đáng kể khi thân đê được gia cố

bằng cọc đất trộn ximăng. Giải pháp đất trộn

ximăng một và hai hàng cọc làm giảm lưu lượng

thấm so với các giải pháp khác lần lượt là 10 và

15 lần (Bảng 5).

a) Đắp bao tải cát làm thoải mái dốc b) Giải pháp gia cố cừ tràm

c) 1 hàng cọc đất trộn ximăng d) 2 hàng cọc đất trộn ximăng

Hình 8: Kết quả phân tích thấm trường hợp mực nước sông cao nhất

Comment [HT3]: CHUYEN TOAN BO THONG TIN THANH TIENG VIET !!! DIEU CHINH TUONG TU CHO TOAN BO BAI BAO VA LVTN !!!


Bảng 5: Lƣu lƣợng thấm qua thân đê trong trƣờng hợp mực nƣớc sông cao nhất

Các trường hợp

phân tích

Lưu lượng thấm qua thân đê (m3/h)

Thoải mái dốc Cừ tràm Gia cố 1 hàng cọc Gia cố 2 hàng cọc

kLop1=10-4

m/s 0.13 0.13 0.14 x 10-3

0.97 x 10-4

kLop1=10-5

m/s 0.13 x 10-1

0.13 x 10-1

0.14 x 10-3

0.96 x 10-4

kLop1=10-6

m/s 0.13 x 10-2

0.14 x 10-2

0.13 x 10-3

0.93 x 10-4

b. Trƣờng hợp mực nƣớc sông cao nhất

kết hợp mƣa

Đường bão hòa nước trong thân đê dâng lên

theo thời gian mưa (Hình 9). Hệ số thấm lớp 1

càng nhỏ thì đường bão hòa nước trong thân đê

dâng lên càng nhanh. Với klơp 1 = 10-6

m/s, thân

đê bão hòa hoàn toàn sau 12 giờ mưa. Đường

bão hòa nước trong thân đê dâng lên không

đáng kể khi klơp 1 = 10-4

m/s sau 24 giờ mưa,

nguyên nhân là do hệ số thấm lớp 1 lớn làm

tăng khả năng thoát nước trong thân đê ra phía

bên ngoài.



Hình 9: Đường bão hòa nước trong thân đê khi có mưa

c. Trƣờng hợp mực nƣớc phía sông rút

nhanh

Đường bão hòa nước trong thân đê khi mực

nước sông rút với vận tốc 0.2 m/ngày từ mực

nước cao nhất xuống mực nước thấp nhất thể

hiện trên Hình 10. Mực nước trong thân đê giảm

khi mực nước sông giảm đối với các giải pháp

gia cố hiện nay (Hình 10a, 10b). Kết quả ở Hình

10c và 10d cho thấy đường bão hòa nước trong

thân đê không thay đổi khi mực nước phía sông

thay đổi, kết quả này cho thấy sự hiệu quả của

việc ngăn dòng thấm khi có tường đất ximăng.




Hình 10: Đường bão hòa nước trong thân đê khi mực nước sông rút

4.2. Phân tích ổn định

a) Trƣờng hợp mực nƣớc sông cao nhất

Kết quả phân tích ổn định giải pháp gia cố 2

hàng cọc đất trộn ximăng được thể hiện ở Hình

11. Kết quả phân tích ổn định chi tiết các giải

pháp gia cố đê trong trường hợp mực nước sông

cao nhất thể hiện ở Bảng 6. Kết quả phân tích cho

thấy đê bao phía ruộng và phía sông của các giải

pháp đạt an toàn khi mực nước sông cao nhất (FS

> 1.4), nguyên nhân là do có áp lực ngang của

nước phía sông chống lại lực gây trượt trong thân

đê. Hệ số FS phía sông tăng lần lượt là 1.85 và 2

lần khi gia cố 1 và 2 hàng cọc đất trộn ximăng so

với các giải pháp gia cố đê hiện nay.

a. Phía sông b) Phía ruộng

Hình 11: Phân tích ổn định giải pháp gia cố 2 hàng cọc đất trộn ximăng


Bảng 6: Kết quả phân tích ổn định các giải pháp gia cố trƣờng hợp mực nƣớc sông cao nhất

Các trƣờng hợp phân tích

Hệ số an toàn, FS Cừ tràm Thoải mái dốc Gia cố 1 hàng cọc Gia cố 2 hàng cọc

Phía ruộng

Phía sông

Phía ruộng

Phía sông

Phía ruộng

Phía sông

Phía ruộng

Phía sông

kLop1=10-4

m/s 2.13 1.55 2.13 1.48 3.29 2.64 3.26 2.85 kLop1=10

-5 m/s 2.22 1.50 2.13 1.48 3.29 2.64 3.26 2.85

kLop1=10-6

m/s 2.13 1.55 2.13 1.48 3.28 2.63 3.25 2.84

b) Trƣờng hợp mực nƣớc sông cao nhất

kết hợp mƣa

Hình 12, 13, và 14 thể hiện mối quan hệ giữa hệ

số an toàn FS và thời gian mưa úng. Nhìn chung, hệ

số an toàn phía sông và phía ruộng giảm nhẹ theo

thời gian mưa do đường bão hòa nước trong đất tăng

lên theo thời gian mưa làm tăng áp lực nước lỗ rỗng

trong đất và làm giảm sức chống cắt trong thân đê.

Tuy nhiên, một số trường hợp hệ số an toàn phía

ruộng tăng lên trong khoảng 6 giờ mưa đầu tiên.

Đường bão hòa nước trong thân đê tăng lên làm vị

trí cung trượt nguy hiểm nhất bị đẩy sâu hơn và làm

tăng sức chống cắt trong thân đê. Kết quả phân tích

cũng cho thấy hệ số FS trong các trường hợp đều

lớn hơn 1.4 và thay đổi không đáng kể khi có mưa

và khi hệ số thấm của lớp 1 thay đổi từ 10-6 đến 10

-4

m/s. Bề rộng thân đê nhỏ (khoảng 3 m) giúp đê bao

ít ảnh hưởng bởi mưa to.


Hình 12: Phân tích ổn định trường hợp klớp 1 = 10-4

m/s.

a) Phía sông b) Phía ruộng


m/s

Comment [HT4]:




m/s

c) Trƣờng hợp nƣớc phía sông rút nhanh

Hình 15, 16, và 17 là mối quan hệ giữa hệ số

an toàn và thời gian nước sông rút từ cao độ

+3.10 m xuống 0.6 m với tốc độ 0.2 m/ngày. Hệ

số an toàn phía sông giảm tuyến tính theo cao

độ nước sông do nước sông rút làm giảm áp lực

ngang chống lại lực gây trượt. Trong khi đó, hệ

số an toàn phía ruộng tăng dần theo thời gian

nước rút, nguyên nhân là do áp lực ngang gây

trượt do nước từ phía sông sang phía ruộng bị

giảm. Một số trường hợp hệ số an toàn phía

ruộng giảm khi mực nước sông giảm từ 0.2 đến

0.4 m, nguyên nhân là do đường bão hòa nước

trong thân đê giảm làm thay đổi vị trí cung trượt

nguy hiểm nhất dẫn đến hệ số an toàn tăng lên.

Kết quả phân tích cũng cho thấy hệ số ổn định

phía sông tăng lên lần lượt là 57% và 87% khi

sử dụng biện pháp gia cố 1 và 2 hàng cọc đất

trộn ximăng và thay đổi không đáng kể khi hệ

số thấm của lớp 1 thay đổi.



m/s.




m/s.



m/s.

d) Trƣờng hợp mức nƣớc thấp nhất

Kết quả phân tích ổn định trường hợp mực

nước sông thấp nhất của giải pháp gia cố 2 hàng

cọc đất trộn ximăng được thể hiện ở Hình 18.

Kết quả chi tiết của các giải pháp khác thể hiện

ở Bảng 7.


Hình 18: Phân tích ổn định giải pháp gia cố 2 hàng cọc đất trộn ximăng Comment [HT5]: DUNG BANG BIEU VA GIAI THICH CHO NGUOI DOC TUONG TU PHAN TREN


Bảng 7: Kết quả phân tích ổn định trƣờng hợp mực nƣớc sông thấp nhất

Các trƣờng

hợp phân tích

Hệ số an toàn, Fs

Cừ tràm Thoải mái dốc Gia cố 1 hàng cọc Gia cố 2 hàng cọc

Phía

ruộng

Phía

sông

Phía

ruộng

Phía

sông

Phía

ruộng

Phía

sông

Phía

ruộng

Phía

sông

kLop1=10-4

m/s 2.23 0.97 2.24 0.96 3.16 1.38 3.25 1.76

kLop1=10-5

m/s 2.23 0.97 2.24 0.96 3.16 1.38 3.25 1.76

kLop1=10-6

m/s 2.23 0.97 2.24 0.96 3.17 1.38 3.25 1.76

Hệ số ổn định phía sông trường hợp mực

nước sông nhỏ nhất theo phương pháp Bishop

của các giải pháp như làm thoải mái dốc và gia

cố đê bằng cừ tràm lần lượt là 0.96 và 0.97

(không đạt an toàn theo TCVN 262-2000). Kết

quả này phản ánh đúng tình hình thực tế khi

hiện nay đê bao ở ĐBSCL thường xuyên xẩy ra

sạt lở [9]. Hệ số an toàn phía sông khi gia cố

bằng 1 hàng cọc đất ximăng bằng 1.38 nhưng

vẫn có thể chấp nhận được khi tính toán với

điều kiện mực nước sông thấp nhất lịch sử kết

hợp với tổ hợp tải trọng bất lợi nhất có thể xẩy

ra [3]. Kết quả phân tích cho thấy ta nên sử

dụng phương án gia cố 1 hàng cọc ở những vị

trí có khả năng sạt lở thấp. Hình 24a cho thấy

phương án gia cố đất trộn ximăng 2 hàng cọc có

khả năng chống trượt sâu, giúp đê an toàn (FS =

1.76). Hệ số an toàn phía ruộng của tất cả các

giải pháp lớn hơn 1.4, kết quả này cho thấy đê

bao phía ruộng đảm bảo an toàn và không cần

phải gia cố.

5. KẾT LUẬN

Khả năng chống thấm và chống trượt sâu của

các giải pháp gia cố đê hiện nay ĐBSCL đang

sử dụng và giải pháp gia cố đê đề xuất bằng cọc

đất trộn ximăng được mô phỏng bằng phần

mềm SEEP/W và SLOPE/W từ các số liệu địa

hình và địa chất được thu thập tại đoạn đê kênh

Mười Cai, xã Vĩnh Trạch, huyện Thoại Sơn,

tỉnh An Giang. Từ kết quả phân tích ta có thể rút

ra một số kết luận như sau:

1. Các giải pháp gia cố đê như làm thoải mái

dốc, gia cố đê bằng cừ tràm, v.v., không ngăn

được dòng thấm qua thân đê. Trong khi đó,

dòng thấm qua thân đê bị ngăn lại khi sử dụng

biện pháp gia cố đê bằng một hoặc hai hàng cọc

đất trộn ximăng.

2. Các giải pháp gia cố đê hiện nay ở

ĐBSCL như làm thoải mái dốc, cừ tràm, v.v.,

chỉ là giải pháp gia cố đê tạm thời và không có

khả năng chống trượt sâu. Giải pháp gia cố đê

bằng cọc đất trộn ximăng có khả năng chống

trượt sâu, giúp đê ổn định lâu dài.

3. Giải pháp gia cố đê bằng đất trộn ximăng

một hàng cọc nên sử dụng ở những vị trí có

nguy cơ sạt lở thấp và những vị trí cần chống

thấm cho đê bao. Giải pháp gia cố đê bằng 2

hàng cọc đất trộn ximăng sử dụng ở những vị

trí có nguy cơ sạt lở cao và chống thấm qua

thân đê.

LỜI CẢM ƠN

Đề tài này được thực hiện với nguồn kính phí

nghiên cứu từ AUN/SEED-NET (HCMUT CRI

1301), Sở NN&PTNT An Giang (299/HĐ-

KHCN-CCTL), và tập đoàn Something Việt

Nam. Các tác giả chân thành cảm ơn sự hỗ trợ

nhiệt tình của các cơ quan, Sở, Ban, Ngành,

người dân địa phương ở An Giang, và trường

Đại Học Bách Khoa TP. HCM trong suốt quá

trình nghiên cứu.


1. Mai Anh Phương, Nguyễn Bình Tiến,

Trương Đắc Châu, và Trần Nguyễn Hoàng

Hùng. “Nghiên cứu ứng xử của đất An Giang


trộn ximăng bằng công nghệ trộn ướt và trộn

sâu”. Tạp chí địa k thuật, số 2/2014, pp. 34-43,

tháng 2-2014.

2. Lê Xuân Việt. “Nghiên cứu chống sạt lở

đường ven sông trên đất yếu tại Ql.91 đoạn

Bình Mỹ, huyện Châu Phú, tỉnh An Giang,”

Luận văn thạc sỹ, trường ĐH Bách Khoa Tp.

HCM, Tp. HCM, 2011, 117 trang.

3. Lê Khắc Bảo, Lê Phi Long, và Trần

Nguyễn Hoàng Hùng. “Ảnh hưởng của tường

đất-xi măng đến dòng thấm và ổn định của đê

bao chống lũ ở Đồng Tháp”. Tạp chí xây dựng,

số 12/2014, pp. 66-70, tháng 12-2014.

4. Tăng Đức Thắng, và Ngô Quang Toàn.

“Ngập do lũ và triều biển dâng trên đồng bằng

sông Cửu Long trong bối cảnh biến đổi khí hậu

và một số giải pháp thích ứng”. Tạp chí khoa

học và công nghệ thủy lợi, số 4, tháng 10/2011.

5. Tổng cục thủy lợi. “Quản lý khai thác

công trình thủy lợi vùng ĐBSCL”. Internet:

http://www.wrd.gov.vn. 17/10/2014.

6. Báo Dân Việt. “ĐBSCL: Nhà nông hối hả

phòng chống lũ”. Internet:

http://www.danviet.vn .09/10/2013.

7. Báo Việt Nam Net. “Lũ ở ĐBSCL: 8

người chết, vỡ đê liên tục”. Internet:

http://www.vietnamnet.vn . 30/09/2011.

8. Báo điện tử Đảng Cộng Sản Việt Nam.

“An Giang trong mùa lũ lớn”. Internet:

http://www.cpv.org.vn. 7/10/2011.

9. Ban Chỉ Huy PCLB & TKCN tỉnh An

Giang, “Báo cáo công tác phòng chống lũ lụt

năm 2011 tỉnh An Giang”, 20/12/2011.

10. Las XD 475. “Bảng thống kê các chỉ tiêu

thí nghiệm đất: Công trình nghiên cứu CRI

1301”, An Giang, 2013.

11. J.M. Duncan, and S.G. Wright, Soil

strength and slope stability, New Jersey: John

Wiley & Sons, 2005, 297 pp.

12. Đỗ Văn Đệ, Vũ Minh Tuấn, Nguyễn Sỹ

Han, Nguyễn Khắc Nam, Hoàng Văn Thắng.

Phần mềm Seep/W ứng dụng vào tính toán thấm

cho công trình thủy và ngầm. Hà Nội: Nhà xuất

bản xây dựng, năm 2012, 163 trang.

13. M. Kitazume and M. Terashi. The deep

mixing method, CRC Press, A Balkema Book,

UK, 2013, 405 pp.

14. Bộ Xây Dựng. “Số liệu điều kiện tự

nhiên dùng trong xây dựng”. Quy chuẩn Kỹ

thuật Quốc gia, QCVN 02:2009/BXD, 324

trang, 2009.

15. Bộ Giao Thông Vận Tải. “Đường GTNT

– Tiêu chuẩn thiết kế”. Tiêu chuẩn ngành,

22TCN 210-92, 31 trang, 1993.

Người phản biện: PGS.TS. ĐẬU VĂN NGỌ

http://www.wrd.gov.vn/

http://www.danviet.vn/

http://www.vietnamnet.vn/

http://www.cpv.org.vn/


MÔ HÌNH THÍ NGHIỆM CỌC ĐÁ BALAT TRÊN ĐẤT YẾU TRONG PHÕNG THÍ NGHIỆM: PHƯƠNG PHÁP THAY THẾ

PHAN VÕ THU PHONG*

Simulation in laboratory for installation of stone columns in soft

soils : substitution method

Abstract - This article concerns the consolidation process of clay

(kaolin) reinforced by ballast stone columns. Research work is based on

laboratory experiments and mainly derived from the reduced

reinforcement model of rock pile. The role of soil reinforcentnt with

ballast pile by "substitution method" will be clairi fied at the same time

taking into account of the influence of pile diameter in the

implementation process on the settlement of the land after reinforcement.

Keywords: Reinforcement, stone column, method of construction,

compaction.

1. LỜI NÓI ĐẦU *

Việc áp dụng các giải pháp gia cố nền đất

yếu đã được phổ biến rộng rãi ở Việt Nam,

tuy nhiên giải pháp gia cố đất yếu bằng cọc

đá balat chưa được đề cập nhiều. Kỹ thuật

này được áp dụng đầu tiên ở Đức năm 1936,

sau đó xây được cải tiến và sử dụng nhiều

cho những công trình xây dựng trên đất sét

yếu ở các nước châu Âu cũng như ở Mỹ. Khi

ứng dụng giải pháp gia cố này, nền đất yếu

được cải thiện bởi hai yếu tố: thứ nhất là từ

vật liệu gia cố do chúng có những tính chất

tốt hơn đất được gia cố, thứ hai là từ sự nén

chặt của vùng đất xung quanh cọc do

phương pháp chế tạo và do việc đầm nén vật

liệu gia cố trong quá trình thi công. Chủ đề

này cũng đã được nhiều nhà khoa học làm

rõ bằng phương pháp phần tử hữu hạn, tức

là việc xét đến sự nở hông của cọc khi thực

hiện cọc gia cố dựa trên mô hình ứng xử của

đất được gia cố (Rangeard và nnk, 2005;

Flaviny và nnk, 2006…).

* Trường Đại học Bách Khoa, Đại Học Quốc Gia

thành phố Hồ Chí Minh

[email protected]

Bài báo xem xét chủ yếu ảnh hưởng của

phương pháp thi công và đường kính cọc đơn

đến quá trình cố kết của đất yếu sau khi gia cố

bằng cọc đá balat. Để đơn giản và thuận tiện

cho việc thực hiện, đồng thời để tránh sự

biến đổi tính chất tự nhiên của mẫu đất gia cố,

chúng tôi làm việc trên mẫu đất được chế bị tại

phòng thí nghiệm từ một loại đất sét đồng nhất

với những đặc tính được xác định rõ ràng, đó là

cao lanh. Những cọc cát áp dụng trong nghiên

cứu này được chế bị theo phương pháp thay

thế không đầm nén.

Nhiều đề tài đã nghiên cứu về ứng xử của

cọc đá balat ở phòng thí nghiệm xét trên các

mô hình thu nhỏ là khối đất yếu và cọc cát.

Chúng ta có thể kể ra ở đây những công trình

nghiên cứu của Sivakumar và nnk (2004);

Black và nnk (2006) hoặc Ammar và nnk

(2009)... Tuy nhiên, các nhà khoa học này chỉ

quan tâm đến vai trò của đường kính và chiều

sâu cọc lên hiệu quả của việc gia cố đất mà

chưa xem xét đến ảnh hưởng của phương

pháp thi công.

Trong khuôn khổ của công việc này, chúng

tôi cũng quan tâm đến việc chế tạo cọc sao cho

thật sát với quy trình thực hiện thi công cọc đá


balat ở công trường. Thật vậy, những cọc cát

thực hiện trong phòng được chế tạo từ một bộ

thiết bị cho phép thực hiện một hố khoan, sau

đó thay thế đất yếu bởi vật liệu gia cố cọc bằng

cách đổ vật liệu gia cố vào hố khoan mà không

đầm nén (do đó được gọi là phương thay thế

không đầm nén). Trong quá trình thực hiện,

nhiều cọc cát cũng đã được chế tạo với những

đường kính hố khoan khác nhau. Sau đó,

những khối đất gia cố này (nghĩa là mẫu đất thí

nghiệm có chứa một cọc cát) được đặt dưới

cùng một tải trọng phân bố đều để tiến hành

cố kết nhằm đánh giá ảnh hưởng của đường

kính cọc gia cố và phương pháp chế tạo lên

ứng xử của hỗn hợp đất và cọc.

2. VẬT LIỆU THÍ NGHIỆM

Cát được sử dụng cho mô hình này là cát tự

nhiên lấy từ sông Loire ở Pháp. Sau đó cát

được rây sàng và rửa sạch. Để vật liệu được

đồng nhất, có xét đến khối lượng cát sử dụng

chế tạo cọc là nhỏ và vật liệu này đảm nhiệm

vai trò màng lọc nước trong quá trình cố kết

(Degoutte và nnk, 2005), chúng tôi sử dụng cát

có thành phần hạt trong khoảng từ 1,00 mm đến

1,25 mm.

Đất sử dụng trong nghiên cứu này là cao lanh

công nghiệp ở dạng bột khô. Các giá trị về giới

hạn chảy wl và giới hạn dẻo wp của chúng cũng

được xác định theo tiêu chuẩn của Pháp (NF P

94-051) và có giá trị lần lượt là 55 % và 39 %.

Các mẫu đất nghiên cứu ở đây được cố kết

trước một phần từ cao lanh công nghiệp khi

trộn lẫn chúng với nước theo hàm lượng bằng

hai lần giới hạn chảy. Tức là cao lanh sẽ được

làm ẩm và bảo quản trong một bao kín không

rò sau 24 giờ để việc làm ẩm thật sự đồng

đều. Sau đó, chúng ta sẽ đổ hỗn hợp cao lanh

ẩm vào trong khuôn cứng hình trụ được làm

bằng gang có đường kính là 150 mm và chiều

cao là 200 mm, tiếp đến là đặt mẫu dưới tác

dụng của lực phân bố đều có cường độ tăng

dần cho đến khi đạt được một áp lực là 50 kPa

(hình 1).

Hình 1. Mẫu đất nghiên cứu

Mỗi cấp áp lực cần được duy trì trong một

thời gian đủ dài cho đến khi độ lún của mẫu ổn

định (vượt qua gia đoạn cố kết thứ nhất). Trạng

thái đạt được ở cấp tải cuối cùng (50 kPa) gọi là

tình trạng ban đầu của mẫu đất nghiên cứu và đó

cũng chính là mẫu tham chiếu để tiến hành chế tạo

những cọc cát gia cố.

Dựa vào các thí nghiệm cổ điển ở phòng thí

nghiệm (thí nghiệm nén cố kết (XP P 94-090-1),

thí nghiệm nén ba trục (NF P 94-074)), những

đặc trưng cơ lý của mẫu đất cũng được xác định.

Các mẫu dùng để làm thí nghiệm được trích

từ mẫu đất nghiên cứu ban đầu chứa trong

khuôn bằng các dụng cụ chuyên dụng. Những

giá trị về cơ lý của đất được thể hiện chi tiết

trong tài liệu tham khảo [11] và được tóm lược

trong bảng 1.

Bảng 1. Đặc trƣng cơ lý mẫu đất nghiên cứu

Chỉ số

nén

Chỉ số

nở

Áp lực

tiền cố

kết

Lực

dính hữu

hiệu

Góc

ma sát

hữu

hiệu

Cc Cs ı’p (kPa) c' (kPa) φ’ (độ)

0,5 0,1 50 0 21

3. MÔ HÌNH CHẾ TẠO CỌC ĐÁ BALAT

Ở PHÒNG THÍ NGHIỆM THEO PHƢƠNG

PHÁP THAY THẾ KHÔNG ĐẦM NÉN

Mô hình chế tạo những cọc cát trong phòng

thí nghiệm từ những mẫu đất ban đầu đã chuẩn

bị ở mục §2 nhằm để mô phỏng các điều kiện khi


áp dụng phương pháp thi công cọc đá balat ở

ngoài thực tế. Chính xác hơn là sẽ mô phỏng lại

sự thay thế đất yếu bằng đất gia cố tốt hơn dưới

tác dụng của áp lực cố kết.

Dụng cụ được sử dụng để chế tạo cọc cát

chủ yếu bao gồm một bộ ống inox có đường

kính trong (Φo) từ 10 mm đến 25 mm, bề dày

của ống là 0,12 mm. Các giai đoạn chế tạo cọc

cát theo phương thay thế không có đầm nén

được thực hiện một cách tuần tự như sau:

- Bước 1: một thiết bị dẫn hướng được lắp

đặt cố định lên khuôn mẫu, thiết bị này được

liên kết với tấm đệm cứng hình vành khăn đặt

lên bề mặt cao lanh thông qua các bulông

để giữ cố định khối đất trong quá trình chế

tạo cọc cát. Ống inox (đầu mở) được đóng

vào trong khối cao lanh đến sát đáy khuôn

(hình 2a).

- Bước 2: cao lanh được trích ra bởi một

lưỡi khoan có đường kính bằng đường kính

trong của ống inox (hình 2b).

- Bước 3: một khối lượng cát được rót vào

để tạo thành một lớp có chiều cao hlớp, với giả

định dung trọng cát sau khi rơi tự do trong ống

inox là 1,5 t/m3 (hình 2c).

- Bước 4: một pít-tông bằng nhôm có đường

kính tương tự với mũi khoan được đưa vào tiếp

xúc với bề mặt lớp cát và được cố định bằng

thanh giữ (hình 2d).

- Bước 5: ống inox được nâng lên một đoạn

bằng chiều cao hlớp (hình 2e).

- Bước 6: lớp cát này được nén nhẹ dưới

trọng lượng của pít-tông (3 N) (hình 2f).

Các bước từ 3 đến 6 được lặp đi lặp lại cho

đến khi cột cát được hình thành, nghĩa là chiều

cao cột cát bằng với chiều cao của khối đất

(hình 2g).

- Bước 7: bề mặt của khối đất gia cố được

bao phủ bởi một lớp cát dày 15 mm (hình 2h).

- Bước 8: cột cát được đổ đầy nước và bão

hòa ít nhất 24 giờ trước khi đặt tải (hình 2i).

Hình 2. Quy trunh chế tạo cọc cát theo

«phương pháp tha thếª không đầm nén

Trong trường hợp này, lực đầm nén truyền

lên vật liệu gia cố rất bé và do đó lực tác dụng lên

đất xung quanh cọc cũng rất bé. Với mục đích

phân tích ảnh hưởng của đường kính cọc gia cố lên

đặc tính của hỗn hợp đất/cọc sau khi gia cố dưới

một áp lực cố kết, nhiều cọc cát với những

đường kính khác nhau từ 14 mm đến 28 mm đã

được thực hiện bằng phương pháp này.

Việc theo dõi độ lún của mỗi lớp gia cố trong

quá trình chế tạo nhờ vào đồng hồ đo chuyển vị

cho phép tính độ lún trung bình (htb) trên toàn

bộ chiều cao cọc cát (ho). Sau đó xét biến dạng

thẳng đứng trung bình (tb) của mỗi lớp gia cố

trong lúc chế tạo cọc:


εtb = ¨htb / hlớp (1)

Kết quả tính toán được tổng hợp trong bảng 2.

Bảng 2. Bảng tổng hợp độ lún và biến dạng

thẳng đứng trung bình của mỗi lớp gia cố

Mẫu I II

III IV V

Фo

(mm)

11,9 13,8 15,8 20,1 25,1

F (N) 3 3 3 3 3

ıđn (kPa) 28 21 16 10 6

hlớp

(mm)

18,4 22,7 24,2 19,9 9,4

Δhtb

(mm)

5,5 6,3 6,0 3,1 2,1

tb(%) 30 28 25 15 22

Chúng tôi thấy rằng mặc dù áp lực đầm nén rất

nhỏ nhưng độ lún trung bình của mỗi lớp gia cố dao

động từ 2,1 mm đến 5,5 mm và biến dạng thẳng

đứng trung bình thay đổi từ 22% đến 30% tỷ theo áp

lực đầm nén. Diễn biến này được thể hiện trên hình 3.

Hình 3. Sự tiến triển biến dạng thẳng đứng trung

bình theo áp lực đầm nén của các mẫu thí nghiệm

Đối với mỗi cọc được thực hiện, đường kính

trung bình của cọc cát (Φtb) được xác định dựa

vào số lượng cát đã được đổ vào trong lúc chế

tạo. Sự tăng trưởng của đường kính cọc cát

(¨Φtb/Φo) theo áp lực đầm nén rất nhỏ dưới trọng

lượng của pít-tông được tính theo công thức:

¨Φtb / Φo = (Φtb - Φo) / Φo (2)

Để thấy rõ hơn nữa sự tăng tương đối của cọc

so với đường kính hố khoan, chúng tôi xem xét

tỉ lệ thay thế trước và sau gia cố vật liệu, tỉ lệ

này được xác định bởi hệ số thay thế:

A

Aa c (3)

Với : Ac là diện tích của cọc cát sau khi thi

công ; A là diện tích toàn bộ vùng ảnh hưởng

của cọc và diện tích cọc (trong trường hợp này,

A là diện tích của khuôn).

Các kết quả trên được tổng hợp trong bảng 3

và thể hiện trên hình 4.

Bảng 3. Bảng tổng hợp đƣờng kính cọc và tỉ

lệ thay thế của các mẫu thí nghiệm

Mẫu I II III IV V

Фo (mm) 14,2 16,1 17,4 21,8 28,5

Фtb / Фo (%) 20 17 11 8 13

ao (%) 0,6 0,8 1,1 1,8 2,8

atb (%) 0,9 1,1 1,4 2,1 3,6

atb / ao (%) 43 37 22 17 28,4

Xét đến đường kính của khuôn hình trụ chứa

mẫu đất gia cố là 150 mm, thu các tỉ lệ trộn được

áp dụng cho phương pháp chế tạo này vào

khoảng 3 %. Chúng ta ghi nhận rằng tỉ lệ này vẫn

còn nhỏ hơn đối với tỉ lệ trộn đã sử dụng ở ngoài

thực tế (Dhouib et Blondeau, 2005).

Hình 4. Sự tăng trưởng của đường kính cọc

và tỉ lệ thay thế theo áp lực nén tĩnh, dưới

trọng lượng của pít-tông


Chúng ta thấy rằng sự tăng tương đối đường

kính cọc cát tỉ lệ với áp lực đầm nén mặc dù áp

lực này rất nhỏ, điều đó cho thấy nó cũng làm nở

hông một phần cọc cát trong quá trình chế tạo.

4. ỨNG XỬ TRONG QUÁ TRÌNH CỐ

KẾT CỦA CÁC KHỐI ĐẤT ĐƢỢC GIA CỐ

Để đánh giá ảnh hưởng của việc gia cố đất

đối với ứng xử của khối đất sét sau khi thực hiện

gia cố bằng cọc cát, chúng tôi đặt chúng dưới

một áp lực phân bố đều là 150 kPa. Áp lực phân bố

này được duy trì trong thời gian đủ dài để giai

đoạn tiền cố kết hoàn toàn kết thúc. Kết quả cụ

thể được trình bày dưới đây.

Những đường cong diễn biến độ lún được thể

hiện ở hình 5. Đường cong biểu diễn độ lún của

một mẫu cao lanh không được gia cố cọc cát

cũng được biểu thị đồng thời trên hình này.

Đường cong này cũng là đường cong tham

chiếu biểu thị cho đất hoàn toàn chưa được xử

lý. Như đã tiên đoán, chúng ta ghi nhận rằng,

độ lún của những khối đất được gia cố bởi

cọc cát là nhỏ hơn độ lún của khối đất thuần

túy (đất không gia cố cọc cát) và điều này được

nhận thấy một cách rõ ràng hơn đối với những

cọc có đường kính lớn hơn 20 mm. Hơn nữa,

dường như đường kính của cọc cát cũng ảnh

hưởng quan trọng đến biên độ lún của khối đất.

Hình 5. Độ lún theo thời gian dưới tác dụng tải

phkn bố đều 150 kPa Những cọc cát được chế tạo

theo phương pháp thay thế không đầm nén

Để thấy một cách rõ ràng ảnh hưởng của

việc chế tạo cọc theo phương pháp chế tạo này,

chúng ta xem xét tỉ lệ giảm độ lún Tr được

xác định bằng biểu thức sau:

(4)

với ¨hkc là độ lún thuần túy của khối đất khi

không có gia cố (mẫu tham chiếu), ¨hcc là độ lún

của khối đất khi có gia cố bằng một cọc cát.

Tính đến hình dạng của đường cong biểu

diễn về độ lún (hình 5), giá trị độ lún được

xem xét trong mỗi trường hợp sử dụng để tính

trong công thức (4) là độ lún được đo ở cùng

một thời điểm 105 giây. Kết quả được thể hiện

trong bảng 4 và trên hình 6.

Bảng 4. Tỉ lệ giảm độ lún của các

mẫu thí nghiệm

Mẫu I II III IV V

Фo

(mm)

14,2 16,1 17,4 21,8 28,5

Tr

(%)

0,8 1,5 3,4 8,4 13,6

Chúng ta thấy rằng, đường kính cọc cát càng

lớn, tỉ lệ giảm độ lún càng lớn và giá trị này đạt

13,6% ứng với tỉ lệ trộn 3,6%. Mặt khác, ứng

xử của một cọc đơn cũng khác biệt so với ứng

xử của một cọc nằm trong nhóm (Wehr, 2004).

Nhất là, sự phân tích ứng xử của một nhóm cọc

được hunh thành từ việc gộp chồng các ứng

xử của những cọc đơn dẫn đến một sự đánh giá

thấp về hiệu quả của việc gia cố.

Những phương pháp tính toán độ lún được

dựa trên nền tảng đơn giản về sự đồng nhất của

những đặc tính biến dạng của đất và của cọc

(theo tỉ lệ về diện tích) ứng với trường hợp chế

tạo cọc bằng phương pháp thay thế, khi những

đặc trưng cơ lý của đất không hoặc ít tác dụng

đến phương pháp thi công cọc.


Hình 6. Sự giảm đ lún theo đường kính cọc

5. KẾT LUẬN

Nghiên cứu này giải quyết ảnh hưởng của

các phương pháp thi công cọc đá balat dựa trên

việc gia cố đất sét yếu. Một nghiên cứu về mô

hình thu nhỏ ở phòng thí nghiệm đã cho phép

làm rõ vai trò phương pháp chế tạo cọc và cố

kết của đất yếu khi được gia cố. Mặc dù việc

đầm nén nhỏ nhưng biến dạng thẳng đứng của

cọc trong quá trình chế tạo có thể đạt đến 30%

tương ứng với áp lực đầm nén tĩnh là 28 kPa và

điều đó đã làm tăng đường kính cọc lên đến

20%, việc này cũng chứng tỏ đất xung quanh

cũng bị ép chặt một phần khi chế tạo bằng

phương pháp thay thế không đầm nén. Vai trò

của đường kính cọc gia cố cũng đồng thời được

sáng tỏ, đường kính cọc càng lớn, sự giảm độ

lún càng lớn và giá trị này đạt 13,6% ứng với

hệ số thay thế 3,6%.


1. Ambily A.P. and Gandhi S.R., «Behavior

of Stone Columns Based on Experimental

and FEM

Analysis », Journal of Geotechnical and

Geoenvironmental Engineering, 2007, pp.405-414.

2. Ammar A.M.S., Liu X., Lin H. et Ren

J., « Enlarged base stone columns to improve

soft clay soil», International Conference on

Transportation Engineering 2009 (ICTE 2009),

2009, pp.4240-4245.

3. Black J., Sivakumar V., Madhav M. R.,

and McCabe B., « An Improved Experimental

Test Set-up to Study the Performance of

Granular Columns », Geotechnical Testing

Journal, Vol. 29, N° 3, 2006, p.193-199.

4. Degoutte G., Royet P., Aide mémoire

de mécanique des sols, Réédition, Paris, 2005.

[5]. Dhouib A., Blondeau F.,

Colonnes Ballastées, Presses de l’École

National des Ponts et Chaussées, Paris, 2005.

[6]. Phan V.T.P., Renforcement des

sols compressibles par colonnes ballastées,

Thèse de doctorat, Université Européenne de

Bretagne - INSA de Rennes, 2010.

[7]. Rangeard D., Guillard R., Sadek

M., « Caractérisation mécanique d’une colonne

ballastée à partir d’essais pressiométrique »,

Proc. Int. Symp. 50 Years Pressuremeter 1,

2005, pp.637-644.

[8]. Sivakumar V., McKelvey D., Graham

J., and Hughes D., «Triaxial tests on model

sand columns in clay», Can. Geotech. J. 41,

2004, pp. 299-312.

[9]. Wehr J. (2004) Stone columns -

Single columns and group behaviour. Proc.

5th

Int. Conf. Ground Imp. Tech., 329-340.

Người phản biện: PGS.TS. ĐOÀN THẾ TƯỜNG


NÉN SƠ CẤP VÀ THỨ CẤP CỦA SÉT YẾU SÀI GÕN THEO MÔ HÌNH GIBSON-LO HAY TAYLOR-MERCHANT

TRẦN QU NG HỘ*, NGÔ QUỐC HUY VŨ**,

DƢƠNG TOÀN THỊNH**

Primary and secondary compression of Saigon soft clay according to

Gibson-Lo model or Taylor-Merchant’s theory.

Abstract: In many years, a major controversy has occurred among

reseachers about whether or not creep during primary consolidation

stage. In ten recent years, many empirical evidences from laboratory and

field support hypothesis A that creep occurs only after the end of primary

consolidation. The important point to emerge here is that a number of

theories of secondary consolidation are equivalent to Gibson and Lo’s

model which is in turn equivalent to Theory A by Taylor and Merchant.

Therefore this model is accepted as a good representation of the

secondary stage of the continuous process and applied to the soft soil in

Sai Gon to find model parameters as a guideline for practical design.

Key words: Creep, primary consolidation, secondary consolidation

1. GIỚI THIỆU *

Sau nhiều năm tranh luận về đường cong nén

lún ở cuối giai đoạn cố kết sơ cấp từ thí nghiệm

oedometer ở phòng thí nghiệm có đại diện được

cho ứng xử của đất ở ngoài công trường hay

không, đã dẫn đến việc đánh giá Lý thuyết A

hay B của Taylor và Merchant là hợp lý. Trong

những năm về sau, nhiều bằng chứng từ thí

nghiệm ở trong phòng và quan trắc ở hiện

trường đã ủng hộ lý thuyết A. Mô hình từ biến

của Gibson và Lo tương ứng với Lý thuyết A đã

được áp dụng để nghiên cứu những thông số

nén sơ cấp (cố kết) và thứ cấp (từ biến) của đất

yếu Sài Gòn.

2. THUYẾT T YLOR VÀ MERCH NT

Taylor và Merchant (1940) đã nhận thấy suốt

trong quá trình cố kết hệ số rỗng là một hàm số

theo ứng suất có hiệu ’v và thời gian t. Cho nên

* Trường Đại học Bách Khoa, Tp.Hồ Chí Minh

268 Lý Thường Kiệt, P.14, Quận 10, Tp.HCM

Email: [email protected] **

Công ty TNHH Địa K Thuật Portcoast

328 Ngu ễn Trọng Tu ển, P.12, Q.T n Bình, Tp. HCM

Email: [email protected]

tốc độ nén được mô tả theo tốc độ thay đổi hệ số

rỗng như sau:

vt

e

dt

de

dt

de v

tv

(1)

Trong đó tv )/e( là độ nén của khung kết

cấu hạt đất ở thời điểm t do độ gia tăng ứng suất

có hiệu; và v

)t/e( là độ nén lún của khung

kết cấu hạt đất theo thời gian t ở ứng suất có

hiệu bất kỳ. Như vậy tốc độ nén tổng cộng

(de/dt) gồm hai phần. Phần thứ nhất

dt/d.)t/e( vv là tốc độ nén do tốc độ gia

tăng ứng suất có hiệu dt/d v . Phần thứ hai

v)t/e( là tốc độ nén thay đổi theo thời gian t.

Tích phân phương trình (1) sẽ cho độ nén lún

tổng cộng theo thời gian t:

dtt

e

dt

dede

t

0

v

tv

t

0 v

(2)

Phương trình (2) có thể viết lại như sau:

t

t

t

0

v

tv

t

0 p v

p

v

dtt

edt

t

e

dt

dede (3)

So sánh phương trình (2) và (3) cho thấy khi


thời gian t vượt qua tp thì 0dt/d v . Nói một

cách khác tp là thời gian cố kết trong lúc ứng

suất có hiệu tăng dần, được gọi là thời gian cố

kết sơ cấp. Tổng độ nén trong thời gian cố kết

sơ cấp được gọi là độ nén sơ cấp. Thời gian tiếp

theo sau giai đoạn cố kết sơ cấp là giai đoạn nén

thứ cấp (hay từ biến). Tổng độ nén trong thời

gian nén thứ cấp được gọi là độ nén thứ cấp.

Tích phân thứ nhất ở vế phải của phương

trình (3) là độ nén sơ cấp; tích phân thứ hai ở vế

phải là độ nén thứ cấp. Phương trình (3) đã cho

thấy suốt trong quá trình cố kết sơ cấp cả hai đại

lượng tv )/e( và

v)t/e( đều góp phần vào

độ nén sơ cấp. Tích phân thứ hai ở vế phải của

phương trình (3) cho thấy nếu v

)t/e( không

tiến về zero thì độ nén thứ cấp sẽ kéo dài mãi

mãi. Tuy nhiên điều quan trọng là phải nhận

thấy rằng tv )/e( và

v)t/e( không phải là

những hằng số chỉ tiêu của đất. Đặc biệt là

tv )/e( và v

)t/e( không phải là hằng số

trong quá trình cố kết sơ cấp cũng như nén thứ

cấp; và giá trị của v

)t/e( trong quá trình cố

kết sơ cấp và nén thứ cấp không nhất thiết phải

bằng nhau.

3. GIẢ THUYẾT VÀ GIẢ THUYẾT B

Xây dựng lý thuyết và giải tích phân thứ nhất

ở vế phải của phương trình (3) được xem là

thuyết của Taylor và Merchant (1940), được gọi

là Lý thuyết A (Barden, 1966), tương phản với

lý thuyết cố kết thấm của Terzaghi với

tv )/e( là hằng số và v

)t/e( = 0. Sau đó

Taylor (1942) đề nghị một lý thuyết nữa liên

quan đến tích phân thứ hai của phương trình (3)

được gọi là Lý thuyết B.

Nhiều nhà nghiên cứu (Leonards, 1972,

1977; Ladd, Foot, Ishira, Schlosser & Poulos,

1977; Jamiolkowski, Ladd, Germaine &

Lancellotta,1985; Mesri & Choi, 1985a,b) dựa

trên Lý thuyết A cho rằng từ biến chỉ xảy ra sau

khi kết thúc cố kết sơ cấp. Giả thuyết này được

gọi là giả thuyết A. Tuy nhiên theo Mesri (2001)

Lý thuyết A không đòi hỏi một giả thuyết như

vậy về từ biến trong giai đoạn cố kết sơ cấp.

Một số nhà nghiên cứu khác (Bjerrum,1967;

Kabbaj, Tavenas & Leroueil, 1988) dựa trên Lý

thuyết B cho rằng từ biến xảy ra như một hiện

tượng độc lập suốt trong quá trình cố kết sơ cấp.

Giả thuyết này được gọi là giả thuyết B.

Các nhà nghiên cứu đều dẫn chứng những số

liệu thí nghiệm cũng như quan trắc để bảo vệ

quan điểm của mình. Tuy nhiên những dẫn

chứng kết quả từ thí nghiệm sau đây của Mesri

(2001) có nhiều cơ sở vững chắc để giả thuyết A

được ủng hộ.

1. Độ nén cố kết sơ cấp không phụ thuộc vào

thời gian cố kết sơ cấp. Nếu từ biến xảy ra đồng

thời theo giả thuyết B thì điều này không xảy ra.

2. Nếu quan hệ giữa hệ số rỗng e ở cuối giai

đoạn cố kết sơ cấp, EOPe (EOP: end of

primary) phụ thuộc vào thời gian cố kết sơ cấp

theo giả thuyết B thì áp lực tiền cố kết ’p ở

ngoài hiện trường (đường thấm dài) sẽ khác với

’p xác định ở phòng thí nghiệm (đường thấm

ngắn). Đặc biệt là giả thuyết B dự đoán áp lực

tiền cố kết ở hiện trường nhỏ hơn áp lực tiền cố

kết ở phòng thí nghiệm. Tuy nhiên sự quan trắc

áp lực nước lổ rỗng từ các công trình đắp trên

đất yếu đã cho thấy áp lực tiền cố kết ở ngoài

hiện trường và ở phòng thí nghiệm là giống

nhau. Điều này cho thấy độ nén cố kết sơ cấp

không phụ thuộc vào thời gian cố kết sơ cấp.

3. Sau nhiều thập kỷ tính toán và quan trắc

người ta có thể đi đến kết luận là độ lún cố kết

sơ cấp tính toán từ đường cong nén lún giữa

EOPe và ’v ở phòng thí nghiệm giống với kết

quả quan trắc ở hiện trường.

4. Dù có sự tham gia của thành phần

v)t/e( trong thời gian cố kết sơ cấp ở hiện

trường dài hơn ở phòng thí nghiệm cũng như giá

trị v

)t/e( ở công trường nhỏ hơn ở phòng thí

nghiệm thì EOPe ứng với ’v vẫn không phụ

thuộc vào thời gian cố kết sơ cấp.

Từ bốn dẫn chứng từ thí nghiệm và quan trắc

ở trên giả thuyết A được ủng hộ và trong thực

tiễn tính toán thiết kế thì EOPe ứng với ’v

được xem là không phụ thuộc vào thời gian cố

kết sơ cấp. Trong khi đó không có số liệu đáng

tin cậy nào từ phòng thí nghiệm cũng như quan

trắc để ủng hộ giả thuyết B (Mesri, 2001).


4. MÔ HÌNH CỦ GIBSON VÀ LO.

Mặc dù lý thuyết cuả Taylor và Merchant

(1940) không dùng thuật ngữ nào liên quan đến

mô hình từ biến nhưng nó hoàn toàn tương đương

với mô hình của Gibson và Lo trong Hình 1 như

đã được Christie (1964) chứng minh. Như vậy mô

hình của Gibson và Lo tương đương với Lý thuyết

A. Mô hình từ biến của Barden (1966) tương

đương với Lý thuyết B.

Hình 1 Các mô hình. a) Terzaghi

b) Gibson và Lo; c) Barden

Lý thuyết về cố kết và từ biến của Gibson và

Lo (1961) có thể xem là sự phát triển mở rộng

của lý thuyết cố kết thấm của Terzaghi. Tất cả

giả thiết theo lý thuyết của Terzaghi vẫn được

tuân thủ nhưng cố kết sơ cấp được mô hình

bằng một lò xo và lò xo này được nối tiếp với

một mô hình Kelvin. Mô hình Gibson và Lo

được đặc trưng bởi hai hằng số lò xo (nghịch

đảo của độ cứng lò xo) là a, b và một hằng số

của dashpot là (nghịch đảo của độ nhớt).

5. PHƢƠNG TRÌNH CỐ KẾT TỪ BIẾN

THEO GIBSON VÀ LO

Tổng biến dạng trong mô hình Gibson và

Lo bằng biến dạng 1= a’(t) trong phần tử a

cộng với biến dạng 2 trong mô hình Kelvin:

de)(, t

b

t

0

2 (4)

Tổng biến dạng :

de)(,

)t(,

at

b

t

0

(5)

Kết hợp với phương trình liên tục của dòng

thấm và biến đổi sẽ rút ra phương trình cố kết từ

biến sau đây:

de),z(,

b

,

t

,a

z

,k

t

0

tb

2

2

2

w

(6)

Điều kiện biên:

t0

0z,)t(q

hz,0z (7)

Phương trình (6) có thể giải bằng phương

pháp biến đổi Laplace.Tuy nhiên trong thực tế

tính toán thiết kế, người kỹ sư chỉ cần quan tâm

đến độ lún theo thời gian S(t) ở bề mặt của lớp

đất và áp lực lổ rỗng ở mọi độ sâu và ở bất kỳ

thời điểm t nào. Độ lún S có thể xác định được

bằng cách biến đổi và tích phân phương trình

(5). Trong trường hợp tải trọng đơn giản q(t) =

q0 là hằng số và thời gian t đủ lớn thì kết quả độ

lún S(t) như sau:

)]e1(ba[hq)t(St

bo

(8)

Khi t

hq)ba(S o (9)

6. XÁC ĐỊNH CÁC THÔNG SỐ CỦA

MÔ HÌNH

Theo lý thuyết cố kết và từ biến thì cần xác

định bốn thông số sau đây: hệ số thấm k; độ

nhớt cấu trúc của đất 1/; hằng số nén sơ cấp a;

hằng số nén thứ cấp b. Từ phương trình (8) các

hằng số a, b và có thể xác định như sau:

Viết lại phương trình (8) dưới dạng:

tbbe)ba(,

)t(

(10)

Kết hợp với phương trình (9) sẽ có được:

tbbe,

)t()(

(11)

Lấy logarit thập phân hai vế phương trình

trên:

tb

434,0blog,)t()(

log 1010

(12)

Vẽ biểu đồ log[()-(t)]/’ theo thời gian t

sẽ cho giá trị tung độ b và độ dốc /b (Hình 2).

Giá trị của a được xác định theo độ lún ổn định

ở phương trình (9) hoặc theo biểu thức

(c)

Đàn

hồi

tuyến

tính

eán

tính Đàn hồi

tuyến

tính

b

(a) (b)

Đàn

hồi

tuyến

tính

eán

tính Nhớt

tuyến

tính

Nhớt

không

tuyến

tính

tính

a


)e1(b,)t(

aat

ba

(13)

Hình 2. Xác định các hằng số của mô hình.

7. ĐỘ CỐ KẾT Us(t)

Để tiện lợi trong việc tính lún cần đưa ra ba

hệ số không thứ nguyên sau đây:

2G

2

h

tT;

b

hN;

a

b1M

(14)

M là hệ số nén đặc trưng cho độ lớn của độ

nén cố kết thứ cấp, N là hệ số ảnh hưởng đặc

trưng cho tốc độ cố kết thứ cấp và TG là nhân tố

thời gian sơ cấp hoàn toàn giống với nhân tố

thời gian cuả Terzaghi và = Cv=k/aw. Theo

lời giải của Gibson và Lo (1966) độ cố kết Us(t)

tính theo độ lún được xác định như sau:

12)

41

21

2

22

42

21

1

22

(2

1

2

81

)(

)(

mn

GTx

e

xx

x

M

n

GTx

e

xx

x

M

n

n

hoqba

tStsU

(15)

với

2

]22

162

)22

4[()22

4(

2

1 NnnMNnMN

x

x 16)

8. XÁC ĐỊNH HẰNG SỐ CỦ SÉT YẾU

SÔNG SÀI GÒN

Để xác định các hằng số a, b và của mô

hình cho sét yếu Sài Gòn ba mẫu đất yếu được

lấy ở các độ sâu 8m, 16m, 24m. Ba mẫu được

tiến hành thí nghiệm cố kết lần lượt ở các cấp

tải 25, 50, 100, 200, 400, 800, 1600 và 3200

kPa. Mỗi cấp tải kéo dài trong thời gian 7 ngày.

Số liệu đo được ghi tự động.

Biểu đồ log[()-(t)]/’ theo thời gian t của

ba mẫu được trình bày ở Hình 3a, b, c. Từ ba hình

này các hằng số a, b, 1/ và /b được xác định và

trình bày ở các Bảng 1, 2, 3 và các Hình 4, 5, 6.

Bảng 1. Bảng tính mẫu BH02-8m

Cấp áp lực a b 1/ /b MKpa

12.5 2.3716E-05 1.159E-05 4.405E+08 1.959E-04 1.488E+00

25 6.3479E-05 2.280E-05 2.524E+08 1.738E-04 1.359E+00

50 0.00010962 7.177E-05 7.081E+07 1.968E-04 1.655E+00

100 0.00018582 9.149E-05 5.398E+07 2.025E-04 1.492E+00

200 0.00040222 5.715E-03 2.699E+07 6.482E-06 1.521E+01

400 0.0001688 3.015E-03 5.398E+07 4.565E-06 1.886E+01

800 7.2464E-05 1.567E-03 1.469E+08 4.344E-06 2.262E+01



25 2.105E-04 3.722E-05 9.800E+07 2.741E-04 1.177E+00

50 1.707E-04 1.224E-05 3.657E+08 2.233E-04 1.072E+00

100 2.258E-04 6.085E-05 3.378E+07 4.865E-04 1.270E+00

200 4.322E-04 1.681E-04 1.039E+07 5.729E-04 1.389E+00

400 2.229E-04 3.082E-05 9.624E+07 3.371E-04 1.138E+00

800 8.886E-05 6.110E-06 1.039E+07 3.420E-04 1.069E+00

1600 3.375E-05 5.189E-06 7.703E+08 2.502E-04 1.154E+00



50 2.063E-04 1.175E-05 1.248E+08 6.816E-04 1.057E+00

100 1.498E-04 2.236E-05 8.930E+07 5.009E-04 1.149E+00

200 3.251E-04 1.319E-04 2.565E+07 2.956E-04 1.406E+00

400 2.485E-04 1.974E-05 9.060E+07 5.592E-04 1.079E+00

800 8.624E-05 1.304E-05 1.397E+08 5.489E-04 1.151E+00

1600 3.246E-05 1.070E-05 9.060E+07 7.046E-04 1.330E+00

3200 1.593E-05 1.690E-06 2.543E+09 2.328E-04 1.106E+00

Hình 3a đã cho thấy mẫu đất ở độ sâu 8m có

tính quá cố kết nặng OCR = 2,3 cho nên khi áp

lực nén vượt qua áp lực tiền cố kết đường cong

nén lún có độ dốc lớn như Hình 3d, dẫn đến có

sự khác biệt của các giá trị log[()-(t)]/’

giữa các cấp áp lực.

Trong hình 4 hằng số cố kết sơ cấp a tương

tự như hệ số nén thể tích mv cho nên sự thay đổi

a theo áp lực nén có dạng hình chuông và có giá

trị tương tự như hệ số nén thể tích mv trong thí


nghiệm cố kết. Hình 5 cho thấy sự thay đổi hằng

số nén thứ cấp b cũng có dạng hình chuông

nhưng các mẫu ở độ sâu 16m, 24m có giá trị

nhỏ hơn do thời gian trầm tích lâu hơn.

Hình 3a. Biểu đồ log[()-(t)]/’ theo thời

gian t mẫu BH02-8m

Hình 3b. Biểu đồ log[()-(t)]/’ theo thời


Hình 3c. Biểu đồ log[()-(t)]/’ theo thời


Hình3d. Đường cong nén lún của mẫu BH02-8m

Để xây dựng biểu đồ Us(t) theo t, thông số trung

bình M= 1,304 ứng với áp lực 100kPa từ ba mẫu

được chọn để tính. Từ công thức (9) cho thấy với

M = 1,304 thì độ nén lún thứ cấp (từ biến) bằng

30,4% so với độ lún cố kết sơ cấp. Hình 6 trình bày

sự thay đổi của Us(t) theo t ứng với M = 1,304 và

nhiều giá trị khác nhau của N. Kết quả cho thấy giá

trị của N ảnh hưởng đến sự thay đổi đường cong

quan hệ ở cuối giai đoạn cố kết. Từ những đường

cong này có thể dẫn đến hai nhận xét sau:

Khi M 1và N = 0, trong trường hợp này

hằng số phải bằng không, có nghĩa là độ nhớt

(1/) vô cùng lớn thì mô hình Kelvin đã cản trở

và kéo dài quá trình từ biến.

Khi M 1và N = , trong trường hợp này hằng

số = , có nghĩa là độ nhớt (1/) vô cùng nhỏ cho

mô hình Kelvin không làm chậm quá trình nén lún,

và độ nén thứ cấp được gộp chung vào độ nén lún sơ

cấp. Trường hợp này tương đương với mô hình của

Terzaghi với hằng số của lò xo là (a+b).

Hình 4. Hệ số cố kết sơ cấp a


Hình 5. Hệ số nén thứ cấp b

Hình 6. Độ cố kết Us(t) với N khác nhau

9. KẾT LUẬN

1. Theo mô hình Gibson-Lo đối với đất yếu

Sài gòn độ nén lún cố kết thứ cấp có tỉ lệ tương

đối lớn 30,4% so với độ nén lún cố kết sơ cấp.

2. Lớp đất ở dưới sâu do trầm tích lâu ngày

nên có hằng số cố kết thứ cấp nhỏ hơn lớp đất ở

phía trên.

3. Hệ số ảnh hưởng N đặc trưng cho tốc độ

nén thứ cấp, ảnh hưởng đáng kể đến hình dạng

đường cong quan hệ giữa Us(t) và thời gian ở

cuối giai đoạn cố kết.

4. Có thể sử dụng những thông số của sét

yếu theo mô hình từ biến của Gibson-Lo hay

Taylor-Merchant để dự báo độ lún cho các công

trình đắp dọc sông Sài Gòn.


1. Barden, L. (1965). Consolidation of clay

with non-linear viscosity. Geotechnique, vol.15,

No. 4, pp. 345-362.

2. Barden, L. (1968). Primary and secondary

consoliation of Clay and Peat. Geotechnique,

vol.18, pp. 1-14.

3. Gibson, L. E. and Lo, K. Y. (1961). A

theory of consolidation for soils exhibiting

secondary compression. Norwegian Geotech.

Inst. Pub. No.41, 16pp.

4. Ho, T. Q. (2011). Công Trình Trên Đất Yếu,

Tái bản lần ba, NXB Đại Học Quốc Gia Tp. HCM

5. Mesri, G. (2001). Primary Compression

and Secondary Compression. Geotechnical

Special Pubication No. 119, pp. 122-138.

6. Christie, I. F. (1964). A re-appraisal of

Merchant’s contribution to the theory of

consolidation. Geotechnique, vol.14, No. 4, pp.

309-320.

7. Kabbaj, M., Tavenas, F. & Leroueil, S.

(1988). In situ and laboratory stress-strain

relationships. Geotechnique, vol. 38, No. 1, pp.

83-100.

8. Ladd, C. C., Foott, R., Ishira, K.,

Schlosser, F. & Poulos, H. J. (1977) Stress-

deformation and strength characteristics. Proc.

9th

Int. Conf. Soil Mechan. Fdn Engrg , Tokyo,

pp. 421-491.

9. Taylor, D. W., và Merchant, W. (1940). A

Theory of clay consolidation accounting for

secondary compression. J. Maths. And Physics,

19 (3), 167-185.

10. Taylor, D. W.(1942). Research on

consolidation of clays. Publ. Serial 82, Dept. of

Civil and Sanitary Engrg, Mass. Inst. of Tech.

Người phản biện: TS. BÙI ĐỨC HẢI

TỔNG BIÊN TẬP Tạp chí ĐỊA KỸ THUẬT GS.TS. NGUYỄN … · 2018-05-18 · công...

Documents

Transcript of TỔNG BIÊN TẬP Tạp chí ĐỊA KỸ THUẬT GS.TS. NGUYỄN … · 2018-05-18 · công...