Luận văn thạc sĩ Địa kỹ thuật xây dựng: Phân tích đánh giá ổn định tường vây cừ Larsen trong thi công hố đào trong đất yếu ở lân cận sông

TÍNH CẤP THIẾT CỦA ĐỀ TÀI

Nhìn chung, khu vực bố trí các công trình cảng và hậu cần phụ trợ đều nằm ở khu cực lân cận sông và biển Những nơi ấy, với điều kiện địa chất hầu hết là đất yếu nên thường xảy ra các sự cố trong quá trình thi công Sự mất ổn định của tường vây là nguyên nhân chủ yếu ảnh hưởng đến các sự cố trong quá trình thi công hố móng sâu như công trình cống ngăn, bờ kè trong ụ tàu Yếu tố này luôn luôn được xem xét đặc biệt khi quyết định biện pháp thi công cho một dự án vì nó tiềm ẩn nguy cơ rủi ro lớn cho nhà thầu Trong đó giá trị chuyển vị ngang (tường vây) là một nhân tố quan trọng và gần như có thể đánh giá được tác động của việc thi công đào sâu đến độ ổn định của công trình

Việc nghiên cứu đánh giá khả năng nguyên nhân mất ổn định tường vây trong quá trình thi công hố đào sâu trong đất yếu ở khu vực lân cận sông sẽ cung cấp thêm cho người kỹ sư các kinh nghiệm và đặc điểm nguyên nhân gây mất ổn định trong việc thiết kế và thi công tường vây nhằm đảm bảo an toàn cho việc thi công công và đảm bảo tính kinh tế cho nhà thầu, chủ đầu tư Điều này có ý nghĩa thực tiễn cao trong việc xây dựng cơ sở hạ tầng công trình cảng biển nói riêng và công trình thủy nói chung.

MỤC TIÊU NGHIÊN CỨU CỦA ĐỀ TÀI

Phân tích ổn định tường vây cừ Larsen trong quá trình thi công công trình ven sông với điều kiện tự nhiên và địa chất thực tế

Nhận xét, đánh giá và phân tích nguyên nhân dẫn đến khả năng mất ổn định của công trình Kiến nghị các giải pháp an toàn, kinh tế trong đầu tư.

Ý NGHĨA KHOA HỌC CỦA ĐỀ TÀI

Là tài liệu tham khảo phục vụ cho việc học tập và nghiên cứu về hố đào sâu

Là tài liệu tham khảo để để đánh giá khả năng mất ổn định tường vây trong quá trình thi công trong đất yếu khu vực lân cận sông thông qua chuyển vị ngang của tường vây

Là tài liệu tham khảo cho việc tính toán và mô hình hố đào sâu bằng phần mềm Plaxis trong thiết kế cũng như các giá trị tham khảo để đánh giá các tính toán thiết kế.

PHƯƠNG PHÁP NGHIÊN CỨU

Giải pháp đê quai ngăn nước

a) Một hàng cừ ; b) Hai hàng cừ; c) Hai hàng cừ có đất chống thấm phía ngoài

1 – Cọc tiêu; 2 – Thanh định hướng cừ;

3 – Bản cừ gỗ; 4 – Chống xiên

Hình 1.1 Đê quai đất kết hợp cừ gỗ Đây là phương án truyền thống, sử dụng vật liệu địa phương hoặc tận dụng từ nguồn đất đào, đắp thành đê quai cao hơn mực nuớc thi công để ngăn nước vào trong hố đào Đất đắp đê quai có thể bỏ trong bao tải để giữ đất, và gia cố nền đê quai bằng cừ tràm để tăng ổn định và sức chịu tải của nền đất Ưu điểm: có thế tận dụng vật liệu địa phương có sẵn, phố biến nên giá thành của giải pháp này rẻ hơn các giải pháp khác

- Đối với các sông trong nội thành đều hẹp nên không thể vây bằng cách đắp đê quai đất theo truyền thống, sẽ gây ra tình trạng co hẹp dòng chảy

- Khối lượng thi công đê quai rất lớn do lún nền và chân đê quai mở rộng để ổn định Hơn nữa trong khi tính an toàn của đê quai đất thấp dễ sạt trượt do tác động của dòng chảy và ảnh hưởng của thủy triều.

Dùng thùng chụp để làm khô nước trong hố đào

Thùng chụp làm bằng thép tấm, được đóng bao quanh công trình, để ngăn nước vào trong công trình chính Ưu điểm: Không có khe hở để lọt nước vào trong hố móng, thi công nhanh chóng

Khuyết điểm: Giá thành rất cao, chỉ sử dụng cho công trình có diện tích chiếm dụng nhỏ, như trụ cầu giữa sông, các trụ chống va,

Hình 1.2 Thi công hạ thùng chụp trong thi công đào sâu

Hình 1.3 Hệ thống giằng chống trong thi công đào hố móng.

Phương án cọc ván thép

Ngày nay, trong lĩnh vực xây dựng, cọc ván thép (các tên gọi khác là cừ thép, cừ Larsen, cọc bản, thuật ngữ tiếng Anh là Steel Sheet Pile) được sử dụng ngày càng phổ biến Từ các công trình thủy công như cảng, bờ kè, cầu tàu, đê chắn sóng, công trình cải tạo dòng chảy, công trình cầu, đường hầm đến các công trình dân dụng như bãi đậu xe ngầm, tầng hầm nhà nhiều tầng, nhà công nghiệp

Với kết cấu lắp ghép, khung vây cọc ván thép gồm tường cọc ván thép đóng sâu vào đất nền, chân khung vây là lớp bịt đáy phản áp và đồng thời tạo thành lớp chống trong cho khung vây, áp lực tác dụng lên khung vây tự cân bằng với nhau thông qua hệ đai khung chống trong đảm bảo độ tin cậy cao, chủ động về điều kiện thi công kể cả khi mưa gió

Cọc ván thép được sử dụng lần đầu tiên vào năm 1908 tại Mỹ trong dự án Black Rock Harbour Trước đó người Ý đã sử dụng tường cọc bản bằng gỗ để làm tường vây khi thi công móng mố trụ cầu trong nước Bên cạnh gỗ và thép, cọc bản cũng có thể được chế tạo từ nhôm, nhựa, từ bê tông ứng lực trước Tuy nhiên với những ưu điểm vượt trội, cọc ván thép vẫn chiếm tỉ lệ cao trong nhu cầu sử dụng

Việc thi công khung vây triển khai bằng thiết bị búa rung, ép mặc dù không quá phức tạp và đòi hỏi kỹ thuật cao nhưng phải tuân thủ chặt chẽ các bước kỹ thuật thi công

Trình tự thi công kết cấu công trình trong khung vây cọc ván thép :

- Đóng cọc ván thép trong phạm vi công trình;

- Hạ khung chống trong, giằng và định vị hệ khung chống;

- Nạo vét hố móng bên trong khung vây;

- Đổ bê tông bịt đáy;

- Bơm nước ra khỏi phạm vi khung vây;

- Thi công các cấu kiện công trình trong khô

Trong điều kiện các công trình có cột nước sâu, phạm vi thi công lớn, đòi hỏi khung vây phải rộng, để đảm bảo tính ổn định và tăng khả năng chịu lực cho khung vây có thể sử dụng kết hợp giữa cọc ván thép và cọc ống thép Trong trường hợp này tùy thuộc vào việc tính toán kết cấu mà bố trí khoảng cách và số lượng các cọc ống thép cho phù hợp

Hình 1.4 Thi công cọc ván thép khu vực ngập nước

Cho đến nay cọc ván thép được sản xuất với nhiều hình dạng, kích thước khác nhau với các đặc tính về khả năng chịu lực ngày càng được cải thiện Ngoài cọc ván thép có mặt cắt ngang dạng chữ U, Z thông thường còn cố loại mặt cắt ngang Omega (Ω), dạng tấm phẳng cho các kết cấu tường chắn tròn khép kín, dạng hộp (box pile) được cấu thành bởi 2 cọc U hoặc 4 cọc Z hàn với nhau

Hình 1.5 Các loại cọc ván thép chữ Z, U, 

Hình 1.6 Hình dạng các loại cừ thép đơn

Cừ phẳng : có mô men kháng uốn không lớn, chế tạo dài 8÷12m Thường được sử dụng chủ yếu cho các kết cấu ngăn ô, hoặc hình cánh quạt với chiều cao tự do 2÷3m (không neo) và 4÷5m (có neo), loại cừ này có ký hiệu SP-l hoặc AS Nếu ứng suất cho phép là 1.6×10 5 kN/m 2 , có thể chịu được mô men uốn là 25kNm

Cừ hình máng, ký hiệu SP-2, PU, AU, GU có chiều dàí 8÷22m, thường dùng cho các công trình chống thấm (đê quai, móng đập) Cùng với ứng suất cho phép trên, mô men uốn của lm chiều dài có khả năng chịu được 45,5KNm

Cừ chữ Z chế tạo dài 8÷25m, ứng dụng chủ yếu cho các công trình bến liền bờ Cừ chữ Z có các ký hiệu SK, SD, AZ, mô men uốn cho phép khá lớn khoảng 252÷503KNm

Cừ chữ H có thể chế tạo dài dài tời 35m, loại cừ này có module chống uốn tiết diện rất lớn, thường được cừ kết hợp với các cây cừ trung gian AZ, mô men uốn cho phép đạt tới 5960KNm, loại cừ này được dùng cho cảc công trình cảng lớn, cảng nước sâu

Cừ Larsen có chiều dài 5÷22m với liên kết móc chắc chắn, tạo ra mô men kháng uốn lớn Hiện nay thường chế tạo 4 loại cừ Larsen: IV, V, VI, VII, mô men uốn cho phép có thể đạt tới 800KNm

Cừ tổ hợp, được móc nối từ cừ cơ bản đề tăng gấp 2÷3 lần mô men kháng so với tường bến chỉ cấu tạo từ một loại cừ theo kiểu móc nối thông thường Sáng kiến này đã và đang được cảc nước Tây Âu, Nhật, Bắc Mỹ khai thảc triệt để cho các cảng nước sâu và các công trình biền khác

Hình 1.7 Hình dạng một sổ loại cừ tổ hợp

Tường cừ thép hiện nay được sử dụng nhiều trên thế giới vì chung có những ưu điểm nổi bật sau :

 Tính công nghiệp lắp ghép cao;

 Tuổi thọ công trình nếu được bảo dưỡng tốt thì không thua kém gì bê tông cốt thép;

 Xây dựng được cả bến nước sâu và các bến cảng xa đất liền

Tuy nhiên nỏ lại tồn tại những khuyết điểm sau:

 Thép là vật liệu đắt tiền nhất trong các loại vật liệu xây dựng;

 Thép luôn bị ăn mòn trong môi trường nước biển;

 Lệ thuộc vào công nghệ chế tạo thép

Tùy theo mức độ tải trọng tác dụng mà tường chắn cố thể chỉ dùng cọc ván thép hoặc kết hợp sử dụng cọc ván thép vởi cọc ống thép (Steel pipe pile) hoặc cọc thép hình H (King pile) nhằm tăng khả năng chịu mômen uốn

Về kích thước, cọc ván thép có bề rộng bản thay đổi từ 400mm đến 750mm Sử dụng cọc cố bề rộng bản lớn thường đem lại hiệu quả kinh tế hơn so với cọc có bề rộng bản nhỏ vì cần ít số lượng cọc hơn nếu tính trên cùng một độ dài tường chắn Hơn nữa, việc giảm số cọc sử dụng cũng có nghĩa là tiết kiệm thời gian và chi phí cho khâu hạ cọc, đồng thời làm giảm lượng nước ngầm chảy qua các rãnh khóa của cọc

Chiều dài cọc ván thép có thể được chế tạo lên đến 30m tại xưởng, tuy nhiên chiều dài thục tế của cọc thường được quyết định bởi điều kiện vận chuyển (thông thường từ 9m đến 15m), riêng cọc dạng hộp gia công ngay tại công trường có thể lên đến 72m

Phương pháp phân tích push-in

Có 2 phương pháp phân tích cho push-in: phương pháp tường chắn đất tự do và phương pháp tường chắn đất cố định tại một điểm Trên Hình 1.9a phương pháp tường chắn tự do giả sử rằng phần tường chắn chôn trong đất được tự do di chuyển dưới tác dụng của tải ngang Vì vậy, áp lực đất tác dụng vào tường chắn lúc đạt trạng thái giới hạn như Hình 1.9b

Hình 1.9 Phương pháp chống đỡ đầu tự do: (a) Biến dạng của tường chắn và (b) Sự phân bố áp lực đất

Phương pháp tường chắn đất cố định tại một điểm giả sử phần tường bên dưới đáy hố đào cố định và xoay tự do tại 1 điểm như Hình 1.10a Vì vậy, áp lực đất tác dụng vào tường chắn lúc đạt trạng thái giới hạn như Hình 1.10b

Hình 1.10 Phương pháp chống đỡ cố định (a) Biến dạng của tường chắn và (b) Sự phân bố áp lực đất

Phương pháp này không thể dùng cho tường chắn consol Phương pháp này được áp dụng cho tường chắn có hệ giằng, lực tác dụng vào tường sẽ gồm áp lực đất chủ động, áp lực đất bị động và lực của hệ giằng, nên tường có thể đạt đến trạng thái cân bằng Tuy nhiên, nếu dùng phương pháp tường chắn đất ngàm, chiều sâu đào của tường chắn sẽ rất lớn

Phương pháp tường chắn đất tự do thường được sử dụng hơn Như trong Hình 1.11a áp lực đất vào bên ngoài và bên trong tường chắn đất trong hố đào có hệ giằng chống sẽ đạt đến áp lực đất chủ động và áp lực đất bị động Xem phần tường bên dưới hệ giằng chống thấp nhất như 1 thanh tự do và thực hiện cân bằng lực (như Hình 1.11b), ta tính được hệ số an toàn: p p s r b d a a

Với: Fp - Hệ số an toàn đối với push-in;

Pa - Áp lực đất chủ động của phần bên dưới tầng chống thấp nhất;

La - Khoảng cách từ cao tầng chống thấp nhất đến điểm đặt Pa;

Ms - Momen cho phép của tường chắn;

Pp - Tổng áp lực đất bị động tác dụng lên tường chắn;

Lp - Khoảng cách từ tầng chống thấp nhất đến điểm đặt Pp

Hình 1.11 Phân tích push-in bằng phương pháp ứng suất tổng: (a) Sự phân bố tổng áp lực đất và (b) Lực cân bằng của tường chắn như một cơ chế tự do

Công thức (1-1) được gọi là phương pháp áp lực tổng JSA (1988) và TGS (2001) đề nghị

F >1,5 Tuy nhiên, khi giả sử Ms = 0,b F >1,2 Công thức (1-1) có thể được sử dụng cho b cả tính hệ số an toàn của push-in và chiều sâu của tường chắn với hệ số an toàn cho trước Một vài kỹ sư chọn Fb = 1 và dùng công thức (1-1) để tính chiều sâu sơ bộ của tường chắn và thêm một đoạn từ 20-40% để được chiều sâu đào thiết kế Phương pháp này là hệ số an toàn chiều sâu đào, như đã được trình bày trong phần trên.

Phương pháp phân tích theo phá hoại trồi nền

a) Phương pháp sức chịu tải

Trọng lượng đất bên trên cao trình đáy hố đào (mặt abc) được xem như là tải gây ra phá huỷ hố đào Giả sử mặt phá huỷ do trọng lượng khối đất có bề rộng cắt qua mặt phẳng abc là B1 như Hình 1.12a ta tìm được sức chịu tải giới hạn cho bề rộng B1 theo phương pháp sức chịu tải Terzaghi có kể đến sức chống cắt của đất dọc theo cạnh bd Tỷ số giữa tải giới hạn và trọng lượng đất trong khối đất có bề rộng B1 là hệ số an toàn cho mặt phá huỷ Kế đến, tăng giá trị B1 (dẫn đến tăng kích thước mặt trượt) và tìm hệ số an toàn tương ứng cho đến khi mặt trượt bao hết mặt đáy hố đào (B 1 B / 2 ), như Hình 1.12b và Hình 1.12c

Vì trọng lượng của dãy đất có bề rộng B1 ở mỗi bên của hố đào đều có khả năng gây ra phá huỷ, nên biểu đồ để tính toán hệ số an toàn sẽ được thể hiện trong Hình 1.12d Theo nguyên tắc, hệ số an toàn trong Hình 1.12c và 1.12d là như nhau

Hình 1.12 Phương pháp sức chịu tải kiểm tra trồi nền

Terzaghi (1943) chọn mặt phá hủy có B 1 B / 2 là mặt phá huỷ nguy hiểm nhất và dùng hệ số an toàn của nó để tính cho bài toán mất ổn định do trồi nền Theo lý thuyết sức chịu tải Terzaghi, khả năng chịu tải của đất sét bão hoà dưới mặt phẳng ab là Pmax = 5,7Su Khi trọng lượng đất bên trên mặt phẳng ab lớn sức chịu tải của đất bên dưới, hố đào sẽ bị sụp đổ Mặt khác, mặt phá huỷ sẽ bị hạn chế bởi lớp đất cứng Đặt D là khoảng cách giữa mặt đáy hố đào và lớp đất cứng Phương pháp Terzaghim được xét trong 2 trường hợp:

Như trong Hình 1.13, mặt trượt không bị hạn chế bởi tầng đất cứng Giả sử trọng lượng đất là γ Trọng lượng đất (bao gồm phụ tải bên trên qs) của dãy bề rộng B1 lên mặt phẳng ab bằng:

Tải trọng giới hạn, Qu, của đất bên dưới mặt ab sẽ bằng:

Khi phá huỷ do trồi nền xảy ra, mặt phẳng đứng bc có thể đạt được sức chống cắt giới hạn u1 e s H và hệ số an toàn cho mất ổn định do trồi nền (F ) bằng: b

Với Su1 và Su2 tương ứng là sức chống cắt không thoát nước của đất bên trên và bên dưới cao trình đáy hố đào, qs là phụ tải tác dụng lên mặt đất bên trên

Hình 1.13 Cơ chế trồi nền trường hợp DB / 2

Mặt trượt sẽ bị giới hạn bởi lớp đất cứng, như Hình 1.14 và hệ số an toàn cho mất ổn định do trồi nền (F ) lúc này bằng: b

Cho hầu hết trường hợp thi công hố đào, hệ số an toàn theo Terzaghi (Fb) nên lớn hơn hoặc bằng 1,5 (Mana và Clough, 1981; JSA, 1988)

Hình 1.14 Phân tích tầng cơ sở bằng phương pháp Terzaghi: (a) D ≥ B/√2 và D < B/√2

Từ Hình 1.15b., giả sử tường chắn ngàm không quá sâu, thì việc tính hệ số an toàn lúc này vẫn theo công thức (1-4) và (1-5) Điều cần bàn ở đây là giá trị hệ số an toàn mất ổn định do trồi nền không kể đến sự có mặt của tường chắn trong các công thức này, tuy nhiên, tường chắn với độ cứng lớn sẽ có khả năng hạn chế mất ổn định do trồi nền Vì vậy, hệ số an toàn thực tế sẽ cao hơn tính toán từ công thức (1-4) và (1-5), nhưng hiện tại vẫn chưa có phương pháp phù hợp để ước tính ảnh hưởng này

Hình 1.15 Mối liên hệ giữa chiều sâu ngàm tường vây và sự phá hoại bề mặt: (a) Chiều sâu ngàm lớn và (b) Chiều sâu ngàm nhỏ

Phương pháp sức chịu tải hay phương pháp Terzaghi chỉ phù hợp cho hố đào nông (shallow excavation) – khi bề rộng hố đào B lớn hơn chiều sâu hố đào He Với hố đào sâu, B < He, phương pháp sức chịu tải hay phương pháp Terzaghi sẽ không cho kết quả hợp lý bởi phương pháp này giả sử mặt trượt mở rộng lên đến mặt đất và sức chống cắt của đất sét hoàn toàn được huy động trên toàn bộ mặt trượt, cả 2 điều này thì không chắc sẽ đúng đối với hố đào sâu b) Phương pháp sức chịu tải âm

Phương pháp sức chịu tải âm xem ứng xử dỡ tải gây ra bởi việc thi công hố đào tương tự như việc nền chịu một tải hướng lên và mặt phá huỷ của hố đào thì giống với dạng phá huỷ của móng sâu (deep foundation) Sử dụng công thức sức chịu tải giới hạn của móng sâu có thể xác định được áp lực dỡ tải giới hạn trong khi dỡ tải Hệ số an toàn lúc này là tỷ số giữa áp lực dỡ tải giới hạn với áp lực dỡ tải thực tế Như trong Hình 1.16., giả sử nhiều mặt phá huỷ để phân tích (với giá trị B1 khác nhau) và tìm ra hệ số an toàn tương ứng với các mặt phá huỷ đó, hệ số an toàn nhỏ nhất trong các hệ số an toàn đó sẽ được chọn là hệ số an toàn cho tính toán mất ổn định hố đào do trồi nền

Hình 1.16 Phân tích khả năng mất ổn định cơ bản bằng phương pháp sức chịu tải âm:

(a) a√2B1 bề rộng mặt phá hoại , (b) √2B1 bề rộng mặt phá hoại và (c) mặt phá hoại bao phủ toàn bộ đáy hố đào

Hình 1.17 Đồ thị tra hệ số chống trượt Nc theo Skempton

Giả sử mặt phá huỷ có bán kính cong bằng B / 2 là mặt nguy hiểm nhất và chọn hệ số an toàn tương ứng vơi mặt này để tính toán, như Hình 1.16c Hệ số an toàn lúc này tính như sau: b c u e s

Với qs là phụ tải tác dụng lên mặt đất, và Nc là hệ số sức chịu tải của Skempton như trong Hình 1.17

Bởi vì Nc kể đến ảnh hưởng của chiều sâu đào và kích thước hố đào nên công thức (1-6) có khả năng áp dụng cho cả hố đào nông và hố đào sâu, cũng như hố đào hình vuông

Theo nghiên cứu của Reddy và Srinivasan (1967), NAVFAC DM 7.2 (1982) đã hiệu chỉnh phương pháp của Bjerrum-Eide để áp dụng cho thi công hố đào ở nơi có lớp đứng cứng bên dưới mặt đáy hố đào hoặc có 2 lớp đất Như Hình 1.18, phương pháp Bjerrum-Eide mở rộng được thể hiện như sau:

Với: γ - Trọng lượng riêng của đất;

He -Chiều sâu hố đào ; su1 - Sức chống cắt không thoát nước của lớp đất bên trên; su2 - Sức chống cắt không thoát nước của lớp đất bên dưới;

Nc,s - Hệ số sức chịu tải không xem xét đến chiều sâu hố đào; có thể xác định từ Hình 1.18a và 1.18b với giá trị D/B (tỷ số giữa khoảng cách từ mặt đáy hố đào đến lớp đất bên dưới với bề rộng hố đào) và s u1 /s u2 ; fd - Hệ số hiệu chỉnh độ sâu, tra từ đồ thị trong Hình 1.18c, fs - Hệ số hiệu chỉnh hình dạng, có thể được tính từ công thức sau:

Với B là bề rộng hố đào, L là chiều dài hố đào

Giống như phương pháp Terzaghi, khi có lớp đất cứng bên dưới, mặt đáy hố đào, mặt phá hủy theo phương pháp Bjerrum-Eide và phương pháp Bjerrum-Eide mở rộng đều bị hạn chế bởi lớp đất cứng Lớp đất cứng ở đây có thể là đất sét cứng, cát hay cuội sỏi Để thực hiện phân tích ổn định cho trồi nền, có thể sử dụng công thức (1-7), với Nc,s được tra từ đồ thị Hình 1.18a hoặc Hình 1.18b Trong đó, đồ thị 1.18b là bản đơn giản của các nghiên cứu trước với giả thuyết mặt trong phá huỷ sẽ tiếp xúc với lớp đất bên dưới khi su2/su1 rất lớn

Nếu tường chắn đủ sâu, phương pháp Bjerrum-Eide tính hệ số an toàn tương tự như phương pháp Terzaghi Tức là mặt phá huỷ sẽ được tạo ra sâu hơn, giống như trong Hình 1.18a Trong trường hợp này công thức (1-7) vẫn có thể tính được hệ số an toàn với sức chịu tải của đất lúc này giảm đi không nhiều Với Hp không quá lớn, việc tính toán hệ số an toàn có thể theo công thức (1-6) hoặc (1-7) Ở đây, việc tính toán vẫn bỏ qua ảnh hưởng của tường chắn

Mất ổn định do đẩy trồi

Nếu bên dưới bề mặt hố đào có tồn tại một lớp đất thấm (như đất cát hoặc sỏi) nằm bên dưới một lớp đất không thấm, lớp không thấm có xu hướng được nâng lên do áp lực nước từ lớp thấm Sự an toàn, chống lại đẩy trồi, của lớp đất không thấm cần được kiểm tra Như thể hiện trong Hình 1.23., hệ số an toàn chống lại đẩy trồi là: w w ti i up

Trong đó : Fup - Hệ số an toàn chống lại đẩy trồi; γti - Trọng lượng riêng của mỗi lớp phía trên đáy của lớp đất không thấm; hi - Độ dày của mỗi lớp đất phía trên đáy của lớp đất không thấm;

Hw - Cột áp lực nước trong lớp đất thấm; γw - Trọng lượng riêng của nước ngầm

Hệ số an toàn chống lại đẩy trồi nên lớn hơn hoặc bằng 1,2 Để đảm bảo an toàn thi công đào đất, những khả năng về sự xuất hiện đẩy trồi theo từng giai đoạn đào đất phải được kiểm tra

Hình 1.23 Cơ chế phát sinh đẩy trồi hố móng.

Phương pháp tính chống trồi đáy hố đào sâu khi đồng thời xem xét cả c và φ24 1.2.5 Phương pháp tính ổn định chống trồi đáy hố đào theo Goh (1994)

Trong nhiều công thức tính toán ổn định chống trồi khi kiểm tra hệ số an toàn chống trồi, chỉ đưa ra công thức thuần đất sét (φ = 0) hoặc thuần đất cát (c = 0), rất ít khi đồng thời xem xét cả φ và c Hiển nhiên là với loại đất sét bình thường, thì cường độ chịu cắt của khối đất phải bao gồm cả nhân tố c và φ

Uông Bỉnh Giáp ở Đại học Đồng Tế tham khảo công thức khả năng chịu lực của nền đất của Prandtl và Terzaghi và xem mặt phẳng ở đáy tường là mặt chuẩn để tìm khả năng chịu lực giới hạn thì hình dạng của đường trượt như Hình 1.24 Kiến nghị dùng công thức sau đây để kiểm tra tính ổn định chống trồi của đáy hố đào, nhờ đó tìm được độ chôn sâu của thân tường

Hình 1.24 Sơ đồ tính toán chống trồi khi xét đồng thời c và φ

Trong đó: D – Độ sâu chôn của thân tường;

H – Độ đào sâu của hố móng; q – Tải phân bố trên bề mặt; γ1 – Trị bình quân của trọng lượng riêng tự nhiên của các lớp đất ở phía ngoài hố kể từ mặt đất đến đáy tường; γ2 – Trị bình quân của trọng lượng riêng tự nhiên của các lớp đất ở phía trong hố kể từ mặt đào cho đến đáy tường;

Nq, Nc – Hệ số tính toán khả năng chịu lực giới hạn của đất

Trong Công thức Prandtl, Nq, Nc được tính như sau:

Nếu sử dụng công thức Terzaghi thì:

Khi dùng phương pháp này để kiểm tra hệ số an toàn chống trồi, do không kể đến tác dụng chống trồi lên của cường độ chịu cắt trên mặt A’B’ trên Hình 1.25, nên hệ số an toàn KL có thể lấy thấp một chút, thường có thể lấy KL ≥ 1,2 – 1,3

Phần tử số trong công thức (1-13) không kể đến γBNr/2 trong công thức tính khả năng chịu lực giới hạn Terzaghi, đó là vì việc xác định độ rộng B là vô cùng khó khăn, khi không kể đến bộ phận này thì công thức giản đơn hơn và thiên về an toàn

Hình 1.25 trình bày các loại đường cong D/H – KL với các giá trị c, φ khác nhau Từ Hình 1.25, có thể thấy rằng:

1 Đối với cùng một loại điều kiện đất nền khi áp dụng cùng một hệ số an toàn chống trồi KL như nhau thì đi đôi với việc tăng độ sâu hố đào, trị D/H cần thiết cũng phải tăng lớn hơn;

2 Khi độ sâu hố đào giống nhau mà tỉ số D/H cũng giống nhau thì khi đất nền càng kém, hệ số an toàn KL sẽ càng nhỏ Kết luận như vậy là hợp lý Do đó loại phương pháp kiểm tra chống trồi này trên căn bản là phù hợp với các loại điều kiện đất nền

Hình 1.25 Quan hệ KL – D/H khi đồng thời kể đến cả c và φ a) Đường cong K L – D/H ở điều kiện đất nền khác nhau (độ sâu hố đào đều là 10m); b) Đường cong K L – D/H ở điều kiện đất nền giống nhau, nhưng độ sâu hố đào khác nhau Điều kiện đất nền trong hình là:

1.2.5 Phương pháp tính ổn định chống trồi đáy hố đào theo Goh (1994) Ưu việt và hạn chế của phương pháp Goh (Hình 1.24) so với các phương pháp vừa nêu trên đây gồm có:

- Thích hợp áp dụng cho hố móng có một chiều dài lớn hơn nhiều so với chiều kia (L

- Lực dính của đất không đổi (cu = const);

- Không chắc chắn sử dụng cu nào nếu cu tăng theo độ sâu;

- Kể được hiệu ứng độ chôn sâu của tường (D);

- Kể được hiệu ứng độ dày của lớp đất sét (T);

- Kể được hiệu ứng độ cứng của tường (EI);

- Không kể được ảnh hưởng hình dạng hố móng (L/B);

- Độ tin cậy khi tường chôn hết (D/T = 1) là không chắc chắn;

- Không kể được sự trượt dọc theo tường phía trong hố đào

Dựa vào những yếu tố trên, Goh đưa ra công thức tính ổn định chống trồi đáy hố đào như sau: u h t d w

Trong đó: γ – Trọng lượng riêng đơn vị bình quân của các lớp đất từ đáy hố đào đến bề mặt đất; q – Tải trọng phân bố ở mép hố móng;

Nh, àt, àd, àw – Cỏc thụng số phụ thuộc lần lượt vào H/B, T/B, D/T và lấy theo biểu đồ trờn Hình 1.26

Hình 1.26 Biểu đồ để tính các thông số theo phương pháp Goh.

Cát chảy (Sand boiling)

Phá hoại nền hố đào do cát chảy là hiện tượng mất ứng suất hữu hiệu trong lớp cát dưới đáy hố đào Hiện tượng này xảy ra khi thi công hố đào trong tầng cát, mực nước ngầm bên trong hố đào hạ thấp hơn bên ngoài lúc này chênh lệch cột áp giữa bên trong và bên ngoài hố đào sẽ làm xuất hiện dòng thấm với gradient thủy lực i Khi nước ngầm chảy từ bên dưới mặt đáy hố móng lên bên trên mặt đáy hố móng, các hạt đất trong nền đất sẽ chịu lực đẩy nổi của áp lực nước thẩm thấu, một khi xuất hiện áp lực nước thẩm thấu quá lớn, các hạt đất sẽ ở vào trạng thái huyền phù trong nước đang lưu động, tạo ra hiện tượng phun trào Làm mất đi sức chống cắt của phần đất dưới chân tường chắn Ứng suất hữu hiệu của 1 điểm bất kỳ trong đất cát khi có dòng thấm xảy ra với gradient thủy lực i

+ Nước thấm từ trên xuống

+ Nước thấm từ dưới lên

Những trường hợp thấm từ dưới lên có thể làm ứng suất hữu hiệu đất  ' 0 => các hạt đất rơi vào trạng thái lơ lửng => cát chảy

Gradient thủy lực khi ứng suất hữu hiệu bằng 0 được gọi là gradient thủy tới hạn, icr, có thể được trình bày như sau: w w

Bên cạnh đó theo mối quan hệ pha của đất, trọng lượng riêng đẩy nổi w

Gs là tỷ trọng hạt và e là hệ số rỗng, gradient thủy lực tới hạn được tính như sau:

Vì giá trị Gs của cát khoảng 2,65 và giá trị e khoảng từ 0,57 đến 0,95, Do đó gradient thủy lực tới hạn đối với hầu hết đất cát là gần bằng I Harza (1935) xác định hệ số an toàn chống lại hiện tượng cát chảy như sau: max(ex ) cr s it

i (1-20) imax(exit) là gradient thủy lực lớn nhất của dòng thấm, có thể có được từ phương pháp dòng chảy lưới

Terzaghi (1922) đã thành lập, theo nhiều mô hình thí nghiệm với một hàng cừ, trường hợp xối ngầm xảy ra trong phạm vi Hp/2 tính từ tường cừ (Hp độ xuyên sâu của tường cừ , vì vậy phân tích ổn định tổng thể của một hàng cừ, chúng ta có thể lấy cột đất Hp x Hp / 2 ở phía trước tường cừ như một đối tượng phân tích Lực nâng cột đất lên sẽ là

U  the volume of the soil column x i   H i  (1-21) iavg: gradient thủy lực trung bình của cột đất Lực hướng xuống của cột đất (trọng lượng đẩy nổi)

Hình 1.27 Sơ đồ dòng thấm trong đất bên dưới tường chắn

Vì vậy, hệ số an toàn là w

Fs cần thiết cho phương trình trên phải lớn hơn hoặc bằng 1.5 (JSA, 1988; TGS, 2001)

Marsland (1953) đã tiến hành một loạt các thí nghiệm mô hình để khám phá những hiện tượng cát chảy trong hố đào ở khu vực đất cát và thu được nhiều kết quả, kết quả này đã được NAVFAC DM7.1 (1982) sử dụng, thể hiện trong Hình 1.28 Hình 1.28a và Hình 1.28b hiển thị các kết quả với các lớp đất không thấm nằm ở độ sâu vô hạn và với các lớp đất không thấm nước nằm ở một độ sâu hữu hạn, tương ứng NAVFAC DM 7.1 đề xuất rằng hệ số an toàn đối với hiện tượng cát sôi trong hố đào khoảng 1.5-2.0 Chúng ta có thể nhìn thấy từ hình dưới rằng khi có được hệ số an toàn cho phép (Fs), độ sâu đào (He), và khoảng cách của các bề mặt hố đào đến lớp đất không thấm nước (D), chúng ta có thể thu được độ xuyên sâu yêu cầu của tường chắn (Hp) để chống lại hiệng tượng cát sôi

Hình 1.28 Quan hệ giữa độ xuyên sâu của tường và hệ số an toàn chống hiện tượng cát chảy a) Cát chặt và rời với lớp đất không thấm nước đặt tại độ sâu vô hạn; b) Cát chặt với lớp đất không thấm nước đặt tại một độ sâu hữu hạn

Như trong Hình 1.29 nếu chúng ta giả định mốc ở cao độ hạ lưu, cột áp tổng tại cao độ hạ lưu (điểm d) sẽ là

(1-24) he là chiều cao cột áp và hp là độ chênh cột áp

Hình 1.29 Sơ đồ phân tích hiện tượng cát chảy

Tổng cột áp tại cao độ thượng nguồn (điểm a) sẽ là

, — 0 = — t a e p e i j e i j h h h  H d d  H d d (1-25) Độ chênh cột áp tổng giữa cao độ thượng nguồn và hạ lưu là w t a , t d , e i j

Giả sử rằng thấm theo một phương và Gradient thủy lực đối với mỗi độ sâu dọc theo dòng chảy abcd là như nhau, gradient thủy lực sẽ là w w

Hệ số an toàn chống lại xói ngầm w w

Fs cần thiết cho phương trình trên phải lớn hơn hoặc bằng 1,5

1.2.6.1 Kiểm tra cát chảy theo tiêu chuẩn Eurocode 7

Hình 1.30 Sơ đồ kiểm tra cát chảy đáy hố đào (tiêu chuẩn Eurocode)

Tiêu chuẩn này yêu cầu kiểm tra áp lực nước lỗ rỗng bên dưới cột đất so với ứng suất tổng theo phương đứng của cột đất

Trong đó: i - gadient thủy lực ứng với chiều dài thấm dọc theo cột đất

 h i d (1-31) d- khoảng cách từ mực nước ngầm dưới đáy hố đào đến chân tường vây d’- khoảng cách từ cao độ đáy đào cuối cùng đến mực nước ngầm dưới đáy hố đào

dung trọng của lớp đất trên mực nước ngầm

’- dung trọng của lớp đất dưới mực nước ngầm

G,dstệ số riêng cho thành phần gây mất ổn định

G,stbHệ số riêng cho thành phần giữ ổn định

Kiểm tra điều kiện hệ số an toàn ổn định hiện tượng cát chảy:

1.2.6.2 Kiểm tra cát chảy theo phương pháp Gradient thủy lực tới hạn

Hình 1.31 Sơ đồ kiểm cát chảy theo phương pháp Gradient thủy lực tới hạn

Hệ số an toàn chống cát chảy tính theo công thức sau: ax

Trong đó : icr - gradient thủy lực tới hạn của đất dưới đáy hố đào

Gs - Tỷ trọng hạt của lớp đất dưới đáy hố đào e - Hệ số rỗng của đất

Fs - Hệ số an toàn chống chảy thấm hay chống bùng nền, lấy Fs ≥ 2 imax - Gadient thủy lực ứng với đường thấm ngắn nhất w ax  m i h

Hw - Độ chênh cột áp giữa mực nước ngầm ngoài tường chắn và dưới đáy hố đào

L - Chiều dài đường thấm ngắn nhất (là đường thấm tiếp xúc dọc theo tường vây) h 0

1.2.6.3 Kiểm tra theo phương pháp Terzaghi

Hình 1.32 Sơ đồ kiểm tra cát chảy theo phương pháp Terzaghi

Xét hệ số an toàn Fs là tỷ số giữa trọng lượng khối đất hướng xuống và áp lực thẩm thấu hướng lên, hệ số này được xác định như sau:

w - dung trọng của nước hw - chênh lệch cột nước giữa trong và ngoài hố đào

Ld - khoảng cách từ đáy hố đào đến chân tường vây

Hệ số an toàn Fs được chọn như sau:

Ks ≥ 1,2: cho kết cấu tường chắn tạm

Ks ≥ 1,5: cho kết cấu tường chắn vĩnh cửu

Việc nghiên cứu và đánh giá khả năng ổn định tường vây khi thi công đào sâu khu vực ven sông trong đất yếu được thực hiện theo các phương pháp khác nhau như: phương pháp push-in, phương pháp phân tích theo phá hoại trồi nền, phương pháp tính chống trồi đáy hố đào sâu khi đồng thời xem xét cả c và φ, phương pháp phân tích ổn định chống trồi đáy hố đào theo Goh, cát chảy…

Trong thực tế đã xảy ra một số sự cố phá hoại công trình dạng này Việc phân tích và đánh giá nguyên nhân sự cố trong đa số các trường hợp chưa được phân tích định lượng chi tiết Mục tiêu của đề tài là tập trung phân tích đánh giá khả năng ổn định và các nguyên nhân có thể gây mất ổn định công trình

CƠ SỞ ĐÁNH GIÁ ỔN ĐỊNH TƯỜNG VÂY

CÁC DẠNG TẢI TRỌNG VÀ PHÂN LOẠI TẢI TRỌNG

Các dạng tải trọng

 Tải trọng vĩnh cửu (tải trọng tĩnh): Tải trọng mà trong thời gian sử dụng kết cấu không biến đổi trị số, hoặc biến số của chúng so với số bình quân có thể bỏ qua không tính như trọng lượng bản thân kết cấu, áp lực của đất…

 Tải trọng khả biến (tải trọng động): Tải trọng mà trong thời gian sử dụng kết cấu có biến đổi trị số mà số biến đổi của chúng so với số bình quân không thể bỏ qua được như tải trọng động mặt sàn, ô tô, cầu trục hoặc tải trọng xếp đống vật liệu…

 Tải trọng ngẫu nhiên: Tải trọng mà thời gian xây dựng và sử dụng kết cấu không nhất định xuất hiện, nhưng hễ có xuất hiện thì hệ số rất lớn và thời gian duy trì tương đối ngắn như động đất, lực phát nổ, lực va đập…

Phân loại tải trọng

Tường chắn đất cứng duy trì ở vị trí tĩnh tải bất động, loại áp lực ngang này của đất được gọi là áp lực ngang ở trạng thái tĩnh, ký hiệu là E0 (kN/m)

Hình 2.1 Biểu đồ áp lực nước

Có hai loại áp lực ngang cực trị gồm: áp lực chủ động và áp lực bị động:

+ Khi đạt cực tiểu có tên là áp lực ngang của đất ở trạng thái cân bằng phá hoại dẻo chủ động, ký hiệu là Ea (kN/m)

+ Khi đạt cực đại có tên là áp lực ngang của đất ở trạng thái cân bằng phá hoại dẻo bị động, ký hiệu là Ep (kN/m)

Tải trọng thi công như: ô tô, cần cẩu, vật liệu xếp trên hiện trường, lực neo giữa tường cừ,

… Tải trọng phụ do sự biến đổi về nhiệt độ và sự co gót của bê tông gây ra Tùy theo loại kết cấu chắn giữ khác nhau

Bao gồm các tải trọng xe thi công, tải trọng sử dụng và tải trọng tàu thuyền khi neo đậu, vv …

TÍNH TOÁN ĐỐI VỚI TƯỜNG VÂY

Lý thuyết tính áp lực đất

Đến nay có khá nhiều thuyết về áp lực đất theo những quan điểm khác nhau

Tùy theo lý thuyết có xét đến độ cứng (biến dạng) của tường, có thể phân các thuyết hiện nay thành hai loại: loại không xét đến độ cứng của tường và loại có xét đến độ cứng của tường

Loại không xét đến độ cứng (biến dạng) của tường giả thuyết tuyệt đối cứng và chỉ xét đến các trị số áp lực ở trạng thái giới hạn : áp lực đất chủ động và áp lực đất bị động (có ép trồi)

Thuộc loại này có thể kể đến ba nhóm chính sau : a Nhóm theo lý thuyết cân bằng giới hạn của khối rắn

Các nhóm này đều giả thiết khối đất trượt sau tường chắn, giới hạn bởi mặt trượt có hình dạng định trước, như một khối rắn ở trạng thái cân bằng giới hạn Tùy theo hình dáng mặt trượt giả thiết, nhóm này hiện nay phát hiển theo hai xu hướng :

Xu hướng giả thiết mặt trượt phẳng : Đại diện cho xu hướng này có thuyết C.A Coulomb (1773) và sau đó được I.v Poncelet, K.Culmann, G.Rebhann v.v

Xu hướng giả thiết mặt trượt cong : theo xu hướng này, mặt trượt cong được thay thế bằng mặt trụ tròn hay mặt xoắn ốc logarit hoặc một mặt hỗn hợp phẳng và cong Theo xu hướng này có W.Felenius, L Rănđulic, J.Ode, H Krây v.v b Nhóm theo lý thuyết cân bằng giới hạn phân tố (điểm)

Nhóm này chủ trương tính các trị số áp lực đất (áp lực chủ động và áp lực đất bị động) với giả thiết các điểm của môi trường đất đắp đạt trạng thái cân bằng giới hạn cùng một lúc, lý thuyết này đã được giáo sư người Anh tên là W.J.M Rankine đề ra năm 1857 và về sau được gọi là thuyết Rankine Thuyết Rankine được J Côngxiđerơ, J Butxinet, J.Rezan, A.Cacô v.v phát triển thêm Đến nay, lý thuyết cân bằng giới hạn phân tố được phát hiển mạnh mẽ theo hai xu hướng :

Xu hướng giải tích: Đại diện cho xu hướng này, trước hết phải kể đến các công trình nghiên cứu lý thuyết của Viện sĩ Liên Xô V.V Sokolovski Lời giải của Rankine đến nay chỉ được xem như một trường họp đặc biệt của lời giải của Sokolovski Hướng nghiên cứu của Sokolovski được tiếp tục nghiên cứu ở Ba Lan, Pháp và một số nước khác

Xu hướng đồ giải: Khác với V.V Sokolovski giải hệ phương trình vi phân cân bằng giới hạn bằng toán giải tích, Giáo sư Liên Xô X.X Goluskevich đã thành công trong việc giải các bài toán về lí thuyết cân bằng giới hạn theo phương pháp đồ giải bằng hệ vòng tròn đặc trưng Đến nay, lý thuyết tính áp lực lên tường mềm chưa được nghiên cứu đầy đủ bằng lý thuyết tính áp lực đất lên tường cứng Loại lý thuyết áp lực đất có xét đến biến dạng của tường được phát triển theo hai hướng như sau :

Xu hướng tính gần đúng các biểu thức tính áp lực đất chủ động và bị động đối với tường cứng

Xu hướng tính tường mềm như dầm tựa lên nền đàn hồi và dùng các loại mô hình cơ học về nền (mô hình Winkle, mô hình nền bán không gian vô hạn biến dạng tổng thể ) để giải Các phương pháp theo xu hướng này không những cho phép xác định áp lực đất lên tường mềm (tức phản lực nền) mà còn xác định được cả chuyển vị của tường mềm.

Tính áp lực đất tĩnh

Nếu tường chắn duy trì trạng thái tĩnh bất động ở nguyên vị trí của nó thì áp lực đất tác dụng vào tường gọi là áp lực tĩnh Đất ở phía sau tường chắn ở vào trạng thái cân bằng đàn hồi, áp lực đất tĩnh có thể tính theo công thức sau :

P0 - Cường độ áp lực đất tĩnh tại điểm tính toán (kN/m 2 ) ; ɣi- Trọng lượng riêng đơn vị của tầng đất thứ i bên trên điểm tính toán (kN/m 3 ) ;

Hi - Độ dày tầng đất thứ i bên trên điểm tính toán (m) ;

Q - Tải trọng phân bố đều trên mặt đất (kN/m 2 ) ;

K0 - Hệ số áp lực tĩnh của đất tại thời điểm tính toán

Hệ số áp lực K0 được xác định bằng thí nghiệm

Lần đầu tiên vào những năm 40 Jaky đưa ra, sau đó thí nghiệm của Bishop v.v.vv chứng thực, với đất cố kết thường có thể lấy gần đúng là :

Trong đó : φ’- Góc ma sát trong hữu hiệu của đất, xác định bằng thí nghiệm đo áp lực nước lỗ rỗng cắt không thoát nước hoặc thí nghiệm nến cố kết 3 trục sơ đồ CU, CD

Với đất quá cố kết có thể lấy :

Trong đó : OCR - Tỷ số cố kết trước của đất

Bảng 2.1 Giá trị K0 trong một số loại đất

Loại đất Đất cứng rắn

Sét dẻo – dẻo cứng, cát

Sét dẻo – dẻo mềm Sét dẻo mềm Sét dẻo chảy

(Nguồn: Lấy từ H F Winterkorn, H Y Fang (Foudation Engineering Handbook),1075)

Lý thuyết áp lực đất Coulomb (1976)

Lý thuyết cổ điển tính áp lực đất của Coulomb giả định tường chắn là cứng, đất đắp sau lưng tường là đất cát đồng đều, khi lưng tường dịch chuyển tách xa thể đất hoặc đẩy về phía thể đất, thể đất sau lưng tường sẽ đạt đến trạng thái cân bằng giới hạn, mặt trượt nó thông qua hai mặt phẳng ở chân tường B: một là mặt phẳng AB men theo lưng tường, mặt còn lại là mặt BC hình thành ở trong lăng thể đất Giả định nêm đất trượt ABC là thể cứng, căn cứ vào điều kiện cân bằng của nêm đất ABC, theo bài toán phẳng sẽ giải được áp lực đất tác dụng lên lưng tường chắn đất

Hình 2.2 Sơ đồ tính áp lực đất chủ động Coulomb a) Tính áp lực đất chủ động:

Tường chắn đất thể hiện trên Hình 2.2, lưng tường nghiêng một góc kẹp Ɛ với đường thẳng đứng, bề mặt đất AC tạo thành góc kẹp β so với mặt phẳng nằm ngang Xem xét trường hợp tường chắn bị tác động của áp lực đất và dịch chuyển ra ngoài tách rời khỏi thể đất đắp, lăng thể sau tường đạt đến trạng thái cân bằng giới hạn và phát sinh ra hai mặt trượt

AB, BC thông qua chân tường B Coi nêm đất trượt ABC được tách độc lập và xét đến điều kiện cân bằng tỉnh của nó, các lực tác động lên nêm đất trượt là:

- Trọng lượng G của nêm đất ABC

- Phản lực R là hợp lực của ma sát T1 và phản lực hướng vuông góc N1, góc kẹp của nó với pháp tuyến của mặt BC bằng góc ma sát trong φ của đất Bởi vì nêm đất ABC tương ứng với thế đất bên phải của mặt trượt BC dịch chuyển theo chiều của lực ma sát T1 là đi lên, chiều tác dụng của R đã biết, độ lớn chưa biết

- Lực tác dụng Q của tường chắn đất vào nêm đất Góc kẹp của nó với phương pháp tuyến ở lưng tường bằng góc ma sát δ giữa lưng tường với nêm đất Tương tự bởi vì nêm đất trượt ABC tương ứng với lưng tường trượt theo chiều đi xuống, nên lực ma sát T2 của lưng tường sinh ra ở mặt AB có chiều đi lên, chiều tác dụng của Q đã biết nhưng độ lớn chưa biết

Tam giác lực G, R, Q đã tính đến điều kiện cân bằng tĩnh của nêm đất trượt ABC, từ định luật sin trong tam giác thường, ta có:

BC = H cos ε.sin(α - β) Thế các biểu thức vào (2-4) ta có:

Trong đó: ɣ, H, Ɛ, β, δ, φ đều là hằng số nên Q là một hàm số biến đổi theo góc nghiêng α Biến đổi thì sẽ có một giá trị Qmax tức là áp lực chủ động Ea đang tìm Để tìm Qmax, ta xét dQ dα = 0 (2-6)

Từ biểu thức (2-6), tính đạo hàm theo α, giải được trị α thay vào (2-5) sẽ có công thức tính áp lực đất chủ động Coulomb:

Với Ka – Hệ số áp lực đất chủ động, trị số của nó như sau:

K sin(δ + φ).sin(φ - β) cos ε.cos δ + ε 1+ cos(δ + α).cos(ε - β)

Trong đó: ɣ,φ – Trọng lượng riêng và góc ma sát trong trong của đất đắp sau tường

H – Chiều cao tường chắn đất Ɛ – Góc kẹp giữa lưng tường với đường thẳng đứng, lưng tường úp xuống là (+), ngược lại là (-) β – Góc nghiêng giữa mặt đất đắp với mặt phẳng ngang δ – Góc ma sát giữa lưng tường với đất đắp

Trường hợp đặc biệt, nếu mặt đất nằm ngang, lưng tường thẳng đứng và lưng tường nhẵn thì ta sẽ có: β = 0, Ɛ = 0, δ = 0, do đó công thức (2-8) được viết lại như sau:

  (2-9) b) Tính áp lực đất bị động:

Hình 2.3 Sơ đồ tính áp lực đất bị động Coulomb

Nếu dưới tác động của ngoại lực mà tường chắn đất bị đẩy về phía đất đắp, thì thể đất phía sau tường đạt trạng thái cân bằng giới hạn, giả định mặt trượt là thông qua hai mặt phẳng ở chân tường, thể hiện trong Hình 2.3

Khi lăng thể đất ABC bị đẩy trồi lên trên nên phương chiều của lực cản và ma sát T2,

T1 sẽ ngược với áp lực chủ động Hình tam giác lực cân bằng tĩnh ABC, từ định luật sin ta có: sin(α + β)

Tương tự như phần áp lực đất chủ động, ta tính được Qmin bằng cách cho dQ dα = 0, từ đó ta có thể dẫn ra công thức tính áp lực đất bị động Ep :

Trong đó Kp là hệ số áp lực bị động:

K sin(δ + φ).sin(φ + β) cos ε.cos ε - δ 1- cos(ε - δ).cos(ε - β)

Trường hợp đặc biệt, nếu mặt đất nằm ngang, lưng tường thẳng đứng và lưng tường nhẵn thì ta sẽ có: β = 0, Ɛ = 0, δ = 0, do đó công thức (2-12) được viết lại như sau:

  (2-13) Áp lực đất tại một chiều cao h của tường được tính như sau: Áp lực đất chủ động: σ = (q + Σγ h )K a o i i a (2-14) Áp lực đất bị động: σ = (q + Σγ h )K p o i i p (2-15)

Trong đó: qo – Hoạt tải chất trên mặt đất sau lưng tường ɣi – Dung trọng lớp đất thứ i hi – Chiều cao lớp đất thứ i φi – Cóc nội ma sát trong của lớp đất thứ i

Ka, Kp – Các hệ số áp lực chủ động và bị động của đất

Việc tính toán áp lực đất lên tường cọc bản nếu không kể đến ma sát giữa cọc bản và đất theo lý thuyết Coulomb được thể hiện qua công thức sau: Áp lực đất chủ động: σ = (q + Σγ h )K - 2.c a o i i a i K a (2-16) Áp lực đất bị động: σ = (q + Σγ h )K - 2.c p o i i p i K p (2-17)

Còn nếu kể đến ma sát giũa cọc bản và đất thì: Áp lực đất chủ động: σ = (q + Σγ h ).k'.K - 2.c a o i i a i K a (2-18) Áp lực đất bị động: σ = (q + Σγ h ).k.K - 2.c p o i i p i K p (2-19)

Với: ci – Lực dính của lớp đất thứ i

Giá trị k, k’ được xác định theo Bảng 2.2

Lý thuyết Coulomb đơn giản, giải được nhiều bài toán thực tế phức tạp và cho kết quả đủ chính xác trong trường hợp tính áp lực đất chủ động Tuy nhiên, lực dính thường không được xét đến khi tính toán áp lực đất tác dụng lên tường chắn do có một số quan niệm cho rằng: Khi đất đắp là đất cát thì lực dính không đáng kể so với lực ma sát trong, còn đối với đất sét thì lực dính bị giảm đi nhiều khi bị ẩm ướt và khi nhiệt độ thay đổi thường xuyên trong môi trường khí hậu nóng ẩm của nước ta hiện nay

PHƯƠNG PHÁP TÍNH TOÁN ÁP LỰC LÊN TƯỜNG VÂY

Phương pháp Rankine

2.3.1.1 Lý thuyết cân bằng giới hạn

Khi một điểm nào đó trong đất ở trạng thái phá hủy cắt, thì α của góc kẹp giữa mặt cắt với mặt tác dụng của ứng suất chính O1 là:

Hình 2.4 Vòng tròn ứng suất ở điều kiện cân bằng giới hạn

2.3.1.2 Nguyên lý cơ bản của lý thuyết áp lực đất Rankine

Nếu trong thể đất bán vô hạn lấy một mặt cắt thẳng đứng, ở độ sâu z mặt AB lấy một phân tố nhỏ, ứng suất hướng pháp tuyến σx , σz vì trên mặt AB không có ứng suất cắt nên σx, σz đều là ứng suất chính Khi thể đất ở và trạng thái cân bằng đàn hồi σx = K0 γ z và σz = γ z Vòng tròn ứng suất O1 ở điểm này không tiếp xúc với đường bao cường độ chịu cắt khi σz không đổi σx giảm dần vòng tròn ứng suất O2 tiếp xúc với đường bao cường độ, thể đất đạt đến cân bằng giới hạn σz , σx lần lượt là ứng suất chính lớn nhất và nhỏ nhất khi đó ta có trạng thái chủ động Rankine trong thể đất hai tổ mặt trượt làm thành góc kẹp 45 0 + φ/2 với mặt phẳng ngang Khi σz không đổi σx tăng lớn dần Vòng tròn ứng suất O3 cũng tiếp xúc với đường bao cường độ, thể đất đạt đến cân bằng giới hạn Khi đó σz là ứng suất chính nhỏ nhất, còn σx là ứng suất chính lớn nhất trong thể đất, hai tổ mặt trượt làm thành góc

45 0 - φ/2 với mặt nằm ngang khi đó ta có trạng thái bị động Rankine Áp lực tác dụng lên lưng tường AB của tường chắn đất, tức là trạng thái ứng suất trên mặt

AB ứng với phương chiều, độ dài lưng tường trong thể đất bán vô hạn khi đạt đến trạng thái cân bằng giới hạn Lý thuyết Rankine cho rằng có thể dùng tường chắn đất để thay thế một bộ phận của thể đất bán vô hạn theo lý thuyết Rankine chỉ có một điều kiện biên tức là tình trạng bề mặt của thể đất vô hạn mà không kể đến điều kiện biên trên mặt tiếp xúc lưng tường với thể đất

Hình 2.5 Trạng thái chủ động và bị động của Rankine

2.3.1.3 Tính áp lực chủ động của Rankine

Khi lưng tường thẳng đứng, mặt đất đắp nằm ngang thì cũng vận dụng lý thuyết cân bằng giới hạn để tính áp lực đất chủ động Nếu dưới lưng tường AB bị tác động của áp lực đất làm cho lưng tường tách khỏi đất đắp di động ra ngoài tới A’B’ khi đó thể đất sau lưng tường đạt đến trạng thái cân bằng giới hạn, tức là trạng thái cân bằng chủ động Rankine lấy một phân tố đất ở độ sâu z vị trí lưng tường thì ứng suất theo chiều đứng của nó σz γ z là ứng suất chính lớn nhất σ1 ứng suất theo phương ngang σx là ứng suất chính nhỏ nhất cũng tức là áp lực đất chủ động cần tính toán Pa , σ3 = Pa , σ1 = γ z thay vào công thức ta được áp lực đất chủ động Rankine pa = γ zKa – 2c K a (2-21)

Pa - Áp lực đất chủ động kN/m 2 γ - Trọng lượng riêng của đất kN/m 3 z - Độ sâu từ điểm tính đến điểm đang xét

Ka - Hệ số áp lực chủ động c - Lực dính kPa φ - Góc ma sát trong của đất

Ea - Áp lực chủ động của đất h0 - Cao độ vùng chịu kéo

Khi bề mặt đất đắp sau lưng tường có tải trọng phân bố đều liên tục q tác động khi tính toán có thể cho ứng suất đứng σz ở độ sâu z tăng thêm một lượng q tức là áp lực đất chủ động ở tại vị trí cần tính là:

Hình 2.6 Áp lực đất chủ động

2.3.1.4 Tính áp lực bị động của Rankine

Một tường chắn đất có lưng tường thẳng đứng, mặt đất nằm ngang, nếu tường đẩy về phía đất đắp, dưới tác dụng của ngoại lực, khi đất phía sau tường đạt đến trạng thái cân bằng giới hạn ta sẽ có trạng thái bị động Rankine Xét một phân tố đất ở độ sâu z của lưng tường thì ứng suất σz = γ z là ứng suất chính nhỏ nhất σ3 ứng suất ngang σx là ứng suất chính lớn nhất σ1, cũng tức là pp Cho σ1 = pp, σz = γ z thay vào sẽ được công thức tính áp lực đất bị động Rankine Đất cát: pp = γztan 2 (45 0 + φ/2) = γzKp (2-26) Đất sét: pp = γztan 2 (45 0 + φ/2) + 2c tan(45 0 + φ/2) = γzKp+2c K p (2-27)

Từ công thức trên có thể biết, áp lực đất bị động pp phân bố thành đường thẳng theo độ sâu z Hợp lực đất bị động tác dụng lên lưng tường có thể tìm thấy bằng diện tích hình phân bố của pp Đất cát:

Ep = 1/2 γz 2.Kp (kN/m) (2-29) Đất sét:

Phương pháp Coulomb

2.3.2.1 Nguyên lý cơ bản tính toán

Theo lý thuyết Coulomb khi tính áp lực đất tác dụng lên tường chắn thì:

 Mặt trượt được xem là phẳng

 Lưng tường là mặt trượt thứ 2

 Lăng trụ trượt được xem là khối rắn tuyệt đối

 Đất xem như vật thể rời không có lực dính

2.3.2.2 Áp lực đất chủ động

K sin(δ + φ)sin(φ - β) cos ε.cos(δ + ε) 1+ cos(δ + ε)cos(ε + β)

Hình 2.7 Sơ đồ tính áp lực đất chủ động

Nếu mặt đất lắp nằm ngang, lưng tường thẳng đứng, mà lưng tường lại nhẵn thì ta sẽ có

Xét sự cân bằng một điểm

Nếu điểm A ở trạng thái cân bằng giới hạn φ = φmax

Phương trình toán học diễn tả sự cân bằng giới hạn của Mohr – Rankine đối với đất cát Định luật Mohr – Rankine:

- Nếu φmax < φ điểm A ổn định

- Nếu φmax = φ điểm A ở trạng thái cân bằng

- Nếu φmax > φ điểm A mất ổn định

Ta có mối quan hệ: σ3 = σ1tan 2 (45 0 + φ/2) + c.cotg(45 0 - φ/2) (2-36) Đối với đất rời thì giá trị góc lệch cực hạn φmax: sin 2 φmax 2 2 z x xz

Hình 2.8 Vòng tròn Mohr và phương trình Coulomb đối với đất rời.

Cơ sở xác định áp lực thủy tĩnh

2.3.4.1 Áp lực thủy tĩnh tác dụng tại một điểm Điều kiện cân bằng thủy tĩnh có thể viết dưới dạng:

Trong đó: p và p0 – Áp suất thủy tĩnh tại điểm đã định và ở mặt thoáng (áp suất của môi trường bên ngoài) (Hình 2.9); z và z0 – Tọa độ tương ứng của các điểm đó tức là độ cao trên mặt chuẩn (x0);

w – Trọng lượng riêng của chất lỏng (kN/m 3 ); h – Độ sâu của điểm đã định kể từ mặt thoáng (mặt phẳng ứng với áp suất p0);

H – Tọa độ của mặt phẳng cột nước thủy tĩnh;

 w p – Chiều cao ứng với áp suất tại điểm M đã định, (m);

 w  dx p h – Chiều cao ứng với áp suất của môi trường bên ngoài; đặc biệt nếu p0 = patm thì đại lượng

 atm w p là “chiều cao dẫn xuất” của áp suất không khí Áp suất thủy tĩnh được đo bằng đơn vị ứng suất (ví dụ bằng kN/m 2 , N/m 2 ) hoặc bằng atmosphere kỹ thuật

Hình 2.9 Sơ đồ hình thành áp suất thủy tĩnh Áp suất thủy tĩnh toàn phần (tuyệt đối) tại điểm đã định:

P = p0 + wh (2-40) Áp suất dư: pdư = wh = p – p0; (2-41)

Như vậy áp suất thủy tĩnh toàn phần là ứng suất nén thực của chất lỏng ở điểm đã định và bằng tổng pm, t, ng + wh, còn áp suất dư là độ chênh của áp suất toàn phần và áp suất không khí Áp suất toàn phần luôn luôn là số dương: p ≥ 0 và

 w p ≥ 0 Áp suất dư có thể là âm hoặc dương, tức là:

 Áp suất chân không hoặc gọi tắt là chân không là độ hụt áp suất so với 1 atmosphere, tức là độ chênh giữa áp suất không khí với áp suất toàn phần: pck = patm – p (2-43)

Như vậy, áp suất chân không là áp suất dư âm: pck = – pdư hoặc ck dử w h = p g (2-45)

Trị số áp suất chân không lớn nhất bằng áp suất không khí chia cho w

Tức là phụ thuộc vào trị số áp suất phong vũ biểu

Dưới áp suất không khí “bình thường” (760mm cột thủy ngân) trị số chân không lớn nhất bằng hck = 10,33m cột nước, trong tính toán kỹ thuật thông thường lấy hckmax = 10,0m cột nước, tức áp suất chân không lớn nhất bằng áp suất bằng 1 atmosphere kỹ thuật

Các trị số áp suất khí quyển ở độ cao khác nhau so với mặt nước biển xem ở Bảng 2.3

Bảng 2.3 Áp suất không khí trên các độ cao khác nhau Độ cao so với mặt nước biển H(m) 0 100 200 250 300 500 600 700 800 1000 1200 1500 2000 Áp suất không khí

Ghi chú: Các trị số áp suất không khí ở các độ cao khác nhau trong bảng lấy theo atmosphere tiêu chuẩn Quốc tế

Trong atmosphere tiêu chuẩn Quốc tế lấy mặt nước biển làm mặt phẳng xuất phát (z=0) Ở cao trình đó đã quy ước trọng lượng thể tích không khí a = 1,225 kG/m 3 (mật độ không khí a = 0,125 kG, s 2 /m 4 )

2.3.4.2 Áp lực của chất lỏng lên một mặt phẳng Áp lực của chất lỏng lên mặt phẳng bằng lực P (Hình 2.10):

Trong đó: hc – Độ chìm ngập của trọng tâm tiết diện;

 – Diện tích của hình phẳng mà lực P tác dụng; pc – Áp suất thủy tĩnh tại trọng tâm của diện tích Điểm đặt của lực P (điểm D ở Hình 2.10) gọi là tâm áp lực Vị trí của điểm D được xác định bằng các tọa độ:

 (2-48) Đối với tường thẳng đứng  = 90 0 , ta có lD = hD:

Trong đó: J0 – Moment quán tính của tiết diện  đối với trục 0 – 0, tức là trục nằm ngang nằm trong mặt phẳng của hình phẳng và đi qua trọng tâm của hình đó

Hình 2.10 Sơ đồ áp suất chất lỏng lên mặt phẳng

Nếu  có hình dạng đều đặn và có trục đối xứng là đường N – N, thì tâm áp lực nằm trên trục đó và chỉ cần xác định một tọa độ lD

Ghi chú: Nếu trên mặt thoáng, môi trường bên ngoài có áp suất P0, thì áp lực toàn phần áp dụng lên hình phẳng có kể đến áp lực của môi trường bên ngoài (truyền đến qua chất lỏng) sẽ bằng lực:

Kiểm tra ổn định chống chảy thấm của hố đào

2.3.5.1 Kiểm tra ổn định chống cát chảy

Khi đào hố móng trong lớp đất bão hòa nước, phải thường xuyên lưu tâm đến áp lực nước, bảo đảm ổn định của hố móng, nhất thiết phải kiểm tra xem trong tình hình chảy thấm thì có thể xuất hiện cát chảy hay không Khi nước ngầm chảy từ bên dưới mặt đáy hố móng lên bên trên mặt đáy hố móng, các hạt đất trong nền đất sẽ chịu lực đẩy nổi của áp lực nước thẩm thấu, một khi xuất hiện áp lực nước thẩm thấu quá lớn, các hạt đất sẽ ở vào trạng thái huyền phù trong nước đang lưu động, tạo ra hiện tượng cát chảy

Như thể hiện trong Hình 2.11, toàn bộ lực thẩm thấu J tác dụng trong phạm vi phun trào B được xác định như sau:

Trong đó: h – Tổn thất cột nước trong phạm vi B từ chân tường đến mặt đáy hố móng, thường có thể lấy h  h w /2; γw – Dung trọng của nước;

B – Phạm vi xảy ra cát chảy, căn cứ vào kết quả thử nghiệm, đầu tiên xảy ra trong phạm vi cách xa thành hố bằng khoảng 1/2 độ cắm sâu vào đất của tường chắn; tức B = D/2

Hình 2.11 Sơ đồ kiểm tra trào ống Trọng lượng trong nước của khối đất W chống lại áp lực thẩm thấu được xác định như sau:

Trong đó: γ’ – trọng lượng đẩy nổi của đất;

D – độ cắm sâu vào đất của tường

Nếu thỏa mãn điều kiện W > J thì sẽ không xảy ra cát chảy, tức phải thỏa mãn các điều kiện sau đây: s w w w γ'.D 2.γ'.D

Ks – hệ số an toàn chống phun trào, thường lấy Ks ≥ 1,5

Ngoài ra, do tường chắn chỉ là kết cấu chắn giữ tạm thời, để đơn giản việc tính toán, có thể lấy gần đúng đường chảy ngắn nhất (Hình 2.12), tức đường chảy sát vào tường chắn để tìm lực chảy thấm lớn nhất: w w w j = i.γ = h γ

Trong đó: i – độ dốc thủy lực chảy thấm của đất đáy hố; hw – chênh lệch cột nước giữa trong và ngoài đáy hố;

L – độ dài đường chảy của dòng thấm ngắn nhất;

∑Lh – tổng độ dài đoạn nằm ngang của chảy thấm;

∑Lv – tổng độ dài đoạn thẳng đứng của chảy thấm; m – hệ số tính đổi khi tính đổi đoạn thẳng đứng của đường chảy thấm thành đoạn nằm ngang Khi là tường màng quây một hàng, lấy m = 1,5; khi là tường màng quây nhiều hàng, lấy m = 2,0

Hình 2.12 Sơ đồ kiểm tra cát chảy hố đào Chống chảy thấm hoặc ổn định cát chảy của khối đất ở đáy hố có thể tính theo công thức sau: c w c s w w i γ i γ' γ'

Trong đó: ic – Gradient thủy lực tới hạn của khối đất ở đáy hố;

Gs – Tỷ trọng hạt của đất; e – Hệ số rỗng của đất;

Ks – Hệ số an toàn ổn định chống chảy thấm hoặc chống phun trào, lấy bằng 1,5 – 2,0 Khi đất đáy hố là đất cát, đất bột cát, đất sét và đất bột trong có kẹp tầng mỏng cát bột rõ rệt thì

Ks lấy trị số lớn

Nhìn chung điều kiện để xảy ra cát chảy: itt < ith

Trong đó: itt – Gradient thấm thực tế; ith – Giadient thấm tới hạn;

(2-58) ρsub – Khối lượng thể tích đẩy nổi

2.3.5.2 Kiểm tra ổn định chống cột nước có áp

Trong lớp đất sét không thấm nước bên dưới có một tầng chứa nước, có áp, hoặc trong tầng chứa nước tuy không phải là nước có áp, nhưng do đào đất mà hình thành chênh lệch cột nước giữa bên trong và bên ngoài hố móng, làm cho áp lực nước trong tầng chứa nước ở bên trong hố móng lớn hơn áp lực nước tĩnh, như Hình 2.13 Có thể kiểm tra ổn định chống nước có áp của đất ở đáy hố móng theo công thức sau đây: cz y wy

Hình 2.13 Cơ chế đẩy trồi đáy do nước có áp gây ra Trong đó:

Pcz – Áp lực trọng lượng bản thân của lớp đất phủ nằm từ mặt hố móng đến mái của tầng nước có áp;

Pwy – Áp lực cột nước của tầng nước có áp;

Ky – Hệ số an toàn ổn định chống cột nước có áp, lấy bằng 1,05

Hậu quả của sự thoát nước và sự thay đổi thể tích

Đất có thể coi là sự kết hợp mật thiết của nước và các hạt rắn, cả hai đều có đặc tính đàn hồi Đất khác với hầu hết các vật liệu rắn ở chỗ tỉ lệ thể tích tương đối giữa nước và hạt đất cố thể thay đổi dưới tác dụng của úng suất Khi nước lỗ rỗng của khối đất bảo hòa nước chịu sự gia tăng áp suất thì nước có xu hướng chảy thoát ra vùng xung quanh, nơi có áp lực nước lỗ rỗng thấp hơn hoặc không tăng Tốc độ chuyển động của dòng chảy này phụ thuộc vào tính thấm của đất Sau khi sự gia tăng áp lực nước lỗ rỗng tiêu tán hoàn hoàn, úng suất tác dụng được xem như là để tăng ứng suất hữu hiệu cho khung kết cấu của hạt đất

Những điều kiện ở lúc ban đầu và lúc kết thúc của quá trình này tương ứng được gọi là những điều kiện không thoát nước và thoát nước Điều kiện không thoát nước: Những điều kiện không thoát xảy ra khi mọi sự thoát nước đều bị ngăn cản (như trong thí nghiệm 3 trục không thoát nước; thí nghiệm cắt trực tiếp không thoát nước) hoặc khi tốc độ tăng tải quá nhanh, nước hầu như chưa kịp thoát ra (như ngay sau khi xây dựng công trình trên đất yếu; thí nghiệm cắt trên đất yếu ) Biến dạng của khối đất không thoát nước liên quan đến biến dạng của nước trong lỗ rỗng và của bản thân các hạt đất

Module biến dạng thể tích của nước có giá trị vào khoảng 2,3x10 4 kN/m 2 ;

Module biến dạng thể tích của hạt khoáng vật vào khoảng 5x10 7 kN/m 2 Đối với những ứng suất nhỏ hơn 1000 kN/m 2 (thường gặp trong công trình đất đắp), biến dạng thể tích tương đối rất ít Nếu bỏ qua lượng sai lệch không đáng kể này thì ta có: Ɛvu = 0; υu = 0,5; Ku =  Nghĩa là sẽ không có sự thay đổi thể tích khi tăng ứng suất đẳng hướng Đối với trường hợp tăng ứng suất một hướng, ta có:

- Nén không nở hông: Eou = Ku = 

- Nén đơn: Eu = σ1/Ɛ1 Điều kiện thoát nước: Khi tốc độ tăng tải đủ chậm để áp suất nước lỗ rỗng (áp lực nước lỗ rỗng) không tăng, trạng thái đàn hồi của đất có thể được xác định bằng những ứng suất hữu hiệu Các hằng số là:

Tính chất thoát nước khi thí nghiệm nén không nở hông (Oedometer) nhận được dạng đường cong gần như đường cong nén đã lý tưởng hóa như Hình 2.14

Quá trình nén trùng phùng sẽ làm phát sinh các đường nén lại (đường nở) làm gia tăng tính đàn hồi của đất

Hình 2.14 Quá trình thoát nước tăng bền của đất

Nếu xét tiến trình thoát nước trên mặt phẳng lệch (s - t) trong không gian ứng suất chính, ta có trạng thái ứng suất tiền cố kết P1 và P2 tương ứng với điểm J và K Vật liệu tăng bền và tiến về hướng mũ dẻo

Hình 2.15 Xu hướng tăng bền khi đất thoát nước trong không gian ứng suất chính

Thông qua quan hệ e – lgp ta có thể xác định được chỉ số Cs làm cơ sở cho việc xác định chính xác module đàn hồi trong bài toán 1 trục (từ các kết quả thí nghiệm nén không nở hông Oedometer) Cụ thể, ta có biến dạng dài có thể biểu thị bằng sự thay đổi hệ số rỗng thông qua biểu thức sau: Δh Δe h = 1 + e hoặc dh de dε = - = - h 1 + e (2-61)

Vì vậy, module đàn hồi đối với bài toán nén một trục có thể xác định từ quan hệ:

Một số kết quả nghiên cứu ngoài nước cho thấy: 0,1Cc < Cs < 0,25Cc Giá trị chỉ số nén trên một số loại đất có thế tham khảo Bảng 2.4

Bảng 2.4 Các giá trị gần đúng chỉ số nén Cc cho một số loại đất

Quá trình trầm tích đất là quá trình cố kết tự nhiên, vì vậy trong cùng 1 lớp đất ta thường gặp giá trị ứng suất hữu hiệu do trọng lượng bản thân ơ' tăng dần theo chiều sâu Cho nên, giá trị module đàn hồi E’o cũng tăng dần theo độ sâu Đây cũng chính là cơ sở của phương pháp "Lịch sử ứng suất và tính chuẩn hoá của đất" (Stress history and normalized soil engineering properties - SHANSEP)

CƠ SỞ LÝ THUYẾT PHÂN TÍCH HỐ ĐÀO SÂU BẰNG PHƯƠNG PHÁP PHẦN TỬ HỮU HẠN SỬ DỤNG PHẦN MỀM PLAXIS

Tác động của sự thay đổi ứng suất đất nền khi đào sâu

Sự thay đổi ứng suất do thi công hố đào xảy ra ở hai phần tử đất, một ở bên cạnh hố đào (phần tử A) và một ở bên dưới đáy hố đào (phần tử B) Các phần tử này được thể hiện trong Hình 2.16 Đường ứng suất này xảy ra trong đất sét cố kết thường Sự giảm ứng suất tổng theo phương đứng và phương ngang xảy ra trong quá trình đào và việc thay đổi sự cân bằng áp lực nước lỗ rỗng có tác động quan trọng đến biến dạng của đất Sự thay đổi mối quan hệ ứng suất – biến dạng theo thời gian trong quá trình đào sẽ làm thay đổi ứng suất hữu hiệu khi áp lực nước lỗ rỗng được cân bằng lại

Hình 2.16 Đường ứng suất của các phần tử đất gần hố đào

Vị trí đường ứng suất khi chưa có tải của phần tử B tiến dần tới đường bao phá hoại là nhân tố chủ yếu ảnh hưởng đến dịch chuyển ngang của đất bên dưới đáy hố móng Nếu như đường ứng suất B1 tới Bss nằm trong đường bao phá hoại của ứng suất hữu hiệu K1 thì trong phần tử đất xuất hiện vùng chảy nhỏ, biến dạng của phần tử đất là nhỏ, do đó dịch chuyển ngang của đất cũng sẽ nhỏ Ngược lại, nếu những điểm ứng suất hữu hiệu của phần tử B quá gần với đường bao phá hoại thì trong phần tử đất sẽ xuất hiện vùng chảy lớn, dịch chuyển ngang lớn và phá hoại bị động cục bộ.

Phân tích ứng suất và biến dạng bằng phần tử hữu hạn – phần mềm plaxis

Phương pháp phần tử hữu hạn (PP PTHH) là một phương pháp số để tìm nghiệm gần đúng của một hàm chưa biết trong miền xác định V Tuy nhiên PP PTHH không tìm dạng xấp xỉ của hàm cần tìm trên toàn miền V mà chỉ trong từng miền con Ve (phần tử) thuộc miền xác định V Chính vì lẽ đó nên phương pháp này rất thích hợp để tìm nghiệm gần đúng cho các bài toán vật lý, kỹ thuật khi mà hàm cần tìm được xác định trên những miền phức tạp là những vùng nhỏ có các đặc trưng hình học, vật lý khác nhau, chịu các điều kiện biên khác nhau Phương pháp được phát biểu một cách tổng quát chặt chẽ như một phương pháp biến phân hay phương pháp dư có trọng số trên mỗi phần tử

Plaxis ra đời phiên bản đầu tiên từ năm 1987 tại Đại học Công nghệ Delff – Hà Lan, nhằm mục đích phân tích các ổn định đê biển và đê sông tại các vùng bờ biển thấp tại Hà Lan, làm cầu nối giữa các kỹ sư địa kỹ thuật và các chuyên gia lý thuyết, do Giáo sư R.B.J Brinkgreve và P.A Vermeer khởi xướng Đến năm 1993, Công ty PLAXIS BV được thành lập và từ năm 1998, các phần mềm Plaxis đều được xây dựng theo phần tử hữu hạn

Từ năm 1997-1998, Trường Đại học Thủy lợi đã quan hệ với Công ty PLAXIS BV qua

GS Nguyễn Công Mẫn, nhằm mục đích phổ biến phần mềm này ở nước ta Hiện nay, bộ phần mềm Plaxis gồm các modul sau: Plaxis V8.2, Plaxis Dynamics, Plaxis 3D Tuynen và Plaxis 3D Foundation

Phần mềm Plaxis giúp người kỹ sư giải quyết được nhiều bài toán địa kỹ thuật trong xây dựng, giao thông và thủy lợi như: phân tích độ lún của móng, phân tích biến dạng chuyển vị của đê sông, phân tích ổn định của khối đất đắp, phân tích ổn định của hố đào sâu, … Để thực hiện một sự phân tích phần tử hữu hạn, người dùng phải tạo ra mô hình phần tử hữu hạn, chỉ rõ những thuộc tính và các điều kiện biên Khi một mô hình đươc tạo ra, chương trình sẽ gợi ý những mục nhập vào theo nguyên tắc: vẽ đường viền hình học, các lớp đất, đối tượng cấu trúc, các lớp xây dựng, các điều kiện biên và tải trọng Thanh công cụ đóng vai hướng dẫn xuyên qua chương trình và bảo đảm rằng tất cả những mục nhập vào cần thiết đều được giải quyết Việc đi theo những thủ tục này, người dùng có thể tin cậy rằng một mô hình phần tử hữu hạn chắc chắn thu được kết quả tin cậy

Với PP PTHH sử dụng phần mềm Plaxis, ứng xử của đất được mô phỏng tương ứng với ứng xử thực tế của nó trong quá trình thi công Học viên chọn sử dụng mô hình Soft Soil để phục vụ cho việc mô phỏng hố đào sâu vì có nhiều ưu điểm

Khi thi công hố đào, các vấn đề tính toán bao gồm việc tính toán áp lực đất lên tường vây, áp lực thủy tĩnh tác động lên tường vây, phân tích tính ổn định tường vây hố đào, đánh giá khả năng xảy ra cát chảy, khả năng mất ổn định do đẩy trồi đáy hố đào,…

Mức độ chuyển vị ngang của tường vây thường được xác định bằng các phương pháp Phần tử hữu hạn đồng thời kết hợp các quan trắc chuyển vị trong quá trình thực tế thi công để kiểm tra đối chiếu kết quả phân tích.

PHÂN TÍCH ĐÁNH GIÁ ỔN ĐỊNH TƯỜNG VÂY TRONG THI CÔNG HỐ ĐÀO SÂU TRONG ĐẤT YẾU Ở LÂN CẬN SÔNG

GIỚI THIỆU CÔNG TRÌNH VÀ DỮ LIỆU PHỤC VỤ TÍNH TOÁN PHÂN TÍCH

Giới thiệu công trình

Hình 3.1 Mặt bằng bố trí hệ thống tường vây và giằng chống trong quá trình thi công đào sâu ụ tàu 10.000 DWT

Hình 3.2 Mặt cắt ngang đê vây

Hệ thống đê vây phục vụ thi công đầu ụ được Công ty Tư vấn Thiết kế GTVT phía Nam thiết kế và được Bộ GTVT phê duyệt Tuy nhiên, thực tế thi công đã có những thay đổi điều chỉnh so với ban đầu và kết cấu đê vây có chuyển vị biến dạng lớn khi tiến hành quan trắc và bơm hút nước kiểm tra Vì vậy, việc đánh giá lại khả năng chịu lực thực tế và đề xuất phương án gia cường kết cấu đê vây là cần thiết nhằm đảm bảo độ an toàn trong quá trình thi công.

Điều kiện địa chất công trình

Căn cứ kết quả quan trắc mực nước trong quá trình thi công và sử dụng được đánh giá:

Mực nước thấp thiết kế: +0,8m

Sau khi tiến hành nạo vét lần 1, mặt đất trong buồng ụ có cao độ trung bình thay đổi trong khoảng -2,5m đến -1,5m, khu vực trước hàng cừ C có địa hình đáy thay đổi trong khoảng -3,0m đến -7,0m, với xu hướng nông ở hạ lưu và sâu dần về thượng lưu

Hồ sơ khảo sát địa chất được tóm tắt như sau:

Lớp 1: Bùn sét màu xám đen Cao độ trung bình đáy lớp -9,88m Các tính chất cơ lý như sau:

Dung trọng tự nhiên : ɣ = 14,8 (kN/m 3 )

Lớp 2: Sét pha cát màu nâu hồng, trạng thái thay đổi từ dẻo cứng đến nửa cứng Cao độ đáy lớp này khoảng -16,38m, có tính chất cơ lý như sau:

Lớp 3: Lớp sét màu vàng đậm, trạng thái nửa cứng Cao độ đáy lớp khoảng -24,33m (HK3) đến -24,68m (HK1) Các tính chất cơ lý như sau:

Hệ thống đê vây hiện hữu

3.1.3.1 Tóm tắt quá trình thi công

Những thông tin liên quan đến tiến trình và thực tế thi công được tóm tắt như sau:

Từ ngày 22/10/2002 đến 09/03/2003: Đóng hàng cừ A&B: Cừ dài 20m, cao độ đỉnh cừ +4,30m, khoảng cách giữa hai hàng cừ là 5m

Gia công hệ thống thanh neo: Ban đầu, hệ thanh neo được thiết kế sử dụng thép tròn có đường kính D70mm, bước 2,3m; Sau đó được đổi lại thành thép tròn D36 và 02 thép hình C100 có bước 1,2m theo đề nghị của Nhà thầu

Tiến hành nạo vét bằng phương tiện nổi phía trong đê vây thi công có cao độ từ -3,00m (giáp đê vây) đến +1,00m (về phía trong bờ)

Từ ngày 12/2003 đến 03/2004: Đóng bổ sung hàng cừ C và hệ thống thanh chống Khoảng cách giữa hàng cừ C và

B là 5m, riêng đoạn vuông góc bờ phía hạ lưu có khoảng cách 6m

Từ tháng 05/2004 đến 08/2004: Đổ cát giữa hàng cừ BC đến cao độ +2,00m

Bơm hút nước kiểm tra

3.1.3.2 Các thông số kỹ thuật của hệ cừ đê vây đầu ụ đã thi công

Cùng với những báo cáo về tiến trình và thực tế thi công nêu trên là những thông số kỹ thuật của hệ cừ đê vây đã thi công được tóm tắt như sau:

Moment kháng uốn W"70cm 3 /m, mác thép SY 390Mpa

Moment kháng uốn W"70cm 3 /m, mác thép SY 390Mpa, riêng đoạn vuông góc bờ phía thượng lưu và hạ lưu sử dụng loại cừ W"70cm 3 /m, mác thép SY 295Mpa và đóng tổ hợp 1/3 để đạt W'00cm 3 /m

Các thông số và khả năng chịu lực của cừ sử dụng được cho trong các bảng sau đây:

Sơ đồ biểu thị áp lực cột nước

Bảng 3.1 Thông số cừ cho 1m dài cừ

Thông số Ký hiệu Đơn vị

Bảng 3.2 Thông số chịu lực cho 1m dài cừ

Thông số về sức kháng nén của 1m dài cừ trong Bảng 3.2 được tính cho trường hợp chịu lực theo đất nền

Thanh neo và thanh chống:

Cao độ thanh neo +2,70m, thanh neo D36, bước thanh neo 1,2m

Bảng 3.3 Thông số thanh neo

438 kN/m 2 m 2 kN Thanh chống ngang giữa A&B Thanh chống xiên giữa B&C, được tổ hợp từ 02 thanh cừ ISPIII

Bảng 3.4 Thông số thanh chống

Khả năng chịu kéo , nén

Hiện trạng đê vây

Kết cấu của hệ thống đê vây gồm ba hàng cừ A, B, C được liên kết với nhau bởi hệ thanh neo kết hợp thanh chống Trong đó, khoang cừ BC được đổ cát cao đến cao trình +3,0m, sau đó sử dụng bao tải cát kết hợp với đất sét để ngăn nước bắt đầu từ hàng cừ C Mặt cắt ngang điển hình của kết cấu đê vây theo như thiết kế ban đầu như Hình 3.2

So với thiết kế ban đầu, hiện trạng đê vây cho đến thời điểm khảo sát đã có những thay đổi như sau:

Mặt bằng cừ tại một số vị trí được đóng không thẳng hàng Chênh lệch lớn nhất về khoảng cách giữa các hàng cừ khoảng 0,2 đến 0,5m

Kích thước mặt bằng hiện trạng: Chiều dài của hàng cừ C phía ngoài sông là: 77,2m, phía thượng lưu là 41,7m và phía hạ lưu là 29,6m Theo thiết kế khoảng cách giữa các hàng cừ là 5m, tuy nhiên khi thi công các hàng cừ đã đóng không thẳng hàng nên khoảng các giữa hàng cừ thực tế thay đổi từ là 4,7m đến 5,3m, riêng khoảng cách giữa hàng cừ B-C hạ lưu là 6,4m – 6,6m, thượng lưu là 4,2m - 4,80m

Các thanh neo được liên kết với đầu cừ thông qua các bu lông và dầm ốp Tuy nhiên, các liên kết này là chưa đúng như thiết kế Các vị trí tiếp nối giữa các thanh dầm ốp là chưa đảm bảo điều kiện liên tục suốt chiều dài, thậm chí có những phạm vi chưa có dầm ốp; Các thanh neo không được kiểm soát lực căng để đảm bảo sự làm việc đồng thời cùng chịu lực Hai hàng cừ ngang được đóng trong khoảng nhịp giữa của hệ cừ đê vây nhằm tăng cường độ cứng cho khu vực này Tuy nhiên, thực tế cho thấy là liên kết giữa hai hàng cừ này với các hàng cừ dọc (A, B, C) là chưa đảm bảo

Do các vấn đề về liên kết nêu trên, khi tiến hành đổ cát vào khoang cừ BC đến cao trình +2,0m lực căng xuất hiện trong các thanh neo không đều nhau dẫn đến những chuyển vị đầu cừ khác nhau trên những mặt cắt ngang Do đó, việc đổ cát tiếp tục vào khoang cừ này và thi công khôi đắp bao cát kết hợp đất sét kín nước đã được ngưng lại

Hiện tại, khoang cừ BC vẫn chưa được xử lý kín nước, mực nước từ ngoài sông cùng với áp lực thủy tĩnh sẽ tác dụng trực tiếp lên hàng cừ B và khoang AB khi có chênh lệch mực nước trong và ngoài hố móng Việc cân bằng mực nước trong và ngoài hố móng khi chưa tiến hành hút nước trong hố móng được thực hiện bởi một lỗ lưu thông trong và ngoài đặt tại hạ lưu Lỗ thoát này được làm bởi hai mô đun cừ ghép lại có kích thước khoảng 40x40cm Với khả năng lưu thông hạn chế, mực nước trong và ngoài hố móng vẫn có sự chênh lệch tương ứng với mức độ lên xuống của thủy triều Sự chênh lệch mực nước cùng với những tác động do sóng mỗi khi có tàu đi qua đã gây ra những dao động tại đầu cừ

MÔ PHỎNG PHÂN TÍCH KHẢ NĂNG ỔN ĐỊNH TƯỜNG VÂY CỪ LARSEN KHI THI CÔNG ĐÀO SÂU TRONG ĐẤT YẾU

Mô tả kết cấu hệ tường vây cừ Larsen

Trên cơ sở hệ thống gồm 3 hàng cừ thép hiện hữu sẽ tiến hành gia cố lại hệ dầm ốp

& thanh neo nhằm đảm bảo cho việc đắp cát đầy vào các khoan cừ, đồng thời hệ thống hàng cừ ngang phía thượng lưu cũng được nhổ lên và thi công lại cho thẳng tuyến Kéo dài hàng cừ C phía thượng lưu vào sâu trong bờ Toàn bộ lớp bùn yếu giữa các khoan cừ và trong đê vây sẽ được bốc đi và thay bằng vật liệu cát nhằm tăng ổn định của hệ thống cơ phản áp đắp trong đê vây sau hàng cừ C Kết cấu đê vây như sau:

Mô ment kháng uốn W = 2270 cm 3 /m, mác thép SY 390Mpa

Hệ dầm ốp và thanh neo:

Dầm ốp sử dụng 2 C300 – SS490 tổ hợp

Thanh neo sử dụng D70mm – SS490, bước thanh neo 1,2m

Sử dụng thép H400-SS490, được chống tại cao độ -1,0 vào hàng cừ A và cao độ

-3,4m tại bản đáy đầu ụ, bước thanh chống là 3m Sử dụng thép C300-SS490 làm thanh giằng chống

Giữa các khoang cừ hàng AB, BC cát được đắp đến cao trình 4.3m.

Sơ đồ kết cấu đê vây

Hình 3.3 Sơ đồ kết cấu đê vây đầu ụ.

Sơ đồ tính đê vây

Mặt cắt ngang của hố đào rộng 60,0m và mặt đất thoai thoải từ bờ sông ra đến sông có cao độ chênh lệch giữa 2 biên mô hình là 10,0m Nền đất bên dưới được cấu tạo gồm 3 lớp đất lần lượt từ trên xuống là bùn sét yếu, sét nửa cứng và sét cứng Mực nước thiết kế được mô hình là +4,0m trong trường hợp nguy hiểm nhất

Hình 3.4 Sơ đồ tính được mô phỏng bằng phần mềm Plaxis 2D

Hình 3.5 Chia lưới phần tử hữu hạn

Hình 3.6 Mực nước thiết kế

Bảng 3.5 Thông số input của đất nền và tương tác giữa cừ và nền

Thông số Ký hiệu Bùn sét Sét nửa cứng Sét cứng Cát đắp Cát phản áp

Mô hình Model Soft Soil Soft Soil Soft Soil MC MC LE -

Quan hệ vật liệu UnDrained UnDrained UnDrained Drained Drained N.porous -

Góc nội ma sát ϕ' 24 24 28 30 30 N/A độ

Chỉ số nén cải tiến λ* 0.145 0.052 0.042 N/A N/A N/A -

Chỉ số nở cải tiến κ* 0.014 9.00E-03 0.013 N/A N/A N/A -

Hệ số thấm ngang k x 6.912E-05 4.320E-05 4.320E-05 10 10 - (m/day)

Hệ số thấm đứng k y 6.912E-05 4.320E-05 4.320E-05 10 10 - (m/day)

Hệ số áp lực ngang K 0 NC 0.681 0.641 0.641 0.47 0.47 N/A -

Hệ số cố kết OCR 3 1.14 1.14 N/A N/A N/A -

Hệ số giảm tương tác R inter 0.7 0.7 0.7 0.7 0.7 1 -

Thông số input của tường cừ Larsen: Độ cứng chống nén và chống uốn tương đương:

Etd×Itd = Ed×Ix(d) + Et×Ix(t) = 2E8 × 3,86E-4 = 77,2E3 kN.m 2 /m

Thông số input của thanh chống ngang: Độ cứng chống nén và chống uốn tương đương:

Thông số input của thanh chống H400: Độ cứng chống nén:

Mô phỏng bài toán Plaxis

Quá trình thi công đê vây thi công ụ tàu dựa theo thực trạng thi công thực tế được học viên thực hiện mô phỏng qua các bước sau:

Bước 1: Thi công cừ Larsen;

Bước 2: Bóc bùn đến cao độ -2,0m;

Bước 3: Đắp cát trong khoang BC đến cao độ +3,0m;

Bước 4: Bóc cát trong khoang BC đến cao độ -2,0m;

Bước 5: Hút bùn trong khoang đến cao độ -10,0m;

Bước 6: Bơm cát vào khoang đến -5,4m;

Bước 7: Đắp cát trong khoang và gia cố bệ phản áp bằng bao cát từ hàng cừ C ra phía bờ sông đến cao độ -2,0m;

Bước 8: Đắp cát đến cao độ đỉnh cừ;

Bước 9: Bơm hút nước bên trong đê vây đến cao độ -1,0m;

Bước 10: Đắp cát và phản áp trong khoang đến cao độ ±0,0m;

Bước 11: Bơm hút nước bên trong đê vây đến cao độ -5,4m;

Bước 12: Đào cơ phản áp trong đê vây đến cao độ -2,0m;

Bước 13: Thi công đáy sàn đầu ụ;

Bước 14: Lắp đặt cây chống;

Bước 15: Đào hết cát phản áp bên trong đê vây;

Khảo sát chuyển vị tường cừ Larsen qua các quá trình thi công

Chuyển vị ngang khi đào lớp bùn bên trong đê vây:

Hình 3.7 Giá trị chuyển vị sau khi bóc lớp bùn bên trong đê vây

Bảng 3.6 Bảng tổng hợp chuyển vị và nội lực cừ sau quá trình bóc lớp bùn

Hàng cừ A Hàng cừ B Hàng cừ C

Hình 3.8 Tương quan chuyển vị ngang giữa 3 hàng cừ A,B,C theo độ sâu

Chuyển vị ngang khi đắp cát lại và gia cố bờ sông:

Hình 3.9 Giá trị chuyển vị sau khi lấp cát vào trong khoang cừ và gia cố bờ sông

Bảng 3.7 Bảng tổng hợp chuyển vị và nội lực cừ sau quá trình lấp cát và gia cố bờ sông

Hàng cừ A Hàng cừ B Hàng cừ C

Chuyển vị ngang sau khi bơm hút:

Hình 3.11 Giá trị chuyển vị sau khi bơm hút

Hình 3.12 Giá trị ứng suất tổng sau bơm hút

Bảng 3.8 Bảng tổng hợp chuyển vị và nội lực cừ sau giai đoạn bơm hút

Hàng cừ A Hàng cừ B Hàng cừ C Chuyển vị ngang (cm) 54,70 54,82 54,91

- Sau quá trình phân tích ứng xử hệ tường vây cừ Larsen trong quá trình thi công ụ tàu thì quá trình bơm hút hạ mực nước trong đê vây đến cao độ -5,4m để thi công đáy sàn ụ tàu đã khiến cho đê vây bị mất ổn định Giá trị chuyển vị ngang lớn nhất tại đỉnh cừ đạt 54,91cm ở hàng cừ C và nhỏ nhất tại đỉnh cừ đạt 54,70cm ở hàng cừ A

- Hệ thống đê vây có xu hướng bị xô ngã về phía bên trong ụ tàu Giá trị moment uốn lớn nhất trong thanh cừ đạt 260,94 kNm tại hàng cừ A và nhỏ nhất là 175,30 kNm tại hàng cừ C Giá trị lực cắt đạt lớn nhất tại hàng cừ B là 180,27 kN và nhỏ nhất tại hàng cừ C là 81,99 kN

- Kiểm tra khả năng chịu uốn của cừ: Mmax = 260,94 kNm < [M] = 885 kNm => Đạt

- Kiểm tra khả năng chịu cắt của cừ: Qmax = 81,99 kN < [Q] = 9457 kN => Đạt

 Hệ tường vây cừ Larsen đảm bảo khả năng chịu lực Tuy nhiên do ảnh hướng lớn bởi áp lực nước bên ngoài sông gây ra áp lực lớn lên hệ tường cừ bên cạnh sự gia tăng ứng suất tiếp của lớp cát đắp cũng như lớp sét và sét cứng bên dưới Dẫn đến chuyển vị hệ đê vây quá lớn gây mất ổn định hố đào

- Ngoài ra, kết quả đánh giá và quan trắc cho thấy chuyển vị ngang của các hàng cừ ở khu vực gần về mặt, nơi bị đào đất có khuynh hướng như nhau do sự có mặt của hệ thanh giằng Thực vậy, áp lực do đất tác dụng vào hàng cừ C thông qua hệ thanh giằng sẽ truyền vào tường vây bên trong (B,A) nên số lượng tường vây tăng lên không làm tăng lên tương ứng khả năng ổn định của tường.

Số liệu quan trắc chuyển vị trong quá trình thi công ụ tàu

Hình 3.14 Số liệu quan trắc chuyển vị ngang tường cừ ngày 17/10/2004

Hình 3.17 Số liệu quan trắc chuyển vị ngang tường cừ ngày 22/10/2004 Đối chiếu các kết quả số liệu quan trắc chuyển vị ngang tường vây cừ Larsen ta nhận thấy:

- Chuyển vị tường vây đạt giá trị lớn nhất ở vị trí bụng hàng cừ và giảm dần về vị trí các đầu góc tiếp giáp

- Tường vây có dấu hiệu gia tăng chuyển vị ngang khá lớn tại vị trí bụng hàng cừ C mặt tiếp giáp phía ngoài sông trong vòng 05 ngày từ ngày 17/10 đạt 22,0cm đến ngày 22/10 đạt 61,0cm Trong đó, chỉ trong vòng 03 ngày từ ngày 17/10 đến ngày 20/10 giá trị chuyển vị ngang của tường cừ tăng đột biến từ 22,0cm đến 56,0cm Đối chiếu với dữ liệu trong hồ sơ thi công thì giá trị chuyển vị gia tăng kể từ sau quá trình bơm hút Vì vậy có thể đánh giá hệ tường vây bị mất ổn định sau quá trình bơm hút ĐÁNH GIÁ KHẢ NĂNG ỔN ĐỊNH TƯỜNG VÂY CỪ LARSEN KHI THI CÔNG ĐÀO SÂU TRONG ĐẤT YẾU

Đánh giá ổn định không sử dụng cát lấp giữa các khoang cừ (không đào bỏ đất

Hình 3.18 Giá trị chuyển vị sau khi bơm hút nước đến cao độ -1,0m (không đào bỏ đất trong khoang)

Hình 3.19 Giá trị ứng suất tiếp sau bơm hút nước đến cao độ -1,0m

Hàng cừ A Hàng cừ B Hàng cừ C Chuyển vị ngang (cm) 21,93 21,22 21,90

- Khi học viên đưa ra giả thuyết kiểm tra ổn định hố đào khi không đào bỏ đi lớp bùn trong các khoang cừ, thì quá trình bơm hút hạ mực nước trong đê vây đến cao độ -1,0m đã khiến cho đê vây bị mất ổn định Giá trị chuyển vị ngang lớn nhất tại đỉnh cừ đạt 21,93cm ở hàng cừ A và nhỏ nhất tại đỉnh cừ đạt 21,22cm ở hàng cừ B Trong khi đó tại hàng cừ C phía ngoài bờ sông giá trị chuyển vị cừ lớn nhất đạt 21,90cm tại độ sâu -4m tính từ đỉnh cừ, tương ứng với cao độ ±0,0m Giá trị chuyển vị của hệ cừ giảm đáng kể so với 54,91cm khi thay lớp bùn trong khoang cừ bằng cát và đắp cát cao đến đỉnh cừ

- Hệ thống đê vây có xu hướng bị xô ngã về phía bên trong ụ tàu Giá trị moment uốn lớn nhất trong thanh cừ đạt 390,05 kNm tại hàng cừ C và nhỏ nhất là 337,52 kNm tại hàng cừ A Giá trị lực cắt đạt lớn nhất tại hàng cừ C là 149,97 kN và nhỏ nhất tại hàng cừ B là 66,50 kN

 Hệ tường vây cừ Larsen đảm bảo khả năng chịu lực Tuy nhiên do ảnh hướng lớn bởi áp lực nước bên ngoài sông gây ra áp lực lớn lên hệ tường cừ bên cạnh sự gia tăng ứng suất tiếp của lớp cát đắp cũng như lớp sét và sét cứng bên dưới.

Đánh giá ổn định tường vây khi không bơm hút

Hình 3.21 Giá trị chuyển vị sau khi bơm cát và gia cường phản áp (không bơm hạ mực nước)

Hình 3.22 Giá trị ứng suất tiếp sau quá trình bơm cát và gia cường phản áp (không bơm hạ mực nước)

Bảng 3.10 Bảng tổng hợp chuyển vị và nội lực cừ sau giai đoạn đắp cát nhưng không bơm hút

Hàng cừ A Hàng cừ B Hàng cừ C Chuyển vị ngang (cm) 0,62 -0,53 -1,6

Hình 3.24 Giá trị chuyển vị sau khi đào cát bên trong đê vây và bơm hạ mực nước trong đê vây để thi công đáy sàn ụ tàu

Hình 3.25 Giá trị ứng suất tổng sau đào cát và hút nước bên trong đê vây

Bảng 3.11 Bảng tổng hợp chuyển vị và nội lực cừ sau khi đào cát và hút nước trong đê vây Hàng cừ A Hàng cừ B Hàng cừ C Chuyển vị ngang (cm) 69,04 69,29 69,48

- Khi học viên đưa ra giả thuyết kiểm tra ổn định hố đào khi không bơm hạ mực nước trong đê vây, thì quá trình bơm hút hạ mực nước trong đê vây không gây ra mất ổn định cho hệ thống đê vây Giá trị chuyển vị ngang lớn nhất tại đỉnh cừ đạt 1,6cm hướng ra phía sông ở hàng cừ C và nhỏ nhất tại đỉnh cừ đạt 0,53cm ở hàng cừ B hướng ra phía sông Trong khi đó tại hàng cừ C phía ngoài bờ sông giá trị chuyển vị cừ lớn nhất đạt 1,6cm tại độ sâu -9,25m tính từ đỉnh cừ, tương ứng với cao độ -5.25m Giá trị moment uốn lớn nhất trong thanh cừ đạt 137,68 kNm tại hàng cừ C Giá trị lực cắt đạt lớn nhất tại hàng cừ C là 48,30 kN

- Kiểm tra khả năng chịu uốn của cừ: Mmax = 137,68 kNm/m < [M] = 885 kNm => Đạt

- Kiểm tra khả năng chịu cắt của cừ: Qmax = 48,30 kN/m < [Q] = 9457 kN => Đạt

 Hệ đê vây thi công ụ tàu ổn định khi không bơm hạ mực nước bên trong đê vây sau khi bơm cát và gia cường phản áp

Tuy nhiên, sau đó hệ thống đê vây bị mất ổn định ở bước tiếp theo khi tiến hành đào cơ phản áp bên trong đê vây đên cao độ -2,0m kết hợp bơm hạ mực nước trong đê vây để thi công đáy sàn ụ tàu Các thông số cụ thể như sau:

- Giá trị chuyển vị của hệ tường cừ gần như tương đương nhau tại đỉnh cừ, đạt giá trị lớn nhất là 69,48cm tại hàng cừ C và đạt giá trị nhỏ nhất là 69,04cm tại hàng cừ A Hệ thống đê vây có xu hướng bị xô ngã về phía ụ tàu Giá trị moment uốn dọc thân cừ đạt cực đại là 314,99 kNm/m tại hàng cừ A, giá trị lực cắt cực đại dọc thân cừ đạt 115,08 kN/m tại hàng cừ A

 Hệ tường vây cừ Larsen đảm bảo khả năng chịu lực Tuy nhiên do ảnh hướng lớn bởi áp lực nước bên ngoài sông gây ra việc gia tăng ứng suất tiếp của lớp cát đắp cũng như lớp sét và sét cứng bên dưới Dẫn đến chuyển vị hệ đê vây quá lớn gây mất ổn định hố đào.

Đánh giá ổn định tường vây khi sử dụng một lớp tường vây cừ Larsen

Hình 3.27 Giá trị chuyển vị ngang của tường vây sau khi hút bùn trong đê vây

Hình 3.28 Giá trị chuyển vị ngang của tường vây sau đắp cát và gia cố phản áp

Hình 3.29 Giá trị chuyển vị ngang của tường vây sau bơm hút để thi công ụ tàu

Hình 3.30 Giá trị ứng suất tiếp của đất sau quá trình bơm hút

Hàng cừ A Chuyển vị ngang (cm) 107,0 Moment (kNm/m) 853,59 Lực cắt (kN/m) 195,31

Hình 3.31 Kết quả chuyển vị và nội lực tường cừ sau quá trình bơm hút

- Khi học viên đưa ra giả thuyết kiểm tra ổn định hố đào khi sử dụng một lớp tường cừ, thì quá trình bơm hút hạ mực nước trong đê vây đến cao độ -5.4m đã khiến cho đê vây bị mất ổn định Giá trị chuyển vị ngang lớn nhất tại đỉnh cừ đạt 107,0cm Giá trị chuyển vị của hệ cừ gia tăng đáng kể khi tiến hành bơm hút nước bên trong đê vây Hệ thống đê vây có xu hướng bị xô ngã về phía bên trong ụ tàu Giá trị moment uốn lớn nhất trong thanh cừ đạt 853,59 kNm, giá trị lực cắt lớn nhất là 195,31 kN

- Kiểm tra khả năng chịu uốn của cừ: Mmax = 853,59 kNm < [M] = 885 kNm => FS 1.04 Tường cừ có nguy cơ bị phá hoại do moment uốn gây ra

 Hệ tường vây cừ Larsen có xu hướng gia tăng chuyển vị rất nhanh dẫn đến bị mất ổn định sau quá trình bơm hút nước Giá trị moment uốn dọc thân cừ khá lớn (853,59 kNm) do sự chênh lệch cột áp thủy tĩnh giữa bên trong đê vây và ngoài sông dẫn đến khả năng tường cừ bị phá hoại khi chịu uốn

Sau quá trình phân tích dựa trên cơ sở dữ liệu từ hồ sơ đã thi công đê vây ụ tàu Học viên nhận thấy kết quả mô phỏng phân tích dựa trên phương pháp Phần tử hữu hạn bằng phần mềm Plaxis 2D có độ tin cậy cao sau khi so sánh với kết quả quan trắc thực tế Kết cấu tường vây cừ Larsen có xu hướng bị mất ổn định sau quá trình bơm hút hạ mực nước bên trong đê vây để tiến hành thi công ụ tàu Tuy nhiên khi học viên khảo sát việc giữ nguyên hiện trạng các khoang cừ và chỉ đào bùn bên trong đê vây theo như hồ sơ đã thi công, kết quả chuyển vị ngang của hệ tường cừ giảm 1/3 so với khi thay bùn bằng cát và lấp đầy cát trong các khoang cừ Áp lực ngang tác dụng lên hệ tường vây cừ Larsen là áp lực nước thủy tĩnh kết hợp với áp lực đất Việc chênh lệch cột nước thủy tĩnh giữa bên trong và bên ngoài đê vây đã khiến cho hệ đê vây chuyển vị lớn gây mất ổn định

Nội lực trong các thanh cừ chưa phát huy hết khả năng chịu lực của cừ khi kết hợp ba hàng cừ thành một hệ đê vây trong khi hệ thống đê vây đã bị mất ổn định gây lãng phí khi chưa tối ưu hệ kết cấu khi tiến hành thi công Việc phân tích đánh giá bằng việc sử dụng một hàng cừ cho thấy mặc dù hệ thống đê vây vẫn bị mất ổn định, tuy nhiên hệ số an toàn khi chịu uốn đạt xấp xỉ 1,00 phát huy hết khả năng chịu lực của tường cừ Giá trị chuyển vị cũng đạt tối đa (107,0cm) gần như gấp đôi so với hệ thống ba hàng cừ song song

KẾT LUẬN VÀ KIẾN NGHỊ

Từ kết quả tính toán mô phỏng đánh giá ổn định tường vây trong thi công đào sâu ở khu vực ven sông (tường vây chịu áp lực nước), phân tích đánh giá các yếu tố ảnh hưởng và rút ra các kết luận chính cho luận văn như sau:

1 Việc sử dụng cừ Larsen để làm tường vây trong thi công hố đào sâu khu vực ven sông không hiệu quả khi chênh lệch mực nước từ 3,0m Trong trường hợp này, số lượng tường vây tăng lên không tỷ lệ thuận với sự gia tăng độ cứng của hệ tường vây

2 Kết quả mô phỏng chuyển vị ngang của tường vây hố đào ven sông phù hợp với kết quả quan trắc Tuy nhiên, kết quả mô phỏng cho thấy sự phá hoại chưa xảy ra khác so với thực tế khi chuyển vị >30,0cm thì hệ thống tường vây không còn đảm bảo sự làm việc bình thường do các mối nối và hệ thống thanh giằng bị phá hoại

3 Việc bóc đi lớp bùn trong các khoang cừ thay vào đó bằng cát và đắp cát cao đến cao độ đỉnh cừ theo như hồ sơ thi công nhằm hạn chế chuyển vị của cừ Tuy nhiên việc này không phát huy tác dụng khi tiến hành bơm hút nước trong đê vây Khi đó, chuyển vị ngang của hệ thống tường cừ chưa đạt giá trị tối đa và nội lực trong các thanh cừ còn nhỏ Nhưng với sự gia tăng ứng suất tiếp của đất nền bên dưới hố đào gây ra phá hoại trượt dẫn đến hố đào bị phá hoại

4 Kết quả chuyển vị ngang theo quá trình phân tích mô phỏng bằng phần mềm Plaxis 2D có giá trị 54.91cm gần xấp xỉ 61,0cm khi tiến hành quan trắc tại hàng cừ C Giá trị chuyển vị ngang khi phân tích có xu hướng tăng nhanh khi tiến hành mô phỏng việc bơm hạ mực nước trong đê vây, việc này phản ánh đúng với thực tế trong quá trình thi công qua các số liệu quan trắc

Qua kết quả rút ra được đã nêu trên, học viên kiến nghị cần thay đổi hệ kết cấu tường chắn hố đào khi tiến hành thi công các công trình khu vực đất yếu ngập nước, ven sông, ven biển Lý do ở những khu vực này, chiều dày lớp bùn và chiều cao cột nước khá lớn dẫn đến việc tường cừ Larsen không phát huy được hết sự hiệu quả vốn có

Kết quả tính toán và mô phỏng cho thấy áp lực nước và áp lực đất rời lên tường chắn nói chung và tường vây nói riêng lớn hơn đáng kể so với đất dính Do đó, không nên thay thế đất dính bằng đất rời cho đất ở gần bề mặt Ở đây, việc thay thế đất ở khu vực giữa các khoang trong quá trình thi công là việc làm không cần thiết và gây phức tạp thêm do khả năng mất ổn định gia tăng Ngoài ra, độ cứng của cừ larsen không đủ để chịu tác dụng của áp lực nước nên trong thi công hố đào ở khu vực đất yếu ven sông cần thiết nghiên cứu sử dụng các loại tường vây có độ cứng lớn hơn như ống thép tròn hay tường bê tông nếu phù hợp với điều kiện thi công thực tế

[1] Trần Quang Hộ: Công Trình Trên Nền Đất Yếu, NXB Đại Học Quốc Gia TP Hồ Chí Minh, 2009

[2] Công Ty Cổ Phần Tư Vấn Thiết Kế Cảng – Kỹ Thuật Biển, Báo cáo thi công Đê Vây Ụ Tàu 10.000DWT , 2003

[3] Chang-Yu Ou Deep Excavation Theory and Practice London: Taylor & Francis

[4] Malcolm Puller Deep excavations a practical manual London, 1996

[5] EN 1997-1 (2004): Eurocode 7: Geotechnical design, European Standard Brussels,

[6] H F Winterkorn, H Y Fang Foudation Engineering Handbook, 1075

[7] K Terzaghi, R.B Peck, G Mersi, Soil Mechanics in Engineering Practice, John

[8] Piling Handbook, 8 th edition, Arcelor Mittal, 2008

[9] Aswin Lim, Chang-Yu Ou and Pio-Go Hsieh “Evaluation of clay constitutive models for analysis of deep excavation under undrained conditions”, Journal of GeoEngineering, Vol 5, No 1, pp 9-20, April 2010

[10] Look B Handbook of geotechnical investigation and design tables London, UK:

[11] Clough, G.W and O’Rourke, T.D “Construction-induced movements of in situ walls

Design and Performance of Earth Retaining Structures”, ASCE Special Publication,

[13] Engineering Manual (U.S Army Corps) – Design of Sheet pile Walls EM 1110-2-

[14] Engineering Manual (U.S Army Corps) Design of sheet pile cellular structures coffdams and retaining structures EM 1110-2-2053

Tiêu đề	Phân tích đánh giá ổn định tường vây cừ Larsen trong thi công hố đào trong đất yếu ở lân cận sông
Tác giả	Đoàn Ngọc Thi
Người hướng dẫn	PGS.TS. Bùi Trường Sơn
Trường học	Trường Đại học Bách Khoa, Đại học Quốc Gia Tp. Hồ Chí Minh
Chuyên ngành	Địa Kỹ Thuật Xây Dựng
Thể loại	Luận văn Thạc sĩ
Năm xuất bản	2019
Thành phố	Tp. Hồ Chí Minh

Định dạng
Số trang	112
Dung lượng	2,34 MB