Kết quả tính toán được so sánh với kết quả quan trắc chuyển vị nền đất yếu của công trình có xử lý bằng phương pháp bấc thấm gia tải trước nên có thời gian đạt ổn định cố kết rút ngắn đá
Tính toán độ lún ổn định của nền đất
Phương pháp cộng lún từng lớp
Nội dung của phương pháp này là chia nền đất thành những lớp nhỏ có chung một tính chất bởi những mặt phẳng nằm ngang sao cho biểu đồ phân bố ứng suất nén do tải trọng ngoài gây nên trong phạm vi mỗi lớp nhỏ thay đổi không đáng kể và độ lún của toàn bộ nền đất sẽ bằng tổng độ lún của từng lớp nhỏ được chia, tức là:
Khi tính độ lún Si của mỗi lớp có thể áp dụng kết quả của bài toán nén đất một chiều (không có biến dạng hông từ kết quả của thí nghiệm hộp nén Oedometer) hoặc tính lún có kể đến biến dạng hông của đất
Khi không kể đến biến dạng hông của đất, có thể áp dụng kết quả của bài toán nén đất một chiều để tính độ lún của mỗi lớp chia, cụ thể như sau :
Trường hợp sử dụng đường cong nén e = f(p), độ lún của mỗi lớp chia có thể tính bằng công thức sau:
Trong đó: Si – độ lún của lớp đất đang xét e1 – hệ số rỗng của đất tại điểm giữa lớp đang xét ứng với ứng suất do trọng lượng bản thân đất e2 – hệ số rỗng của đất cũng tại điểm trên ứng với ứng suất do trọng lượng bản thân đất và tải trọng ngoài a0 – hệ số nén tương đối của đất tại điểm giữa lớp đang xét mv – hệ số nén thể tích
z – ứng suất do tải trọng ngoài gây ra tại điểm giữa lớp đang xét
hệ số có xét đến tính nở hông
Giá trị của phụ thuộc giá trị hệ số Poisson ν của từng loại đất và cũng có khi chọn = 0,8 chung cho tất cả các loại đất
E – module biến dạng của đất h – chiều dày lớp đất đang xét ν – hệ số Poisson của đất
Hình 1.1 Sơ đồ bài toán tính lún cộng lún lớp phân tố cho trường hợp tải trọng phân bố đều trên diện truyền tải
Trường hợp sử dụng đường cong nén e – lg(p), độ lún của mỗi lớp chia tính theo công thức:
Trong đó: Si – độ lún của lớp đất đang xét C– chỉ số nén, lấy là Cs nếu p 0 , p 1 < p c (áp lực tiền cố kết), lấy là C c nếu p0, p1 > pc e0 –hệ số rỗng ban đầu ứng với p0 tại điểm giữa lớp đất đang xét p0 – ứng suất ban đầu tại điểm giữa lớp đất đang xét p 1 – ứng suất cấp tiếp theo tại điểm giữa lớp đất đang xét h0 – chiều dày ban đầu tại điểm giữa lớp đất đang xét
Xác định chiều dày vùng ảnh hưởng của lún tức là phải xác định chiều sâu đường giới hạn nén lún Điều này được thực hiện nhờ biểu đồ ứng suất z bảnthân và
Chiều dày lớp đất bị nén chặt được tính từ đáy móng đến độ sâu được xác định theo điều kiện :
z bảnthân ≥ 5z gâylún (trường hợp đất tốt)
z bảnthân ≥ 10z gâylún (trường hợp đất yếu)
Chia nền đất dưới đáy móng thành nhiều lớp nhỏ, chiều dày mỗi lớp h 0,4b, ranh giới lớp chia trùng với mặt phân lớp tự nhiên và trùng với mặt nước ngầm Độ lún của nền bằng tổng độ lún các lớp chia S S i
Phương pháp dựa vào lý thuyết nền biến dạng đàn hồi toàn bộ
Mặc dù đất nền không phải là một vật thể hoàn toàn đàn hồi, ngoài biến dạng đàn hồi còn có biến dạng dư, nhưng lý thuyết đàn hồi được sử dụng hiệu quả đối với môi trường đất khi tải trọng của công trình tác dụng lên nền đất không lớn lắm Vấn đề này đã được nhiều nhà khoa học trên thế giới xác minh bằng thực nghiệm ở trong phòng cũng như ở ngoài hiện trường Do đó, khi tính toán độ lún ổn định có thể trực tiếp sử dụng những thành quả đạt được trong lý thuyết đàn hồi Tuy nhiên, để xét đến đặc tính của đất, tức kể đến biến dạng dư của đất, trong tất cả các biểu thức có chứa trị số E (module đàn hồi) sẽ được thay thế bằng trị số E0 (module tổng biến dạng)
1.1.2.1 Xác định độ lún ổn định khi nền đất có chiều dày vô hạn
Khi nền đất có chiều dày vô hạn, độ lún của những điểm trên mặt đất xác định theo biểu thức J Boussinesq [1, 2] Đối với diện chịu tải hình chữ nhật thì độ lún của móng được tính theo công thức sau:
Trong đó: p – ứng suất gây lún b – chiều rộng móng
E0, ν – module tổng biến dạng và hệ số Poisson của đất
– hệ số phụ thuộc hình dạng, kích thước của đáy móng được xác định bằng cách tra bảng [2]
1.1.2.2 Xác định độ lún ổn định khi nền đất có chiều dày giới hạn
Khi dưới đế móng ở một độ sâu nào đó xuất hiện một lớp đá gốc, biểu thức tính toán độ lún (1.6) sẽ không còn phù hợp nữa, bởi vì biểu thức này thành lập dựa vào giả thiết nền đất là bán không gian đồng nhất
Vấn đề xác định độ lún ổn định của lớp đất có chiều dày giới hạn được nhiều tác giả như K E Egorov, I Sovinc, E H Davis, H Taylor nghiên cứu [2]
K E Egorov đã đề nghị biểu thức tính toán độ lún dưới đế móng hình tròn tuyệt đối cứng khi đất nền có chiều dày giới hạn như sau:
(1.10) p – tải trọng tập trung tác dụng lên móng r – bán kính móng Các hệ số a0 a 2 a 4 được xác định bằng cách tra bảng [2]
Dựa vào cơ sở nghiên cứu của D M Burmister, đối với dạng chịu tải hình chữ nhật phân bố đều p, I Sovinc đã đề nghị biểu thức tính toán độ lún ở góc diện chịu tải như sau:
Trong đó: fc – hệ số, phụ thuộc vào tỷ số h/b 1 và l1/b 1 (b 1 nửa cạnh ngắn, l 1 nửa cạnh dài)
Trong quy phạm tính toán nền móng công trình thủy lợi QP.20-64, biểu thức xác định độ lún tại điểm góc của móng trong nền đất đồng nhất có dạng tương tự như biểu thức của K E Egorov: z c k
Trong đó: kz – hệ số, phụ thuộc tỷ số l/b, z/b và ν
Trị số kz ứng với ν = 0,1 - 0,4 cho trong quy phạm QP 20-64 Trong quy phạm này cũng nêu biểu thức tính toán độ lún trung bình của móng khi trong nền xuất hiện tầng đá cứng [16].
1.1.2.3 Xác định độ lún ổn định khi nền đất gồm nhiều lớp đất
Trong thực tế, nền đất thường gồm nhiều lớp đất đá có tính chất cơ lý khác nhau, do đó việc xác định độ lún sẽ phức tạp hơn Để giải quyết vấn đề này, K E
Egorov đã đề nghị phương pháp tính toán gần đúng bằng cách đổi nền đất gồm nhiều lớp thành nền đồng nhất, trong đó mỗi một lớp đất trong nền được xem như kéo dài cả hai phía: phía trên đến tận đáy móng, còn phía dưới đến vô tận Độ lún của toàn bộ nền đất chính bằng tổng độ lún các lớp đất đó
Chẳng hạn, xét một lớp đất thứ i trong nền đất có đỉnh ở độ sâu zi-1 và đáy ở độ sâu zi Độ lún của lớp đất có chiều dày zi-1:
(1.13) Tương tự độ lún của lớp đất có chiều dày zi: i zi k
(1.14) Như vậy độ lún của lớp đất đang khảo sát sẽ là:
(1.15) Độ lún của toàn bộ nền đất:
Khi trong nền đất có tầng cứng không lún nằm gần mặt đất, để xét đến ảnh hưởng của sự tập trung ứng suất, K E Egorov đã đề nghị nhân biểu thức với hệ số hiệu chỉnh M:
Hệ số k i và M có thể tra bảng theo hệ số ν
Theo nhận xét của giáo sư N A Txutovich, kết quả tính toán độ lún theo phương pháp trên thường nhỏ hơn so với thực tế Tuy nhiên, vì biểu thức có xét đến ảnh hưởng biến dạng nở hông, hiện tượng tập trung ứng suất và tính chất không đồng nhất giữa các lớp đất cho nên phương pháp này vẫn được dùng để đánh giá mức độ biến dạng của nền đất trong các công trình thủy lợi khi ở gần đế móng xuất hiện tầng đá cứng
1.1.2.4 Xác định độ lún ổn định theo phương pháp lớp tương đương
Phương pháp lớp tương đương cũng như các phương pháp khác đều dựa vào cơ sở lý thuyết nền biến dạng tuyến tính Nội dung của phương pháp này là thay việc tính toán độ lún của nền đất dưới tác dụng của tải trọng phân bố đều trên diện chịu tải giới hạn bằng việc tính toán độ lún của nền đất đó dưới tác dụng tải trọng có cùng trị số, nhưng phân bố đều kín khắp trên bề mặt (hình 1.2) Đối với nền đất đồng nhất, trị số độ lún tính theo phương pháp lớp tương đương khá chính xác, phù hợp thực tế, còn đối với nền đất gồm nhiều lớp thì trị số độ lún tính toán thường lớn hơn so với kết quả tính toán theo phương pháp cộng lún từng lớp
Hình 1.2 Phương pháp tính lún lớp tương đương
Theo lý thuyết đàn hồi:
Theo bài toán nén đất một chiều: s z h S E
Trị số của A được lập thành bảng tra [8]
Như vậy để tính độ lún của nền đất dưới tải trọng cục bộ bằng phương pháp lớp tương đương, tiến hành theo trình tự sau:
- Từ hình dạng, kích thước móng, loại đất, vị trí tính lún, tra bảng tìm được giá trị tương ứng A
- Tính chiều dày lớp tương đương theo công thức (1.20) hay bảng tra
- Tính độ lún theo công thức:
Trường hợp có nhiều lớp đất cần thiết xác định hệ số nén tương đối trung bình a om trong phạm vi vùng chịu nén 2h s dưới đế móng (hình 1.3):
Hình 1.3.Sơ đồ tính toán độ lún bằng phương pháp lớp tương đương Ưu điểm của phương pháp lớp tương đương là cho phép đánh giá độ lún theo thời gian trên cơ sở lý thuyết cố kết thấm một chiều do sơ đồ bài toán tính lún được chuyển từ hai chiều thành bài toán một chiều.
Tính toán độ lún của nền đất theo thời gian
Tính toán độ lún của nền đất theo thời gian dựa vào lý thuyết cố kết thấm
Trong thực tế thường sử dụng khái niệm độ cố kết để tính toán độ lún của nền đất theo thời gian Theo định nghĩa, độ cố kết Ut là tỷ số giữa độ lún S t của nền đất ở thời đểm t đang xét và độ lún ổn định cuối cùng S ứng với t = ∞, tức là:
Từ biểu thức (1.24) có thể tính toán được trị số độ lún St ở thời gian t như sau:
St = UtS (1.25) Ở đây: khi t = 0: Ut = 0 và t = ∞: Ut =1
Do đó, khi 0 < t < ∞ thì 0 < Ut < 1
Tất cả các biểu thức rút ra từ lý thuyết cố kết thấm của Terzaghi được giới thiệu sau đây là dựa vào một số những giả thiết cơ bản:
- Đất ở trạng thái bão hòa nước, trong đất không có khí kín hoặc khi có thì cũng chỉ chiếm một thể tích khá nhỏ, có thể bỏ qua được
- Nước trong lỗ rỗng và hạt đất xem như không nén được
- Quá trình thoát nước lỗ rỗng chỉ xảy ra theo chiều thẳng đứng
- Tốc độ lún của đất chỉ phụ thuộc vào tốc độ thoát nước lỗ rỗng, không phụ thuộc các yếu tố khác
- Tốc độ thấm của nước trong lỗ rỗng rất nhỏ và tuân theo định luật Darcy trong tính toán quá trình cố kết của đất
- Hệ số thấm k và hệ số nén a của đất được xem không thay đổi trong quá trình cố kết
1.2.1.1 Tính toán độ lún của nền đất theo thời gian trong điều kiện bài toán cố kết thấm một chiều
Phương trình vi phân cố kết thấm một chiều theo lý thuyết cố kết của Terzaghi có dạng [18]:
(1.26) Ở đây: Cv – hệ số cố kết, phụ thuộc vào đặc tính của đất, w v a
Với: k – hệ số thấm a – hệ số nén của đất
w – trọng lượng riêng của nước
Với các giả thiết đã nêu, lời giải phương trình (1.26) với các điều kiện ban đầu và điều kiện biên thoát nước của lớp đất cố kết cho phép xác định được độ lún theo thời gian của bài toán cố kết thấm một chiều
Trường hợp lớp đất chịu tải trọng phân bố đều q (hình 1.4), đặt tải tức thời vào thời điểm t = 0 Mặt biên của lớp đất ở z = 0 và z = h được xem như thấm nước Lời giải có dạng: 2 2 2
(1.27) Đặc điểm của biểu đồ áp lực thặng dư uw trong nước và ứng suất trong cốt đất
’ = q – uw được tính ở các thời điểm khác nhau t1 hoặc t2 tương ứng theo quan hệ (1.27) được trình bày trên (hình1.4)
Hình 1.4 Các biểu đồ áp lực trong nước lỗ rỗng (u w ) và ứng suất lên cốt đất (’) trong lớp đất chịu tải trọng phân bố đều uw q z h h 1 q
Biết ứng suất trong cốt đất ở thời điểm bất kỳ t, có thể xác định độ lún của lớp đất S(t) ở thời điểm đó Lưu ý rằng quan hệ độ lún lớp đất có bề dày h có thể biểu diễn dưới dạng:
( (1.28) Ở đây: e – hệ số rỗng trung bình Đặt biểu thức (1.27) vào quan hệ (1.28) ta được:
Mặt phẳng z = h/2 (xem hình 1.4) là mặt phẳng đối xứng đối với toàn bộ biểu đồ áp lực thặng dư trong nước lỗ rỗng và là biên phân cách các dòng nước bị nén ép ra khỏi lỗ rỗng lên trên hoặc xuống dưới Do đó, mặt phẳng này có thể xem như không thấm và lời giải cho sơ đồ này với nền không thấm (hình 1.5a) có thể nhận được từ (1.27) và (1.29) bằng cách thay h bằng 2h 1 , tức là:
Hình 1.5 Áp lực trong nước và ứng suất trong cốt đất khi cố kết lớp đất dưới tác dụng của tải trọng phân bố đều (a),trọng lượng bản thân đất (b,c)và lực thấm (d)
Các lời giải cho những trường hợp thường gặp
Trong thực tế các sơ đồ tính toán thường gặp như sau:
Sơ đồ 0: ứng với biểu đồ áp lực nén phân bố theo chiều sâu có dạng hình chữ nhật (bài toán 1 chiều)
Hình 1.6 Sơ đồ 0 tính toán độ lún theo thời gian
Sử dụng các điều kiện biên và điều kiện ban đầu, ta tìm được công thức xác định độ lún theo thời gian như sau:
Sơ đồ 1: theo độ sâu, áp lực tăng dần và phân bố hình tam giác
Hình 1.7 Sơ đồ 1 tính toán độ lún theo thời gian
Trường hợp này tương ứng với ứng suất do trọng lượng bản thân lớp đất, có thể sử dụng tính toán cho các nền đất san lấp biển hoặc mở rộng xây dựng trên những khu vực thấp bằng các vật liệu địa phương:
Sơ đồ 2: khi áp lực giảm theo chiều sâu và phân bố theo định luật tam giác
Hình 1.8 Sơ đồ 2 tính toán độ lún theo thời gian
Sơ đồ này trong thực tế ứng với trường hợp khi lớp đất cố kết dưới ảnh hưởng của tải trọng ngoài tác dụng trên bề mặt, đồng thời biểu đồ phân bố ứng suất do tải trọng này gây ra có dạng gần như 1 đường thẳng Đó là trường hợp bài toán do tải trọng ngoài của móng băng hay móng đơn Lời giải cho sơ đồ này như sau:
Ngoài ra trong thực tế tính lún các nền đất theo thời gian còn có thể gặp các sơ đồ khác nữa, sơ đồ 0 - 1 và sơ đồ 0 - 2
Hình 1.9 Sơ đồ bài toán cố kết kết hợp
1.2.1.2 Tính toán độ lún do nén thứ cấp của nền đất
Do biến dạng thứ cấp của đất nền, sau giai đoạn phân tán áp lực nước lỗ rỗng thặng dư (cố kết sơ cấp) hoàn toàn, dưới tác dụng của ứng suất hữu hiệu không đổi, đất nền tiếp tục bị biến dạng Thành phần biến dạng này thường được gọi là độ lún do hiện tượng nén thứ cấp, được ký hiệu Sα
Hình 1.10 Sơ đồ xác định hệ số C α
Từ thí nghiệm thí nghiệm nén cố kết do từ biến có thể xác định được hệ số cố kết thứ cấp C bằng biểu thức sau:
(1.34) Ở đây: ho – chiều cao mẫu đất S α – biến dạng do cố kết thứ cấp t f – thời gian đạt đến độ cố kết thấm từ 95-100% Độ lún bổ sung của nền công trình sau khi hoàn tất quá trình cố kết thấm tại điểm bất kỳ của mặt nền có thể xác định bằng biểu thức sau:
Như ta đã biết, đất sét gồm những hạt khoáng, xung quanh các hạt khoáng đó được bao bọc bởi màng nước liên kết có tính nhớt Dưới tác tác dụng của tải trọng, gradient thủy lực bắt đầu tăng lên, nước trong lỗ rỗng bắt đầu bị ép ra, đồng thời nước càng thoát ra bao nhiêu thì phần tải trọng truyền lên hạt đất sẽ tăng lên bấy nhiêu Do đất sét có tính thấm nhỏ và do tính nhớt của khung kết cấu làm cho quá trình lún không kết thúc ngay sau khi nước lỗ rỗng bị ép ra hết Hiện tượng độ lún tăng dần theo thời gian do ảnh hưởng tính nhớt của khung kết cấu của đất như đã trình bày ở trên được gọi là hiện tượng từ biến Nhiều tác giả như D.W Taylor, W.Meschan, V.A.Florin và một số tác giả khác cho rằng tùy theo đặc điểm của từng loại đất mà biến dạng do cố kết thấm hoặc biến dạng do từ biến của hạt đất đóng vai trò chủ yếu hoặc thứ yếu hoặc xuất hiện đồng thời.
Tính toán chuyển vị ngang
Nguyên lý tính toán chuyển vị ngang
Trước thập niên 1980, việc tính toán thiết kế cũng như dự đoán ứng xử của nền sét dưới công trình đắp chủ yếu dựa trên giả thiết của Skempton với quan điểm là nền sét hoàn toàn không thoát nước suốt trong quá trình thi công Giả thiết này dựa trên cơ sở là hệ số thấm của sét nhỏ và thời gian thi công công trình đắp nhanh cho nên sự thay đổi độ ẩm của sét không đáng kể [4]
Trên cơ sở này việc thiết kế công trình đất đắp được phân chia làm hai giai đoạn:
- Trong quá trình thi công, nền sét không thoát nước biến dạng được tính toán với module không thoát nước Eu và hệ số Poisson νu=0,5 Áp lực lỗ rỗng được tính toán trên cơ sở lý thuyết đàn hồi hoặc trên cơ sở lý thuyết dẻo, phân tích ổn định với sức chống cắt trong điều kiện không thoát nước với phương pháp tổng ứng suất (υ=0)
- Sau khi thi công nền sét cố kết, áp lực nước lỗ rỗng giảm dần đồng thời ứng suất có hiệu và độ lún trong nền gia tăng Việc tính toán độ lún và độ lún theo thời gian dựa trên thí nghiệm cố kết và chuyển vị ngang trong nền được bỏ qua
Quan niệm thiết kế trên có thể không được thỏa đáng, đặc biệt khi so sánh kết quả tính toán theo phương pháp này với kết quả quan trắc ở nhiều công trình thì không mang lại kết quả mong muốn Như vậy cần thiết phải dựa trên kết quả quan trắc về áp lực lỗ rỗng biến dạng và phá hoại từ nhiều công trình khác nhau để phân tích bản chất ứng xử của nền sét dưới công trình đắp
Trong thiên nhiên, các lớp sét ít nhiều đều có tính quá cố kết Khi thi công một công trình đất đắp trên các lớp sét nói trên thì lộ trình ứng suất có hiệu là O’P’A’B’D’
(hình 1.11) Ở giai đoạn đầu của quá trình thi công, áp lực lỗ rỗng hình thành thấp do phần khí trong lỗ rỗng bị nén lại hoặc hòa tan trong nước hoặc do sét quá cố kết nên quá trình cố kết xảy ra nhanh, kết quả là ứng suất có hiệu phát triển nhanh theo lộ trình
O’P’ Lộ trình này gần với đường K0 và trong giai đoạn này độ lún của nền là quá trình nén lại
Hình 1.11 Lộ trình ứng suất có hiệu bên dưới công trình
Khi ứng suất có hiệu tiến về đường cong dẻo Y o ' tại P’, có nghĩa là v ' ' p thì nền sét trở nên cố kết thường Kết quả là độ cứng và hệ số cố kết giảm làm cho nền sét ứng xử hầu như theo điều kiện không thoát nước suốt trong thời gian còn lại trong quá trình thi công Trong thời gian còn lại của quá trình thi công, lộ trình ứng suất có hiệu di chuyển lên trên mặt chảy dẻo P’A’ Biến dạng của nền trong giai đoạn này là biến dạng dẻo trong điều kiện không thoát nước, tức là biến dạng trượt của sét cố kết thường Độ lún của nền gia tăng nhanh giống với sự gia tăng tải trọng từ thời điểm này
Sau khi thi công xong, nền bắt đầu cố kết, ứng suất có hiệu gia tăng theo lộ trình A’B’D’ Suốt quá trình từ ' p đến v ' 0 v ' , biến dạng của nền rất lớn và chủ yếu là biến dạng thể tích theo một phương vì lộ trình A’B’D’ rất gần với lộ trình K0 Trong giai đoạn này độ lún được xác định từ bài toán cố kết thấm một trục
Chuyển vị ngang của đất nền bên dưới chân mái dốc của các công trình cũng xảy ra tương tự như trường hợp lún ở tim Ban đầu khi đất còn ở trạng thái quá cố kết và thoát nước thì chuyển vị ngang của nền rất nhỏ so với độ lún ở giai đoạn này (O’P’) vì lộ trình ứng suất có hiệu di chuyển rất gần với đường K0 (không có chuyển vị ngang) Ở cuối giai đoạn thi công nền sét trở nên cố kết thường và không thoát nước
(P’A’), chuyển vị ngang gia tăng cùng tốc độ với độ lún Sau khi thi công (A’D’) thì quá trình cố kết của nền sét cũng gây ra chuyển vị ngang nhỏ hơn so với độ lún
Những phân tích trên cho thấy điểm quan trọng trong quá trình hình thành ứng suất trong nền trong giai đoạn ban đầu của quá trình thi công, nền ở trạng thái quá cố kết và ứng xử theo điều kiện thoát nước Vì lý do như vậy, cần phải xem xét lại những phương pháp tính toán trước đây cho rằng nền ứng xử theo điều kiện không thoát nước suốt trong quá trình thi công
Hình 1.12 Quan hệ giữa chuyển vị ngang tối đa và độ lún
Chuyển vị ngang của nền trong quá trình thi công cũng như sử dụng lâu dài được phân tích dựa trên lộ trình ứng suất có hiệu của nền trong quá trình thi công cũng như sử dụng lâu dài Hình 1.12 trình bày lộ trình ứng suất có hiệu cũng như mối quan hệ giữa độ lún s và chuyển vị ngang lớn nhất ym
Trong quá trình thi công, trong giai đoạn đầu của quá trình cố kết, chuyển vị ngang nhỏ hơn nhiều so với độ lún, tuy nhiên các thành phần biến dạng lúc này đều nhỏ vì độ cứng của nền sét Trong quá trình cố kết, nền sét chịu biến dạng trượt trong điều kiện không thoát nước Lúc này chuyển vị ngang gia tăng nhanh chóng cùng tốc độ với sự gia tăng độ lún a) b)
Hình 1.13 Lộ trình ứng suất có hiệu và mối quan hệ giữa độ lún và chuyển vị ngang
Sau khi thi công, lộ trình ứng suất có hiệu di chuyển theo đường A’B’ Độ lún của sét cố kết thường gia tăng một cách đáng kể trong khi chuyển vị ngang của nền gia tăng chậm hơn Tỷ số ξ=Δy/Δs là một hàm phụ thuộc vào kích thước, độ ổn định của mái đất và đất nền.
Chuyển vị ngang của nền đất trong quá trình thi công
Biến dạng bên dưới của nền sét liên quan trực tiếp với lộ trình ứng suất Kết quả quan trắc một đập ở Thụy Điển mô tả các giai đoạn ứng xử của nền sét trong quá trình thi công (hình 1.14)
Hình 1.14 Độ lún và áp lực nước lỗ rỗng trong quá trình thi công
Trong miền đàn hồi từ O’ đến P’ (hình 1.15), đất nền có tính nén lún không lớn cho nên độ lún nhỏ và vì ứng suất có hiệu gần với đường K0 cho nên chuyển vị ngang của nền vẫn còn nhỏ so với độ lún
Hình 1.15 Lộ trình ứng suất dưới tâm công trình
Kết hợp với số liệu từ nhiều đập khác, Tavenas cứng minh rằng trong giai đoạn của quá trình thi công, chuyển vị ngang lớn nhất của nền đất ở chân công trình đắp có quan hệ tuyến tính với độ lún S ở bề mặt bên dưới tâm công trình (hình 1.16) theo quan hệ sau đây: ym=(0,18±0,09)S
Hình 1.16 Sự thay đổi chuyển vị ngang theo độ lún của công trình trong thời gian thi công (theo Javenas et al, 1990c)
Trong giai đoạn thi công sau đó, khi chiều cao đất đắp vượt qua chiều cao tới hạn điểm P’ (hình 1.14 và 1.15) thì lộ trình ứng suất đi theo đoạn P’F’ Trong đoạn P’F’ (hình 1.15) ứng suất có hiệu theo phương thẳng đứng không đổi Lúc bấy giờ, đất sét trở thành cố kết thường, độ cứng của sét giảm thấp cho nên độ lún gia tăng (hình 1.14) Dựa trên quan trắc 12 đập, Tavenas và Leroueil chứng minh rằng độ lún của đập sau khi đạt chiều cao tới hạn có mối liên quan với sự gia tăng độ lún của công trình sau đó: Δs=(0,07±0,03)ΔH
Ngoài ra, lúc nền sét hầu như ở điều kiện không thoát nước, độ gia tăng lớn nhất theo chuyển vị ngang gần bằng với độ lún ở bề mặt nền bên dưới tâm đập (hình 1.14 và 1.16) Kết hợp nhiều số liệu, Tavenas đề nghị biểu thức quan hệ sau đây: Δym=0,19Δs
Nếu tiếp tục tăng chiều cao đất đắp cho đến khi nền phá hoại thì đầu tiên nền bị phá hoại cục bộ khi lộ trình ứng suất có hiệu gặp phải đường bao sức chống cắt Mohr – Coulomb tại điểm F’ (hình 1.15) Từ lúc này tính chất suy bền của hầu hết các loại sét làm gia tăng tốc độ phát triển áp lực lỗ rỗng trong nền, đồng thời làm tăng độ lún cũng như chuyển vị ngang của nền Đối với những đập bình thường không bị phá hoại thì cuối giai đoạn thi công, chuyển vị ngang của nền phụ thuộc vào ứng suất có hiệu của nền (hình 1.17) Đối với đập Culzac –Les-Ponts (hình 1.17a) thì ứng suất có hiệu đạt đến áp lực tiền cố kết trên toàn bộ chiều sâu của nền đều ở trạng thái cố kết thường, sự phân bố của chuyển vị ngang theo độ sâu chứng tỏ tính chất đồng nhất này Hình dạng đường cong phân bố chuyển vị ngang theo độ sâu tương tự theo lý thuyết với chuyển vị ngang lớn nhất ở hai phần ba chiều sâu của nền Đối với đập ở Saint Alban (hình 1.17b) chỉ có phần bên trên của nền trở thành cố kết thường và đường cong y=f(z) phản ảnh tính không đồng nhất này Phần dưới của địa tầng vẫn còn ở trạng thái quá cố kết đất nền vẫn còn cứng và chuyển vị ngang nhỏ trong khi đó phần bên trên chuyển vị ngang lớn vì đất nền ở trạng thái cố kết thường cho nên độ cứng kém hơn rất nhiều
Hình 1.17 Ứng suất có hiệu và chuyển vị ngang vào cuối giai đoạn thi công
Chuyển vị ngang của nền đất ở cuối giai đoạn thi công ymc bằng tổng chuyển vị ngang trong quá trình nén lại ymr với chuyển vị ngang do biến dạng trượt trong điều kiện không thoát nước ymu y mc = y mr +y mu
Chuyển vị ngang trong quá trình nén lại ymr xảy ra trong quá trình nén lại và nền cố kết ở giai đoạn ban đầu Chuyển vị ngang trong giai đoạn này nhỏ hơn độ lún rất nhiều Nghiên cứu từ 21 công trình khác nhau, Tavenas đã đưa ra biểu thức xác định chuyển vị ngang ymr như sau: y mr = (0,18±0,09)S r
Chuyển vị ngang do biến dạng trượt ymu hầu như gần bằng với độ lún S u của nền ở giai đoạn này, cũng theo Tavenas thì chuyển vị ngang ymu có giá trị như sau: y mu = (0,91±0,2)Su
Theo kinh nghiệm, Su được ước tính theo biểu thức sau:
Với Hnc - chiều cao khối đắp tại thời điểm lớp sét cố kết thường xong
Chuyển vị ngang ymu có thể viết lại như sau: y mu =(0,07±0,03)(Hr – H nc )
Hình 1.18 trình bày các biểu thức thực nghiệm diễn tả mối quan hệ giữa chuyển vị ngang tối đa đối với độ lún trong giai đoạn thi công
Hình 1.18 Quan hệ giữa chuyển vị ngang theo độ lún trong quá trình thi công
Cuối cùng, chuyển vị ngang ymc vào cuối giai đoạn thi công có thể tính toán theo độ lún Sr và độ lún S u như sau: y mc = 0,2S r + S u
Sự phân bố chuyển vị ngang theo độ sâu tùy thuộc vào trạng thái cố kết kết của sét ở bên dưới công trình Hình 1.19 trình bày các trạng thái khác nhau
Hình 1.19 Phương pháp tính toán sự phân bố chuyển vị ngang theo độ sâu ở chân mái dốc (Tavenas)
Trong giai đoạn đầu của quá trình thi công, nền đất ở trạng thái quá cố kết, biến dạng ngang thuộc loại 1 và tương ứng với lời giải theo lý thuyết đàn hồi Biểu thức chuyển vị ngang sau khi được chuyển hóa Y=f(Z) có thể trình bày dạng hàm số như sau:
Y = 1,78Z 3 – 4,72Z 2 + 2,21Z + 0,71 (1.36) Trong đó: Y = y/ym, ym được tính toán từ (1.36) y - chuyển vị ngang của nền theo độ sâu
Trong giai đoạn sau của quá trình thi công, nếu toàn bộ nền đều trở nên cố kết thường (loại 3 trong hình 1.19a) thì biến dạng ở cuối giai đoạn thi công cho thấy sự đồng nhất của nền (hình 1.19b) và sau khi chuẩn hóa nó trùng với trường hợp ban đầu (hình 1.19c) Ngược lại, nếu chỉ có một phần trở nên cố kết thường thì biến dạng ở cuối giai đoạn thi công phản ảnh sự không đồng nhất của nền (loại 2 trong hình 1.19c) Độ sâu zc là ranh giới giữa miền cố kết thường và quá cố kết, điểm uốn ở đường cong biến dạng trong hình 1.19c có thể xác định bằng cách so sánh áp lực tiền cố kết σ ’ p = f(z) và ứng suất có hiệu của nền ở cuối giai đoạn thi công Từ các kết quả trên, chuyển vị ngang của nền có thể xác định như sau:
- Chuyển vị ngang tương ứng với giai đoạn ban đầu của quá trình thi công có thể xác định bằng cách áp dụng công thức (1.36) với ym=y mr và D là chiều dày của lớp sét
- Chuyển vị ngang tương ứng với giai đoạn sau của quá trình thi công có thể xác định bằng cách áp dụng công thức (1.36) với ym=y mu và D=z c
Cộng hai chuyển vị này lại với nhau ứng với từng độ sâu.
Chuyển vị ngang của nền đất sau khi thi công
Chúng ta đã biết rằng lộ trình ứng suất có hiệu trong giai đoạn thi công là O’P’A’ (hình 1.20) và A là trạng thái ứng suất tổng ở cuối gai đoạn thi công (σv=σv0+Δσv) Sau khi thi công xong nền sét bắt đầu cố kết, ứng suất tổng không thay đổi nhưng ứng suất có hiệu gia tăng Lộ trình ứng suất có hiệu là đoạn A’B’ tương ứng với lộ trình ứng suất tổng AB
Hình 1.20 Lộ trình ứng suất và các ứng suất tổng ở tâm công trình
Nhóm của Tavenas (1979), Bourges và Mieussens (1979) đã phân tích chi tiết kết quả quan trắc chuyển vị ngang của nhiều công trình đập và đưa ra hai nhận xét rất hữu ít như sau:
- Thứ nhất, chuyển vị ngang theo độ sâu của nền bên dưới đập không thay đổi sau khi thi công
- Thứ hai, tỷ số giữa chuyển vị ngang và độ lún cố kết là hằng số
Từ kết quả quan trắc 8 đập ở Pháp, Na Uy, Canada và ở những nơi khác, Tavenas đã rút ra mối quan hệ giữa chuyển vị ngang lớn nhất với độ lún cố kết như sau: Δym=(0,16±0,02)Δs (1.37)
Biểu thức trên tương tự như biểu thức mối quan hệ trong quá trình cố kết ban đầu
Chuyển vị ngang sau khi thi công ym(t) tỷ lệ với độ lún cố kết S(t) có thể xác định như sau: ym(t) = ξ S(t)
Hệ số ξ phụ thuộc vào nhiều yếu tố và được xem là phụ thuộc vào bề rộng L hoặc độ dốc β của mái dốc, chiều dày D của lớp sét và hệ số an toàn của mái đất, những yếu tố xác định sức chống cắt tại A’ là trạng thái ứng suất ở cuối giai đoạn thi công (Hình 1.21b), tuy nhiên cho đến nay người ta chỉ thành lập được mối quan hệ giữa ξ và β với hệ số an toàn nằm trong khoảng 1,25 ÷ 1,5 Quan hệ này được trình bày trong hình 1.22 và có thể sử dụng vào việc thiết kế
Chú ý rằng hình 1.21 chỉ nên áp dụng trong giai đoạn đầu của quá trình thi công, càng về sau chuyển vị ngang thay đổi càng ít cho nên ξ phải phụ thuộc vào thời gian
Việc tính toán chuyển vị ngang thực sự đáng tin cậy với khoảng thời gian vài năm và độ cố kết của nền nhỏ hơn 50%
Hình 1.21 Các thông số ảnh hưởng đến mối quan hệ giữa chuyển vị ngang với độ lún dài hạn
Hình 1.22 Quan hệ giữa tỷ số ξ với góc mái dốc β
Chuyển vị ngang của nền đất trong trường hợp thi công nhiều đợt
Nguyên tắc của quá trình thi công từng đợt là sau mỗi giai đoạn thi công, nền sẽ cố kết dưới trọng lượng bản thân đập, hệ số rỗng giảm và sức chống cắt của đất nền tăng lên Một đập đất được thi công đến một chiều cao nào đó với một hệ số an toàn nhất định đều có thể nâng cao hơn sau một thời gian cố kết nhất định nào đó [4]
Lộ trình ứng suất của những điểm nằm bên dưới và nằm trên trục của một công trình đắp được thi công từng đợt (hình 1.23) Trạng thái ứng suất ở cuối giai đoạn thi công ban đầu được mô tả bởi điểm A’ trong hình và nền sét lúc bấy giờ ở trạng thái cố kết thường, sau đó nền đất cố kết, áp lực lỗ rỗng thặng dư tiêu tán và ứng suất có hiệu gia tăng theo lộ trình A’B’ Trong đợt thi công thứ hai tiếp theo, nền sét đã ở trạng thái cố kết thường và ứng xử theo cơ chế không thoát nước.Trạng thái ứng suất có hiệu di chuyển trên mặt chảy dẻo theo lộ trình B’D’
Sau đợt thi công thứ hai, nền sét tiếp tục cố kết và ứng suất có hiệu tiếp tục gia tăng theo lộ trình D’E’ Nếu sau đó tiếp tục chất đợt tải thứ ba thì trạng thái ứng suất tiếp tục di chuyển trên mặt chảy dẻo mới theo lộ trình E’G’ Nếu ở đợt thứ ba chất tải đến khi nền phá hoại thì các phân tố đất bị phá hoại cục bộ ứng với trạng thái ứng suất tại F’E và tiếp tục suy bền cho đến khi đạt trạng thái tới hạn tại điểm C’E và tương ứng với hệ số rỗng mới
Như vậy đối với công trình thi công nhiều đợt, người thiết kế cần phải tính toán chiều cao mái đất mỗi lần thi công sao cho nền vẫn còn ổn định, sự gia tăng sức chống cắt trong quá trình cố kết cũng như thời gian đạt được giá trị gia tăng đó
Chiều cao của mái đất thi công đợt đầu tiên được xác định từ việc phân tích ổn định của mái đất
Hình 1.23 Lộ trình ứng suất có hiệu dưới tâm công trình trường hợp thi công nhiều đợt
Khi thi công đợt đầu tiên, nền sét được đặc trưng bằng áp lực tiền cố kết σ’p, đường cong chảy dẻo tương ứng là Y0 và trạng thái tới hạn tương ứng là điểm C’ (hình
1.24b) Lộ trình ứng suất có hiệu trong giai đoạn thi công ban đầu là đường O’P’A’, nền đạt trạng thái cố kết thường tại điểm P’ Nếu tiếp tục chất tải cho nền đến phá hoại thì phá hoại cục bộ bắt đầu tại F’ và sức chống cắt trung bình τf sẽ nằm giữa điểm F’ và điểm trạng thái tới hạn C’ được xác định như sau: τf =ασ’ p (1.38)
Sau khi thi công đợt đầu tiên nền sét sẽ cố kết và ứng suất có hiệu tăng từ σ’p đến σ’v1, trạng thái tới hạn tăng từ C’ đến C’1 Sau khi nền đạt tới trạng thái ứng suất có hiệu σ’v1 bắt đầu thi công giai đoạn hai thì lộ trình ứng suất có hiệu di chuyển theo đường B’F’1 và sức chống cắt lúc bấy giờ sẽ nằm giữa F’1 và C’1 và bằng: τf =αc σ’v1 (1.39)
Hình 1.24 Lộ trình ứng suất có hiệu bên dưới công trình thi công nhiều đợt Đối với những điểm bên dưới mái dốc hoặc bệ phản áp chẳng hạn tại N, các trục ứng suất chính đã thay đổi, có nghĩa là ứng suất theo phương thẳng đứng không còn là ứng suất chính nữa và không thể xác định được lộ trình ứng suất có hiệu Chỉ có thể nói rằng, phần lớn nền đã trở nên cố kết thường và như vậy sức chống cắt nền phải gia tăng Nói cách khác những điểm ở xa như O chẳng hạn, đất nền vẫn còn ở trạng thái quá cố kết và sức chống cắt của đất không gia tăng Ngoài ra, ứng suất có hiệu thay đổi dọc theo cung trượt do cấu tạo hình học của mái đất và những điểm gần biên thấm thì hiện tượng cố kết xảy ra nhanh Với những yếu tố ở trên có thể phán đoán rằng αc trong (1.38) khác với (1.39), như vậy: τf =α c σ’ v1 ≥αcσ’p (1.40)
Việc xác định sức chống cắt phụ thuộc vào việc chọn các giá trị αc và σ’v1 Trên cơ sở phân tích các trường hợp mái đất bị phá hoại trong giai đoạn đầu của quá trình thi công, αc có thể chọn như sau: αc = α = 0,22 (1.41)
Tuy nhiên, ứng suất có hiệu cũng như sức chống cắt tăng nhiều ở vùng nằm bên dưới tâm công trình, nơi nền chịu nén đến khi phá hoại Giá trị cục bộ τf/σ’v1 tương ứng với cơ chế phá hoại này lớn hơn 0,22
Nhiều công trình ở Pháp cũng như ở Canada đã xây dựng thành công với αc=0,25 Sau cùng công thức xác định như sau: τf = 0,25σ’v1 (1.42)
Công thức trên được đề nghị tính toán ổn định cho trường hợp thi công nhiều giai đoạn, miễn là σ’v1>σ’p
Ngoài ra theo Jean-Pierre Magnan, trong trường hợp sử dụng cu từ thí nghiệm UU hoặc CIU thì sau mỗi đợt thi công và nền đạt được cố kết là U thì τf có thể lấy như sau: τf = cu+Δcu (1.43) Trong đó, Δcu được chọn như sau: Ở dưới tâm mái đất: Δc u =γ r H 1 Utgφ cu (1.44)
Nếu dọc theo cung trượt nên chọn: Δc u = (γ r H 1 Utgφ cu )/2 (1.45)
Trong đó: γ r – trọng lượng đơn vị đất đắp H1 – chiều cao đất đắp từng đợt U – độ cố kết υcu – góc ma sát trong điều kiện cố kết không thóa nước
Trong trường hợp thi công nhiều đợt, điều cần lưu ý là trong trường hợp thi công nhiều đợt thì rất có thể có những lớp sét khác nhau của nền không cùng trở thành cố kết thường trong đợt đắp đầu tiên, yếu tố này phải được xét đến trong quá trình xác định sự phân bố của chuyển vị ngang theo độ sâu
Trong giai đoạn cố kết chuyển vị ngang cũng như chuyển vị ngang lớn nhất tăng chậm so với độ lún cố kết (1.42) Suốt trong quá trình chất tải của những lần sau đó nền sét đã trở thành cố kết thường, lộ trình ứng suất có hiệu là các đường B’D’ và E’G’ (hình 1.24) và ứng xử của nền tương tự như giai đoạn hai của lần chất tải ban đầu với Δym gần bằng Δs
Theo quan sát của Ladd và đồng nghiệp 1994, về chuyển vị ngang và lún ở tâm của nền sét dưới công trình đất đắp (hình 1.25 và hình 1.26) như sau:
Hình 1.25 Chuyển vị ngang của đất nền dưới đập theo độ sâu (đập I-95 Sec 246 theo Ladd và đồng nghiệp 1994)
Chuyển vị ngang dưới đập đất đạt giá trị cực đại ở độ sâu khoảng 20m (khoảng D) và chuyển vị giảm dần, ở độ sâu khoảng 45m hầu như không có chuyển vị ngang ở tất cả cá vị trí (I-3, I-4, I-5, I-6 ) quan trắc chuyển vị ngang
Hình 1.26 Lún theo thời gian của đất nền dưới tâm đập (SRI I-95 Sec 246)
Kết quả quan sát đập Rio de Janeiro Trial chuyển vị ngang lớn nhất cách tâm đập theo phương ngang được ghi nhận như hình 1.27
Hình 1.27 Chuyển vị ngang lớn nhất của đất nền dưới đập theo phương ngang
(đập Rio de Janeiro Trial)
Hình 1.27 biểu diễn kết quả chuyển vị ngang lớn nhất dưới đập bằng nhiều phương pháp quan trắc khác nhau, mục đích xác định vị trí chuyển vị ngang đạt giá trị lớn nhất cách tâm đập theo phương ngang Chuyển vị ngang đạt giá trị lớn nhất tại vị trí 20m (chân mái taluy), ở vị trí 40m cách tâm đập theo phương ngang xem như không có chuyển vị ngang.
Nhận xét và phương hướng của đề tài
Cho đến nay, ngoài độ lún được tính toán từ nhiều phương pháp thì chuyển vị tại các vị trí trong nền đất yếu được ghi nhận bằng hàng loạt thực nghiệm thực tế và được sử dụng để phân tích Mức độ chuyển vị ngang của đất nền thường được ước lượng căn cứ vào độ lún của đất nền
Chuyển vị ngang tăng dần đến giá trị cực đại và giảm dần theo độ sâu Chuyển vị ngang đạt giá trị lớn nhất tại chân mái taluy và tắt dần khi càng xa mái taluy công trình Để đánh giá đặc điểm và mức độ chuyển vị trong nền đất có thể sử dụng phương pháp phần tử hữu hạn với các mô hình sẵn có
Trong nội dung luận văn, chúng tôi tiến hành nghiên cứu đánh giá chuyển vị của đất nền trên cơ sở lý thuyết đàn hồi bằng chương trình tự thiết lập Kết quả tính toán được so sánh với kết quả quan trắc
CHƯƠNG 2 QUAN HỆ GIỮA TẢI TRỌNG VÀ CHUYỂN VỊ
TRÊN CƠ SỞ LÝ THUYẾT ĐÀN HỒI
Cơ sở lý thuyết đàn hồi xác định chuyển vị dưới tác dụng tải trọng ngoài
Trong tính toán các bài toán Địa cơ, vật liệu thường được giả thiết ứng xử tựa đàn hồi tuyến tính Cơ sở lý thuyết đàn hồi cũng được áp dụng rộng rãi trong các Tiêu chuẩn xây dựng hiện nay Từ lý thuyết đàn hồi áp dụng cho bài toán phẳng, chuyển vị theo phương đứng và phương ngang có thể được biểu diễn dưới dạng [5]:
(2.1) Ở đây: x, z – tọa độ điểm đang xét
E, - module biến dạng và hệ số Poisson của vật liệu Tổng chuyển vị của điểm đang xét trong trường hợp này có thể xác định được bằng công thức đơn giản sau: s u 2 v 2
Dễ thấy rằng trong bài toán biến dạng phẳng: y = (x+z), nên giá trị ứng suất nén đẳng hướng khi biết ứng suất theo phương đứng z và theo phương ngang x có thể xác định bằng biểu thức:
1 3 (2.2) Để xác định độ lún theo thời gian trên cơ sở lý thuyết cố kết thấm trong điều kiện bài toán phẳng cần thiết phải phân chia độ lún ra làm 2 thành phần: do biến dạng thể tích và do biến dạng hình dạng Trong trường hợp này, thay biểu thức xác định chuyển vị đứng (2.1) bằng công thức sau:
Hoặc: v1 = vs + vv Ở đây: vs – chuyển vị đứng do biến dạng hình dạng, h z z dz
G v s 2 vv – chuyển vị đứng do biến dạng thể tích, h z
Với: h – bề dày lớp chịu nén
K – module biến dạng thể tích: K 31 2
G – module biến dạng hình dạng:
2.2 Áp dụng đánh giá chuyển vị trong môi trường đất
Trong các bài toán Địa cơ, các đặc trưng cơ lý sử dụng cho tính toán áp dụng đều được xem như không đổi Đối với đất loại sét bão hòa nước, là loại đất dễ bị nén chặt dưới tác dụng của tải trọng ngoài, độ biến dạng ổn định sau khi hoàn tất quá trình cố kết thấm khá lớn Tuy nhiên, so với toàn bộ độ biến dạng ổn định cuối cùng, mức độ biến dạng ban đầu có thể chiếm từ 10 – 30% hay nhiều hơn so với độ lún ổn định tùy thuộc vào loại đất, trạng thái ứng suất và mức độ bão hòa Trên cơ sở các kết quả thí nghiệm trong phòng và lý thuyết độ chặt – độ ẩm, có thể nhận thấy rằng các đặc trưng cơ lý tương ứng với trạng thái nén chặt của đất nền, trong đó, kể cả các đặc trưng biến dạng Do vậy, các chỉ tiêu cơ lý áp dụng cho tính toán được chọn lựa phù hợp với thời điểm dự tính sau khi gia tải, vận tốc cắt, nén phụ thuộc vào điều kiện thoát nước, đặc trưng thấm, trạng thái ổn định của đất nền
Kết quả thí nghiệm nén đơn và nén ba trục với các tốc độ khác nhau trên cùng một loại đất cho thấy với tốc độ nén lớn hơn thì giá trị module biến dạng thu nhận được lớn hơn Giá trị module biến dạng trong điều kiện thí nghiệm không thoát nước lớn hơn giá trị module biến dạng trong điều kiện thoát nước Thí nghiệm nén không nở hông cũng cho kết quả tương tự, thời gian cho một cấp tải trọng ít hơn, tốc độ nén lớn hơn, thì module biến dạng thu nhận được có giá trị lớn hơn Để đánh giá trạng thái ứng suất biến dạng ban đầu (khi nước lỗ rỗng thặng dư chưa kịp thoát ra hoàn toàn) có thể sử dụng module biến dạng xác định bằng thí nghiệm nén ba trục theo sơ đồ không thoát nước (Eu) với áp lực hông tương ứng với độ sâu lấy mẫu (’3 = ’.z) Đất loại sét là loại đất có hệ số thấm bé, quá trình cố kết thấm diễn ra rất chậm và kéo dài, đa số các trường hợp, thời gian đạt đến độ lún ổn định của công trình có thể tới hàng chục năm hoặc lâu hơn Ở thời điểm ban đầu, sau khi đặt tải, nước lỗ rỗng chưa kịp thoát ra, đất nền khi đó có thể xem như là một môi trường liên tục một pha, quan hệ ứng suất biến dạng của đất nền có thể được xét một cách “tổng thể” Trong giai đoạn này, có thể đánh giá trạng thái ứng suất biến dạng bằng tổng ứng suất
Module biến dạng thể tích tổng thể của đất nền sử dụng để đánh giá trạng thái ứng suất biến dạng ban đầu có dạng: n K K K tot sk w (2.4) Ở đây: Ksk – module biến dạng thể tích khung cốt đất, xác định bằng thí nghiệm ba trục thoát nước hay từ kết quả thí nghiệm nén cố kết đến khi áp lực nước lỗ rỗng hoàn toàn phân tán
E 0 – module tổng biến dạng của đất ν – hệ số Poisson, được lấy theo loại đất Đối với sét mềm bão hòa nước chọn ν=0,3 [8] n – độ rỗng Kw – module biến dạng thể tích nước lỗ rỗng
Sử dụng định luật Boyle-Mariot (khi nhiệt độ không đổi, tích số giữa áp lực và thể tích khí không đổi) và định luật hòa tan các chất khí trong dung dịch (Định luật Henry phát biểu rằng: ở điều kiện nhiệt độ không đổi, trọng lượng của khí hòa tan trong một thể tích xác định của của chất lỏng tỷ lệ thuận với áp lực khí), Bishop và Skempton kiến nghị công thức xác định hệ số nén tương đối nước lỗ rỗng như sau:
Với: p o – áp lực ban đầu trong nước lỗ rỗng
Sr – Độ bão hòa của đất
H – hằng số hòa tan Henry
uw – độ thay đổi áp lực nước lỗ rỗng
Rõ ràng hệ số nén ép tương đối của nước lỗ rỗng phụ thuộc vào độ bão hòa và có quan hệ phi tuyến với áp lực nén tác dụng Để đơn giản cho việc áp dụng vào tính toán có thể chọn giá trị trung bình, từ giá trị nhỏ nhất ban đầu của áp lực thặng dư uw
= 0 đến giá trị lớn nhất khi chịu tác dụng của tải trọng ngoài uw = , với - áp lực nén đẳng hướng do tác dụng của tải trọng ngoài Trong điều kiện tự nhiên, nước lỗ rỗng ở vị trí đang xét trong nền còn chịu tác dụng của áp lực thường xuyên do cột áp khí quyển và áp lực thủy tĩnh của cột nước bên trên Căn cứ vào biểu thức (2.5), có thể viết lại công thức xác định hệ số nén tương đối của nước lỗ rỗng như sau:
2 1 1 (2.6) Ở đây: po – áp lực ban đầu của nước lỗ rỗng trong điều kiện tự nhiên po = patm + w.z, với: patm – áp lực khí quyển (100KPa), w – trọng lượng riêng của nước (10KN/m 3 ), z – độ sâu khảo sát
Kết quả thực nghiệm và tính toán cho thấy công thức đề nghị (2.6) phù hợp và có thể sử dụng để đánh giá sự phân bố áp lực nước lỗ rỗng thặng dư ban đầu trong nền đất bão hòa nước Hệ số nén thể tích của nước được xác định theo biểu thức sau [5] w w m
Xem đất nền ở giai đoạn đầu sau khi gia tải ứng xử như môi trường liên tục, các giá trị ứng suất được xác định bằng tổng ứng suất Trên cở sở lý thuyết đàn hồi, hệ số Poisson tổng thể của đất bão hòa được đề nghị xác định bằng biểu thức sau [5]:
Từ đó dễ dàng nhận được giá trị module biến dạng cắt tổng thể bằng biểu thức sau:
Từ công thức (2.3), có thể chia độ lún ra làm hai thành phần: độ lún do biến dạng hình dạng Ss và độ lún do biến dạng thể tích Sv, ta có:
Xác định trạng thái ứng suất tại một điểm trong nền dưới tác dụng của tải trọng ngoài
Tải trọng phân bố đều trên diện hình băng
Có thể thấy rằng để đánh giá chuyển vị tại một điểm bất kỳ trong nền, cần thiết phải xác định được trạng thái ứng suất tại điểm đó khi có tải trọng ngoài tác dụng [3]
Tải phân bố trên diện tích băng là dạng rất thường gặp trong nền móng công trình như: móng băng, đường, đê, đập
Xét tải q phân bố đều dọc theo chiều dài và bề rộng cố định B+ như ở hình
2.1 Khảo sát một đoạn dx, giá trị tải tương ứng là q.dx gây ra suất tại điểm A được xác định theo công thức sau:
2 ( )cos 4 z d z qdx (2.16) Khi x=ztanθ và dx=zsec 2 θ.dθ
Hình 2.1 Tải trọng phân bố diện hình băng
Lấy tích phân từ θ1 đến θ2
Tương tự, tính được x và xz:
(2.19) Các thành phần ứng suất do tải trọng hình băng phân bố đều tại điểm A(x, z) có thể biểu diễn theo cách khác như sau :
(2.22) Tương ứng các thành phần ứng suất chính có dạng:
Trường hợp đặc biệt khi điểm A nằm trên mặt phẳng đối xứng trục của tải trọng như hình 2.1.c Ứng suất z và x sẽ trở thành thành phần ứng suất chính và xz=0
(2.26) Ứng suất tại điểm (x,z) do tải trọng hình băng trên đoạn (-b,+b) sẽ là :
. 2 z b b z x z x p d b x z x p z b b z x b z x z p b z x arctgb z x arctgb d p x z p z b b z x b z x z p b z x arctgb z x arctgb d p x z x p b b xz b b z b b x
Hình 2.2 Sơ đồ các thành phần ứng suất tác dụng của lực phân bố đều hình băng đặt vuông góc với mặt phẳng ngang
Từ (2.27) có thể xác định các thành phần ứng suất x , y , xz tại điểm bất kỳ trong nền Để xác định các thành phần ứng suất có thể sử dụng sự trợ giúp của các chương trình tính toán Matcad, Matlab.
Trạng thái ứng suất dưới tác dụng của tải trọng khối đất san lấp dạng hình thang cân
Việc xác định các thành phần ứng suất trong trường hợp tải trọng phân bố hình thang (tải trọng của khối đất đắp) gặp khó khăn hơn so với trường hợp tải trọng phân bố đều Nếu tra bảng hoặc tính toán thông thường thì các thành phần ứng suất tại một điểm bất kỳ sẽ là tổ hợp của các thành phần ứng suất do tải trọng phân bố đều và tải trọng của tam giác Khác với tải trọng phân bố đều, tải trọng do trọng lượng bản thân công trình đất đắp phân bố dưới dạng hình thang cân Biểu đồ ứng suất lên bề mặt đất nền là một hàm không khả vi trên toàn bộ phạm vi tải trọng Để sử dụng các biểu thức xác định các thành phần ứng suất, có thể sử dụng phương pháp phân chia biểu đồ tải trọng thành bậc thang (hình 2.3), tức là thay thế tải trọng hình thang cân bằng tải trọng hình bậc thang
Chia biểu đồ tải trọng hình thang thành N bậc, chiều cao mỗi bậc trong trường hợp này là p/N, còn bề rộng của bậc đang xét có thể được xác định bằng biểu thức sau:
Với: n – số thứ tự bậc
Hình 2.3 Sơ đồ phân chia tải trọng hình thang cân thành từng bậc dạng băng
Nhận xét chương 2
Trên cơ sở mô hình đàn hồi khi chưa đạt trạng thái cân bằng giới hạn, có thể đánh giá chuyển vị tại một điểm bất kì khi biết được các thành phần ứng suất tác dụng, có thể xác định được độ lún tức thời và độ lún cố kết sơ cấp ứng với các đặc trưng của đất nền được xác định trong điều kiện tương ứng Đối với độ lún tức thời, sử dụng các đặc trưng cơ lý của thí nghiệm trong điều kiện không thoát nước Đối với độ lún cố kết sơ cấp, sử dụng các đặc trưng cơ lý của thí nghiệm cố kết thoát nước hay từ kết quả nén cố kết đến khi mẫu đất đạt giá trị độ lún cố kết sơ cấp.
ĐÁNH GIÁ CHUYỂN VỊ CỦA ĐẤT NỀN DƯỚI TÁC DỤNG CỦA TẢI TRỌNG NGOÀI TRÊN CƠ SỞ LÝ THUYẾT ĐÀN HỒI
Đánh giá chuyển vị của đất nền dưới tác dụng của tải hình băng
Áp dụng tính toán cho móng băng trên nền thiên nhiên: Một móng băng có bề rộng 3m dài 25m, dưới hàng cột, tổng tải trọng tiêu chuẩn tại các chân cột là 4200kN
Móng ở độ sâu 2m trên lớp cát pha sét có bề dày 10m Mực nước ngầm cách mặt đất 2,5m
Các đặc trưng cơ lý của đất nền được xác định từ kết quả thí nghiệm như sau: độ ẩm W = 32,7%; trọng lượng riêng tự nhiên γ = 18KN/m 3 ; trọng lượng riêng bão hòa γsat = 19KN/m 3 ; hệ số rỗng e = 1,02; độ rỗng n = 46,4%; độ bão hòa S r = 98,7%
Module tổng biến dạng E0 của lớp cát pha sét được xác định bằng thí nghiệm nén cố kết trong phòng với cấp áp lực 0-400 kN/m 2 ứng với đường cong nén có độ dốc đặc trưng cụ thể như hình 3.1
Module biến dạng thể tích tổng thể xác định từ thí nghiệm nén ba trục trong điều kiện không thoát nước (CU) có giá trị Eu = 13920KN/m 2 Việc ước lượng độ lún có thể thực hiện được khi đã xác định được các thành phần ứng suất
Tính toán các đặc trưng cơ lý cho bài toán mô phỏng: Áp lực gây lún tại đáy móng:
zP1 = 22x2+18x0,5+(19-10)x3,5 = 84,5KN/m 2 (ứng với trọng lượng bản thân tại điểm trung bình lớp đất)
k z =0,44066 zgl=k z P gl =0,44066x64(,2KN/m 2 (ứng suất do tải trọng ngoài gây ra tại điểm trung bình lớp đất)
zP2 =zP1 +zgl = 84,5+28,22,7 KN/m 2 (ứng với trạng thái ứng suất do trọng lượng bản thân và tải trọng ngoài tại giữa lớp đất đang xét)
Từ biểu đồ đường cong thí nghiệm nén cố kết (hình 3.1) ta có:
Hình 3.1 Biểu đồ đường cong nén cố kết của mẫu cát pha sét
Trên cơ sở lý thuyết đã nêu ở chương 2, chuyển vị đứng tại một điểm bất kỳ được xác định như sau:
* Độ lún ban đầu S(0) tại tâm diện san lấp với giả thiết đó là độ lún tức thời khi công trình vừa san lấp xong được xác định theo công thức (2.12): Áp lực nén, P (kN/m 2 )
Với S s - độ lún do biến dạng hình dạng
S v - độ lún do biến dạng thể tích
+ Ktot -module biến dạng thể tích tổng thể ban đầu theo biểu thức (2.4): n K K K tot sk w = 3,666 x 10 4 KN/m 2 Ở đây:
Ksk – module biến dạng thể tích khung cốt đất
3,867x10 3 KN/m 2 G sk – module biến dạng hình dạng
K w - hệ số nén thể tích của nước được xác định theo biểu thức (2.7): w w m
Với m w - hệ số nén thể tích nước lỗ rỗng theo biểu thức (2.5):
+ Gtot- module biến dạng cắt tổng thể theo biểu thức (2.9):
- Các thành phần ứng suất σ x , σ z và σ được xác định như sau:
+ Ứng suất theo phương đứng σz(x,z) và ứng suất theo phương ngang σx(x,z) (với x = 0m, z = 4m) xác định theo biểu thức (2.29), (2.28) có giá trị: σz(0,4) = 28,262 KN/m 2 σx(0,4) = 0,973 KN/m 2
+ Ứng suất nén đẳng hướng tại điểm trung bình trong lớp đất xác định theo công thức:
* Độ lún ổn định cuối cùng S() tại tâm diện san lấp theo biểu thức sau (2.15)
Trong trường hợp này, chúng tôi chọn lựa sử dụng phần mềm Mathcad cho tính toán Kết quả tính toán thể hiện dưới dạng các biểu đồ thiết lập
Hình 3.2 Độ lún đất nền theo phương ngang dưới đáy móng băng ở thời điểm ban đầu và sau khi ổn định (m)
Hình 3.3 Đường đồng giá trị chuyển vị đứng tức thời tại các vị trí trong nền
Hình 3.4 Đường đồng giá trị chuyển vị đứng ổn định tại các vị trí trong nền
Chuyển vị ngang được xác định theo biểu thức (2.1):
Hình 3.5 Chuyển vị ngang của đất nền dưới mép móng băng theo độ sâu
Từ kết quả tính toán có thể thấy rằng độ lún của móng băng bao gồm hai thành phần: độ lún do nén ép thể tích và độ lún do đất nền bị trượt ngang Ở đây độ lún ổn định do nén ép thể tích chiếm 43% và độ lún do trượt ngang chiếm 57% tổng độ lún
Tỷ lệ này phụ thuộc đáng kể vào hệ số Poisson Cũng nên lưu ý rằng ở các phương pháp xác định độ lún khác nhau như cộng lún lớp phân tố, lớp tương đương thì giá trị độ lún phụ thuộc vào thành phần ứng suất theo phương đứng z Ứng suất tại tâm diện gia tải có giá trị lớn hơn ứng suất tại mép nền 4 lần nên giá trị độ lún tại tâm diện gia tải lớn hơn độ lún tại mép nền 4 lần Với phương pháp phân chia độ lún thành hai thành phần thì sự khác biệt này không đáng kể Điều này cho thấy phương pháp phân
(m) chia độ lún thành hai thành phần cho phép dự tính phạm vi độ lún hẹp hơn so với các phương pháp khác đã nêu
Chương trình tự thiết lập còn cho phép xây dựng các đường đồng giá trị chuyển vị đứng và ngang của đất nền dưới tác dụng của tải trọng ngoài Kết quả tính toán cho trường hợp diện gia tải hình băng với tải trọng phân bố điều thể hiện ở hình 3.2 đến hình 3.5
Từ hình 3.5, có thể thấy rằng chuyển vị ngang ở mặt phẳng thẳng đứng tại mép móng có dạng phi tuyến theo độ sâu Trong phạm vi 0,5m kể từ đáy móng, đất nền có khuynh hướng chuyển vào phía trong của mép móng, điều này hoàn toàn hợp lý do dưới đáy móng hình thành nêm nén chặt Vùng chuyển vị ngang lớn nhất dưới diện gia tải từ kết quả tính toán dao động trong phạm vi 1,5-2m (xấp xỉ 1/2÷2/3 bề rộng móng) và chuyển vị ngang có giá trị lớn nhất là 0,3cm, tương đương 5% độ lún ổn định Từ đây, càng xuống sâu giá trị chuyển vị ngang càng giảm nhưng không đạt giá trị bằng không kể cả ở biên chịu nén là 8m
Có thể nhận thấy rằng, mô hình tính toán là mô hình cột đất Đối với mẫu nén dọc trục (nén đơn, nén ba trục), vùng phình ngang lớn nhất thường ở giữa mẫu Đối với bài toán tính toán vùng phình ngang lớn nhất không ở giữa mà có khuynh hướng ở gần phía diện gia tải (đáy móng) và ở độ sâu 1/2÷2/3 bề rộng diện gia tải.
Đánh giá chuyển vị của nền đất yếu dưới tác dụng của công trình đất đắp
3.2.1 Giới thiệu công trình và điều kiện địa chất công trình Để đánh giá chuyển vị của nền đất yếu dưới công trình đất đắp, chúng tôi lựa chọn bối cảnh nền đất dưới nền đường đắp cao vào cầu Phú Mỹ phía Quận 2, thành phố Hồ Chí Minh Trong trường hợp này, chiều cao đắp lớn nhất có giá trị đến 5,5m Để tránh sự phá hoại do trượt khi đắp, cần thiết phải sử dụng bệ phản áp Theo kết quả tính toán thiết kế, chiều cao bệ phản áp được lựa chọn là 2,5m
Quá trình đắp được thực hiện theo từng giai đoạn Trong nội dung luận văn, các yếu tố xử lý nền không được xét đến mà chủ yếu tập trung phân tích xu hướng chuyển vị cũng như giá trị chuyển vị Kết quả tính toán mô phỏng được sử dụng để so sánh với kết quả quan trắc nhằm lựa chọn phương pháp tính toán hợp lý cho đất nền khu vực
Hồ sơ khảo sát địa chất cho thấy đây là khu vực đất yếu, dưới dạng bùn sét trạng thái dẻo nhão tới nhão có bề dày trung bình 14m, cao độ đáy -11,39m, có cường độ thấp và tính nén lún cao, bên dưới là các lớp đất tốt hơn
Hình 3.6 Sơ đồ mặt cắt ngang kích thước khối đắp
Căn cứ vào hồ sơ khoan khảo sát địa chất công trình, kết quả thí nghiệm hiện trường và thí nghiệm mẫu trong phòng, đặc trưng cơ lý các lớp đất được tóm tắt như sau:
Lớp 1: Bùn sét, trạng thái dẻo nhão tới nhão, màu xám xanh, xám đen, bề dày trung bình 14m
+ Khối lượng riêng tự nhiên : ρ = 1,53 g/cm 3 + Khối lượng riêng khô : ρ d = 0,92 g/cm 3
+ Lực dính hữu hiệu : c’ = 6 KN/m 2
+ Góc ma sát trong hữu hiệu : ’ = 23,5 o + Hệ số nén lún : a1-2 = 0,256 cm 2 /kG
Lớp 2: Sét pha màu xám trắng, nâu đỏ, trạng thái dẻo mềm – dẻo cứng, bề dày trung bình 9,0m
+ Khối lượng riêng tự nhiên : ρ = 1,97 g/cm 3 + Khối lượng riêng khô : ρ d = 1,66 g/cm 3
+ Lực dính hữu hiệu : c’ = 0,44 kG/cm 2
+ Góc ma sát trong hữu hiệu : ’ = 13,6 o
Lớp 3: Sét màu xám xanh, trạng thái dẻo cứng, bề dày trung bình 7,0m
+ Khối lượng riêng tự nhiên : ρ = 1,73 g/cm 3 + Khối lượng riêng khô : ρ d = 1,24 g/cm 3
+ Lực dính hữu hiệu : c’ = 0,236 kG/cm 2 + Góc ma sát trong hữu hiệu : ’ = 13,1 o
Lớp 4: Cát pha lẫn ít sạn sỏi màu xám vàng, trạng thái dẻo, bề dày trung bình 8.0m
+ Khối lượng riêng tự nhiên : ρ = 2,00 g/cm 3 + Khối lượng riêng khô : ρ d = 1,72 g/cm 3
+ Lực dính hữu hiệu : c’ = 0,119 kG/cm 2 + Góc ma sát trong hữu hiệu : ’ = 23,7 o
Lớp cát sử dụng san lấp:
+ Dung trọng riêng : γ = 17,5KN/m 3 + Góc ma sát trong hữu hiệu : φ’ = 28 o 59’
+ Lực dính hữu hiệu : c’ = 1 KN/m 2 + Mô đun tổng biến dạng : E o = 20000 KN/m 2
3.2.2 Đặc điểm chuyển vị của nền đất yếu từ kết quả quan trắc địa kỹ thuật
SP 14 (E 3) ĐI QUẬN 7ĐI QUẬN 2
Hình 3.7 Mặt bằng bố trí thiết bị quan trắc địa kỹ thuật đường dẫn vào cầu Phú Mỹ
Mặt cắt ngang của nền đắp đường dẫn công trình Cầu Phú Mỹ được thể hiện hình 3.6 gồm một nền cát đắp cao 5,5m được đắp theo từng giai đoạn, bề mặt rộng 27m, mái dốc taluy 1:3, chiều dài giật cấp 13m, phạm vi tổng cộng của nền 86m được đắp trên nền bùn sét yếu có bề dày trung bình 14m, dưới là lớp sét pha có chiều dày trung bình 9m và dưới cùng là lớp sét có chiều dày trung bình 7m
Tại vị trí I2P đặt thiết bị đo lún theo phương ngang của đất nền, tại vị trí B1 cách chân taluy 14,5m và B2 cách tâm nền 10m gắn thiết bị đo lún (lắp bàn đo lún), tại vị trí E1 gắn thiết bị đo lún theo chiều sâu (lắp con nhện); vị trí bố trí các thiết bị đo được thể hiện như hình 3.7
3.2.2.1 Kết quả đo độ lún trên bề mặt đất nền
Xác định độ lún của công trình, độ ổn định và kiểm tra lại độ lún ước tính của đơn vị thiết kế
Có tổng cộng 14 bàn đo lún (hình 3.7) được lắp đặt tại đường dẫn đầu cầu Phú Mỹ phía Quận 2, được đặt tên lần lượt là A1, B1-B4, C1-C3, D1-D3, E1-E3
Báo cáo này thể hiện kết quả đo 14 bàn lún trong giai đoạn từ 31-01-2008 đến 29 – 11 - 2008 tại khu vực đường dẫn đầu cầu phía Quận 2: Độ lún tích lũy lớn nhất tại bàn đo lún số 3 (B2): 1451mm Độ lún tích lũy nhỏ nhất tại bàn đo lún số 2 (B1): 576mm
Trong một số thời điểm, tốc độ lún của các bàn đo lún tại khu vực mố cầu khá lớn (>20mm/ngày đêm) như bàn B2, B3 khi tăng chiều cao đắp Trong những trường hợp này, khoảng cách giữa các đợt đắp kéo dài nhằm tăng sự ổn định cho công trình
Nhìn chung, quá trình gia tải an toàn và ổn định, tốc độ lún của phần lớn các bàn đo lún nằm trong giá trị cho phép
Hình 3.8 Chuyển vị theo phương đứng tại điểm B2 theo thời gian (độ lún tại tâm diện gia tải- mặt cắt C-C) theo quan trắc
Hình 3.9 Chuyển vị theo phương đứng tại điểm B1 theo thời gian (độ lún tại mép diện gia tải- mặt cắt B-B) theo quan trắc
3.2.2.2 Kết quả đo độ lún của đất nền theo chiều sâu
Theo dõi sự ổn định của nền đất trong thời gian thi công và đánh giá độ lún của nền tại mỗi độ sâu trong mỗi thời điểm tương ứng
Tại điểm đo E1 (hình 3.7) trong vùng xử lý, lắp 5 con nhện tại các độ sâu khác nhau, theo thời gian quan sát độ lún của mỗi con nhện tại vị trí lắp đặt
Kết quả lún sâu tích lũy từ ngày 20/05/2008 đến 27/12/2008 cho thấy: Ảnh hưởng lún chỉ xảy ra trên bề mặt, trong quá trình đo quan sát độ lún đạt được là 92 cm ở độ sâu –(4÷5)m Ở độ sâu từ -(7÷8)m độ lún đạt 50cm Ở độ sâu trong khoảng -(11÷12)m độ lún đạt 12cm Ở độ sâu dưới -16m xảy ra hiện tượng trồi trong quá trình gia tải
Hình 3.10 Chuyển vị đứng tại điểm E1 theo độ sâu (độ lún cách tâm nền 10m) theo quan trắc
3.2.2.3 Kết quả đo lún theo phương ngang của đất nền
Kết quả đo lún ngang tích lũy từ ngày 07/06/2008 đến 27/12/2008 cho thấy: Độ lún tích lũy tại vị trí tim đường khá lớn (1287.63mm), khoảng cách dịch chuyển lớn nhất xảy ra trong ngày 24/7/2008: (40.13mm/ngày), vượt quá giới hạn cho phép
Kết quả quan sát trong thời gian này cho thấy độ lún tại các điểm đo tương đối nhỏ, có thể kết luận nền đường đã dần dần ổn định
Hình 3.11 Độ lún theo phương ngang của đất nền tại mặt cắt ngang qua hai điểm quan trắc I2P-I2T
3.2.3 Đặc điểm chuyển vị của nền đất yếu từ kết quả chương trình thiết lập
Chọn lựa các đặc trưng cơ lý cho bài toán mô phỏng
Module tổng biến dạng E 0 của lớp bùn được xác định bằng thí nghiệm nén cố kết trong phòng với cấp áp lực 0-8 kG/cm 2 ứng với đường cong nén có độ dốc đặc trưng cụ thể như sau:
Hình 3.12 Biểu đồ đường cong nén cố kết của mẫu bùn
Tính toán module biến dạng E 0
zP1 = 7,0x(15,3-10) = 37,10 KN/m 2 (ứng suất do trọng lượng bản thân đất tại điểm giữa lớp đất đang xét)
zP2 = 7,0x(15,3-10) + 5,5x17,5 = 133,35 KN/m 2 (ứng suất do trọng lượng bản thân đất và tải trọng ngoài tại điểm giữa lớp đất đang xét) Áp lực nén, P (kG/cm 2 )
Từ biểu đồ đường cong nén cố kết trên ta có:
Tại điểm trung bình trong nền (z = 7m): ứng suất do trọng lượng bản thân ban đầu có giá trị 37,10 KN/m 2 , ứng suất do tải trọng ngoài tại đây là 96,25 KN/m 2 Với hệ số Poisson = 0,30, từ biểu đồ thí nghiệm nén cố kết, module tổng biến dạng E0 xác định được có giá trị 1045 KN/m 2 , độ rỗng nf,80%, độ bão hòa Sr,7%
Module biến dạng thể tích tổng thể xác định từ thí nghiệm nén ba trục trong điều kiện không thoát nước (CU) có giá trị Eu = 3160 KN/m 2
So sánh kết quả quan trắc thực tế so với mô hình lý thuyết tính toán
Chiều sâu (m) Độ lún quan trắc
Bảng 3.6 So sá nh độ lún tính toán của đất nền dưới khối đất đắp theo chiều sâu tại vi ̣ trí cách tâm nền 10m (xm) với kết quả quan trắc
Hình 3.19 Độ lún ổn định tính toán so với kết quả quan trắc thực tế của đất nền dưới khối đất san lấp theo chiều sâu cách tâm móng 10m (xm) Độ lún ở các độ sâu khác nhau được ghi nhận từ kết quả quan trắc Hình 3.19 thể hiện kết quả tính toán bằng chương trình và quan trắc Sự phù hợp đáng kể của kết quả tính toán và quan trắc ở đây cho thấy ưu điểm của phương pháp tính toán đề nghị Điều ghi nhận ở đây là kết quả tính toán cho thấy có sự trồi lên ở các điểm đo bên dưới và phù hợp với kết quả tính toán Thực tế, các điểm đo lún sâu được bố trí cách tâm diện gia tải 10m, trong phạm vi này, thành phần chuyển vị ngang chiếm đa số và gây đẩy trồi đất ở các vị trí này Đáng tiếc là các kỹ sư hiện trường cho rằng kết quả ghi nhận chuyển vị trồi lên là không phù hợp nên giá trị không được ghi nhận và chỉ ghi trồi và chấp nhận như là sai số do thí nghiệm.
Nhận xét chương 3
Sau quá trình thu thập dữ liệu và tính toán trên chương trình tự thiết lập, chúng tôi đã xuất kết quả chuyển vị đứng và ngang bằng bảng số liệu hay biểu đổ thiết lập để so sánh với kết quả quan trắc thực tế Trên cơ sở đó chúng tôi xin đưa ra một số nhận xét như sau:
- Chuyển vị đứng của đất nền dưới tải hình băng, ở đây là móng băng kết quả đạt được là 6,1cm
