Luận văn Thạc sĩ Quản lý xây dựng: Nghiên cứu xử lý chống sạt trượt cho mái đào đập tràn Thủy điện Sông Bung 2

LỜI CẢM ƠN

Xin bày tỏ lòng biết ơn đến PGS.TS Phạm Văn Song, người đã dành nhiều thời

gian hướng dẫn và vạch ra những định hướng khoa học cho luận văn.

Tác giả xin chân thành gửi lời cảm ơn đến PGS.TS Lê Trung Thành, người đã có

nhiều ý kiến đóng góp quan trọng cho luận văn.

Tác giả xin cảm ơn các thầy, cô giáo bộ môn Thủy công , các thầy cô giáo ở khoa

Sau đại học - Trường đại học Thủy Lợi đã tận tình giúp đỡ và truyền đạt kiến thức

trong suốt thời gian tác giả học tập cũng như trong quá trình thực hiện luận văn này.

Tác giả chân thành cám ơn lãnh đạo cùng đồng nghiệp trong công ty cổ phần

Đồng Tiến đã hết sức tạo điều kiện và giúp đỡ tận tình trong suốt thời gian học và

hoàn thành luận văn.

Cuối cùng tác giả xin bày tỏ lòng biết ơn sâu sắc tới Gia đình và những người

thân, đã luôn ủng hộ và động viên tác giả hoàn thành luận văn này.

HCM, ngày tháng năm 2018

Tác giả

LỜI CAM ĐOAN

Tôi xin cam đoan đây là công trình nghiên cứu của riêng tôi. Các nội dung và kết

quả nghiên cứu trong luận văn là trung thực, chưa từng được người nào công bố

trong bất kỳ công trình nào khác.

TÁC GIẢ

iii

MỤC LỤC

MỞ ĐẦU .................................................................................................................... 1

1. TÍNH CẤP THIẾT CỦA ĐỀ TÀI ................................................................... 1

2. MỤC TIÊU NGHIÊN CỨU ............................................................................ 3

3. PHẠM VI NGHIÊN CỨU............................................................................... 3

4. PHƯƠNG PHÁP NGHIÊN CỨU ................................................................... 3

CHƯƠNG I. TỔNG QUAN ..................................................................................... 4

1.1. TỔNG QUAN TÌNH HÍNH SẠT TRƯỢT ĐÃ XẢY RA TRÊN THẾ GIỚ

VÀ VIỆT NAM ....................................................................................................... 4

1.1.1. Một số sự cố sạt trượt mái đập đã xảy ra trên thế giới. ........................... 4

a. Đập OTAKI ( Nhật Bản). ................................................................................ 4

b. Đập đất Teton (Mỹ). ........................................................................................ 5

1.1.2. Một số sự cố sạt trượt mái đập đã xảy ra ở Việt Nam. ............................. 7

a. Thuỷ điện Buon Kuop ( tỉnh Đắk lắk). ........................................................... 7

b. Thuỷ điện Hủa Na ( tỉnh Nghệ An). ................................................................ 7

c. Thuỷ điện Đắk Mi 4 ( tỉnh Quảng Nam).......................................................... 8

1.2. CÁC NGUYÊN NHÂN GÂY RA MẤT ỔN ĐINH MÁI ĐÀO. ..................... 8

1.3. CÁC PHƯƠNG PHÁP TÍNH TOÁN ỔN ĐỊNH MÁI DỐC ......................... 10

1.3.1. Phương pháp cân bằng giới hạn (LEM) ................................................. 10

1.3.2. Phương pháp phần tử hữu hạn (FEM) ................................................... 17

1.3.3. Phương pháp tính toán ổn định mái dốc thường dùng hiện nay ............ 20

1.4. CÁC BIỆN PHÁP ĐẢM BẢO ỔN ĐỊNH HỐ MÓNG TRÀN ...................... 27

1.5. KẾT LUẬN .................................................................................................... 27

CHƯƠNG II. PHÂN TÍCH ỔN ĐỊNH MÁI DỐC .............................................. 29

2.1. CƠ SỞ LÝ THUYẾT PHƯƠNG PHÁP PHẦN TỬ HỮU HẠN ................... 29

2.1.1. Xây dựng lưới phần tử ............................................................................ 29

2.1.2. Xấp xỉ chuyển vị ...................................................................................... 30

2.1.3. Các phương trình cơ bản cho phần tử .................................................... 30

2.1.4. Tính toán chuyển vị ................................................................................. 30

2.1.5. Điều kiện tương thích .............................................................................. 31

2.1.6. Hành vi ứng xử của vật liệu .................................................................... 31

2.1.7. Điều kiện cân bằng cho phần tử ............................................................. 32

2.1.8. Thiết lập phương trình tổng thể cho cả hệ .............................................. 32

2.1.9. Xác định điều kiện biên ........................................................................... 33

2.1.10. Giải phương trình tổng thể ................................................................... 33

2.2. ỨNG DỤNG PHẦN MỀM TÍNH TOÁN ỔN ĐỊNH MÁI DỐC ................... 33

2.2.1. Mô hình vật liệu ...................................................................................... 35

2.2.2. Mô hình tiếp xúc ...................................................................................... 38

2.3. XÂY DỰNG BÀI TOÁN MẪU ..................................................................... 40

2.3.1. Mô hình nghiên cứu ................................................................................ 40

2.3.2. Kết quả nghiên cứu mô hình ................................................................... 41

2.3.3. Lực kéo huy động T trong neo ................................................................ 45

2.4. CÁC YẾU TỐ ẢNH HƯỞNG ĐẾN NEO ..................................................... 48

2.4.1. Ảnh hưởng của chiều cao mái dốc .......................................................... 48

2.4.2. Ảnh hưởng của độ cứng neo ................................................................... 49

2.4.3. Ảnh hưởng của khoảng cách đặt neo ...................................................... 50

2.4.4. Ảnh hưởng của cường độ đất đắp ........................................................... 51

2.4.5. Ảnh hưởng của chiều dài neo .................................................................. 53

2.4.6. Ảnh hưởng của đất nền ........................................................................... 54

2.5. TÍNH TOÁN ỔN ĐỊNH MÁI DỐC CÓ NEO BẰNG PHƯƠNG PHÁP

PHẦN TỬ HỮU HẠN .......................................................................................... 55

2.5.1. Mặt phá hoại ........................................................................................... 55

2.5.2. Hệ số an toàn .......................................................................................... 56

2.6. KẾT LUẬN .................................................................................................... 62

CHƯƠNG III. ỨNG DỤNG XỬ LÝ CHỐNG SẠT TRƯỢT CHO MÁI ĐÀO

ĐẬP TRÀN THỦY ĐIỆN SÔNG BUNG 2 ........................................................... 64

3.1. GIỚI THIỆU VỀ CÔNG TRÌNH ................................................................... 64

3.2. LỊCH SỬ HIỆN TƯỢNG PHÁ HOẠI MÁI DỐC.......................................... 64

3.3. CÁC GIẢI PHÁP XỬ LÝ CẦN THỰC HIỆN ............................................... 68

3.3.1. Nguyên nhân trượt lở mái dốc ................................................................ 68

3.3.2. Các giải pháp xử lý cần thực hiện .......................................................... 71

3.4. PHƯƠNG ÁN 1 – ĐÀO KẾT HỢP NEO GIA CỐ GIỮ ỔN ĐỊNH................................ 71

3.5. PHƯƠNG ÁN 2 – ĐÀO TOÀN BỘ KHÔNG NEO GIA CỐ ....................................... 72

3.6. CHỈ TIÊU CƠ LÝ KIẾN NGHỊ TÍNH TOÁN ............................................................ 72

3.7. BẢNG TỔNG HỢP KHỐI LƯỢNG VÀ GIÁ THÀNH CÁC PHƯƠNG ÁN XỬ LÝ.......... 73

3.8. THIẾT KẾ BẢO VỆ MÁI TALUY ................................................................ 73

3.8.1. Mặt cắt 2-2 .............................................................................................. 74

3.8.2. Mặt cắt 4-4 .............................................................................................. 75

3.8.3. Mặt cắt 6-6 .............................................................................................. 75

3.8.4. Phương pháp tính toán ............................................................................ 76

3.9. CÁC TRƯỜNG HỢP TÍNH TOÁN VÀ TỔ HỢP TÍNH TOÁN .................................... 76

3.9.1. Các trường hợp tính toán ........................................................................ 76

3.9.2. Tổ hợp tính toán ...................................................................................... 76

3.10. HỆ SỐ AN TOÀN ............................................................................................. 77

3.11. THÔNG SỐ THÉP NEO ..................................................................................... 77

3.12. KẾT QUẢ TINH TOAN ..................................................................................... 79

3.12.1. Độ bền ổn định tổng thể mái đào .......................................................... 79

3.13. KẾT LUẬN .................................................................................................. 81

KẾT LUẬN VÀ KIẾN NGHỊ ................................................................................ 82

1. NHỮNG KẾT QUẢ ĐÃ ĐẠT ĐƯỢC CỦA LUẬN VĂN ........................... 82

2. NHỮNG VẤN ĐỀ CÒN TỒN TẠI ............................................................... 82

3. KIẾN NGHỊ .................................................................................................. 82

TÀI LIỆU THAM KHẢO ...................................................................................... 84

PHỤ LỤC TÍNH TOÁN ......................................................................................... 85

THÔNG KÊ HÌNH VẼ

Hình I-1. Sơ đồ cung trượt và lực tác dụng lên thỏi đất thứ i _______________________ 11

Hình I-2. Sơ đồ lực theo PP Fellenius ______________________________________________ 13

Hình I-3. Sơ đồ lực tính toán theo PP Bishop đơn giản _____________________________ 13

Hình I-4. Sơ đồ lực tính toán theo PP Spencer _____________________________________ 14

Hình I-5. Hàm biến thiên của hướng lực tương tác của PP GLE ___________________ 15

Hình I-6. Sơ đồ lực tính toán theo phương pháp Janbu _____________________________ 16

Hình I-7. Sơ đồ lực tính toán theo phương pháp Janbu _____________________________ 19

Hình I-8. Tính toán ổn định nội bộ dốc đắp có neo theo phương pháp “ khối nêm

hai phần”. ___________________________________________________________________________ 23

Hình I-9. Các phương pháp khác nhau để dùng kiểm tra ổn định nội bộ của mái dôc

đắp có neo ___________________________________________________________________________ 25

Hình II-1. Phần tử tam giác biến dạng tuyến tính loại 1 ____________________________ 35

Hình II-2. Phần tử tam giác biến dạng tuyến tính loại 2 ___________________________ 35

Hình II-3. Phần tử tam giác biến dạng khối loại 1 __________________________________ 36

Hình II-4. Phần tử tam giác biến dạng khối loại 2 __________________________________ 36

Hình II-5. Quan hệ ứng suất – biến dạng của mô hình đàn dẻo ____________________ 37

Hình II-6. Mô hình phần tử tiếp xúc phẳng _________________________________________ 38

Hình II-7. Mô hình mái dốc không neo và có neo ___________________________________ 40

Hình II-8. Lưới phần tử của mái dốc có neo ________________________________________ 41

Hình II-9. Các giai đoạn thi công mái dốc có neo có chiều cao Hmax =18m ______ 41

Hình II-10. Phổ mức độ ứng suất đất huy động trong mái dốc cao 18m (%) _______ 42

Hình II-11. Phổ biến dạng góc xy trong mái dốc cao 18m (%) ____________________ 43

Hình II-12. Phổ biến dạng ngang x trong mái dốc cao 18m (%) __________________ 43

Hình II-13. Phổ biến dạng đứng y trong mái dốc cao 18m (%) ____________________ 44

Hình II-14. Phương biến dạng cắt lớn nhất max trong mái dốc ___________________ 44

Hình II-15. Lưới biến dạng mái dốc ________________________________________________ 45

Hình II-16. Vector chuyển vị toàn phần mái dốc cao 18m __________________________ 45

Hình II-17. Phân bố lực kéo huy động dọc theo chiều dài neo thứ nhất ____________ 46

vii

Hình II-18. Thông số mô tả các quan hệ ____________________________________________ 46

Hình II-19. Quan hệ hi/H với Ti/Tmax ______________________________________________ 47

Hình II-20. Quan hệ Di/hi với Ti/Tmax _____________________________________________ 48

Hình II-21. Quan hệ giữa hệ số an toàn Fs, lực kéo Tmax với chiều cao mái dốc __ 49

Hình II-22. Ảnh hưởng của độ cứng neo EA (mái dốc cao 18m) ___________________ 50

Hình II-23. Ảnh hưởng của bước neo b (mái dốc cao 18m) _________________________ 51

Hình II-24. Ảnh hưởng của cường độ đất đắp (mái dốc cao 18m) __________________ 52

Hình II-25. Ảnh hưởng của chiều dài neo L (mái dốc cao 15m) ____________________ 53

Hình II-26. Ảnh hưởng của nền yếu (mái dốc cao 18m) _____________________ 54

Hình II-27. Quan hệ hi/H với Ti/Tmax (trường hợp đất nền tốt) _______________ 55

Hình II-28. Mặt phá hoại của mái dốc cao 18m tính theo phương pháp PTHH ___ 56

Hình II-29. Mặt phá hoại của mái dốc cao 18m tính theo phương pháp CBGH __ 56

Hình II-30. Phân phối lực cắt Tmax dọc theo chiều cao mái để tính Fr1 ________ 58

Hình II-31. Phân phối lực cắt Tmax dọc theo chiều cao mái để tính Fr2 ________ 58

Hình II-32.Quan hệ giữa hệ số an toàn Fs với chiều cao mái dốc H của mái dốc

không neo _________________________________________________________ 59

Hình II-33. Quan hệ giữa hệ số an toàn Fs với chiều cao mái dốc H của mái dốc có

neo ______________________________________________________________ 60

Hình II-34. Quan hệ giữa Ir (%) với chiều cao mái dốc H (m) ________________ 61

Hình II-35. Quan hệ giữa hệ số an toàn Fr1 và Fr2 với chiều cao mái dốc H (m) _ 62

Hình III-1. Hiện trạng sụt lở mái dốc taluy dương _________________________ 68

viii

THỐNG KẾ BẢNG BIỂU

Bảng I-1 Tổng số đại lượng các lực tác dụng lên khối trượt gồm n thỏi đất _____ 12

Bảng II-1. Thông số mô hình vật liệu ____________________________________ 39

Bảng II-2. Kết quả tính toán ổn định theo hai phương pháp __________________ 59

MỞ ĐẦU

1. TÍNH CẤP THIẾT CỦA ĐỀ TÀI

Hiện nay Việt Nam đang là nước đang phát triển, các công trình xây dựng hạ tầng,

giao thông, thủy lợi, dân dụng, thủy điện đang được triển khai xây dựng ở khắp nơi

trên cả nước.

Các công trình thế kỷ có kích thước đồ sộ kéo theo hố móng của chúng cũng có

kích thước rất lớn, từ đó mà yêu cầu về tính ổn đinh mái hố móng là cần thiết để đảm

bảo an toàn thi công.

Công trình thủy điện Sông Bung 2 nằm ở thượng lưu Sông Bung, tỉnh Quảng Nam

thuộc miền Trung Việt Nam. Vị trí của tuyến đập nằm trên địa bàn xã Laêê huyện

Nam Giang tỉnh Quảng Nam, cách thành phố Đà Nẵng theo đường quốc lộ 14D

khoảng 165km về hướng Tây Nam. Tọa độ địa lý tuyến đập dự kiến là 1541’45’’ vĩ

Bắc, 10724’00’’ kinh Đông. Nhà máy nằm trên địa phận xã ZuôiH huyện Nam Giang

tỉnh Quảng Nam, có tọa độ là 107o29’31” kinh Đông; 15o42’57” vĩ Bắc. Nhà máy

nằm trong bậc thang thủy điện thuộc hệ thống sông Vu Gia- Thu Bồn, có công suất lắp

đặt 100 MW, sản lượng điện trung bình hàng năm là 425,57 triệu kWh; các hạng mục

công trình chủ yếu gồm đập chính, đập tràn, cửa nhận nước, hầm nhận nước, tháp điều

áp, đường ống áp lực, nhà máy thủy điện với 2 tổ máy. Khi đi vào vận hành, thủy điện

Sông Bung 2 sẽ cung cấp điện cho hệ thống điện quốc gia và khu vực miền Trung, góp

phần thúc đẩy phát triển cơ sở hạ tầng, phát triển kinh tế tại các bản làng dân tộc thiểu

số miền núi của tỉnh Quảng Nam.

Việc khởi công xây dựng nhà máy thủy điện Sông Bung 2 có ý nghĩa đặc biệt quan

trọng trong việc giải quyết các nhu cầu cấp thiết về điện năng và phát triển kinh tế xã

hội, xóa đói giảm nghèo cho tỉnh Quảng Nam. Nhưng trong quá trình thi công đào hố

móng, công trình đã xuất hiện các vết nứt và xảy ra sạt trượt lớn .

Sạt trượt vai phải đập tràn bao gồm 3 khu vực như sau: khu vực 1: cửa vào đập tràn,

khu vực 2: dốc nước đập tràn, khu vực 3: mũi phun hố xói đập tràn. Chi tiết vết nứt tại

các khu vực sạt trượt đập tràn như bên dưới.

2. MỤC TIÊU NGHIÊN CỨU

Tổng kết, đánh giá hiện trạng khu vực xảy ra sự cố

Xác định nguyên nhân, cơ chế sạt trượt và các nhân tố ảnh hưởng ổn định mái đập.

Đề xuất và chọn phương án thiết kế xử lý và biện pháp thi công hợp lý để đảm bảo

an toàn cho công trình.

3. PHẠM VI NGHIÊN CỨU

Nghiên cứu mái dốc có neo trên nền tốt với các chiều cao khác nhau. Ứng xử của

đất và neo theo quan hệ đàn – dẻo Mohr-Coloumb.

Lời giải là của bài toán ứng suất tổng, không xét tới áp lực nước lỗ rỗng. Gia tải

ngắn hạn, không xét cố kết.

4. PHƯƠNG PHÁP NGHIÊN CỨU

Phương pháp thu thập thông tin : Thu thập tài liệu hiện có liên quan đến thiết kế mái

dốc có neo.

Phương pháp nghiên cứu trên mô hình số: Nghiên cứu sử dụng các phần mềm địa

kỹ thuật có khả năng giải quyết các bài toán liên quan đến đất có neo như : Plaxis,

GeoStudio 2007.

CHƯƠNG I. TỔNG QUAN

1.1. TỔNG QUAN TÌNH HÍNH SẠT TRƯỢT ĐÃ XẢY RA TRÊN THẾ GIỚ VÀ

VIỆT NAM

Trong những thập kỷ gần đây, các dự án công trình thuỷ điện phát triển rất

mạnh mẽ và đã đóng góp một phần rất đáng kể vào sản xuất điện ở Việt Nam. Tuy

nhiên trong quá trình thi công xây dựng và khai thác cũng có một số công trình bị sự

cố sạt trượt mái đào đập tràn làm mất an toàn, ảnh hướng tới chất lượng công trình

cũng như trong quá trình vận hành khai thác của các nhà máy thuỷ điện. Những sự cố

thường xảy ra trong thời gian thi công hay công trình vừa mới xây dựng xong. Nguyên

nhân sự cố chủ yếu là do sạt trượt đất hố móng, tạo mái…

Việc nghiên cứu giải pháp gia cường, xử lý chống sạt trượt cho mái đào sẽ đem

lại nhiều lợi ích lớn. Về kỹ thuật, sẽ làm tăng cường độ cho khối đất (đặc biệt là đối

với khối đất phải gia cố lại sau khi bị sạt lở) dẫn đến đảm bảo mái dốc ổn định trong

các điều kiện tính toán và làm việc. Về kinh tế, sẽ giảm khối lượng đào đắp cho các

công trình, tiết kiệm được chi phí xây dựng, tiết kiệm được vật liệu bảo vệ bề mặt mái

và tiêu thoát nước bề mặt nhanh hơn.

1.1.1. Một số sự cố sạt trượt mái đập đã xảy ra trên thế giới.

a. Đập OTAKI ( Nhật Bản).

Đập được xây dựng trên sông Kino. Chiều dài sông tính đến vị trí xây dựng đập

là 100km.

Diện tích lưu vực tính đến tuyến đập là 258km2.

Nhiệm vụ chủ yếu của hồ là giảm lũ cho khu vực hạ du, phát điện và cấp nước

sinh hoạt.

Đập là trọng thực bằng bê tông truyền thống với 4 khoang tràn xả mặt, 3 cửa

tràn xả sâu.

- Tổng dung tích của lòng hồ 84 triệu m3. Dung tích hữu ích 76 triệu m3.

- Cao trình đỉnh đập +326,0m. Chiều dài đập 315m.

- Cao trình mực nước dâng gia cường + 323,0m.

- Cao trình mực nước dâng bình thường là + 321,0m.

- Chiều cao đập tại mặt cắt lớn nhất là H = 100m,

Cũng như nhiều đập lớn khác ở Nhật Bản, khu vực xây dựng đập thường xuất

hiện hiện tượng trượt mái dốc ( landslide). Theo đơn vị quản lý, các sạt lở đó đều phải

xử lý vì lòng hồ rất hẹp và dọc theo suối, rất dễ gây tắc nghẹn dòng chảy và gây hiện

tượng vỡ đập.

Xử lý trượt mái dốc trong lòng hồ tại vị trí cách đập 4km. Kinh phí xử lý theo

thời giá 2009 là 7 tỷ yên (khoảng 70 triệu USD). Vật liệu làm “bệ phản áp” bằng bê

tông RCC.

b. Đập đất Teton (Mỹ).

Đập Teton được xây dựng trên sông Teton, bang Idaho, tây bắc nước Mỹ. Đập

có chiều cao 93m, chiều dài ở đỉnh là 940m, đáy rộng 520m, tạo hồ chứa có dung tích

289 triệu m3.

Đập được khởi công năm 1975 và hoàn thành sau hơn 1 năm. Khi hồ đầy nước,

lũ lớn về và ngày 5/6/1976, đập bị vỡ. 7h30 sáng hôm đó, dòng thấm chảy tràn trên

phần dưới mái hạ lưu bên vai phải. Xe máy được huy động đến để khắc phục nhưng

bất lực. Đập đã bị xói ngầm rất mạnh và bị vỡ lúc 11h30. Đến 20h cùng ngày, hoàn

toàn hết nước trong hồ. Các thị trấn Rexburg, Sugar City, Madison,.. dưới hạ lưu bị

ngập nặng.

11 người chết. Thiệt hại lên tới 2 tỷ USD (trong khi chi phí xây dựng đập chỉ

100 triệu USD). Nguyên nhân được xác định là nền rhyolite có nhiều nứt nẻ nhưng

khoan phụt không đạt yêu cầu, nước hồ dâng cao tạo thành dòng thấm mạnh, đập bị

xói ngầm nghiêm trọng rồi bị vỡ....

1.1.2. Một số sự cố sạt trượt mái đập đã xảy ra ở Việt Nam.

a. Thuỷ điện Buon Kuop ( tỉnh Đắk lắk).

Nhà máy Thủy điện Buôn Kuốp là một công trình thủy điện của tỉnh Đăk Lăk

được xây dựng trên sông Serepôk. Công trình nằm trong địa phận các xã Hòa Phú

(huyện Cư Jút), Nam Đà (huyện Krông Nô) và Ea Na (huyện Krông Ana).

Công suất : 280 MW,

Đập đồng chất, hmax = 28,5m. + Hồ có dung tích : 45,65 triệu m3.

Cao trình đỉnh đập : + 72,20m. + MNDBT : + 68,60m.

Sửa chữa nâng cấp: năm 2000  2001: Tường nghiêng thượng lưu có chân khay

chống thấm đặt đến nền không thấm, bổ sung gia tải mái hạ lưu. Cải tạo tràn tự do

thành tràn có cửa. Làm cống lấy nước mới thay cống cũ.

b. Thuỷ điện Hủa Na ( tỉnh Nghệ An).

Nhà máy Thủy điện Hủa Na là một công trình thủy điện của tỉnh Nghệ An được

xây dựng trên sông Chu, phía thượng nguồn công trình Cửa Đạt ( Thanh Hoá) . Công

trình nằm trong địa phận xã Đồng Văn, Huyện Quế Phong, Tỉnh Nghệ An. Công suất :

180 MW. Đập đồng chất, hmax = 28,5m. + Hồ có dung tích : 45,65 triệu m3.Cao

trình đỉnh đập : + 72,20m. + MNDBT : + 68,60m.

Sửa chữa nâng cấp: năm 2000  2001: Tường nghiêng thượng lưu có chân khay

chống thấm đặt đến nền không thấm, bổ sung gia tải mái hạ lưu. Cải tạo tràn tự do

thành tràn có cửa. Làm cống lấy nước mới thay cống cũ.

c. Thuỷ điện Đắk Mi 4 ( tỉnh Quảng Nam).

Nhà máy Thủy điện Hủa Na là một công trình thủy điện của tỉnh Quảng Nam

được xây dựng trên sông Vu Gia. Công trình nằm trong địa phận huộc xã Phước Xuân,

huyện Phước Sơn, tỉnh Quảng NamCông suất : 190 MW gồm 02 bậc, bậc trên Đak Mi

4a công suất 148MW và bậc dưới Đak Mi 4b công suất 42MW

1.2. CÁC NGUYÊN NHÂN GÂY RA MẤT ỔN ĐINH MÁI ĐÀO.

Nước ta là một nước thuộc nhóm các nước đang phát triển, vì vậy việc thiết kế, thi

công các công trình xây dựng, giao thông đặc biệt là các công trình thuỷ lợi vẫn còn

nhiều vấn đề tồn tại cần phải giải quyết. Việc xử lý chống sạt lở bờ sông cũng không

tránh khỏi những sai sót nhất định trong quá trình khảo sát, thiết kế, thi công, giám sát

công trình.

- Về khảo sát:

Tài liệu khảo sát ở hiện trường là căn cứ quan trọng để thiết kế tính toán công trình

bảo vệ bờ. Sai sót trong công tác khảo sát tất sẽ để lại ẩn hoạ sự cố cho công trình.

Những vấn đề tồn tại trong khảo sát biểu hiện ở các mặt sau đây:

+ Không khảo sát thực địa một cách cẩn trọng tỉ mỉ, mà là lợi dụng một cách cầu

may, sử dụng tài liệu khảo sát của các công trình cũ ở lân cận để thiết kế thi công công

trình, dẫn đến mất độ chính xác của tài liệu.

+ Tài liệu khảo sát không chi tiết, chỉ đưa ra các thông số chung chung.

+ Xử lý số liệu khảo sát của các đơn vị khảo sát có sai số không phát hiện ra.

- Về thiết kế:

+ Các nhà tư vấn thiết kế không đúng chuyên ngành, năng lực thiết kế kém.

+ Thiết kế không có tài liệu khảo sát địa chất, không có điều tra môi trường xung

quanh, không tuân thủ những quy trình quy phạm.

+ Lựa chọn phương án chắn giữ thiếu luận chứng kỹ thuật.

+ Ngoài ra việc áp dụng các công nghệ, phần mềm tiến bộ vào trong quá trình thiết

kế còn hạn chế.

- Về thi công:

+ Nhân lực: Trình độ thi công còn non kém, đội ngũ công nhân chủ yếu là công

nhân chưa được đào tạo qua trường lớp, nếu có chỉ là đào tạo rất sơ lược hoặc vừa làm

vừa đào tạo. Vì vậy dễ dẫn đến sai sót trong quá trình thi công, sản phẩm tạo ra thường

chưa được như mong muốn.

+ Không tuân thủ nghiêm ngặt quy trình thi công.

+ Xử lý không thoả đáng các quan hệ phối hợp với nhau, không coi trọng thông tin.

+ Tuỳ tiện thay đổi thiết kế. Thời gian vận chuyển quản lý không tốt.

+ Không có phương án xử lý tình huống hợp lý khi thi công.

- Về giám sát:

+ Giám sát thi công không đủ năng lực như người về hưu, hoặc bị thải hồi, làm việc

kiêm nhiệm; do già yếu thiếu sức khoẻ, hoặc là kinh nghiệm ít, hoặc là bận nhiều việc

khác, hoặc chủ quan, vô trách nhiệm với công việc không thể kịp thời phát hiện vấn

đề, không kịp thời cung cấp thông tin cho chủ công trình, khiến chủ công trình không

kịp thời nắm bắt được tình hình, bỏ qua mất cơ hội đề ra quyết sách.

+ Không kịp thời ngăn cản những hành vi của đơn vị thi công (như không giảm tải

ở phía sau cọc, đào mất phần đất phản áp lực ở phía trong của kết cấu chắn giữ, đào

trước chống sau, đào sâu quá thiết kế, quan trắc không kịp thời,...) từ đó ủ thành mầm

gây ra sự cố sau này.

1.3. CÁC PHƯƠNG PHÁP TÍNH TOÁN ỔN ĐỊNH MÁI DỐC

Phân tích ổn định mái dốc là một công việc rất quan trọng đối với các kỹ sư địa kỹ

thuật. Có rất nhiều phương pháp có thể sử dụng cho công việc này. Một nhiệm vụ cơ

bản của việc phân tích ổn định mái dốc, đó là xác định hệ số an toàn cho mái dốc. Đây

là hệ số để đánh giá công trình ổn định hay mất an toàn. Có rất nhiều phương pháp,

trong đó, hai phương pháp chính thường được sử dụng đó là phương pháp cân bằng

giới hạn (Limit Equilibrium Method – LEM) và phương pháp phân tử hữu hạn (Finite

Element Method-FEM).

1.3.1. Phương pháp cân bằng giới hạn (LEM)

Dựa trên cơ sở giả định trước mặt trượt (mặt trượt có thể là trụ tròn, hỗn hợp hoặc

bất kỳ), coi khối trượt như một cố thể, tiến hành phân tích trạng thái cân bằng tới hạn

của các phân tố đất trên mặt trượt đã giả định trước. Sự ổn định được đánh giá bằng tỷ

số giữa thành phần kháng trượt (lực ma sát, lực dính) huy động trên toàn mặt trượt với

thành phần lực gây trượt (trọng lượng, áp lực nước, áp lực thấm, động đất,...).

Phương pháp cân bằng giới hạn với mặt trượt giả định trước, tính toán dựa trên

nguyên lý chung:

- Chỉ những điểm dọc theo mặt trượt nằm trong trạng thái cân bằng giới hạn, khối

trượt xem như một khối thể.

- Dạng mặt trượt được chọn tuỳ theo từng phương pháp cụ thể.

- Dựa trên cơ sở các phương trình cân bằng tĩnh học đối với toàn khối đất và đối với

từng thỏi được phân nhỏ để tìm hệ số an toàn (Fs). Mặt trượt nguy hiểm nhất sẽ là mặt

trượt giả định nào cho hệ số an toàn nhỏ nhất, sẽ tính được bằng cách thử dần.

Phương pháp phân thỏi được dùng phổ biến để tính toán ổn định đập đất và nền đất

từ những năm 1930. Hiện nay đã có nhiều phần mềm tính toán ổn định mái dốc được

lập theo phương pháp phân mảnh như chương trình của Viện kỹ thuật Châu á (AIT),

chương trình Slope/W của Geostudio (Canada).

Hình I-1. Sơ đồ cung trượt và lực tác dụng lên thỏi đất thứ i Xét một thỏi đất được tách ra từ cung trượt tâm O, bán kính R (hình I-13), các lực

tác dụng lên thỏi đất gồm:

- Lực ngoài tác động lên đỉnh thỏi đất Qi;

- Các lực thể tích: Wi (trọng lượng thỏi đất), Fdi (lực động đất tác dụng lên thỏi đất);

- Các lực tương tác giữa các thỏi đất Ei-1, Ei (thành phần lực nằm ngang phía trái và

phải của thỏi đất); Xi-1, Xi (thành phần lực thẳng đứng bên phía trái và phải của thỏi

đất);

- Các phản lực Ni, Ti của đất dưới mặt trượt giả định tác dụng vào đáy thỏi đất.

Ở một trường hợp tính toán cụ thể, về lý thuyết các lực Wi, Fdi, Qi là xác định được

và còn lại các đại lượng chưa xác định được ứng với mỗi thỏi đất theo phương pháp

tính dồn từ thỏi đất ở đỉnh xuống thỏi đất ở chân gồm các lực: Ei, Xi, Ni, Ti (4 đại

lượng) và tham số xác định điểm đặt của Ei, Ni (2 đại lượng).

Như vậy trong một bài toán phân tích tính ổn định của mái dốc theo phương pháp

phân thỏi (ví dụ có n thỏi), số lượng các đại lượng chưa biết là (6n – 2) đại lượng

(Bảng I-1)

Bảng I-1 Tổng số đại lượng các lực tác dụng lên khối trượt gồm n thỏi đất

Đại lượng Số đại lượng

Các lực Ei: n-1

n-1 Các lực Xi:

n Các lực Ni:

n Các lực Ti:

n - 1 Tham số điểm đặt của Ei:

n Tham số điểm đặt của Ni:

Hệ số an toàn chung Fs: 1

Cộng 6n - 2

Theo lý thuyết phân thỏi, bài toán tính ổn định mái dốc là bài toán siêu tĩnh (thiếu

2n – 2 phương trình). Do vậy để giải bài toán, phải vận dụng một số thủ thuật: (i) bỏ

lực tương tác giữa các thỏi khi tách riêng thành từng thỏi; (ii) Giả thiết đường tương

tác – quỹ tích của điểm đặt lực tương tác; (iii) Giả thiết góc nghiêng của lực tương tác.

Việc xét đầy đủ lực tương tác giữa các thỏi là yêu cầu phát triển lý thuyết cơ học đất

và nhiều phương pháp tính đã được đề xuất. Trong số các phương pháp này Janbu đã

dùng thủ thuật giả thiết đường đặt lực tương tác, các phương pháp khác như Spencer,

Mogenstern – Price, GLE Canada,..., giả thiết góc nghiêng lực tương tác.

Các phương pháp tính hệ số an toàn ổn định mái dốc theo lý thuyết phân thỏi

Như trên đã phân tích, bài toán tính hệ số an toàn ổn định mái dốc theo lý thuyết

phân thỏi là bài toán siêu tĩnh bậc cao. Hiện nay nhiều nhà khoa học đã đề ra nhiều các

giải khác nhau như: bỏ bớt lực tương tác trên các thỏi đất; giả thiết hướng tác dụng của

lực tương tác; giả thiết vị trí điểm đặt của các lực tương tác trên một đường cong nhất

định,...

1. Các phương pháp bỏ bớt lực

a. Phương pháp Fellenius

- Các giả thiết

+ Mặt trượt là mặt trụ tròn tâm 0, bán kính R.

+ Bỏ qua các lực tương tác giữa các thỏi, tức có Ei = Xi = 0 (hình I-14)

+ Điểm đặt của Ni tại trung điểm của đáy thỏi.

- Hệ phương trình cơ bản

+ Cân bằng hình chiếu theo phương vuông góc với

đáy thỏi.

+ Điều kiện Mohr – Coulomb cho hai lực Ni và Ti.

- Nhận xét: Hiện nay phương pháp Fellenius chỉ có

giá trị về mặt lịch sử vì không xét đến lực tương tác Hình I-2. Sơ đồ lực theo PP Fellenius giữa hai thỏi.

b. Phương pháp Bishop đơn giản

- Các giả thiết:

+ Mặt trượt là mặt trụ tròn tâm O, bán kính R.

+ Bỏ qua thành phần đứng (Xi) của lực tương tác (hình I-15)

+ Điểm đặt của Ni trùng với trung điểm của

đáy thỏi.

+ Hệ số huy động Fs là như nhau đối với các

thỏi và coi là hệ số an toàn ổn định.

- Hệ phương trình cơ bản

+ Cân bằng hình chiếu theo phương vuông góc

với đáy thỏi. Hình I-3. Sơ đồ lực tính toán theo PP Bishop đơn giản

+ Cân bằng lực theo phương đứng

+ Điều kiện Mohr – Coulomb cho hai lực Ni và Ti.

- Nhận xét: hiện nay, phương pháp Bishop đơn giản vẫn được sử dụng rộng rãi và cho

kết quả khá tin cậy.

2. Các phương pháp dùng giả thiết hướng tác dụng của lực tương tác

a. Phương pháp Spencer

- Giả thiết

+ Mặt trượt trụ tròn, tâm O, bán kính R.

+ Độ nghiêng của lực tương tác không đổi

( ) với Ei-1, Xi-1, Xi, Ei là hai

thành phần của Ri-1 và Ri

+ Điểm đặt N trùng với trung điểm của đáy thỏi

+ Hệ số huy động Fs là như nhau đối với các thỏi và

lấy làm hệ số an toàn ổn định của mái dốc. Hình I-4. Sơ đồ lực tính toán theo PP Spencer

- Hệ phương trình cơ bản

+ Phương trình hình chiếu lên hướng vuông góc với hướng tác dụng của lực tương tác

(1.6) Ri (để loại trừ Ri): Nicos( - ) – Wicos + Tisin( - ) =0

+ Điều kiện bền Mohr - Coulomb: (1.7)

+ Phương trình cân bằng mô men: Trường hợp không có ngoại lực là:

(1.8) M/0 = Wi.xi - Ti.R = 0

- Nhận xét:

+ Trong công thức tính hệ số ổn định, nếu  = 0, ta có biểu thức tính Fs trong phương

pháp Bishop đơn giản.

+ Khác với phương pháp Bishop đơn giản hoá (có  = 0), theo phương pháp Spencer

trị số Fm nhận trị số  như một tham số tính toán cần xác định. Như vậy cần có thêm

một phương trình để xác định . Spencer dùng điều kiện cân bằng của các lực tác dụng

lên khối đất trượt (n thỏi) theo phương song song với phương tác dụng của các lực

tương tác:

(1.9) // = Wi.sin - Ni.sin( - ) - Ti.cos( - ) = 0

b. Phương pháp cân bằng giới hạn tổng quát GLE (General Limit Equilibrium):

Phương pháp này được coi là dạng cải tiến của phương pháp Spencer nên được xếp

vào loại phương pháp dùng giả thiết về hướng tác dụng của lực tương tác giữa các

thỏi. Sau đây trình bày phương pháp GLE.

- Giả thiết

+ Mặt trượt dạng trụ tròn, tâm 0, bán kính R.

+ Độ nghiêng của lực tương tác được xác định theo biểu thức , với f(x) là

hàm xác định, được gọi là hàm biến thiên của hướng tác dụng của lực tương tác (hình

I-14).

Hình I-5. Hàm biến thiên của hướng lực tương tác của PP GLE + Hệ số huy động Fs là như nhau đối với các thỏi và lấy là hệ số an toàn ổn định của

mái dốc.

+ Điểm đặt của Ni trùng với trung điểm của đáy thỏi.

Trong phương pháp GLE, hàm f(x) = sinx với 0  x  L (0,L là toạ độ hai điểm

chiếu của điểm đỉnh và chân của khối đất trượt lên phương x nằm ngang,  là một

hằng số, đóng vai trò tham số của bài toán cần phải tính toán. Phương pháp GLE được

coi là phương pháp cải tiến của phương pháp Spencer về góc nghiêng thay đổi của Q,

nhưng về thuật toán giữa  của Spencer và  của GLE là như nhau

- Hệ phương trình cơ bản:

+ Chiếu các lực tác dụng vào thỏi theo phương đứng:

(1.10) y = Wi + (Xi-1 - Xi) - Ni.cos - Ti.sin = 0

+ Phương trình trạng thái: (1.11)

(1.12) + Phương trình cân bằng mô men: M/0 =  Wi.x -  Ti.R = 0

- Chiếu các lực tác dụng vào khối đất trượt (gồm n thỏi) theo phương ngang và coi các

lực tương tác giữa các thỏi là nội lực:

(1.13)  Fx =  Ni.sin -  Ti.cos = 0

- Nhận xét: Phương pháp này chưa tĩnh định được hệ phương trình cơ bản, phải giải

bằng cách tính thử dần, quá trình tính toán thử dần là rất dài và phức tạp, nếu như

người sử dụng thiếu kinh nghiệm khi tính toán, bài toán có thể sẽ không hội tụ

3 Các phương pháp dùng giả thiết điểm đặt của lực tương tác

a. Phương pháp Janbu tổng quát

- Giả thiết:

+ Mặt trượt dạng trụ tròn, tâm 0, bán kính R

+ Hệ số huy động Fs là như nhau đối với các thỏi.

+ Các điểm đặt của các lực tương tác giữa các thỏi nằm trên một đường tương tác

+ Điểm đặt của lực N ở giữa đáy thỏi.

Hình I-6. Sơ đồ lực tính toán theo phương pháp Janbu

- Các phương trình cơ bản:

+ Từ các điều kiện cân bằng của thỏi theo phương đứng có:

(1.14) Wi + Xi-1 – Xi – Nicosi - Ti.sini = 0

+ Từ các điều kiện cân bằng của thỏi theo phương ngang có:

(1.15) Ei-1 – Ei + Ti.sini - Ni.cosi = 0

+ Từ các điều kiện cân bằng Momen lấy với trung điểm của đáy mỗi thỏi có:

(1.16)

(1.17) + Phương trình trạng thái:

- Nhận xét: Phương pháp Janbu tổng quát, có hệ 5 phương trình chứa 6 đại lượng cần

tìm: Ei, Xi, hi, Ni, Ti, Fs. Bài toán là siêu tĩnh. Để giải được bài toán, Janbu giả thiết

đường tương tác, tức giả thiết các đại lượng hi.

Theo nghiên cứu của G.Fredlund [13] thì phương pháp Janbu tổng quát đẹp về mặt lý

thuyết nhưng khó có lời giải thực tế vì bài toán rất khó hội tụ với giả thiết một đường

tương tác lực.

b. Phương pháp Janbu đơn giản hóa: Khác với phương pháp Janbu tổng quát, phương

pháp Janbu đơn giản hóa chấp nhận sơ đồ lực của Bishop (tức bỏ thành phần lực tương

tác tiếp tuyến với mặt phân thỏi) nhưng vẫn đảm bảo hệ lực đồng quy và đa giác lực

khép kín.

Để làm chính xác hóa trị số hệ số an toàn tính được theo các bước tính toán như đã nêu

ở phương pháp Janbu tổng quát với Xi = 0; hệ số an toàn được hiệu chỉnh bằng hệ số f0

xác định theo biểu đồ.

(1.18) F = f0F(Xi = 0)

Trong đó: fo là hệ số xác định theo biểu đồ phụ thuộc tỷ số B/C của mái dốc.

F(Xi = 0) – trị số an toàn tính toán.

1.3.2. Phương pháp phần tử hữu hạn (FEM)

Khác với LEM, các phương pháp số cho phép phân tích bài toán mái dốc một cách

linh hoạt hơn cả về phương diện hình học của mái dốc cũng như tính dị hướng và ứng

xử phi tuyến của vật liệu. Các phương pháp số đã và đang được đưa ra, thiết lập, hoàn

thiện và áp dụng vào tính toán phân tích bài toán địa kỹ thuật nói chung và bài toán ổn

định mái dốc nói riêng. Nổi bật lên trong phương pháp số, có thể nói đến phương pháp

phần tử hữu hạn (FEM).

Dựa trên cơ sở phân tích ứng suất trong toàn miền của công trình. Dùng các thuyết

bền như: Morh - Coulomb, Hill-Tresca, Nises-Shleiker,..., kiểm tra ổn định cục bộ tại

mỗi điểm trong toàn miền. Công trình sẽ mất ổn định tổng thể khi tập hợp các điểm

cục bộ bị mất ổn định làm thành một mặt liên tục.

Theo phương pháp phần tử hữu hạn (FEM), hệ số an toàn được xác định theo

phương pháp triết giảm cường độ kháng cắt. Theo phương pháp này, các thông số

cường độ của đất được giảm dần cho tới khi mô hình mái dốc mất ổn định. Hệ số an

toàn chính là tỷ số giữa cường độ kháng cắt của đất và cường độ kháng cắt tối thiểu

mà tại đó mái dốc ổn định. Hay nói cách khác, hệ số an toàn là hệ số mà cường độ

kháng cắt của đất cần phải giảm để mái dốc đạt tới trạng thái tới hạn.

Phương pháp triết giảm cường độ kháng cắt :

Xét một diện tích đơn vị (ví dụ 1m2) trong khối đất nghiêng góc α đang ở trạng thái

cân bằng bền, chịu tác dụng của lực cắt τ (kN/m2), lực nén vuông góc σ (kN/m2) và áp

lực nước lỗ rỗng là u (kN/m2), (hình dưới). Có thể tính được cường độ chống cắt trên

đơn vị diện tích ấy theo chỉ tiêu chông cắt của đất theo định luật Coulomb.

(1.19)

Đối với một loại đất, đường Coulomb không đổi do các trị số φ’ và c’ không đổi.

1

Ðường Coulomb

τ τ 0 u

2

Vòng Mohr ứng suất

φ '

φ ' m

c '

c ' m

σ1

σ3

Δ σ

Hình I-7. Sơ đồ lực tính toán theo phương pháp Janbu

Vì khối đất được thiết kế ở trạng thái cân bằng bền nên trên một đơn vị diện tích có

bất đẳng thức:

(1.20) τ < τ0

Để diện tích đơn vị đang xét là một mảnh của mặt trượt thực (tức ở trạng thái cân

bằng giới hạn), người ta thường giữ nguyên trạng thái ứng suất (tức là giữ nguyên trị

số τ) và giảm trị số của các chỉ tiêu cường độ chông cắt của đất, ví dụ giảm trị số τ0

xuống số τ0m, tức giảm độ nghiêng của đường Coulomb. Như vậy sẽ có công thức

tính lực chống cắt huy động của đất:

(1.21)

Trong đó F là trị số lơn hơn hoặc bằng 1, được gọi là hệ số huy động cường độ

chống cắt của đất, trị số của F được xác định theo công thức:

(1.22)

τ0m gọi là phần cường độ chống cắt của đất đã được huy động đủ đảm bảo sự câm

bằng giới hạn, được gọi là cường độ chông cắt huy động và F là hệ số huy động cường

độ chống cắt của đất, được coi là hệ số an toàn ổn định trượt tại nơi đang xét.

Theo định luật Coulomb, cường độ chống cắt trên diện tích đơn vị tính theo công

thức (1.21).

Theo quan điểm này, trị số τ0 tính theo công thức này được coi là cường độ chống

cắt vốn có của đất và đường Coulomb là đường (1) trong hình I-19 trên.

Có thể viết:

(1.23)

Trong đó: , là trị số giảm nhỏ của hệ số ma sát và lực

dính của đất ứng với hệ số an toàn F và đường cong Coulomb của đất là đường số (2)

trong hình 2-2.

Như vậy, khi F=1 (tức đã huy động hết khả năng chống cắt của đất) thì đất tại nơi

đang xét thực sự ở trạng thái câng bằng giới hạn, diện tích đơn vị đang xét thuộc về

mặt trượt thực. Đường Coulomb (2) trùng với đường Coulomb (1).

Nếu F >1 thì diện tích đơn vị đang xét còn ở trạng thái cân bằng bền với hệ số an

toàn F tính theo công thức:

với τ0m= τ ( 1.24)

τ,σ là hai thành phần ứng suất (ứng suất tiếp và ứng suất pháp) trên diện tích đơn vị

đang xét.

Trên mặt trượt giả thiết (tức mặt trượt nguy hiểm nhất) cường độ chống cắt của đất

được huy động ở các mức độ khác nhau và thường xác định trị số trung bình của mức

độ huy động (F) tại các nơi trên mặt trượt giả định để làm hệ số an toàn ổn định trượt

của mái đất ứng với mặt trượt đang xét.

Như vậy, theo quan điểm này, hệ số an toàn được định nghĩa như là một hệ số mà

với nó sức chịu cắt của đất bị giảm để chịu khối lượng đất trong trạng thái cân bằng

dọc theo toàn bộ mặt trượt đã chọn.

1.3.3. Phương pháp tính toán ổn định mái dốc thường dùng hiện nay

1.3.3.1. Phương pháp “Phân tích khối nêm hai phần”

Phương pháp này giả thiết xảy ra một mặt phá hoại gãy khúc (hình I-20).

Giả thiết này đã đưa ra được một mặt phá hoại tiêu biểu và hợp lí đối với việc tính

toán các mái dốc [13], [14]. Đó là một sự mở rộng logic của phương pháp khối nêm

Culông vốn áp dụng cho tường thẳng đứng. Khi góc mặt tường từ thẳng đứng giảm

dần thì cơ chế cân bằng giới hạn sẽ xảy ra trên một khối nêm.

Khi phân tích ổn định cần phải thử với các mặt phá hoại khác nhau, rồi đánh giá sự

cân bằng của khối đất phía trên các mặt phá hoại đã thiết đó. Có thể thực hiện việc

phân tích ổn định như vậy bằng một cách nào đó tùy thuộc vào điều kiện được giả thiết

tại mặt ranh giới giữa hai phần của khối đất hình nêm. Trên mặt phá hoại giới hạn có

thể xảy ra sẽ sinh ra lực gây trượt lớn nhất và để bảo đảm trạng thái giới hạn không

xảy ra thì phải chống lại được lực gây xáo động lớn nhất đó (hình I-20a).

Đối với trường hợp mái dốc có lớp đắp cuối cùng nằm ngang thì lực trượt có thể

được xem là hợp lực của các áp lực đất phía hông; lực này tăng dần gần đúng theo tỉ lệ

bậc nhất với độ sâu trong phạm vi chiều cao mái dốc (hình I-20b). Như vậy, lực gây

trượt trong trường hợp một mái dốc không chịu thêm ngoại tải sẽ được xác định theo

biểu thức sau:

.H2 ( 1.25) Rh = 0,5ffs.K.

Trong đó:

Rh – lực gây trượt đối với 1m dài dọc theo mặt mái dốc (hình I-20a);

Ffs – hệ số riêng phần áp dụng cho trọng lượng đơn vị của đất

K – tỉ số giữa ứng suất (áp lực) nằm ngang và ứng suất thẳng đứng;

- trọng lượng đơn vị của đất;

H – chiều cao của mái dốc theo phương thẳng đứng.

Khoảng cách thực tế tối thiểu của neo theo phương thẳng đứng phải trùng với bội số

bề dày lớp đắp (thông thường bề dày lớp đắp được quyết định bởi điều kiện đầm nén).

Bề dày lớp đắp điển hình thường trong khoảng 150mm đến 300mm. Khoảng cách neo

tối đa theo phương thẳng đứng phải hạn chế dưới 1,0m. Yêu cầu này xuất phát từ lí do

thực tế vì nếu bố trí khoảng cách các lớp neo quá lớn sẽ khó bảo đảm sự ổn định của

mặt mái dốc. Trong phạm vi giữa trị số trên và trị số dưới nói trên, để đề phòng neo

khỏi bị kéo đứt, khoảng cách neo theo phương thẳng đứng nên dùng Svj có thể được

xác định theo biểu thức sau (hình I-20b);

( 1.26)

Trong đó:

Svj – khoảng cách neo theo phương thẳng đứng ở mức j trong mái dốc;

Tj – lực kéo lớn nhất trong neo cho 1m dài ở mức j trong mái dốc;

Ffs – hệ số tải trọng riêng phần áp dụng cho trọng lượng đơn vị của đất

Hj – chiều cao đắp trên mức j trong mái dốc (hình I-20b);

Fq – hệ số tải trọng riêng phần áp dụng cho ngoại tải

s – ngoại tải do tĩnh và hoạt tải.

Hình I-8. Tính toán ổn định nội bộ dốc đắp có neo theo phương pháp “ khối nêm hai phần”.

a. Phương pháp “ khối nêm hai phần” dùng cho mái dốc có neo b. Sự phân bố ứng suất gần đúng ứng suất gây trượt mỗi lớp neo

Để đảm bảo không xảy ra trạng thái giới hạn phá hoại về neo bám gây tuột neo,

chiều dài neo neo Lej phải thỏa mãn điều kiện sau (hình I-20b)

(1.27)

Trong đó:

Lẹj – chiều dài neo bám neo tối thiểu tính toán ở mức j trong mái dốc;

fp – hệ số riêng phần để khống chế hiện tượng neo bị kéo tuột

fn – hệ số riêng phần để khống chế hậu quả kinh tế do việc công trình bị pháp hoại gây

fms – hệ số riêng phần áp dụng cho tg ’p và c’

s – ngoại tải (chỉ do tĩnh tải);

α' – hệ số tương tác biểu thị mối liên hệ giữa sức neo bám neo và đất với tg ’p;

- hệ số dính bám biểu thị liên hệ giữa sức neo bám đất – neo với c’;

c’ – lực dính hữu hiệu của vật liệu đắp.

1.3.3.2. Phương pháp phân mảnh để tính toán mặt trượt tròn

Phương pháp phân mảnh đã được lập ra để phân tích, tính toán ổn định các mái dốc

có neo hoặc không có neo đối với phần lớn các trường hợp mái dốc thông thường có

dạng hình học khác nhau và có nhiều tầng đất khác nhau (hình I-21). Trong trường hợp

mái dốc có neo, người ta giả thiết rằng lực tương tác giữa các mảnh được bỏ qua vì sự

có mặt của neo có ảnh hưởng phức tạp đến các lực đó và vì sự có mặt của neo khiến

cho khối đất trung ít bị xáo động. Người ta cũng giả thiết rằng các lớp neo đều nằm

ngang và chỉ được xét đến ở những chỗ chúng giao cắt với mặt trượt giả thiết tại mỗi

mảnh riêng. Mômen chống trượt do các tác động tổ hợp của đất và neo phải không

được nhỏ hơn mômen gây trượt do trọng lượng đất gây ra. Các mômen này đều phải

được tính với tâm quay của khối trượt.

Để cân bằng, cần phải thỏa mãn điều kiện:

(1.28) MD ≤ MRS + MRR

Trong đó:

MD – mômen gây trượt do trọng lượng bản thân của đất và do ngoại tải;

MRS – mômen chống trượt do cường độ chống cắt của đất;

MRR - mômen chống trượt do sự có mặt của neo trong mái dốc.

Theo hình I-21a, có:

(1.29)

Và:

(1.30)

Và: (1.31)

Trong đó:

Ffs - hệ số riêng phần áp dụng cho trọng lượng đơn vị của đất

xj - ngoại tải tác dụng lên mảnh i;

Fq - hệ số tải trọng riêng phần áp dụng cho ngoại tải

c’ - lực dính của vật liệu đắp được xác định trong điều kiện ứng suất hữu hiệu;

ui – áp lực nước lỗ rỗng tác dụng trên mặt trượt ở mảnh i;

’p – góc kháng cắt lớn nhất của vật liệu đắp;

fms – các hệ số vật liệu riêng phần áp dụng cho tg ’p và c’

- hệ số hiệu chỉnh mômen; = 1,25 khi tính theo trạng thái giới hạn phá hoại và

= 1,0 khi tính theo trạng thái giới hạn sử dụng.

a) b) Hình I-9. Các phương pháp khác nhau để dùng kiểm tra ổn định nội bộ của mái dôc đắp có neo

a) Tính toán trượt tròn theo phương pháp phân mảnh.

b) Tính toán theo mặt trượt xoắn ốc logarit.

Để bảo đảm không đạt đến trạng thái giới hạn về phá hoại tuột neo, chiều dài neo neo

bám cột có thể được xác định bằng cách sử dụng biểu thức ở 1.3.3.1

1.3.3.3. Tính toán theo mặt trượt xoắn ốc logarit

Tính toán cũng dựa trên mặt trượt có dạng xoắn ốc logarit (hình I-21b). Việc tính

toán cân bằng mômen với mặt trượt như vậy đã được Bridle và Barr nghiên cứu ở [12],

được Leschinsky và Boedecker nghiên cứu ở [16].

Việc sử dụng phương pháp mặt trượt xoắn ốc logarit đã đơn giản hóa được trình tự

tính toán; ví dụ như có thể xác định trực tiếp ra trị số mômen gây trượt. Mômen chống

trượt do sự có mặt của neo phải lớn hơn hoặc bằng mômen gây mất cân bằng, tức là:

(1.32) MRR ≥ Mo

Trong đó:

MRR – mômen chống trượt do sự có mặt của neo trong mái dốc;

Mo – mômen gây trượt của mái dốc.

Sử dụng hình I-21b có:

(1.33)

Trong đó:

ffs - hệ số riêng phần áp dụng cho trọng lượng đơn vị của đất

si - ngoại tải tác dụng trên mải i;

fq - hệ số tải trọng riêng phần áp dụng cho ngoại tải

ui – áp lực nước lỗ rỗng tác dụng trên mặt truowtj của mảnh i;

- hệ số hiệu chỉnh mômen; = 1,25 khi tính theo trạng thái giới hạn phá hoại và

= 1,0 khi tính theo trạng thái giới hạn sử dụng

1.3.3.4. Nhận xét

Theo lý thuyết phân thỏi, bài toán tính ổn định mái dốc là bài toán siêu tĩnh (thiếu

2n – 2 phương trình). Do đó cần phải bổ sung một số điều kiện để có thể giải bài toán

siêu tĩnh này theo phương pháp phân thỏi. Mặc dù vậy, khi áp dụng phương pháp tính

toán này đối với mái dốc được gia cường bằng neo thì vẫn chưa thật phù hợp. Thật

vậy, các phương pháp phân tích ổn định mái dốc theo phương pháp cân bằng giới hạn

(LEM) hiện nay hoặc là không xét đến lực tương tác ngang hoặc không xét được đầy

đủ lực tương tác giữa các thỏi đất do đó không xét được ảnh hưởng của lực neo đến

trạng thái ứng suất của từng thỏi đất; lực neo của neo chỉ được xét đến thông qua mô

men chống trượt của khối đất trượt.

Phương pháp cân bằng giới hạn chỉ giải quyết tốt bài toán mái dốc có hình dạng

thông thường, mặt trượt tròn, gãy khúc giả thiết dựa trên trạng thái cân bằng giới hạn,

tính toán có xét đến cường độ neo nhưng chưa xét đến môdun đàn hồi E của đất, của

vật liệu gia cường và độ cứng EA của vật liệu gia cường; thì phương pháp PTHH

(FEM) tính toán được cho tất cả các loại mái dốc có hình dạng khác nhau, có địa chất

nền gồm nhiều lớp tính chất phức tạp, hệ số an toàn ổn định được xác định là duy nhất

và mặt trượt duy nhất trên cơ sở xét chuyển vị tại các nút phần tử. Mặt khác, phương

pháp PTHH còn kể đến nhiều ảnh hưởng như môdun đàn hồi của đất nền; môdun đàn

hồi, độ cứng của vật liệu gia cường trong đất.

1.4. CÁC BIỆN PHÁP ĐẢM BẢO ỔN ĐỊNH HỐ MÓNG TRÀN

Hạng mục tràn là hạng mục rất quan trọng của công trình thủy lợi- thủy điện.

Không những phải đảm bảo các điều kiện về kết cấu, ổn định hố móng còn phải đảm

bảo khả năng chống thấm tối đa cho hồ chứa, tránh mất nước cũng như giảm gradien

thấm, tránh xảy ra xói ngầm. Chính vì vậy hố móng tràn yêu cầu phải được đào đến

lớp địa chất tốt đảm bảo khả năng chịu lực và chống thấm tương đối tốt, dẫn đến các

hố móng tràn thường có mái dốc có độ chênh cao lớn vì vậy một số biện pháp tăng ổn

định mái dốc phù hợp như sau:

- Đào bạt mái, giảm độ dốc mái, hạ độ cao từng mái dốc bằng cách tạo các cơ.

- Đào bạt mái kết hợp xây dựng tầng phản áp ở chân mái dốc.

- Xây dựng các mái , tường đất có neo.

- …..

Trong các phương án trên mỗi phương án có ưu nhược điểm riêng xong với mái dốc

tràn có độ cao lớn thì biện pháp đào bạt mái và giật cơ yêu cầu một khối lượng đào,

bạt mái rất lớn dẫn đến không mang lại hiệu quả kinh tế cao và kéo dài thời gian thi

công.

Biện pháp bạt mái kết hợp tầng phản áp tại chân mái dốc yêu cầu mặt bằng rộng

đủ để xây dựng tầng phản áp đủ dài để đảm bảo ổn định, trong trường hợp trường hợp

đập tràn thủy điện song bung 2 do địa thế chật hẹp, tràn nằm tự trên vai đồi nên

phương án chưa phải phương án tối ưu.

Phương án mái đất có neo là phương án có ưu điểm hơn cả do khối lượng đào bạt

mái không quá lớn, diện tích chiếm chỗ để xử lý mái dốc không yêu cầu phải rộng,

phù hợp với diện tích công trình.

1.5. KẾT LUẬN

Nội dung chương I về mặt cơ sở lý tuyết đã nêu rõ tính toán ổn đinh mái dốc, phân

tích cơ chế phá hoại của mái dốc ; các phương pháp tính toán ổn định mái dốc có gia

cường. Hai phương pháp chủ yếu là phương pháp cân bằng giới hạn và phương pháp

phần tử hữu hạn.

Về mặt nguyên nhân gây mất ổn định mái dốc đã nêu ra một số nguyên nhân chủ

quan và khách quan dẫn đến gây mất ổn định mái dốc và đề xuất một số giải pháp

công trình để nâng cao trạng thái ổn định mái dốc.

CHƯƠNG II. PHÂN TÍCH ỔN ĐỊNH MÁI DỐC

2.1. CƠ SỞ LÝ THUYẾT PHƯƠNG PHÁP PHẦN TỬ HỮU HẠN

Phương pháp phần tử hữu hạn (FEM) được sử dụng để nghiên cứu hành vi của một

mái dốc có neo đặt trên nền cứng. Phân tích phần tử hữu hạn cho phép xem xét đầy đủ

các đặc điểm về cường độ- biến dạng của các thành phần mái dốc: đất và neo. Không

giống như các phương pháp cân bằng giới hạn - không thể cung cấp một người kỹ sư

các thông tin về biến dạng, ứng suất huy động trong mái dốc hoặc cường độ neo phát

triển trong mỗi lớp neo, phương pháp phần tử hữu hạn cung cấp các thông số đó thông

qua đường đặc tính ứng suất -biến dạng của đất và đường tải trọng – biến dạng của

neo.

Các bước cơ bản của phương pháp phần tử hữu hạn bao gồm:

- Chia lưới phần tử hữu hạn.

- Chuyển vị tại các nút là các ẩn số

- Chuyển vị bên trong phần tử nội suy từ các giá trị của chuyển vị nút

- Thiết lập mô hình vật liệu (quan hệ giữa ứng suất và biến dạng)

- Điều kiện biên về chuyển vị, lực

- Giải hệ phương trình tổng thể cân bằng lực cho kết quả chuyển vị nút

- Tính các đại lượng khác (biến dạng, ứng suất)

Chi tiết thực hiện giải bài tóan PTHH như sau.

2.1.1. Xây dựng lưới phần tử

Bước đầu tiên của việc phân tích bằng FEM là xây dựng các yếu tố hình học và xác

định điều kiện biên của cơ hệ. Sau đó, cơ hệ liên tục được thay thế bằng lưới phần tử

hữu hạn tương đương bao gồm các phần nhỏ gọi là phần tử hữu hạn. Thông thường

với các bài toán 2 chiều chúng có dạng tam giác hoặc tứ giác. Đặc trưng hình học của

chúng được định nghĩa bằng toạ độ tại các điểm nút. Các phần tử hữu hạn được nối với

nhau tại các nút trên cạnh.

2.1.2. Xấp xỉ chuyển vị

Trong FEM với mô hình chuyển vị, biến số chính là trường chuyển vị cho khắp

phạm vi bài toán. Ứng suất – Biến dạng được xem xét như là các biến số thứ cấp và nó

được tính toán từ trường các véc tơ chuyển vị. Với bài toán biến dạng phẳng hoặc đối

xứng trục, trường véc tơ chuyển vị được nhận dạng bằng 2 biến chuyển vị tổng quát u

và v trong hệ tọa độ Đề các.

Giả thiết được đưa về dạng các biến chuyển vị cho toàn bộ phạm vi bài toán. Độ

chính xác của việc phân tích bằng FEM phụ thuộc vào kích thước của phần tử và việc

xấp xỉ các chuyển vị. Điều này được đặt ra nhằm mục đích thỏa mãn các điều kiện

tương thích. Giả thiết được đặt ra cho mỗi phần tử là các thành phần chuyển vị có dạng

đa thức. Các thành phần chuyển vị được biểu diễn qua các giá trị chuyển vị nút :

(2.1)

Trong đó:

[N] ma trận hàm dạng

i là chỉ số nút của phần tử

Bằng việc mô tả các chuyển vị chưa biết trong phần tử là một hàm số của các chuyển

vị nút, vấn đề xác định trường chuyển vị cho khắp lưới phần tử hữu hạn được quy về

việc xác định các thành phần chuyển vị của các nút. Các ẩn số chuyển vị được xem

như là bậc tự do chưa biết.

2.1.3. Các phương trình cơ bản cho phần tử

Các phương trình cơ bản cho phần tử quy định ứng xử biến dạng cho mỗi phần tử.

Chúng kết hợp điều kiện tương thích, điều kiện cân bằng và ứng xử cơ bản.

2.1.4. Tính toán chuyển vị

Các chuyển vị được tính toán bởi phương trình sau:

d= (2.2)

2.1.5. Điều kiện tương thích

Để thỏa mãn điều kiện tương thích, các biến dạng tương ứng với các chuyển vị ở

trên cho bài toán biến dạng phẳng được tính toán bởi:

; (2.3) x = ; y = ; xy=

z =yz =xz =0.

Kết hợp (2.2) và (2.3) cho phép mô tả các biến dạng qua chuyển vị của các nút. Đối

với 1 phần tử có n nút:

(2.4)

Trong đó ma trận [B] chứa các đạo hàm trong hệ toạ độ chung của các hàm dạng

Ni/x, Ni/y, và ma trận dn chứa các chuyển vị nút của phần tử. Đạo hàm trong

hệ toạ độ chung của các hàm dạng được tính toán từ các đạo hàm trong hệ toạ độ riêng

như sau:

(2.5)

[J] là định thức của ma trận Jacobian, được xác định bởi hệ thức:

[J] = (2.6)

2.1.6. Hành vi ứng xử của vật liệu

Đối với vật liệu đàn hồi tuyến tính và đẳng hướng, hành vi ứng xử cơ bản được biểu

thị bằng hệ thức:

=[D (2.7)

Trong đó: [D] là ma trận đàn hồi cơ bản

Trong bài toán biến dạng phẳng (2.7) được viết như sau:

(2.8)

Với :  là hệ số poission

E là mô đun đàn hồi Young

2.1.7. Điều kiện cân bằng cho phần tử

Phương trình cơ bản cho phần tử được xác định dựa trên nguyên lý năng lượng tối

thiểu. Nguyên lý này phát biểu rằng, vị trí cân bằng tĩnh của một phần tử chịu tải trọng

là vị trí mà nó có tổng năng lượng thấp nhất. Để cân bằng đạt được thì:

E = W-L=0 (2.9)

Trong đó: W là năng lượng biến dạng

L là công của tải trọng tác dụng

Như vậy phưong trình cân bằng cho mỗi phần tử có dạng:

(2.10) KEdn =RE

Trong đó:

là ma trận cứng của phần tử [KE] =

là ma trận vector tải trọng [RE] =

F là vector trọng lượng bản thân

T là véc tơ tải trọng trên biên

V. là thể tích của phần tử

S. là phần của biên nơi mà tải trọng trên biên tác dụng

2.1.8. Thiết lập phương trình tổng thể cho cả hệ

Bước tiếp theo là kết hợp các phương trình cân bằng cho từng phần tử riêng biệt vào

1 hệ phương trình tổng thể:

(2.11) KGdnG = RG

Trong đó:

[KG] ma trận độ cứng của cả hệ

dnG là véctơ các chuyển vị nút của cả lưới phần tử hữu hạn

RG là véctơ tải trọng tác dụng, gồm trọng lượng bản thân , lực trên biên.

Ma trận độ cứng của cả hệ nhận được từ việc kết hợp các ma trận độ cứng của từng

phần tử riêng biệt bằng phương pháp kết hợp độ cứng trực tiếp (Potts và Zdavkovic

1999).

2.1.9. Xác định điều kiện biên

Bước cuối cùng trong việc thiết lập hệ phương trình tổng quát là việc áp dụng các

điều kiện biên. Chúng bao gồm các điều kiện biên về chuyển vị và tải trọng.

Điều kiện biên về tải trọng ảnh hưởng đến vế phải của phương trình tổng quát

RG. Ví dụ cho điều kiện biên về tải trọng là tải trọng tập trung theo đường ứng suất

trên biên, biến thiên áp lực nước lỗ rỗng, trọng lượng bản thân, lực tác dụng từ việc

. Điều kiện biên này cần được

thêm hoặc bớt phần tử.

Điều kiện biên về chuyển vị ảnh hưởng đến dnG

thực hiện nhằm đảm bảo không xảy ra sự xoay hoặc chuyển dịch của toàn bộ lưới phần

tử hữu hạn.

2.1.10. Giải phương trình tổng thể

Với việc thiết lập ma trận độ cứng của cả hệ và các điều kiện biên ở phần trên, bước

cuối cùng là giải hệ phương trình tổng thể. Thông thường, hệ phương trình nhận được

có rất nhiều phương trình với số ẩn tương ứng. Có nhiều thuật toán để giải hệ phương

trình nhiều ẩn số. Thuật toán được Plaxis sử dụng khi lập trình là thuật toán Gauss.

2.2. ỨNG DỤNG PHẦN MỀM TÍNH TOÁN ỔN ĐỊNH MÁI DỐC

Trong luận văn này tác giả không đi vào nghiên cứu lý thuyết phương pháp PTHH

mà chỉ áp dụng phần mềm tính toán trên cơ sở lý thuyết của phương pháp này trong

việc tính toán ổn định mái dốc . Hiện nay trên thị trường xuất hiện nhiều phần mềm

tính toán địa kỹ thuật có chức năng tính toán gia cố đất như: Sted ver 6.0, Talren 97

ver 2.1, ReSlope ver 4.0, GeoStudio (2004, 2007, 2012), Plaxis (ver 7.2, ver 8.5 )...

Tuy nhiên, để rút ngắn được thời gian và công sức và điều quan trọng là lựa chọn tối

ưu của kết cấu thì nên sử dụng các phần mềm có tính tổng hợp cho công trình đất có

neo gia cố. Ở Việt Nam hiện nay, phần mềm được sử dụng có chức năng tính toán gia

cố tổng hợp nhất đó là phần mềm Plaxis của Hà Lan, Geo studio của Canada. Vì vậy

trong chương này, tác giả sử dụng phần mềm Plaxis để tính toán theo phương pháp

phần tử hữu hạn (FEM) và phần mềm GeoStudio 2007 tính toán theo phương pháp cân

bằng giới hạn (LEM) để làm cơ sở đánh giá.

Chương trình PLAXIS đã được xây dựng và đưa vào sử dụng bởi trường tổng hợp

Deft Hà Lan. Do đặc tính ưu việt của chương trình nên đến nay đã có hơn 1500 công

ty trên thế giới sử dụng cho việc tính toán, thiết kế phục vụ công tác nghiên cứu và xây

dựng. Chương trình PLAXIS được xây dựng trên cơ sở của phương pháp chuyển vị, sử

dụng phần tử hữu hạn tam giác 6 nút hoặc 15 nút để tính toán.

Trình tự các bước mô hình hóa trong Plaxis:

- Lập mô hình hình học.

- Gán các điều kiện biên.

- Gán các đặc trưng vật liệu.

- Tạo lưới phần tử.

- Xác định điều kiện ban đầu.

- Xác định các giai đoạn tính toán.

- Tính toán.

- Hiển thị kết quả phân tích.

Sử dụng phần mềm này cho ta các kết quả thiết kế cuối cùng bao gồm:

- Biến dạng: biến dạng tổng U, biến dạng theo các phương Ux, Uy ;

- Ứng suất: ứng suất tổng , ứng suất theo các trục x , y, điểm và vùng

chảy dẻo (nếu có);

- Xác định các thông số của neo: cường độ kéo phân bố trên neo Tkeo, phương

chiều dịch chuyển của neo theo các phương, biến dạng ;

- Hệ số ổn định công trình;

- Tính toán các thông số trên có thể được thực hiện theo mặt cắt thiết kế, từng

giai đoạn thi công và khi xây dựng xong.

2.2.1. Mô hình vật liệu

2.2.1.1. Đất đắp

a. Phần tử :

Trong phương pháp PTHH môi trường đất được mô phỏng dưới dạng các phần tử

cho cả bài toán thoát nước (drained), không thoát nước (undrained) và bài toán cố kết

(consolidation). Tuỳ theo mô hình tính và điều kiện của bài toán mà có thể sử dụng các

dạng phần tử khác nhau cũng như sử dụng hỗn hợp các phần tử.

Đối với mô hình tính phẳng, đất được mô tả dưới các dạng phần tử sau:

- Phần tử tam giác đơn giản (3 nút).

- Phần tử tam giác biến dạng tuyến tính loại 1: Phần tử có 6 nút, 12 bậc tự do dùng

cho bài toán thoát nước và không thoát nước (hình II-1).

- Phần tử tam giác biến dạng tuyến tính loại 2: Phần tử có 6 nút, 15 bậc tự do dùng

cho bài toán cố kết (hình II-2).

O : ẩn chuyển vị ; D : ẩn áp lực nước

Hình II-1. Phần tử tam giác biến dạng tuyến tính loại 1 Hình II-2. Phần tử tam giác biến dạng tuyến tính loại 2

- Phần tử tam giác biến dạng khối loại 1: Phần tử có 15 nút, 30 bậc tự do dùng cho

bài toán thoát nước và không thoát nước (hình II-3).

- Phần tử tam giác biến dạng khối loại 2: Phần tử có 22 nút, 40 bậc tự do dùng cho

bài toán cố kết (hình II-4).

Hình II-3. Phần tử tam giác biến dạng khối loại 1 Hình II-4. Phần tử tam giác biến dạng khối loại 2

b. Mô hình ứng suất- biến dạng:

Đất là loại vật liệu có ứng xử phức tạp dưới điều kiện ứng suất, quan hệ giữa ứng

suất – biến dạng thường có dạng phi tuyến. Trong cơ học đất và địa kỹ thuật, để

nghiên cứu ứng xử của đất thường sử dụng quan hệ giữa ứng suất và biến dạng và đặc

điểm cơ chế phá hoại của đất. Các quan hệ này được biểu diễn bằng các công thức

toán. Đó là các mô hình biểu diễn ứng xử của vật liệu (đất). Việc xây dựng các mô

hình đất nhằm phản ánh sát thực nhất ứng xử của đất theo điều tải trọng. Thực tế đã có

rất nhiều mô hình khác nhau. Mỗi mô hình có ưu điểm và hạn chế của nó về bản chất

lý thuyết mô hình, về khả năng xác định các thông số cho mô hình từ các thí nghiệm

để phục vụ tính toán và cả khả năng đưa các mô hình đó vào các công cụ tính/các phần

mềm máy tính.

Mô hình đàn dẻo Mohr-Colomb thường được sử dụng rộng rãi trong các bài toán

địa kỹ thuật. Quan hệ ứng suất-biến dạng được thể hiện trong hình II-8. Cơ chế làm

việc của mô hình này cũng khá đơn giản, nếu ứng suất trong môi trường không vượt

quá mức giới hạn đã cho thì ứng suất và biến dạng tuân theo định luật Hooke (môi

trường là đàn hồi). Khi ứng suất đạt đến mức giới hạn thì khi đó biến dạng tăng còn

ứng suất không thay đổi. Mô hình đàn-dẻo lý tưởng là mô hình tương đối phù hợp với

điều kiện làm việc của đất nền, nó không đòi hỏi các thí nghiệm địa kỹ thuật trong

phòng quá phức tạp, có thể được đáp ứng ở các phòng thí nghiệm cơ đất thông thường.

Mô hình này có thể áp dụng phù hợp cho hầu hết các loại đất. Do đó trong nghiên cứu

này lựa chọn mô hình đàn dẻo để mô hình hóa đất đắp cho mái dốc .

Mô hình Mohr-Colomb gồm 5 thông số : E-môdun đàn hồi, - hệ số poisson, c- lực

dính đơn vị, - góc ma sát trong, - góc giãn nở. Thông số của mô hình vật liệu sử

dụng trong nghiên cứu được thể hiện trong bảng II-1.

Hình II-5. Quan hệ ứng suất – biến dạng của mô hình đàn dẻo

2.2.1.2. Neo gia cường

a. Phần tử:

Xem neo trong nghiên cứu này khi làm việc chỉ có lực kéo dọc trục nên phần tử neo

gia cường trong mái dốc được mô hình hóa bằng phần tử thanh có các đặc trưng đàn

hồi là độ cứng kéo .

Khi những phần tử đất có 6 nút được dùng thì mỗi phần tử thanh được định nghĩa

bởi 3 nút, phần tử thanh 5 nút được sử dụng kết hợp với phần tử đất 15 nút.

b. Mô hình ứng suất- biến dạng:

Xem ứng xử của neo trong nghiên cứu này là đàn hồi tuyến tính. Do chấp nhận tính

đàn hồi tuyến tính nên có thể áp dụng định luật Hooke. Thông số của mô hình là EA-

độ cứng đàn hồi (theo trục) của vật liệu.

Trong nghiên cứu này sử dụng lưới địa kỹ thuật 1 trục để làm neo gia cường cho

mái dốc. Lưới một trục là loại vật liệu có sức kéo theo hướng dọc trục, thường dùng để

gia cố mái dốc, tường chắn. Thông số của loại vật liệu này được thể hiện trong bảng

II-1.

2.2.2. Mô hình tiếp xúc

a. Phần tử:

Phần tử tiếp xúc được sử dụng để mô tả hiện tượng trượt giữa hai vật liệu có sự

khác nhau lớn về độ cứng. Phần tử này có tác dụng điều chỉnh sự tiếp xúc giữa neo và

đất khi làm việc và đảm bảo tính liên tục của mô hình tính. Ví dụ như sự tiếp xúc giữa

lưới địa kỹ thuật và đất. Ứng suất trượt lớn nhất thường giới hạn bởi tiêu chuẩn dẻo

Mohr-Coulomb. Mô hình phần tử tiếp xúc được thể hiện ở hình II-6.

Hình II-6. Mô hình phần tử tiếp xúc phẳng Phần tử tiếp xúc được đặc trưng bởi ứng suất pháp và ứng suất tiếp và hai thành

phần này có quan hệ với biến dạng pháp tuyến và biến dạng trượt như sau :

(2.12)

Trong đó :

(2.13)

D được gọi là ma trận đàn hồi; kn và ks là độ cứng pháp tuyến và tiếp tuyến

Ma trận độ cứng của phần tử tiếp xúc:

(2.14)

Trong đó : [B] là ma trận liên hệ giữa biến dạng và chuyển vị; [D] là ma trận đàn

hồi như trên; |J| là định thức ma trận Jacobi và t là chiều dày của phần tử.

Khi chuyển vị của hệ được xác định thì biến dạng cũng được xác định Biểu thức

(2.12) dùng để tính toán xác định ứng suất từ biến dạng.

Ứng suất tiếp lớn nhất có giá trị như sau :

(2.15)  = ntan +c

Trong đó : , c là góc ma sát trong và lực dính đơn vị của đất xung quanh.

b. Mô hình ứng suất biến dạng:

Quan hệ ứng suất biến dạng của phần tử tiếp xúc thường được giả thiết là đàn hồi

dẻo lý tưởng Mohr- Coulomb. Đặc trưng cường độ của phần tử tiếp xúc liên quan tới

đặc trưng của phần tử đất. Mọi dữ liệu thiết lập liên quan làm giảm hệ số cường độ của

lớp phân giới (Rinter). Đặc tính của phần tử tiếp xúc được tính từ đặc tính của đất liên

quan đến dữ liệu được thiết lập và làm giảm hệ số cường độ, áp dụng theo công thức:

+ Cinter = Rinter. Csoil

+ taninter = Rinter. tanđất.

Trong đó: Rinter được gọi là hệ số tương tác giữa các môi trường vật liệu và được

xác định thông qua các thí nghiệm. Khi không có thí nghiệm, có thể tham khảo sổ tay

của Plaxis [8] :

+ Tương tác của đất cát/thép Rinter 2/3.

+ Tương tác của đất sét/thép Rinter 0,50.

+ Tương tác của đất cát/bê tông Rinter 1,0 0,80.

+ Tương tác của đất sét/bê tông Rinter 1,0 0,70.

+ Tương tác của đất /lưới địa kỹ thuật Rinter 1.

+ Tương tác của đất /vải địa kỹ thuật Rinter 0,9 0,50.

Bảng II-1. Thông số mô hình vật liệu

Thông số Ký hiệu Chỉ tiêu

Đơn vị tính

1. Đất đắp Mô hình vật liêu đất đắp. Loại vật liệu Mode Type Mohr- Coulomb Drained - -

E C

Độ

20 20 10000 0.4 33 170 3000 Dung trọng khô Dung trọng tự nhiên Modun đàn hồi vật liệu Hệ số nở hông. Lực dính Góc ma sát trong 2. Neo Độ cứng EA

2.3. XÂY DỰNG BÀI TOÁN MẪU

2.3.1. Mô hình nghiên cứu

Các mô hình mái dốc được phân tích trong nghiên cứu này được minh họa trong

hình II-7. Mái dốc có chiều cao lớn nhất là Hmax = 18m với độ đốc của mái là 1:1. Các

lớp neo được đặt ngang với khoảng cách theo phương đứng mái dốc là 1m. Chiều dài

của mỗi lớp neo được xác định là đủ dài để không làm cho neo tuột khỏi khối đất khi

phát sinh lực kéo trong neo. Đất nền được giả định là nền tốt.

a) Mái dốc không neo b) Mái dốc có neo

Hình II-7. Mô hình mái dốc không neo và có neo Mô hình phân tích trên sẽ được mô hình hóa trong phần mềm Plaxis để nghiên cứu.

Lưới phần tử hữu hạn được minh họa trong hình II-8. Số phần tử trong mô hình trên là

1002 phần tử. Các giai đoạn thi công mái dốc có neo có chiều cao Hmax =18m được

minh họa trong hình II-9.

a) Mái dốc không neo b) Mái dốc có neo

Hình II-8. Lưới phần tử của mái dốc có neo

Hình II-9. Các giai đoạn thi công mái dốc có neo có chiều cao Hmax =18m

2.3.2. Kết quả nghiên cứu mô hình

Để đánh giá hiệu quả của việc có neo gia cường trong mái dốc về ứng xử ứng suất-

biến dạng trong mái dốc có neo, thì cũng cần thiết phải hiểu ứng xử trong mái dốc

không có neo. Phần này trình bày các kết quả phân tích ứng suất, biến dạng tại thời

điểm cuối giai đoạn thi công cho mái dốc không neo và có neo với chiều cao lớn nhất

Hmax = 18 m. Kết quả cho chiều cao mái dốc H= 5 m, 10 m và 15 m được thể hiện

trong Phụ lục A.

2.3.2.1. Ứng suất

Khi mái dốc có neo, ứng suất trong mái dốc thay đổi rõ rệt. Vì có neo gia cường

thêm nên đất huy động ít ứng suất hơn so với mái không có neo.

a, Mái dốc không neo b, Mái dốc có neo

Hình II-10. Phổ mức độ ứng suất đất huy động trong mái dốc cao 18m (%)

Hình II-10 thể hiện phổ mức độ ứng suất đất huy động trong mái dốc không neo và

có neo tại thời điểm vừa thi công xong. Theo hình II-10 ta thấy với mái dốc không

neo, cường độ đất được huy động nhiều hơn, cụ thể phổ mức độ ứng suất đất huy động

tối đa 100% của mái dốc không neo rộng hơn phổ của mái dốc có neo. Điều này cũng

đã được lý giải ở chương I, khi có neo, ứng suất chính 3 của đất tăng lên 1 lượng 3

do tương tác giữa đất và neo tạo ra. Sự bổ sung này làm giảm độ lệch ứng suất nén của

đất hay cường độ huy động của đất giảm đi. Phổ cường độ huy động này cũng cho

thấy khả năng hình thành một mặt phá hoại đi qua chân mái dốc.

2.3.2.2. Biến dạng

Việc đưa neo vào mái dốc làm thay đổi ứng suất trong mái nên làm giảm các biến

dạng trong mái dốc.

a, Mái dốc không neo

b, Mái dốc có neo Hình II-11. Phổ biến dạng góc xy trong mái dốc cao 18m (%) Hình II-11 thể hiện phổ biến dạng góc xy trong mái dốc không neo và có neo với

chiều cao 18m, do có thêm neo biến dạng này giảm đi đáng kể, cụ thể ở mái dốc không

neo biến dạng góc lớn nhất xy = 7,78% còn với mái dốc biến dạng này giảm còn xy =

5,36% . Biến dạng góc lớn nhất xy ở cả 2 mô hình đều xuất hiện ở chân dốc cho thấy

khả năng mặt phá hoại sẽ đi qua điểm này. Kết quả với chiều cao mái dốc 5m, 10m

,15m cũng cho kết quả tương tự.

b, Mái dốc có neo

a, Mái dốc không neo Hình II-12. Phổ biến dạng ngang x trong mái dốc cao 18m (%) Hình II-12 thể hiện phổ biến dạng ngang x của mái dốc cao 18m. Do đưa neo vào

nên biến dạng ngang của mái có neo giảm so với mái không neo, cụ thể là với mái

không neo biến dạng ngang lớn nhất x = 0,707% còn mái dốc có neo x = 0,417%. Ở

hình II-12 ta thấy biến dạng ngang lớn nhất của cả mái không neo và có neo đều xuất

hiện ở vùng giữa mái dốc. Với mái có neo, giá trị này giảm đi do ảnh hưởng của neo

đã nêu ở trên. Kết quả với chiều cao mái dốc 5m, 10m, 15m cũng cho kết quả tương

tự.

a, Mái dốc không neo

b, Mái dốc có neo Hình II-13. Phổ biến dạng đứng y trong mái dốc cao 18m (%) Biến dạng đứng y gần như không thay đổi khi đặt thêm neo vào, phổ biến dạng của

đứng y được thể hiện ở hình II-13. Ở cả mái dốc không neo và có neo biến dạng đứng

lớn nhất y = 1,63%. Kết quả với chiều cao mái dốc 5m, 10m ,18m cũng cho kết quả

tương tự.

a, Mái dốc không neo

b, Mái dốc có neo Hình II-14. Phương biến dạng cắt lớn nhất max trong mái dốc Để mái dốc có sức chống trượt lớn nhất từ việc đưa thêm neo vào thì nên đặt neo

theo phương biến dạng cắt lớn nhất max phát sinh trong mái dốc. Hình II-14a thể hiện

mức độ và phương của biến dạng cắt lớn nhất trong mái dốc không neo. Tuy nhiên

theo thực tế thi công, việc đặt neo theo phương của biến dạng cắt lớn nhất sẽ rất khó,

vì vậy thực tiễn vẫn đặt neo theo phương ngang. Và biến dạng cắt lớn nhất max trong

mái dốc có neo vẫn có phương như mái dốc không neo, thể hiện ở hình II-14b.

2.3.2.3. Chuyển vị

Hình II-15 và II-16 thể hiện lưới và vector chuyển vị toàn phần tại thời điểm cuối

giai đoạn thi công của mái dốc có neo và không neo. Theo xu hướng của các vector

chuyển vị này có thể phán đoán ra dạng mặt phá hoại của mái dốc giống như một cung

tròn. Ở mái dốc cao 5m cho thấy rất ít chuyển vị trong mái dốc. Chuyển vị bắt đầu

tăng lên khi tăng chiều cao mái dốc, cụ thể có thể thấy ở mô hình mái dốc cao 10m,

15m, 18m. Kết quả tính toán các mái dốc xem phụ lục A.

a, Mái dốc không neo b, Mái dốc có neo

Hình II-15. Lưới biến dạng mái dốc

a, Mái dốc không neo b, Mái dốc có neo

Hình II-16. Vector chuyển vị toàn phần mái dốc cao 18m

2.3.3. Lực kéo huy động T trong neo

Do xem neo trong nghiên cứu này khi làm việc chỉ có lực kéo dọc trục T, vì vậy để

xem xét độ bền của neo cần phải xác định được lực kéo lớn nhất được huy động trong

neo. Trường hợp neo có lực kéo bằng với lực kéo giới hạn của neo, có thể kết luận là

neo đã huy động hết khả năng làm việc. Trong trường hợp lực kéo lớn nhất trong neo

nhỏ hơn lực kéo giới hạn của neo thì cần phải bố trí lại neo cho hợp lý hay chọn lại

neo để sử dụng tối đa khả năng làm việc của neo và tiết kiệm vật liệu. Đấy là bài toán

tối ưu, tuy nhiên trong phạm vi của luận văn, tác giả chỉ nghiên cứu các yếu tố ảnh

hưởng đến neo để đưa ra các đánh giá về neo góp phần hiểu rõ vai trò của neo trong

tính toán ổn định mái dốc có neo.

Hình II-17 thể hiện sự phân bố lực kéo được huy động dọc theo chiều dài của neo

tại vị trí neo thứ nhất. Sự phát triển của lực kéo ở đầu bên trái của neo là do không có

chuyển vị tương đối giữa đất và neo, tương tự như việc neo bị ngàm với đất. Còn đầu

phía bên phải, lực neo bằng “0” do bên trái là mái dốc, có sự chuyển dịch, biến dạng,

coi như là biên tự do.

Hình II-17. Phân bố lực kéo huy động dọc theo chiều dài neo thứ nhất Quan sát sự phân bố lực trong các neo ta thấy có hai mối quan hệ sau. Hình II-18

thể hiện các thông số để mô tả các mối quan hệ.

Hình II-18. Thông số mô tả các quan hệ

Thứ nhất có một mối tương quan giữa tỷ số hi/H- đại diện cho mức độ tăng cường

neo so với chiều cao mái dốc, và Ti/Tmax – đại diện cho lực kéo neo lớn nhất trong

một neo so với kéo lớn nhất được huy động trong tất cả các neo. Hình II-19 thể hiện

mối quan hệ hi/H và Ti/Tmax cho mái dốc cao 5m, 10m, 15m, 18m. Qua phân tích 4

mô hình mái dốc với 4 chiều cao khác nhau, biểu đồ này cho thấy ở bất kể chiều cao

nào, quan hệ mô tả phân bố kéo lớn nhất của neo dọc theo chiều cao mái dốc là không

đổi. Và lực kéo được huy động nhiều nhất ở vị trí 0,4 lần chiều cao H.

Hình II-19. Quan hệ hi/H với Ti/Tmax Mối quan hệ thứ hai liên quan đến vị trí và giá trị lớn nhất của lực kéo trong một lớp

neo. Hình II-20 thể hiện sự tương quan giữa Di/hi và Ti/Tmax. Biểu đồ này cho thấy vị

trí của lực kéo lớn nhất trong neo không phụ thuộc vào chiều cao của mái dốc mà phụ

thuộc vào vị trí đặt neo.

Hình II-20. Quan hệ Di/hi với Ti/Tmax Các mối quan hệ thể hiện trong hình II-19, II-20 cung cấp cho ta đầy đủ thông tin để

xác định vị trí và độ lớn của lực kéo lớn nhất được huy động trong mỗi neo. Bằng cách

cho Tmax bằng cường độ kéo cho phép của neo thì lực kéo ở mỗi lớp neo tại vị trí giao

với mặt trượt hoàn toàn có thể xác định, khi phá hoại tại vị trí giao giữa mặt phá hoại

và neo có lực kéo lớn nhất. Một khi tỷ số Ti/Tmax được xác định thì vị trí của Ti dọc

theo mỗi lớp neo sẽ được xác định nhờ sử dụng biểu đồ hình II-19 . Điều này cung cấp

các thông tin cần thiết để thực hiện phân tích ổn định hoặc để xác định chiều dài của

mỗi lớp neo.

2.4. CÁC YẾU TỐ ẢNH HƯỞNG ĐẾN NEO

Như đã phân tích chương I, việc đưa neo vào làm neo đất sẽ cải thiện sức kháng cắt

của đất, tức sẽ làm tăng thêm ổn định cho mái dốc có neo. Do vậy, cần nắm vững quan

hệ của các yếu tố, đánh giá tác động qua lại và ảnh hưởng của chúng tới neo.

2.4.1. Ảnh hưởng của chiều cao mái dốc

Như ở mục 2.3.3 đã phân tích, phân bố lực kéo huy động lớn nhất trong neo không

ảnh hưởng bởi chiều cao mái dốc, được thể hiện ở hình II-19. Qua phân tích 4 mô hình

mái dốc có chiều cao thay đổi (H= 5, 10, 15, 18 m) thấy lực kéo huy động nhiều nhất ở

vị trí 0,4 lần chiều cao mái dốc.

Và với mái dốc càng cao thì càng dễ mất ổn định nên hệ số an toàn sẽ giảm dần khi

tăng chiều cao mái dốc. Khi đó để duy trì ổn định cho mái dốc thì lực kéo trong neo

được huy động nhiều khi chiều cao mái dốc lớn. Tức là mối quan hệ giữa lực kéo huy

động trong neo và hệ số an toàn là tỷ lệ nghịch với nhau. Cụ thể được thể hiện ở hình

II-21.

Hình II-21. Quan hệ giữa hệ số an toàn Fs, lực kéo Tmax với chiều cao mái dốc 2.4.2. Ảnh hưởng của độ cứng neo

Qua một số tài liệu nghiên cứu cho thấy độ cứng EA và cường độ neo (lực kéo)

Tmax quan hệ với nhau thông qua đặc trưng biến dạng đàn hồi giới hạn như sau:

(2.16)

Theo quan hệ này với một biến dạng nhất định thì độ cứng tăng thì cường độ neo

cũng tăng. Do vậy cần xem xét ảnh hưởng của độ cứng neo EA tới cường độ Tmax của

neo. Để nghiên cứu ảnh hưởng của độ cứng neo EA, thay đổi độ cứng từ 500 KN/m÷

6000 KN/m với mái dốc cao 18m, ta thiết lập được mối quan hệ như hình II-22.

a) Tmax huy động theo chiều cao mái b) Quan hệ giữa hệ số an toàn Fs với độ cứng EA

Hình II-22. Ảnh hưởng của độ cứng neo EA (mái dốc cao 18m) Nhận thấy cường độ neo EA tăng thì lực kéo Tmax cũng tăng đúng như mối quan

hệ trên, và giá trị Tmax trong các lớp neo dọc chiều cao luôn đạt giá trị lớn nhất tại

0,4H, H- chiều cao mái dốc khi neo có độ cứng từ 2000 KN/m; những giá trị độ cứng

nhỏ hơn 2000 KN/m thì giá trị Tmax đạt được ở gần chân dốc. Điều này là do neo có

độ cứng nhỏ, khi đưa vào mái dốc không phát huy hết khả năng của neo. Biến dạng cắt

tăng dần, và phát triển từ chân dốc. Biến dạng của đất tăng kéo theo biến dạng của neo

tăng, dẫn đến lực kéo của neo được huy động nhiều ở neo gần chân dốc.

Ở biều đồ thứ hai cho quan hệ giữa độ cứng và hệ số an toàn, độ cứng neo tăng thì

hệ số an toàn của mái dốc tăng nhanh ở những giá trị đầu, còn những giá trị sau tăng

chậm và có xu hướng ổn định ở một giá trị. Điều này có thể hiểu là do độ cứng càng

lớn thì lực kéo được huy động gần như tối đa giá trị cường độ tới hạn của nó, và khi đó

yếu tố chống trượt do neo gây ra không tăng lên nữa như vậy hệ số an toàn ổn định của

mái có neo cũng không tăng lên.

2.4.3. Ảnh hưởng của khoảng cách đặt neo

Để xem xét ảnh hưởng của khoảng cách đặt neo tới lực kéo Tmax được huy động

trong neo, ta tăng khoảng cách đặt neo theo chiều cao mái dốc từ 0,5m đến 4m. Khi

khoảng cách giữa các neo giảm thì lực kéo Tmax huy động trong neo cũng giảm theo,

có thể nhìn thấy trong hình . Bước neo giảm tức số lượng neo tăng lên, ví dụ như

bước neo của mái dốc cao 18m là 0,5m thì số neo trong mái là 35 neo, khi bước neo là

1m thì số lượng là 17 neo . . . Số lượng neo tăng thì lực kéo huy động sẽ được dàn đều

ra mỗi neo, làm cho lực kéo huy động trong mỗi neo giảm đi. Khi số lượng neo giảm

thì điều ngược lại xảy ra.

a) Tmax huy động theo chiều cao mái b) Quan hệ giữa hệ số an toàn Fs, lực kéo Tmax với bước neo b

Hình II-23. Ảnh hưởng của bước neo b (mái dốc cao 18m) Ở hình II-23 ta thấy khi bước neo tăng thì hệ số an toàn giảm, ngược với quan hệ

bước neo với lực kéo Tmax của neo. Điểm giao của 2 đường quan hệ trên cho ta bước

neo hợp lý- đó là bước neo cho hệ số an toàn cao đồng thời huy động được lực kéo

trong neo nhiều nhất. Biểu đồ trên cho thấy điểm giao tại điểm có bước neo xấp xỉ 1m

là bước neo hợp lý của mái dốc có chiều cao 10m. Với các mái dốc có chiều cao khác

5m, 15m, 18m cũng cho điều tương tự.

2.4.4. Ảnh hưởng của cường độ đất đắp

Việc đưa neo vào đất như trên đã phân tích sẽ làm thay đổi trạng thái ứng suất, biến

dạng của đất trong mái dốc. Theo một số tài liệu nghiên cứu thì việc đưa neo vào sẽ

làm cho cường độ của đất: lực dính và góc ma sát trong của đất tăng lên. Để xem xét

vấn đề này ta nghiên cứu thay đổi cường độ của đất như sau: lực dính C thay đổi từ 10

KN/m2 đến 30 KN/m2, với mỗi giá trị lực dính C ta thay đổi góc ma sát trong  từ 10o

÷ 40 o. Kết quả được thể hiện ở hình II-23 là của mái dốc có chiều cao 18m.

a) Tmax huy động theo chiều cao mái b) Tmax huy động theo chiều cao mái

c) Tmax huy động theo chiều cao mái d) Quan hệ giữ hệ số an toàn Fs, lực kéo Tmax với cường độ đất

Hình II-24. Ảnh hưởng của cường độ đất đắp (mái dốc cao 18m) Theo hình II-24 a,b,c nhận thấy lực cắt lớn nhất Tmax huy động trong neo luôn đạt

giá trị lớn nhất ở khoảng 0,4 lần chiều cao mái dốc. Điều này lại khẳng định lần nữa độ

chính xác của biều đồ quan hệ hi/H và Ti/Tmax . Tuy nhiên ở các hình trên vẫn xuất

hiện dạng khác, đó là Tmax đạt giá trị lớn nhất tại điểm gần chân dốc ở những giá trị

cường độ : lực dính c và góc ma sát trong  của đất nhỏ. Điều này là do cường độ của

đất nhỏ không đủ để đảm bảo ổn định cho mái dốc có chiều cao lớn, khi đó xuất hiện

các vùng phá hoại, cường độ của đất được huy động để chống lại sự mất ổn định mái

do ứng suất cắt gây ra.

Hình II-24d thể hiện quan hệ giữa hệ số an toàn, lực kéo huy động Tmax trong neo

với cường độ của đất. Ta thấy với cùng một lực dính c, thay đổi góc ma sát trong  : 

tăng thì hệ số an toàn Fs tăng, điều này là đúng đắn do cường độ chống cắt của đất

tăng lên thì hệ số an toàn sẽ tăng lên. Tuy nhiên khi tăng góc ma sát trong  với lực

dính c không đổi thì lực kéo huy động Tmax lại giảm, ta thấy quan hệ này với quan hệ

của hệ số an toàn là đối nghịch nhau. Khi tăng góc ma sát trong  thì hệ số ổn định

tăng, mái đất càng ổn định nên vai trò của neo không có nhiều, cụ thể là lực kéo Tmax

huy động ít để duy trì ổn định cho mái dốc.Với biểu đồ quan hệ này ta cũng dễ dàng

tìm được cường độ đất hay chỉ tiêu lực dính c, góc ma sát trong  hợp lý, làm cơ sở để

lựa chọn loại đất đắp có chỉ tiêu phù hợp.

2.4.5. Ảnh hưởng của chiều dài neo

Lực kéo của neo được huy động dọc theo chiều dài neo, do vậy chiều dài của neo sẽ

ảnh hưởng nhất định tới sự phân bố và vị trí của lực kéo huy động lớn nhất Tmax dọc

theo neo. Để hiểu rõ ảnh hưởng của neo tới lực kéo Tmax với mỗi mô hình mái dốc có

chiều cao khác nhau ta thay đổi chiều dài của mỗi lớp neo. Hình II-25 thể hiện kết quả

của mái dốc có chiều cao 15m.

a) Tmax huy động theo chiều cao mái b) Quan hệ giữa hệ số an toàn Fs, lực kéo Tmax với chiều dài neo L

Hình II-25. Ảnh hưởng của chiều dài neo L (mái dốc cao 15m) Cả 4 mô hình mái dốc có chiều cao khác nhau đều cho thấy giá trị Tmax vẫn đạt ở

chiều cao bằng 0,4 lần chiều cao của mái dốc. Với mái dốc có chiều cao lớn: 15m,

18m khi chiều dài neo bằng (15, 20, 25, 30) m (lớn hơn 0,8 lần chiều cao mái dốc) thì

giá trị Tmax tăng lên không nhiều. Còn với mái dốc thấp hơn thì chiều dài neo phải

lớn hơn 1 lần chiều cao mái dốc thì giá trị Tmax gần như không đổi, do lực kéo được

huy động tốt đa gần tới giá trị tới hạn.

Khi chiều dài neo tăng thì hệ số an toàn tăng nhưng với chiều dài neo lớn hơn 2 lần

chiều cao mái dốc thì hệ số an toàn tăng chậm và dần đạt tới giá trị không đổi khi

chiều dài neo rất lớn.

2.4.6. Ảnh hưởng của đất nền

Bài toán mẫu nghiên cứu ở những phần trên là xét với đất nền tốt (độ cứng lớn) Để

xem xét ảnh hưởng của đất nền tới sự phân bố lực kéo Tmax huy động trong mỗi neo

ta thay đổi loại đất nền, xét với đất nền yếu hơn. Nghiên cứu với 4 chiều cao mái dốc

khác nhau (H=5, 10, 15, 18m). Ta thấy cũng tương tự như nền tốt, với nền yếu hơn,

quan hệ giữa lực kéo Tmax trong neo và hệ số an toàn là tỷ lệ nghịch như trên hình II-

26b. Tuy nhiên giá trị lực Tmax trong trường hợp đất yếu hơn có giá trị lớn hơn trường

hợp đất nền tốt, và ngược lại hệ số an toàn thì nhỏ hơn.

a) Tmax huy động theo chiều cao mái b) Quan hệ giữa hệ số an toàn Fs, lực kéo Tmax với chiều cao mái dốc

Hình II-26. Ảnh hưởng của nền yếu (mái dốc cao 18m) Hình II-26a thể hiện phân bố lực kéo huy động Tmax trong neo theo chiều cao mái

dốc. Theo hình này ta thấy với chiều cao mái dốc lớn (H=15,18m), phân bố lực kéo

giống với trường hợp đất nền tốt nhưng vị trí lực kéo huy động nhiều nhất là 0,2 lần

chiều cao mái dốc. Còn với chiều cao mái dốc thấp hơn (H=5,10m), phân bố lực kéo

gần như tuyến tính, có giá trị lớn nhất ở đáy khác với trường hợp đất tốt có dạng phân

bố như hình II-27.

Hình II-27. Quan hệ hi/H với Ti/Tmax (trường hợp đất nền tốt) Như vậy với nền đất yếu và chiều cao mái dốc thấp, phân bố lực kéo huy động

Tmax có dạng tuyến tính và giá trị lớn nhất ở đáy. Đó cũng là quan điểm khi tính toán

neo ở các phương pháp cân bằng giới hạn. Tuy nhiên khi nghiên cứu bằng phương

pháp phần tử hữu hạn ta thấy với đất nền tốt và chiều cao mái dốc lớn thì phân bố lực

kéo Tmax lại không tuân theo quy luật tuyến tính mà có giá trị lớn nhất trong khoảng

(0,2÷0,4) lần chiều cao mái dốc.

2.5. TÍNH TOÁN ỔN ĐỊNH MÁI DỐC CÓ NEO BẰNG PHƯƠNG PHÁP

PHẦN TỬ HỮU HẠN

Để nghiên cứu đánh giá ổn định mái dốc có neo bằng phương pháp phần tử hữu hạn

ta so sánh kết quả với phương pháp cân bằng giới hạn để có cơ sở tin cậy đối chiếu, do

phương pháp cân bằng giới hạn là phương pháp được dùng phổ biến hiện nay để tính

toán ổn định mái dốc. Và để hiểu rõ về ảnh hưởng của neo tới sự ổn định của mái dốc

có neo ta cũng so sánh kết quả với mái không đặt neo.

2.5.1. Mặt phá hoại

Như đã phân tích ứng suất – biến dạng của mái dốc có neo ở phần 2.2.4, ta thấy cơ

chế phá hoại sẽ xuất phát từ điểm chân dốc. Sau đó phát triển ra vùng phá hoại, vùng

này như đã nói có dạng hình cung tròn. Thật vậy, tính toán bằng phương pháp phần tử

hữu hạn ở giai đoạn mô hình mái dốc bị phá hoại ta sẽ thấy rõ vùng phá hoại và dạng

vùng này là một cung tròn như hình II-28. Điều này phù hợp với giả định mặt phá hoại

của phương pháp cân bằng giới hạn là dạng cung tròn, hình II-29.

Hình II-28. Mặt phá hoại của mái dốc cao 18m tính theo phương pháp PTHH

Hình II-29. Mặt phá hoại của mái dốc cao 18m tính theo phương pháp CBGH

2.5.2. Hệ số an toàn

So sánh hai phương pháp cân bằng giới hạn và phần tử hữu hạn sẽ được dựa trên

các hệ số an toàn. Cách tính toán hệ số an toàn của hai phương pháp là khác nhau.

Phương pháp cân bằng giới hạn dựa vào cân bằng lực, mômen để tính toán hệ số an

toàn, còn phương pháp phần tử hữu hạn tính toán hệ số an toàn bằng cách giảm các

cường độ chống cắt của đất cho tới khi mô hình mái dốc bị mất ổn định.

- Với mái dốc không neo, gọi hệ số an toàn của mái dốc không neo theo phương

pháp cân bằng giới hạn là Fle , theo phương pháp phần tử hữu hạn là Ffe.

- Với mái dốc có neo, để thấy rõ ảnh hưởng của neo tới ổn định của mái dốc và dễ

so sánh hai phương pháp với nhau ta cũng giả định sự có mặt của neo trong mái dốc

gây ra mômen giữ làm tăng ổn định cho mái dốc. Khi đó hệ số an toàn của mái dốc có

neo được đánh giá như sau :

(2.17)

Trong đó : MS – mômen chống trượt do cường độ chống cắt của đất,

MR – mômen chống trượt do sự có mặt của neo gây ra,

MO – mômen gây trượt do trọng lượng bản thân của đất và do ngoại tải.

Fr là hệ số an toàn tính theo phương pháp phần tử hữu hạn. Để so sánh với phương

pháp cân bằng giới hạn và cung cấp cái nhìn sâu sắc về ảnh hưởng của việc phân phối

lực kéo Tmax của neo theo chiều cao mái dốc, ta tính 2 hệ số an toàn Fr1 và Fr2. Trong

đó Fr1 được tính toán bằng cách phân phối lực kéo Tmax như theo phương pháp phần

tử hữu hạn, để làm cơ sở so sánh với Fr. Còn Fr2 được tính toán bằng cách phân phối

đều lực cắt Tmax dọc theo chiều cao mái. Sự phân phối Tmax của neo để tính toán Fr1,

Fr2 được minh họa trong hình II-30, II-31 cho chiều cao mái dốc 5m, 10m, 15m và

18m tương ứng.

a) Mái dốc H=5m b) Mái dốc H=10m

c) Mái dốc H=15m d) Mái dốc H=18m

Hình II-30. Phân phối lực cắt Tmax dọc theo chiều cao mái để tính Fr1

a) Mái dốc H=5m b) Mái dốc H=10m

c) Mái dốc H=15m d) Mái dốc H=18m

Hình II-31. Phân phối lực cắt Tmax dọc theo chiều cao mái để tính Fr2

Bảng II-2. Kết quả tính toán ổn định theo hai phương pháp

Mái không neo Mái có neo Số phần tử H (m) Fle Fr Fr1 Fr2 Ffe

5 2.87 626 4.04 2.92 3.37 2.54

10 1.60 792 2.00 1.66 1.84 1.53

15 1.24 928 1.46 1.29 1.42 1.18

18 1.12 1003 1.28 1.19 1.28 1.06

(chi tiết xem phụ lục B)

a)Với mái dốc không neo:

Theo bảng kết quả trên ta thấy với các chiều cao mái dốc, hệ số an toàn tính theo hai

phương pháp gần như tương đương nhau. Phương pháp cân bằng giới hạn luôn cho hệ

số an toàn lớn hơn một chút so với phương pháp phần tử hữu hạn. Xu hướng này có

thể do tính chính xác hơn của phương pháp phần tử hữu hạn tính toán ứng suất dọc

theo mặt phá hoại. Còn phương pháp cân bằng giới hạn (phân thỏi) chỉ cung cấp một

xấp xỉ của trạng thái ứng suất dọc theo mặt phá hoại.

Hình II-32.Quan hệ giữa hệ số an toàn Fs với chiều cao mái dốc H của mái dốc không neo

Theo hình II-32 cho thấy sự hội tụ của hai phương pháp, khi chiều cao mái càng

tăng thì sự sai khác giữa hai phương pháp càng nhỏ. Với quan hệ trên cho thấy hệ số

an toàn sẽ bằng 1 khi chiều cao mái dốc khoảng 25m. Sự sai khác nhỏ giữa Fle và Ffe

có thể kết luận rằng sử dụng phương pháp phần tử hữu hạn để tính toán ổn định mái

dốc cũng hoàn toàn là phù hợp. Điều này cho thấy độ tin cậy trong cách so sánh các hệ

số an toàn giữa hai phương pháp.

b)Với mái dốc có neo :

So sánh kết quả Fr và Fr1 trong bảng thấy có sự khác biệt. Hai hệ số an toàn này

tính theo 2 phương pháp khác nhau nhưng về cơ chế phân phối lực kéo trong neo là

giống nhau, sự khác biệt được thể hiện trên hình II-33. Đó là sự khác biệt về trạng thái

ứng suất trong mái dốc giữa hai phương pháp. Phương pháp cân bằng giới hạn bỏ qua

cơ chế của neo trong đất, coi lực kéo huy động trong neo như là một lực tự do. Mặt

khác, phương pháp phần tử hữu hạn xét tới cơ chế của neo gây ra trong đất, việc đưa

neo vào làm tăng cường độ chống cắt cho đất. Điều này dẫn đến sự gia tăng tổng thể

trong hệ số an toàn của mái có neo. Hai đường cong trên hình cũng có xu hướng hội tụ

về hệ số an toàn bằng 1 khi chiều cao mái dốc lớn hơn 25m.

Hình II-33. Quan hệ giữa hệ số an toàn Fs với chiều cao mái dốc H của mái dốc có neo Để đánh giá mức độ tăng ổn định khi đưa neo vào mái dốc giữa hai phương pháp ta

so sánh các tỷ lệ của Ffe với Fr (phương pháp phần tử hữu hạn) và tỷ lệ Fle với Fr1

(phương pháp cân bằng giới hạn) :

(2.18)

Trong đó : FR – hệ số an toàn của mái có neo

F0 – hệ số an toàn của mái không neo

Hình II-34 cho thấy với phương pháp phần tử hữu hạn mức độ ổn định tăng đáng kể

với chiều cao mái dốc nhỏ, và giảm dần khi chiều cao mái dốc tăng. Ngược lại,

phương pháp cân bằng giới hạn cho thấy mức độ ổn định được gia tăng khi tăng chiều

cao mái dốc. Điều này càng cho thấy rõ sự khác biệt về quan điểm tính toán, cơ sở lý

thuyết giữa hai phương pháp khi tính toán mái dốc có neo. Hai đường cong trên hình

cũng có xu hướng hội tụ tại 1 điểm, cho thấy kết quả của hai phương pháp là phù hợp.

Hình II-34. Quan hệ giữa Ir (%) với chiều cao mái dốc H (m) Một điều quan trọng rút ra được khi nghiên cứu phương pháp phần tử hữu hạn đó là

phân phối lực kéo được huy động lớn nhất Tmax của neo dọc theo chiều cao của mái

dốc. Điều này hoàn toàn khác với quan điểm thiết kế hiện nay cho rằng vùng ở dưới

chân dốc sẽ huy động nhiều lực cắt trong neo hơn. Để đánh giá sự phân phối lực kéo

trong neo tới ổn định mái dốc ta so sánh hai hệ số Fr1 và Fr2. Hình II-35 thể hiện sự

tương quan giữa hai hệ số này với sự gia tăng chiều cao mái dốc. Ta thấy sự khác biệt

giữa hai hệ số là rất nhỏ, và Fr2 lớn hơn Fr1. Điều này có thể giải thích như sau: ở trên

ta đã đưa ra định nghĩa chung cho cả 2 phương pháp về hệ số an toàn khi có neo là Fr,

Fr được xác định theo công thức 2.19 :

= Fo + Fr (2.19)

Trong đó : – hệ số an toàn của mái dốc không có neo

- gia số an toàn khi mái dốc có neo

Neo đưa vào mái dốc góp phần làm tăng ổn định, có thể coi hệ số an toàn của

mái sẽ tăng lên một gia số an toàn là FR do neo gây ra. Theo trên phân tích Ir (%) của

phương pháp cân bằng giới hạn thì gia số này tăng chậm nghĩa là MR nhỏ hơn nhiều so

với M0 , do đó khi thay đổi giá trị MR thì FR thay đổi ít hay cách phân phối lực kéo

neo không ảnh hưởng nhiều đến hệ số an toàn của mái dốc có neo khi tính theo

phương pháp cân bằng giới hạn.

Hình II-35. Quan hệ giữa hệ số an toàn Fr1 và Fr2 với chiều cao mái dốc H (m)

2.6. KẾT LUẬN

Trong chương II tác giả đã ứng dụng phần mềm vận dụng cơ sở lý thuyết của

phương pháp phần tử hữu hạn để nghiên cứu, phân tích ổn định mái dốc có neo. Trên

cơ sở nghiên cứu mô hình mái dốc có neo đặt trên nền tốt với các chiều cao khác nhau,

tác giả có đưa ra một số kết luận sau :

1) Khi đưa neo vào mái dốc, đất trong mái dốc sẽ thay đổi ứng xử. Cụ thể: mức độ

huy động ứng suất trong đất giảm; các biến dạng, chuyển vị cũng giảm nhưng

không đáng kể khi mái dốc vẫn còn ở trạng thái cân bằng bền.

2) Phân bố lực kéo huy động trong neo là thay đổi dọc theo chiều dài neo và theo

chiều cao mái dốc. Với đất nền yếu và chiều cao mái dốc thấp thì phân bố lực

kéo Tmax có dạng tuyến tính, giá trị lớn nhất ở vùng chân dốc giống với các

quan điểm thiết kế hiện nay. Nhưng với đất nền tốt qua phân tích thấy, phân bố

lực kéo Tmax không tuân theo quy luật tuyến tính, giá trị lớn nhất ở chiều cao

(0,2÷0,4) lần chiều cao mái dốc. Với loại đất nền này xây dựng được hai mối

quan hệ giữa các tham số không thứ nguyên hi/H với Ti/Tmax và Di/H với

Ti/Tmax.

3) Các yếu tố như chiều cao mái dốc, khoảng cách đặt neo, cường độ đất đắp, độ

cứng, chiều dài của neo ảnh hưởng nhất định tới sự phân bố lực kéo huy động

lớn nhất trong neo cũng như tới hệ số an toàn của mái dốc.

4) Hệ số an toàn tính theo phương pháp phần tử hữu hạn cho giá trị lớn hơn

phương pháp cân bằng giới hạn khi tính toán ổn định mái dốc có neo

5) Hình dạng của mặt phá hoại tính theo phương pháp phần tử hữu hạn có dạng

cung tròn giống như mặt phá hoại được giả định trong phương pháp cân bằng

giới hạn.

CHƯƠNG III. ỨNG DỤNG XỬ LÝ CHỐNG SẠT TRƯỢT CHO MÁI ĐÀO ĐẬP

TRÀN THỦY ĐIỆN SÔNG BUNG 2

3.1. GIỚI THIỆU VỀ CÔNG TRÌNH

Công trình thủy điện Sông Bung 2 nằm ở thượng lưu Sông Bung, tỉnh Quảng Nam

thuộc miền Trung Việt Nam. Vị trí của tuyến đập nằm trên địa bàn xã Laêê huyện

Nam Giang tỉnh Quảng Nam, cách thành phố Đà Nẵng theo đường quốc lộ 14D

khoảng 165km về hướng Tây Nam. Tọa độ địa lý tuyến đập dự kiến là 1541’45’’ vĩ

Bắc, 10724’00’’ kinh Đông. Nhà máy nằm trên địa phận xã ZuôiH huyện Nam Giang

tỉnh Quảng Nam, có tọa độ là 107o29’31” kinh Đông; 15o42’57” vĩ Bắc.

Hồ sơ thiết kế kỹ thuật công trình thủy điện Sông Bung 2 do Công ty cổ phần Tư

vấn xây dựng điện 3 (PECC3) lập tháng 07/2009 đã được Hội Đồng Quản Trị Tập

Đoàn Điện Lực Việt Nam (EVN) phê duyệt tại quyết định số 450/QĐ-EVN ngày 26

tháng 08 năm 2009.

3.2. LỊCH SỬ HIỆN TƯỢNG PHÁ HOẠI MÁI DỐC

Công tác đào hố móng đập Tràn bắt đầu từ tháng 2 năm 2011, tới thời điểm đầu

tháng 8/2012 đào đến cao trình 594m thấy mái đào ổn định, không xảy ra sạt trượt,

xem hình bên dưới:

654m

639m

624m

609m

Từ đầu tháng 8/2012 tiếp tục đào xuống phía dưới cao trình 594m, các hiện tượng

nứt, sạt bắt đầu xuất hiện, các khu vực sạt lở phân bố như sau:

- Ngày 25/8/2012 bắt đầu xuất hiện vết nứt tại mặt cắt N5, T5 từ cao trình 654

xuống 609m. Đến ngày 9/9/2012 khu vực này tiếp tục bị nứt và kéo lên phía trên

(hình vẽ).

654m MCT5 MCN5

639m

624m

609m

- Ngày 25/12/2012 từ mặt cắt T7 đến T11 ở cao trình 594 lên 639m bắt đầu xuất

hiện vết nứt. Đến ngày 21/5/2013 khu vực này tiếp tục xẩy ra hiện tượng nứt, các

vết nứt phát triển nhanh, và mở rộng đến T13. (hình ảnh).

MCT7

654m MCT11

639m

624m

609m

594m

- Ngày 18/3/2013 khu vực mặt cắt T16 đến T18, cao trình từ 564 lên 579m bắt đầu

xuất hiện các vết nứt trên mặt cơ (hình ảnh).

MCT18 MCT16

579m

564m

- Ngày 29/3/2013 các vết nứt bắt đầu xuất hiện tại mặt cắt N1 đến N4 phát triển từ

cơ 609 lên 624 trong đới edQ, IA1, IA2 (hình ảnh).

Sạt trượt vai phải đập tràn bao gồm 3 khu vực như sau: khu vực 1: cửa vào đập tràn,

khu vực 2: dốc nước đập tràn, khu vực 3: mũi phun hố xói đập tràn. Chi tiết vết nứt tại

các khu vực sạt trượt đập tràn như bên dưới:

Hình III-1. Hiện trạng sụt lở mái dốc taluy dương

3.3. CÁC GIẢI PHÁP XỬ LÝ CẦN THỰC HIỆN

3.3.1. Nguyên nhân trượt lở mái dốc

Đánh giá nguyên nhân sạt trượt là điều rất cần thiết, từ đó mới có biện pháp xử lý

phù hợp. Để đánh giá nguyên nhân gây trượt vai phải đập Tràn đã được làm sáng tỏ,

cụ thể như sau:

- Quá trình trượt ở mái dốc đã xẩy ra một cách từ từ. Sau khi đào xong mái dốc thì

đã xuất hiện các vết nứt trong đất sườn tàn tích, đới IA1 và IA2 và một phần IB

song song với mái dốc và cắm thẳng đứng. Sau đó trong mùa mưa, các khe nứt

ngày càng mở rộng tới hàng chục cm và đất đá bị chuyển dịch gây trượt.

- Qua theo dõi hiện tượng sạt trượt tại đây thấy rằng có 2 hệ thống khe nứt gây bất

lợi cho mái dốc và hình thành nên mặt trượt. Hệ thứ nhất là 50-6050-80 làm

tách giãn khối đất đá trong phạm vi khối trượt và hệ thứ 2 50-6020-30 đổ ra

ngoài hố móng có góc dốc thoải hình thành nên mặt trượt. Theo quan sát thực tế

bề mặt hệ khe nứt này nhám gồ ghề. Đến thời điểm này toàn bộ khối đất đá bên

vai phải chưa trượt xuống hố móng bởi vì mặt trượt chưa thành một mặt phẳng

liên tục mà còn mấp mô nên có góc ma sát lớn tạm thời giữ lại được trọng lượng

khối đất bên trên.

- Theo kết quả 8 hố khoan từ HKX-1 đến HKX-8 mới thực hiện gần đây phát hiện

các vết nứt, gãy, thành phần đất đá yếu hơn xung quanh. Điều này càng củng cố

thêm rằng có khả năng tạo thành mặt trượt theo bề mặt khe nứt.

Một số hình ảnh mặt trượt phát hiện được

Mặt trượt tại phần tiếp

giáp IB và IA2 tại MC

N3

Mặt

trượt

trong

đới IB khu dốc

nước

Mặt trượt tiếp xúc giữa IB

và IA2 khu hố xói

Qua thực tế hiện trường và công tác khoan khảo sát bổ sung, phân tích đánh giá của

các chuyên gia địa chất đầu ngành thì cơ chế xẩy ra hiện tượng nứt sạt bề mặt mái dốc

vai phải đập tràn là: Phía dưới trong đới IB và tiếp giáp IB với IA2 đang hình thành

mặt trượt phằng theo mặt khe nứt nhấp nhô, phía trên trong đới IA1 và edQ do sự dịch

chuyển mặt phía dưới dẫn đến trượt theo dạng cung tròn.

Kết quả nhận định này càng được củng cố và khẳng định khi mặt trượt và các chỉ

tiêu mà các chuyên gia phân tích, tổng hợp từ các tài liệu khi đưa vào chương trình

tính toán cho kết quả phù hợp với thực tế.

3.3.2. Các giải pháp xử lý cần thực hiện

Dựa trên nguyên nhân cơ chế sạt trượt, tình hình thực tế tại hiện trường, hầu hết các

khối sạt đã hình thành, đất đá đã bị trượt, phá hoại. Từ các mặt trượt, phân lớp đất đá

khu vực sạt trượt, tư vấn thiết kế phân tích các phương án thiết kế trên nguyên tắc đào

giảm tải kết hợp neo gia cố giữ chân khối sạt sao cho đảm bảo điều kiện mái dốc ổn

định với các hệ số an toàn theo quy định hiện hành. Dựa trên nguyên tắc đó tư vấn

thiết kế đã tổng hợp lựa chọn đưa ra 2 phương án thiết kế xử lý để xem xét như bên

dưới.

3.4. Phương án 1 – Đào kết hợp neo gia cố giữ ổn định

Tại khu vực sạt ngưỡng tràn, dốc nước và mũi phun (khu vực 2 và khu vực 3), khối

sạt nằm trong đới edQ, IA1, IA2, IB, tại chân khối sạt, đá IB bị nứt nẻ rất mạnh. Để

đào bóc bỏ toàn bộ khối sạt đi qua đá IB và đới IA2 thì khối lượng lớn và công tác thi

công đào đá nhiều sẽ làm kéo dài thời gian thi công. Qua tính toán, phương án tối ưu là

đào và neo thép gia cố để giữ ổn định chân mái đào. Neo thép có đường kính D25-

D28, lỗ khoan D76, chiều dài thay đổi từ 11,7m đến 16,5m.

Tại khu vực sạt trượt kênh dẫn vào (khu vực 1) và khu vực sạt trượt khu vực hố xói

(khu vực 3) lớp đất có bề dày lớn, khối sạt chủ yếu nằm trong đới edQ, IA1, một phần

IA2, đất nằm trong mặt trượt đã bị nứt nẻ, tách lớp nên để giữ lại cần phải gia cố bề

mặt và khoan neo sâu. Qua tính toán kinh tế kỹ thuật thì tại khu vực này thì phương án

tối ưu và an toàn hiệu quả là bóc bỏ khối sạt.

Phương án 1 có khối lượng đào là 596.000 m3 đất đá đào, trong đó đào 438.000 m3

đất và 158.000 m3 đá. Chi tiết xem bảng tổng hợp khối lượng.

3.5. Phương án 2 – Đào toàn bộ không neo gia cố

Bóc bỏ khối sạt trượt và đào bạt mái đến khi bề mặt xử lý đảm bảo điều kiện ổn

định theo hệ số an toàn lớn hơn cho phép.

Phương án 2 có khối lượng đào là 1.012.000 m3 đất đá đào, trong đó đào 620.000

m3 đất và 392.000 m3 đá. Chi tiết xem bảng tổng hợp khối lượng.

3.6. chỉ tiêu cơ lý kiến nghị tính toán

Chỉ tiêu bình thường

BVTC TKKT

Dung trọng Dung trọng Phi C Phi C Lớp bão hòa bão hòa

độ kG/cm2 độ kG/cm2 bh(g/cm2) bh(g/cm2)

edQ 1,78 16o21' 0,14 0,15 1,75 16

IA1 2,03 18o54' 0,18 0,30 1,89 22

IA2 2,33 24 0,25 0,70 2,50 29

IB 2,75 37 1,50 1,50 2,75 37

IIA 2,80 39 2,50 2,50 2,80 39

Chỉ tiêu lớp đá mềm yếu

IB 2,65 32 0,91

IIA 2,77 36 1,36

Chỉ tiêu khe nứt

Chất nhét BVTC TKKT

Milonit, dăm masat, 24 0,1 24 0,3 clorit

3.7. Bảng tổng hợp khối lượng và giá thành các phương án xử lý

Bảng 1: Bảng tổng hợp khối lượng chính và giá thành phương án xử lý

Khối lượng ST Hạng mục Đơn vị T PA1 PA2

m3 1 Khối lượng đào đất đá 596,464.90 1 011 650,06

m3 179,581.38 202 557.69 eQ

m3 182,388.72 278 235.36 IA1

m3 191,815.41 327 729.80 IA2

m3 41,751.40 142 400.40 IB

m3 928.00 60 726.80 IIA

m² 2 Trồng cỏ gia cố mái 25,950.84 37 047.80

Đá xây gia cố mái, rãnh thoát 1,583.02 8 566.30 m³ 3 nước

m2 Phun bêtông lưới thép M200 11,309.24 11 524.90 4

Khoan lỗ khoan để neo gia cố 25,704.00 10 483.20 md 5 mái

Tấn Thép neo Þ25, D28 103.77 41.06 6

kg Phụt vữa gia cố nền 918 720 0 7

Giá trị phương án xử lý sau 103(đồng) 65,079,140 97,209,681 8 thuế (phát sinh)

Qua phân tích so sánh 2 phương án thấy rằng Phương án 1 có giá thành thấp hơn,

kiến nghị chọn phương án 1 là phương án xử lý cho công trình.

3.8. THIẾT KẾ BẢO VỆ MÁI TALUY

Căn cứ vị trí sạt trượt mái đào, tài liệu mô tả địa chất hố móng, độ cao của mái đào.

Với phương án kiến nghị (phương án 1), chọn 3 mặt cắt ( mặt cắt 2-2, 4-4, 6-6) để tính

toán. Với phương án so sánh (phương án 2), chọn mặt cắt 4-4 để tính toán. Vị trí của

các mặt cắt tính toán được thể hiện như hình bên dưới đây.

3.8.1. Mặt cắt 2-2

3.8.2. Mặt cắt 4-4

3.8.3. Mặt cắt 6-6

3.8.4. Phương pháp tính toán

Trong chương này tác giả sử dụng chương trình tính ổn định mái dốc bằng phần

mềm Slope trong bộ phần mềm Geostudio để tính toán.

3.9. Các trường hợp tính toán và tổ hợp tính toán

3.9.1. Các trường hợp tính toán

3.9.1.1. Trường hợp 1: Tính toán ổn định mái đào hiện trạng trước xử lý

Tính toán với mái đào hiện trạng và cập nhật các chỉ tiêu cơ lý theo tình hình

địa chất thực tế và cung trợt hiện trạng.

3.9.1.2. Trường hợp 2: Tính toán ổn định mái đào sau khi xử lý

3.9.2. Tổ hợp tính toán

3.9.2.1. Mặt cắt 2-2

- Tổ hợp cơ bản (THCB1): Tính toán trong điều kiện bình thường (hồ đang

vận hành ở mực nước thấp hơn cao trình kênh dẫn vào).

- Tổ hợp cơ bản (THCB2): tính toán trong điều kiện bình thường (hồ đang vận

hành ở MNDBT)

- Tổ hợp đặc biệt (THĐB1): tính toán có xét đến ảnh hưởng của động đất cấp

7 (hồ đang vận hành ở mực nước thấp hơn cao trình kênh dẫn vào).

- Tổ hợp đặc biệt (THĐB2): tính toán có xét đến ảnh hưởng của động đất cấp

7 (hồ đang vận hành ở MNDBT).

3.9.2.2. Mặt cắt 4-4

- Tổ hợp cơ bản (THCB1): Tính toán trong điều kiện bình thường ứng với mái

đào xử lý, không có neo gia cố.

- Tổ hợp đặc biệt (THĐB1): Tính toán trong điều kiện bình thường ứng với

mái đào xử lý, không có neo gia cố, có xét đến động đất cấp 7.

- Tổ hợp cơ bản (THCB2): Tính toán trong điều kiện bình thường ứng với mái

đào xử lý, có neo gia cố, phương pháp tính theo cung trượt hiện trạng.

- Tổ hợp đặc biệt (THĐB2): Tính toán trong điều kiện bình thường ứng với

mái đào xử lý, có neo gia cố, có xét đến động đất cấp 7, phương pháp tính theo

cung trượt hiện trạng.

- Tổ hợp cơ bản (THCB3): Tính toán trong điều kiện bình thường ứng với mái

đào xử lý, có neo gia cố, phương pháp tính theo mặt trượt bất kỳ.

- Tổ hợp đặc biệt (THĐB3): Tính toán trong điều kiện bình thường ứng với

mái đào xử lý, có neo gia cố, có xét đến động đất cấp 7, phương pháp tính theo

mặt trượt bất kỳ.

3.9.2.3. Mặt cắt 6-6:

- Tổ hợp cơ bản (THCB1): Tính toán trong điều kiện bình thường.

- Tổ hợp đặc biệt (THĐB1): tính toán có xét đến ảnh hưởng của động đất cấp

3.10. Hệ số an toàn

Hệ số an toàn theo TCXDVN 04-05:2012:

Trong đó:

nc: hệ số tổ hợp tải trọng, tổ hợp cơ bản: nc = 1 ; tổ hợp đặc biệt : nc = 0,9.

kn: hệ số đảm bảo, công trình cấp II: kn = 1,2.

m: hệ số điều kiện làm việc: m = 1,0.

Vậy ta có hệ số ổn định tổ hợp cơ bản: [K] =

1,2, tổ hợp đặc biệt : [K] = 1,08.

3.11. Thông số thép neo

Sức chịu tải của neo thép phụ thuộc vào các yếu

tố sau:

Chiều dài dính bám giữa thép neo và vữa xi

măng.

Chiều dài dính bám giữa vữa xi măng và thành

hố khoan.

Khả năng chịu lực của thép neo.

Theo chiều dài bám dính giữa thép và vữa:

Theo chiều dài bám dính giữa vữa và vách hố khoan:

Theo khả năng chịu tải của thép neo

Pt: sức chịu tải của neo theo điều kiện bám dính giữa thép neo và vữa.

Pb: sức chịu tải của neo theo điều kiện bám dính giữa vữa và vách hố khoan.

Pth: sức chịu tải của thép neo.

Ptt : sức chịu tải tính toán Ptt=min(Pt, Pb, Pth)

Dt: đường kính của thép neo (m).

Dk: đường kính của lỗ khoan (m).

Lb: chiều dài neo thép (m).

a: lực dính bám tại giao diện thép - vữa (a =25 kg/cm2).

b: lực dính bám tại giao diện vữa - đá (b =2 kg/cm2 theo TCVN 4253-1986

Nền các công trình thủy công).

A: Tiết diện thép neo.

m: hệ số an toàn, đối với giao diện vữa-đá và vữa-thép m=2

m1 : hệ số an toàn đối với thép neo, m=1.5

Sử dụng thép CB400-V, Ratt=3400 kg/cm2, thép neo đường kính D=28mm,

với đường kính lỗ khoan Dk=76mm. Thanh thép neo được phủ lớp gia cô

epoxy theo TCVN 7934:2009. Thông số neo như bên dưới.

Bảng 2: Bảng thông số neo thép tính toán

STT Thông số Ký hiệu Đơn vị Giá trị tính toán

1 Lực neo thiết kế tf kN 139.57

Chiều sâu ngàm của neo qua 2 cm 590 Ln cung trượt.

3 Bước neo thiết kế @ cm 150x150

3.12. Kết quả tính toán

3.12.1. Độ bền ổn định tổng thể mái đào

Bảng 3: Kết quả tính toán ổn định mái đào hiện trạng (Trường hợp 1)

Mặt Tổ hợp cắt Kết STT K [K] Ghi chú Ghi chú tính tính quả toán toán

Tính theo

Không cung 1 2-2 THCB 0,896 1,20 Mái hiện trạng ổn định trượt hiện

trạng

Tính theo

Không cung 2 4-4 THCB 0,923 1,20 Mái hiện trạng ổn định trượt hiện

trạng

Tính theo

Không cung 3 6-6 THCB 0,729 1,20 Mái hiện trạng ổn định trượt hiện

trạng

Bảng 4: Kết quả tính toán mái đào sau khi xử lý (trường hợp 2)

Tổ hợp Mặt cắt

STT tính K [K] Ghi chú Kết quả Ghi chú tính

toán toán

THCB1 1,317 1,20

Tính theo THĐB1 1,112 1,08 1 Mái đào xử 2-2 ổn định mặt trượt bất lý THCB2 1,291 1,20 kỳ

THĐB2 1,091 1,08

Mái đào xử Không THCB1 1,040 1,20 lý – không ổn định Tính theo neo cung trượt Mái đào xử hiện trạng Không THĐB1 0,916 1,08 lý – không ổn định neo

Mái đào xử 2 THCB2 1,269 1,20 ổn định 4-4 Xử lý theo lý – có neo cung trượt Mái đào xử hiện trạng THĐB2 1,105 1,20 ổn định lý – có neo

Mái đào xử THCB3 1,273 1,20 ổn định Tính theo lý – có neo mặt trượt bất Mái đào xử kỳ THĐB3 1,090 1,08 ổn định lý – có neo

THCB1 1,277 1,20 ổn định Tính theo Mái đào xử 3 6-6 mặt trượt bất lý THĐB1 1,109 1,08 ổn định kỳ

Qua tính toán có nhận xét như sau :

- Mái đào hiện trạng với chỉ tiêu thực tế thì không đảm bảo ổn định. Do vậy

cần phải tiến hành xử lý mái đào để đảm bảo điều kiện ổn định theo quy định.

- Mái đào sau khi xử lý với chỉ tiêu thực tế đảm bảo ổn định theo quy định

hiện hành.

3.13. KẾT LUẬN

Ở chương III đã áp dụng cơ lý thuyết đất có neo áp dụng phần mềm tính toán ổn

định cho mái taluy. Kết quả tính toán theo phương pháp phần tử hữu hạn cho thấy là

phù hợp với các phương pháp tính toán khác như phương pháp cân bằng giới hạn.

Điều đó nói lên độ tin cậy của phương pháp trong việc tính toán ổn định mái dốc có

neo

KẾT LUẬN VÀ KIẾN NGHỊ

1. NHỮNG KẾT QUẢ ĐÃ ĐẠT ĐƯỢC CỦA LUẬN VĂN

Luận văn đã tổng quan về biện pháp xử lý mái dốc nói chung và sạt trượt mái dốc

đập tràn thủy điện sông Bung 2.

Thông qua nghiên cứu mô hình mái dốc có neo trên nền tốt (cứng) phân tích được

ứng xử của đất trong mái dốc có neo : ứng suất, biến dạng, chuyển vị. Sự phân bố lực

kéo huy động trong neo theo chiều dài mỗi neo và theo chiều cao mái dốc. Phân tích

các yếu tố cơ bản ảnh hưởng đến lực kéo huy động trong mỗi lớp neo, qua đó đánh giá

ảnh hưởng tới hệ số an toàn – thông số thể hiện mức độ an toàn ổn định của mái dốc.

Cũng qua nghiên cứu mô hình thấy rõ sự khác biệt về kết quả tính toán ổn định giữa

hai phương pháp phần tử hữu hạn và cân bằng giới hạn. Điều khác biệt này là do quan

điểm tính toán của mỗi phương pháp.

Những nghiên cứu trên góp phần hiểu rõ hơn ứng xử của đất khi có neo đặt thêm

vào. Đặc biệt, hiện tại nước ta chưa có một tiêu chuẩn thiết kế cho mái dốc có neo, mọi

tính toán đều tham khảo các tiêu chuẩn nước ngoài, vậy nên những đóng góp của luận

văn cũng có ý nghĩa nhất định trong việc thiết kế tính toán mái dốc có neo vào thời

điểm hiện nay, khi công cụ, phần mềm tính toán theo phương pháp phần tử hữu hạn

càng phát triển.

2. NHỮNG VẤN ĐỀ CÒN TỒN TẠI

Để đánh giá ổn định của một mái dốc phải xét đến nhiều yếu tố tuy nhiên trong

phạm vi giới hạn luận văn chỉ nghiên cứu mô hình mái dốc với các điều kiện biên

tương đối đơn giản, chưa bao quát được tổng thể như : ảnh hưởng của áp lực nước lỗ

rỗng, mức độ cố kết, nền đất yếu hơn . . .

3. KIẾN NGHỊ

Bài toán phân tích ổn định mái dốc có neo là một bài toán lớn và phức tạp, luận văn

nghiên cứu tiếp các trường hợp sau đây:

- Nghiên cứu với địa chất nền yếu hơn.

- Xét ảnh hưởng của áp lực nước lỗ rỗng (bài toán ứng suất hiệu quả).

- Nghiên cứu bài toán cố kết .

- Xét bài toán kinh tế, tối ưu trong thiết kế.

- Xây dựng được quy trình tính toán thiết kế mái dốc có neo hoàn thiện và tổng quan

hơn.

TÀI LIỆU THAM KHẢO

Tiếng Việt

[1] Nguyễn Ngọc Bích, 2011 : Các biện pháp cải tạo đất yếu trong xây dựng, Trường

đại học Xây Dựng, Hà Nội, Việt Nam.

[2] Khổng Trung Duân, 2002 : Nghiên cứu ứng dụng địa kỹ thuật để làm neo gia cố bờ

bao vùng đất yếu, Luận văn cao học, Hà Nội, Việt Nam.

[3] Huỳnh Ngọc Hào, 2014: Nghiên cứu phương pháp tính toán nền đắp có gia cường

bằng vải địa kỹ thuật trong các công trình xây dựng đường ôtô ở Việt Nam, Luận án

tiến sỹ, Trường đại học Giao Thông Vận Tải, Hà Nội, Việt Nam.

[4] Liên danh tư vấn ALAI-PTCC-ECC, 2010 : Hồ sơ thiết kế dự án Sửa chữa chống

sạt lở Dốc Kiền, Đà Nẵng, Việt Nam.

[5] Nguyễn Cảnh Thái, 2003: Thiết kế đập vật liệu địa phương, Bài giảng cao học, Hà

Nội, Việt Nam.

[6] Nguyễn Viết Trung và ntg, 1998: Công nghệ mới xử lý nền đất yếu vải địa kỹ thuật

và bấc thấm. NXB Giao thông Vận tải, Hà Nội, Việt Nam.

[7] Phan Trường Phiệt,1997: Sử dụng vải địa kỹ thuật trong xây dựng - Bài giảng cao

học, Hà Nội, Việt Nam.

[8] Tài liệu hướng dẫn sử dụng các phần mềm Plaxis, GeoStudio 2007.

[9] Tiêu chuẩn Anh BS 8006, 1995 : Tiêu chuẩn thực hành Đất và các vật liệu đắp

khác có gia cường (có neo), Nhà xuất bản Xây Dựng, Hà Nội, Việt Nam.

[10] Tiêu chuẩn thiết kế 22 TCN 262, 2000: Quy trình khảo sát, thiết kế nền đường ôtô

đắp trên đất yếu. Bộ Giao Thông Vận Tải, Hà Nội, Việt Nam.

[11] R. Whitlow, 1999: Cơ học đất tập I, II, Nhà xuất bản Giáo Dục, Hà Nội , Việt

Nam.

[12] Báo cáo đánh giá hiện trường của đơn vị tư vấn: Công ty cổ phần tư vấn xây dựng

điện 3.

Luận văn Thạc sĩ Quản lý xây dựng: Nghiên cứu xử lý chống sạt trượt cho mái đào đập tràn Thủy điện Sông Bung 2

LỜI CAM ĐOAN

1

2

Mặt trượt tại phần tiếp

giáp IB và IA2 tại MC

N3

Mặt

trượt

trong

đới IB khu dốc

nước

Mặt trượt tiếp xúc giữa IB

và IA2 khu hố xói

PHỤ LỤC TÍNH TOÁN

Có thể bạn quan tâm

Bài giảng Tự động hóa trong quản lý xây dựng

Đồ án tốt nghiệp: Nghiên cứu phương án đầu tư kinh doanh BĐS cho khu đất PT1 khu đô thị mới Tây Nam Hồ Linh Đàm, phường Hoàng Liệt, quận Hoàng Mai, Tp. Hà Nội

Đồ án tốt nghiệp Lập dự toán công trình: Xây dựng mới trạm y tế xã Xuân Hiệp, huyện Xuân Lộc

Đồ án tốt nghiệp Quản lý xây dựng: Thiết kế tổ chức thi công chung cư cao cấp kết hợp thương mại dịch vụ tại thị xã Cửa Lò, tỉnh Nghệ An

Luận án Tiến sĩ Quản lý xây dựng: Nghiên cứu quản lý khai thác thiết bị xếp dỡ, cơ giới được đầu tư xây dựng tại các cảng biển container ở Việt Nam

Tóm tắt Luận án Tiến sĩ Quản lý xây dựng: Nghiên cứu quản lý khai thác thiết bị xếp dỡ, cơ giới được đầu tư xây dựng tại các cảng biển container ở Việt Nam

Bài giảng Nguyên lý kinh tế và quản lý xây dựng: Chương 1 - Huỳnh Ngọc Thi

Bài giảng Nguyên lý kinh tế và quản lý xây dựng: Chương 2 - Huỳnh Ngọc Thi

Bài giảng Nguyên lý kinh tế và quản lý xây dựng: Chương 3 - Huỳnh Ngọc Thi

Bài giảng Nguyên lý kinh tế và quản lý xây dựng: Chương 4 - Huỳnh Ngọc Thi

Bài giảng Nguyên lý kinh tế và quản lý xây dựng: Chương 5 - Huỳnh Ngọc Thi

Bài giảng Nguyên lý kinh tế và quản lý xây dựng: Chương 6 - Huỳnh Ngọc Thi

Bài giảng Nguyên lý kinh tế và quản lý xây dựng: Chương 7 - Huỳnh Ngọc Thi

Bài giảng Khoa học quản lý: Chương 3 - TS. Đỗ Thị Nâng

Bài giảng Kinh tế xây dựng: Chương 1 - PGS.TS. Lương Đức Long và TS. Trần Đức Học

Bài giảng Kinh tế xây dựng: Chương 4 - PGS.TS. Lương Đức Long và TS. Trần Đức Học

Bài giảng Phương pháp luận nghiên cứu khoa học (Ngành Quản lý xây dựng) - TS.GVC. Đinh Thế Mạnh

Luận văn Thạc sĩ Quản lý xây dựng: Nghiên cứu tối ưu hóa tiến độ thi công công trình xây dựng bằng thuật toán di truyền

Bài giảng Kinh tế xây dựng: Chương 1 - ThS. Phan Quốc Thái

Luận văn Thạc sĩ Quản lý đô thị và công trình: Quản lý xây dựng theo quy hoạch Khu đô thị Nam Lộ Phong 1, phường Hà Phong, thành phố Hạ Long, tỉnh Quảng Ninh

Tài liêu mới

Luận án Tiến sĩ: Nghiên cứu xây dựng thuật toán thích nghi và học tăng cường cấu trúc Actor - Critic điều khiển bám quỹ đạo cho robot di động đa hướng mecanum

Luận án Tiến sĩ: Cơ cấu bệnh tim mạch và chất lượng cuộc sống của người cao tuổi mắc suy tim, rung nhĩ điều trị tại Bệnh viện Thống Nhất, thành phố Hồ Chí Minh

Tóm tắt Luận án Tiến sĩ: Nghiên cứu hiện tượng nứt dăm đê sông vùng đồng bằng sông Hồng và dự báo khả năng bị nứt của một số đoạn đê

Tóm tắt Luận án Tiến sĩ: Nghiên cứu xây dựng giải pháp đảm bảo an toàn thông tin cho quá trình học liên kết dựa trên mật mã

Tóm tắt Luận án Tiến sĩ: Phát triển năng lực đánh giá công nghệ cho học sinh trong dạy học môn Công nghệ 11 ở trường trung học phổ thông

Tóm tắt Luận án Tiến sĩ: Nghiên cứu phân loại chi cầu diệp – Bulbophyllum Thouars (Orchidaceae) ở vùng Tây Nguyên bằng phương pháp hình thái và phân tử

Tóm tắt Luận án Tiến sĩ: Nghiên cứu đặc điểm phân bố và dinh dưỡng của các loài lưỡng cư ở Vườn Quốc gia Bến En và Khu bảo tồn thiên nhiên Pù Luông, tỉnh Thanh Hóa

Luận án Tiến sĩ: Tổng hợp luật dẫn và điều khiển cho một lớp tên lửa đối hải trên cơ sở ứng dụng mạng nơ ron và hệ mờ

Luận án Tiến sĩ: Nghiên cứu tổng hợp hệ điều khiển góc Pitch tua bin gió trong điều kiện có nhiễu tác động

Luận án Tiến sĩ: Nghiên cứu hóa học lipid của hai loài san hô thủy tức Millepora dichotoma và Millepora platyphylla ở Việt Nam

Luận án Tiến sĩ: Nghiên cứu kiểm soát phân phối công suất kéo trên cầu chủ động của ô tô con bằng ABS

Luận án Tiến sĩ: Ứng dụng phản ứng Domino vào tổng hợp các dẫn xuất Podophyllotoxin, Pyrimidine và đánh giá hoạt tính sinh học của các chất tổng hợp được

Luận án Tiến sĩ: Nghiên cứu thành phần hóa học và một số hoạt tính sinh học của cây chùm ngây (Moringa oleifera)

Tóm tắt Luận án Tiến sĩ: Nghiên cứu thành phần hóa học và ứng dụng ức chế ăn mòn cho thép của cao chiết xuất từ cây Lộc vừng thuộc họ Lecythidaceae

Luận án Tiến sĩ: Nghiên cứu hiện tượng nứt dăm đê sông vùng đồng bằng sông Hồng và dự báo khả năng bị nứt của một số đoạn đê

AI tóm tắt

Giới thiệu tài liệu

Đối tượng sử dụng

Từ khoá chính

Nội dung tóm tắt

Giới thiệu

Về chúng tôi

Việc làm

Quảng cáo

Liên hệ

Chính sách

Thoả thuận sử dụng

Chính sách bảo mật

Chính sách hoàn tiền

DMCA

Hỗ trợ

Hướng dẫn sử dụng

Đăng ký tài khoản VIP

093 303 0098

support@tailieu.vn

Phương thức thanh toán

Theo dõi chúng tôi

Facebook

Youtube

TikTok