Luận án Tiến sĩ Kỹ thuật: Nghiên cứu phương pháp tính toán nền đắp có gia cường bằng vải địa kỹ thuật trong các công trình xây dựng ô tô ở Việt Nam

i

BÔ

Ề ẮP

Ó NG BẰNG V ỊA KỸ THU T TRONG CÁC

CÔNG TRÌNH XÂY DỰ NG Ô TÔ Ở VIỆT NAM

Chuyên ngành:

XÂY DỰN ƯỜN Ô Ô V ƯỜNG THÀNH PHỐ

Mã số:

62.58.30.01

N ƯỜI Ư N ẪN

1. V N N

2. V ỨC SỸ

LU N ÁN TIẾN SỸ KỸ THU T

2014

ii

L M

ôi cam đoan đây là công trình nghiên cứu khoa học do chính tôi thực

hiện. Các kết quả, số liệu trong luận án là trung thực và chưa được ai công bố

trong bất kỳ công trình nào khác.

Tác giả luận án

Huỳnh Ngọc Hào

iii

L I C M

Tác giả luận án xin bày tỏ lòng biết ơn sâu sắc nhất đến iáo sư, iến sỹ

Vũ ình hụng – Người Thầy hướng dẫn đã tận tâm, tận tình giúp cho tác giả

hoàn thành luận án đúng thời gian.

Tác giả xin trân trọng biết ơn iến sỹ Vũ ức Sỹ - Thầy hướng dẫn đã

giúp đỡ tận tình, tạo mọi thuận lợi cho tác giả trong suốt quá trình thực hiện

luận án.

Tác giả xin trân trọng cảm ơn Bùi Xuân ậy, Lã Văn

hăm; rần Thị im ăng và tập thể Bộ môn ường Bộ đã có

những đóng góp quý báu và quan tâm, giúp đỡ, tạo thuận lợi cho tác giả trong

quá trình làm nghiên cứu sinh.

Tác giả xin trân trọng cảm ơn hầy Hiệu rưởng, Ban Giám Hiệu -

rường ại học Giao thông Vận tải, hòng ào tạo au đại học đã giúp tác

giả hoàn thiện các thủ tục, tổ chức báo cáo luận án đúng thời gian.

Tác giả xin trân trọng cảm ơn các iáo sư, hó iáo sư, iến sỹ và các

nhà khoa học từ rường ại học Giao thông Vận tải, ại học Xây Dựng, ại

học Thủy lợi, Học viện Kỹ thuật Quân sự, ại học Kiến trúc Hà Nội, ại học

Duy Tân, ại học Bách Khoa à Nẵng, ại học Kiến rúc à Nẵng, ại học

Bách Khoa Tp.HCM, Viện Khoa học Công nghệ Giao thông Vận tải, Hội Cầu

đường Việt Nam, ại học Bang California-Fullerton đã có những đóng góp,

giúp đỡ quý báu cho tác giả trong quá trình nghiên cứu và hoàn thiện luận án.

Cuối cùng, tác giả xin bày tỏ lòng biết ơn đến Ba, Mẹ, gia đình, người

thân và xin chân thành cảm ơn thầy, cô, bạn đồng nghiệp đã chia sẻ, động

viên, giúp đỡ tác giả hoàn thành luận án nghiên cứu này.

Tác giả luận án

iv

MỞ ẦU……………………………………………………

MỤC LỤC

1

1. 2. 3. 4. 5. 6. Giới thiệu công trình nghiên cứu…………………………… 1 Lý do lựa chọn đề tài………………………………………… 1 Mục đích……………………………………………………… 1 1 ối tượng nghiên cứu……………………………………… 2 Phạm vi nghiên cứu………………………………………… 2 Ý nghĩa khoa học và thực tiễn của đề tài……………………

ƯƠN 1 TỔNG QUAN VỀ TÌNH HÌNH SỬ D N V ƯƠN PHÁP TÍNH TOÁN NỀN Ắ ƯỜNG VẢ ỊA KỸ THUẬT

3

1.1 Các nghiên cứu sử dụng và tính toán nền đắp gia cường vải 3 địa kỹ thuật trong và ngoài nước……………………………

1.1.1 3 Lịch sử phát triển và sử dụng vải địa kỹ thuật……………… 1.1.1.1 Giới thiệu chung……………………………………………… 3

1.1.1.2 Phân loại vải địa kỹ thuật…………………………………… 4

1.1.1.3 Một số tiêu chí đánh giá vải địa kỹ thuật…………………… 5

1.1.1.4 Các chức năng của vải địa kỹ thuật………………………… 5

1.1.1.5 Một số công trình xây dựng sử dụng vải địa kỹ thuật ở V.Nam 9

1.1.2 ác phương pháp tính toán nền đắp gia cường vải địa kỹ thuật 12

ở trong và ngoài nước hiện nay

1.1.2.1 hương pháp giải tích tính nền đắp có cốt trên nền đất yếu 12

15

Nhận xét phương pháp giải tích tính nền đắp gia cường trên đất yếu

1.1.2.2 hương pháp giải tích tính nền đắp có cốt trên đất tự nhiên tốt 16

Nhận xét các phương pháp giải tích 23

1.1.2.3 hương pháp số và các phần mềm tính toán 24

Nhận xét các phương pháp tính toán 27

1.2

30 Những vấn đề tồn tại mà luận án sẽ tập trung nghiên cứu…… 28 Mục tiêu của đề tài…………………………………………… 28 1.3 Nội dung nghiên cứu………………………………………… 29 1.4 29 hương pháp nghiên cứu…………………………………… 1.5 ƯƠN 2 MÔ N ÍN B N NỀN Ấ Ắ ƯỜNG BẰNG CỐT MỀM VẢ ỊA KỸ THUẬT

v

2.1 Mục đích và yêu cầu………………………………………… 30

2.1.1 Mục đích…………………………………………………… 30

2.1.2 Yêu cầu……………………………………………………… 30

2.2 Các tính chất của vải địa kỹ thuật…………………………… 31

2.2.1 Một số khái niệm về thuộc tính của vải địa kỹ thuật 31

2.2.2 ường quan hệ ứng suất – biến dạng của vải địa kỹ thuật… 33

2.2.3 Một số ví dụ xác định tính cơ lý của vải địa kỹ thuật……… 34

2.3 Xây dựng mô hình bài toán………………………………… 36

2.3.1 Một số giả thiết……………………………………………… 37

2.3.2 Xây dựng mô hình tính toán bài toán ổn định của nền đường 37

đắp có cốt mềm theo phương pháp phần tử hữu hạn…

2.3.2.1 ác phương trình cơ bản của lý thuyết đàn hồi……………… 38

2.3.2.2 hương trình cơ bản của phương pháp phần tử hữu hạn…… 39

2.3.2.3 Hệ số an toàn theo phương pháp giảm c-φ………………… 42

ƯƠN 3 XÂY ỰN UẬ N V ƯƠN R N TÍNH

B N NỀN Ấ Ắ ƯỜN VẢ Ị Ỹ UẬ

Nhận xét 42

BẰN ƯƠN PTHH 3.1

43

Xây dựng thuật toán………………………………………… 43

3.1.1 hần tử tấm tam giác……………………………………… 43

3.1.2 hần tử tấm tam giác đẳng tham số………………………… 44

3.1.3 Mô hình Mohr- oulomb…………………………………… 46

3.1.4 hần tử tiếp xúc……………………………………………… 50

3.1.4.1 Lý thuyết phần tử tiếp xúc…………………………………… 50

3.1.4.2 Mô hình phi tuyến tiếp xúc giữa vải địa kỹ thuật và đất nền… 52

3.1.5 hần tử vải địa kỹ thuật……………………………………… 52

3.1.5.1 Lý thuyết tính toán phần tử vải địa kỹ thuật………………… 52

3.1.5.2 Mô hình phi tuyến của phần tử vải địa kỹ thuật…………… 53

3.1.6 hân tích phi tuyến…………………………………………… 53

3.1.6.1 hương pháp Newton-Raphson (N-R)……………………… 54

3.1.6.2 hương pháp Newton-Raphson cải tiến……………………… 55

3.1.7 ơ đồ khối tổng quát chương trình…………………………… 55

3.2 Xây dựng chương trình tính ………………………………… 55

vi

3.2.1 Giới thiệu giao diện chương trình tính hnh_ress V1 00……… 55

3.2.2 Giới thiệu chương trình tính hnh_ress V1 00………………… 57

ƯƠN 4 Ự N ỆM ÍN N NỀN Ắ ƯỜN

Kết luận chương 3 59

V R N XÂY ỰN ƯỜN Ô Ô

60

4.1 Nền đường đắp trên đất tự nhiên tốt………………………… 60

4.1.1 Dữ liệu chung tính toán……………………………………… 60

4.1.2 Phân tích ổn định của nền đường đắp……………………… 62

4.1.2.1 Nền đắp cao 6m……………………………………………… 63

4.1.2.2 Nền đắp cao 8m……………………………………………… 64

4.1.2.3 Nền đắp cao 10m…………………………………………… 68

4.1.2.4 Nền đắp cao 12m…………………………………………… 72

4.1.3 Xây dựng biểu đồ tra V sử dụng trong nền đắp cao…… 75

4.2 Nền đường đắp trên đất yếu………………………………… 77

4.3 Xác định dạng cung trượt mái dốc theo phương pháp xấp xỉ 80

4.3.1 80 hương pháp xấp xỉ mặt trượt mặt trượt mái dốc ……………………

4.3.2 Một số ví dụ vẽ đường biến dạng trượt và tính xấp xỉ mặttrượt 81

4.3.2.1 rường hợp nền đắp có gia cường vải địa kỹ thuật 81

4.3.22 rường hợp nền đắp không gia cường vải địa kỹ thuật 85

4.4 88

88

89

96 Xây dựng công thức tính toán lực căng ( max) các lớp V 4.4.1 Lực căng V trong phân mảnh cho mặt trượt trụ tròn trong nền đắp……………………………………… 4.4.2 Xây dựng công thức tính toán lực căng vải địa kỹ thuật (Tmax) Xác định ảnh hưởng của độ cứng vđkt (EA) đến hệ số an toàn 4.5 bằng phương pháp phần tử hữu hạn theo mặt trượt Ellipse…

4.5.1 Xây dựng biểu thức xác định độ cứng vđkt (EA) ảnh hưởng ổn định nền đắp…………………………………… 96

99

đến hệ số an toàn ổn định……………………… 4.5.2 Ảnh hưởng của độ cứng vđkt đến hệ số an toàn ổn định…… 4.5.3 Biểu đồ quan hệ ảnh hưởng của độ cứng (EAg), cường độ Tmax 104

vđkt và mô đun đàn hồi đất nền (Es) đến an toàn ổn định o sánh khảnăng đứt và tuột cốt V ảnh hưởng đến antoàn 4.6 105

4.7 106

4.8 110

o sánh kết quả chạy trên chương trình hnh_ress và plaxis ổn định nền đắp gia cường Kết quả nghiên cứu chương 4……………………………… Ế LUẬN V ẾN N Ị 112

vii

MỤC LỤC HÌNH VẼ Ồ THỊ

ƯƠN 1

Hình 1.1 V gia cường, đoạn qua cầu Xương iang – Bắc Giang 4

ình 1 2 V trong mái dốc Bukit Panggal Mosque, Tutong, Brunei 6

ình 1 3 V tường chắn Arca Budaya, Kuala Lumpur, Malaysia. Quốc……………………………………………………… 6

ình 1 4 V trong đường đê unarbhava, West Bengal, Ấn ộ 6

ình 1 5 V gia cường nền nhà dân dụng 6

ình 1 6 V làm tường chắn, hánh ương, ỉnh Cam Túc, TQ 7

ình 1 7 V với chức năng làm tường chắn đất 7

ình 1 8 V ường chắn Novotel Hotel, Patong, Phuket, Thailand 7

ình 1 9 V tiêu, thoát nước đường cao tốc Nam Carolina, Hoa Kỳ 7

ình 1 10 V sử dụng ở hào bố trí ống dẫn nước (Australia) 8

ình 1 11 V sử dụng với chức năng vật liệu thấm ( ảo Solomon) 8

Hình 1.12 V làm chức năng phân cách 9

9

ình 1 13 V gia cố mái dốc ình 1 14 V làm chức năng lọc 9

Hình 1.15 V làm lớp phân cách và bảo vệ 9

ình 1 16 V chức năng tiêu thoát nước 9

Hình 1.17 Mặt cắt ngang mở rộng QL5, V làm lớp ngăn cách 10

Hình 1.18 V được dùng ở bãi rác Tam Tân, Củ Chi, TP.HCM 10

10

14 ình 1 19 V sử dụng ở bãi rác Bố Trạch, Quảng Bình Hình 1.20 hương pháp phân tích mặt trượt tròn để xác định lực kéo lớn nhất yêu cầu đối với cốt tăng cường ở đáy nền đắp

Hình 1.21 Chiều dài neo bám của cốt tại vị trí j dọc theo đáy nền đắp 14

ình 1 22 hương pháp khối nêm hai phần cho mái dốc có cốt 16

18

Hình 1.23 Sự phân bố gần đúng ứng suất xáo động với mỗi lớp cốt Hình 1.24 ính toán trượt tròn theo phương pháp phân mảnh 19

22

23 Hình 1.25 Tính toán theo mặt trượt xoắn ốc logarit ình 1 26 ính toán theo phương pháp trọng lực dính kết

viii

Hình 1.27 Quan hệ ứng xử đất - vải địa kỹ thuật theo tiêu chuẩn phá 26

hoại Mohr-Coulomb

ƯƠN 2

Hình 2.1 Ứng xử kéo của vđkt theo mô hình Robert M.Koerner 33

Hình 2.2 Quan hệ ứng suất – biến dạng của tiếp xúc vải địa kỹ thuật và 34 đất nền theo Robert M.Koerner

Hình 2.3 ơ đồ tính không bố trí cốt (a) và có bố trí cốt (b) 37

ƯƠN 3

Hình 3.1 ình dạng của phần tử tam giác………………………… 43

Hình 3.2 hần tử tam giác 3 nút trong hệ tọa độ tổng thể và địa phương 44

Hình 3.3 hần tử tam giác 6 nút trong hệ tọa độ tổng thể và địa phương 45

Hình 3.4 iêu chuẩn phá hoại Mohr-Coulomb trong k gian Ư chính 47

Hình 3.5 Xác định góc ma sát trong và lực dính đơn vị…………… 49

ình 3 6 Xác định góc giãn nở…………………………………… 50

Hình 3.7 hần tử tiếp xúc…………………………………………… 51

Hình 3.8 àm dạng của phần tử thanh chịu lực dọc trục………… 53

ình 3 9 hương pháp Newton-Raphson và Newton-Raphson cải tiến 54

ình 3 10 ơ đồ khối tổng quát chương trình tính bằng … 55

Hình 3.11 ên và biểu tượng chương trình………………………… 56

Hình 3.12 hai báo quan hệ ứng suất – biến dạng của vải địa kỹ thuật 56

Hình 3.13 hai báo độ cứng(E g) theo đường ứng suất- biến dạng 56 của vải địa kỹ thuật

Hình 3.14 Vẽ đường xấp xỉ mặt trượt 57

Hình 3.15 Xác định sai số đường xấp xỉ mặt trượt Ellipse và trượt tròn 57

Hình 3.16 Xác định độ cứng cát tuyến theo ứng xử kéo của V 58

ƯƠN 4

Hình 4.1 ơ đồ xếp xe để xác định tải trọng xe cộ………………… 61

Hình 4.2 Mô hình tải trọng xe tính toán…………………………… 62

Hình 4.3 Vị trí mặt trượt (nền đắp cao 6 m)……………………… 62

Hình 4.4 Vị trí mặt trượt khi có vải địa kỹ thuật (nền đắp cao 8 m) 63

Hình 4.5 ơ đồ biến dạng (4 lớp V , khoảng cách 0 5m)…… 67

Hình 4.6 Mặt trượt (4 lớp vải địa kỹ thuật, khoảng cách 0 5m)…… 67

ix

Hình 4.7 ơ đồ biến dạng (4 lớp V , khoảng cách 1 5m)…… 68

Hình 4.8 Mặt trượt (4 lớp vải địa kỹ thuật, khoảng cách 1 5m)…… 68

Hình 4.9 Quan hệ giữa cường độ vải địa kỹ thuật và số lớp vải địa 76

76 Hình 4.10 Quan hệ giữa cường độ vải địa kỹ thuật và số lớp vải địa kỹ thuật trong nền đắp cao có 6m dưới đắp hệ số mái dốc 1/1

77 Hình 4.11 Quan hệ giữa cường độ vải địa kỹ thuật và số lớp vải địa kỹ thuật trong nền đắp cao có 6m dưới đắp hệ số mái dốc 1/1 25

79 Hình 4.12 ơ đồ hình học khi có vải địa kỹ thuật………………… kỹ thuật trong nền đắp cao có 6m dưới đắp hệ số mái dốc 1/1 5,

Hình 4.13 Mặt biến dạng trượt khi không có vải địa kỹ………… 79

Hình 4.14 Mặt biến dạng trượt khi có vải địa kỹ thuật…………… 79

Hình 4.15 ung trượt hình elipse nền đắp trên đất yếu……… … 79

ình 4 16 hương pháp xấp xỉ mặt trượt…………………………… 81

Hình 4.17 ết quả tính xấp xỉ mặt trượt nền đắp cao 8m, cóV 82

Hình 4.18 ết quả tính xấp xỉ mặt trượt nền đắp cao 10m, cóV 83

Hình 4.19 ết quả tính xấp xỉ mặt trượt nền đắp cao 12m, cóV 84

Hình 4.20 ết quả tính xấp xỉ mặt trượt nền đắp cao 12m, cóV 82

Hình 4.21 ết quả tính xấp xỉ mặt trượt đắp cao 8m, không cóV 85

Hình 4.22 ết quả tính xấp xỉ mặt trượt đắp cao 10m,không cóV 86

Hình 4.23 ết quả tính xấp xỉ mặt trượt đắp cao 12m,không cóV 87

Hình 4.24 hương pháp phân mảnh cổ điển cho mặt trượt trụ tròn… 89

90 Hình 4.25 ung trượt hình ellipse, xây dựng công thức tính max…

Hình 4.26 ơ đồ tính lực căng trong V theo cung trượt ellipse 92

96 Hình 4.27 ết quả phân tích lực căng max các lớp V …………

104 Hình 4.28 Quan hệ của độ cứng vđkt (E g) và mô đun đàn hồi đất đắp

104

105

106

ình 4 29 Quan hệ của độ cứng vđkt (E g) và mô đun đàn hồi đất đắp (Es) đến an toàn ổn định Fs = 1.2. Tmax = 12; 14; 16 kN/m ình 4 30 Quan hệ của độ cứng vđkt (E g) và mô đun đàn hồi đất đắp (Es) đến an toàn ổn định Fs = 1.2. Tmax = 18; 20; 22 kN/m kN…………………………………………………………… ình 4 31 ơ đồ tính ổn định nền đắp cao 6m bằng phần mềm laxis (Es) đến an toàn ổn định Fs = 1.2. Tmax = 24; 26; 28 kN/m Hình4.32 Biến dạng nền đắp cao 6m tính bằng phần mềm laxis 106

106 ình4 33 ệ số an toàn nền đắp cao 6m tính bằng phần mềm laxis

107

ình 4 34 ơ đồ tính ổn định nền đắp cao 8m bằng phần mềm laxis ình4 35 Biến dạng nền đắp cao 8m tính bằng phần mềm laxis 107

107 ình4 36 ệ số an toàn nền đắp cao 8m tính bằng phần mềm laxis

x

MỤ LỤ B B Ể

Bảng 3 1 ọa độ và trọng số của tích phân số trên miền tam giác… 46

Bảng 3 2 ác tham số của mô hình Mohr- oulomb……………… 49

Bảng 4.1 ặc trưng của nền đường đắp trên đất tốt……………… 60

Bảng 4.2 ặc trưng vải địa kỹ thuật theo 1m chiều rộng………… 60

Bảng 4 3 ải trọng xe cộ………………………………………… 61

Bảng 4 4 ệ số an toàn ổn định mái dốc………………………… 64

Bảng 4 5 Ảnh hưởng của số lớp và khoảng cách giữa các lớp vđkt 64

Bảng 4 6 Lực căng trong vải địa kỹ thuật khi mái dốc bị phá hoại 65

Bảng 4 7 Ảnh hưởng của hệ số mái dốc, nền 8m………………… 66

Bảng 4 8 Ảnh hưởng của cường độ V và số lớp V …… 67

Bảng 4 9 Ảnh hưởng của số lớp và khoảng cách giữa các lớp vđkt 68

Bảng 4 10 Lực căng trong vải địa kỹ thuật khi mái dốc bị phá hoại… 69

Bảng 4 11 Ảnh hưởng của hệ số mái dốc, nền đắp 10m……… 70

Bảng 4 12 Ảnh hưởng của cường độ và số lớp vải địa kỹ thuật… 71

Bảng 4 13 Ảnh hưởng của số lớp và khoảng cách giữa các lớp vđkt 72

Bảng 4 14 Lực căng trong vđkt khi mái dốc bị phá hoại, nền 12m 73

Bảng 4 15 Ảnh hưởng của hệ số mái dốc, nền 12m ……… …… 74

Bảng 4 16 Ảnh hưởng của cường độ và số lớp vải địa kỹ thuật… 74

Bảng 4 17 Ảnh hưởng của cường độ và số lớp vải địa kỹ thuật 75

Bảng 4 18 ặc trưng nền đất yếu…………………………………… 77

Bảng 4 19 ệ số an toàn khi chiều cao đắp 6 m…………………… 78

Bảng 4 20 ệ số an toàn khi chiều cao đắp 8 m…………………… 78

Bảng 4 21 ệ số an toàn khi chiều cao đắp 10 m………………… 78

Bảng 4 22 ệ số an toàn khi chiều cao đắp 12 m………………… 78

Bảng 4.23 Một số kết quả tính xấp xỉ mặt trượt 87

Bảng 4.24 Ảnh hưởng của độ cứng vđkt đến hệ số antoàn, T=12kN/m 99

Bảng 4.25 Ảnh hưởng của độ cứng vđkt đến hệ số antoàn,T= 14kN/m 99

Bảng 4.26 Ảnh hưởng của độ cứng vđkt đến hệ số antoàn,T= 16kN/m 100

100 Bảng 4.27 Ảnh hưởng của EAg, Tmax vđkt và Es đến hệ số an toàn Fs

Bảng 4.28 ết quả hệ số an toàn tính bằng nhress và laxis 108

xi

B KÝ Ệ Ữ Ế Ắ

V Vải địa kỹ thuật ( eotextile)

PTHH hần tử hữu hạn (FEM _ Finite Element Method)

HNH_RESS hần mềm tính ổn định nền đắp gia cường (Reinforced

Embankment Stability Software)

K hệ số an toàn tính toán (giải tích)

Kbh hệ số an toàn nền đắp ngập nước bão hòa

hệ số an toàn nền đắp không ngập nước Kk

Kmin hệ số an toàn tối thiểu

MD mô men gây trượt do đất nền và tải trọng

MRS mô men giữ do đất

MRR mô men giữ do cốt tăng cường

chiều cao nền đắp chiều dài cạnh nằm ngang mái dốc (bề rộng chân mái dốc) H Ls

φ’cv góc ma sát của vật liệu nền đắp lúc có biến dạng lớn trong điều kiện ứng suất hữu hiệu fms hệ số vật liệu riêng phần áp dụng cho tg φ’cv (fms = 1)

là hệ số phá hoại riêng phần; fn

hệ số chịu kéo tuột riêng phần đối với cốt tăng cường; fp

lực yêu cầu cốt tăng cường phải có trong phạm vi 1m dài nền đắp tại j; Troj

ɣ trọng lượng đơn vị của vật liệu đắp nền;

chiều cao trung bình vật liệu đắp trong phạm vi chiều dài cốt tăng

h cường Lj;

α’ hệ số tương tác biểu thị liên hệ giữa góc neo bám cốt – đất với tgφ’cv;

hệ số vật liệu riêng phần; fms

chiều dài neo bám cần thiết của cốt tăng cường trong phạm vi cung

Lj trượt cho 1m dài nền đắp;

xii

αbc’ hệ số tương tác biểu thị liên hệ giữa lực dính bám giữa đất và cốt tăng cường với cu.

lực gây xáo động tổng hợp đối với 1m dài dọc theo mặt mái dốc Rh

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

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

ɣ trọng lượng đơn vị của đất

H chiều cao nền đắp

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

hệ số riêng phần cho ngoại tải fq

ngoại tải tác dụng lên mảnh i wsi

áp lực nước lỗ rỗng tác dụng trên mặt trượt mảnh thứ i ui

hệ số hiệu chỉnh momen

, và là các góc ma sát trong, lực dính đơn vị và lực dính không thoát

nước của đất nền;

, và là các góc ma sát trong, lực dính đơn vị và lực dính không thoát

nước đã suy giảm của đất nền Fs Hệ số an toàn ổn định Es Mô đun đàn hồi của đất Eg Mô đun đàn hồi vải địa kỹ thuật

Hệ số Poisson Góc dãn nở

EAg ộ cứng vải địa kỹ thuật

1

MỞ ẦU

1- Giới thiệu công trình nghiên cứu:

Cùng với sự phát triển mạnh mẽ trong ứng dụng công nghệ vật liệu mới

trên thế giới, Việt Nam cũng rất quan tâm nghiên cứu sử dụng vật liệu địa kỹ

thuật trong gia cường nền đắp công trình đường, đê, đập. Từ đó đặt ra việc

nghiên cứu hoàn thiện phương pháp tính toán cho kết quả đạt độ tin cậy cao

đối với bài toán nền đắp gia cường bằng vải địa kỹ thuật (V ) trong các

công trình xây dựng đường ô tô ở Việt Nam trở nên cần thiết.

Trong phạm vi công trình nghiên cứu này, tác giả sử dụng phương pháp

phần tử hữu hạn – phương pháp số có nhiều ưu điểm ở thời điểm hiện nay để

áp dụng xây dựng thuật toán, lập chương trình tính trên phần mềm phù hợp

với điều kiện Việt Nam và cho một số kết quả nghiên cứu của bài toán ổn

định, trạng thái ứng suất – biến dạng nền đắp cao, đề xuất tính toán và đưa ra

các biểu đồ tiện ích sử dụng trong thiết kế.

2- Lý do lựa chọn đề tài:

ề tài được chọn nhằm hoàn thiện phương pháp tính toán cho bài toán nền

đắp có sử dụng V trong các công trình xây dựng đường ô tô.

3- Mục đích:

Xây dựng mô hình tính toán nền đường đất đắp có gia cường bằng V ,

góp phần hoàn thiện phương pháp tính toán sát với thực tế làm việc của vật

liệu và dự báo khả năng mất ổn định một cách chính xác nhằm đem lại hiệu

quả cao trong công tác đảm bảo yêu cầu kỹ thuật thiết kế nền đắp gia cường

V .

4- ố tượng nghiên cứu:

Nền đất đắp có sử dụng V trong các công trình xây dựng nền đường.

2

5- Phạm vi nghiên cứu:

Lựa chọn, xây dựng mô hình tính bài toán nền đắp gia cường V . Xây

dựng thuật toán và chương trình tính bằng phương pháp phần tử hữu hạn.

Nghiên cứu bài toán ổn định nền đường đắp cao có gia cường bằng V .

6- Ý nghĩa khoa học và thực tiễn của đề tài:

V (Geotextiles) là loại vật liệu mới được chế tạo từ vật liệu polyme

tổng hợp hoặc các sản phẩm có liên quan đến polyme nhờ các công nghệ chế

tạo khác nhau. Từ những năm 70 của thế kỷ trước V đã ra đời ở các nước

phương tây o có những đặc tính ưu việt nên V đã nhanh chóng được

dùng để gia cường nâng cao sức chịu tải và tính năng ổn định cho các công

trình xây dựng, đặc biệt là các công trình đất đắp trong xây dựng cầu đường,

thủy lợi...

Những năm đầu của thập niên 90 - thế kỷ trước, V được sử dụng

rộng rãi ở nhiều nước như háp, à Lan, Mỹ, Nhật, đặc biệt ở các nước ông

Nam như hái Lan, hilippin, nđônêxia, Malaysia, Ở nước ta, V

được đưa vào sử dụng công trình xây dựng đường từ năm 1993 và ngày càng

được sử dụng rộng rãi. Theo kết quả nghiên cứu của nhiều chuyên gia trong

và ngoài nước cho thấy V dùng trong các công trình xây dựng nền

đường đắp cao bằng đất, hay nền đắp trên đất yếu đều đạt hiệu quả kinh tế kỹ

thuật cao, dễ dàng trong thi công, giảm giá thành từ 15 - 20%, tăng chất lượng

sử dụng, tăng tuổi thọ của công trình.

Do vậy việc nghiên cứu hoàn thiện phương pháp tính toán, thiết kế nền

đắp có sử dụng V gia cường là cần thiết để phục vụ yêu cầu thực tế trong

thời kỳ hội nhập, thực hiện công nghiệp hóa, hiện đại hóa phát triển đất nước.

3

C 1

TỔNG QUAN VỀ TÌNH HÌNH SỬ DỤNG

TÍNH TOÁN NỀ Ắ NG V ỊA KỸ THU T

1.1. Các nghiên cứu sử dụng và tính toán nền đắp g a cường K

trong v ngo nước

1.1.1. Lịch sử phát triển và sử dụng K

1.1.1.1. Giới thiệu chung

V xuất hiện lần đầu tiên với tên thương mại Bidium vào những năm

60 của thế kỷ trước ở háp, nhưng chưa được chú ý và được sử dụng rất ít. Từ

năm 1965 đến 1973, trong vòng 7 - 8 năm người à Lan đã dùng tới 5 - 6 triệu m2 V trong dự án đắp đê biển chống nước xâm nhập đất liền rất có

hiệu quả. Vì vậy từ sau năm 1975, V được nhiều người ở nhiều nước

nghiên cứu hoàn thiện từ khâu chế tạo, phương pháp tính toán và công nghệ

thi công.

V nhanh chóng được dùng để gia cường nâng cao sức chịu tải và

tính ổn định của các công trình xây dựng nói chung và đặc biệt là các công

trình nền đất đắp trong xây dựng các công trình đường ô tô và thủy lợi.

Vào thập niên 80 của thế kỷ trước V được sử dụng rộng rãi ở nhiều

nước như háp, Hà Lan, Mỹ, Nhật, Trung Quốc, Ấn ộ, Hàn Quốc, đặc biệt

ở các nước ông Nam : Thái Lan, Philippin, Inđônêxia, Malaysia, Brunei...

Ở nước ta năm 1993 V lần đầu tiên được sử dụng trong dự án nâng

cấp QL5 (Hà Nội – Hải Phòng) do ông ty ư vấn Thiết kế KEI – Nhật Bản thiết kế với trên 500.000 m2 V rất có hiệu quả để xử lý nền đường đắp

trên nền đất yếu. Và từ 1995 cho đến nay V đã được dùng rất nhiều với

các chức năng khác nhau ở nhiều dự án xây dựng đường như các dự án nâng

cấp QL1, QL10, QL18, QL3, QL51, QL32, QL38, QL39 và trong các dự án

xây dựng đường cao tốc như ường cao tốc TP.Hồ Chí Minh – Trung

Lương, ại lộ hăng Long (từ Láng đi òa Lạc, Hà Nội), Cao tốc Hà Nội –

4

Hải Phòng, Cao tốc Giẽ - Ninh Bình, Cao tốc Nội Bài – Lào Cai, Cao tốc

Long Thành – Dầu Giây và Cao tốc Bến Lức – Long hành …

Hình 1.1 VĐKT gia cường nền đất yếu trên QL1, đoạn qua cầu Xương Giang – Bắc Giang

1.1.1.2. Phân loại VĐKT [14], [28], [29], [30]

Dựa theo công nghệ chế tạo, V được phân làm hai loại sau:

1. VĐKT loại dệt (Woven Geotextile)

V loại dệt có tính thấm nhỏ, được chế tạo bằng những sợi nhân tạo

và dệt thành vải ường độ của V phụ thuộc nhiều vào sức chịu kéo của

các sợi. Sức chịu kéo theo phương dọc (theo chiều cuộn) thường lớn hơn so

với phương ngang (chiều khổ vải). ặc trưng của nhóm V dệt là vải

Robusta Nicolon (Hà Lan), Krafter (Nhật Bản), Amoco (Anh), Collins &

Aikman. Ngoài ra còn có nhiều loại V dệt khác như , ML, E –

WX, GT, GM, GSI – …

Bảng 1.1 phụ lục 1 giới thiệu một số tính chất loại V dệt.

2. VĐKT loại không dệt (Nonwoven Geotextile)

Loại V không dệt có tính thấm cao, được chế tạo từ sự sắp xếp

một cách ngẫu nhiên các sợi trong cấu trúc phẳng hai chiều, rồi xử lý liên kết

bằng phương pháp nhiệt, hóa, cơ Loại V không dệt này có khả năng

chịu cường độ đẳng hướng rất tốt. ặc trưng của loại này là Fiberlex ( an-

Mạch), Polyfelt (Úc), Terrafic (Canada), Sodoca, Bidium (Pháp). Ngoài ra

5

còn có nhiều loại V không dệt khác như ART, VNT, PH, HD của

Việt Nam, TS - Polyfelt của Malaysia…

Bảng 1.2 phụ lục 1 giới thiệu một số tính chất loại V không dệt.

1.1.1.3 Một số tiêu chí đánh giá VĐKT

V là loại vật liệu được ứng dụng rộng rãi trong các lĩnh vực xây

dựng: dân dụng, công nghiệp, cầu, đường, đê, đập… ác tính chất cơ lý của

loại vật liệu này đã được nghiên cứu và hoàn thiện khá đầy đủ trên thế giới và

Việt Nam V có nhiều chỉ tiêu cơ lý, tuy nhiên tùy thuộc vào mục đích

sử dụng ở một kết cấu cụ thể mà ta chỉ cần xem xét một hoặc một số tiêu chí

chính để lựa chọn tính toán V phù hợp với công trình xây dựng.

Phụ lục 1: Bảng 1.3 giới thiệu chỉ tiêu cơ lý chính theo ứng dụng của V ;

Bảng 1.4 giới thiệu thông số kỹ thuật vải không dệt polyfelt TS; Bảng 1.5 và

bảng 1.6 giới thiệu loại V không dệt HD – Việt Nam [50].

1.1.1.4 Các chức năng của VĐKT [13], [14], [27], [31], [34], [35], [36],

[38], [44], [56], [58], [61], [62], [63], [66], [68]

1. Làm lớp phân cách giữa các lớp vật liệu với nhau (separation)

V được làm lớp ngăn cách giữa lớp đệm cát và lớp bùn bên dưới,

ngăn cách giữa lớp móng dưới (subbase) và lớp đáy áo đường đắp bằng cát

bên trên. Sử dụng V trong trường hợp này nhằm tránh tình trạng sau khi

đào bỏ một phần đất yếu thay bằng cát, cát sẽ chìm xuống đất yếu (bùn sét) và

đất vẫn sẽ trồi lên lẫn vào cát. Lớp “cát – bùn” mới hình thành không thể lu

chặt được, làm mất tác dụng của lớp đệm cát ũng tương tự như vậy khi thi

công cấp phối đá dăm trên lớp bề mặt đường đắp bằng cát phải có một lớp

V ngăn cách để không cho các hạt cấp phối đá dăm chui xuống cát và cát

hạt cát không trồi lên đá dăm Và như vậy chúng ta mới thi công được cấp

phối đá dăm đạt Kyc = 98%.

6

Hình 1.2 Mái dốc Bukit Panggal Mosque,

Tutong, Brunei. VĐKT chức năng ngăn

cách hạt sét mềm ra khỏi mặt dốc [61]

Hình 1.3 Tường chắn Arca Budaya, Kuala Lumpur,Malaysia. VĐKT làm lớp phân cách giữa bụi đá và đất bên trên trồng cây [61]

2. Chức năng gia cường đất yếu (reinforcement)

ối với nền đắp cao trên nền đất yếu, khi đạt đến một độ cao nào đó nền

sẽ bị trượt trồi – trượt toàn khối, trượt cục bộ mái taluy. ể chống lại sự phá

hỏng đó, người ta sử dụng V để gia cố bằng cách đào bỏ một phần đất

yếu rồi rải V , đắp cát lên trên, rồi rải tiếp lớp V tiếp theo… V

gia cường còn được sử dụng trong trường hợp nền đất không yếu nhưng nền

cần đắp cao. Việc tính toán gia cường V bao nhiêu lớp, khoảng cách…

được tính toán thiết kế đảm bảo an toàn.

Hình 1.5 Gia cường nền nhà ở dân dụng

Hình 1.4 Đường đê Punarbhava, West Bengal, Ấn Độ. VĐKT gia cường ổn định nền [61]

3. V làm cốt tường chắn đất (tường chắn cốt mềm)

Trên thế giới, để tăng khả năng đắp đất cho tường chắn có chiều cao lớn, hoặc độ dốc đứng đến 900, người ta đã sử dụng V xây dựng nhiều tường

chắn vừa đạt yêu cầu về chiều cao đắp tường, độ bền sử dụng và tạo cảnh

quan thẩm mỹ nhưng giá thành rẻ hơn từ 25% đến một nửa so với tường

bêtông cốt thép [14], [19], [34], [44], [45]

7

Hình 1.6 VĐKT làm tường chắn, Thị trấn Khánh Dương, Tỉnh Cam Túc, TQ [58]

Hình 1.7 VĐKT với chức năng làm cốt tường chắn đất

4. Chức năng lọc, thoát nước sau lưng tường chắn (drainage)

Thoát nước sau lưng tường chắn đất hoặc một hệ thống thoát nước ngầm

trong những công trình đất đắp về giao thông, thủy lợi… trước đây người ta

dùng vật liệu hạt làm tầng lọc ngược – với một cấp phối vật liệu nhất định.

Tuy nhiên hiệu quả của tầng lọc ngược không đạt yêu cầu sau một thời gian

sử dụng do các hạt bụi, sét bám, lấp kín tầng lọc ngược làm giảm hoặc mất

khả năng thoát nước của tầng lọc ngược. ể thay thế tầng lọc ngược này,

người ta đã sử dụng V với chức năng lọc, thoát nước đạt yêu cầu và hiệu

quả sử dụng cao hơn Lần đầu tiên ở Việt Nam, chức năng này đã được dùng

ở tường chắn đất của đường dẫn lên cầu Tân Thịnh trên QL1 từ Hà Nội đi

trình đường cao

tốc

Lạng ơn

Hình 1.9 Chức năng tiêu, thoát nước Nam công Carolina, Hoa Kỳ [56]

Hình 1.8 Tường chắn Novotel Hotel, Patong, Phuket, Thailand. VĐKT lọc, được quấn quanh ống thu nước đáy tường chắn [61]

5. V với chức năng vật liệu thấm hạ mực nước ngầm

Người ta sử dụng V bao lấy vật liệu đá dăm cỡ nhỏ để thoát nước,

bao lấy ống thoát nước ngầm trước khi đắp cát, bao bọc lấy vật liệu đá dăm

khi không có ống thoát nước, bao lấy vật liệu đá dăm có dạng cắt ngang hình

8

thang hở không có ống thoát nước, làm chức năng lớp thấm nước để hạ mực

nước ngầm.

Hình 1.10 VĐKT sử dụng ở hào bố trí ống dẫn nước (Australia)

Hình 1.11 VĐKT sử dụng với chức năng vật liệu thấm (Quốc đảo Solomon)

6. Bảo vệ, chống xói mòn nền đường đắp, đê biển và xói ta luy mái hồ đập

V được sử dụng với chức năng chống xói mòn [31], bảo vệ mái dốc

không bị xói lở làm hư hỏng nền đường, các rãnh dọc hai bên đường, chống

xói mòn mái dốc nền đường, đê, đập, đáy các kênh đào, các khu lấp đất lấn

biển, nền đường đắp ven sông hồ, mái dốc khu vực thượng, hạ lưu sông, đặc

biệt là đoạn qua chỗ thu hẹp lòng sông lưu vực cầu… ví dụ như chống xói ở

thượng và hạ lưu của các cầu: cầu hù ổng (qua sông uống), cầu Như

Nguyệt (qua sông Cầu), cầu Sương iang (qua sông hương) trên QL1 đoạn

Hà Nội – Lạng ơn do công ty ư vấn Thiết kế PCI Nhật Bản thiết kế (1998).

7. V làm ống địa kỹ thuật (nhóm SI Geosolution) [35]

Ống địa kỹ thuật được sử dụng rất đa dạng với nhiều hình thức khác

nhau: người ta lấy V may thành ống rồi bơm đầy cát vào, xếp thành bờ

bảo vệ chống xói mòn bờ đê, các công trình chạy dọc bờ biển. Ống địa kỹ

thuật cũng được dùng trong xử lý nạo vét lòng sông, biển. Ngoài ra ống địa kỹ

thuật cũng được dùng để rút nước từ bùn. Ống địa kỹ thuật và hệ thống ngăn

giữ là một giải pháp có tính kinh tế cao, có thể xử lý những vấn đề liên quan

đến môi trường sinh thái ô nhiễm, chất thải từ nhà máy, xí nghiệp, các chất

thải từ nông nghiệp, công nghiệp, ao, hồ …

9

M t số mặt cắt minh họa các chức năng của K [55]

Hình 1. 12 Chức năng phân cách (separation) Hình 1. 13 Gia cố mái dốc (reinforced slope)

Hình 1. 14 Chức năng lọc (filtration)

Hình 1. 15 Chức năng bảo vệ (protection)

Hình 1. 16 Chức năng tiêu thoát nước (drainage)

1.1.1.5 Một số công trình xây dựng sử dụng VĐKT ở Việt Nam

1. V với chức năng làm lớp ngăn cách

Dự án nâng cấp QL5 vào những năm 1993-1994, mở rộng mặt đường cũ

thêm 20 mét đất đắp trên nền yếu. ãng tư vấn thiết kế Nhật Bản KEI đã thiết

kế cho đào bỏ 50cm phần đất yếu, trải một lớp V không dệt làm chức

năng ngăn cách, sau đó mới đắp đất từng lớp cho đến chiều cao thiết kế -

Hình 1.17

ũng với chức năng ngăn cách của V , hệ thống đường giao thông

trong khu đô thị Trung Hòa – Nhân Chính (TP Hà Nội), trước khi rải các lớp

cấp phối đá dăm người ta cho trải một lớp V để ngăn cách với nền đắp

cát bên dưới nhằm ngăn cách sự trộn lẫn giữa cát và lớp đá dăm dễ dẫn đến

mất ổn định mặt đường. Với chức năng này V cũng đã được sử dụng

10

trong khi nâng cấp các QL5, QL1, QL10, QL18 và một số loại các đường cao

tốc như cao tốc Tp. Hồ Chí Minh – rung Lương; iẽ - Ninh Bình; Nội Bài

Phần mở rộng mặt đường

ường sắt

Chiều rộng QL5 trước khi nâng cấp

Các lớp đất đắp phần mở rộng

ệm cát

V không dệt

– Lào Cai; Hà Nội – Hải Phòng; Hà Nội – hái Nguyên…

Hình 1.17 Mặt cắt ngang mở rộng QL5, VĐKT làm lớp ngăn cách

Ngoài ra V cũng được sử dụng trong các bãi rác nhằm làm phân

cách giữa đất và các lớp rác phế thải như lót đáy bãi rác am ân ( ủ Chi,

M năm 2011), bãi rác huyện Bố Trạch (Quảng Bình), bãi rác huyện An

Nhơn (Bình ịnh), bãi rác thành phố ưng Yên …

Hình 1.19 VĐKT sử dụng ở bãi rác Bố Trạch, Quảng Bình

Hình 1.18 VĐKT được dùng ở bãi rác Tam Tân, Củ Chi, TP.HCM

2. V với chức năng gia cường nền đắp trên đất yếu

Vào những năm 2000-2003, trước khi xây dựng đường đắp tuyến Trới –

Vũ ai [40], đường cấp đồng bằng (Quảng Ninh), chủ trì thiết kế đã dùng

2, 3 lớp V vừa làm lớp ngăn cách vừa làm nhiệm vụ gia cường cho nền

11

đường đắp trên đất yếu, có chiều cao đắp từ 1 ÷ 1,5m. Khoảng cách giữa các

lớp V thay đổi từ 30 ÷ 35cm.

ũng vào những năm 2002, trên QL1 đoạn tránh thành phố Vinh[39] chủ

trì thiết kế đã dùng V làm lớp ngăn cách giữa đất yếu ở độ sâu đào 80cm

và cát đổ lên trên au đó tiếp tục sử dụng 3 lớp V nữa, mỗi lớp cách

nhau 40cm để gia cường phần nền đào (80cm) và phần nền đắp cao 4 ÷ 5m.

ai công trình này đã khai thác đến nay (2013) được trên 10 năm, chất

lượng rất tốt ây cũng là các công trình sử dụng V để xử lý nền đắp trên

đất yếu lần đầu tiên ở Việt Nam, thi công đơn giản, giảm giá thành xây dựng.

Hai công trình này làm tiền đề tốt cho việc sử dụng V để gia cường nền

đắp trên đất yếu cho nhiều dự án xây dựng đường khác như đường cao tốc

TP Hồ Chí Minh – rung Lương, iẽ - Ninh Bình, Hà Nội – Thái Nguyên,

Nội Bài – Lào cai …

3. V với chức năng chống xói mòn mái taluy

Khi xây dựng nền đắp bảo vệ bờ biển ở Bãi Cháy - Quảng Ninh, V

được dùng để trải trên bề mặt taluy nền đắp, rồi đặt lên đó những viên đá hộc

dạng gạch bê tông xi măng nhằm chống xói mòn do áp lực dội đập của sóng.

Ngoài ra V cũng đã được dùng để bảo vệ, gia cố mái taluy hồ chứa như

hồ chứa công viên trung tâm TP Lào Cai (được thiết kế năm 2000 do Sở

GTVT Lào Cai làm chủ đầu tư), hai hồ điều tiết ở Trung tâm Hội nghị quốc

gia – Hà Nội do ư vấn ức thiết kế cũng đã sử dụng V làm lớp bảo vệ

chống xói mòn.

Dự án nâng cấp QL1 đoạn Hà Nội – Lạng ơn do MU18 đại diện chủ

đầu tư, trên các đoạn dẫn vào cầu hù ổng ( ông uống), cầu Như Nguyệt

(Sông Cầu), cầu Xương iang ( ông hương), người ta cũng đã sử dụng

V để làm lớp bảo vệ chống xói mòn hai bên mái sông ở thượng – hạ lưu

của ba cầu này.

12

4. V được dùng thay vật liệu tầng lọc ngược

Trên QL1 qua cầu Tân Thịnh – Thị trấn Vôi (Lạng Giang, Bắc Giang)

đoạn nối giữa cầu Tân Thịnh và cầu vượt đường sắt (QL1 cũ) dài 80m, người

ta xây dựng tường chắn bê tông cốt thép có chiều cao = 7,2m vào năm

1998. Ở đáy tường chắn phía bên trong nền đắp đã được đổ sỏi rồi phủ lên đó

một lớp V trước khi đắp nền nhằm thay thế vật liệu tầng lọc ngược để

thoát nước ở chân tường chắn.

1.1.2 Các phương pháp tính toán nền đắp g a cường K ở trong và

ngo nước hiện nay

ác phương pháp giải tích tính toán nền đắp có cốt để đánh giá mức độ

ổn định sử dụng phương pháp cân bằng giới hạn (mô men hoặc lực) và kèm

theo đó là việc sử dụng các hệ số riêng phần tương ứng. Các hệ số riêng phần

bao gồm: Các hệ số tải trọng, các hệ số vật liệu đất, hệ số vật liệu cốt, các hệ

số về tương tác giữa đất và cốt, các hệ số riêng phần về an toàn [15], [63].

1.1.2.1 Phương pháp giải tích tính toán nền đắp có cốt trên nền đất yếu [2],

[3], [7], [9], [15], [16], [17], [21], [32], [33],[35], [37]

Cốt được đặt nằm trong nội tại nền đất và ngay cả trong thân nền đắp,

nhằm ngăn ngừa sự phá hoại do cắt trượt qua thân nền đắp hoặc cắt trượt

trong vùng đất yếu. Cốt làm tăng thêm độ ổn định của nền đắp trên đất yếu là

nhờ tác dụng ngăn ngừa vật liệu đắp dịch chuyển ngang, hạn chế đẩy trồi đất

yếu cũng như ngăn ngừa phá hoại trượt tổng thể. Mặt khác, ứng suất cắt trượt

truyền từ đất yếu và vật liệu đắp làm cho cốt sẽ chịu kéo, nhờ lực kéo này mà

nền đắp tăng được ổn định.

1. Ổn định cục bộ [7], [15], [32], [33]

Kiểm tra ổn định cục bộ của mái dốc nền đắp theo bất đẳng thức sau:

13

(1.1)

H: là chiều cao nền đắp; Ls: chiều dài cạnh nằm ngang mái dốc (bề rộng

chân mái dốc); φ’cv: góc ma sát của vật liệu nền đắp lúc có biến dạng lớn

trong điều kiện ứng suất hữu hiệu; fms: hệ số vật liệu riêng phần áp dụng cho

tg φ’cv (fms = 1).

2. Ổn định trượt tròn ( hương pháp phân tích mặt trượt)

hương pháp phân tích mặt trượt được dùng phổ biến nhất trong tính

toán ổn định trượt tròn đối với các nền đắp có sử dụng cốt đặt ở đáy nền đắp,

như hình 1.20 và hình 1.21.

Mômen gây trượt MD do đất và tải trọng là:

(1.2) [∑( ) ]

Mômen giữ MRS do đất:

[∑ { (( ) ) }]

(1.3)

Mômen giữ MRR do cốt tăng cường:

(1.4)

trong đó ffs là hệ số tải trọng riêng phần về trọng lượng đơn vị của đất; wi:

là trọng lượng cột đất i; bi: bề rộng cột đất thứ i; αi : góc tiếp tuyến đáy cột

đất thứ i hợp với phương ngang; Rd : bán kính cung trượt tròn; fms : hệ số vật

liệu riêng phần áp dụng cho tgφ’cv ; φ’cv: góc ma sát vật liệu đắp nền lúc có

biến dạng lớn trong điều kiện ứng suất hữu hiệu; ui : áp lực nước lỗ rỗng tác

dụng trên mặt trượt mảnh thứ i ;

14

Mảnh i

Nền đắp

Cốt tăng cường

Nền yếu

Lực lớn nhất

Mặt trượt nguy hiểm nhất

Quỹ tích lực kéo yêu cầu Troj

Hình 1.20 Phương pháp phân tích mặt trượt tròn để xác định lực kéo lớn

Nền đắp

Cốt tăng cường

Nền yếu

Vị trí j dọc theo đáy nền đắp

nhất yêu cầu đối với cốt tăng cường ở đáy nền đắp [15]

Hình 1.21 Chiều dài neo bám của cốt tại vị trí j dọc theo đáy nền đắp [15]

Lực kéo Troj yêu cầu đối với 1m dài nền đắp tại mỗi điểm j dọc theo

đáy nền đắp được xác định là:

(1.5)

rong đó

Yj là cánh tay đòn theo hướng thẳng đứng của mômen đối với tâm mặt trượt

nguy hiểm tại điểm j trên đáy nền đắp; MRRj: mô men giữ lớn nhất do cốt tăng

cường tại điểm j trên đáy nền đắp; MDj: mô men trượt lớn nhất tại j trên đáy

15

nền đắp (đã được nhân hệ số); MRSj: mô men giữ lớn nhất do đất tạo ra tại

điểm j trên đáy nền đắp (đã được nhân hệ số).

Phân tích mặt trượt nhằm tìm Tro, ngoài phương pháp trình bày trên

cũng có thể sử dụng phương pháp Bishop và Janbu cải tiến. ể đảm bảo lực

Troj có thể có điều kiện phát sinh thì cốt tăng cường phải đủ chiều dài neo bám

với đất xung quanh trên toàn bộ cốt tăng cường [15]. Bên trong phạm vi mặt

trượt phải bảo đảm điều kiện:

(1.6)

rong đó

fn là hệ số phá hoại riêng phần; fp : hệ số chịu kéo tuột riêng phần đối với cốt

tăng cường; Troj : lực yêu cầu cốt tăng cường phải có trong phạm vi 1m dài

nền đắp tại j; ɣ : trọng lượng đơn vị của vật liệu đắp nền; h : chiều cao trung

bình vật liệu đắp trong phạm vi chiều dài cốt tăng cường Lj; α’: hệ số tương

tác biểu thị liên hệ giữa góc neo bám cốt – đất với tgφ’cv; φ’cv : góc ma sát

của vật liệu đắp nền khi có biến dạng lớn trong các điều kiện ứng suất hữu

hiệu; cu độ bền cường độ kháng cắt không thoát nước của đất [15, tr 9]; fms :

hệ số vật liệu riêng phần; Lj : chiều dài neo bám cần thiết của cốt tăng cường

trong phạm vi cung trượt cho 1m dài nền đắp; αbc’: hệ số tương tác biểu thị

liên hệ giữa lực dính bám giữa đất và cốt tăng cường với cu. [15], [32],

[33],[35],[37]

Nhận xét phương pháp giải tích tính nền đắp gia cường trên đất yếu:

- hương pháp phân tích là giả thiết mặt trượt tròn, xét trạng thái cân bằng

giới hạn. Giả thiết vô số mặt trượt với các hệ số an toàn tương ứng. Cốt

V gia cường trong nền đắp chỉ được xét đến yếu tố lực căng ro.

- Nền đắp trên đất yếu và rất yếu có thể gặp trường hợp nền có nhiều lớp đất

yếu khác nhau. Giả thiết cung trượt để tính cho bài toán sẽ phức tạp hơn

16

1.1.2.2 Phương pháp giải tích tính toán nền đắp có cốt trên đất tự nhiên tốt

1. Ổn định ngoài

Khi nền đắp bằng đất đồng nhất có mái dốc thoải, độ ổn định ngoài

thường được tính toán bằng phương pháp mặt trượt tròn. rong trường hợp

kết quả có một hoặc nhiều cách phá hoại xảy ra thì có thể lựa chọn xử lý theo

các cách như giảm độ dốc mái nền đắp, tăng bề rộng vùng bố trí cốt, sử dụng

vật liệu đắp có chất lượng tốt, tăng cường nền móng bằng các biện pháp gia

cố đất, bệ phản áp, sử dụng vật liệu đắp có trọng lượng nhẹ, tổ hợp cốt ở các

mức độ cao khác nhau, bố trí thêm hệ thống thoát nước để giảm áp lực nước

lỗ rỗng, hoặc xử lý kết hợp các phương án trên [15],[32].

2. Ổn định nội bộ [15], [32], [33], [35], [57], [53], [63]

ác phương pháp tính toán nền đắp có cốt dựa trên cơ sở các phương

pháp cân bằng giới hạn và sử dụng các hệ số riêng phần tương ứng với trạng

thái giới hạn đang tính Bao gồm các phương pháp phổ biến như phương

pháp phân tích khối nêm hai phần, phương pháp mặt trượt tròn hoặc không

tròn, phương pháp phá hoại theo mặt xoắn ốc logarit, phương pháp trọng lực

dính kết (Rankin-ND) và một số phương pháp khác

a. Phương pháp khối nêm hai phần (mặt trượt dạng gãy khúc) [12], [15]

hương pháp này giả thiết mặt phá

hoại dạng gãy khúc như hình 1.22 và

giả sử đã đưa ra được mặt phá hoại

tiêu biểu hợp lý cho việc tính toán

mái dốc.

Khi phân tích ổn định cần phải

thử các mặt phá hoại khác nhau rồi

đánh giá sự cân bằng của khối đất

Hình 1.22 Phương pháp khối nêm hai phần cho mái dốc có cốt

17

phía trên các mặt đã giả thiết đó rên mặt phá hoại giới hạn sẽ sinh ra lực gây

trượt lớn nhất.

ể đảm bảo được ổn định theo trạng thái giới hạn thì phải chống được

lực gây trượt lớn nhất đó (hình 1.23). Giả sử mái dốc có lớp đất cuối được đắp

nằm ngang thì lực gây trượt tổng hợp có thể được xem là hợp lực của các áp

lực đất phía hông. Lực này tăng dần theo tỷ lệ bậc nhất với độ sâu trong phạm

vi chiều sâu mái dốc. Lực gây trượt tổng hợp (lực gây xáo động tổng hợp)

trong trường hợp một mái dốc không chịu thêm ngoại tải được tính là:

(1.7)

rong đó

Rh là lực gây xáo động tổng hợp đối với 1m dài dọc theo mặt mái dốc ;

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

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

ɣ là trọng lượng đơn vị của đất;

H là chiều cao nền đắp.

ể cốt không bị kéo đứt, khoảng cách cốt theo phương thẳng đứng

được xác định từ biểu thức:

( )

(1.8)

rong đó

Svj là khoảng cách cốt theo phương thẳng đứng ở mức j trong mái dốc;

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

ffs là hệ số tải trọng riêng phần áp dụng cho trọng lượng đơn vị của đất;

hj là chiều cao đắp trên mức j trong mái dốc;

fq là hệ số tải trọng riêng phần áp dụng cho ngoại tải;

ws là tải trọng ngoài do tĩnh và hoạt tải (tải trọng phân bố đều ở mặt trên kết

cấu [15, tr. 10]).

18

Mặt phá hoại giới hạn

Hình 1.23 Sự phân bố gần đúng ứng suất xáo động với mỗi lớp cốt [15]

hương pháp khối nêm hai phần xác định được lực gây trượt tổng hợp

đối với 1 mét dài dọc theo mặt mái dốc (theo chiều cao nền đắp), xác định

được khoảng cách tối đa theo phương đứng giữa 2 lớp cốt để hạn chế cốt

không bị kéo đứt và xác định được chiều dài neo cốt đủ lớn để không xảy ra

trạng thái giới hạn phá hoại và tuột cốt.

oạn neo bám Lej để không xảy ra tuột cốt được xác định từ trạng thái

giới hạn phá hoại, chiều dài neo cốt thõa mãn [15, tr. 118]:

[( )

(1.9) ]

rong đó

Lej là chiều dài neo bám cốt tối thiểu tính toán ở mức j ; fp : hệ số riêng phần

khống chế hiện tượng cốt bị kéo tuột; fn : hệ số riêng phần khống chế do công

trình bị phá hoại gây ra; fms : hệ số riêng phần áp dụng cho tgφ’p và c’; ws :

ngoại tải; α’: hệ số tương tác biểu thị liên hệ giữa sức neo bám cốt và đất với

tgφ’p ; φ’p : góc kháng cắt lớn nhất của vật liệu đắp; αbc’: hệ số dính bám biểu

thị liên hệ giữa sức neo bám đất – cốt với c’; c’: lực dính hữu hiệu của vật liệu

đắp.

19

Nhận xét phương pháp mặt trượt gãy khúc

- hương pháp tính “khối nêm hai phần” chưa xét đến ảnh hưởng của lực

đẩy nằm ngang do độ nghiêng của mặt phía trên tạo ra (chỉ xét đến lực thẳng

đứng là trọng lượng khối đất).

- hương pháp “khối nêm hai phần” là một dạng tổng quát của phương

pháp cân bằng giới hạn hương pháp này có ưu điểm là đơn giản, các mặt

phá hoại có khả năng xảy ra có thể xác định gần đúng dần trong một phạm vi

rộng Ngoài ra phương pháp này cũng dễ dàng để thiết lập một vòng lặp

chương trình tính toán trên máy thuận tiện hơn

- hương pháp mặt trượt gãy khúc được dùng trong trường hợp nền đất

xen kẹp lớp đất yếu ở giữa [12]. Mặt trượt xảy ra sẽ theo bề mặt trượt gãy

khúc lớp đất yếu rường hợp này hệ số an toàn Fsmin được xác định theo

nguyên lý phân mảnh khối trượt.

- hương pháp mặt trượt gãy khúc áp dụng cho loại nền đất không đồng

nhất (có lớp đất yếu xen kẹp).

b. Phương pháp phân mảnh để tính mặt trượt tròn [12], [15], [32], [33],

[35], [49], [65], [63]

Các giả thiết đối với phương pháp

phân mảnh để tính mặt trượt tròn trong

nền đắp có cốt là lực tương tác giữa các

mảnh được bỏ qua vì cốt có ảnh hưởng

phức tạp đến các lực đó và sự có mặt của

cốt làm cho khối đất trượt ít bị xáo động.

Ngoài ra phương pháp này cũng giả thiết

lực tương tác giữa các cốt được bỏ qua

và các lớp cốt đều nằm ngang; cốt chỉ

được xét đến tại những vị trí giao cắt với

Hình 1.24 Tính toán trượt tròn theo phương pháp phân mảnh

mặt trượt giả thiết tại mỗi mảnh riêng;

20

mômen giữ cho các tác động tổ hợp của đất và cốt không được nhỏ hơn

mômen trượt do trọng lượng đất gây ra (mô men được tính với tâm quay khối

trượt) Như vậy điều kiện cân bằng cần thõa mãn để giải quyết bài toán là:

(1.10)

rong đó

MD mômen gây trượt do trọng lượng bản thân của đất và tải ngoài

MRS mômen giữ do cường độ chống cắt của đất

MRR mômen giữ do sự có mặt của cốt trong mái dốc

[

( )

]

(1.11) ∑ [( ) ]

∑

(

)

(1.12)

(1.13) ∑

rong đó

Tj là lực kéo lớn nhất trong cốt ở mức j trong mái dốc ; Yj : khoảng cách lớp

cốt thứ j đến tâm trượt theo trục Y ; ffs : hệ số riêng phần áp dụng cho trọng

lượng đơn vị của đất ; fq : hệ số riêng phần áp dụng cho ngoại tải ; Wi : trọng

lượng cột đất thứ i ; wsi : ngoại tải tác dụng lên mảnh i ; c’ : lực dính đơn vị

của vật liệu đắp xác định trong điều kiện ứng suất hữu hiệu ; ui : áp lực nước

lỗ rỗng tác dụng lên mặt trượt ở mảnh i ; φ’p : góc kháng cắt lớn nhất của vật

liệu đắp ; fms : các hệ số vật liệu riêng phần áp dụng cho tgφ’p và c’ ; : hệ số

điều chỉnh mô men (trạng thái giới hạn phá hoại lấy bằng 1,25; trạng thái giới

hạn sử dụng lấy bằng 1,0).

rong đó chiều dài cốt được xác định để không xảy ra phá hoại tuột cốt là:

21

[( )

(1.14) ]

Lej là chiều dài neo bám cốt tối thiểu tại j trong mái dốc ; fp : hệ số riêng phần

để khống chế hiện tượng cốt bị kéo tuột ; fn : hệ số riêng phần để khống chế

p : góc kháng cắt lớn nhất

p ; φ’

hậu quả kinh tế do công trình bị phá hoại gây ra ; fms : hệ số riêng phần áp p và c’ ; ws : ngoại tải (do tĩnh tải) ; α’ : hệ số tương tác biểu thị dụng cho tgφ’ mối liên hệ giữa sức neo bám cốt và đất với tgφ’

của vật liệu đắp ; αbc’ : hệ số dính bám biểu thị liên hệ giữa sức neo bám đất –

cốt với c’ ; c’ : lực dính hữu hiệu của vật liệu đắp.

hương pháp cung trượt tròn đã được phát triển bởi [48]:

- K. Terzaghi: hương pháp erzaghi giả thiết cung trượt tròn, sử dụng

nguyên lý phân mảnh khối trượt để xác định hệ số an toàn và được sử dụng

trong các tiêu chuẩn: 22TCN 207-1992 (Việt Nam), 22TCN 219-1994 (Việt

Nam), OCDI (Nhật Bản), BS-6349 part1-1984 (Anh) ...

- A.V. Bishop: hương pháp Bishop giả thiết cung trượt tròn, có xét đến

ảnh hưởng của áp lực nước lỗ rỗng và nguyên lý phân mảnh khối trượt để xác

định hệ số an toàn.

- G.B. Janbu: hương pháp Janbu giả thiết cung trượt tròn, có xét đến

ảnh hưởng của áp lực nước lỗ rỗng và độ cố kết đất nền như V Bishop

- A.A. Nichiprovich hương pháp này giả thiết mặt trượt cung tròn, có

xét đến áp lực nước lỗ rỗng, hệ số an toàn không thử dần mà tính trực tiếp.

- Lý thuyết độ ẩm hương pháp này giả thiết mặt trượt dạng cung tròn,

dựa trên lý thuyết độ ẩm để xác định Fs thông qua lực dính đơn vị C và góc

nội ma sát φ ở một thời điểm cố kết nhất định.

Nhận xét phương pháp phân mảnh trượt tròn

hương pháp tính ổn định với giả thiết mặt trượt tròn có bán kính R

được dùng phổ biến, tính toán tìm ra cung trượt nguy hiểm nhất với hệ số an

22

toàn Fsmin. Phương pháp cung trượt tròn có thể tính toán ổn định cho các mái

dốc thông thường có hình dạng khác nhau, đặc biệt chỉ phù hợp với nền đất

đồng nhất. Cốt gia cường được xét đến yếu tố cường độ kéo Tmax.

c. Một số phương pháp tính toán khác đối với nền đắp có cốt dựa trên

điều kiện cân bằng mômen hoặc lực

i. hương pháp tính toán ứng suất kết hợp [15], [32], [33]

Mặt phá hoại theo phương pháp tính toán ứng suất kết hợp, được xác

định trên cơ sở lý thuyết ứng suất kết hợp và phương pháp phân tích ứng suất

theo vòng Mohr rong phân tích tính toán, phương pháp này có phần phức

tạp hơn nhưng có khả năng phân tích tốt hơn do có thể xét được biến đổi cục

bộ của ứng suất.

ii. hương pháp tính toán theo mặt trượt xoắn ốc logarit [15]

hương pháp mặt trượt xoắn

ốc logarit được nghiên cứu bởi các

tác giả Leschinsky và Boedecker

(1989); Bridle và Barr (1990).

heo phương pháp này, mặt trượt

giả thiết có dạng xoắn ốc logarit đã

đơn giản hóa trình tự tính toán, có

thể xác định được trực tiếp mômen

gây mất cân bằng. Mômen giữ (do

sự có mặt của cốt trong mái dốc

Hình 1.25 Tính toán theo mặt trượt xoắn ốc logarit

MRR) phải lớn hơn mômen gây mất

cân bằng (M0), tức là MRR ≥ M0

rong đó MRR là momen giữ do có mặt của cốt trong mái dốc; Mo : momen

gây mất cân bằng của mái dốc:

23

(1.15) ∑

rong đó Tj là lực căng của vải địa ở mức j ; Yj : là khoảng cách lớp cốt thứ j

đến tâm trượt theo trục Y.

∑ [{ } { (

]

)}

(1.16)

ffs là hệ số riêng phần cho trọng lượng đơn vị của đất; fq : hệ số riêng phần

cho ngoại tải ; wi : trọng lượng cột đất thứ i; wsi : ngoại tải tác dụng lên mảnh

i ; ui : áp lực nước lỗ rỗng tác dụng trên mặt trượt mảnh thứ i ; : hệ số hiệu

chỉnh momen.

Chiều dài neo bám của cốt cũng được xác định bởi công thức (1.14)

iii. hương pháp trọng lực dính kết (Rankin) [15], [35], [63]

hương pháp này áp dụng

trong tính toán tường chắn đất được

điều chỉnh để tính cho trường hợp

mái dốc có cốt. Trong tính toán áp

dụng nguyên lý khối nêm hai phần

nhưng điều chỉnh lại cách xác định

áp lực hông của đất và đường nối

Hình 1.26 Tính toán theo phương pháp trọng lực dính kết

các điểm có lực kéo lớn nhất tương

xứng với độ nghiêng của kết cấu hương pháp này do egrestin,

P.,Fiorentini, F. và Spiti, F. nghiên cứu năm 1991.

Nhận xét các phương pháp giải tích

- ác phương pháp giải tích tính theo trạng thái cân bằng giới hạn, phân

tích ổn định nền đắp sử dụng mặt trượt giả thiết tròn, gãy khúc… với mỗi lần

giả định mặt trượt tìm được một hệ số an toàn tương ứng Như vậy cần xác

24

định vô số mặt trượt với các giá trị hệ số an toàn khác nhau. Do vậy khả năng

tìm được mặt trượt nguy hiểm nhất với hệ số an toàn phù hợp khó chính xác.

- hương pháp mặt trượt tròn chủ yếu áp dụng với nền đồng nhất; mặt

trượt gãy khúc áp dụng cho nền có nhiều lớp, tính chất cơ lý khác nhau

- ác phương pháp giải tích áp dụng tính toán trong các trường hợp mặt

cắt hình học nền đắp thông thường, tương đối đơn giản.

- hương pháp giải tích chưa xét đến mô đun đàn hồi (E) của đất nền, đất

đắp, vật liệu gia cường và độ cứng (EA) của vật liệu gia cường trong nền.

1.1.2.3 Phương pháp số và các phần mềm tính toán

1. hương pháp nguyên lý cực trị Gauss và sai phân hữu hạn [8]

heo phương pháp này, tác giả oàng ình ạm xét bài toán trong

trường hợp không có bố trí cốt và bài toán có cốt mềm nằm ngang ây là bài

toán hệ đàn hồi nhiều lớp, có quan hệ giữa trạng thái ứng suất_biến dạng trên

cơ sở lý thuyết đàn hồi cho trường hợp bài toán biến dạng phẳng.

hương pháp nguyên lý cực trị auss do à uy ương đề

xuất để giải bài toán nền đường đắp không có bố trí cốt mềm nằm ngang.

Phiếm hàm auss cho bài toán này được viết như sau

(1.17)

rong đó

V Thể tích của khối đất Md Mô đun trượt giữa đất và đất

Ω iện tích tác dụng của lực ngoài Mc Mô đun trượt giữa đất và cốt

Ω1 Diện tích tiếp xúc đáy nền ui, ui+1 Chuyển vị của đất theo

…… phương x tại mặt tiếp xúc giữa Ω2 Diện tích bề mặt taluy

…… 2 lớp đất hoặc giữa đất với cốt Ω3 Diện tích tiếp xúc giữa đất và đất

25

w Chuyển dịch đất theo phương z Ω4 Diện tích tiếp xúc giữa đất và cốt

L Chiều dài cốt v Chuyển dịch cốt theo phương x

P Tải trọng truyền qua vết bánh xe

rong trường hợp nền đắp có cốt, để xác định trạng thái ứng suất – biến

dạng của nền đường đắp có cốt nằm ngang dưới tác dụng của tải trọng xe

(phân bố trên đường tròn có bán kính xác định) là bài toán đối xứng trục, tác

giả oàng ình ạm đã sử dụng phương pháp sai phân hữu hạn (phương

pháp số) để tính toán.

2. ơ sở tính toán của một số chương trình phần mềm

a. Phần mềm Geo.Slope (Canada) [10], [11], [12], [20], [22]

Tính toán ổn định:

ơ sở lý thuyết của tính toán ổn định trong chương trình eo lope là

cân bằng các lực và cân bằng mômen để tìm hệ số an toàn dựa trên lý thuyết

cân bằng giới hạn tổng quát (General Limit Equilibrium – GLE).

Tính ứng suất, biến dạng:

hương pháp phần tử hữu hạn được áp dụng ở bài toán này dựa trên cơ

sở bài toán ổn định cân bằng giới hạn. Các biến số, hệ số an toàn nhận được

từ sử dụng phương pháp cân bằng giới hạn. Do vậy, hệ số an toàn (Fs) được

tính bằng phần tử hữu hạn của phần mềm này được coi như hệ số ổn định

trong lope/w, được xác định là tỷ số giữa tổng các phản lực cắt dọc theo mặt

trượt (∑ r) với tổng các lực cắt dọc theo mặt trượt đó (∑ m)

∑ ∑

(1.18)

b. Phần mềm Plaxis (Hà Lan)

Plaxis sử dụng phương pháp phần tử hữu hạn để xây dựng chương trình

tính toán với nhiều mô đun như laxis2 - giải quyết các bài toán địa kỹ

thuật; Plaxis2D Dynamics - phân tích các dao động trong đất; Plaxis

PlaxFlow - phân tích các bài toán thấm ổn định và không ổn định, môi trường

đẳng hướng và bất đẳng hướng; Plaxis 3D Tunnel – phân tích công trình

26

ngầm 3 chiều bài toán ổn định và biến dạng; Plaxis 3D Foundation – phân

tích 3 chiều ổn định và biến dạng bài toán móng bè, móng cọc…

Trong phân tích ổn định và biến dạng bài toán mái dốc nền đắp có sử

dụng V , Plaxis xem mô hình quan hệ ứng suất biến dạng của V và

phần tử tiếp xúc giữa vải địa với đất nền giả thiết là đàn hồi dẻo lý tưởng

Mohr-Coulomb như hình 1.27

Phương pháp phần tử hữu hạn xác định hệ số an toàn ổn định là phương

pháp giảm c – φ có nội dung như sau

(1.19)

rong đó , và là các góc ma sát trong, lực dính đơn vị và lực

dính không thoát nước của đất nền; , và là các góc ma sát trong, lực

dính đơn vị và lực dính không thoát nước đã suy giảm của đất nền. Các giá trị

suy giảm được tính như sau

; và (1.20)

c. Phần mềm Phase2 (Canada) Phase2 là phần mềm phân tích tính toán ổn định hố đào và mái dốc được

xây dựng bằng phương pháp phần tử hữu hạn trong đó tìm hệ số an toàn sử

dụng phương pháp giảm c – φ ( he hear trength Reduction -SSR).

Phase2 cũng tương tự như laxis xem quan hệ ứng suất biến dạng của

V và phần tử tiếp xúc V với đất nền là tuyến tính theo mô hình

Mohr-Coulomb như hình 1.27

Hình 1.27 Quan hệ ứng xử đất - VĐKT theo tiêu chuẩn phá hoại Mohr-Coulomb

27

Nhận xét các phương pháp tính toán

Các phần mềm trình bày trên, trong tính toán đều xem quan hệ ứng xử

kéo của V và phần tử tiếp xúc V với đất nền là đàn hồi dẻo lý

tưởng, quan hệ tuyến tính theo tiêu chuẩn phá hoại Mohr-Coulomb. Trong

thực tế, quan hệ này rất phức tạp bao gồm nhiều giai đoạn khác nhau theo mô

hình Robert M.Koerner được trình bày ở chương sau. Do vậy trong tính toán

chưa mô tả sát với thực tế làm việc của vật liệu. ơn nữa, đây là các phần

mềm thương mại của nước ngoài được xây dựng, đóng gói và người dùng chỉ

được sử dụng nhập liệu đầu vào, phân tích, xuất kết quả mà không thể can

thiệp được vào chương trình để điều chỉnh, thay đổi phù hợp với nhu cầu tính

toán của người sử dụng.

So với các phương pháp giải tích chủ yếu 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 V nhưng chưa xét

đến mô đun đàn hồi (E) của đất, của vật liệu gia cường và độ cứng (EA) của

vật liệu gia cường; thì phương pháp phần tử hữu hạn tính toán được cho tất cả

các loại mái dốc có hình dạng khác nhau, có nền đắp gồm nhiều lớp tính chất

phức tạp, hệ số an toàn 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 phần tử hữu

hạn còn kể đến nhiều yếu tố ảnh hưởng như mô đun đàn hồi của đất nền; mô

đun đàn hồi, độ cứng của kết cấu vật liệu gia cường trong đất.

So với phương pháp sai phân hữu hạn giải bài toán bằng cách xấp xỉ

phương trình vi phân, cơ bản chỉ áp dụng được trong dạng hình chữ nhật với

mối quan hệ đơn giản; trong khi đó phương pháp phần tử hữu hạn giải bài

toán bằng cách xấp xỉ kết quả lời giải của bài toán, có thể áp dụng với nền có

dạng hình học bất kỳ và bài toán có biên phức tạp trong mối quan hệ rời rạc.

Từ các so sánh được trình bày ở trên cho thấy phương pháp phần tử hữu

hạn có nhiều ưu điểm hơn so với các phương pháp khác

28

1.2 Những vấn đề tồn tại mà luận án sẽ tập trung nghiên cứu

1. ác phương pháp tính toán ổn định mái dốc nền đắp có hoặc không có gia

cường vật liệu địa kỹ thuật, thường sử dụng các phương pháp tính toán giải

tích theo trạng thái cân bằng giới hạn dựa trên mặt trượt tròn giả thiết, mặt

trượt gãy khúc giả thiết. Tuy nhiên có nhiều nghiên cứu trên thế giới cho

thấy rằng mặt trượt không phải là trượt tròn và cần được nghiên cứu đề

xuất bằng những phương pháp tính khác [15], [57], [60].

2. Các tính toán ổn định nền đắp gia cường V theo phương pháp giải tích

chỉ xét đến cường độ của V ( max) mà chưa xét đến độ cứng của

V (đặc trưng là mô đun đàn hồi Eg).

3. Quan hệ ứng suất - biến dạng của V là một đường phi tuyến phức tạp.

o đó cần xây dựng mô hình tính toán phù hợp với loại vật liệu vốn có

quan hệ ứng xử kéo phức tạp này.

4. Giá trị lực căng max của V gia cường nền đắp cần được nghiên cứu

tính toán để xác định giá trị tại mỗi điểm (vị trí) của các lớp V gia

cường trong nền đắp khi đạt trạng thái giới hạn cường độ.

5. Nghiên cứu xác định sự ảnh hưởng của độ cứng (EAg) V đến hệ số an

toàn ổn định nền đắp.

6. Các nghiên cứu nền đường đắp gia cường V về: số lượng V cần

thiết sử dụng, hệ số mái dốc nền đắp, cường độ và độ cứng của V gia

cường ảnh hưởng đến an toàn ổn định nền đắp, cần được nghiên cứu tính

toán. Từ các kết quả tính toán thực nghiệm vẽ các biểu đồ sử dụng V ,

phục vụ cho tra cứu nhanh trong công tác thiết kế sơ bộ nền đắp gia cường

V .

1.3 Mục tiêu của đề tài

Chọn mô hình và xây dựng thuật toán chương trình tính bài toán nền đắp

gia cường V bằng phương pháp phần tử hữu hạn. Từ đó thiết lập, giải

quyết các bài toán thực tế trong xây dựng nền đắp gia cường và đề xuất các

vấn đề còn tồn tại mà luận án tập trung nghiên cứu.

29

1.4 N i dung nghiên cứu

- Các ứng dụng của V trong các công trình xây dựng và mô hình

tính toán nền đắp gia cường V trên thế giới và Việt Nam.

- Mô hình tính bài toán ổn định nền đắp gia cường V KT bằng phương

pháp phần tử hữu hạn.

- So sánh với các chương trình, phần mềm khác trên thế giới và Việt

Nam để thiết lập thuật toán và chương trình phần mềm tính toán cho các

nghiên cứu của luận án.

1.5 hương pháp ngh ên cứu

rên cơ sở xây dựng mô hình tính toán bằng phương pháp phần tử hữu

hạn, lập thuật toán và chương trình phần mềm so sánh với các phương pháp

và chương trình tính trong và ngoài nước khác, giải các bài toán và đề xuất

các kết quả đạt được.

Lựa chọn và xây dựng mô hình tính bài toán nền đắp gia cường vật liệu địa

kỹ thuật được trình bày trong chương tiếp theo.

30

2

M Ì B Ề Ấ Ắ

BẰ Ố MỀM Ị KỸ

2.1 Mục đích v yêu cầu

2.1.1 Mục đích

V được bố trí nằm ngang theo từng dải trong thân nền đường đắp

bằng đất tạo thành hệ “đất + cốt” nhằm tăng cường sức chịu tải của nền đất,

đảm bảo nền đường ổn định dưới tác dụng của tải trọng bản thân nền đất và

tải trọng xe cộ trong suốt thời gian khai thác nền mặt đường. Vì vậy mục đích

của chương này là

- Lựa chọn mô hình tính toán nền đắp có sử dụng cốt mềm vật liệu địa kỹ

thuật mô tả sát với thực tế làm việc của vật liệu trong hệ kết cấu “đất-

cốt”.

- Xây dựng bài toán tính ổn định, xác định trạng thái ứng suất – biến dạng

của nền đất đắp có cốt gia cường dưới tác dụng của tải trọng xe và trọng

lượng bản thân bằng phương pháp phần tử hữu hạn (PTHH).

- Nghiên cứu các thông số tính toán ảnh hưởng đến kết quả phân tích ổn

định và trạng thái ứng suất – biến dạng của nền đắp gia cường bằng

phương pháp

2.1.2 Yêu cầu

Mô hình tính toán hướng đến sự làm việc sát với thực tế của vật liệu

trong hệ kết cấu “đất + cốt” được mô hình hóa và lựa chọn các đặc trưng vật

liệu đất, cốt gia cường sao cho thích hợp.

Mô hình tính toán đảm bảo tính chính xác và phải đạt độ tin cậy cao.

31

2.2 Các tính chất của K [42], [62], [63]

Hai tiêu chuẩn đánh giá được dùng chủ yếu trong phần này là: ASTM

(American Society for Testing and Materials) và ISO (International

Organization for Standardization). V có năm tính chất cơ bản chính bao

gồm: 1) Tính chất vật lý (physical properties); 2) Tính chất cơ học

(mechanical properties); 3) Tính thấm nước (hydraulic properties); 4) Tính

chịu kéo (endurance properties); 5) Tính suy giảm (degradation

considerations).

2.2.1 M t số khái niệm về thu c tính của K [62], [63]

1. Độ dày (thickness): ộ dày là một thông số để xác định tính chất

của V ộ dày được tính là khoảng cách giữa bề mặt trên và bề mặt dưới

của vải. hương pháp đo theo tiêu chuẩn M 5199, độ chính xác

0,02mm ở áp suất 2 kPa. V được dùng thường có độ dày trong khoảng

0,25 ÷ 3,5 mm.

2. Độ bền kéo (tensile-strength) hay cường độ VĐKT (geotextile’s

strength): Tính chất quan trọng nhất của V là độ bền kéo. Khái niệm

cường độ chịu kéo của vải địa được hiểu là lực kéo lớn nhất mà mẫu thử vải

địa duy trì tại thời điểm phá hoại. ơn vị tính của độ bền kéo vải địa được cho

là đơn vị lực trên đơn vị chiều rộng vải (kN/m). ể có được đơn vị tính ứng suất là lực trên đơn vị diện tích (kN/m2), khi tính toán ta phải chia độ bền kéo

cho độ dày của vải địa. Quan hệ ứng xử kéo của vải địa được trình bày trong

mục 2.2.2.

3. Mô đun đàn hồi (Modulus of elasticity): Mô đun đàn hồi là độ dốc

đoạn đầu của đường cong quan hệ ứng suất – biến dạng V . Tùy theo

phương pháp chế tạo khác nhau, độ dốc của mỗi loại vải địa sẽ khác nhau.

Một số khái niệm mô đun ở các giai đoạn khác nhau của V [63]

như sau:

Mô đun tiếp tuyến ban đầu ( nitial tangent modulus) Mô đun này đơn

giản đối với nhiều loại V dệt theo cả chiều dọc và chiều ngang và kể cả

32

đối với loại V không dệt, chế tạo phương pháp nhiệt hóa. Ở đây, độ dốc

ban đầu là xấp xỉ tuyến tính (giống như trong thí nghiệm đất thông thường) và

sẽ cho một giá trị mô đun khá chính xác

Mô đun tiếp tuyến trục tung dời ngang (Offset tangent modulus): Khái

niệm này thường được sử dụng khi độ dốc ban đầu của đường cong là rất thấp

và điển hình là loại V không dệt khâu lỗ kim (loại E trong hình 2 1) ể

xác định mô đun này, người ta bỏ qua phần đầu của đường cong và dịch

chuyển trục tung sang bên phải cho đến khi nó gặp phần kéo dài của phần đầu

tuyến tính của đường cong ộ dốc sau đó được lấy từ vị trí trục được điều

chỉnh này.

Mô đun cát tuyến (Secant modulus): Ngoài các cách xác định mô đun

như trên, người ta có thể quy định cách để thu được một giá trị mô đun, ví dụ:

một mô đun cát tuyến cong ở mức 10% . Ở đây người ta vẽ một đường từ gốc

của trục đến đường cong định ở mức 10 % và đo độ dốc của nó từ gốc trục

không kể đường cong đến điểm này, gọi đó là độ dốc 10% và xác định được

mô đun cát tuyến ES10 [63].

4. Độ cứng (Stiffness)

ộ cứng uốn: độ cứng là một thước đo của sự tương tác giữa khối

V và độ cứng uốn của nó, được thể hiện thông qua cách mà V bị

uốn cong dưới trọng lượng bản thân; phương pháp thí nghiệm là ASTM

D1388. ộ cứng uốn còn được gọi là độ cứng linh hoạt hương pháp này lấy

một mẫu V rộng 25 mm và trải theo chiều dọc trên các biên của một bề

mặt ngang. Chiều dài của phần lồi ra được đo khi đầu của tấm V uốn

cong dưới trọng lượng bản thân và chỉ cần chạm vào một mặt phẳng nghiêng

tạo thành một góc 41,5 ° so với bề mặt ngang. Một nửa chiều dài này là chiều

dài uốn của mẫu vật. Lập phương của số lượng này nhân với khối lượng trên

đơn vị diện tích của V chính là độ cứng uốn của nó, đơn vị mg - cm.

33

Trong phạm vi luận án này, độ cứng không sử dụng theo khái niệm độ

cứng uốn như trên mà ở đây khái niệm độ cứng được hiểu là: (EA / L) là độ

cứng đơn vị của phần tử thanh chịu lực dọc trục, mô hình hóa phần tử V

trong bài toán phần tử hữu hạn Và như vậy EA được gọi là độ cứng của phần

tử V rong đó E là mô đun đàn hồi của V xác định như khái niệm

trong mục 3 của phần 2.2.1; A là diện tích tiết diện V xác định theo

chiều dày vải. EA có đơn vị tính là kN.

2.2.2 ường quan hệ ứng suất – biến dạng của K

Theo mô hình của Robert M.Koerner trong “Designing with

Geosynthetics” phiên bản thứ 5, (Hoa Kỳ, 2005) [63] , V tùy theo cách

chế tạo khác nhau có các quan hệ ứng xử kéo là đường cong khá phức tạp.

Một số loại V tiêu biểu có đường quan hệ ứng suất – biến dạng đặc trưng

Biến dạng 30% ở 60kN/m

T(kN/m)

cho ở hình 2.1.

ách chế tạo

ường cong

V dệt sợi đơn

A

rọng lượng d y riêng (g/m2) (mm) 200

0,38

V dệt dạng tấm

B

170

0,25

V dệt đa sợi

C

270

0,71

Vải không dệt nhiệt hóa

D

135

0,33

Vải không dệt khâu lỗ kim

E

200

0,63

o é k

t ấ u s

g n Ứ

ε(%)

(%) biến dạng

Hình 2.1 Ứng xử kéo của VĐKT theo mô hình Robert M.Koerner [63]

34

ũng theo Robert M oerner, quan hệ ứng suất biến dạng của phần tử

tiếp xúc V với đất nền trong thí nghiệm kéo trượt là một quan hệ gồm

nhiều giai đoạn: giai đoạn phi tuyến (nonlinear) - đoạn 0-1, ứng suất tiếp tăng

nhanh và biến dạng tăng chậm; giai đoạn tái bền (hardening) – đoạn 1-2, ứng

suất tiếp tăng đồng thời biến dạng tăng; và giai đoạn hóa mềm (softening) –

đoạn 2-3, ứng suất tiếp giảm và biến dạng tăng. Quan hệ ứng suất – biến dạng

𝜏(𝑘𝑁/𝑚2)

2

1

3

p ế i t t ấ u s

Vải dày

g n Ứ

Vải vừa

Vải mỏng

0

Biến dạng trượt

đó được thể hiện ở hình 2.2

ɣ(%)

Hình 2.2: Quan hệ ứng suất – biến dạng của tiếp xúc VĐKT và đất nền

theo Robert M.Koerner [63]

2.2.3 M t số ví dụ xác định tính cơ lý của K [63]

ể làm rõ thêm một số khái niệm của V và đường quan hệ ứng xử

kéo của V trong hình 2 1, sau đây xét một số ví dụ:

Ví dụ 1:

Xác định lực căng max ; ứng suất lớn nhất σmax ; độ dãn dài ε%; độ dẻo

Ug ; mô đun đàn hồi Eg , của V loại không dệt được chế tạo bằng nhiệt

hóa cho ở hình 2.1 (loại đường cong D):

Quan sát đường cong D trên hình 2.1cho thấy lực căng lớn nhất của V là:

Tmax = 23 kN/m

35

Và tính cho độ dày của V 0,33 mm thì ứng suất lớn nhất σmax là:

σmax = 23 kN/m : 0,00033 m = 69.700 kN/m2 = 69.700 kPa

ộ dãn dài khi đứt (quan sát đường cong D trên hình 2.1)

ε% = 69%

ộ dẻo Ug được tính là:

2⁄ (2 ) /

(2.1)

ính cho độ dày V 0,33mm thì độ dẻo U là:

U = 24.000 kN/m2 = 24.000 kPa

Mô đun đàn hồi của V loại được tính là độ dốc ban đầu của đường

cong D:

2 / 2 / %

Tính cho V có độ dày 0,33mm thì mô đun đàn hồi là:

( / ) 2 /

Ví dụ 2:

Xác định mô đun đàn hồi (ET), mô đun tiếp tuyến trục tung dời ngang

(EOT), mô đun cát tuyến (ES10 và ES35) tại độ dãn dài đứt 10% và 35% của loại

vải địa không dệt, chế tạo bằng phương pháp khâu lỗ kim có đường cong biến dạng E trên hình 2 1 theo đơn vị kN/m và kN/m2 với độ dày của vải địa cho là

0,63mm:

Quan sát trên đường cong E hình 2.1 , tỷ lệ đo được từ đường cong là:

/

36

Tính cho V có độ dày 0,63mm thì: /

% %

/

Tính cho V có độ dày 0,63mm: 22 222 / 22 222

%

/

Tính cho vải có độ dày 0,63mm thì /

%

/

Tính cho vải có độ dày 0,63mm thì 2 / 2

2.3 Xây dựng mô hình bài toán

hương pháp phần tử hữu hạn trong các chương trình laxis, harse2

đều xem quan hệ ứng suất- biến dạng khi kéo của V là đàn hồi dẻo lý

tưởng theo mô hình Mohr-Coulomb (hình 1.27). Tức là độ dốc đường quan hệ

ứng suất- biến dạng xem như tuyến tính (độ dốc này chính là đặc trưng mô

đun đàn hồi của V ) au đó, khi đạt trạng thái cường độ thì V sẽ bị

phá hoại ngay.

Tuy nhiên, theo mô hình của Robert M. Koerner thì ứng suất – biến

dạng của V là một đường phi tuyến bao gồm nhiều giai đoạn (hình 2.1).

Vì vậy tùy thuộc vào mức độ biến dạng của V mà trạng thái ứng suất sẽ

khác nhau.

Phần sau sẽ xây dựng mô hình bài toán tính nền đắp gia cường V

bằng phương pháp phần tử hữu hạn rong đó, các đặc trưng quan hệ ứng suất

- biến dạng của V được xây dựng theo mô hình phi tuyến của Robert M.

Koerner [63].

37

2.3.1 M t số giả thiết

- Giả thiết nền đất đắp n loại đất, mỗi lớp chỉ có một loại đất đồng nhất (đ ;

cđ ; đ ; Eđ; νđ; ψđ); Nền tự nhiên là một hoặc nhiều lớp đất, mỗi lớp đất

đồng nhất (nền ; cnền ; nền ; Enền; νnền; ψnền).

- Cốt mềm V đặt trong một lớp đất hoặc giữa hai lớp đất.

- Biên có độ dốc đắp m1, m2, … mn.

- Xem nền đất là hệ đàn hồi dẻo nhiều lớp, mỗi lớp được đặc trưng bởi mô

đun đàn hồi Es ; hệ số Poisson ν và đặc trưng cường độ là lực dính đơn vị

c, góc ma sát trong .

- Xem cốt là vật liệu đàn hồi dẻo chỉ chịu lực kéo, không chịu nén, được

đặc trưng bởi mô đun đàn hồi Eg; độ cứng EAg và cường độ chịu kéo Tmax.

2.3.2 Xây dựng mô hình tính toán bài toán ổn định của nền đường đắp

có cốt mềm theo phương pháp phần tử hữu hạn [23]

Trong phần này tác giả không đi vào nghiên cứu lý thuyết phương pháp

PTHH mà chỉ áp dụng cơ sở lý thuyết phương pháp này trong việc tính toán

bài toán nền đắp có cốt và xây dựng thuật toán cũng như cơ sở kỹ thuật lập

trình phần mềm tính toán đáp ứng các yêu cầu đặt ra.

ơ đồ tính khi nền đất đắp gồm những lớp đất khác nhau không bố trí

và có bố trí cốt mềm nằm ngang như hình 2 3 sau:

Hình 2.3 Sơ đồ tính không bố trí cốt (a) và có bố trí cốt (b)

38

2.3.2.1 Các phương trình cơ bản của lý thuyết đàn hồi [1], [24]

Một kết cấu khối phẳng có thể được mô phỏng bằng các phần tử hai

chiều ó hai trạng thái trong bài toán khối phẳng trạng thái ứng suất phẳng

(tấm mỏng chịu tải trọng phẳng) và trạng thái biến dạng phẳng (khối rất dày

với mặt cắt không đổi chịu tải trọng đều dọc theo phương chiều dày)

rong phần này, lý thuyết sẽ được dùng để xác định độ cứng ma trận và

vectơ tải trọng của phần tử khối hai chiều. Phần tử khối phẳng sẽ được trình

bày là phần tử tam giác.

heo định luật Hooke, mối liên hệ giữa ứng suất-biến dạng đưa ra bởi

các công thức sau:

(2.2)

rong đó , , và là các biến dạng dọc trục tương ứng theo hướng

X, Y, và Z; , , và là các biến dạng trượt; , , và là các ứng

suất pháp tương ứng theo hướng X, Y, và Z; , , và là các ứng suất

tiếp; là mô đun đàn hồi và là hệ số Poisson.

Trạng thái biến dạng phẳng sẽ tồn tại trong kết cấu khối khi chiều dày

(theo phương Z) là lớn hơn nhiều so với hai chiều còn lại. Theo chiều dày

(phương Z), biến dạng được giả thiết là bằng không nên biến dạng dọc trục và

biến dạng trượt theo phương Z cũng bằng không. Với những ràng buộc này,

39

kết cấu khối có thể được mô hình bằng phần tử hai chiều với độ dày được

chọn bằng một đơn vị. Biến dạng dọc trục theo phương Z là

(2.3)

(2.4) Từ phương trình (2.3):

Thay thế phương trình (2.3) vào công thức (2.2):

(2.5)

Véc-tơ biến dạng liên hệ với véc-tơ ứng suất:

(2.6)

Nghịch đảo phương trình (2.6):

(2.7)

Ứng suất pháp theo phương Z (2.8)

2.3.2.2 Phương trình cơ bản của phương pháp phần tử hữu hạn [6], [24],

[46], [51]

Tổng thế năng của hệ đàn hồi bao gồm năng lượng biến dạng đàn hồi

và thế năng của tải trọng ngoài. Tổng thế năng có thể được viết theo ứng suất

40

và biến dạng ối với vật liệu đàn hồi tuyến tính, quan hệ ứng suất và biến

dạng là: (2.9)

Trong đó véc tơ ứng suất; là véc tơ biến dạng; là ma trận

đàn hồi; là véc tơ biến dạng ban đầu; và là véc tơ ứng suất ban đầu.

Năng lượng để làm biến dạng một đơn vị vật thể đàn hồi là:

(2.10)

Tổng năng lượng biến dạng trong vật thể đàn hồi:

(2.11)

Vật thể đàn hồi đồng thời mang tải trọng ngoài, do vậy tổng thế năng là

(2.12)

Trong đó là véc tơ lực thể tích; là véc tơ lực bề mặt; và là

véc tơ lực nút.

Trong một hệ liên tục, ứng xử của hệ được mô tả bởi phương trình vi

phân ể tránh giải các phương trình vi phân, có thể áp dụng phương pháp

Rayleigh-Ritz như là một phương pháp dành cho hệ liên tục rong phương

pháp Rayleigh-Ritz, hệ liên tục được xấp xỉ bằng hệ rời rạc với hữu hạn số

bậc tự do. Chuyển vị được xấp xỉ bằng hàm số của hữu hạn các hệ số. Tổng

thế năng được tính toán dựa trên các hệ số chưa biết. Các hệ số chưa biết

được xác định bằng cách áp dụng nguyên lý thế năng cực tiểu rong phương

pháp phần tử hữu hạn, các hệ số chưa biết này là chuyển vị nút. Lời giải

Rayleigh-Ritz có thể không chính xác nhưng sẽ cho kết quả chính xác hơn khi

nhiều bậc tự do được sử dụng.

41

Tổng thế năng của N phần tử trong kết cấu được viết lại như sau

(2.13)

Chuyển vị trong phần tử được nội suy từ chuyển vị nút như sau

(2.14)

là ma trận hàm dạng. Chuyển vị và biến dạng có mối liên hệ:

hay trong đó (2.15)

Thế phương trình (2 14) và (2.15) vào phương trình (2 13):

(2.16)

rong đó là ma trận độ cứng của phần tử được cho như sau

(2.17)

Véc tơ lực của phần tử xác định theo:

(2.18)

Véc tơ lực của hệ kết cấu:

(2.19)

42

2.3.2.3 Hệ số an toàn theo phương pháp giảm c-φ [57]

Hệ số an toàn được tính toán theo tỷ số giữa sức kháng thực tế và sức

(2.20) kháng tối thiểu như sau

hoặc (2.21)

rong đó , và là các góc ma sát trong, lực dính đơn vị và lực

dính không thoát nước của đất nền; , và là các góc ma sát trong, lực

dính đơn vị và lực dính không thoát nước đã suy giảm của đất nền.

Các giá trị suy giảm được tính là:

; và (2.22)

Nhận xét

Tính toán bằng phương pháp phần tử hữu hạn có kể đến nhiều yếu tố

đặc trưng của đất nền và vật liệu gia cường như mô đun đàn hồi đất nền;

cường độ, mô đun đàn hồi, độ cứng vật liệu gia cường. hương pháp phần tử

hữu hạn tìm hệ số an toàn ổn định bằng giải lặp của sự suy giảm c-φ.

Trong chương tiếp theo sẽ tập trung nghiên cứu xây dựng thuật toán và

chương trình tính bằng phương pháp phần tử hữu hạn để tính bài toán nền đắp

gia cường bằng V rong đó, chương trình tính sẽ xây dựng thuật toán

phân tích theo mô hình quan hệ ứng suất – biến dạng của V của Robert

M.Koerner. Mô hình này chưa được xây dựng trong thuật toán các chương trình trên thế giới như eo lope; laxis hay harse2 ây là mô hình sát với

thực tế làm việc của loại vật liệu V vốn có quan hệ ứng suất – biến dạng

phức tạp được Robert M.Koerner đưa ra trong Designing with Geosynthetics

phiên bản thứ 5 vào năm 2005 [63] mà trước đó cũng trong tài liệu này ở

phiên bản năm 1986 chưa có hoặc phiên bản năm 1990 có chưa đầy đủ về mô

hình ứng suất – biến dạng của loại vật liệu V này.

43

3

XÂY DỰ Ì

B Ề Ấ Ắ Ị KỸ

BẰ Ầ Ử Ữ

3.1 Xây dựng thuật toán

3.1.1 hần tử tấm tam g ác [18], [24]

Một kết cấu khối phẳng có thể được chia thành các phần tử tam giác ba

nút Mỗi phần tử có sáu chuyển vị bậc tự do đặt tại các nút ác nút được

đánh số 1, 2, 3 theo hướng ngược chiều kim đồng hồ

ạng hình học của phần tử tam giác ba nút được thể hiện trong hình

3 1 ác tọa độ của nút theo hệ trục tọa độ escartes là , trong đó 1,

2, 3 iện tích tam giác ( ) được tính là:

(3.1)

iện tích là dương nếu các nút được đánh theo thứ tự ngược chiều kim

đồng hồ

Hình 3.1

Hình dạng của phần tử tam giác

Ma trận của phần tử tam giác được đưa ra bởi phương trình tổng quát

được viết lại như sau

(3.2)

44

(3.3)

3.1.2 hần tử tấm tam g ác đẳng tham số [18], [24], [64]

Quy trình thiết lập ma trận độ cứng cho phần tử tấm tam giác sẽ gặp

khó khăn khi mở rộng xây dựng ma trận độ cứng cho phần tử tứ giác Tuy

nhiên, khi sử dụng phần tử đẳng tham số thì vấn đề khó khăn sẽ được giải

quyết dễ dàng

hần tử đẳng tham số là phần tử trong đó đặc trưng hình học và trường

chuyển vị đều được viết theo hàm dạng như sau

ọa độ một điểm bất kỳ nằm trong phần tử, nội suy từ tọa độ điểm nút

, , và (3.4)

huyển vị tại một điểm bất kỳ trong phần tử cũng được nội suy theo

chuyển vị nút

, (3.5)

hần tử tấm tam giác ba điểm nút được trình bày dưới dạng đẳng tham

số như hình 3 2 àm dạng của phần tử này là

; ; (3.6)

Hình 3.2 Phần tử tấm tam giác 3 nút trong hệ tọa độ tổng thể và địa phương

45

hần tử tấm tam giác 6 điểm nút như trong hình 3 3 àm dạng của

phần tử này là ; ; ;

; ; (3.7)

Hình 3.3 Phần tử tấm tam giác 6 nút trong hệ tọa độ tổng thể và địa phương

Vi phân của hàm dạng theo và được viết theo vi phân hàm hợp như

sau:

(3.8)

trong đó là ma trận Jacobi Nghịch đảo phương trình (3 8)

(3.9)

Ma trận Jacobi được xác định như sau

(3.10)

ối với phần tử tấm 3 điểm nút

(3.11)

46

ối với phần tử tấm 6 điểm nút

(3.12)

Ma trận độ cứng của phần tử tấm tam giác viết theo hệ tọa độ địa

phương như sau

(3.13)

ích phân trong biểu thức (3 13) có thể thực hiện bằng sử dụng tích

phân số như sau

(3.14)

ọa độ auss và trọng số cho trong bảng 3 1

Bảng 3.1: ọa đ v trọng số của tích phân số trên m ền tam g ác

n

1

3

3.1.3 Mô hình Mohr-Coulomb [33], [54], [59], [64]

Mô hình Mohr- oulomb là mô hình đầu tiên có kể đến ảnh hưởng của

ứng suất đối với cường độ của đất nền Ứng xử của đất nền bên dưới trạng

thái giới hạn được coi là ứng xử tuyến tính tuân theo định luật ooke với các

đặc trưng cơ bản là mô đun đàn hồi và hệ số oisson rong thực tế đất nền có

47

ứng xử phi tuyến ngay cả khi chưa phá hoại nên mô hình này có khả năng hạn

chế trong việc dự tính biến dạng của nền uy nhiên, trong việc dự tính sức

chịu tải như sức chịu tải của cọc thì mô hình này có thể dự tính khá tốt

ự phá hoại xuất hiện khi trạng thái ứng suất tiếp , ứng suất pháp ,

trên bất kỳ mặt phẳng nào đó của vật liệu thoả mãn phương trình sau:

(3.15)

rong đó và là góc ma sát trong và lực dính đơn vị

Mô hình Mohr- oulomb như trong hình 1.27 có thể viết dưới dạng là

hàm số của các thành phần ứng suất chính (với quy ước là ứng suất nén có giá

trị âm) như sau (Chen and Mizuno, 1990) [54]:

(3.16)

iêu chuẩn phá hoại đầy đủ Mohr- oulomb có dạng hình côn lục giác

trong không gian ứng suất chính như trong hình 3 4 rong đó, ứng suất chính

liên hệ với ứng suất bất biến theo những công thức sau

(3.17)

(3.18)

hay thế các công thức (3 17) và (3 18) vào công thức (3 16), và tiêu

chuẩn phá hoại viết theo ứng suất bất biến như sau ( mith and riffiths,

1997) [64]:

Hình 3.4 Tiêu chuẩn phá hoại Mohr-Coulomb trong không gian ứng suất chính

48

(3.19)

àm thế năng biến dạng dẻo có cùng dạng với hàm dẻo được định

nghĩa cho mô hình Mohr- oulomb bằng cách thay thế góc ma sát trong ()

bằng góc giãn nở () vào hàm dẻo àm thế năng biến dạng dẻo được cho

theo công thức

(3.20)

Góc giãn nở () được thêm vào mô hình để mô tả sự giãn nở về thể

tích của đất nền như thực tế quan sát được khi thí nghiệm đất cát chặt ất

nền bắt đầu giãn nở khi trạng thái ứng suất đạt tới trạng thái phá hoại

rong thực tế, đất nền có thể chịu được ứng suất kéo nhỏ Ứng xử này

có thể được mô tả bởi cường độ chịu kéo àm mô tả cường độ chịu kéo của

đất nền liên hệ với ứng suất chính lớn nhất được viết như sau

(3.21)

rong đó là cường độ chịu kéo ối với những hàm chảy này, luật

chảy đồng thời được áp dụng

Ma trận đàn hồi dẻo lý tưởng được định nghĩa bởi công thức (3 17) hay

(3 18) các vi phân của hàm chảy tương ứng với bất biến ứng suất được viết:

ối với hàm dẻo:

(3.22)

ối với hàm giới hạn chịu kéo

; ; (3.23)

49

Nếu trạng thái ứng suất nằm tại góc của mặt chảy trong mô hình Mohr-

oulomb, đạo hàm của hàm dẻo không liên tục ể xử lý vấn đề này, có thể

dùng hàm dẻo rucker- rager o vậy, luật chảy dẻo được lấy tương tự như

hình chiếu của các trục của mặt chảy dẻo lên mặt phẳng lệch ham số

trong mô hình Drucker- rager cho bởi công thức:

(3.24)

rong đó hoặc

Nếu thì ; nếu thì

Mô hình Mohr- oulomb yêu cầu ba tham số, có thể xác định được từ

các thí nghiệm cơ bản ác tham số được liệt kê trong bảng 3 2

Bảng 3.2: ác tham số của mô hình Mohr-Coulomb

ham số Mô tả Mô đun đàn hồi ệ số oisson Lực dính đơn vị Góc ma sát trong óc giãn nở

ham số cường độ, lực dính đơn vị (c) và góc ma sát trong (), có thể

xác định từ số liệu thí nghiệm nén ba trục ố liệu có thể được vẽ như trong

hình 3.5 Mối liên hệ giữa góc nghiêng của đường xấp xỉ và tung độ của điểm

giao giữa đường xấp xỉ và trục đứng được thể hiện theo phương trình:

(3.25)

Hình 3.5 Xác định góc ma sát trong và lực dính đơn vị

50

óc giãn nở của cát phụ thuộc vào độ chặt và góc ma sát trong óc

giãn nở có thể xác định một cách xấp xỉ từ đường cong biến dạng trong thí

nghiệm nén ba trục như trong hình 3.6

Hình 3.6 Xác định góc giãn nở

3.1.4 hần tử t ếp xúc

3.1.4.1 Lý thuyết phần tử tiếp xúc [26], [48]

hần tử tiếp xúc được sử dụng để mô tả hiện tượng trượt giữa hai vật

liệu có sự khác nhau lớn về độ cứng Ví dụ như sự tiếp xúc giữa V và

đất nền Ứng suất trượt lớn nhất thường giới hạn bởi tiêu chuẩn dẻo Mohr-

oulomb hần 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

(3.26)

rong đó

(3.27)

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

Ma trận độ cứng của phần tử tiếp xúc

(3.28)

51

rong đó là ma trận liên hệ giữa biến dạng và chuyển vị; là

ma trận đàn hồi như trên; là định thức ma trận Jacobi và là chiều dày của

phần tử

hi chuyển vị của hệ được xác định thì biến dạng cũng được xác định

Biểu thức (3.26) dùng để tính toán xác định ứng suất từ biến dạng

Ứng suất tiếp lớn nhất có giá trị như sau

(3.29)

rong đó và là lực dính đơn vị và góc ma sát trong

àm dạng của phần tử tiếp xúc 4 điểm nút có dạng như sau

; (3.30)

huyển vị tại mặt dưới của phần tử

, (3.31)

huyển vị tại mặt trên của phần tử

(3.32)

Biến dạng của phần tử

(3.33)

Hình 3.7 Phần tử tiếp xúc

52

(3.34)

rong đó ma trận quan hệ biến dạng chuyển vị trong biểu thức (3 28)

có dạng như sau

(3.35)

3.1.4.2 Mô hình phi tuyến tiếp xúc giữa VĐKT và đất nền

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

là đàn hồi dẻo lý tưởng Mohr- oulomb uy nhiên ứng xử thực tế của tiếp

xúc giữa đất nền và V bao gồm nhiều giai đoạn như phi tuyến, tái bền và

hóa mềm o đó, tùy thuộc vào mức độ biến dạng của tiếp xúc giữa V và

đất nền mà trạng thái ứng suất tiếp xúc là khác nhau, trong thuật toán xây

dựng vòng lặp tính toán theo đường đặc trưng quan hệ ứng suất – biến dạng

theo đặc trưng quan hệ như trong hình 2.2.

3.1.5 hần tử vả địa kỹ thuật

3.1.5.1 Lý thuyết tính toán phần tử VĐKT

hần tử V được mô hình hóa bằng phần tử thanh có các đặc trưng

đàn hồi là độ cứng kéo

heo phương pháp phần tử hữu hạn, chuyển vị tại một điểm bất kỳ bên

trong phần tử, , có thể xấp xỉ bởi chuyển vị hai đầu nút của phần tử là:

(3.36)

53

rong đó và là các hàm dạng và , như trên hình

3.8, trong đó và , là chuyển vị hai đầu phần tử ộ cứng của V

được tính như sau

(3.37)

rong đó là ma trận độ cứng của phần tử V

Nếu là hằng số

Phần tử thanh

(3.38)

Hình 3.8: Hàm dạng của phần tử thanh chịu lực dọc trục

3.1.5.2 Mô hình phi tuyến của phần tử VĐKT

Ứng xử phi tuyến của phần tử V khá phức tạp ó thể mô hình

ứng xử phi tuyến này bằng các đoạn thẳng, căn cứ vào mức độ biến dạng của

V mà có thể xác định được ứng suất tương ứng Quan hệ ứng xử này

được thể hiện ở hình 2 1

3.1.6 hân tích ph tuyến [24]

hi phân tích kết cấu theo mô hình phi tuyến vật liệu hay phi tuyến

hình học, ma trận độ cứng hoặc véc tơ tải trọng phụ thuộc vào chuyển vị

hông thường, các bài toán phi tuyến được giải dựa trên sự xấp xỉ hoá tuyến

tính iện nay, hai phương pháp được sử dụng nhiều nhất là Newton-Raphson

và Newton-Raphson cải tiến

ơ đồ giải lặp theo Newton-Raphson và Newton-Raphson cải tiến thể

hiện ở hình 3.9 sau:

54

a) b)

Hình 3.9 Phương pháp Newton-Raphson (a) và Newton-Raphson cải tiến (b)

3.1.6.1 Phương pháp Newton-Raphson (N-R) ưới tác dụng của tải trọng A, kết cấu có chuyển vị tương ứng là uA.

Ma trận độ cứng của kết cấu được chia thành hai thành phần k0 là ma trận độ

cứng ban đầu và kNA là ma trận độ cứng phụ thuộc vào chuyển vị

trong đó (3.39)

ải trọng được tăng lên giá trị B và tìm được chuyển vị tương ứng là

uB hai triển theo chuỗi aylor hàm tại uA :

(3.40)

rong đó (3.41)

Với kt là ma trận tiếp tuyến huyển vị u1 tìm được từ

Như vậy, với và kt xác định tại , phương trình (3 40) trở thành

hay (3.42)

rong đó B-PA là tải trọng không cân bằng au khi tính được u1,

chuyển vị tại 1 là u1=uA+u1 Với vòng lặp tiếp theo, ta nhận được ma trận

độ cứng tiếp tuyến mới là (kt)1 từ phương trình (3.41) với u=u1 và nhận được

ố gia chuyển vị được tải trọng không cân bằng mới B-P1 với

tính toán cho bước lặp tiếp theo và tổng chuyển vị là

u2=u2+u2 Quá trình lặp tiếp diễn cho đến khi hội tụ (u nhỏ hơn giá trị sai

số cho trước)

55

3.1.6.2 Phương pháp Newton-Raphson cải tiến

hương pháp này khác với phương pháp Newton-Raphson ở chỗ ma

trận độ cứng tiếp tuyến không tính lại sau mỗi vòng lặp o đó cần có nhiều

số vòng lặp hơn để đạt được sai số hội tụ cần thiết Nhưng phương pháp này

có ưu điểm là khi giải các bài toán có số bậc tự do lớn, không cần tính lại ma

trận độ cứng sau mỗi vòng lặp vì công việc này mất rất nhiều thời gian

3.1.7 Sơ đồ khố tổng quát chương trình

Hình 3.10 Sơ đồ khối tổng quát chương trình tính bằng phương pháp PTHH

Quá trình phân tích phi tuyến và giải lặp được trình bày thêm ở phụ lục 3 1

3.2 Xây dựng chương trình tính

ựa trên mô hình tính toán đã xây dựng, thuật toán được trình bày phần

trên và những yêu cầu đặt ra từ thực tiễn để nghiên cứu giải quyết, phần sau

xây dựng chương trình phần mềm hnh_ress theo phương pháp phần tử hữu

hạn tính bài toán ổn định nền đắp gia cường VĐKT.

3.2.1 Giới thiệu giao diện chương trình tính hnh_ress V 1.00

ên chương trình hnh_ress V 1.00 (HNH_ Reinforced Embankment

Stability Software - hần mềm tính toán ổn định nền đắp gia cường) hần

sau xin giới thiệu một số giao diện tính toán riêng có của chương trình

56

Hình 3.11

Tên và biểu tượng chương trình

Hình 3.12 Khai báo quan hệ ứng suất – biến dạng của VĐKT

Hình 3.13 Khai báo độ cứng(EAg) tính theo đường ứng suất- biến dạng của VĐKT

57

Hình 3.14 Vẽ đường xấp xỉ mặt trượt (đi qua các điểm có biến dạng lớn nhất)

Hình 3.15 Xác định sai số đường xấp xỉ mặt trượt ellipse và trượt tròn

3.2.2 Giới thiệu chương trình tính hnh_ress V1.00

hương trình hnh_ress được xây dựng bằng phương pháp phần tử hữu

hạn tính bài toán nền đắp gia cường V rong đó quan hệ ứng suất biến

dạng của V được tính theo mô hình Robert M Koerner [63] – mô tả sát

với sự làm việc thực tế của vải địa trong đất nền

Tính toán phản lực của V theo đường cong ứng xử như sau Phản

lực của V trong việc tính toán tải trọng cân bằng tại mỗi bước giải lặp

của phương pháp phần tử hữu hạn được xác định theo đường cong ứng xử lực

- chuyển vị ường cong này được xây dựng từ kết quả thí nghiệm mẫu

V (có dạng như hình vẽ 3.16). Ở bước giải đầu tiên nhằm tìm được

58

chuyển vị ban đầu của hệ, độ cứng của V để xây dựng ma trận độ cứng

là độ dốc của đoạn thẳng đầu tiên từ gốc tọa độ (nếu xấp xỉ đường ứng xử

bằng các đoạn thẳng) hoặc tiếp tuyến của đường cong (nếu xấp xỉ đường ứng

xử bằng đường cong) tại gốc tọa độ . Sau mỗi bước giải, chuyển vị của

V được xác định và do đó xác định được phản lực thực tế của V

cũng được xác định là ộ cứng cát tuyến cũng được xác định theo biểu

thức:

(3.43)

Như vậy, phản lực của V được cập nhật theo mỗi bước lặp và

phản ánh đúng ứng xử thực tế của V thông qua đường cong ứng xử từ thí

nghiệm, hình 3.16.

Hình 3.16 Xác định độ cứng cát tuyến theo ứng xử kéo của VĐKT

au khi chạy chương trình phân tích bài toán cho kết quả hệ số an toàn

ổn định thì kết quả của chuyển vị - biến dạng đồng thời cũng được tính toán

và xuất kết quả từ chương trình ở dạng đồ họa (Display > Factor of Safety /

Displacement / Stresses / Strain) cũng như xuất file văn bản (Report > Factor

59

of Safety / Displacement / Stresses / Strain) hoặc Report > Geotextiles Forces

– xác định lực căng của V .

Ngoài ra chương trình tính hnh_ress V1 00 cũng đã thiết lập thuật toán

để vẽ đường biến dạng trượt nối các điểm có biến dạng trượt lớn nhất trong

nền đắp ( isplay > lip urface tresses), đồng thời tính toán xấp xỉ mặt

trượt để cho kết quả dạng mặt trượt hợp lý nhất (Report > lip line) Phương

pháp và kết quả tính xấp xỉ mặt trượt được trình bày trong chương sau

hi tiết chính của chương trình được trình bày ở phần phụ lục 3

Kết luận chương 3:

hương trình tính nền đắp gia cường V HNH_RESS V1.00 là

chương trình phần mềm tính toán bằng phương pháp phần tử hữu hạn

hương trình này ngoài chức năng tính toán, phân tích bài toán ổn định, trạng

thái ứng suất – biến dạng của nền đắp thông thường bằng phần tử hữu hạn

như các chương trình khác, còn có các chức năng sử dụng khác riêng có của

chương trình như V trong nền đắp gia cường được khai báo và tính toán

theo đường quan hệ ứng suất – biến dạng gồm nhiều giai đoạn của V

theo mô hình Robert M. Koerner, do đó độ cứng của V cũng được khai

báo tính toán theo mô hình này; chương trình cũng cho kết quả hiển thị bằng

đồ họa và văn bản về dạng mặt trượt nguy hiểm của nền đắp, đồng thời vẽ

đường biến dạng trượt nối các điểm có biến dạng trượt lớn nhất trong nền đất

cũng như tính toán xuất kết quả văn bản về xấp xỉ dạng mặt trượt và kết luận

dạng mặt trượt hợp lý nhất

hương trình có thể tính cho bất cứ các bài toán, không hạn chế việc

thay đổi các thông số đầu vào (dạng hình học, vật liệu, tham số) và có thể sửa,

viết bổ sung đáp ứng nhu cầu tính toán, nghiên cứu của người sử dụng hần

hướng dẫn sử dụng chương trình hnh_ress được trình bày ở phần phụ lục 4 2

ác nội dung nghiên cứu, tính toán thực nghiệm bằng chương trình tính

này cho bài toán nền đường đắp gia cường V chịu tải trọng xe cộ sẽ được

trình bày trong chương thứ 4.

60

4

Ự ỆM Ề Ắ

Ị KỸ XÂY DỰ

rong chương này, các trường hợp nền đường đắp trên nền đất tự nhiên

tốt và đất yếu, có gia cường và không gia cường V được tính toán theo

phương pháp phần tử hữu hạn trong đó sử dụng chương trình tính hnh_ress

V1 00 để thực hiện phân tích. Ngoài ra một số phân tích, nghiên cứu khác

cũng được trình bày trong nội dung chương này

4.1 Nền đường đắp trên đất tự nhiên tốt

4.1.1 Dữ liệu chung tính toán

hân tích phần tử hữu hạn bằng chương trình tính với nền đường đắp

trên đất tự nhiên tốt (không cần phải xử lý nền tự nhiên) để xác định hệ số an

toàn ổn định tương ứng với các chiều cao đắp nền khác nhau và tải trọng khác

nhau ặc trưng của nền đường đắp chọn loại đất thông thường, có các chỉ

tiêu cơ lý tính toán cho trong bảng 4 1 như sau

Bảng 4.1 ặc trưng của nền đường đắp trên đất tốt

Lớp đất hiều cao

ung trọng (kN/m3) Lực dính đơn vị (kN/m2 ; kPa) đắp (m) φ (0) E (kN/m2)

ất đắp 6, 8, 10, 12 17.0 15 20 10000

Nền - 17.0 20 25 50000

ặc trưng của V sử dụng trong tính toán hệ số an toàn ổn định

được cho trong bảng 4 2

Bảng 4.2 ặc trưng K theo 1m chiều r ng

E (kN/m2) hiều ày (m) EA (kN) Tmax (kN/m)

24 486970 0,0033 1607

ải trọng xe cộ được xem là tải trọng của số xe nặng tối đa cùng một

lúc có thể đỗ kín khắp bề rộng nền đường phân bố trên 1 m chiều dài đường

ải trọng tác dụng lên bề mặt đường xác định theo từng loại xe được tính từ

61

công thức sau [41]: (4.1)

Trong đó là trọng lượng một xe; n là số xe tối đa có thể xếp trên bề

rộng nền đường; là dung trọng của nền đường đắp; là phạm vi phân bố tải

trọng xe theo chiều dọc; là bề rộng phân bố ngang của các xe như hình 4 1

ải trọng xe quy về tải trọng phân bố đều như sau

(4.2)

Quy về tải trọng phân bố đều tại vị trí 4 vệt bánh xe

(4.3)

ết quả tính cho ba loại xe được ghi ở bảng 4 3 như sau

Bảng 4.3 ả trọng xe c

G B L Loại xe n

(kN) 130 (m) 10 (m) 4,2 q (kN/m2) 6,2 qv (kN/m2) 15,5 1 2

300 10 6,6 14,3 35,7 2 2

800 10 4,5 35,5 88,75 3 2

Hình 4.1 Sơ đồ xếp xe để xác định tải trọng xe cộ

ải trọng lớn nhất được sử dụng trong tính toán là tải trọng do xe bánh

xích có = 800 kN ơ đồ chất tải trọng xe cộ trong mô hình tính toán thể

hiện trong hình 4 2

62

Hình 4.2 Mô hình tải trọng xe tính toán

4.1.2 Phân tích ổn định của nền đường đắp

Nền đường đắp được coi là ổn định khi hệ số an toàn ác lớp

V được phân bố với số lượng và khoảng cách đảm bảo nền đường đạt

được hệ số an toàn như trên hoảng cách tối ưu của các lớp V xác định

với tiêu chí là khối lượng V nhỏ nhất với hệ số an toàn đạt được là 1,2

Hình 4.3 Vị trí mặt trượt (nền đắp cao 6 m)

ết quả phân tích ổn định nền đường đắp khi không có V cho thấy

mặt trượt xuất hiện tại vị trí mép ngoài của vệt bánh xe bên trong của mỗi làn

xe trên mặt đường và kéo đến chân ta luy theo dạng trụ ellipse như hình 4 3

(không phải mặt trượt cung tròn [57], [60]) Mặt trượt khi có V cũng có

dạng tương tự như trường hợp không có V như hình 4 4

63

Hình 4.4 Vị trí mặt trượt khi có VĐKT (nền đắp cao 8 m)

ết quả phân tích cho thấy cùng một số lượng lớp V nếu bố trí

V (tính từ mặt đường đắp) có khoảng cách giữa các lớp càng lớn, tức là

V được phân bố chịu kéo theo hết chiều sâu mặt trượt của nền đường

đắp thì hệ số an toàn càng tăng lên uy nhiên khi khoảng cách giữa các lớp

V tăng lên theo chiều sâu tính từ mặt đường đắp thì khối lượng V

cũng tăng lên rất nhiều o vậy, khoảng cách nhỏ nhất để đảm bảo hệ số an

toàn bằng Fs = 1,2 được lựa chọn là khoảng cách tối ưu

ường độ của V là yếu tố quyết định ảnh hưởng đến hệ số an toàn

ổn định của nền đường đắp có gia cố bằng V uy nhiên, độ cứng của

V cũng ảnh hưởng đến hệ số an toàn ổn định ộ cứng tăng thì hệ số an

toàn cũng tăng lên và khi độ cứng của V tăng đến một giá trị nào đó thì

hệ số an toàn ổn định không tăng nữa o vậy cần xác định độ cứng hợp lý

với cường độ của V ây là yếu tố không được xét đến trong các phân

tích ổn định bằng giải tích Qua các tài liệu nghiên cho thấy độ cứng và cường

độ của V quan hệ với nhau thông qua đặc trưng biến dạng đàn hồi giới

hạn như sau:

(4.4)

hần sau trình bày kết quả phân tích một số nền đường đắp cao

4.1.2.1 Nền đắp cao 6m

Hệ số an toàn ổn định: ết quả tính toán hệ số an toàn ổn định nền đắp cao

6m, hệ số mái dốc 1/1 ghi ở bảng 4 4 như sau

64

Bảng 4.4 ệ số an to n ổn định má dốc

ệ số mái dốc ố lớp V hoảng cách Fs

hiều cao đắp (m) 6 1/1 0 (m) 0 1,20

Như vậy với nền đắp cao 6m đảm bảo an toàn ở mức hệ số an toàn Fs =

1,2 do vậy trong trường hợp này không cần gia cường V . rong trường

hợp nền đắp mái dốc lớn hơn như 1/0,75 và đảm bảo ở mức hệ số an toàn Fs =

1,2 thì cần gia cường V .

4.1.2.2 Nền đắp cao 8m

1. Ảnh hưởng của số lớp VĐKT và khoảng cách giữa các lớp VĐKT đến

hệ số an toàn ổn định mái dốc

Nền đắp cao 8m, hệ số mái dốc 1/1, thay đổi số lớp và khoảng cách giữa

các lớp V , cho kết quả an toàn ổn định ghi ở bảng 4 5 như sau

Bảng 4.5 nh hưởng của số lớp v khoảng cách g ữa các lớp K

hiều cao đắp ố lớp hoảng cách ệ số mái dốc Fs

(m) 8 8 8 8 8 8 8 8 8 8 8 8 8 8 8 8 8 8 V 0 1 2 3 4 2 3 4 2 3 4 4 3 4 3 4 3 4 (m) 0 0 0,5 0,5 0,5 0,3 0,3 0,3 0,4 0,4 0,4 0,6 1,0 1,0 1,5 1,5 2,0 2,0 1,06 1,07 1,12 1,17 1,21 1,11 1,15 1,19 1,12 1,16 1,20 1,23 1,21 1,27 1,24 1,34 1,27 1,27 1/1 1/1 1/1 1/1 1/1 1/1 1/1 1/1 1/1 1/1 1/1 1/1 1/1 1/1 1/1 1/1 1/1 1/1

65

2. Xác định lực căng của VĐKT làm việc trong nền đắp

ể nghiên cứu sự huy động sức kháng của V , lực căng tại mỗi

điểm bất kỳ và lực căng lớn nhất trong V cần được xác định rường hợp

V có lực căng bằng với lực căng cho phép trong V , có thể kết luận

là V đã huy động hết khả năng làm việc rong trường hợp lực căng lớn

nhất trong V nhỏ hơn lực căng cho phép của V thì cần bố trí lại vị

trí, khoảng cách V hợp lý để sử dụng tối đa khả năng làm việc của

V và tiết kiệm vật liệu

Bảng 4.6 Lực căng trong K kh má dốc bị phá hoạ

hiều cao ệ số mái ố lớp hoảng cách Lớp Tmax

đắp (m) dốc V (m) (kN/m)

24.000 1

24.000 2 8 1/1 4 0,5

24.000 3

24.000 24.000 4 1

24.000 2 8 1/1 4 0,3

24.000 3

24.000 24.000 4 1

24.000 2 8 1/1 4 0,4

24.000 3

24.000 24.000 4 1

24.000 2 8 1/1 4 0,6

24.000 3

24.000 24.000 4 1

24.000 2 8 1/1 4 1,0

24.000 3

24.000 4

66

1 24.000

2 24.000 8 1/1 4 1,5 3 24.000

4 24.000

1 24.000

2 24.000 8 1/1 4 2,0 3 24.000

4 24.000

3. Ảnh hưởng của hệ số mái dốc đến hệ số an toàn ổn định mái dốc

ệ số mái dốc nền đắp có ảnh hưởng đến hệ số an toàn ổn định mái dốc

Nền đắp cao 8m có mái dốc 2m phía trên và 6m phía dưới đắp với hệ số khác

nhau, cho kết quả hệ số an toàn ổn định ghi ở bảng 4 7 như sau

Bảng 4.7 nh hưởng của hệ số má dốc

hiều cao ệ số mái dốc (2m ố lớp V hoảng cách Fs

đắp (m) trên và 6 m dưới) (m)

8 1/1 và 1/1,25 0 0 1,20

8 1/1 và 1/1,50 0 0 1,28

Như vậy chiều cao đắp 8m hệ số mái đắp như bảng 4 7 đảm bảo hệ số

an toàn Fs = 1,2 không cần gia cố bằng V . Khi nền đắp cao 8m, đắp với

hệ số mái dốc lớn hơn như 1/1 hoặc dốc hơn nữa thì cần gia cố bằng V

4. Ảnh hưởng của cường độ VĐKT và số lượng lớp VĐKT đến hệ số an

toàn ổn định mái dốc

hay đổi giá trị cường độ của V (Tmax = 12kN/m ÷ 28kN/m) và số

lượng lớp V , đối với nền đắp có hệ số mái dốc 1/1, cho kết quả an toàn

ổn định đảm bảo ở mức Fs = 1,2 ghi ở bảng 4 8 như sau:

67

Fs Bảng 4.8 nh hưởng của cường đ v số lớp K Tmax (kN/m) ệ số mái dốc ố lớp V hoảng cách (m)

7 12 1/1 0,4 1,20

7 14 1/1 0,4 1,22

6 16 1/1 0,4 1,21

5 18 1/1 0,4 1,19

5 20 1/1 0,4 1,20

5 22 1/1 0,4 1,22

4 24 1/1 0,4 1,20

4 26 1/1 0,4 1,20

4 28 1/1 0,4 1,21

5. Trường hợp mái đất đắp theo tiêu chuẩn TCVN 4054-05 [5]

heo tiêu chuẩn Việt Nam VN4054-05 thì nền đắp cao 8m được đắp

với hệ số mái dốc 1/1,75 hi sử dụng loại đất đắp và đất nền cho như bảng

4 1 thì không cần gia cố bằng V o đó có thể sử dụng loại đất yếu hơn

để đắp và gia cố ặc trưng nền đất đắp yếu hơn cho ở bảng 4 1 phụ lục 4 và

kết quả tính an toàn ổn định ghi ở bảng 4 2 phụ lục 4

M t số hình ảnh mô tả sự b ến dạng nền đắp

Hình 4.5

Sơ đồ biến dạng (4 lớp VĐKT, khoảng cách 0,5m)

Hình 4.6 Mặt trượt (4 lớp VĐKT, khoảng cách 0,5m)

68

Hình 4.7

Sơ đồ biến dạng (4 lớp VĐKT, khoảng cách 1,5m)

Hình 4.8 Mặt trượt (4 lớp VĐKT, khoảng cách 1,5m)

4.1.2.3 Nền đắp cao 10m

1. Ảnh hưởng của số lớp VĐKT và khoảng cách giữa các lớp VĐKT đến

hệ số an toàn ổn định mái dốc

Nền đắp cao 10m, hệ số mái dốc cho 4m trên và 6m dưới là 1/1 và 1/1,5 ;

1/1 và 1/1,25 ; thay đổi số lớp và khoảng cách giữa các lớp V , cho kết

quả an toàn ổn định ghi ở bảng 4 9 như sau

Bảng 4.9 nh hưởng của số lớp v khoảng cách g ữa các lớp K

hiều cao đắp ệ số mái dốc ố lớp hoảng cách Fs

(m) 10 1/1 và 1/1,5 V 0 (m) 0 1,17

10 1/1 và 1/1,5 2 0,2 1,20

10 1/1 và 1/1,5 2 0,3 1,21

10 1/1 và 1/1,5 2 0,4 1,22

10 1/1 và 1/1,5 2 0,5 1,22

10 1/1 và 1/1,25 0 0 1,09

10 1/1 và 1/1,25 4 0,4 1,21

10 1/1 và 1/1,25 4 0,5 1,21

69

2. Xác định lực căng của VĐKT làm việc trong nền đắp

ể nghiên cứu sự huy động sức kháng của V , lực căng tại mỗi điểm

bất kỳ và lực căng lớn nhất trong V cần được xác định rường hợp

V có lực căng bằng với lực căng cho phép trong V , có thể kết luận

là V đã huy động hết khả năng làm việc rong trường hợp lực căng lớn

nhất trong V nhỏ hơn lực căng cho phép của V thì cần bố trí lại vị

trí, khoảng cách V hợp lý để sử dụng tối đa khả năng làm việc của

V và tiết kiệm vật liệu

Bảng 4.10 Lực căng trong K kh má dốc bị phá hoạ

hiều cao ệ số mái dốc (4m ố lớp hoảng Tmax Lớp đắp (m) trên và 6m dưới) V cách (m) (kN/m)

1 19.404 2 10 1/1 và 1/1,5 0,2 2 24.000

1 18.839 2 10 1/1 và 1/1,5 0,3 2 24.000

1 24.000 2 10 1/1 và 1/1,5 0,4 2 24.000

1 24.000 2 10 1/1 và 1/1,5 0,5 2 24.000

1 24.000

2 24.000 4 10 1/1 và 1/1,25 0,4 3 24.000

4 24.000

1 24.000

2 24.000 10 1/1 và 1/1,25 4 0,5 3 24.000

4 24.000

70

Kết quả ở bảng 4.10 cho Tmax = 19,404 kN/m và Tmax = 18,839 kN/m bé

hơn max cho phép của loại V chọn tính toán là 24 kN/m o đó tại lớp

V thứ nhất của hai trường hợp tính toán này chưa huy động hết khả năng

làm việc của V .

3. Ảnh hưởng của hệ số mái dốc đến hệ số an toàn ổn định mái dốc

ệ số mái dốc nền đắp có ảnh hưởng đến hệ số an toàn ổn định mái dốc

Nền đắp cao 10m có mái dốc 4m phía trên và 6m phía dưới đắp với các hệ số

mái dốc khác nhau, cho kết quả hệ số an toàn ổn định ghi ở bảng 4 11 sau:

Bảng 4.11 nh hưởng của hệ số má dốc

hiều cao ệ số mái dốc (4m ố lớp hoảng cách Fs

đắp (m) trên và 6m dưới) V (m)

10 1/1 và 1/1,5 0 0 1,17

10 1/1 và 1/1,25 0 0 1,09

10 1/1,25 0 0 1,13

10 1/1,25 và 1/1,5 0 0 1,21

10 1/1,5 và 1/1,5 0 0 1,26

Như vậy mái đắp với các hệ số mái dốc (1/25 và 1/1,5) và (1/5 và

1/1,5) đảm bảo hệ số an toàn Fs = 1,2 không cần gia cố bằng V . Khi

chiều cao đắp 10m với hệ số mái dốc là 1/1 cho 4m phía trên và 1/1,5 cho 6m

phía dưới (hoặc dốc hơn) thì cần gia cố bằng V .

Xét trường hợp mái dốc có hệ số là 1/1,25 diện tích mặt cắt ngang của

mái dốc là (12+22)4/2+(22+37)6/2=245 m2

Mái dốc có hệ số là 1/1 cho 4m phía trên và 1/1,5 cho 6m phía dưới, (12+20)4/2+(20+38)6/2=238 m2 diện tích mặt cắt ngang của mái dốc là

Như vậy nếu đắp theo mái dốc 1/1 cho 4m phía trên và 1/1,5 cho 6m

phía dưới thì hiệu quả hơn về mặt kinh tế ối với mái dốc 1/1 cho 4m phía

trên và 1/1,25 tại 6m phía dưới thì số lớp V cần dùng là 4 lớp nhưng

giảm được diện tích mặt cắt ngang của nền đường đắp còn (12+20)4/2+(20+35)6/2=229 m2

71

4. Ảnh hưởng của cường độ VĐKT và số lượng lớp VĐKT đến hệ số an

toàn ổn định mái dốc

hay đổi giá trị cường độ của V (Tmax = 12kN/m ÷ 28kN/m) và số

lượng lớp V , đối với nền đắp có các hệ số mái dốc khác nhau như

1/1,25 ; 1/1 và 1/1,5 ; 1/1 và 1/1,25 cho các kết quả an toàn ổn định đảm bảo

ở mức Fs = 1,2 ghi ở bảng 4 12 như sau

Bảng 4.12 nh hưởng của cường đ v số lớp V K

Tmax ệ số mái dốc (4m ố lớp V hoảng cách Fs

(kN/m) trên và 6m dưới) (m)

12 1/1,25 4 0,4 1,20

14 1/1,25 4 0,4 1,21

16 1/1,25 3 0,4 1,20

18 1/1,25 3 0,4 1,21

20 1/1,25 3 0,4 1,22

22 1/1,25 3 0,4 1,23

24 1/1,25 2 0,4 1,20

26 1/1,25 2 0,4 1,20

28 1/1,25 2 0,4 1,20

12 1/1 và 1/1,5 3 0,4 1,21

14 1/1 và 1/1,5 3 0,4 1,22

16 1/1 và 1/1,5 3 0,4 1,22

18 1/1 và 1/1,5 2 0,4 1,21

20 1/1 và 1/1,5 2 0,4 1,21

22 1/1 và 1/1,5 2 0,4 1,21

24 1/1 và 1/1,5 2 0,4 1,22

26 1/1 và 1/1,5 2 0,4 1,22

28 1/1 và 1/1,5 2 0,4 1,22

12 1/1 và 1/1,25 8 0,4 1,20

14 1/1 và 1/1,25 7 0,4 1,21

16 1/1 và 1/1,25 7 0,4 1,22

72

18 1/1 và 1/1,25 6 0,4 1,21

20 1/1 và 1/1,25 6 0,4 1,22

22 1/1 và 1/1,25 5 0,4 1,20

24 1/1 và 1/1,25 4 0,4 1,20

26 1/1 và 1/1,25 4 0,4 1,22

28 1/1 và 1/1,25 4 0,4 1,22

5. Trường hợp mái đất đắp theo tiêu chuẩn TCVN 4054-05 [5]

heo tiêu chuẩn Việt Nam VN4054-05 thì nền đắp cao 10m được đắp

với hệ số mái dốc 1/1,75 hi sử dụng loại đất đắp và đất nền cho như bảng

4 1 thì không cần gia cố bằng V o đó có thể sử dụng loại đất yếu hơn

để đắp và gia cố ặc trưng nền đất đắp yếu hơn cho ở bảng 4 1 phụ lục 4 và

kết quả tính an toàn ổn định ghi ở bảng 4 3 phụ lục 4

4.1.2.4 Nền đắp cao 12m

1. Ảnh hưởng của số lớp VĐKT và khoảng cách giữa các lớp VĐKT đến

hệ số an toàn ổn định mái dốc

Nền đắp cao 12m, hệ số mái dốc cho 6m trên và 6m dưới là 1/1 và 1/1,5 ;

1/1,25 và 1/1,5 ; thay đổi số lớp và khoảng cách giữa các lớp V , cho kết

quả an toàn ổn định ghi ở bảng 4 13 như sau

Bảng 4.13 nh hưởng của số lớp v khoảng cách g ữa các lớp K

hiều cao đắp ệ số mái dốc ố lớp V hoảng cách Fs

(m) (m)

12 1/1 và 1/1,5 0 0 1,07

12 1/1 và 1/1,5 6 0,2 1,15

12 1/1 và 1/1,5 6 0,3 1,18

12 1/1 và 1/1,5 6 0,4 1,18

12 1/1 và 1/1,5 6 0,5 1,20

12 1/1,25 và 1/1,5 0 0 1,13

12 1/1,25 và 1/1,5 4 0,4 1,20

73

2. Xác định lực căng của VĐKT làm việc trong nền đắp

ần nghiên cứu sự huy động sức kháng của V , lực căng tại mỗi điểm

bất kỳ và lực căng lớn nhất của V trong nền đắp

Bảng 4.14 Lực căng trong K kh má dốc bị phá hoạ

hiều cao ệ số mái ố lớp hoảng cách Lớp Tmax

đắp (m) dốc V (m) (kN/m)

24.000 1

24.000 2

24.000 3 12 1:1/1:1.5 6 0,5 24.000 4

24.000 5

24.000 6

24.000 1

24.000 2 12 1:1.25/1:1.5 4 0,4 24.000 3

24.000 4

ết quả bảng 4 14 cho thấy tất cả V có lực căng bằng với lực căng

cho phép trong V chọn tính toán ( max = 24 kN/m), do đó có thể kết luận

là V đã huy động hết khả năng làm việc

rong trường hợp lực căng lớn nhất trong V nhỏ hơn lực căng cho

phép của V thì cần bố trí lại vị trí, khoảng cách V hợp lý để sử dụng

tối đa khả năng làm việc của V và tiết kiệm vật liệu

3. Ảnh hưởng của hệ số mái dốc đến hệ số an toàn ổn định mái dốc

ệ số mái dốc nền đắp có ảnh hưởng đến hệ số an toàn ổn định mái dốc

Nền đắp cao 12m có mái dốc 6m phía trên và 6m phía dưới đắp với các hệ số

mái dốc 1/1,25 và 1/1,5 ; 1/1,5 và 1/1,5 ; 1/1,5 và 1/1,75 kết quả hệ số an toàn

ổn định ghi ở bảng 4 15 như sau

74

Bảng 4.15 nh hưởng của hệ số má dốc

hiều cao đắp ệ số mái dốc (6m ố lớp hoảng cách Fs

(m) 12 trên và 6m dưới) 1/1,25 và 1/1,5 V 0 (m) 0 1,13

12 1/1,5 và 1/1,5 0 0 1,19

12 1/1,5 và 1/1,75 0 0 1,24

Như vậy nền đất đắp với hệ số mái dốc 1/1,5 và 1/1,5 ; 1/1,5 và 1/1,75

đạt hệ số an toàn ổn định Fs = 1,2 nên không cần gia cố bằng V (Fs =

1,19 lấy gần bằng Fs = 1,2) Với chiều cao đắp 12m khi hệ số mái dốc là

1/1,25 tại 6m phía trên và 1/1,5 tại 6m phía dưới thì cần gia cố bằng V .

o đó nếu đắp theo mái dốc 1/1,25 cho 6m phía trên và 1/1,5 cho 6m phía

dưới thì số lớp V sử dụng là 4 lớp

4. Ảnh hưởng của cường độ VĐKT và số lượng lớp VĐKT đến hệ số an

toàn ổn định mái dốc

hay đổi giá trị cường độ của V (Tmax = 12kN/m ÷ 28kN/m) và số

lượng lớp, đối với nền đắp có các hệ số mái dốc là 1/1 cho 6m bên trên và

1/1,5 cho 6m bên dưới, cho các kết quả an toàn ổn định đảm bảo ở mức Fs =

1,2 ghi ở bảng 4 16 như sau

Bảng 4.16 nh hưởng của cường đ v số lớp K hoảng cách ệ số mái dốc (6m Tmax ố lớp V Fs

(kN/m) 12 trên và 6m dưới) 1/1 và 1/1,5 10 (m) 0,5 1,20

14 1/1 và 1/1,5 9 0,5 1,20

16 1/1 và 1/1,5 9 0,5 1,21

18 1/1 và 1/1,5 8 0,5 1,21

20 1/1 và 1/1,5 7 0,5 1,20

22 1/1 và 1/1,5 7 0,5 1,21

24 1/1 và 1/1,5 6 0,5 1,20

26 1/1 và 1/1,5 6 0,5 1,21

28 1/1 và 1/1,5 6 0,5 1,21

75

ương tự xét trường hợp mái dốc 6m phía trên là 1/1,25 và 6m phía

dưới là 1/1,5, thay đổi giá trị cường độ max và số lớp V , bảng 4 17 cho

kết quả hệ số an toàn ổn định mái dốc như sau

Bảng 4.17 nh hưởng của cường đ v số lớp K

Tmax ệ số mái dốc (6m hoảng cách ố lớp V Fs (kN/m) trên và 6m dưới) (m)

12 1/1,25 và 1/1,5 7 0,4 1,21

14 1/1,25 và 1/1,5 7 0,4 1,23

16 1/1,25 và 1/1,5 6 0,4 1,22

18 1/1,25 và 1/1,5 5 0,4 1,21

20 1/1,25 và 1/1,5 5 0,4 1,22

22 1/1,25 và 1/1,5 4 0,4 1,20

24 1/1,25 và 1/1,5 4 0,4 1,20

26 1/1,25 và 1/1,5 4 0,4 1,21

28 1/1,25 và 1/1,5 4 0,4 1,22

5. Trường hợp mái đất đắp theo tiêu chuẩn TCVN 4054-05 [5]

heo tiêu chuẩn Việt Nam VN4054-05 thì nền đắp cao 12m được đắp

với hệ số mái dốc 1/1,75 ử dụng loại đất đắp và đất nền cho như bảng 4 1

thì không cần gia cố bằng V o đó có thể sử dụng loại đất yếu hơn để

đắp và gia cố ặc trưng nền đất đắp yếu hơn cho ở bảng 4 1 phụ lục 4 và kết

quả tính an toàn ổn định ghi ở bảng 4 4 phụ lục 4

4.1.3 Xây dựng biểu đồ tra K sử dụng trong nền đắp cao

ừ các kết quả tính toán nền đắp cao ghi ở các bảng 4 8; bảng 4 12;

bảng 4 16; bảng 4 17 có thể xây dựng các biểu đồ quan hệ giữa cường độ của

V và số lớp V ác biểu đồ này được sử dụng để tra cứu trong việc

lựa chọn V tính toán thiết kế sơ bộ nền đường đắp cao như sau

76

8

7

6

5

4

T K Đ V p ớ

l

Đắp 8m (2m trên 1/1 ; 6m dưới 1/1); k/c vđkt 0.4m

ố S

3

2

1

0

12

14

16

18

20

22

24

26

28

Cường độ VĐKT (kN/m)

Hình 4.9 Quan hệ giữa cường độ VĐKT và số lớp VĐKT trong nền đắp

cao có 6m dưới đắp hệ số mái dốc 1/1, dùng để tra cứu trong thiết kế sơ bộ

9

8

7

6

5

nền đường đắp cao

T K Đ V p ớ

l

4

Đắp 10m (4m trên 1/1 ; 6m dưới 1/1.25); k/c vđkt 0.4m

ố S

3

Đắp 10m (4m trên 1/1.25 ; 6m dưới 1/1.25); k/c vđkt 0.4m

2

1

0

12

14

16

18

20

22

24

26

28

Cường độ VĐKT (kN/m)

Hình 4.10 Quan hệ giữa cường độ VĐKT và số lớp VĐKT trong nền đắp

cao có 6m dưới đắp hệ số mái dốc 1/1.25, dùng để tra cứu trong thiết kế sơ

bộ nền đường đắp cao

77

11

10

9

8

7

Đắp 10m (4m trên 1/1 ; 6m dưới 1/1.5) k/c vđkt 0.4m

6

T K Đ V p ớ

5

l

Đắp 12m (6m trên 1/1 ; 6m dưới 1/1.5); k/c vđkt 0.5m

ố S

4

3

Đắp cao 12m (6m trên 1/1.25 ; 6m dưới 1/1.5); k/c vđkt 0.4m

2

1

0

12

14

16

18

20

22

24

26

28

Cường độ VĐKT (kN/m)

Hình 4.11 Quan hệ giữa cường độ VĐKT và số lớp VĐKT trong nền đắp

cao có 6m dưới đắp hệ số mái dốc 1/1.5, dùng để tra cứu trong thiết kế sơ bộ

nền đường đắp cao

Ví dụ tra cứu biểu đồ : Giả sử người ta cần thiết kế nền đắp cao 10m, có

6m dưới đắp với hệ số mái dốc 1/1,25 và 4m trên đắp với hệ số 1/1 gia cường

V , xem ba biểu đồ sẽ chọn được loại biểu đồ ở hình 4.10 thì : từ trục

hoành chọn loại V thiết kế có cường độ là bao nhiêu (giả sử Tmax =

20kN/m) từ đó dóng lên gặp đường quan hệ (là đường nét đứt), rồi kẽ sang

trái gặp trục tung sẽ có được kết quả số lượng lớp V cần thiết gia cường

(6 lớp V đặt cách nhau 0,4m).

4.2 Nền đường đắp trên đất yếu

ác đặc trưng của đất nền sử dụng cho nền đường đắp trên đất yếu được

chọn trong tính toán ghi ở bảng 4 18 như sau [4], [33], [43]

Bảng 4.18 ặc trưng nền đất yếu

Loại đất E (kN/m2) ν φ (0) c (kN/m2 ; kPa) K (m/ngày)

ất đắp 5000 0,3 30 5 -

Nền 3000 0,3 15 20 0,0000438912

78

Ta luy có độ dốc 1/1,5, chiều rộng bề mặt đường là 12m khi đắp cao đến 12m

Bảng 4.19 ệ số an to n kh ch ều cao đắp 6 m

hời gian đắp (ngày) Không có V (Fs) Có V (Fs)

1 1,57 1,47

10 1,68 1,65

20 1,68 1,68

30 1,68 1,69

Bảng 4.20 ệ số an to n kh ch ều cao đắp 8 m

hời gian đắp (ngày) hông có V (Fs) Có V (Fs)

1 1,29 1,22

10 1,49 1,44

20 1,49 1,46

30 1,49 1,46

Bảng 4.21 ệ số an to n kh ch ều cao đắp 10 m

hời gian đắp (ngày) hông có V (Fs) Có V (Fs)

1 1,1 1,05

10 1,37 1,31

20 1,37 1,35

30 1,37 1,36

Bảng 4.22 ệ số an to n kh ch ều cao đắp 12 m

hời gian đắp (ngày) hông có V (Fs) Có V (Fs)

1 0,95 0,93

10 1,29 1,22

20 1,3 1,27

30 1,3 1,28

79

Kết quả b ến dạng thể h ện trên các hình sau:

Hình 4.12

Sơ đồ hình học khi có VĐKT

Hình 4.13 Mặt biến dạng trượt khi không có VĐKT

Hình 4.14 Mặt biến dạng trượt khi có VĐKT

Hình 4.15 Cung trượt hình elipse nền đắp trên đất yếu

80

4.3 Xác định dạng cung trượt mái dốc theo phương pháp xấp xỉ mặt

trượt

4.3.1 hương pháp xấp xỉ mặt trượt

Phân tích phần tử hữu hạn xác định được đường trượt của mái dốc nền

đắp gia cường V từ tập hợp các điểm có biến dạng trượt lớn nhất ường

trượt này có thể xấp xỉ bằng cung trượt tròn, xoắn ốc hoặc ellipse. Theo kết

quả từ phương pháp phần tử hữu hạn, đường trượt mỗi bên mái dốc xuất phát

từ mép trong của vệt tải trọng do bánh xe phía trong gây ra (điểm 1) và kết

thúc tại chân mái dốc (điểm 2). Do vậy đường trượt xấp xỉ cũng cố định đi

qua hai điểm này iểm thứ nhất trên mặt đường có tọa độ là (x1,y1) và điểm

thứ hai tại chân mái dốc có tọa độ là (x2,y2). Từ kết quả về đường trượt hình

ellipse đã xác định, tọa độ của tâm ellipse là (x2,y1) và phương trình ellipse

được viết như sau

(4.5)

trong đó và ; (xo, yo): là tọa độ tâm trượt

ường trượt xác định từ phương pháp phần tử hữu hạn được biểu diễn

bằng các tọa độ (xi,yi) và có N điểm. Sai số của xấp xỉ đường trượt theo hình

ellipse được xác định như sau

(4.6)

ây là đường trượt xấp xỉ duy nhất theo dạng đường cong ellipse ể

so sánh sự xấp xỉ với các đường trượt dạng khác như cung tròn (đi qua hai

điểm 1 và 2), cần xác định sai số xấp xỉ đối với cung trượt tròn như sau

(4.7)

81

ường trượt dạng trụ tròn có giá trị là đường trượt có giá trị xấp xỉ

tốt nhất.

Các kết quả tính toán cho thấy đường trượt ellipse có giá trị gần với

khi xấp xỉ bằng đường trượt tròn. Do vậy đường trượt ellipse xác định

như trên là phù hợp với đường trượt xác định từ phương pháp phần tử hữu

hạn khi phân tích ổn định nền đắp gia cường V .

Hình 4.16 Phương pháp xấp xỉ mặt trượt

hần thuật toán và đoạn chương trình tính xấp xỉ mặt trượt này được

trình bày ở phụ lục 4.1.

4.3.2 M t số ví dụ vẽ đường b ến dạng trượt và tính toán xấp xỉ xác định

dạng mặt trượt bằng chương trình hnh_ress V1.00

ặc trưng của nền đất tự nhiên và đất đắp được chọn tính toán cho ở bảng 4 1

4.3.2.1 Trường hợp nền đắp có gia cường VĐKT

rường hợp 1: ết quả xấp xỉ mặt trượt phân tích trên chương trình tính

hnh_ress cho nền đắp cao 8m; mái dốc 2m trên hệ số 1/1, mái dốc 6m dưới hệ

số 1/1; gia cường 6 lớp V đặt cách nhau 0,4m; cường độ của V Tmax

= 16 kN/m; kết quả hệ số an toàn là Fs = 1,21; kết quả tổng sai số xấp xỉ của

82

cung trượt ellipse là 39,628; tổng sai số xấp xỉ của các cung tròn từ 347,629

đến nhỏ nhất là 47,128 đạt tại vòng tròn ở bước lặp thứ 5 có tọa độ tâm trượt

x0 = 53; y0 = 26,5 và bán kính cung trượt tròn R0 = 11,543 Như vậy tổng sai

số xấp xỉ của mặt ellipse (39,628) bé hơn tổng sai số nhỏ nhất của cung tròn

(47,128) nên cung trượt ellipse là hợp lý nhất và cung trượt tròn có sai số xấp

xỉ nhỏ nhất (47,128) là cung trượt tròn gần đúng ụ thể như hình 4.17 như

sau:

Hình 4.17 Kết quả tính xấp xỉ mặt trượt nền đắp cao 8m, 2m trên mái dốc

1/1 và 6m dưới mái dốc 1/1; có gia cường VĐKT

rường hợp 2 ết quả xấp xỉ mặt trượt phân tích trên chương trình tính

hnh_ress cho nền đắp cao 10m; mái dốc 4m trên hệ số 1/1, mái dốc 6m dưới

hệ số 1/1,5; gia cường 3 lớp V đặt cách nhau 0,4m; cường độ của V

Tmax = 16 kN/m; kết quả hệ số an toàn là Fs = 1,22; kết quả tổng sai số xấp xỉ

của cung trượt ellipse là 86,758; tổng sai số xấp xỉ của các cung tròn từ

761,078 đến nhỏ nhất là 120,602 đạt tại vòng tròn ở bước lặp thứ 7 có tọa độ

tâm trượt x0 = 57,5; y0 = 31,9 và bán kính cung trượt tròn R0 = 16,966. Như

vậy tổng sai số xấp xỉ của mặt ellipse (86,758) bé hơn tổng sai số nhỏ nhất

của cung tròn (120,602) nên cung trượt ellipse là hợp lý nhất và cung trượt

83

tròn có sai số xấp xỉ nhỏ nhất (120,602) là cung trượt tròn gần đúng ụ thể

như hình 4.18 như sau:

Hình 4.18 Kết quả tính xấp xỉ mặt trượt nền đắp cao 10m, 4m trên mái dốc

1/1 và 6m dưới mái dốc 1/1,5; có gia cường VĐKT

rường hợp 3

hân tích nền đắp cao 12m; mái dốc bên trên 6m hệ số 1/1; mái dốc

bên dưới 6m hệ số 1/1,5; V được gia cường 6 lớp đặt cách nhau 0,5m;

cường độ V là Tmax = 28 kN/m; kết quả hệ số an toàn là Fs = 1,21; kết

quả tổng sai số xấp xỉ của cung trượt ellipse là 77,978; tổng sai số xấp xỉ của

các cung tròn từ 923,476 đến nhỏ nhất là 145,042 đạt tại vòng tròn ở bước lặp

thứ 7 có tọa độ tâm trượt x0 = 58,5; y0 = 32,083 và bán kính cung trượt tròn

R0 = 17,265 Như vậy tổng sai số xấp xỉ của mặt ellipse (77,978) bé hơn tổng

sai số nhỏ nhất của cung tròn (145,042) nên cung trượt ellipse là hợp lý nhất

và cung trượt tròn có sai số xấp xỉ nhỏ nhất (145,042) là cung trượt tròn gần

đúng ụ thể ghi ở hình 4 19 như sau

84

Hình 4.19 Kết quả tính xấp xỉ mặt trượt nền đắp cao 12m, 6m trên mái dốc 1/1 và 6m dưới mái dốc 1/1,5; có gia cường VĐKT

rường hợp 4 hân tích nền đắp cao 12m; mái dốc bên trên 6m hệ số

1/1,25; mái dốc bên dưới 6m hệ số 1/1,5; V được gia cường 7 lớp đặt

cách nhau 0,4m; cường độ V là max = 12 kN/m; kết quả hệ số an toàn

là Fs = 1,21; kết quả tổng sai số xấp xỉ của cung trượt ellipse là 109,498; tổng

sai số xấp xỉ của các cung tròn từ 1127,83 đến nhỏ nhất là 171,162 đạt tại

vòng tròn ở bước lặp thứ 8 có tọa độ tâm trượt x0 = 60,25; y0 = 34,66 và bán

kính cung trượt tròn R0 = 19,79 Như vậy tổng sai số xấp xỉ của mặt ellipse

(109,498) bé hơn tổng sai số nhỏ nhất của cung tròn (171,162) nên cung trượt

ellipse là hợp lý nhất và cung trượt tròn có sai số xấp xỉ nhỏ nhất (171,162) là

cung trượt tròn gần đúng, hình 4 20 như sau

Hình 4.20 Kết quả tính xấp xỉ mặt trượt nền đắp cao 12m, 6m trên mái dốc 1/1,25 và 6m dưới mái dốc 1/1,5; có gia cường VĐKT

85

4.3.2.2 Trường hợp nền đắp không gia cường VĐKT

rường hợp 5:

ình 4 21 phân tích nền đắp cao 8m; mái dốc bên trên 2m hệ số 1/1,75

; mái dốc bên dưới 6m hệ số 1/1,75; không gia cường V ; kết quả hệ số

an toàn là Fs = 1,27; kết quả tổng sai số xấp xỉ của cung trượt ellipse là 68,46;

tổng sai số xấp xỉ của các cung tròn từ 690,511 đến nhỏ nhất là 98,37 đạt tại

vòng tròn ở bước lặp thứ 5 có tọa độ tâm trượt x0 = 56; y0 = 30,25 và bán kính

cung trượt tròn R0 = 15,765. Như vậy tổng sai số xấp xỉ của mặt ellipse

(68,46) bé hơn tổng sai số nhỏ nhất của cung tròn (98,37) nên cung trượt

ellipse là hợp lý nhất và cung trượt tròn có sai số xấp xỉ nhỏ nhất (98,37) là

cung trượt tròn gần đúng

Hình 4.21 Kết quả tính xấp xỉ mặt trượt nền đắp cao 8m, 2m trên mái dốc 1/1,75 và 6m dưới mái dốc 1/1,75; không gia cường VĐKT

rường hợp 6

ình 4 22 phân tích nền đắp cao 10m; mái dốc bên trên 4m hệ số 1/1,25

; mái dốc bên dưới 6m hệ số 1/1,5; không gia cường V ; kết quả hệ số an

toàn là Fs = 1,21; kết quả tổng sai số xấp xỉ của cung trượt ellipse là 119,387;

tổng sai số xấp xỉ của các cung tròn từ 880,319 đến nhỏ nhất là 120,749 đạt

tại vòng tròn có tọa độ tâm trượt x0 = 59; y0 = 34,4 và bán kính cung trượt

tròn R0 = 19,425 rong trường hợp này, nền đắp không gia cường V có

86

tổng xấp xỉ cung trượt ellipse là 119,387 gần bằng tổng xấp xỉ cung trượt tròn

có giá trị bé nhất là 120,749 nên cung trượt ellipse và đồng thời cung trượt

tròn được xác định như trên là hợp lý. Trường hợp này, cung trượt tròn là

trường hợp đặc biệt của cung trượt ellipse

Hình 4.22 Kết quả tính xấp xỉ mặt trượt nền đắp cao 10m, 4m trên mái dốc 1/1,25 và 6m dưới mái dốc 1/1,5; không gia cường VĐKT

rường hợp 7

Hình 4.23 phân tích nền đắp cao 12m; mái dốc bên trên 6m hệ số 1/1,5 ;

mái dốc bên dưới 6m hệ số 1/1,5; không gia cường V ; kết quả hệ số an

toàn là Fs = 1,19; kết quả tổng sai số xấp xỉ của cung trượt ellipse là 154,31;

tổng sai số xấp xỉ của các cung trượt tròn từ 1358,01 đến nhỏ nhất là 155,78

đạt tại vòng tròn ở bước lặp thứ 9 có tọa độ tâm trượt x0 = 62; y0 = 37,5 và

bán kính cung trượt tròn R0 = 22,588. rong trường hợp này, nền đắp không

gia cường V có tổng xấp xỉ cung trượt ellipse là 154,31 gần bằng tổng

xấp xỉ cung trượt tròn có giá trị bé nhất là 155,78 nên cung trượt ellipse và

đồng thời cung trượt tròn được xác định như trên là hợp lý rường hợp này,

cung trượt tròn là trường hợp đặc biệt của cung trượt ellipse

87

Hình 4.23 Kết quả tính xấp xỉ mặt trượt nền đắp cao 12m, 6m trên mái dốc 1/1,5 và 6m dưới mái dốc 1/1,5; không gia cường VĐKT

Một số kết quả phân tích trên ghi ở bảng 4 23 như sau

Bảng 4.23 M t số kết quả tính xấp xỉ mặt trượt

ố lớp, khoảng Xấp xỉ Xấp xỉ trượt

Loại nền đắp cao cách, cường độ mặt trượt tròn có giá Fs

V sử dụng ellipse trị nhỏ nhất

Nền đắp 8m; 2m trên và 6m 6 lớp, cách nhau 1,21 39,628 47,128 dưới mái dốc 1/1 0,4m; T=16kN/m

Nền đắp 10m; 4m trên 1/1 3 lớp, cách nhau 1,22 86,758 120,602 và 6m dưới mái dốc 1/1,5 0,4m; T=16kN/m

Nền đắp 12m; 6m trên 1/1 6 lớp, cách nhau 1,21 77,978 145,042 và 6m dưới mái dốc 1/1,5 0,5m; T=28kN/m

Nền đắp 12m; 6m trên 7 lớp, cách nhau 1,21 109,498 171,162 1/1,25; 6m dưới mái 1/1,5 0,4m; T=12kN/m

Nền đắp 8m; 2m trên hông gia cường 1,27 68,46 98,37 1/1,75; 6m dưới mái 1/1,75 V

88

Nền đắp 10m; 4m trên hông gia cường 1,21 119,387 120,749 1/1,25; 6m dưới mái 1/1,5 V

Nền đắp 12m; 6m trên hông gia cường 1,19 154,31 155,78 1/1,5; 6m dưới mái 1/1,5 V

hận xét về kết quả mặt trượt má dốc nền đắp:

ết quả phân tích và tính toán xấp xỉ mặt trượt nền đường đắp gia cường

V theo phương pháp phần tử hữu hạn bằng chương trình tính ổn định

hnh_ress V1 00 (Reinforced Embankment tability oftware) trong trường

hợp nền đắp trên đất tốt và đắp trên đất yếu đều cho các kết quả phân tích mặt

trượt nguy hiểm nền đắp mái dốc có dạng cung trượt ellipse, tâm của ellipse

được xác định có cùng cao độ với mặt đường đắp ết quả này góp phần làm

sáng tỏ thêm các nghiên cứu trước đây cho rằng cung trượt không phải là

cung trượt tròn [57], [60] Với kết quả mặt trượt có dạng ellipse này sẽ đóng

góp vào các nghiên cứu nhằm hoàn thiện tính toán ổn định nền đất đắp và nền

đất đắp gia cường

rong trường hợp mặt trượt dạng cung tròn được xem là trường hợp đặc

biệt của mặt trượt dạng ellipse [25].

4.4 Xây dựng công thức tính toán lực căng (Tmax) các lớp K trong

nền đắp

ết quả phân tích cho thấy tất cả các lớp V đều đạt đến sức kháng

kéo của V o vậy lực căng của V trong nền đất đắp được xác định

từ trạng thái cân bằng ổn định

4.4.1 Lực căng K trong phương pháp phân mảnh cổ đ ển cho mặt

trượt trụ tròn

ệ số an toàn xấp xỉ theo biểu thức cho trường hợp cung trượt tròn theo

lý thuyết cân bằng giới hạn ệ số an toàn ổn định theo phân mảnh cổ điển

cung trượt tròn như sau [2], [35], [63]:

89

(4.8)

Hình 4.24 Phương pháp phân mảnh cổ điển cho mặt trượt trụ tròn [2],[35]

o vậy, lực căng trong V có thể xác định từ điều kiện cân bằng

theo biểu thức (4 8) với giả thiết V huy động toàn bộ sức khả năng chịu

kéo như sau

(4.9)

4.4.2 Xây dựng công thức tính toán lực căng K (Tmax) bằng phương

pháp phần tử hữu hạn theo mặt trượt ellipse

Do kết quả phân tích bằng phương pháp phần tử hữu hạn có thể xác

định được mặt trượt là duy nhất o đó sau khi có kết quả mặt trượt ellipse ta

có thể áp dụng để xác định được lực căng trong các lớp V từ điều kiện

cân bằng ổn định

90

a

b

Hình 4.25 Cung trượt hình ellipse, xây dựng công thức tính Tmax

ác mặt trượt có dạng giống như hình ellipse có tâm cùng cao độ với

mặt nền đường đắp Bán kính theo phương trục Y (trục đứng) của ellipse:

(m) (4.10)

rong đó là khoảng cách từ chân nền đắp đến giao của mặt trượt với

mái dốc theo phương đứng Bán kính theo phương trục X (trục ngang) của

ellipse là:

(m) (4.11)

rong đó là chiều cao nền đắp tương ứng với độ dốc ; là

khoảng cách từ mép ngoài của bánh xe trong đến mép đường theo cùng một

phía; là hệ số dốc của của chiều cao đắp thứ nhất

ể xây dựng biểu thức xác định lực căng ( ) trong V theo mặt

trượt hình ellipse, các giả thiết được đặt ra tương tự như với mặt trượt trụ

tròn ọi điểm là tâm mặt trượt có tọa độ là (x,y) = (0,0) o vậy, phương

trình mặt trượt ellipse có dạng

(4.12)

ại một điểm có tọa độ là x trên ellipse sẽ có tọa độ y là

91

(4.13)

óc nghiêng của tiếp tuyến đường ellipse tại điểm có tọa độ (x,y) là

(4.14)

ừ đó ta có sin và cos của góc nghiêng của tiếp tuyến là

; (4.15)

iả thiết đường thẳng của mái dốc thứ i có phương trình là

(4.16)

o vậy, mặt đường đắp có phương trình là

(4.17)

Xét một điểm có tọa độ là x nằm trong phạm vi của một mái dốc nền

đất đắp, thì chiều cao của khối đất là

(4.18)

rọng lượng của cột đất tại tọa độ x nằm trong phạm vi của một mái

dốc nền đất đắp là

(4.19)

ức kháng trượt đơn vị của đất nền trên mặt trượt theo phương tiếp

tuyến là

(4.20)

92

Hình 4.26 Sơ đồ tính toán lực căng T trong VĐKT theo cung trượt ellipse

Lực đơn vị theo phương pháp tuyến của mặt trượt là

(4.21)

p dụng phương pháp cân bằng giới hạn tính toán hệ số an toàn ổn

định mái dốc theo phương trình cân bằng mô men với tâm của ellipse để xác

định lực căng trong các lớp V , phương trình được viết như sau

(4.22)

rong đó , và tương ứng là cánh tay đòn của sức kháng trượt

đơn vị, lực đơn vị theo phương pháp tuyến của mặt trượt và trọng lượng cột

đất tại vị trí đang xét; là hợp lực của tải trọng phân bố đều ; và tương

ứng là cánh tay đòn của hợp lực và cánh tay đòn của lực căng trong V

.

ánh tay đòn của sức kháng trượt đơn vị trên mặt trượt là

(4.23)

ánh tay đòn lực pháp tuyến đơn vị trên mặt trượt là

93

(4.24)

ánh tay đòn trọng lượng cột đất là:

(4.25)

hay thế biểu thức (4 23), (4.24), (4.25) vào các phần tương ứng của

tích phân trong biểu thức (4 22) ta có các tích phân sau:

(4.26)

riển khai tính các tích phân của biểu thức (4 26)

(4.27)

(4.28)

94

(4.29)

(4.30)

(4.31)

riển khai tính các tích phân của biểu thức (4 31)

(4.32)

95

(4.33)

(4.34)

và

(4.35)

ừ biểu thức (4 22) ta có:

(4.36)

hay kết quả tính từ các biểu thức (4.27), (4.28), (4.29), 4.30), (4.32),

(4.33), (4.34) và (4.35) vào biểu thức (4 36) tìm được i,max

96

iá trị i,max đã được lập trình tính toán trong chương trình

hnh_ress exe (kết quả i, sau khi chạy hoàn tất chương trình, vào menu

Report > chọn Geotextile Forces).

Hình 4.27 Kết quả phân tích lực căng Tmax các lớp VĐKT trong nền đắp

4.5 Xác định ảnh hưởng của đ cứng K (EAg) đến hệ số an toàn ổn

định nền đắp

4.5.1 Xây dựng biểu thức xác định đ cứng K (EAg) ảnh hưởng đến

hệ số an toàn ổn định

Mức biến dạng cực hạn để V đạt tới phá hoại là

(4.37)

trong đó là biến dạng của V khi phá hoại

97

ể đảm bảo V cùng tham gia chịu tải hay V huy động hết

khả năng chịu lực thì đất nền và V phải phá hoại tại cùng mức biến dạng

ừ biểu thức (4 37) có thể nhận thấy mức biến dạng để đạt tới trạng thái phá

hoại càng nhỏ khi độ cứng của V càng lớn

Biến dạng của đất nền khi phá hoại tại vị trí cần xem xét để so sánh với

biến dạng giới hạn của V phụ thuộc vào mô đun đàn hồi và hệ số

oisson của đất nền

hi phá hoại, quan hệ giữa các thành phần ứng suất trong đất là [54]

(4.38)

trong đó và là các thành phần ứng suất chính khi phá hoại

ừ đó xác định được quan hệ giữa hai thành phần ứng suất chính trong

đất khi phá hoại

(4.39)

hi có mặt của V , khả năng chịu lực của hệ tăng lên tương đương

với việc tăng lực dính đơn vị tương đương nên biểu thức (4 39) được viết lại

là:

(4.40)

Lực dính đơn vị tương đương của đất nền và V xác định từ quan

hệ (4 39) và (4.40) có giá trị như sau

(4.41)

trong đó ; ; là độ tăng ứng suất lệch

khi có V .

ộ tăng của ứng suất lệch chính là độ tăng ứng suất trong V Ứng

suất tương đương của V liên hệ với độ tăng ứng suất lệch như sau

98

(4.42)

trong đó và tương ứng là lực căng và khoảng cách giữa các lớp

V .

hay biểu thức (4 42) vào biểu thức (4 41) ta có:

(4.43)

Viết lại biểu thức (4 40) như sau

(4.44)

hay biểu thức (4 42) và (4.43) vào biểu thức (4 44) ta có:

(4.45)

ừ đó xác định được lực trong V :

(4.46)

rong đó là ứng suất theo phương ngang khi có

V .

Biến dạng ngang của đất nền khi có V là:

(4.47)

Hay:

(4.48)

rong đó và tương ứng là mô đun đàn hồi và hệ số oisson của

đất nền

Biến dạng cực hạn của V phải nhỏ hơn giá trị biến dạng của đất

nền để đảm bảo đất nền bị phá hoại đồng thời cùng với V :

(4.49)

99

ừ đó xác định được giá trị của độ cứng của V như sau

(4.50)

trong đó là hệ số kể đến mức độ biến dạng mà toàn bộ đất nền bị phá

hoại và sự xoay ứng suất chính. Các phân tích phần tử hữu hạn cho thấy giá

trị lấy bằng 0.024.

o đó giá trị tối thiểu của độ cứng của V xác định bằng cách thay

biểu thức (4 46) vào biểu thức (4 50) ta có:

(4.51)

4.5.2 nh hưởng của đ cứng K đến hệ số an toàn ổn định

Bảng 4.24 nh hưởng của đ cứng K

( ường đ K là T = 12kN/m)

hiều cao đắp (m) ệ số mái dốc ố lớp V EA (kN) Fs

1/1,5 10 201 1,15 12

1/1,5 10 402 1,20 12

1/1,5 10 804 1,20 12

1/1,5 10 1607 1,20 12

1/1,5 10 3214 1,20 12

Bảng 4.25 nh hưởng của đ cứng K ( ường đ K là T = 14kN/m)

hiều cao đắp (m) ệ số mái dốc ố lớp V EA (kN) Fs

1/1,5 9 234,5 1,15 12

1/1,5 9 469 1,20 12

1/1,5 9 938 1,20 12

1/1,5 9 1876 1,20 12

1/1,5 9 3752 1,20 12

100

Bảng 4.26 nh hưởng của đ cứng K ( ường đ K là T = 16kN/m)

hiều cao đắp (m) ệ số mái dốc ố lớp vải địa EA (kN) Fs

12 1/1,5 9 268 1,16

12 1/1,5 9 536 1,20

12 1/1,5 9 1072 1,20

12 1/1,5 9 2144 1,20

12 1/1,5 9 4288 1,20

Tmax(kN/m) =

Tmax(kN/m) =

12 EAg Es (kN) kN/m2 49.52 1000 59.43 1200 69.33 1400 79.24 1600 89.14 1800 2000 99.05 2200 108.95 2400 118.86 2600 128.76 2800 138.67 3000 148.57 3200 158.48 3400 168.38 3600 178.29 3800 188.19 4000 198.10 4200 208.00 4400 217.91 4600 227.81 4800 237.71 5000 247.62 5200 257.52 5400 267.43 5600 277.33 5800 287.24 6000 297.14

14 EAg Es (kN) kN/m2 57.78 1000 69.33 1200 80.89 1400 1600 92.44 1800 104.00 2000 115.56 2200 127.11 2400 138.67 2600 150.22 2800 161.78 3000 173.33 3200 184.89 3400 196.45 3600 208.00 3800 219.56 4000 231.11 4200 242.67 4400 254.22 4600 265.78 4800 277.33 5000 288.89 5200 300.45 5400 312.00 5600 323.56 5800 335.11 6000 346.67

16 EAg Es (kN) kN/m2 66.03 1000 79.24 1200 1400 92.44 1600 105.65 1800 118.86 2000 132.06 2200 145.27 2400 158.48 2600 171.68 2800 184.89 3000 198.10 3200 211.30 3400 224.51 3600 237.71 3800 250.92 4000 264.13 4200 277.33 4400 290.54 4600 303.75 4800 316.95 5000 330.16 5200 343.37 5400 356.57 5600 369.78 5800 382.99 6000 396.19

Tmax(kN/m) = 18 Es kN/m2 1000 1200 1400 1600 1800 2000 2200 2400 2600 2800 3000 3200 3400 3600 3800 4000 4200 4400 4600 4800 5000 5200 5400 5600 5800 6000

EAg (kN) 74.29 89.14 104.00 118.86 133.71 148.57 163.43 178.29 193.14 208.00 222.86 237.71 252.57 267.43 282.29 297.14 312.00 326.86 341.72 356.57 371.43 386.29 401.14 416.00 430.86 445.72

Tmax(kN/m) = 20 Es kN/m2 1000 1200 1400 1600 1800 2000 2200 2400 2600 2800 3000 3200 3400 3600 3800 4000 4200 4400 4600 4800 5000 5200 5400 5600 5800 6000

EAg (kN) 82.54 99.05 115.56 132.06 148.57 165.08 181.59 198.10 214.60 231.11 247.62 264.13 280.64 297.14 313.65 330.16 346.67 363.18 379.68 396.19 412.70 429.21 445.72 462.22 478.73 495.24

Bảng 4.27 nh hưởng của đ cứng (EAg) cường đ (Tmax) K v mô đun đ n hồ đất nền (Es) đến an toàn ổn định (Fs = 1.2) Tmax(kN/m) =

101

6200 307.05 6400 316.95 6600 326.86 6800 336.76 7000 346.67 7200 356.57 7400 366.48 7600 376.38 7800 386.29 8000 396.19 8200 406.10 8400 416.00 8600 425.91 8800 435.81 9000 445.72 9200 455.62 9400 465.53 9600 475.43 9800 485.33

6200 409.40 6400 422.60 6600 435.81 6800 449.02 7000 462.22 7200 475.43 7400 488.64 7600 501.84 7800 515.05 8000 528.26 8200 541.46 8400 554.67 8600 567.87 8800 581.08 9000 594.29 9200 607.49 9400 620.70 9600 633.91 9800 647.11

6200 358.22 6400 369.78 6600 381.33 6800 392.89 7000 404.45 7200 416.00 7400 427.56 7600 439.11 7800 450.67 8000 462.22 8200 473.78 8400 485.33 8600 496.89 8800 508.45 9000 520.00 9200 531.56 9400 543.11 9600 554.67 9800 566.22

6200 6400 6600 6800 7000 7200 7400 7600 7800 8000 8200 8400 8600 8800 9000 9200 9400 9600 9800 10000 495.24 10000 577.78 10000 660.32 10000 10200 505.14 10200 589.34 10200 673.53 10200 10400 515.05 10400 600.89 10400 686.73 10400 10600 524.95 10600 612.45 10600 699.94 10600 10800 534.86 10800 624.00 10800 713.14 10800 11000 544.76 11000 635.56 11000 726.35 11000 11200 554.67 11200 647.11 11200 739.56 11200 11400 564.57 11400 658.67 11400 752.76 11400 11600 574.48 11600 670.22 11600 765.97 11600 11800 584.38 11800 681.78 11800 779.18 11800 12000 594.29 12000 693.34 12000 792.38 12000 12200 604.19 12200 704.89 12200 805.59 12200 12400 614.10 12400 716.45 12400 818.80 12400 12600 624.00 12600 728.00 12600 832.00 12600

511.75 6200 460.57 528.26 6400 475.43 544.76 6600 490.29 561.27 6800 505.14 577.78 7000 520.00 594.29 7200 534.86 610.80 7400 549.72 627.30 7600 564.57 643.81 7800 579.43 660.32 8000 594.29 676.83 8200 609.14 693.34 8400 624.00 709.84 8600 638.86 726.35 8800 653.72 742.86 9000 668.57 759.37 9200 683.43 775.88 9400 698.29 792.38 9600 713.14 808.89 728.00 9800 825.40 742.86 10000 841.91 757.72 10200 858.42 772.57 10400 874.92 787.43 10600 891.43 802.29 10800 907.94 817.15 11000 924.45 832.00 11200 940.96 846.86 11400 957.46 861.72 11600 973.97 876.57 11800 990.48 891.43 12000 906.29 12200 1006.99 921.15 12400 1023.50 936.00 12600 1040.00

950.86 12800 1056.51 12800 633.91 12800 739.56 12800 845.21 12800 965.72 13000 1073.02 13000 643.81 13000 751.11 13000 858.42 13000 980.57 13200 1089.53 13200 653.72 13200 762.67 13200 871.62 13200 13400 663.62 13400 774.22 13400 884.83 13400 995.43 13400 1106.04 13600 673.53 13600 785.78 13600 898.03 13600 1010.29 13600 1122.54 13800 683.43 13800 797.34 13800 911.24 13800 1025.15 13800 1139.05 14000 693.34 14000 808.89 14000 924.45 14000 1040.00 14000 1155.56 14200 703.24 14200 820.45 14200 937.65 14200 1054.86 14200 1172.07 14400 713.14 14400 832.00 14400 950.86 14400 1069.72 14400 1188.57 14600 723.05 14600 843.56 14600 964.07 14600 1084.57 14600 1205.08 14800 732.95 14800 855.11 14800 977.27 14800 1099.43 14800 1221.59 15000 742.86 15000 866.67 15000 990.48 15000 1114.29 15000 1238.10

102

Tmax(kN/m) = 22 Es kN/m2

EAg (kN)

Tmax(kN/m) = 24 Es kN/m2

EAg (kN)

Tmax(kN/m) = 26 Es kN/m2

EAg (kN)

Tmax(kN/m) = 28 Es kN/m2

EAg (kN)

1000

90.79

1000

99.05

1000

107.30

1000

115.56

1200

108.95

1200

118.86

1200

128.76

1200

138.67

1400

127.11

1400

138.67

1400

150.22

1400

161.78

1600

145.27

1600

158.48

1600

171.68

1600

184.89

1800

163.43

1800

178.29

1800

193.14

1800

208.00

2000

181.59

2000

198.10

2000

214.60

2000

231.11

2200

199.75

2200

217.91

2200

236.06

2200

254.22

2400

217.91

2400

237.71

2400

257.52

2400

277.33

2600

236.06

2600

257.52

2600

278.98

2600

300.45

2800

254.22

2800

277.33

2800

300.45

2800

323.56

3000

272.38

3000

297.14

3000

321.91

3000

346.67

3200

290.54

3200

316.95

3200

343.37

3200

369.78

3400

308.70

3400

336.76

3400

364.83

3400

392.89

3600

326.86

3600

356.57

3600

386.29

3600

416.00

3800

345.02

3800

376.38

3800

407.75

3800

439.11

4000

363.18

4000

396.19

4000

429.21

4000

462.22

4200

381.33

4200

416.00

4200

450.67

4200

485.33

4400

399.49

4400

435.81

4400

472.13

4400

508.45

4600

417.65

4600

455.62

4600

493.59

4600

531.56

4800

435.81

4800

475.43

4800

515.05

4800

554.67

5000

453.97

5000

495.24

5000

536.51

5000

577.78

5200

472.13

5200

515.05

5200

557.97

5200

600.89

5400

490.29

5400

534.86

5400

579.43

5400

624.00

5600

508.45

5600

554.67

5600

600.89

5600

647.11

5800 6000

526.60 544.76

5800 6000

574.48 594.29

5800 6000

622.35 643.81

5800 6000

670.22 693.34

6200

562.92

6200

614.10

6200

665.27

6200

716.45

6400

581.08

6400

633.91

6400

686.73

6400

739.56

6600

599.24

6600

653.72

6600

708.19

6600

762.67

6800

617.40

6800

673.53

6800

729.65

6800

785.78

7000

635.56

7000

693.34

7000

751.11

7000

808.89

7200

653.72

7200

713.14

7200

772.57

7200

832.00

7400

671.88

7400

732.95

7400

794.03

7400

855.11

7600

690.03

7600

752.76

7600

815.49

7600

878.22

Bảng 4.27 nh hưởng của đ cứng (EAg) cường đ (Tmax) K v mô đun đ n hồ đất nền (Es) đến an toàn ổn định (Fs = 1.2) – tiếp theo

103

7800

708.19

7800

772.57

7800

836.95

7800

901.34

8000

726.35

8000

792.38

8000

858.42

8000

924.45

8200

744.51

8200

812.19

8200

879.88

8200

947.56

8400

762.67

8400

832.00

8400

901.34

8400

970.67

8600

780.83

8600

851.81

8600

922.80

8600

993.78

8800

798.99

8800

871.62

8800

944.26

8800 1016.89

9000

817.15

9000

891.43

9000

965.72

9000 1040.00

9200

835.30

9200

911.24

9200

987.18

9200 1063.11

9400

853.46

9400

931.05

9400 1008.64

9400 1086.23

9600

871.62

9600

950.86

9600 1030.10

9600 1109.34

9800

889.78

9800

970.67

9800 1051.56

9800 1132.45

10000

907.94 10000

990.48 10000 1073.02 10000 1155.56

10200

926.10 10200 1010.29 10200 1094.48 10200 1178.67

10400

944.26 10400 1030.10 10400 1115.94 10400 1201.78

10600

962.42 10600 1049.91 10600 1137.40 10600 1224.89

10800

980.57 10800 1069.72 10800 1158.86 10800 1248.00

11000

998.73 11000 1089.53 11000 1180.32 11000 1271.11

11200 1016.89 11200 1109.34 11200 1201.78 11200 1294.23

11400 1035.05 11400 1129.15 11400 1223.24 11400 1317.34

11600 1053.21 11600 1148.96 11600 1244.70 11600 1340.45

11800 1071.37 11800 1168.77 11800 1266.16 11800 1363.56

12000 1089.53 12000 1188.57 12000 1287.62 12000 1386.67

12200 1107.69 12200 1208.38 12200 1309.08 12200 1409.78

12400 1125.84 12400 1228.19 12400 1330.54 12400 1432.89

12600 1144.00 12600 1248.00 12600 1352.00 12600 1456.00

12800 1162.16 12800 1267.81 12800 1373.46 12800 1479.12

13000 1180.32 13000 1287.62 13000 1394.92 13000 1502.23

13200 1198.48 13200 1307.43 13200 1416.39 13200 1525.34

13400 1216.64 13400 1327.24 13400 1437.85 13400 1548.45

13600 1234.80 13600 1347.05 13600 1459.31 13600 1571.56

13800 1252.96 13800 1366.86 13800 1480.77 13800 1594.67

14000 1271.11 14000 1386.67 14000 1502.23 14000 1617.78

14200 1289.27 14200 1406.48 14200 1523.69 14200 1640.89

14400 1307.43 14400 1426.29 14400 1545.15 14400 1664.00

14600 1325.59 14600 1446.10 14600 1566.61 14600 1687.12

14800 1343.75 14800 1465.91 14800 1588.07 14800 1710.23

15000 1361.91 15000 1485.72 15000 1609.53 15000 1733.34

104

4.5.3 Biểu đồ quan hệ ảnh hưởng của đ cứng (EAg) cường đ (Tmax)

1200

1000

800

K v mô đun đ n hồ đất nền (Es) đến an toàn ổn định

)

600

Tmax=12 kN

N k ( g A E

Tmax=14 kN

400

Tmax=16 kN

200

0

0 0 6 6

0 0 0 1

0 0 8 1

0 0 6 2

0 0 4 3

0 0 2 4

0 0 0 5

0 0 8 5

0 0 4 7

0 0 2 8

0 0 0 9

0 0 8 9

0 0 6 0 1

0 0 4 1 1

0 0 2 2 1

0 0 0 3 1

0 0 8 3 1

0 0 6 4 1

Es (kN/m2)

Hình 4.28 Quan hệ của độ cứng VĐKT (EAg) và mô đun đàn hồi đất đắp (Es) đến

an toàn ổn định (Fs = 1,2). Cường độ Tmax = 12; 14; 16 kN/m

1600

1400

1200

1000

)

800

Tmax=18 kN

N k ( g A E

600

Tmax=20 kN

Tmax=22 kN

400

200

0

0 0 6 6

0 0 0 1

0 0 8 1

0 0 6 2

0 0 4 3

0 0 2 4

0 0 0 5

0 0 8 5

0 0 4 7

0 0 2 8

0 0 0 9

0 0 8 9

0 0 6 0 1

0 0 4 1 1

0 0 2 2 1

0 0 0 3 1

0 0 8 3 1

0 0 6 4 1

Es (kN/m2)

Hình 4.29 Quan hệ của độ cứng VĐKT (EAg) và mô đun đàn hồi đất đắp (Es) đến

an toàn ổn định (Fs = 1,2). Cường độ Tmax = 18; 20; 22 kN/m

105

2000

1800

1600

1400

)

1200

1000

Tmax=24 kN

N k ( g A E

800

Tmax=26 kN

600

Tmax=28 kN

400

200

0

0 0 6 6

0 0 0 1

0 0 8 1

0 0 6 2

0 0 4 3

0 0 2 4

0 0 0 5

0 0 8 5

0 0 4 7

0 0 2 8

0 0 0 9

0 0 8 9

0 0 6 0 1

0 0 4 1 1

0 0 2 2 1

0 0 0 3 1

0 0 8 3 1

0 0 6 4 1

Es (kN/m2)

Hình 4.30 Quan hệ của độ cứng VĐKT (EAg) và mô đun đàn hồi đất đắp (Es) đến

an toàn ổn định (Fs = 1,2). Cường độ Tmax = 24; 26; 28 kN/m

4.6 So sánh khả năng đứt cốt v tu t cốt K ảnh hưởng đến an to n

ổn định nền đắp g a cường

V được trải thành từng lớp nằm ngang trong nền đắp tạo thành hệ

“đất-cốt-đất” ổng lực tiếp xúc giữa V và đất nền được xác định là

∑

rong đó, σ là ứng suất theo phương đứng; φ là góc nội ma sát đất đắp; c

là lực dính đơn vị đất đắp nền Ví dụ V được đặt ở độ sâu bé nhất là ≥

0,4m (tính từ mặt đường đắp) thì lực tiếp xúc tính cho 1m dài V , cho cả

2 mặt tiếp xúc là:

[(0,4m x 17kN/m3) x tg(20o) + 20 kN/m2] x 1m x 2 = 44,95 kN/m

Như vậy nếu tính cho chiều dài V trong nền đắp là 12m và V

được đặt sâu trong nền đắp thì tổng tiếp xúc sẽ rất lớn và so với cường độ

V lớn nhất có max = 28 kN/m thì thấy rằng cường độ V mới là yếu

tố ảnh hưởng, chi phối hệ số an toàn ổn định nền đắp o đó khi đạt trạng thái

phá hoại, khả năng bị đứt cốt lớn hơn rất nhiều so với khả năng bị tuột cốt

106

4.7 So sánh kết quả chạy trên chương trình hnh_ress v plax s

ác số liệu tính toán, thông số đầu vào như bảng 4 1; bảng 4 2 và bảng 4 3

1. Nền đắp cao 6m

ệ số mái dốc đắp 1/1; không sử dụng V

a. hương trình hnh_ress có kết quả hệ số an toàn Fs = 1,2

b. hương trình laxis có kết quả hệ số an toàn Fs = 1,2

Hình 4.31 Sơ đồ tính ổn định nền đắp cao 6m bằng chương trình Plaxis

Hình 4.32 Biến dạng nền đắp cao 6m tính bằng chương trình Plaxis

Hình 4.33 Hệ số an toàn nền đắp cao 6m tính bằng chương trình Plaxis

Nền đắp cao 6m, không gia cường V , hệ số an toàn ổn định được tính

từ hai chương trình có kết quả như nhau FS = 1,2.

107

2. Nền đắp cao 8m

ệ số mái dốc đắp 1/1; sử dụng 4 lớp V , khoảng cách các lớp 0,4m;

= 24 kN/m thì:

a. hương trình hnh_ress có kết quả hệ số an toàn Fs = 1,2

b. hương trình laxis có kết quả hệ số an toàn Fs = 1,256

Hình 4.34 Sơ đồ tính ổn định nền đắp cao 8m bằng chương trình Plaxis

Hình 4.35 Biến dạng nền đắp cao 8m tính bằng chương trình Plaxis

Hình 4.36 Hệ số an toàn nền đắp cao 8m tính bằng chương trình Plaxis

108

Các kết quả khác tính toán hệ số an toàn, so sánh giữa hai chương trình

nhress và laxis được ghi ở bảng 4 28 như sau

Bảng 4.28 Kết quả hệ số an to n tính bằng nhress v lax s

Công trình nền đắp cao T T Mức sai số Hệ số an toàn Fs Hnhress Hệ số an toàn Fs Plaxis

Nền đắp cao 6m; Hệ số mái dốc đắp 1/1; 1 1,2 1,2 0 % không sử dụng V

Nền đắp cao 8m, sử dụng 4 lớp V ,

khoảng cách giữa các lớp 0.4m, 2 1,2 1,256 4,5 %

Tmax=24kN/m.

Nền đắp cao 10m, hệ số mái dốc 6m

phía dưới 1/1,25; hệ số mái dốc 4m phía 3 1,21 1,2 0,8 % trên 1/1; sử dụng 4 lớp V , khoảng

cách 0,4m; Tmax=24kN/m.

Nền đắp cao 12m, hệ số mái dốc 6m

phía dưới 1/1.5, hệ số mái dốc 6m phía 4 1,18 1,21 2,5 % trên 1/1; sử dụng 6 lớp V , khoảng

cách 0.4m, Tmax=24kN/m.

Nền đắp cao 10m, hệ số mái dốc 6m

phía dưới 1/1,5; hệ số mái dốc 4m phía 5 1,22 1,22 0 % trên 1/1; sử dụng 2 lớp V , khoảng

cách 0,4m, Tmax=24kN/m.

109

Nền đắp cao 12m, hệ số mái dốc 6m

phía dưới 1/,5, hệ số mái dốc 6m phía 6 1,2 1,219 1,56% trên 1/1,25; sử dụng 4 lớp V ,

khoảng cách 0,4m, Tmax=24kN/m.

Nền đắp cao 10m, hệ số mái dốc 6m

phía dưới 1/1,25 ; hệ số mái dốc 4m 7 1,22 1,21 0,82% phía trên 1/1; sử dụng 4 lớp V ,

khoảng cách 0.4m, Tmax=28kN/m.

Nền đắp cao 10m, hệ số mái dốc 6m

phía dưới 1/1,5; hệ số mái dốc 4m phía 8 1,21 1,217 0,58% trên 1/1 ; sử dụng 2 V , khoảng cách

0.4m, Tmax=18kN/m.

Nền đắp cao 12m, hệ số mái dốc 6m

phía dưới 1/1,5 ; hệ số mái dốc 6m phía 9 1,21 1,23 1,6% trên 1/1; sử dụng 6 lớp V , khoảng

cách 0.5m, Tmax=28kN/m.

Nền đắp cao 12m, hệ số mái dốc 6m

phía dưới 1/1,5; hệ số mái dốc 6m phía 1,21 1,2 0,83% trên 1/1,25; sử dụng 5 lớp V , 1 0

khoảng cách 0.4m; Tmax=18kN/m.

ác kết quả chi tiết tính trên chương trình laxis của bảng 4 28 được

trình bày ở phần phụ lục 4 3. Các kết quả tính từ chương trình laxis không

thể hiện được vùng có biến dạng trượt lớn nhất đầy đủ như chương trình

Hnhress.

110

4.8 Kết quả nghiên cứu chương 4

1. Kết quả phân tích ổn định theo phần tử hữu hạn bằng chương trình tính

nền đắp gia cường hnh_ress V1.00 cho các trường hợp nền đường đắp cao gia

cường V có các chiều cao đắp khác nhau, hệ số mái dốc khác nhau, đắp

trên nền đất tốt cũng như đắp trên đất yếu cho kết quả mặt trượt nguy hiểm là

các mặt có dạng hình ellipse. Tâm của cung trượt ellipse được xác định ở vị

trí có cùng cao độ với mặt của nền đường đắp. hương trình tính thiết lập

thuật toán để vẽ đường biến dạng đi qua các điểm có biến dạng trượt lớn nhất

trong nền đắp ( isplay > lip uface tresses), sau đó dùng phương pháp xấp

xỉ mặt trượt để kiểm tra phương trình ellipse và đồng thời chỉ ra trong vô số

mặt trượt tròn giả thiết có một mặt trượt tròn gần đúng rong trường hợp mặt

trượt dạng cung tròn được xem là trường hợp đặc biệt của dạng ellipse.

Kết quả nghiên cứu này góp phần làm rõ thêm những nghiên cứu trước

đây ở trong và ngoài nước [57], [60] cho rằng mặt trượt không phải là mặt

trượt tròn.

2. Xây dựng biểu thức tính toán lực căng max (4.36) của các lớp V

gia cường trong nền đắp theo mặt trượt dạng ellipse tìm được từ kết quả

nghiên cứu, phân tích ổn định bằng phương pháp phần tử hữu hạn.

Giá trị biểu thức tính lực căng max của các lớp V cũng đã được xây

dựng trong chương trình tính. (Report > Geotextile Forces).

3. Kết quả phân tích trên chương trình tính, các ảnh hưởng đến an toàn ổn

định nền đắp cao gia cường V bao gồm:

3.1 Ảnh hưởng của số lượng lớp và khoảng cách giữa các lớp V đến hệ

số an toàn ổn định mái dốc nền đắp cao 6m, 8m, 10m, 12m: Bảng 4-4;

Bảng 4-5; Bảng 4-9; Bảng 4-13.

3.2 Xác định lực căng max các lớp V trong nền đắp khi mái dốc bị phá

hoại, nền đắp cao 8m, 10m, 12m: Bảng 4-6; Bảng 4-10; Bảng 4-14.

111

3.3 Ảnh hưởng của hệ số mái dốc nền đắp (và hệ số mái dốc theo tiêu chuẩn

TCVN 4054-05) đến hệ số an toàn ổn định nền đắp cao 8m, 10m, 12m:

Bảng 4-7; Bảng 4-11; Bảng 4-15.

3.4 Ảnh hưởng của cường độ V và số lớp V đến hệ số an toàn ổn

định nền đắp cao 8m, 10m, 12m: Bảng 4-8; Bảng 4-12; Bảng 4-16; Bảng

4-17.

3.5 Ảnh hưởng của độ cứng V đến hệ số an toàn ổn định nền đắp cao

12m: Bảng 4-24; Bảng 4-25; Bảng 4-26; Bảng 4-27.

3.6 hi đắp nền đường bằng loại đất thông thường có tính chất cơ lý cho như

bảng 4.1 hoặc tốt hơn và đắp theo tiêu chuẩn Việt Nam TCVN 4054-05 có

hệ số mái dốc 1/1,75 đạt an toàn ổn định Fs > 1,2 nên không cần sử dụng

V gia cường. V được dùng gia cường khi đắp những nền đất có

hệ số mái dốc hơn hoặc đất yếu hơn

3.7 Xây dựng các biểu đồ quan hệ giữa cường độ của V và số lớp V

sử dụng để tra cứu trong thiết kế sơ bộ nền đường đắp cao 8m, 10m, 12m

theo các hệ số mái dốc khác nhau. Hình 4-9; Hình 4-10; Hình 4-11.

4. Xây dựng biểu thức xác định độ cứng của V EAg (4.51) ảnh hưởng

đến hệ số an toàn ổn định mái dốc nền đắp gia cường V . Vẽ các biểu đồ

quan hệ của độ cứng V (EAg), cường độ ( max) và mô đun đàn hồi đất

đắp (Es) đến an toàn ổn định (Fs = 1,2). Hình 4-28; Hình 4-29; Hình 4-30

5. So sánh khả năng đứt cốt và tuột cốt ảnh hưởng đến an toàn ổn định

nền đắp gia cường V .

6. o sánh kết quả phân tích trên chương trình tính laxis và hnh_ress

112

KẾ L K Ế Ị

1. Kết luận

1- Xây dựng mô hình tính bài toán nền đắp gia cường V theo quan hệ

ứng suất-biến dạng bởi một đường phi tuyến nhiều giai đoạn của V

(Robert M Koener) là mô tả sát với thực tế làm việc của loại vật liệu này.

2- Chương trình tính hnh_ress V1.00 (Reinforced Embankment Stability

Software) được xây dựng bằng phương pháp PTHH phù hợp với tiêu chuẩn

tính toán trên thế giới và Việt Nam. ặc trưng quan hệ ứng xử kéo của V

theo một đường cong đàn hồi dẻo được khai báo và mô tả đầy đủ trong

chương trình ( efine > tress – Strain Curve > Geotextile). o đó độ cứng

của V (EAg), đặc trưng là mô đun đàn hồi (E) cũng được tính theo các độ

dốc đường cong này.

3- Luận án đề xuất mặt trượt nguy hiểm của mái dốc nền đường đắp cao

gia cường V có dạng hình ellipse. Tâm của ellipse được xác định ở vị trí

có cùng cao độ với mặt của nền đường đắp. Bằng phương pháp sai số xấp xỉ

mặt trượt cho kết quả kiểm tra mặt trượt dạng ellipse là hợp lý nhất. Trong

trường hợp mặt trượt dạng cung tròn được xem là trường hợp đặc biệt của mặt

trượt dạng ellipse.

4- Từ kết quả mặt trượt dạng ellipse, xây dựng biểu thức giải tích tính

toán lực căng max của các lớp V gia cường trong nền đắp bằng giải tích

và trong chương trình tính (Report > Geotextile Forces).

5- ộ cứng của V có ảnh hưởng đến an toàn ổn định nền đắp. Luận

án xây dựng biểu thức xác định độ cứng tối thiểu của V (EAg) và biểu đồ

quan hệ giữa độ cứng (EAg), mô đun đàn hồi nền đắp (Es) và các thông số

khác ảnh hưởng đến an toàn ổn định nền đắp.

6- Kết quả đã phân tích bằng chương trình tính, các ảnh hưởng đến an

toàn ổn định nền đường đắp cao có gia cường V bao gồm:

i. Số lớp và khoảng cách giữa các lớp V có ảnh hưởng đến hệ số an

toàn ổn định nền đắp. Với cùng một số lượng lớp V , nếu ta tăng khoảng

113

cách giữa các lớp để bố trí các lớp V theo chiều sâu của nền đường (tính

từ mặt đường đắp) thì hệ số an toàn ổn định sẽ tăng lên đáng kể.

ii. Giá trị lực căng max tại mỗi điểm của các lớp V trong nền đắp

(khi mái dốc đạt đến trạng thái phá hoại) đều xác định được.

iii. Hệ số mái dốc có ảnh hưởng đến hệ số an toàn ổn định nền đắp. Nền

đường đắp đã chọn, đắp theo tiêu chuẩn TCVN 4054-05 thì không cần gia

cường V . V được sử dụng để gia cường khi nền đắp có hệ số mái

dốc lớn hơn hoặc loại đất nền, đất đắp yếu hơn

iv. Cường độ (Tmax) và số lớp V có ảnh hưởng đến hệ số an toàn ổn

định. ường độ V càng lớn thì hệ số an toàn ổn định càng cao. Các biểu

đồ quan hệ giữa cường độ và số lớp V có ảnh hưởng đến hệ số an toàn

ổn định (Hình: 4.28; 4.29; 4.30) có thể sử dụng trong thiết kế sơ bộ nền

đường đắp cao có gia cường V .

v. ộ cứng của V (EAg) có ảnh hưởng đến hệ số an toàn ổn định mái

dốc nền đường đắp. Khi nền đắp gia cường V được đắp bằng loại đất có

mô đun đàn hồi Es thì cần chọn loại vải địa có độ cứng EAg tối thiểu xác định

ở biểu thức (4 51) để đạt an toàn ổn định và tiết kiệm vật liệu.

2. Kiến nghị

Tác giả luận án kiến nghị tiếp tục nghiên cứu, so sánh kết quả tính toán

nền đường đắp gia cường V bằng phương pháp của luận án với các

phương pháp khác (phương pháp sử dụng theo Quy trình 22 N 262-2000,

phương pháp giải tích tính áp lực đất tường chắn …) để tìm ra mức sai số và

rút ra quy luật; cũng như tính cho tất cả các loại đất đắp nền đường khác nhau

trong cả nước Ngoài ra, tiếp tục nghiên cứu bài toán thấm qua nền đường đắp

có gia cường V

Phương pháp tính toán của luận án có thể tiếp tục nghiên cứu trong trường

hợp nền đắp được gia cường bằng lưới địa kỹ thuật.

ác giả đề xuất các kết quả nghiên cứu của luận án này được sử dụng

trong các công trình khoa học, quy phạm và trong các nghiên cứu khác

114

CÁC CÔNG TRÌNH KHOA H Ã BỐ

1- ThS. Huỳnh Ngọc ào, Vũ ình hụng (2009), "Một số

phương pháp thiết kế có sử dụng V để ổn định nền đất yếu trong

xây dựng đường và đê đập", Tạp chí Cầu Đường, (số 11), Tr. 08 -11.

2- ThS. Huỳnh Ngọc ào, Vũ ình hụng (2013), "Những khả

năng gây mất ổn định công trình nền đất đắp nhìn từ góc độ tính toán

thiết kế", Tạp chí Cầu Đường ISSN 1859-459X, (số 8), Tr.19-22 .

3- ThS Huỳnh Ngọc Hào, GS.TS Vũ ình hụng (2013), "Mô hình tính

bài toán ổn định nền đắp đường, đê, đập gia cường V (V )

bằng phương pháp phần tử hữu hạn có xét đến ứng xử kéo của V

và quan hệ ứng suất biến dạng của phần tử tiếp xúc giữa đất nền và

V ", Tạp chí Cầu Đường ISSN 1859-459X, (số 11),Tr.08-11.

4- ThS Huỳnh Ngọc ào, Vũ ức Sỹ, Vũ ình hụng (2014),

“ o sánh kết quả phân tích mặt trượt ổn định mái dốc theo phương

pháp phần tử hữu hạn bằng chương trình tính hnh_ress và phương pháp

giải tích”, Tạp chí Cầu Đường ISSN 1859-459X, (số 1+2), Tr.38-41.

115

1. Tiếng Việt

1 B F EEV (1995), Người dịch Nguyễn Hữu Thái, Nguyễn Uyên, Phạm Hà, Phương pháp phần tử hữu hạn trong địa cơ học, Nhà xuất bản giáo dục, Hà Nội.

2. PGS.TS Nguyễn Ngọc Bích, ThS Lê Thị hanh Bình, Vũ ình hụng (2005), Đất xây dựng địa chất công trình và kỹ thuật cải tạo đất trong xây dựng (chương trình nâng cao), Nhà xuất bản Xây Dựng, Hà Nội.

3. PGS.TS Nguyễn Ngọc Bích (2010), Các phương pháp cải tạo đất yếu trong xây dựng, Nhà xuất bản xây dựng, Hà Nội.

4. Bộ Giao thông Vận tải (1998), 22TCN248-98 – Tiêu chuẩn thiết kế, thi công và nghiệm thu vải địa kỹ thuật trong xây dựng nền đắp trên đất yếu, Tiêu chuẩn ngành.

5. Bộ Giao Thông Vận Tải (2005), TCVN 4054 : 2005 Đường Ô tô – Yêu cầu thiết kế (Highway - Specifications for design), Tiêu chuẩn Việt Nam.

6 Võ Như ầu (2007), Tính kết cấu đặc biệt theo phương pháp phần tử hữu hạn, Nhà xuất bản Xây dựng, Hà Nội.

7. D.T.Bergado – J.C.Chai – M.C.Alfaro – Balasubramaniam, người dịch: Nguyễn Uyên, Trịnh Văn ương (1998), Những biện pháp kỹ thuật mới cải tạo đất yếu trong xây dựng, Nhà xuất bản giáo dục.

8 oàng ình ạm (1996), Tăng cường ổn định và cường độ của nền đường bằng cốt mềm nằm ngang, Luận án phó tiến sỹ khoa học kỹ thuật ngành xây dựng, HN.

9 ại học Bách Khoa Tp Hồ Chí Minh (03/2012), Đất yếu và ứng dụng các công nghệ mới để xử lý gia cố đất yếu, Kỷ yếu Hội thảo Quốc tế.

10 ỗ Văn ệ, s Vũ Minh uấn, Ks Nguyễn Hải Nam, s ỗ Tiến ũng (2008), Tính toán công trình tương tác với nền đất bằng phần mềm GEO5, Nhà xuất bản xây dựng, Hà Nội.

11 ỗ văn ệ (2008), Cơ sở lý thuyết của các phương pháp tính ổn định mái dốc trong phần mềm Slope/W, Nhà xuất bản Xây dựng, Hà Nội.

12 ỗ Văn ệ, KS Nguyễn Quốc Tới (2012), Phần mềm Geo.Slope/w ứng dụng vào tính toán ổn định trượt sâu công trình, Nhà xuất bản Xây Dựng, Hà Nội.

13 ại học Bách Khoa Tp HCM (2007), Vật liệu địa kỹ thuật tổng hợp ứng dụng trong công nghệ xây dựng và môi trường, Kỷ yếu Hội thảo Quốc tế, HCM 06/2007.

TÀI LIỆU THAM KH O

116

14 Bùi ức Hợp (2000), Ứng dụng vải và lưới địa kỹ thuật trong xây dựng công trình, Nhà xuất bản Giao thông vận tải, Hà Nội.

15. GS.TS ương ọc Hải, Vũ ông Ngữ, KS Nguyễn Chính Bái (2003), Tiêu chuẩn Anh – BS 8006:1995. Đất và các vật liệu đắp khác có gia cường (có cốt), Nhà xuất bản Xây Dựng, Hà Nội.

16 ương ọc Hải (10/2007), Xây dựng nền đường ô tô đắp trên đất yếu, Nhà xuất bản xây dựng, Hà Nội.

17. Trần Quang Hộ (2011), Công trình trên đất yếu, NXB H Quốc gia TP.HCM.

18. GS.TS Nguyễn Thế Hùng (2004), Phương pháp phần tử hữu hạn trong chất lỏng, Nhà xuất bản Xây Dựng, Hà Nội.

19 ương ọc Hải (2012), Thiết kế và thi công tường chắn đất có cốt, Nhà xuất bản Xây Dựng, Hà Nội.

20. Huỳnh Ngọc Hào (2005), Nghiên cứu ổn định của đập đất đắp dưới tác dụng của áp lực sóng và dòng thấm, Luận văn thạc sỹ kỹ thuật, ại học à Nẵng.

21. ThS. Huỳnh Ngọc ào, Vũ ình Phụng (2009), "Một số phương pháp thiết kế có sử dụng Vải địa kỹ thuật để ổn định nền đất yếu trong xây dựng đường và đê đập", Tạp chí Cầu Đường ISSN 1859-459X, (số 11), Tr. 08 -11.

22. ThS. Huỳnh Ngọc ào, Vũ ình hụng (2013), "Những khả năng gây mất ổn định công trình nền đất đắp nhìn từ góc độ tính toán thiết kế", Tạp chí Cầu Đường ISSN 1859-459X, (số 8), Tr.19-22 .

23. ThS Huỳnh Ngọc ào, Vũ ình hụng(2013), "Mô hình tính bài toán ổn định nền đắp đường, đê, đập gia cường vải địa kỹ thuật (V ) bằng phương pháp phần tử hữu hạn có xét đến ứng xử kéo củaV và quan hệ ứng suất biến dạng của phần tử tiếp xúc giữa đất nền và V ", Tạp chí Cầu Đường ISSN 1859-459X, (số 11), Tr. 08-11

24.TS Nghiêm Mạnh Hiến (2013), Phương pháp phần tử hữu hạn, ại học Kiến Trúc, Hà Nội.

25. ThS Huỳnh Ngọc ào, Vũ ức Sỹ, Vũ ình hụng (2014), “ o sánh kết quả phân tích mặt trượt ổn định mái dốc theo phương pháp phần tử hữu hạn bằng chương trình tính hnh_ress và phương pháp giải tích”, Tạp chí Cầu Đường ISSN 1859-459X, (số 1+2), Tr.38-41.

26. PGS.TS Nguyễn Bá Kế(2002), Thiết kế và Thi công hố móng sâu, NXBXD, HN

117

27. Kỹ Thuật Việt Can (2001), Ống địa kỹ thuật SI, SI Geosolution, Tp.HCM.

28. Kỹ Thuật Việt Can (2001), Vải địa kỹ thuật SI loại không dệt, Tp HCM.

29. Kỹ Thuật Việt Can (2001), Vải địa kỹ thuật SI loại dệt, Tp HCM.

30. Kỹ Thuật Việt Can (2001), Vải địa kỹ thuật SI loại dệt sợi đơn, Tp HCM.

31. Kỹ Thuật Việt Can (2001), Vật liệu giữ đất và chống xói mòn Landlok và Pyramat, Tp HCM.

32. Nhà xuất bản Giao thông vận tải (2001), 22TCN-262.2000 Quy trình khảo sát thiết kế nền đường ô tô đắp trên đất yếu, Tiêu chuẩn thiết kế.

33. Pierre Laréal, TS Nguyễn Thành Long, PGS Nguyễn Quang hiêu, Vũ ức Lục, Lê Bá Lương (1998, 2001), Nền đường đắp trên đất yếu trong điều kiện Việt Nam. hương trình hợp tác Việt – Pháp. FSPN0 4282901. VFDP4:1986-1989, Nhà xuất bản Giao thông vận tải, Hà Nội.

34 iáo sư, iến sỹ ịa kỹ thuật han rường Phiệt (2001), Áp lực đất và tường chắn, Nhà Xuất bản xây dựng, Hà Nội.

35 Vũ ình hụng, h Vũ Quốc ường (2005), Công nghệ và vật liệu mới trong xây dựng đường, Tập 1, Nhà xuất bản Xây Dựng, Hà Nội.

36 Vũ ình hụng (1997), "Vải địa kỹ thuật dùng trong xây dựng", Tạp chí xây dựng, (số 9), Tr. 23-25.

37 Vũ ình hụng (1997), "Một số phương pháp thiết kế có sử dụng V để ổn định nền đất yếu trong xây dựng – Việt Nam", Tạp chí xây dựng.

38 Vũ ình hụng (1999), "Giới thiệu phương pháp tính toán kết cấu áo đường mềm có sử dụng vải địa kỹ thuật", Tạp chí cầu đường Việt Nam, (số7).

39 Vũ ình hụng, Lê Văn Quân (2003), " hiết kế kỹ thuật – Thuyết minh xử lý nền đường đắp trên đất yếu – Tuyến tránh thành phố Vinh", Bộ Quốc Phòng - Công ty tư vấn và khảo sát thiết kế xây dựng, Hà Nội.

40 Vũ ình hụng (2003), Thiết kế cải tạo nền đất yếu đường ô tô Trới – Vũ Oai, Quảng Ninh.

41. TS. Nguyễn Quang Phúc, Thiết kế đường ô tô – thiết kế nền mặt đường ô tô, ại học Giao thông Vận tải, Hà Nội.

42 han rường Phiệt (2007), Sản phẩm địa kỹ thuật polime và compozít trong xây dựng dân dụng, giao thông, thủy lợi, Nhà xuất bản Xây Dựng, Hà Nội.

118

43. NGND, PGS, TS Trần Minh Quang (10/2012), Cẩm nang thiết kế xây dựng công trình thủy Nhà xuất bản Giao thông Vận tải, Hà Nội.

44. Tensar International, United Kingdom, bản dịch của Tensar Vietnam (2007), Giải pháp kết cấu Mố cầu – Tường chắn – Dốc đứng.

45. Tensar International, United Kingdom, bản dịch của Tensar Vietnam (2007), Hệ tường TW1 – Giải pháp đối với tường chắn đất.

46. Chu Quốc Thắng (1997), Phương pháp phần tử hữu hạn, Nhà xuất bản Khoa học Kỹ thuật.

47. GS.TSKH Nguyễn Xuân Trục, ương ọc Hải, Vũ ình hụng (2003), Sổ tay thiết kế đường ô tô, tập II, Nhà xuất bản xây dựng, Hà Nội.

48. GS.TS Nguyễn Viết Trung, Ths Nguyễn Thị Bạch ương (2009), Phân tích kết cấu hầm và tường cừ bằng phần mềm Plaxis, Nhà xuất bản Giao thông Vận tải, HN.

49. Ts Nguyễn Cảnh hái, h Lương hị hanh ương, "Xác định mặt trượt nguy hiểm nhất khi tính toán ổn định mái dốc", Tạp chí Trường Đại Học Thủy Lợi, HN.

50. Thông số Vải địa kỹ thuật loại không dệt (phụ lục) - Công ty An Nam Phát (http://www.annamphat.com.vn/index.php?option=com_content&view=article&id= 81&Itemid=15)

51. GS.TS. Trần Ích Thịnh, TS Nguyễn Mạnh ường (2011), Phương pháp phần tử hữu hạn - Lý thuyết và và bài tập, Nhà xuất bản Giáo dục Việt Nam.

2. Tiếng Anh

52. American association of state highway and transportation officials (1997), Standard specifications for transportation materials and methods of sampling and testing (AASHTO DESIGNATION: M 288-960).

53. BBG Bauberatung Geokunststoffe GmbH & Co. KG (2001), Reinforcement with Geosynthetics examples of applications and design, Issued by Naue Fasertechnik GmbH & Co KG.

54. Chen, W. F. and Mizuno, E. (1990), Nonlinear Analysis in Soil Mechanics. Theory and Implementation. Developments in Geotechnical Engineering 53, Elsevier.

55. Case of geotextile using by section pictures on website. http://www

119

drainage, Highway

south Carolina, USA.

of

56. Geotextile with (http://www.archiexpo.fr/prod/afitex/geotextiles-non-tisses-pour-drainage-1588- 306972.html)

57. Hammah, R.E., Yacoub, T.E., Corkum, B. & Curran, J.H. (2005), A comparison of finite element slope stability analysis with conventional limit-equilibrium investigation, In Proceedings of the 58th Canadian Geotechnical and 6th Joint IAH- CNC and CGS Groundwater Specialty Conferences – GeoSask 2005, Saskatoon, Canada.

58 ttp // icture of geotextile ussed in the wall hánh ương own, am Túc.Provine,.China..https://www.google.com.vn/search?q=pictures,+wall,+geotextil e&tbm=isch&tbo=u&source

59. PhD Hien Nghiem Manh (2009), Soil pile structure interaction effect on highrise building under seismic shaking, University of Colorado Denver, USA.

60. Murray. R.T, Wrightman. J. and Burt. A.(1982), Use of Fabric Reinforcement for Reinstating Unstable Slopes, TRRL Supplementary Report 751, Transport and Road Research Laboratory.

61. Mirafi (2005), Walls & sloped – case histories, Miragrid geogrids.

62. Robert M. Koerner, PhD., P.E. (1986), Designing with Geosynthetics, The Prentice-Hall publisher in the United States of America.

63. Robert M. Koerner, PhD.,P.E (2005), Designing with Geosynthetics – fifth edition, The Pearson Prentice Hall publisher in the United States of America.

64. Smith, I. M. and Griffiths, D. V. (1997), Programming The Finite Element Method. John Wiley & Sons, Third Edition.

reinforced

slopeswith

65. Ten Cate Nicolon(2004),Design guide on geogrids,USA,GA

(Geotubes,

66. Ten Cate Nicolon (2004), Geosystems – case histories Geocontainers, Geobags), USA, GA.

67. Transportation Research Council (2010), Highway Capacity Manual 2010 (HCM2010) – fifth edition, Washington, D.C.

68. TERRAM Geotextiles (1995), Soil Reinforcement (Geotextiles for Soil Reinforcement), United Kingdom.