§Þa kü thuËt sè 4-2012 1

T¹p chÝ §Þa kü thuËt

ISSN - 0868 - 279X

N¨m thø 16

Sè 4 n¨m 2012

Môc lôc

TrÇn Xu©n Thä, Tr­¬ng Träng

Quý: Dù b¸o đé gia tăng søc kh¸ng c¾t

kh«ng tho¸t n­íc cña ®Êt nÒn trong qu¸

tr×nh gia t¶i 3

Lª Hoµng ViÖt, Bïi Tr­êng S¬n:

§¸nh gi¸ chuyÓn vÞ ng¾n h¹n vµ l©u dµi cña

nÒn ®Êt yÕu d­íi c«ng tr×nh ®¾p trªn c¬ së

lý thuyÕt ®µn håi 14

L£ THä THANH, TRÇN NGUYÔN

HOµNG HïNG: Phân tích công nghệ thiết

bị khoan phụt vữa cao áp (Jet Grouting)

trên thế giới 20

Phan Huy §«ng, Kimitoshi Hayano:

Gi¶i ph¸p míi xö lý ®Êt bïn n¹o vÐt thµnh vËt

liÖu d¹ng h¹t dïng trong x©y dùng 29

TrÇn TuÊn Minh, NguyÔn Duyªn

Phong: Nghiªn cøu quy luËt ph©n bè øng

suÊt - biÕn d¹ng vµ ®­êng cong lón sôt bÒ

mÆt ®Êt xung quanh c¸c ®­êng hÇm tiÕt

diÖn nhá khi thay ®æi ®­êng kÝnh vµ ®é s©u

®Æt ®­êng hÇm 39

KiÒu Kim Tróc: X©y dùng c¬ së d÷ liÖu ®Þa

c¬ má (¸p dông cho má than §Ìo Nai) 48

TrÇn Quèc ThÞnh, Nghiªm H÷u H¹nh:

Ph­¬ng ph¸p ®å gi¶i tÝnh to¸n æn ®Þnh m¸i

dèc ®¸ ®èi víi kiÓu tr­ît nªm 53

Olympic c¬ häc ®Êt 58

Tæng biªn tËp

GS. TS. NguyÔn Tr­êng TiÕn

Phã tæng biªn tËp

PGS.TS. Nghiªm H÷u H¹nh

PGS.TS. §oµn ThÕ T­êng

Héi ®ång Biªn tËp

PGS.TS. §µo V¨n Canh

PGS.TS. §Æng H÷u DiÖp

PGS.TS. Phïng M¹nh §¾c

GS.TSKH. Bïi Anh §Þnh

PGS.TS. Lª Ph­íc H¶o

PGS.TS. Ph¹m Quang H­ng

PGS.TS. NguyÔn B¸ KÕ

TS. Phïng §øc Long

GS. NguyÔn C«ng MÉn

PGS.TS. NguyÔn Hång Nam

PGS.TS. NguyÔn Sü Ngäc

GS.TS. Vò C«ng Ng÷

GS.TS. Mai Träng NhuËn

PGS.TS. Vâ Ph¸n

PGS.TS. NguyÔn Huy Ph­¬ng

PGS.TS. NguyÔn V¨n Quang

GS.TSKH. NguyÔn V¨n Qu¶ng

PGS.TS. Do·n Minh T©m

GS.TS. TrÇn ThÞ Thanh

PGS.TS. V­¬ng V¨n Thµnh

GS.TS. Lª §øc Th¾ng

PGS.TS. TrÇn Xu©n Thä

TS. §inh Ngäc Th«ng

GS.TSKH. NguyÔn V¨n Th¬

PGS.TS. TrÞnh Minh THô

TS. NguyÔn §×nh TiÕn

GS.TS. ®ç nh­ tr¸ng

TS. TrÇn v¨n t­

TS. TrÇn T©n V¨n

GS.TSKH. Ph¹m Xu©n

GiÊy phÐp xuÊt b¶n sè 1358/GPXB - Ngµy 8-6-1996, Bé V¨n hãa - Th«ng tin

C¬ quan xuÊt b¶n: ViÖn §Þa kü thuËt (Liªn hiÖp c¸c Héi KH&KT ViÖt Nam) 38 phè BÝch C©u - §èng §a - Hµ Néi Tel: 04. 22141917, 22108643; Fax: 04.37325213 Email: tapchidkt@yahoo.com.vn; viendkt@vusta.vn Website: www.vgi-vn.com

XuÊt b¶n 3 th¸ng 1 kú Nép l­u chiÓu: th¸ng M­êi Hai 2012 In t¹i C«ng ty in Thñy lîi

¶nh b×a 1: Vẻ đẹp cầu Thủ Thiêm trong đêm

¶nh: Internet

Gi¸: 20.000 ®

§Þa kü thuËt sè 4-2012 2

Vietnam Geotechnial Journal

ISSN - 0868 - 279X

Volume 16

Number 4 - 2012

contents

guyen Duc Tam: Thiếu tít tiếng Anh

TRAN XUAN THO; TRUONG TRONG

QUI: Estimation of the increase of

undrained shear strength of ground soils

during pre-loading work 3

LE HOANG VIET; BUI TRUONG SON:

Assessment of short –term and long-term

displacement on the basis of elastic theory 14

LE THO THANH;TRAN NGUYEN

HOANG HUNG: Jet grouting technology,

overview and analysis 20

PHAN HUY DONG; KIMITASHI: New

solution on treatment of dredged muddy

clay for producing construction materials

(granular soils). 29

TRAN TUAN MINH;NGUYEN DUYEN

PHONG: Study on distribution rule of

stress deformation and subsidence curve of

ground surface surrounding small sized

tunnels with changing diameter and the

depth where tunnel to be built. 39

KIEU KIM TRUC: Setting up

Geotechnical database (Case study of the

Deonai coal pit mine) 48

TRAN QUOC THINH; NGHIEM HUU

HANH: Method of geometry analysis for

calculating rock slope stability to deal with

wedge sliding 53

Olympic on Soil Mechanics 58

Editor-in-Chief

Prof.,Dr. Nguyen Truong Tien

Deputy Editors-in-Chief

Assoc. Prof., Dr. Nghiem Huu Hanh

Assoc. Prof.,Dr. doan The Tuong

EditOrial board

Assoc.Prof. Dr. DAo Van Canh

Assoc. Prof.,Dr. DAng Huu Diep

Assoc.Prof. Dr. Phung Manh Dac

Prof.,D.Sc. Bui Anh dinh

Assoc. Prof.,Dr. Le Phuoc Hao

Assoc. Prof., Dr. Pham Quang Hung

Assoc. Prof.,Dr. Nguyen Ba Ke

Dr. Phung duc Long

Prof. Nguyen Cong Man

Assoc. Prof. Dr. Nguyen Hong Nam

Assoc. Prof.,Dr. Nguyen Sy Ngoc

Prof.,Dr. Vu Cong Ngu

Prof.,Dr. Mai Trong Nhuan

Assoc. Prof.,Dr. Vo Phan

Assoc. Prof.,Dr. Nguyen Huy Phuong

Assoc. Prof.,Dr. Nguyen Van Quang

Prof.,D.Sc. Nguyen Van Quang

Assoc., Prof. Dr. Doan Minh Tam

Prof., Dr. Tran Thi Thanh

Assoc. Prof.,Dr.Vuong Van Thanh

Prof.,Dr. Le duc Thang

Assoc. Prof., Dr. Tran Xuan Tho

Dr. dinh Ngoc Thong

Prof.,D.Sc. Nguyen Van Tho

Assoc. Prof. Dr. Trinh Minh thu

Dr. Nguyen Dinh Tien

Prof., D. do Nhu Trang

Dr. Tran VAn Tu

Dr. Tran Tan Van

Prof.,D.Sc. Pham Xuan

Printing licence No 1358/GPXB dated 8 June 1996 by the Minister of Culture and Information Published by the Vietnam Geotechnical Institute (Vietnam

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

Tel: 04.22141917, 22108643, Fax: 04. 37325213 Email: tapchidkt@yahoo.com.vn; viendkt@vusta.vn

Website: www.vgi-vn.com Copyright deposit: December 2012

§Þa kü thuËt sè 4-2012 3

Dù B¸O §é GIA T¡NG SøC KH¸NG C¾T KH¤NG

THO¸T N¦íC CñA §ÊT NÒN TRONG QU¸ TR×NH GIA T¶I

TrÇn Xu©n Thä*

Tr­¬ng Träng Quý**

Estimation of the increase of undrained shear strength of ground soils

during pre-loading work

Abstract: The objective of this paper is to estimate the increase of

undrained shear strength of soils in the process of the pre-loading.

The two methods (1) following the 22 TCN 244-98 and (2) SHANSEP

have been used to predict the increase of undrained shear strength

based on the results obtained from the settlement monitoring data and

pore water pressure test. The estimated results are verified by the

measured results of the vane shear test conducted during the pre-

loading work. The experiment relations are established helpfully to

assess the increase of unconfined shear strength and safety control

during construction.

1. ĐẶT VẤN ĐỀ

Đối với công trình đắp trên nền đất yếu, các

thông số cần đặc biệt quan tâm bao gồm sức

kháng cắt không thoát nước ban đầu (Su0) và độ

gia tăng sức kháng cắt không thoát nước (Su)

trong quá trình cố kết của đất nền. Các giá trị

này sẽ quyết định tới tốc độ cũng như chiều cao

đắp để đảm bảo ổn định cho công trình đắp. Ở

giai đoạn đắp đầu tiên, giá trị Su0 sẽ quyết định

chiều cao của lớp đắp thứ nhất. Với các giai

đoạn đắp tiếp theo, giá trị Su sẽ được xem xét

để lựa chọn thời điểm và chiều cao đắp của các

lớp tiếp theo.

Hiện nay, đã có nhiều phương pháp xác

định sức kháng cắt không thoát nước cũng

như dự báo độ gia tăng sức kháng cắt không

thoát nước dùng cho việc phân tích ổn định

nền đắp trong quá trình gia tải. Để loại trừ mất

ổn định trượt sâu của công trình khi gia tải

trước trên nền đất yếu, dự báo độ gia tăng sức

kháng cắt không thoát nước Su trong quá

trình đắp gia tải là hết sức cần thiết cho việc

đánh giá ổn định của đất nền.

Nền đất sét yếu khu công nghiệp Hiệp Phước

– TP. Hồ Chí Minh được lựa chọn cho nghiên

cứu này.

2. GIỚI THIỆU CÔNG TRÌNH VÀ ĐẶC

ĐIỂM ĐỊA CHẤT

Cảng Container Trung tâm Sài Gòn (SPCT)

nằm trong khu công nghiệp Hiệp Phước - TP.

Hồ Chí Minh, được thiết kế để tiếp nhận tàu

container có trọng tải tối đa 50000DWT với

tổng lượng hàng thông qua bến khoảng 1,5 triệu

TEU/năm (1TEU = 1 container 20‘).

Toàn bộ khu bãi hàng Container sau bến có

diện tích khoảng 40,8ha được thiết kế xử lý nền

là bấc thấm kết hợp đắp cát gia tải trước. Khu

vực nghiên cứu là Phase 1-1 tại góc thượng lưu

* Khoa Kỹ Thuật Xây Dựng, Trường Đại học

Bách khoa TP. HCM

268 Lý Thường Kiệt, Q. 10, TP. HCM,

Email: txtho@hcmut.edu.vn,

ĐT: 0908.155.131

** Công ty Cổ phần Tư vấn Thiết kế Cảng - Kỹ

thuật Biển (Portcoast)

§Þa kü thuËt sè 4-2012 4

sau bến, khu vực này được xử lý nền để làm bãi

chứa hàng container với tải trọng khai thác 60

kN/m2 và độ lún dư cho phép là 20cm trong

vòng 20 năm. Thời điểm bắt đầu thi công từ

tháng 12/2006, bấc thấm (PVD) được đóng theo

lưới tam giác với khoảng cách 1,5m. Trình tự

thi công xử lý nền như sau:

- Dọn dẹp mặt bằng, bóc lớp hữu cơ tới cao độ

trung bình +3,10m (Hệ cao độ Hải Đồ - CDL).

- Trải vải địa kỹ thuật phân cách.

- San lấp bằng cát tạo bãi đến cao độ +4,6m,

chiều dày cát san lấp 1,5m.

- Thi công lớp cát sạch thoát nước dày 0,6m.

- Đóng bấc thấm (PVD).

- Đắp thêm lớp cát sạch thoát nước dày 0,4m

tới cao độ +5,6m CDL.

- Trải vải địa kỹ thuật gia cường, cường độ

200kN/m (3 lớp, mỗi lớp cách nhau 0,5m tại các

cao độ lần lượt là +4,6m, +5,1m và +5,6m)

xung quanh khu vực của mái dốc gia tải.

- Đắp cát gia tải theo từng lớp với tốc độ

trung bình 0,5m/tuần theo từng giai đoạn và chờ

lún. Chiều cao đắp cho giai đoạn 1 là 0,5m, giai

đoạn 2 là 1,6m, giai đoạn 3 là 2,2m và giai đoạn

4 là 0,8m.

- Dỡ tải và thi công kết cấu mặt bãi.

- Bàn giao đưa công trình vào sử dụng.

Địa chất khu vực nghiên cứu bao gồm các

lớp sau:

- Lớp 1: Sét dẻo chảy đến dẻo mềm, có tổng

chiều dày trung bình 33,0m được chia thành 3

phân lớp 1a, 1b và 1c có chiều dày lần lượt là

7,2m, 14,1m và 11,7m.

- Lớp 2: Cát hạt trung đến hạt to, trạng thái

rời rạc đến chặt vừa.

- Lớp 3: Sét dẻo cứng đến cứng.

- Lớp 4: Cát hạt trung, trạng thái chặt vừa

đến chặt.

- Lớp 5: Sét cứng đến rất cứng.

Tính chất cơ lý trung bình của các lớp đất

xác định từ các thí nghiệm hiện trường và trong

phòng được tổng hợp trong bảng 1. Các chỉ tiêu

nén lún và sức kháng cắt của đất nền theo độ

sâu được thể hiện trong hình 1 và 2.

Bảng 1. Tổng hợp tính chất cơ lý của đất nền

Tính chất cơ lý Đơn vị Lớp đất

1a 1b 1c 2 3 4 5

Chiều dày Nhỏ Nhất m 5,6 3,0 10,3 0,8 1,3 2,3 -

Lớn nhất m 11,8 17,7 18,05 10,5 13,0 11,5 -

Độ ẩm, W % 86,29 73,73 68,32 33,09 18,13

kN/m3 14,9 15,5 15,7 18,9 21,3

Tỉ trọng hạt, Gs - 2,67 2,67 2,68 2,65 2,69 2,67 2,71

Hệ số rỗng, e - 2,473 2,048 1,904 0,997 0,517

Giới hạn chảy, WL % 78,9 72,6 74,0 48,0 44,2

Giới hạn dẻo, WP % 37,1 35,8 36,2 29,9 22,3

Chỉ số dẻo, Ip % 41,8 36,8 37,8 22,9 22,0

Độ sệt, IL (B) % 1,19 1,04 0,77 0,39 <0

Đặc trưng nén lún

Chiỉ số nén, CR - 0,304 0,311 0,307 0,147

Chỉ số nén lại, RR - 0,032 0,034 0,031 0,016

Đặc trưng cố kết

Hệ số cố kết đứng, Cv90 m2/năm 0,391 0,556 0,453

Hệ số cố kết ngang, Ch m2/năm 1,180 0,630

§Þa kü thuËt sè 4-2012 5

Hình 1. Các chỉ tiêu nén lún của đất

Hình 2. Các chỉ tiêu sức kháng cắt của đất

Địa tầng

Địa

tầng

§Þa kü thuËt sè 4-2012 6

3. KẾT QUẢ QUAN TRẮC HIỆN TRƯỜNG

3.1 Thiết bị quan trắc

Mặt bằng bố trí các thiết bị quan trắc của

toàn bộ khu vực cảng được thể hiện trên hình 3.

Các thiết bị quan trắc tại khu vực Phase 1-1 bao

gồm: 03 vị trí quan trắc chuyển vị ngang I1, I2

và I15; 02 vị trí đo lún mặt SP1 và SP2; 05 vị trí

đo lún sâu E1, E1A, E1B, E1C và E1D; 05 vị trí

đo áp lực nước lỗ rỗng P01, P01A, P01B, P01C

và P01D.

Các thiết bị quan trắc bố trí trên mặt cắt

ngang nghiên cứu được thể hiện trên hình 4, bao

gồm thiết bị quan trắc chuyển vị ngang I1, bản

đo lún mặt SP1 và thiết bị đo áp lực nước lỗ

rỗng P01. Các số liệu thu được từ thiết bị đo áp

lực nước lỗ rỗng P01A cũng được ghi nhận.

Quan trắc chuyển vị ngang bằng

Inclinometer

Trình tự lắp đặt như sau:

- Khoan tạo lỗ: Làm sạch mùn khoan, đậy

kín nắp đáy ống vách.

- Hạ ống vách vào trong lỗ khoan. Các ống

vách được nối với nhau bởi các ống nối để đưa

tới độ sâu thiết kế, miệng ống vách được lắp đặt

cao hơn mặt đất khoảng 60cm.

- Đậy nắp bảo vệ ống vách. Bơm vữa xi

măng vào trong lỗ khoan để giữ ống.

- Lấy số đọc ban đầu.

Hình 4. Bố trí thiết bị quan trắc khu vực

nghiên cứu

Hình 3. Mặt bằng bố trí thiết bị quan trắc

Đo độ lún mặt

Bản đo lún mặt bao gồm một đĩa thép kích

thước 500x500x6mm, được nối với ống thép

bảo vệ có đường kính 60mm dài 1,2m, bên

trong là cần đo lún đường kính 25mm (hình 5).

Bản đo lún được lắp đặt tại cao độ +4,2m CDL.

Thiết bị quan trắc áp lực nƣớc lỗ rỗng

Sử dụng thiết bị đo áp lực nước lỗ rỗng với

đầu đo dây rung dài 13,3cm đường kính 1,91cm

đặt trong cùng một lỗ khoan. Mỗi vị trí quan

trắc bố trí ba đầu đo, mỗi đầu đo cách nhau

10m, các đầu đo này sẽ được nối với ghi số liệu

tự động bằng dây cáp. Trình tự lắp đặt như sau:

- Khử khí cho đầu lọc: Tháo đầu lọc, khử khí

bằng cách đun hoặc hút chân không, nước khử

khí được châm đầy vào khoảng trống giữa màng

và đầu lọc. Đầu lọc sau khi khử khí được giữ

trong nước cho tới khi lắp đặt.

- Khoan tạo lỗ đường kính 110mm. Rửa sạch

lỗ khoan bằng nước. Đầu đo bọc trong cát khô

và vải địa kỹ thuật được hạ vào trong lỗ khoan

đến trên mực nước ngầm, nối với máy đo và chờ

số đọc ổn định. Lấy số đọc ban đầu.

- Hạ đầu đo tới cao độ yêu cầu. Đổ cát quanh

đầu đo với chiều dày 1m.

- Thả viên bentonit vào lỗ khoan từ từ để

tránh bị nghẹt. Thêm nước và chờ để bentonit

trương nở. Tiến hành bơm vữa.

§Þa kü thuËt sè 4-2012 7

- Hạ đầu đo tiếp theo và cũng tiến hành

tương tự như trên.

- Lấy số đọc ban đầu.

3.2 Kết quả quan trắc

Tổng hợp quá trình gia tải tại các điểm

nghiên cứu ổn định được ký hiệu từ A đến G và

thể hiện trong bảng 2.

Cao độ đỉnh khối cát đắp gia tải trong bảng là

cao độ thực tế (hệ cao độ Hải đồ - CDL). Kết

quả quan trắc chuyển vị ngang tại vị trí I1 trên

hình 6 cho thấy ở tất cả các giai đoạn nghiên

cứu, chuyển vị ngang lớn nhất đều xuất hiện tại

cùng cao độ khoảng -6,0m (CDL) tương ứng

với độ sâu khoảng 0,25 lần chiều dày lớp sét

yếu. Kết quả quan trắc áp lực nước lỗ rỗng và

đo lún mặt tại các thời điểm được biểu diễn

trong hình 7 và 8.

Bảng 2. Tổng hợp quá trình gia tải

Điểm Thời điểm Thời gian

(ngày)

Thời gian cộng dồn

(ngày) Ht (m)

Cao độ

(m)

A 13/02/2007 101 3,20 + 5,37

B 16/03/2007 31 132 3,20 + 5,27

C 04/04/2007 19 151 4,80 + 6,52

D 25/05/2007 51 202 4,80 + 6,16

E 11/06/2007 17 219 7,00 + 8,04

F 17/08/2007 67 286 7,00 + 7,52

G 29/08/2007 12 298 7,80 + 8,13

Hình 5. Chi tiết bản đo lún mặt

Hình 6. Kết quả quan trắc

chuyển vị ngang tại I1

§Þa kü thuËt sè 4-2012 8

Hình 7. Kết quả quan trắc áp lực nước lỗ rỗng tại P01

Hình 8. Độ lún theo thời gian tại SP1

§Þa kü thuËt sè 4-2012 9

4. XÁC ĐỊNH SỨC KHÁNG CẮT

KHÔNG THOÁT NƢỚC

Sức kháng cắt không thoát nước Su-VST

thu được từ kết quả thí nghiệm cắt cánh hiện

trường được thể hiện trên hình 9. Giá trị Su0

được xác định theo đề xuất của Bjerrum.

Đường sức kháng cắt theo độ sâu từ kết quả

cắt cánh hiện trường Su-VST trên hình 9 được

xác định theo phương pháp bình phương cực

tiểu. Kết quả sức kháng cắt không thoát nước

Su0 sau khi nhân với hệ số hiệu chỉnh:

Sức kháng cắt Su0 của lớp 1a và 1b được

xác định:

Su0 = 6+1,05z, z: là độ sâu tính từ mặt đất (m).

Sức kháng cắt Su0 của lớp 1c được xác

định:

Su0 = 27+2,7z, z: độ sâu tính từ mặt lớp 1c (m).

Giá trị Su0 ở trên sẽ được sử dụng để thiết

lập tương quan với các kết quả thí nghiệm

trong phòng và biểu diễn theo dạng công thức

SHANSEP trong hình 10. Sức kháng cắt

không thoát nước của đất nền trong quá trình

đắp gia tải được tính theo công thức của Ladd:

m

v

u OCRSS

)(' 0

S - hệ số chuẩn hóa sức kháng cắt không

thoát nước cho trạng thái cố kết thường (OCR

= 1), S = Su/‘v0; ‘v0 - ứng suất có hiệu ban

đầu; m - hệ số xác định từ độ dốc của đường

quan hệ log(OCR) và log(Su/‘v0); OCR - hệ

số quá cố kết, OCR = ‘p/‘v0; ‘p - áp suất

tiền cố kết.

Các hệ số của công thức Ladd xác định

được là S = 0,24 và m = 0,8.

Sức kháng cắt không thoát nước thu được

từ công thức Ladd được thể hiện trên hình 11.

Kết quả cho thấy sức kháng cắt không thoát

nước Su0 theo công thức Ladd khá phù hợp với

kết quả thí nghiệm cắt cánh hiện trường (VST)

trong phạm vi lớp 1a, 1b nhưng lại nhỏ hơn

trong lớp 1c.

Tương quan giữa sức kháng cắt không

thoát nước Su0 hiệu chỉnh từ thí nghiệm cắt

cánh hiện trường và hiệu số (qc–σv0) từ thí

nghiệm xuyên tĩnh điện CPTu được thể hiện

trên hình 12. Giá trị N*k thu được là 10,86.

5. DỰ BÁO ĐỘ GIA TĂNG SỨC

KHÁNG CẮT KHÔNG THOÁT NƢỚC

TRONG QUÁ TRÌNH GIA TẢI

Để dự báo độ gia tăng sức kháng cắt không

thoát nước theo 22 TCN 244-98 hay Ladd thì

phải xác định độ cố kết U tại mỗi thời điểm

phân tích. Độ cố kết được xác định:

U = St/Sfc

St - độ lún thu được từ kết quả quan trắc;

Sfc - độ lún cố kết cuối cùng ứng với mỗi cấp

tải đắp.

Độ lún cố kết cuối cùng Sfc có thể được

ước lượng từ kết quả đo lún theo phương pháp

của Asaoka hay Hyperbolic. Biểu diễn các

điểm si tương ứng với thời gian ti trên đồ thị

đường cong lún theo thời gian (hình 8). Chọn

khoảng thời gian phân tích t = ti – ti-1 (chọn

t = 7 ngày). Biểu diễn các điểm (si-1, si), các

điểm này nằm trên đường thẳng xác định từ

phương trình sau si = s0 + si-1; trong đó , s0

không đổi phụ thuộc vào khoảng thời gian t

được chọn. Xác định độ lún cuối cùng là giao

của đường thẳng này với đường thẳng nghiêng

45o đi qua gốc tọa độ. Kết quả độ lún cuối

cùng Scf được tổng hợp bảng 3.

Bảng 3: Kết quả ƣớc lƣợng

độ lún cuối cùng Scf

Giai đoạn Chiều cao đắp

Ht (m)

Độ lún

Scf (m)

1 3,2 0,778

2 4,8 1,615

3 7,0 2,434

4 7,8 2,661

§Þa kü thuËt sè 4-2012 10

Hình 9. Sức kháng cắt không thoát nước

theo độ sâu, Su0 (kPa)

Hình 10. Các thông số S, m sử dụng để

xác định Su0 theo Ladd

Hình 11. So sánh Su từ thí nghiệm VST

và công thức Ladd

Hình 12. Giá trị N*k từ thí nghiệm VST và CPTu

Dự báo Su theo 22 TCN 244-98

Sức kháng cắt không thoát nước được ước

lượng:

Su = Su0 + Su = Su0 + .‘v

Trong đó: = tancu và ‘v = U.v ; U -

mức độ cố kết; ‘v - độ gia tăng ứng suất có

hiệu; cu - góc ma sát từ thí nghiệm nén 3 trục

cố kết không thoát nước (CU); Su0 - sức kháng

cắt không thoát nước ban đầu. Kết quả xác định

độ cố kết và độ gia tăng ứng suất có hiệu được

thể hiện trong bảng 4.

Kết quả dự báo sức kháng cắt tại mỗi thời điểm

nghiên cứu được thể hiện trong hình 13. Độ sâu

thể hiện trên hình 13 được tính từ mặt lớp sét yếu

và có kể tới độ lún của nền. Giá trị cu lấy bằng

trung bình cộng của các giá trị cu thu được từ thí

nghiệm 3 trục theo sơ đồ CU, với cu = 12o cho

lớp 1a, 1b và cu = 15,30o cho lớp 1c.

Dự báo Su theo Ladd

Sức kháng cắt không thoát nước của đất nền

trong quá trình đắp gia tải được dự báo theo

Ladd với S = 0,24 và m = 0,8 (Hình 10):

2,0

000

)'

'(

)''(24,0

v

p

u

pv

u

u

SS

S

Kết quả dự báo Su theo Ladd được thể hiện

trên hình 14.

§Þa kü thuËt sè 4-2012 11

Bảng 4: Kết quả dự báo độ gia tăng ứng suất hữu hiệu

Điểm Thời điểm Tải cát đắp

(kN/m2)

St

(m)

Sfc

(m)

U

(%)

‘v

(m)

A 13/02/2007 31,83 0,26 0,778 33,7 10,74

B 16/03/2007 31,46 0,43 0,778 55,3 17,39

C 04/04/2007 57,60 0,76 1,615 47,2 27,21

D 25/05/2007 54,63 1,15 1,615 71,3 38,94

E 11/06/2007 92,20 1,47 2,434 60,3 55,61

F 17/08/2007 87,47 2,11 2,434 86,6 75,75

G 29/08/2007 97,14 2,21 2,661 83,1 80,75

Hình 13. Dự báo giá trị Su tại các thời điểm

theo 22 TCN 244-98

Hình 14. Dự báo giá trị Su tại các thời điểm

theo Ladd

6. KIỂM CHỨNG KẾT QUẢ DỰ

BÁO SU

Kết quả dự báo Su tại thời điểm ngày

11/06/2007 (điểm E) được kiểm chứng với kết

quả thí nghiệm cắt cánh hiện trường VS02 thực

hiện ngày 13/06/2007 tại khu vực nghiên cứu.

Kết quả dự báo tổng hợp trong bảng 5 và kết

quả so sánh thể hiện trên hình 19.

Kết quả so sánh trên hình 19 cho thấy kết

quả dự báo Su theo 22 TCN 244-98 khá phù

hợp với kết quả cắt cánh hiện trường tại điểm

VS02 với độ sâu z được tính từ mặt lớp cát gia

tải. Giá trị Su thu được từ Ladd nhỏ hơn giá trị

thu được từ 22 TCN 244-98 khoảng 15% cho

lớp 1a và 1b.

Tương quan giữa sức kháng cắt không thoát

nước Su hiệu chỉnh từ thí nghiệm cắt cánh hiện

trường tại VS02 và hiệu số (qc – σv0) từ thí

nghiệm xuyên tĩnh điện CPTu tại PC01 được

thể hiện trên hình 20.

§Þa kü thuËt sè 4-2012 12

Bảng 5: Dự báo Su tại thời điểm 11/06/2007

z (m) Su0

(kPa)

Su (kPa) Lớp đất

22 TCN 244-98 Ladd

7,0 6,0 17,8 14,1

13,7 13,0 26,3 24,1 1a

27,3 27,2 43,5 38,6 1b

38,5 55,4 75,1 52,7 1c

Hình 19. So sánh kết quả dự báo Su với thí

nghiệm cắt cánh hiện trường

Hình 20. Giá trị N*k từ thí nghiệm VST tại

VS02 và CPTu tại PC01

Hình 21. Tương quan giữa Su dự báo

với σ’v - Ladd

Hình 22. Tương quan giữa Su dự báo

với σ’v - 22 TCN244-98

Giá trị N*k thu được từ hình 20 là 10,01,

nhỏ hơn khoảng 8,5% so với giá trị N*k thu

được ở giai đoạn khảo sát địa chất

(N*k = 10,86).

§Þa kü thuËt sè 4-2012 13

Tương quan giữa giá trị Su dự báo với σ‘v

được thiết lập và thể hiện trên hình 21 và 22.

Giá trị Su theo công thức Ladd:

Su = 0,24σ‘v

Giá trị Su theo công thức trong 22 TCN

244-98:

Su = 0,26σ‘v cho lớp 1a, 1b và Su = 0,31σ‘v

cho lớp 1c .

7. KẾT LUẬN

Từ nghững kết quả nghiên cứu về sức

chống cắt không thoát nước và độ gia tăng sức

chống cắt không thoát nước trong quá trình

gia tải theo các kết quả thí nghiệm hiện trường

của công trình san lấp xử lý nền – Cảng

Container Trung tâm Sài Gòn (SPCT), rút ra

những kết luận sau:

Sức kháng cắt không thoát nước Su khi xác

định từ kết quả cắt cánh hiện trường (VST)

với hệ số hiệu chỉnh của Bejrrum thì giá trị Su

tính toán được lấy như sau:

Su = 1,05z + 6 (kPa) cho lớp sét 1a và 1b có

độ sâu z ≤ 20m

Su = 2,70z + 27 (kPa) cho lớp sét 1c có độ

sâu z > 20m

Sức kháng cắt không thoát nước có thể xác

định từ thí nghiệm xuyên tĩnh với giá trị hệ số

xuyên N*k bằng 10,86.

Trong trường hợp không có thí nghiệm

hiện trường VST, giá trị Su có thể xác định từ

các thông số thí nghiệm trong phòng bằng

cách sử dụng công thức Ladd với S = 0,24 và

m = 0,8.

Sức kháng cắt không thoát nước dự báo

theo công thức Ladd nhỏ hơn sức kháng cắt

không thoát nước dự báo theo công thức trong

22 TCN 244-98 khoảng 15%.

Giá trị sức kháng cắt không thoát nước Su

dự báo có thể xác định theo ứng suất có hiệu

σ‘v theo tương quan:

Su = (0,25 ± 0,01)σ‘v cho lớp sét 1a, 1b.

Su = 0,31σ‘v cho lớp sét 1c.

TÀI LIỆU THAM KHẢO

1. 22TCN 244:1998 - Quy trình xử lý đất yếu

bằng bấc thấm trong xây dựng nền đường.

2. Asaoka, A (1978), Observational

procedure for settlement prediction, Soils and

Foundations, Vol. 18, No. 4, pp. 87-101.

3. CIRIA report (1985), The observational

method in ground engineering.

4. C.C. Ladd (1990), Stability Evaluation

During Stage Construction, The 22th Terzaghi

Lecture, MIT, USA.

5. C.C. Ladd, Don J. DeGroot (2003),

Recommended Practice for Soft Ground Site

Characterization.

Người phản biện: GS. NGUYỄN CÔNG MẪN

§Þa kü thuËt sè 4-2012 14

§¸NH GI¸ CHUYÓN VÞ NG¾N H¹N Vµ L¢U DµI CñA

NÒN §ÊT YÕU D¦íI C¤NG TR×NH §¾P

TR£N C¥ Së Lý THUYÕT §µN HåI

Lª Hoµng ViÖt, Bïi Tr­êng S¬n*

Assessment of short –term and long-term displacement on the basis of

elastic theory

Abstract: Based on the elastic theory, the possibility and level of

horizontal and vertical displacements in soft soil under embankment for

short term and long term are evaluated. Horizontal displacement

calculation was done with shear modulus and difference of shear stress

taken into account at initial time and for the long term period. Calculated

results have been obtained on the basis of self established program in

comparison with factual results of monitoring.

1. MỘT SỐ KẾT QUẢ NGHIÊN CỨU

ĐÁNH GIÁ CHUYỂN VỊ CỦA NỀN ĐẤT

YẾU DƢỚI CÔNG TRÌNH ĐẮP

Đánh giá khả năng và mức độ chuyển vị của

nền đất yếu dưới công trình đắp là vấn đề

nghiên cứu có ý nghĩa thực tiễn. Điều này cho

phép đánh giá mức độ nguy hiểm hay khả năng

dẫn đến phá hoại điều kiện làm việc ổn định của

công trình nếu như giá trị chuyển vị ngang do

trượt phát triển đến mức độ giới hạn nào đó.

Trong các bài toán Địa cơ, việc tính toán độ

lún của công trình thường được quan tâm và trình

bày nhiều hơn trong các tài liệu cơ bản. Ở đây, mô

hình tính toán là mô hình dạng cột đất và ứng suất

gây lún thường chỉ xét ứng suất theo phương đứng

gây ra. Nếu trong tính toán sử dụng giá trị module

tổng biến dạng Eo thì cột đất được xem như giới

hạn theo phương ngang và bị nở hông một phần.

Trong các trường hợp khác như sử dụng đường

cong nén lún (e-p) để xác định giá trị hệ số rỗng

tương ứng, sử dụng hệ số nén tương đối ao (mv)

hay các giá trị chỉ số nén, nở Cc ,Cs và kể cả

phương pháp lớp tương đương thì sơ đồ tính toán

trở thành bài toán một chiều, tức là cột đất có bề

rộng vô cùng lớn. Kết quả tính toán theo sơ đồ bài

toán một chiều có thể chấp nhận được khi diện gia

tải rộng so với bề dày lớp chịu nén và phù hợp khi

đánh giá độ lún ổn định tại tâm diện gia tải [2].

Cho đến nay, ngoài độ lún được tính toán từ

nhiều phương pháp thì chuyển vị tại các vị trí

trong nền đất yếu dưới công trình đắp chỉ được

ghi nhận bằng hàng loạt quan trắc thực tế và

được sử dụng để phân tích. Từ đó, mức độ

chuyển vị ngang của đất nền thường được ước

lượng căn cứ vào độ lún của đất nền. Kể từ bề

mặt, chuyển vị ngang tăng dần đến giá trị cực đại

và giảm dần theo độ sâu. Chuyển vị ngang đạt

giá trị lớn nhất tại chân mái taluy và tắt dần khi

càng xa mái taluy công trình [1], [5], [6], [7].

Để dự báo đặc điểm và mức độ chuyển vị trong

nền đất có thể sử dụng phương pháp phần tử hữu

hạn với các mô hình sẵn có của một số phần mềm

phổ biến như Plaxis, Sage Crisp, GeoSlope. Trong

các trường hợp này, việc đánh giá sự phân bố độ

lún và chuyển vị ban đầu thường không phù hợp

do sự dịch chuyển trồi do trượt có giá trị rất lớn

(xem ví dụ tính toán ở hình 1).

* Trường Đại học Bách Khoa, ĐHQG-HCM

268 Lý Thường Kiệt, Q.10, Tp. HCM

DĐ: 0979853988; 0907159518

Email: lehoangviet2008@gmail.com

§Þa kü thuËt sè 4-2012 15

32.04.69.03.4 4.64.6 9.0 3.4

Hình 1. Biểu đồ so sánh độ lún tức thời mặt nền đất dưới nền đắp có H=4,0 m và (hpa=1,7 m &

bBPA = 9,0 m) giữa phương pháp đề nghị và phần mềm Plaxis. (BPA - bệ phản áp)

2. CƠ SỞ LÝ THUYẾT XÁC ĐỊNH

CHUYỂN VỊ DƢỚI TÁC DỤNG CỦA TẢI

TRỌNG NGOÀI

Trong tính toán các bài toán Địa cơ, vật liệu

thường được giả thiết ứng xử tựa đàn hồi tuyến

tính. Cơ sở lý thuyết đàn hồi cũng được áp dụng

rộng rãi trong các Tiêu chuẩn xây dựng hiện

nay. Từ lý thuyết đàn hồi áp dụng cho bài toán

phẳng, chuyển vị theo phương đứng và phương

ngang có thể được biểu diễn dưới dạng [3]:

hZ

z

xz

2 dz11E

1v

x

zx dxE

u

0

2 111

Ở đây: x, z – tọa độ điểm đang xét

E, - module biến dạng và hệ số Poisson của

vật liệu

Tổng chuyển vị của điểm đang xét trong

trường hợp này có thể xác định được bằng công

thức sau: 22 vus .

Trong bài toán biến dạng phẳng: y =

(x+z), giá trị ứng suất nén đẳng hướng khi biết

ứng suất theo phương đứng z và theo phương

ngang x có thể xác định được bằng biểu thức:

zx

zyx

3

1

3

Để xác định độ lún trong điều kiện bài toán

phẳng, có thể phân chia độ lún ra làm hai thành

phần: do biến dạng thể tích và do biến dạng hình

dạng. Trong trường hợp này, chuyển vị đứng được

xác định bằng công thức sau [3]:

hZ

z

z

1 dzKG2

v (2)

Hoặc: v1 = vs + vv

Ở đây: vs – chuyển vị đứng do biến dạng

hình dạng,

hZ

z

zs dz

G2v ;

vv – chuyển vị đứng do biến dạng thể tích,

hZ

z

v dzK

v .

Với: h – bề dày lớp chịu nén; K – module

biến dạng thể tích: 213

K

E

;

G – modul biến dạng trượt:

12

GE

.

Trong các bài toán Địa cơ, các đặc trưng cơ lý

sử dụng cho tính toán áp dụng đều được xem như

không đổi. Đối với đất loại sét bão hòa nước, là

loại đất dễ bị nén chặt dưới tác dụng của tải trọng

ngoài, độ biến dạng ổn định sau khi hoàn tất quá

trình cố kết thấm khá lớn. Tuy nhiên, so với toàn

bộ độ biến dạng ổn định cuối cùng, mức độ biến

dạng ban đầu có thể chiếm từ 10 – 30% hay nhiều

hơn so với độ lún ổn định tùy thuộc vào loại đất,

trạng thái ứng suất và mức độ bão hòa. Trên cơ sở

các kết quả thí nghiệm trong phòng và lý thuyết

§Þa kü thuËt sè 4-2012 16

độ chặt - độ ẩm, có thể nhận thấy rằng các đặc

trưng cơ lý tương ứng với trạng thái nén chặt của

đất nền, trong đó, kể cả các đặc trưng biến dạng.

Do vậy, các chỉ tiêu cơ lý áp dụng cho tính toán

được chọn lựa phù hợp với thời điểm dự tính sau

khi gia tải, vận tốc cắt, nén phụ thuộc vào điều

kiện thoát nước.

Để đánh giá trạng thái ứng suất biến dạng ban

đầu (khi nước lỗ rỗng thặng dư chưa kịp thoát ra

hoàn toàn) có thể sử dụng modul biến dạng xác

định bằng thí nghiệm nén ba trục theo sơ đồ

không thoát nước (Eu) với áp lực hông tương ứng

với độ sâu lấy mẫu (‘3 = Ko‘.z). Giá trị hệ số

Poisson tổng thể νtot phụ thuộc độ bão hòa, tính

nén của cốt đất, trạng thái ứng suất và dao động

trong phạm vi 0,452’0,486 tùy theo độ sâu [4].

Để xác định giá trị chuyển vị ổn định cần sử

dụng modul biến dạng Eo xác định bằng thí

nghiệm thoát nước với tốc độ nén tương ứng (để

nước lỗ rỗng kịp thoát ra mặt biên) và áp lực

hông tương ứng với giá trị áp lực do trọng lượng

bản thân tại điểm lấy mẫu hoặc từ kết quả thí

nghiệm nén cố kết thông thường. Kết hợp với

giá trị hệ số Poisson có thể xác định được các

đặc trưng biến dạng của cốt đất G và K.

Như vậy, trên cơ sở lý thuyết đàn hồi, chuyển

vị đứng và ngang tại một điểm bất kỳ có thể xác

định theo các biểu thức trên dựa vào giá trị ứng

suất đã xác định được. Chuyển vị ngắn hạn và

lâu dài tương ứng với các thành phần ứng suất

tác dụng và các đặc trưng biến dạng tương ứng,

bao gồm Eu , νtot , Gtot , Ktot , Eo, ν, G, K.

3. CHUYỂN VỊ CỦA ĐẤT NỀN DƢỚI

TÁC DỤNG CỦA TẢI TRỌNG NGOÀI

Để kiểm tra phương pháp tính, áp dụng tính

toán cho móng băng trên nền thiên nhiên cho

công trình nhà thực tế cao 6 tầng: Một móng

băng có bề rộng 3m, dài 25m đặt ở độ sâu 2m

dưới hàng cột, tổng tải trọng tiêu chuẩn tại các

chân cột là 4200 kN. Móng ở độ sâu 2m trên lớp

sét pha có bề dày 10m. Mực nước ngầm cách

mặt đất 2,5m.

Các đặc trưng cơ lý của đất nền được xác

định từ kết quả thí nghiệm như sau: độ ẩm W =

32,7%; trọng lượng thể tích tự nhiên γ = 18

kN/m3; trọng lượng thể tích bão hòa γsat = 19

kN/m3; hệ số rỗng e = 0,866; độ rỗng n =

46,4%; độ bão hòa Sr = 98,7%. Module tổng

biến dạng của lớp sét pha được xác định từ

đường cong nén lún tương ứng với trạng thái

ứng suất ban đầu và do tải trọng ngoài Eo =

4640 kPa. Modul biến dạng thể tích tổng thể

xác định từ thí nghiệm nén ba trục trong điều

kiện không thoát nước (CU) có giá trị

Eu=13920 kPa.

Sử dụng phần mềm Mathcad, kết quả tính

toán có thể thể hiện dưới dạng số liệu và biểu đồ

như hình 2, 3.

Hình 2. Đường đồng giá trị chuyển vị đứng ổn

định tại các vị trí trong nền.

Hình 3. Chuyển vị ngang của đất nền dưới mép

móng băng theo độ sâu

S1

3m

§Þa kü thuËt sè 4-2012 17

Độ lún của móng băng bao gồm hai thành

phần: độ lún do nén ép thể tích và độ lún do

đất nền bị trượt ngang. Ở đây, độ lún ổn định

do nén ép thể tích chiếm 43% và độ lún do

trượt ngang chiếm 57% tổng độ lún. Tỷ lệ

này phụ thuộc đáng kể vào hệ số Poisson.

Cũng nên lưu ý rằng ở các phương pháp xác

định độ lún khác thì giá trị độ lún phụ thuộc

vào thành phần ứng suất theo phương đứng

z. Do ứng suất tại tâm diện gia tải có giá trị

lớn hơn ứng suất tại mép móng 2 lần nên giá

trị độ lún tại tâm diện gia tải tính được lớn

hơn độ lún tại mép 2 lần. Với phương pháp

phân chia độ lún thành hai thành phần thì sự

khác biệt này không đáng kể. Điều này cho

thấy phương pháp phân chia độ lún thành hai

thành phần cho phép dự tính phạm vi độ lún

(sai số) hẹp hơn so với các phương pháp

khác.

Từ hình 3 có thể thấy rằng chuyển vị

ngang ở mặt phẳng thẳng đứng tại mép móng

có dạng phi tuyến theo độ sâu. Trong phạm vi

0,5m kể từ đáy móng, đất nền có khuynh

hướng dịch chuyển vào phía trong, điều này

hoàn toàn hợp lý do dưới đáy móng hình

thành nêm nén chặt. Vùng chuyển vị ngang

lớn nhất dưới diện gia tải từ kết quả tính toán

dao động trong phạm vi 1,5-2m (xấp xỉ

1/2’2/3 bề rộng móng). Càng xuống sâu, giá

trị chuyển vị ngang càng giảm nhưng không

đạt giá trị bằng không kể cả ở biên chịu nén

là 8m.

Để đánh giá chuyển vị của nền đất yếu

dưới công trình đất đắp, chúng tôi lựa chọn

bối cảnh nền đất dưới nền đường đắp cao vào

cầu Phú Mỹ phía Quận 2, thành phố Hồ Chí

Minh. Trong trường hợp này, chiều cao đắp

lớn nhất có giá trị đến 5,5m. Để tránh sự phá

hoại do trượt khi đắp, cần thiết phải sử dụng

bệ phản áp. Theo thực tế, chiều cao bệ phản

áp là 2,5m. Đất nền được xử lý bấc thấm gia

tải trước nên đạt được độ lún ổn định trong

khoảng thời gian ngắn.

Hình 4. Sơ đồ mặt cắt ngang và kích thước khối đắp.

Hình 5. Kết quả quan trắc chuyển vị đứng tại

mặt cắt ngang dọc theo bề mặt diện gia tải ở các

thời điểm khác nhau

Vị trí lắp đặt thiết bị quan trắc được tóm tắt

như sau: Tại vị trí I2P đặt thiết bị đo lún theo

phương ngang của đất nền; tại vị trí B1 cách

chân taluy 14,5m và B2 cách tâm nền 10m gắn

thiết bị đo lún (lắp bàn đo lún); tại vị trí E1 gắn

thiết bị đo lún theo chiều sâu (lắp con nhện). Có

tổng cộng 14 bàn đo lún được lắp đặt tại đường

dẫn đầu cầu Phú Mỹ phía Quận 2, được đặt tên

lần lượt là A1, B1-B4, C1-C3, D1-D3, E1-E3.

Trong quá trình đo, độ lún quan sát đạt được 92

cm ở độ sâu –(4’5)m. Ở độ sâu từ -(7’8)m độ

lún đạt 50cm. Ở độ sâu trong khoảng -(11÷12)m

độ lún đạt 12cm. Ở độ sâu dưới -16m xảy ra

hiện tượng trồi trong quá trình gia tải.

Căn cứ vào hồ sơ khảo sát địa chất công

trình, đặc trưng cơ lý các lớp đất yếu như sau:

Độ ẩm W = 62,4%; Hệ số rỗng: eo = 1,688; Độ

rỗng: n = 64,8%; Độ bão hòa: Sr = 99,7%.

Modul tổng biến dạng của lớp sét yếu được

xác định từ đường cong nén lún tương ứng với

trạng thái ứng suất ban đầu và do tải trọng ngoài

Eo = 1045 kPa, hệ số Poisson = 0,3. Modul

biến dạng thể tích tổng thể xác định từ thí

§Þa kü thuËt sè 4-2012 18

nghiệm nén ba trục trong điều kiện không thoát

nước (CU) có giá trị Eu = 3160 kPa.

Hình 6. Độ lún đất nền dưới khối đất đắp

tại thời điểm ban đầu và đạt ổn định

Hình 7. Đường đồng giá trị lún ổn định dưới

khối đất đắp tại các vị trí trong nền

Từ kết quả hình 6 và 7 có thể thấy rằng độ

lún tức thời và lâu dài của nền đất yếu dưới khối

đắp được phân bố khá đồng đều. Ở giai đoạn

ngắn hạn, đất ở ngoài khối đất đắp có khuynh

hướng bị đẩy trồi lên. Chuyển vị theo phương

đứng ở thời điểm ban đầu xảy ra dưới mái taluy

khối đắp chính có giá trị lớn nhất. Trong trường

hợp không có khối đắp bệ phản áp, giá trị

chuyển vị này có thể lớn hơn đáng kể do đất nền

bị trượt ngang.

Trong giai đoạn ngắn hạn, độ lún do nền đất

bị trượt ngang vs/v=0,071/0,097=73%, độ lún do

nén ép thể tích vv/v=27%. Ở thời điểm đạt độ

lún ổn định, tỷ lệ này là vs/v

=(0,191/1,354)=14% và độ lún do nén ép thể

tích vv/v=86%. Có thể thấy rằng, khi đất nền đạt

độ lún ổn định, biến dạng thể tích chiếm tỷ lệ

lớn hơn so với thời điểm ngắn hạn.

Hình 8. Chuyển vị ngang đất nền dưới khối đất

đắp tại vị trí cách tâm diện gia tải 7m, 18m, 43m.

Việc quan trắc chuyển vị theo phương ngang

cho công trình cụ thể không được thực hiện tại

các vị trí bên ngoài diện gia tải. Tuy nhiên, với

chương trình thiết lập việc đánh giá chuyển vị

ngang tại một vị trí bất kỳ hoàn toàn có thể xác

định được. Kết quả tính toán chuyển vị ngang

theo độ sâu tại mặt cắt bất kỳ thể hiện ở hình 8.

Bảng 1. Chuyển vị đứng nh n v u n ắ

đ n n i h i đ đắ h đ u i

vị h i n gi ải 1 1

Chiều sâu

(m)

Chuyển vị đứng

quan trắc (m)

Chuyển vị đứng

tính toán (m)

0 1,287 1,354

-5 0,920 0,948

-8 0,500 0,568

-12 0,120 0,175

-16 trồi -0,170 (trồi)

-17 trồi -0,250 (trồi)

Chuyển vị đứng ở các độ sâu khác nhau được

ghi nhận từ kết quả quan trắc. Hình 9 thể hiện

kết quả tính toán bằng chương trình và kết quả

quan trắc. Sự phù hợp đáng kể của kết quả tính

toán và quan trắc ở đây cho thấy ưu điểm của

phương pháp tính toán đề nghị. Cũng cần lưu ý

rằng các phương pháp tính toán truyền thống

thường không cho phép đánh giá chuyển vị

đứng tại điểm bất kỳ.

§Þa kü thuËt sè 4-2012 19

Điều ghi nhận ở đây là kết quả quan trắc cho

thấy có sự trồi lên ở các điểm đo bên dưới và

phù hợp với kết quả tính toán. Thực tế, các điểm

đo lún sâu được bố trí cách tâm diện gia tải

10m, trong phạm vi này, thành phần chuyển vị

ngang chiếm đa số và gây đẩy trồi đất. Đáng

tiếc là các kỹ sư quan trắc cho rằng kết quả ghi

nhận chuyển vị trồi lên là không phù hợp nên

giá trị không được ghi nhận và chỉ ghi trồi và

chấp nhận như là sai số do thí nghiệm.

Hình 9. Chuyển vị đứng (m) ổn định tính toán so với

kết quả quan trắc thực tế của đất nền dưới khối đất

đắp theo độ sâu cách tâm diện gia tải 10m (x=10m)

4. KẾT LUẬN

Từ kết quả tính toán trên cơ sở phương pháp

đề nghị với chương trình tự thiết lập và so sánh

với kết quả quan trắc, có thể rút ra những kết

luận chính như sau:

Phương pháp đề nghị và chương trình tự

thiết lập cho phép xác định được mức độ chuyển

vị tại vị trí bất kỳ ở thời điểm ngắn hạn và lâu dài.

Chuyển vị đứng tại các vị trí trong nền đất

yếu dưới công trình đắp theo phương pháp đề

nghị phù hợp với kết quả quan trắc và có xu

hướng giảm dần theo độ sâu.

Trong nền đất yếu, độ lún do chuyển vị

ngang ngắn hạn chiếm tỷ lệ đáng kể ( 70%), độ

lún do chuyển vị ngang lâu dài chiếm tỷ lệ ít

hơn nhiều (10%) so với tổng độ lún.

Từ kết quả nghiên cứu cho phép nêu một số

kiến nghị sau: Việc dự tính độ lún tức thời của đất

nền dưới khối đất đắp rất cần thiết cho những

công trình cần phải tính toán bù lún đặc biệt là

những công trình san lấp, nền đường trong quá

trình thi công; độ lún không đồng đều theo chiều

sâu cho thấy các lớp đất yếu gần bề mặt có xu

hướng bị nén chặt nhiều hơn nên đất ở gần bề mặt

có xu hướng gia tăng sức chống cắt không thoát

nước và sự gia tăng sức chống cắt ở dưới sâu là

không đáng kể dưới tác dụng của tải trọng ngoài;

độ lún do biến dạng thể tích sẽ chiếm tỷ lệ đáng kể

trong tổng độ lún ổn định, điều này cho thấy sử

dụng lý thuyết cố kết thấm để tính toán biến dạng

lâu dài của nền đất yếu là hợp lý.

TÀI LIỆU THAM KHẢO

[1]. Trần Quang Hộ (2009), Công trình trên nền

đất yếu, NXB Đại học quốc gia Tp Hồ Chí Minh.

[2]. Qui trình khảo sát thiết kế nền đường ô tô

đắp trên đất yếu – Tiêu chuẩn thiết kế 22TCN 262-

2000. Ban hành kèm theo quyết định số 1398/QĐ-

BGTVT, ngày 1/6/2000 của bộ trưởng Bộ GTVT.

[3]. Bùi Trường Sơn, Biến dạng tức thời và

lâu dài của nền đất sét bão hòa nước, Tạp chí

Phát triển Khoa học và Công nghệ, Đại học

Quốc gia TP Hồ Chí Minh, Tạp chí số 9 năm

2006, trang 17-24.

[4]. Bùi Trường Sơn, Phương pháp xác định

hệ số Poisson, Tạp chí Địa kỹ thuật số 4 năm

2011, trang 3-9.

[5]. Malek M. Smadi (2001). Lateral

deformation and associated settlement resulting

from embankment loading of soft clay and silt

deposit. University of Illinois.

[6]. Serge Leroueil, Jean-Pierre Magnan,

Francois Tavenas (1990). Embankments on soft

clays. Ellis Horwood Limited.

[7]. Wood D.M. (1990). Embankments on

soft clays. Ellis Horwood.

Người phản biện: PGS.TS. NGUYỄN HỒNG NAM

§Þa kü thuËt sè 4-2012 20

PHÂN TÍCH CÔNG NGHỆ THIẾT BỊ KHOAN PHỤT VỮA CAO ÁP (JET GROUTING) TRÊN THẾ GIỚI

L£ THä THANH*, TRÇN NGUYÔN HOµNG HïNG**

Jet grouting technology, overview and analysis

Abstract: Jet Grouting is one of ground improvement methods and

reinforcement technology based on Jet erosion and Deep Mixing

principle. This technology has been potentially applied in Vietnam,

especially in big cities with limited spaces for operation. With using Jet

Grouting soil layers underneath the ground surface can be reinforced

avoiding destruction of the ground surface or the top soil layers

whereas Deep Mixing Method (DMM) using metal blades as mixers

disturbs or destroy the top soils to an expected depth. This paper

presents overview research on various general Jet Grouting systems

that have been used worldwide and comparison with the conventional

DMM systems.

1. GIỚI THIỆU CHUNG

Đối với nền móng công trình xây dựng, đất là

môi trường chịu toàn bộ tải trọng công trình.

Tính chất cơ lý của đất (cường độ, tính biến

dạng, tính thấm, v.v.) có ảnh hưởng lớn đến sự

ổn định, biến dạng, và hiệu quả khai thác công

trình. Tuy nhiên, trong nhiều trường hợp, vị trí

công trình phải xây dựng ở nơi có nền đất yếu,

việc gia cố xử lý là cần thiết trước khi xây dựng

công trình. Công nghệ xử lý và gia cố nền đất

yếu luôn là bài toán khó, mặc dù Việt Nam đã

và đang ứng dụng nhiều công nghệ để xử lý đất

yếu trong nhiều năm qua. Thực tế xây dựng

công trình, những năm gần đây vẫn còn xuất

hiện hàng loạt hư hỏng, sự cố nghiêm trọng có

nguyên nhân từ nền móng như tại cầu Văn

Thánh (TP. HCM), cầu Cần Thơ, cao ốc Pacific

(TP. HCM), v.v. Do đó, nhu cầu hiện nay là cần

hoàn thiện hơn nữa công nghệ xử lý nền đất ở

nước ta và tìm cách ứng dụng các công nghệ

mới trên thế giới.

Xuất hiện ở nước ta từ năm 2004, công nghệ

khoan phụt vữa cao áp (Jet Grouting) là một giải

pháp xử lý đất yếu có tiềm năng ứng dụng lớn,

đặc biệt ở những khu vực có mặt bằng thi công

chật hẹp như ở các thành phố lớn [1]. Đây là công

nghệ cải thiện đất dưới sâu bằng cách dùng tia

phụt vận tốc cao xói tơi đất hoặc đá yếu, trộn tại

chỗ, và thay thế một phần đất đá vụn với chất kết

dính (thường là vữa ximăng) tạo thành vật liệu

đất-ximăng (soilcrete) [2], [3], [4], [5], [6].

Các phương pháp Jet Grouting được phân

thành hai loại dựa theo dạng tia phụt xói tơi đất:

tia vữa hoặc tia nước. Từ mức độ thay thế đất,

dạng đầu còn được gọi là trộn tại chỗ (Mix-in-

place Grouting) và loại sau được gọi là thay thế

đất (Replacement Grouting) [7]. Tia cắt xói

thường được bao phủ bởi lớp đệm khí để duy trì

động năng trước khi gặp đất và để vận chuyển

đất vụn lên bề mặt dễ dàng hơn [4], [8]. Tuy

nhiên, hệ thống xói tơi bằng tia vữa không có

lớp đệm khí vẫn được sử dụng rộng rãi do đơn

giản và có thể tạo cọc đất - xi măng theo

* Trường Đại Học Bách Khoa TP. HCM,

266 Lý Thường Kiệt, Q.10 TP. HCM

Email: lethothanh@gmail.com **

ĐT: (08)3863-7003, Fax: (08)3865-0714.

Email: tnhhung@gmail.com,

tnhhung@hcmut.edu.vn

§Þa kü thuËt sè 4-2012 21

phương ngang (phương pháp Jet Grouting

ngang) [8], [9] (từ nguồn Schaefer et al. 1997).

Vì vậy, nhiều tác giả xem công nghệ Jet

Grouting có ba dạng cơ bản: phun đơn (chỉ có

tia vữa), phun đôi (tia vữa phủ lớp đệm khí), và

phun ba (có tia vữa bố trí dưới tia nước phủ lớp

đệm khí) [2], [3], [4], [6], [8]. Các hệ thống Jet

Grouting xuất hiện sau đều xuất phát từ ba dạng

cơ bản như công nghệ Super Jet phát triển từ

dạng phun đôi, X-Jet từ dạng phun ba [4], v.v.

Jet Grouting là công nghệ kết hợp nguyên lý

phụt vữa và nguyên lý trộn sâu tạo soilcrete

[10]. Điểm khác biệt của Jet Grouting so với các

phương pháp phụt vữa khác (khoan phụt thẩm

thấu - Permeation Grouting, khoan phụt ép đất -

Compaction Grouting, khoan phụt ép nứt đất -

Fracture Grouting) là tia vữa phụt có áp lực cao

(20 – 60 MPa) để cắt xói đất [8]. Đặc điểm của

Jet Grouting so với các phương pháp trộn sâu

soilcrete khác là công tác trộn đất dùng tia vữa

xi măng áp lực cao, thay cánh cơ học [10]. Mặt

khác, quá trình thi công Jet Grouting có dòng

bùn thải gồm vữa, nước, đất, v.v., trào lên mặt

đất từ lỗ khoan. Dòng trào ngược này cần phải

được duy trì liên tục vì giúp hạ áp suất môi

trường bao quanh đầu phun, đảm bảo hiệu quả

cắt xói đất của tia đồng thời giảm chuyển vị đất

do áp suất chất lỏng [2], [11], [12].

Quá trình thi công chung của Jet Grouting có

đặc điểm từ dưới lên (Bottom-Up), gồm hai bước

chủ yếu: (i) tại vị trí cần bố trí phần tử soilcrete,

khoan lỗ qua các lớp đất đến độ sâu thiết kế; (ii)

đưa đầu phụt xuống độ sâu thiết kế rồi đồng thời

vừa phụt vừa nâng cần [2], [3], [4]. Phần tử

soilcrete tạo thành từ mỗi lần thi công trên có hai

dạng chủ yếu là cột hoặc bản tùy vào chế độ quay

của cần phụt. Tổ hợp các phần tử soilcrete giao

nhau có thể có dạng màng, tấm, vòm, khối [2].

Soilcrete có đặc trưng cơ lý được cải thiện đáng

kể so với đất ban đầu về cường độ, độ cứng, tính

thấm v.v. [2], [4], [13]. Nhờ hình dáng, kích thước

linh hoạt, và đặc trưng cơ lý tốt hơn đất ban đầu,

soilcrete có thể ứng dụng vào nhiều mục đích

khác nhau: chống đỡ và kiểm soát chuyển vị nền

móng công trình, chống thấm nước hoặc ngăn

chặn chất thải nguy hại [4], [8], [14]. Khả năng

ứng dụng linh hoạt của công nghệ Jet Grouting

còn thể hiện ở phạm vi ứng dụng rộng trong nhiều

loại đất khác nhau, từ sỏi thô đến sét [4], [8], [11].

So với công nghệ dùng cánh cơ học để cắt và

trộn đất (CDM), giàn khoan phụt Jet Grouting có

kích thước nhỏ gọn hơn, phù hợp hơn với không

gian thi công hạn chế [10], [11]. Góc nghiêng cần

khoan phụt Jet Grouting so với phương thẳng

đứng có thể thay đổi linh hoạt hơn phương pháp

CDM. Cột soilcrete được tạo ra từ những lỗ khoan

đường kính nhỏ nên có thể gia cố nền bên dưới

mà không phá hủy bề mặt. Jet Grouting cắt đất

bằng tia phụt nên có thể vượt qua chướng ngại vật

trong lòng đất (cọc gỗ, đá hộc, đường ống kỹ

thuật, v.v.) và có thể kết hợp chúng vào khối

soilcrete [8], [9]. Vì vậy, Jet Grouting thích hợp

cho những nơi có mặt bằng thi công chật hẹp, gần

công trình hiện hữu, có công trình ngầm như ở các

thành phố lớn.

Hình 1 thể hiện ứng dựng Jet Grouting để cải

tạo móng cầu đường sắt đang khai thác ở New

South Wales, Australia.

Hình 1. Cải tạo móng trụ cầu qua lạch Cut

Crock bằng công nghệ Jet Grouting [15]

Với nhiều ưu điểm, công nghệ Jet Grouting đã

và đang được quan tâm nghiên cứu, tìm cách ứng

§Þa kü thuËt sè 4-2012 22

dụng tại Việt Nam. Một số công trình xây dựng

và thủy lợi trong nước đã sử dụng Jet Grouting

thành công như: ở nhà máy đường Bourbon, Cao

ốc Sài Gòn M&C, toà nhà Sài Gòn Centre ; Cống

D10 (Hà Nam), cống Mai Trang, Vĩnh Mộ (Hà

Nội), đập Hao Hao (Thanh Hóa), đập Khe Ngang

(Huế), TT. thương mại Chợ Mơ (Hà Nội) Đập

Đá Bạc (Hà Tĩnh), Nhà máy thủy điện Sơn La

(Nguyễn Quốc Dũng et al. 2010)…. Tuy nhiên,

Jet Grouting vẫn còn là một công nghệ mới ở

nước ta. Nước ta tuy đã có ―Quy trình gia cố nền

đất yếu bằng trụ đất xi măng‖ (TCXDVN 385 :

2006) nhưng nội dung chỉ tập trung vào phương

pháp CDM mà chưa có điều khoản nào về Jet

Grouting. Lĩnh vực Giao thông và Xây dựng vẫn

chưa có tiêu chuẩn ngành hướng dẫn áp dụng Jet

Grouting. Mặt khác, thiết bị Jet Grouting có

nhiều đặc trưng khác biệt so với công nghệ

CDM. Do đó, việc tìm hiểu đặc điểm cấu tạo

thiết bị Jet Grouting cơ bản là bước cần thiết để

phát huy tiềm năng ứng dụng của công nghệ này.

2. CÔNG NGHỆ THIẾT BỊ JET

GROUTING TRÊN THẾ GIỚI

Jet Grouting có nguồn gốc từ việc sử dụng tia

cắt bằng nước trong khai thác mỏ. Công nghệ

xuất hiện lần đầu vào thập niên 1950 tại

Pakistan bởi công ty Cementation (Anh). Từ

thập niên 1960, những khái niệm, cơ chế ban

đầu của Jet Grouting được các công ty Nhật như

Nissan Freeze, Kajima tiếp cận và phát triển,

giúp Jet Grouting có cải thiện mang ý nghĩa

thực tiễn lớn. Đến giữa thập niên 1980, ba dạng

Jet Grouting cơ bản đều đã hình thành và công

nghệ Jet Grouting được phổ biến ra các nước

khác trên thế giới như: Đức (công ty Keller),

Pháp (công ty Soletanche-Bachy), Braxin (công

ty Novatecna), Ý (công ty Rodio & C và

Pacchiosi), v.v.

Đặc trưng của Jet Grouting là việc dùng tia

phụt áp lực cao (thường từ 20 đến 60 MPa [2], để

cắt xói và trộn đất. Các thiết bị Jet Grouting được

chế tạo sao cho có thể phối hợp tạo ra những tia

áp lực cao, vận tốc lớn, lưu lượng ổn định, di

chuyển và quay theo phương hướng, vận tốc dự

kiến. Cấu tạo và vật liệu của thiết bị phải phù hợp

để quá trình làm việc với dòng chất lỏng áp lực

cao an toàn, ít sự cố. Vì thế, tuy hệ thống thiết bị

Jet Grouting cũng gồm nhiều bộ phận như phương

pháp CDM và các phương pháp khoan phụt vữa

khác, nhưng một số thiết bị cần có công suất, chất

lượng cao hơn (máy bơm, máy trộn, v.v.), một số

phải chế tạo riêng cho công nghệ (giàn phụt, chuỗi

cần phụt, v.v.). Các thiết bị cơ bản của hệ thống

Jet Grouting gồm:

Thùng chứa vật liệu (xi măng).

Trạm trộn vữa.

Bơm áp lực cao (hệ thống phun đôi và

phun ba có thêm máy nén khí);

Giàn phụt Jet Grouting (thường kết hợp

cùng giàn khoan);

Hệ thống theo dõi số liệu.

Trong đó, các thùng chứa vật liệu, trạm trộn

vữa, máy bơm vữa, nước và máy nén khí thường

được cố định để tiết kiệm thời gian và giảm chi

phí bố trí, lắp đặt nên được gọi là phần cố định.

Giàn khoan phụt là phần di động để tiếp cận

những vị trí cần gia cố. Phần di động được cung

cấp vữa, nước, khí từ phần cố định thông qua các

ống dẫn áp lực lớn [2].

Hình 2 trình bày sơ đồ bố trí thông thường

một bộ thiết bị phun đôi.

Hình 2. Sơ đồ bố trí bộ thiết bị phun đôi [19]

Phần cố định - trạm cung cấp vữa

Như các công nghệ trộn sâu khác, Jet Grouting

cần trạm trộn và bơm vữa. Các thiết bị này có thể

§Þa kü thuËt sè 4-2012 23

cùng gắn cố định trên một khung hoặc container,

tạo thành một trạm ―bán tự động‖ như ở Hình 3,

giúp nâng cao tốc độ vận chuyển, bố trí, giảm diện

tích chiếm chỗ và tạo điều kiện làm việc cho các

thiết bị thu thập số liệu tự động.

Bơm Jet Grouting cần tạo được áp lực bơm cao,

thường từ 20 đến 60 MPa [2], [4], [8]. Vì lý do an

toàn, áp lực lớn hơn 50 MPa ít khi được sử dụng 0

(từ nguồn Chambosse & Kirsch 1995). Áp lực bơm

cần ổn định để duy trì lưu lượng tia phụt đồng đều

ở các hướng khi cần phụt quay.

Hình 3. Trạm trộn và bơm vữa bán tự động [20]

Bơm phụt vữa được chia thành hai nhóm:

không có van và có van. Bơm không có van bao

gồm: bơm quay dạng xoắn ốc (Helical rotor,

Progressive Cavity), bơm ly tâm (Centrifugal

Pump), bơm nhu động (Peristaltic Pumb), bơm

bánh răng (Gear Pumb). Bơm có van: bơm

pittông (Piston Pumb), bơm pittông chìm

(Plunger Pumb), bơm màng (Diaphragm Pumb)

[14], [22]. Trong đó, bơm pittông, pittông chìm,

và bơm màng có thể tạo ra áp suất trên 2 MPa

[22]. Bơm pittông, pittông chìm có thể đạt đến

áp suất 70 MPa [8], [14]. Bơm pittông, pittông

chìm ba xylanh thường được dùng trong công

nghệ Jet Grouting [8], [23].

Cơ chế hoạt động của bơm pittông và pittông

chìm được mô tả ở Hình 4. Bơm pitông gồm các

xylanh vừa khít với pittông chuyển động qua lại

bên trong. Xylanh được lấp đầy khi pittông lui

lại và vật liệu bị ép ra bởi lực đẩy tới của

pittông. Van được dùng để điều khiển dòng vật

liệu ra vào. Cơ chế hoạt động của bơm pittông

chìm tương tự bơm pittông. Khác biệt chính là

pittông không tiếp xúc với thành xylanh [14],

[22]. Vòng chêm bịt vữa nằm ở cuối buồng

xylanh. Khi áp lực trong xylanh tăng, vật liệu

càng ép chặt mặt trong của vòng chêm, hạn chế

việc rò rỉ vật liệu. Đây là ưu điểm so với bơm

pittông, giúp bơm pittông chìm phù hợp hơn với

áp lực bơm cao [14]. Bơm của hãng YBM thuộc

loại pittông chìm ba xylanh [19].

Hình 4. Nguyên lý hoạt động của bơm pittông và bơm pittông chìm [14]

§Þa kü thuËt sè 4-2012 24

Với các bơm vữa cao áp, vữa cần có tính lưu

biến tốt để tránh hiện tượng phân tầng vật liệu

và tắt nghẽn [23]. Ngoài ra, chất lượng của

Soilcrete tạo thành cũng chịu ảnh hưởng lớn của

chất lượng vữa. Do vậy, tiêu chuẩn BS En

12716:2001 kiến nghị sử dụng vữa chất lượng

cao được trộn từ các máy trộn có lực cắt và tốc

độ cao hay còn gọi là máy trộn vữa keo

(Colloidal Mixer). Máy trộn vữa keo hoạt động

theo nguyên lý được mô tả trong hình 5. Nước

được cho vào thùng trộn từ phía dưới, chảy vào

xiphông có rôto trộn. Xi măng được cho vào

phía trên, với tốc độ thích hợp để không vón

cục. Rôto có vận tốc quay cao (1500 – 2000

vòng/phút) trong khoang nhỏ gần khít với rôto

gây ra tác động cắt và xáo trộn lớn. Khi ra khỏi

khoang, hỗn hợp theo đường ống trở về thùng

hình phễu và tiếp tục được trộn khi chảy xoắn

ốc xung quanh thành thùng [14], [22].

Hình 5. Máy trộn vữa keo [14]

Phần di động

Điểm khác biệt chính của Jet Grouting so với

công nghệ CDM là việc sử dụng tia vữa (hay

nước) vận tốc lớn để xói tơi và trộn đất. Vòi phụt

gắn trên ống dẫn chuyển dòng vữa (nước) áp lực

lớn tạo thành tia có vận tốc cao cắt xói được đất

[2], [24]. Hình dạng lỗ phụt ảnh hưởng lớn đến

mức độ tập trung, sự hao hụt năng lượng của tia

[9] (từ nguồn Shibazaki & Ohta 1982; nguồn

JJGA và nguồn Mosiici 1994), [12].

Hình 6 thể hiện hình dạng tối ưu của lỗ phụt

theo nghiên cứu của Shibazaki & Ohta năm

1982 [12]. Cấu tạo vòi trong hình phù hợp kết

quả nghiên cứu của Leach & Walket năm 1996:

tia duy trì áp lực tốt hơn nếu lỗ phụt có hình côn

góc 13o và có một đoạn thẳng dài gấp ba lần

đường kính lỗ ở miệng lỗ [21]. Trong hệ thống

phun đôi và phun ba, hình khuyên quanh vòi tạo

ra lớp đệm khí duy trì năng lượng cắt xói.

Hình 6. Mặt cắt dọc vòi phụt tối ưu theo

Shibazaki và Ohta [12]

Trong quá trình sử dụng, hình dạng, kích

thước vòi dễ bị thay đổi dưới tác dụng của dòng

vật liệu áp suất và vận tốc lớn. Do đó, vòi phải

làm bằng vật liệu chống mài mòn tốt, chịu được

tác động của dòng vật liệu mà không mài mòn,

biến dạng [9] (từ nguồn JJGA và từ nguồn

Mosiici 1994), có thể là hợp kim vônfram có độ

nhẵn bề mặt và chịu mài mòn tốt [12], [25].

Ngoài ra, do kích thước nhỏ và chịu tác dụng

của dòng chất lỏng áp suất lớn, lỗ phụt có thể bị

nghẹt và hư hỏng. Để dễ kiểm tra và thay thế, lỗ

phụt được tạo ra bởi vòi phun có mối nối ren

gắn vào thành đầu phun [4], [24].

Vòi phụt được gắn trên đầu phun ở cuối ống

dẫn [3], [13]. Một đầu phun có thể có một đến bốn

vòi [21]. Ở đầu phun nhiều vòi, các vòi đặt tại

cùng cao độ hoặc ở các cao độ khác nhau với các

góc so le theo phương ngang bằng nhau. Trong hệ

thống Phun ba, cặp vòi phụt khí-nước và vòi phụt

vữa có hướng ngược nhau và góc lệch giữa các

cặp bằng nhau [2]. Đầu phun nhiều vòi với cách

bố trí vòi đối xứng hoặc tạo thành các góc lệch

bằng nhau có ưu điểm là động lượng ngang của

các tia phụt cân bằng nhau, giúp chuỗi cần không

bị lệch trong quá trình phụt.

Trong hệ thống phun ba, khoảng cách giữa

tia nước và vữa được coi như chiều cao của đầu

§Þa kü thuËt sè 4-2012 25

phun. Khoảng cách này có tác động đáng kể đối

với thuộc tính cuối cùng của soilcrete: càng

ngắn thì đất trộn càng nhiều, càng dài thì mức

độ thay thế đất càng lớn [12]. Khoảng cách nên

là 15 cm [8].

Cấu tạo bên trong đầu phun của ba hệ thống Jet

Grouting cơ bản được thể hiện trong hình 7.

Thông thường, giàn phụt Jet Grouting cũng là

giàn khoan. Mũi khoan bố trí ở cuối đầu phun [2],

[13]. Đầu phụt thường có đường dẫn dung dịch

khoan đến mũi khoan, đường kính khoảng 20 mm.

Cơ chế này giúp khi khoan có thể phụt tia có áp

đào lỗ, cải thiện tốc độ khoan và giảm độ lệch

hướng. Một số hệ thống có thể phụt theo phương

ngang khi khoan, càng cải thiện tốc độ khoan.

Trong hệ thống Phun ba, để phụt tia cắt xói khi

khoan xuống, cần dùng van đặc biệt để bịt đáy đầu

phun trước khi phụt vữa mà không thể dùng quả

cầu đơn giản vì không dùng đường trung tâm để

dẫn dung dịch về mũi khoan [8], [9], [25].

Hình 7. Mặt cắt đầu phun. a – Phun đơn, b – Phun đôi, c – Phun ba [26]

Trong hệ thống phun đôi và phun ba, thanh

cần không chỉ vận chuyển vữa mà còn vận

chuyển thêm khí và nước. Các đường dẫn có

dạng các ống lồng vào nhau như thanh cần một

hệ thống phun ba được trình bày trong Hình 8

[2]. Có nhiều cách bố trí đường dẫn trong hệ

thống phun ba: dùng ống giữa để dẫn vữa, dùng

ống hình khuyên lân cận để dẫn nước và dùng

ống hình khuyên ngoài cùng dẫn khí; hoặc nước

được vận chuyển ở ống giữa, khí di chuyển

trong vòng khuyên lân cận và vữa ở vòng

khuyên ngoài cùng. Cách bố trí đầu tiện cho

việc sử dụng quả cầu chuyển hướng dòng vật

liệu sang phương ngang trong giai đoạn phụt

vữa. Còn cách bố trí thứ hai tốt nhất về mặt cơ

học vì chất lưu có áp suất lớn nhất (nước) ở

trong ống có đường kính nhỏ nhất, áp suất vành

do đó nhỏ nhất [8].

Cần khoan phụt Jet Grouting có thể có đường

kính từ 41 đến 114 mm [19], [25] và thường có

thành dày 10 mm [8]. Vật liệu thanh cần phải

đảm bảo chịu được áp lực cao và tác dụng bào

mòn, có thể là thép tôi [25]. Chiều dài của cần

khoan phụt và chiều cao giá dẫn tương ứng

không nên ngắn hơn chiều dài gia cố thiết kế.

Nếu chiều sâu lớn hoặc điều kiện tiếp cận có

giới hạn, phải chia cần thành nhiều đoạn thì nên

hạn chế số phân đoạn để: (i) giảm thời gian tháo

§Þa kü thuËt sè 4-2012 26

lắp cần, tăng năng suất; (ii) hạn chế nguy cơ tắt

vòi và ống [2], [8]. Mối nối phải chịu được phá

hoại do tác dụng bào mòn của vữa và những lần

tháo nối lặp đi lặp lại, có thể làm bằng thép

thấm nitơ [25]. Một đoạn cần phụt có thể dài

đến 25 m (Bruce 1994) và có thể được chế tạo

thành các đoạn dài 0.5, 1, 1.5, 2, 3 m [19], [25].

Hình 8. Cần Jet Grouting gồm ba phần cung

cấp dòng khí, nước và vữa [5]

Trong công nghệ Jet Grouting, công tác

khoan không chỉ tạo điều kiện cho đầu phun tiếp

cận vị trí cần xử lý mà còn để tạo ra đường dẫn

cho hỗn hợp vữa - đất dễ dàng di chuyển lên

mặt đất. Nhờ đó, áp lực hỗn hợp được duy trì ở

trị số thấp, năng lượng của tia phụt có tác dụng

xói tơi đất mà không hao phí vào việc gây ra

hiện tượng chuyển vị, làm nứt và nâng nền [8],

[11], [23]. Do vậy, lỗ khoan cần phải bảo đảm

thông suốt, có kích thước đủ lớn, ổn định, không

bị sạt lở thành gây tắc nghẽn [2], [27]. Mũi

khoan phải có đường kính lớn hơn cần và có

khả năng phá vỡ đất thành các hạt mịn để dòng

dung dịch khoan đưa ngược lên mặt đất [2],

[11], [27]. Việc ổn định thành lỗ khoan bằng

vữa bentonit, hồ polyme, hoặc vữa xi măng v.v.

[8], [27]. Hai biện pháp khoan thường dùng là

khoan xoay (Rotary Drilling) và khoan đập xoay

(Rotary Percussive Drilling) [8] (từ nguồn

Kauschinger & Welsh 1989), [13], [23].

Hình 9. Cần khoan xoay và khoan đập Jet

Grouting [25]

Hình 10. Giàn khoan phụt phun ba [28]

Trong khoan đập xoay, lỗ được khoan do sự

va đập của mũi khoan gắn trên cần khoan. Mũi

khoan xoay trong quá trình khoan. Phương pháp

này thường dùng ở đất hạt thô hoặc chứa sỏi

cuội, đá hộc. Nhược điểm của phương pháp là

cần có giàn khoan lớn, hệ thống truyền lực mạnh

để tác dụng lực va đập, và giá thành cao. Ngược

lại, nguyên tắc của phương pháp khoan xoay

dùng chuyển động quay của mũi khoan được ép

vào đáy lỗ ở áp lực không đổi mà không sử dụng

lực va đập. Mũi khoan xoay thường có dạng ba

nón (tricone) như miêu tả trong hình 9. Phương

pháp này có hiệu quả trong đất hạt vừa đến mịn.

Giàn khoan xoay có kích thước nhỏ. Khớp xoay

với trục quay rỗng trượt trên giá dẫn ngắn có thể

§Þa kü thuËt sè 4-2012 27

điều khiển đoạn cần khoan phụt dài hơn [3], [8]

(từ nguồn Kauschinger & Welsh 1989), [13].

Hình 9 thể hiện thí dụ minh họa bằng cần

khoan phụt xoay đập và khoan phụt xoay của

hãng Boart Long Year Group.

Cột cần khoan phụt Jet Grouting được đỡ và

được điều chỉnh chuyển động quay và rút lên

khi khoan, phụt nhờ giàn khoan phụt Jet

Grouting. Ngoài các thiết bị để đỡ, tự động nâng

hạ, và quay cột cần, giàn còn bao gồm thiết bị

theo dõi thông số vận hành [2], [5]. Hình 10

trình bày sơ đồ một giàn khoan phụt (giàn thuộc

loại phun ba).

Có nhiều loại giàn khoan phụt Jet Grouting

với chiều cao từ 2.5 m đến 35 m [5]. Khi làm

việc, cần khoan phụt có thể nghiêng một góc

theo phương đứng hoặc theo trục máy như trong

Hình 11 [8]. Giàn khoan trong Hình 11 có thể

thi công Jet Grouting ngang, thích hợp để gia cố

trong đường hầm.

Hình 11. Giàn khoan Jet Grouting Ngang [8]

Phương pháp di chuyển của giàn khoan phụt

Jet Grouting bằng hệ thống bánh xích hoặc trượt

trên ray ở những hạng mục dạng tuyến đất yếu,

máy khó chạy lên [19]. Giàn khoan có kích

thước và trọng lượng nhỏ như trong Hình 10 có

thể được cẩu vào vị trí công tác.

3. KẾT LUẬN

Thiết bị thi công Jet Grouting có yêu cầu cao về

kỹ thuật như bơm công suất lớn, vòi phụt, đầu

phun, cần khoan phụt bằng vật liệu đặc biệt, v.v. Jet

Grouting rất linh hoạt và đa dạng trong việc gia cố

nền phù hợp với các điều kiện đặc biệt của các

thành phố lớn như không gian chật hẹp và không

tác động đến công trình lân cận. Tuy nhiên, Jet

Grouting vẫn chưa được phổ biến ở Việt Nam do

không chủ động thiết bị để khai thác. Một bộ thiết

bị thi công Jet Grouting mới nhập từ Nhật hay

Châu Âu có giá khá cao (có thể đến 20 tỷ đồng), bộ

thiết bị cũ giá khoảng 6-8 tỷ đồng. Doanh nghiệp

trong nước tìm cách lắp ghép thiết bị trong nước

với thiết bị nhập khẩu như bơm vữa cao áp để hạ

giá thành nhưng chưa thành công. Một số dự án thi

công Jet Grouting trong nước thất bại nhưng vẫn

chưa rõ nguyên nhân. Vì vậy, nghiên cứu về hệ

thống thiết bị Jet Grouting là cần thiết để từ đó từng

bước chủ động được thiết bị.

TÀI LIỆU THAM KHẢO

[1] Trần Nguyễn Hoàng Hùng (2011), ―Đánh

giá tiềm năng ứng dụng công nghệ phụt vữa cao áp

(Jet Grouting) trong điều kiện Việt Nam‖, Tạp chí

Giao thông vận tải, số tháng 9/2011, trang 28-31.

[2] European Committee for Standardization

(2001), ―Execution of special geotechnical works -

Jet Grouting‖, BS EN 12716:2001, 38 trang.

[3] ASCE Committee of Grouting (2005),

―Glossary of Grouting Terminology‖, ASCE

Journal of Geotechnical and Geoenvironmental

Engineering, vol. 131, pp. 1534-1542.

[4] Essler, R. và Yoshida, H. (2004), ―Jet

Grouting‖, Ground improvement, edited by

Moseley, M.P. and Kirsch, K., Spon Press, trang

160-196.

§Þa kü thuËt sè 4-2012 28

[5] Keller Group, ―The Soilcrete – Jet

Grouting process‖, www.KellerGrundbau.com.

[6] Viện Khoa học Thủy lợi (2010), ―Hướng

dẫn sử dụng phương pháp Jet-grouting tạo cọc

đất ximăng để gia cố đất yếu, chống thấm nền

và thân công trình đất‖, Tiêu Chuẩn Cơ Sở Viện

Khoa Học Thủy lợi Việt Nam, TCCS 05:2010/

VKHTLVN, 44 trang.

[7] Puller, M. (2003), ―Deep Excavation – A

practical manual‖ 2nd, Thomas Telford

Pulishiing, trang 41 – 46.

[8] Bruce, D.A. (1994), ―Jet Grouting‖,

Ground Control and Improvement, edited by in

Xanthakos, P.P., Abramson, L.W., and Bruce,

D.A., John Willey & Sons, trang 580-683.

[9] Choi, R.F.Y. (2005), ―Review of the Jet

Grouting method‖, Bachelor thesis at University

of Southern Qeensland, 149 trang.

[10] Terashi, M & Juran, I (2000), ―Ground

improvement – State of the Art‖, Proc.

International Conference on Geotechnical and

Geotechnical Engineering, GeoEng 2000,

Melbourne, 59 trang.

[11] Brill, G.T., Burke & G.K., Ringen, A.R.

(2003), ―A ten year perspective of Jet Grouting:

advancements in applications and technology‖,

Third International Conference of American

Society of Civil Engineers, New Orleans, trang

218-235.

[12] Covil, C. S. and Skinner, A. E. (1994),

‗‗Jet grouting—a review of some of the

operating parameters that form the basis of the

jet grouting process.‘‘, Grouting in the Ground,

edited by A. L. Bell, Thomas Telford, London,

pp. 605–629.

[13] Lurnadi, P. (1997), ―Ground

improvement by means of Jet Grouting‖,

Ground improvement 1/1997, trang 65-85.

[14] Warner, James (2004), ―Practical

Handbook of Grouting. Soil, Rock and

Structures‖ John Wiley & Sons, 632 trang.

[15] Hewitt, P và Spaulding, C (2007),

―Innovative ground treatment solution for rail

bridge renewal‖, http://www. menardbachy.

com.au/docs/technical_papers

[16] Trần Nguyễn Hoàng Hùng (2011),

thuyết minh đề tài ―Nghiên cứu ứng dụng công

nghệ Phụt vữa cao áp (Jet Grouting) ở Việt Nam

và phát triển thiết bị thi công Jet Grouting‖, ĐH

Bách Khoa TP. HCM, 31 trang.

[17] Nguyễn Quốc Dũng (2010), báo cáo tóm

tắt kết quả thực hiện dự án sản xuất thử nghiệm

độc lập cấp nhà nước ―Hoàn thiện công nghệ

khoan phụt vữa áp lực cao (Jet Grouting) nhằm

tăng khả năng chống thấm cho công trình thủy

lợi‖, Viện Khoa học Thủy Lợi, 18 trang.

[18] Bộ Xây Dựng (2006), ―Quy trình gia cố

nền đất yếu bằng trụ đất xi măng‖, TCXDVN

385 : 2006, 35 trang.

[19] YBM Co., ―Jet Grouting equipment

catalog‖, http://eirit.co.il/files/uploads/ybm/.

[20] Layne Christensen Company,

―TW3515/S ―CUBE‖, Compact Jet Grouting

Unit‖, www.tecniwell.com.

[21] Chu, E.H. (2005), ―Turbulent fluid jet

excavation in cohesive soil with particular

application to Jet Grouting‖, D.S. thesis,

Massachusetts Institute of Technology, 457 pp.

[22] Houlsby, A.C. (1990), ―Construction

and design of cement grouting – A guide to

grouting in rock foundations‖, John Wiley &

Son, New York, 392 trang.

[23] Woodward, J. (2005), ―An introduction

to geotechnical processes‖, Spon Press, 432

trang.

[24] Ichise, Y., Yamakado, A., Takano, S.

(1971) , United States Patents No. 3802203,

―High pressure Jet Grouting method‖, 7 trang.

[25] Boart Longyear Group (2009), ―Global

product catalogue – Deltatools‖,

http://www.boartlongyear.com.

[26] Kauschinger, J. (2007), ―Methods and

systems for monitoring pressure during Jet

Grouting‖, United States Patents 7455479, 8

trang.

[27] Burke, G.K. (2012), ―The State of the

Practice of Jet Grouting‖, 4th International

Conference on Grouting and Deep Mixing,

Louisiana, 15 trang.

[28] Suimei Co., ―Phương pháp CJG‖,

http://www.suimei-g.co.jp (tiếng Nhật)

Người phản biện: PGS.TS. NGUYỄN QUỐC DŨNG

§Þa kü thuËt sè 4-2012 29

Gi¶i ph¸p míi xö lý ®Êt bïn n¹o vÐt

thµnh vËt liÖu d¹ng h¹t dïng trong x©y dùng

Phan Huy §«ng*

Kimitoshi Hayano**

New solution on treatment of dredged muddy clay for producing

construction materials (granular soils).

Abstract: This article presents a new approach to recycle dredged soils

(muddy clay) into construction material, Cement-Treated Granulate Soil

(CTGS) development, i.e., dredged clays can be converted into coarse-

grained granular material by mixing with lean amounts of cement and

polymer. With lightweight, high porosity and good engineering properties,

CTGS has high potential for reclamation, backfill, embankment or road

construction, etc... This study briefly presents the methodology, production

method of this material. Subsequently, the fundamental on compaction

characteristics, compressibility, strength and deformation characteristics of

CTGS were investigated which was based on the laboratory tests. Although

more efforts are required for making proper conclusions on the applicability

of this material for construction. Also, the observations over this study

indicate that CTGS has potentially been used as construction materials.

1. ĐẶT VẤN ĐỀ

Ở nhiều nước trên thế giới, hàng năm một

khối lượng lớn (hàng triệu m3) đất bùn sét

được nạo vét từ quá trình xây dựng, bảo

dưỡng các công trình xây dựng ở ven biển

hoặc cửa sông đã gây ra nhiều tác động xấu

đến môi trường sống của con người. Mặt khác,

hầu hết các dự án xây dựng cơ sở hạ tầng ở

ven sông, biển đều cần một lượng lớn đất có

chất lượng đủ tốt để làm đất đắp đất làm nền

móng,... Hầu hết lượng đất này đều được khai

thác và vận chuyển từ khu vực đồi núi, hoặc

nạo vét từ lòng sông. Điều này gây ra ảnh

hưởng rất lớn đến điều kiện địa chất và phá

hoại môi trường sinh thái khu vực khai thác.

Do đó, bài toán tái sử dụng lượng lớn đất thải

nạo vét làm đất dùng cho xây dựng đã và đang

được rất nhiều nước trên thế giới quan tâm

nghiên cứu và ứng dụng vào thực tiễn.

Đặc điểm chung của các loại đất sét nạo vét

thường có độ ẩm rất cao, đất mềm xốp và

không có khả năng sử dụng trực tiếp vào xây

dựng nếu không được xử lý. Một số phương

pháp phổ biến hiện nay đang được sử dụng ở

nhiều nước trên thế giới là trộn lẫn với một

hoặc hỗn hợp các phụ gia như xi măng, vôi,

tro bay hoặc các chất hóa học khác nhau. Tuy

nhiên, các phương pháp hiện nay đang sử

dụng vẫn còn nhiều hạn chế chủ yếu là giá

thành còn cao, đất khi xử lý vẫn có nhiều đặc

điểm không phù hợp với nhu cầu sử dụng.

Để khắc phục các hạn chế của các phương

pháp truyền thống, nâng cao phẩm chất của đất

sau khi xử lý, chúng tôi đã tiến hành nghiên cứu

* Đại học Xây Dựng.

55 Đường Giải Phóng, Hà Nội

Email: phdong65@gmail.com

** Trường Đại học quốc gia Yokohama, Nhật Bản.

Email: hayano@ynu.ac.jp

§Þa kü thuËt sè 4-2012 30

để biến đất thải nạo vét thành một loại đất dạng

hạt, đặt tên là CTGS (granular cement-treated

soil) bằng cách trộn đất nạo vét với hàm lượng

nghèo xi măng và thêm vào một lượng phụ gia

polyme.

Để đánh giá khả năng ứng dụng của loại đất

này cho xây dựng, chúng tôi đã tiến hành nghiên

cứu về phương pháp chế tạo, phương thức lựa

chọn hàm lượng trộn, và các đặc tính cơ học cơ

bản thông qua các thí nghiệm trong phòng.

2. MỘT SỐ BIỆN PHÁP PHỔ BIẾN XỬ

LÝ ĐẤT THẢI NẠO VÉT THÀNH VẬT

LIỆU XÂY DỰNG HIỆN NAY

2.1. Phƣơng pháp trộn đất với xi măng

Đất sét nạo vét ở dạng ướt và độ ẩm cao

được trộn với một hàm lượng xi măng nhất định

tùy theo yêu cầu sử dụng. Khi xi măng ninh kết

và hóa cứng, các tính chất cơ lý của đất sẽ được

cải thiện.

Các kết quả nghiên cứu đã có chỉ ra rằng

cường độ chịu nén và chịu cắt của đất sét nạo

vét trộn với xi măng không chỉ phụ thuộc vào

hàm lượng xi măng mà còn phụ thuộc vào

thành phần hóa học của đất sét nguyên gốc, độ

ẩm đất sét, nhiệt độ và thời gian bảo dưỡng và

cả tỷ lệ giữa nước/xi măng (Bergado,1997;

Tatsuoka, 1997; Tang et al, 2001). Cường độ

kháng nén 1 trục (unconfined compressive

strength) thường được dùng là một chỉ tiêu cơ

bản để đánh giá hiệu quả của đất sau khi xử lý.

Hình 1 trình bày một số quan hệ thực nghiệm

rút ra từ các nghiên cứu đã có giữa cường độ

kháng nén 1 trục với tỷ lệ nước/xi măng, tại

thời điểm bảo dưỡng 28 ngày, cho loại đất sét

với hàm lượng hữu cơ nhỏ.

Với nhiều ưu điểm như hiệu quả trong việc

xử lý đất yếu cao, đất sau khi xử lý nhanh chóng

đạt được cường độ thiết kế, và thi công nhanh…

hiện nay phương pháp này được nghiên cứu và

ứng dụng khá rộng rãi ở các dự án làm đường,

xử lý đất đắp đê, đập... Tuy nhiên, phương pháp

này còn một số nhược điểm như khó quản lý

chất lượng trộn trong quá trình thi công đại trà

nên tính đồng nhất của vật liệu chưa cao, hàm

lượng xi măng sử dụng tương đối nhiều nên đất

sau khi xử lý vẫn có ảnh hưởng xấu với môi

trường và giá thành tương đối cao. Ngoài ra,

tính chất biến dạng giòn và khả năng thoát nước

kém của đất sau khi xử lý không phù hợp với

một số yêu cầu sử dụng, nên phương pháp này

chỉ có phạm vi ứng dụng nhất định.

Cư

ờng

độ

nén

1 t

rục

khô

ng

nở

hô

ng

q (

kP

a)

Tỷ lệ nước/ xi măng

Hình 1. Cường độ chịu nén 1 trục không nở

hông khi đất sét được trộn với các tỷ lệ nước

trong đất/hàm lượng xi măng khác nhau

2.2. Phƣơng pháp trộn vôi

Phương pháp này cũng đã áp dụng trong

nhiều dự án xây dựng đường, đê, đập. Về

nguyên lý xử lý, phương pháp trộn vôi giống

như trộn xi măng, các liên kết hóa học được

hình thành do phản ứng thủy hóa vôi với nước,

silicat và các thành phần khoáng trong đất sét

tạo nên cường độ cho đất sau khi trộn.

Ngoài tác dụng cải thiện khả năng làm việc

của đất ở thời gian đầu sau khi trộn (giai đoạn

tức thời), vôi còn có tác dụng dài hạn khi các

chỉ tiêu nén lún và kháng cắt của đất vẫn còn

tăng lên sau một thời gian lâu dài. Cũng giống

như trộn với xi măng, đất sau khi trộn vôi cũng

thường có tính chất phá hoại giòn, đặc biệt khi

hàm lượng vôi cao. Phương pháp này thường có

giá thành rẻ hơn so với sử dụng xi măng, tuy

nhiên đất sau khi xử lý chỉ có tác dụng với một

số loại đất (thường là đất có chỉ số dẻo thấp) với

hiệu quả xử lý cũng không cao.

§Þa kü thuËt sè 4-2012 31

2.3. Phƣơng pháp chế tạo vật liệu nhẹ

(lightweight material)

Phương pháp này mới được phát triển gần

đây và có tiềm năng ứng dụng cao. Mục đích

của giải pháp này là nhằm tạo ra một vật liệu rất

nhẹ có cường độ phù hợp dùng cho đất đắp sau

tường chắn nhằm làm giảm áp lực đất lên kết

cấu chắn giữ, từ đó làm giảm kích thước của kết

cấu chắn giữ và tăng hệ số an toàn khi làm việc.

Trong phương pháp này, đất bùn sét nạo vét

được trộn với một hàm lượng nhất định xi măng và

vật liệu nhẹ như các hạt xốp, hoặc bọt – chế tạo từ

nước và một số phụ gia hóa học (hình 2a), trong quá

trình trộn các hạt bọt hoặc xốp sẽ chiếm chỗ trong

đất tạo nên các lỗ rỗng. Sau khi xi măng phản ứng

thủy hóa với nước và ninh kết, hỗn hợp đất sẽ trở

thành vật liệu mới (hình 2b) có cường độ nhất định

và độ lỗ rỗng cao do đó có trọng lượng thể tích rất

nhẹ. Với hàm lượng xi măng từ 5%-10%, đất sau

khi xử lý có trọng lượng thể tích tự nhiên từ 6-15

kN/m3, sức kháng cắt không thoát nước Su thường

đạt từ 200 kPa đến 400 kPa (Tsuchida, 2004).

a.

b.

c.

Hình 2. (a) Bọt nhẹ chế tạo từ công nghiệp; (b)

đất sau khi sử lý thành vật liệu nhẹ; (c)

ảnh thi công tại công trường dự án xây dựng

sân bay Hanenda, Nhật Bản.

Nhược điểm của phương pháp này là khó

điều chỉnh hàm lượng xi măng và hàm lượng

bọt, xốp để đạt được một trọng lượng thể tích

mong muốn. Ngoài ra giá thành khá cao, nên

phương pháp này mới chỉ được ứng dụng trong

một phạm vi hẹp.

3. NGHIÊN CỨU CHẾ TẠO VẬT LIỆU

DẠNG HẠT (CTGS) DÙNG CHO XÂY DỰNG

3.1. Vật liệu và nguyên lý chế tạo

Trong nghiên cứu này, chúng tôi lựa chon đất

bùn sét nạo vét ở cảng biển Kawasaki, Tokyo,

Nhật Bản làm đối tượng nghiên cứu (hình 3a).

Đất có thành phần bụi sét lớn, độ ẩm cao và hàm

lượng hữu cơ thấp. Các chỉ tiêu vật lý cơ bản của

loại đất sét này được trình bày ở bảng 1. Đây là

loại đất bùn sét tương đối điển hình ở cửa sông

và cảng biển ở Nhật. Ngoài ra chúng tôi sử dụng

loại xi măng Portland loại I (theo phân loại của

ASTM) và bột polyme hòa tan Aqupaana

(partially neutralized polyacrylic acid) - một loại

bột tổng hợp được dùng rộng rãi trong xây dựng,

làm phụ gia để chế tạo đất này (hình 3b).

Nguyên lý chế tạo là sau khi đất sét nạo vét

với độ ẩm cao được trỗn lẫn với xi măng, liên

kết xi măng được hình thành do các phản ứng

thủy hóa của xi măng với nước trong đất sét.

Trong khi xi măng chưa ninh kết, bột polymer

sẽ được trộn thêm vào với hỗn hợp đất sét trên.

Khi polyme gặp nước, sẽ trở thành chất kết

dính, nhờ đó các hạt sét sẽ dính kết với nhau,

trong quá trình trộn sẽ tạo thành các hạt đất rời

có kích thước lớn hơn nhiều so với hạt sét. Khi

xi măng ninh kết và hóa cứng, các hạt đất sẽ đạt

được cường độ nhất định (hình 3d).

3.2. Phƣơng pháp chế tạo

Chúng tôi đã tiến hành trộn thử nghiệm với

nhiều hàm lượng xi măng và polyme khác nhau

với đất sét ở các độ ẩm khác nhau. Kết quả trộn

thử nghiệm cho thấy khả năng tạo hạt và cường độ

của các hạt đất phụ thuộc vào hàm lượng xi măng,

hàm lượng polyme và độ ẩm của đất sét nạo vét.

Từ kết quả trộn thử để vật liệu có tính đồng

nhất cao, chúng tôi đã thống nhất lựa chọn một

§Þa kü thuËt sè 4-2012 32

qui trình sản xuất như sau: trước hết đất sét nạo

vét sẽ được trộn đều bằng một máy quấy, sau đó

sẽ được trộn với một hàm lượng nhỏ polymer,

tiếp theo là xi măng bằng một máy trộn dạng lưỡi

cắt như ở hình 3c. Thời gian trộn sẽ phụ thuộc

vào lượng đất sét ban đầu và hàm lượng xi măng

và polymer đến khi đạt được một hỗn hợp đất

đồng đều với năng lượng tiêu hao là ít nhất.

Đất sét nạo vét thường có độ ẩm rất cao, có thể lên

đến trên 100%. Các kết quả nghiên cứu trước đây cho

thấy, với cùng một hàm lượng xi măng, độ ẩm của đất

sét càng tăng thì cường độ của đất sét sau khi trộn sẽ

càng giảm đi đáng kể. Để có một kết quả trộn tốt nhất

với khả năng tạo hạt, độ đồng đều của các hạt và năng

lượng tiêu hao ít nhất, độ ẩm của đất sét Kawasaki

được điều chỉnh trong khoảng từ 60% đến 80%.

Bảng 1. Các chỉ tiêu vật lý c đ t sét Kawasaki

Chỉ tiêu Giá trị

Giới hạn dẻo, PL (%) 23,0

Giới hạn nhão, LL (%) 48,6

Chỉ số dẻo, PI (%) 25,6

Độ ẩm tự nhiên, wn (%) 65-110

Tỷ trọng, Gs 2,68

Hàm lượng hạt cát (%) 14,0

Hàm lượng hạt bụi (%) 42,0

Hàm lượng hạt sét (%) 44,0

Portland cement

Polymer

a. b.

c. d.

Hình 3. (a) Đất sét Kawasaki; (b) Xi măng

Porthand và polyme; (c) Máy trộn đất

(d) CTGS sau khi bảo dưỡng.

3.3. Cƣờng độ của một hạt đất-lựa chọn

hàm lƣợng trộn

Nhằm tạo ra một loại đất có giá thành phù hợp,

chúng tôi chỉ tập trung nghiên cứu khả năng ứng

dụng của các loại đất trộn với hàm lượng nghèo xi

măng nhằm giảm giá thành sản xuất.

a. Thí nghiệm xác định cường độ hạt của

đất CTGS.

Để tìm ra hàm lượng trộn tối ưu so với nhu

cầu sử dụng, một loạt các thí nghiệm xác định

cường độ hạt của đất chế tạo từ các hàm lượng

xi măng và polyme khác nhau bằng thí nghiệm

nén một trục đã được tiến hành. Trong thí

nghiệm này, ở mỗi một hàm lượng trộn, khoảng

30 hạt đất được lựa chọn ngẫu nhiên và cho

từng hạt vào một thiết bị gồm hai tấm nén

phẳng, sau đó được nén liên tục với một tốc độ

nén đều. Quan hệ giữa ứng suất và biến dạng

của hạt đất sẽ được lưu lại trong suốt quá trình

gia tải như trình bày trong hình 4a. Cường độ

của một hạt đất được xác định dựa vào giá trị

cực đại của lực nén, Fmax (f = 4Fmax/d2, d –

đường kính trung bình của hạt).

a.

Lự

cn

én, F

(N

)

Biến dạng theo phương thẳng đứng (mm)

0.1% polymer +5% xi măng)0.1% polymer +15% xi măng)

b.

Cường độ hạt

Khoảng tin cậy

Cư

ờn

gđ

ộcủ

ah

ạt(k

Pa)

Hàm lượng xi măng (%)

§Þa kü thuËt sè 4-2012 33

c.

Cường độ hạt

Khoảng tin cậyC

ườ

ng

độ

của

hạt

(kP

a)

Hàm lượng polymer (%)

15% xi măng

Hình 4. Kết quả thí nghiệm cường độ của một

hạt đất; (a) Quan hệ giữa tải trọng nén và

chuyển vị của hạt; (b) Cường độ của hạt ở các

hàm lượng xi măng khác nhau, với hàm lượng

polymer là 0.1%; (c) cường độ của một hạt đất

ở các hàm lượng polymer khác nhau khi hàm

lượng xi măng là 15%.

Hình 4b và 4c trình bày quan hệ giữa cường độ

của một hạt đất khi hàm lượng xi măng và hàm

lượng polymer thay đổi. Kết quả cho thấy cường

độ của hạt đất trộn ở hàm lượng nghèo xi măng

tăng nhẹ với hàm lượng xi măng. Tuy cường độ

của một hạt giảm nhẹ với hàm lượng polymer,

nhưng khi hàm lượng polymer tăng lên thì các hạt

trở nên đồng đều hơn, biểu hiện là cường độ các

hạt biến động trong phạm vi hẹp hơn.

b. Lựa chọn hàm lượng trộn và tính chất

vật lý của đất sau khi xử lý.

Dựa vào kết quả thí nghiệm trình bày trong

hình 4 và nhằm mục đích chế tạo loại vật liệu có

giá thành hợp lý, chúng tôi đã lựa chọn hai loại vật

liệu được trộn từ hai hàm lượng khác nhau, được

đặt tên là C1 và C2, làm cở sở cho việc khảo sát.

Các thông số về hàm lượng trộn và chỉ tiêu vật lý

của các loại đất sau khi xử lý được trình bày ở

bảng 2. Bên cạnh đó, các thông số của cát

Toyoura, một loại cát tiêu chuẩn thường được

dùng trong thí nghiệm ở Nhật bản cũng được lựa

chọn làm vật liệu tham chiếu.

Hình 5 trình bày đường cong tích lũy hạt của

đất sét Kawasaki, C1, C2 và của cát Toyoura. Có

thể quan sát thấy rằng đất sét với kích thước hạt

rất mịn đã được chuyển thành đất CTGS với kích

thước hạt bằng với cuội sỏi. Theo TCVN về phân

loại đất theo kích thước hạt, đất sau khi xử lý C1

và C2 được xếp vào loại cuội sỏi với cấp phối xấu.

Bảng 2 Hàm lƣợng và các chỉ tiêu vật lý

cơ bản của các loại đất đƣợc lựa chọn để

khảo sát - C1 và C2

Tham số C1 C2 Cát

Toyoura

Hàm lượng xi măng (%) 5 15 -

Hàm lượng polyme (%) 0.1 0.3 -

Khối lượng xi măng/1m3 (kg) 45 124 -

Khối lượng polyme/1m3 (kg) 0.89 2.5 -

Tỷ trọng hạt, G 2.694 2.715 2.645

Độ ẩm tự nhiên, w (%) 44.82 39.2 -

pH 10.64 11.34 -

Hệ số không đồng đều, Uc 3.14 2.83 1.54

Hệ số rỗng nhỏ nhất emin 2.44 2.23 0.69

Khối lượng thể tích lớn

nhất, dmax (g/cm3)

0.811 0.834 1.59

Cường độ hạt trung bình (kPa) 448

407

28000-

46000

Cũng có thể thấy rằng cường độ hạt của loại

đất CTGS là nhỏ hơn rất nhiều so với cường độ

hạt của các loại đất cát tự nhiên, do đó hạt đất

CTGS sẽ có khả năng bị vỡ và bị biến dạng co

ép thể tích cao khi chịu tải. Điều này sẽ ảnh

hưởng nhiều đến các ứng xử cơ học của vật liệu,

cũng như giảm khả năng chịu tải của vật liệu.

Hàm

lượ

ng

tích

lũy

(%)

Hình 5. Đường cong cấp phối của các loại

đất khảo sát

§Þa kü thuËt sè 4-2012 34

4. CÁC ĐẶC TÍNH CƠ HỌC CỦA VẬT

LIỆU CTGS THÔNG QUA THÍ NGHIỆM

TRONG PHÒNG

4.1 Tính đầm chặt

Đặc tính đầm chặt của vật liệu CTGS đã được

khảo sát thông qua thí nghiệm đầm chặt tiêu chuẩn

Proctor (JIS A 120:1999). Các mẫu đất C1 và C2

được đầm nén ở các độ ẩm khác nhau trong một

cối đầm hình trụ kích thước tiêu chuẩn, đường kính

100 mm, chiều cao 127.3 mm, với các công đầm

tiêu chuẩn Ec là 552 kJ/m3 và 1087 kJ/m

3. Hình 6

trình bày kết quả đầm nén ở các mức công đầm

khác nhau cho hai loại vật liệu C1 và C2.

a.

Dung t

rọn

gk

hô

, k

(g/c

m3)

Độ ẩm, w (%)

b.

Dung t

rọng

kh

ô, k

(g/c

m3)

Độ ẩm, w (%)

Hình 6. Quan hệ giữa khối lượng thể tích khô

của đất và các độ ẩm khác nhau: (a) Loại đất C1

(b) Loại đất C2

Kết quả đầm nén cho thấy, khi độ ẩm tăng,

đường cong đầm nén tiến dần đến đường giới

hạn bão hòa. Tuy nhiên khả năng đầm nén của

loại đất này cũng giống như các loại đất cuội sỏi

có độ rỗng cao là không phụ thuộc nhiều vào độ

ẩm của đất, khi độ ẩm tối ưu wop cho khối lượng

thể tích khô lớn nhất không thể hiện rõ ràng.

Kết quả này khác biệt với đặc tính đầm chặt của

các loại đất cơ bản như sét, cát khi độ ẩm tối ưu

thể hiện rất rõ ràng. Nguyên nhân là do có độ

rỗng lớn và cấp phối không đồng đều nên trong

quá trình đầm nén, nước và không khí trong lỗ

rỗng có thể nhanh chóng thoát ra khỏi lỗ rỗng.

Đây là một đặc điểm có lợi của loại đất này khi

được dùng trong xây dựng vì không phải hiệu

chỉnh độ ẩm của đất trước khi đầm nén để đạt

độ chặt tối ưu. Tuy nhiên do có cấp phối không

đồng đều, nền việc tăng độ đầm chặt của đất

bằng cách tăng năng lượng đầm là không cao.

4.2 Đặc tính nén lún

Đặc tính nén lún của đất CTGS được khảo

sát thông qua thí nghiệm nén cố kết một trục

Oedometer kích thước lớn (chiều cao 80 mm,

đường kính 200 mm). Kích thước mẫu nén và

sơ đồ thí nghiệm trình bày trên Hình 7.

Đất sau khi đổ vào khuôn để đạt kích thước

mẫu yêu cầu đã được làm bão hòa nước bằng

hút chân không. Thí nghiệm đã được tiến hành

cho hai trường hợp đất ở trạng thái ban đầu là

rời rạc (cho rơi tự do vào khuôn) và trạng thái

ban đầu chặt (đầm với một năng lượng tiêu

chuẩn). Các mẫu đất sau đó đã được nén gia tải

ở các cấp tải trọng theo tiêu chuẩn của Nhật Bản

JIS (A 1217: 2000) lần lượt là: 9,8; 18,6; 39,2;

78,4; 157; 314 và 628 kPa. Ở mỗi cấp tải, mẫu

được nén cố kết trong thời gian 24h. Ở cấp cuối

cùng được duy trì trong vòng 36h.

Áp lực nén

Van áp lực

Giấy filter

Đá bọt

Đường thoát nước

Đường thoát nước

Đồng hồ

đo áp

gioăng cao

su

Pít tông nén

Hình 7. Sơ đồ thí nghiệm nén cố kết một trục

§Þa kü thuËt sè 4-2012 35

Đặc tính nén lún của loại đất này được trình

bày qua các quan hệ giữa hệ số rỗng e của mẫu

tương ứng với các cấp ứng suất ‘v, biến dạng

thể tích theo thời gian (v - logt). Cũng giống

như các loại đất thông thường, đường cong nén

được chia thành hai nhánh đặt biệt là với mẫu

đất chặt. Bảng 3 tổng hợp kết quả thí nghiệm

bao gồm các chỉ số nén (Cc và Cs), ứng suất

chảy dẻo ’y (tương đương với khái niệm ứng

suất tiền cố kết ’p), giá trị này được xác định từ

giao điểm của hai đường thẳng tiếp xúc trên hai

nhánh của đường cong nén lún e - log‘v.

Hệ

sốrỗ

ng

, e

Rời

Chặt

Hình 8. Đường cong nén, e - log’v

a.

Biế

ndạn

gth

ểtí

ch,

v(%

)

Thời gian gia tải, t (phút)

b.

Biế

nd

ạng

thể

tích

,v

(%)

Thời gian gia tải, t (phút)

Hình 9. Quan hệ giữa biến dạng thể tích theo

thời gian: (a) Trạng thái rời (b) Trạng thái chặt

Kết quả cho cho thấy chỉ số nén Cc của cả C1

và C2, ở cả hai trạng thái rời và chặt đều nằm

trong khoảng nhỏ hơn nhiều so với chỉ số nén

của loại đất sét nạo vét ở biển trước khi xử lý,

như kết quả của một số nghiên cứu trước đây từ

1,5 đến 2 (Rekik và Boutouil, 2009). Ngoài ra,

do ảnh hưởng của hàm lượng trộn, các chỉ số

nén của C2 là nhỏ hơn so với C1, nhưng mức độ

khác biệt là không đáng kể.

Hệ số từ biến Cα được xác định từ độ dốc của

đường thẳng kéo dài từ phần tuyến tính trên đường

cong e-logt (hình 9) trong giai đoạn nén thứ cấp.

Giá trị hệ số từ biến Cα tương ứng với các cấp tải

trọng được biểu diễn trên hình 10a. Kết quả được

tổng hợp trong bảng 4 cho thấy, Cα của loại đất

CTGS nhỏ hơn đáng kể so với giá trị được khảo sát

từ đất sét nạo vét, như trong khoảng từ 0,2 đến 0,4

(Feng et al., 2001), và tương đương với giá trị 0,01

đến 0,02 (Rekik và Boutouil, 2009).

Bảng 3: Các kết quả thí nghiệm nén

cố kết 1 trục không nở hông CTGS

Các chỉ tiêu Mẫu đất rời Mẫu đất chặt

C1 C2 C1 C2

Hệ số rỗng ban đầu, eo 2,67 2,73 1,75 1,95

Khối lượng thể tích

khô d (g/cm3) 0,733 0,726 0,982 0,920

Cs 0,529 0,453 0,275 0,325

Cc 0,757 0,709 0,432 0,405

‘y 41 70 85 125

C

0,002-

0,022

0,002

-

0,016

0,0015-

0,013

0,0015

-0,011

Thời gian cố kết được xác định bằng phương

pháp "căn bậc hai" của Taylor (1940) dựa trên

đường cong e-logt (hình 9). Kết quả cho thấy, do

có độ rỗng lớn, thời gian cố kết của đất là khá

nhanh trong khoảng 3-5 phút kể từ khi bắt đầu gia

tải. Chính vì vậy, biến dạng theo thời gian không

phải là vấn đề lớn, tuy nhiên sau khi cố kết (sau

khoảng thời gian từ 3 đến 5 phút) khi nước trong

§Þa kü thuËt sè 4-2012 36

lỗ rỗng thoát hết ra ngoài, các hạt đất đã tiếp xúc

với nhau, vẫn còn một độ lún từ biến đáng kể.

Tỷ số C/Cc thường được dùng để đánh giá

độ biến dạng từ biến của đất được trình bày

trong hình 10.b. (Mesri and Castro, 1987). Kết

quả quan sát cho thấy tủ số C/Cc của CTGS là

thấp hơn khá nhiều so với đất sét và thậm chí là

cả đá trầm tích bùn (Terzaghi et al., 1996).

a.

Rời

Chặt

b.

Hình 10: (a) quan hệ giữa hệ số từ biến C ở

các cấp ứng suất ’v; (b) C và Cc

4.3 Đặc điểm biến dạng và cƣờng độ của

CTGS từ thí nghiệm nén cố kết 3 trục thoát

nƣớc (CD)

Để khảo sát đặc điểm biến dạng của loại đất

CTGS, chúng tối đã tiến hành một chuỗi các thí

nghiệm nén cố kết 3 trục thoát nước cho vật liệu

C1 và C2 ở các độ chặt ban đầu khác nhau. Qui

trình thí nghiệm tuân theo tiêu chuẩn của Nhật

Bản (JGS 0524: 2000). Mẫu đất thí nghiệm có

đường kính 10 cm và chiều cao 20 cm. Các

thông số của mẫu đất ở trạng thái rời và trạng

thái chặt được tóm tắt ở bảng 4. Trước khi gia

tải nén, mẫu đất được gia tải đến cố kết với áp

lực buồng đẳng hướng 100, 200 và 400 kPa.

Bảng 4: Các tham số của mẫu thí nghiệm

Tham số

Trạng thái

rời

Trạng thái

chặt

C1 C2 C1 C2

Khối lượng thể tích tự

nhiên,t (g/cm3) 0,930 0,950 1,321 1,311

Khối lượng thể tích

khô,d (g/cm3) 0,641 0,677 0,918 0,937

Hệ số rỗng, e 3,33 2,96 2,05 1,82

Các đặc điểm biến dạng của đất được trình

bày thông qua các quan hệ giữa ứng suất lệch q

= ‘a - ‘c (‘a - ứng suất hữu hiệu dọc trục, ‘c

ứng suất hữu hiệu cố kết ban đầu) với biến dạng

dọc trục, biến dạng thể tích v với biến dạng dọc

trục a. Kết quả trên hình 11 cho thấy, C1 và C2

có đặc điểm biến dạng tương đối giống nhau là

các mẫu đất thể hiện dạng biến dạng dẻo (strain

hardening) khi ứng suất lệch tăng với biến dạng

dọc trục đến khi mẫu bị phá hoại, và không xuất

hiện giá trị cực trị. Mẫu đất không xuất hiện

biến dạng nở mà bị co ép lại trong suốt quá trình

gia tải dọc trục, ngay cả với mẫu đất trạng thái

ban đầu là chặt.

Các ứng xử cơ học nói trên của CTGS là

tương đối khác so với đặc tính biến dạng của

loại đất rời (cát, sỏi) ở trạng thái chặt hoặc sét

rắn (Bishop, 1966; Indraratna et al., 1998) khi

quan hệ ứng suất-biến dạng thể hiện loại biến

dạng giòn (strain softening), và kèm theo nở thể

tích sau khi mẫu bị phá hoại. Sự khác biệt này

được giải thích thông qua một số nghiên cứu thí

nghiệm đã có (Arslan et al., 2009; Liu, 2010) là

do các hạt đất bị vỡ, và biến dạng co ép thể tích

khi chịu nén, nên khi chịu nén không xuất hiện

biến dạng nở, kèm theo dạng phá hoại giòn.

§Þa kü thuËt sè 4-2012 37

a.Biến dạng dọc trục, a (%)

Biế

nd

ạng

thể

tích

,v

(%)

Ứ

ng

suất

lệch

, q

(kP

a)

Rời Chặt

b.

100 kPa

200 kPa

400 kPa

Biến dạng dọc trục, a (%)

Rời Chặt

Biế

nd

ạng

thể

tích

,v

(%)

Ứ

ng

suất

lệch

, q

(kP

a)

Hình 11. Quan hệ giữa ứng suất lệch và biến

dạng thể tích theo biến dạng dọc trục ở các

cấp áp lực cố kết khác nhau (a) Mẫu đất C1

(b) Mẫu đất C2

Theo tiêu chuẩn JGS (0524: 2000), cường độ

kháng nén được xác định là giá trị lớn nhất của ứng

suất lệch khi biến dạng dọc trục từ 0% đến 15%.

Từ đó xác định được giá trị góc ma sát trong của

đất. Hình 12 trình bày mối quan hệ giữa góc ma sát

trong của đất theo cấp ứng suất xác định theo vòng

tròn Mohr cho từng cấp ứng suất (góc secant-góc

dốc của tiếp tuyến từ gốc của trục tọa độ đến mỗi

vòng Mohr). Kết quả cho thấy góc ma sát trong của

CTGS giảm theo cấp ứng suất. Cũng giống như

trong đất cát, điều này đã được giải thích là do các

hạt cát bị vỡ khi chịu tải ở các cấp ứng suất cao

(Yasufuku, 1994; Miura, 2003). Tuy nhiên, góc ma

sát trong của đất CTGS ở trạng thái rời vẫn cao hơn

25o và ở trạng thái chặt là trên 35

o. Theo các tiêu

chí lựa chọn loại đất dùng cho xây dựng (Schaefer

et al., 2008), đất có góc ma sát trong như trên được

xếp vào loại tốt dùng cho đất đắp và đất nền móng

cho các công trình đường, đất lấn biển…

Ứng suất trung tính lớn nhất, qmax (kPa)G

óc

ma

sát

trong

,

(0)

Rời Chặt

Hình 12: Quan hệ giữa góc ma sát trong

và ứng suất trung tính.

4. KẾT LUẬN

Bài báo này trình bày một giải pháp mới tái sử

dụng đất thải nạo vét từ sông và cửa biển để dùng

cho xây dựng. Nguyên lý chế tạo, cở sở lựa chọn

hàm lượng trộn và các đặc tính cơ học đã được

trình bày thông qua các thí nghiệm trong phòng.

Tuy cần có thêm các nghiên cứu sâu hơn để đánh

giá khả năng cũng như phạm vi ứng dụng của loại

vật liệu này cho xây dựng, đặc biệt là về công nghệ

trộn. Tuy nhiên, các kết quả đạt được từ bài báo

này cho thấy CTGS có nhiều đặc điểm kỹ thuật

hữu ích, có cường độ phù hợp và đặc biệt là hàm

lượng xi măng thấp hơn, do đó giá thành cũng thấp

hơn sản phẩm từ các phương pháp xử lý bằng xi

măng hiện đang dùng, vì vậy nó có tiềm năng ứng

dụng thực tế. Một số kết luận cụ thể sau đây được

rút ra từ các kết quả nghiên cứu ở trên:

Loại đất CTGS có thể được chế tạo từ

hàm lượng nghèo xi măng và polyme. Vật liệu

CTGS có kích thước hạt dạng sỏi, độ rỗng lớn,

trọng lượng tự nhiên nhẹ nên rất phù hợp làm

đất đắp sau tường chắn.

§Þa kü thuËt sè 4-2012 38

Khả năng đầm chặt của đất CTGS không

phụ thuộc lớn vào độ ẩm của đất. Tuy nhiên do

có cấp phối xấu nên khả năng đầm nén là hạn

chế. Nhược điểm này có thể khắc phục khi trộn

loại đất khác (cát) để làm thay đổi cấp phối hạt.

Do CTGS có hệ số rỗng lớn nên hệ số nén

lún tương đối cao. Tuy nhiên do thời gian cố kết

là ngắn, nên phần lớn độ lún mang tính tức thời

và diễn ra ngay trong thời gian thi công. Kết quả

thí nghiệm nén cố kết cho thấy, hệ số từ biến là

không lớn, nhưng trong trường hợp nền có yêu

cầu độ lún khắt khe, độ lún do từ biến cũng phải

cần được xem xét đến.

Đất CTGS cho biến dạng loại dẻo. Do các

hạt đất có khả năng bị vỡ và bị giảm thể tích khi

chịu nén nên đất không có biến dạng nở như

thường gặp ở các loại đất dạng rời. Góc ma sát

trong của đất là đáp ứng được yêu cầu sử dụng

cho loại đất đắp, san nền.

TÀI LIỆU THAM KHẢO

Arslan, H. (2009). Analysis of the influence of

crushing on the behaviour of granular materials

under shear, Granular matter, 11:87-97.

Bergado, D. T., Anderson, L. R., Miura, N., and

Balasubramaniam, A. S. (1996). Soft ground

improvement, ASCE Press.

Bennert, T. A., Maher, M. H., Jafari, F., and

Gucunski, N. (2000): Use of dredged sediments

from Newark harbor for geotechnical application.

Geotechnics of high water content materials,

ASTM special technical publication, STP 1374.

Bishop, W. A (1966). The strength of soils as

engineering materials, Geotechnique, 16 (2), 89-130.

Feng, T.W., Lee, J.Y., Lee, Y.J. (2001):

Consolidation behaviour of a soft mud treated with

small cement content. Eng Geology, 59, 327–335

Indraratna, B., Ionescu D., et al. (1998). Shear

behaviour of railway ballast based on larger-scale

triaxial test, Journal of the Soil Mechanics and

Foundation Division, ASCE, 124 (5), 15318.

Mallela, J., Quintus, H. V., and Smith, K.

(2004): Consideration of lime-stabilized layers in

mechanistic-empirical pavement design. The

National Lime Association.

Mesri, G. and Castro, A. (1987): Cα/Cc concept

and K0 during secondary compression, Journal of

Geotechnical Engineering, 113(3), 230-247.

Miura, S., Yagi, K., Asonuma, T. (2003).

Deformation-strength evaluation of crushable

volcanic soils by laboratory and in-situ testing,

Soils and Foundations, 43 (4), 47-57.

Liu, E. (2010). Breakage and deformation

mechanisms of crushable granular materials,

Computers and Geotechnics, 37,723-730.

Rekik, B. and Boutouil, M. (2009).

Geotechnical properties of dredged marine

sediments treated at high water/cement ratio,

Journal of Geo-Marine Letters, 29,171–179.

Snyder, Gary W., Ponton, John R., Deming,

Peter W. (1997): Dredging with Environmental

Controls – Baltimore, Maryland, Inner Harbor.

Dredging and Management of Dredged

Material, Geotechnical Special Publication No.

65, ASCE, 23-33.

Tang, Y. X., Miyazaki, Y. Tsuchida, T. (2001).

Practices of reused dredging by cement treatment,

Soils and Foundations, 41 (5), 129-143.

Tatsuoka, F., Uchida, K., Imai, K., Ouchi, T.,

Kohata, Y. (1997). Properties of cement treated soil

in Trans-Tokyo Bay Highway project, Ground

Improvement, 1 (1), 37–57.

Taylor, D.W., Merchant, W. (1940). Theory of

clay consolidation accounting for secondary

compression, Jour. Math. and Phys., 19, 167-185.

Tsuchida T. and Egashira K. The Lightweight

Treated Soil Method. Leiden, Netherlands, 2004.

ISBN 90 5809 692 0.

Yasufuku, N., Tanaka, K., Mutata, H. (1994).

End bearing capacity of pile in highly compressible

sands and its evaluation, JSCE Journal of

Geotechnical and Geoenviromental Engineering,

No.505/III-29, 191-200.

Người phản biện: PGS.TS. ĐOÀN THẾ TƯỜNG

§Þa kü thuËt sè 4-2012 39

Nghiªn cøu quy luËt ph©n bè øng suÊt biÕn d¹ng

vµ ®­êng cong lón sôt bÒ mÆt ®Êt xung quanh c¸c

®­êng hÇm tiÕt diÖn nhá khi thay ®æi ®­êng kÝnh

vµ ®é s©u ®Æt ®­êng hÇm

TrÇn TuÊn Minh, NguyÔn Duyªn Phong*

Study on distribution rule of stress deformation and subsidence curve of

ground surface surrounding small sized tunnels with changing diameter

and the depth where tunnel to be built.

Abstract: This paper presents the distribution rule of stress failure

(deformation) and the process of setting up of subsidence curve of ground

surface surrounding the walls of the small sized tunnels when the diameter

and the depth where tunnels have been built were changed

1. ĐẶT VẤN ĐỀ

Hiện nay, việc thi công xây dựng các đường

hầm có tiết diện nhỏ (đường kính thường nhỏ

hơn 2,5m) trong các khu vực dân cư và thành

phố ở Việt Nam ngày càng được ưu tiên quan

tâm nhiều trong thời gian gần đây. Các đường

hầm tiết diện nhỏ này có thể được sử dụng làm

các đường hầm dẫn cáp điện, kỹ thuật, cấp,

thoát nước hoặc làm một số công dụng khác. Để

thi công xây dựng các đường hầm này có thể sử

dụng các phương pháp khai đào lộ thiên, nhóm

phương pháp kích đẩy hoặc các khiên đào tiết

diện nhỏ chuyên dụng. Tuy nhiên, ngày nay

việc hiểu biết đến sự thay đổi trạng thái ứng suất

- biến dạng xung quanh các đường hầm tiết diện

nhỏ còn ít được quan tâm chú ý, đặc biệt là khi

đường hầm bắt buộc khai đào bằng phương

pháp ngầm trong điều kiện thành phố, khu vực

nhà cửa đông dân cư mà nhóm phương pháp

khai đào lộ thiên không thể áp dụng được. Bài

báo này giới thiệu việc nghiên cứu quy luật ứng

suất - biến dạng xung quanh đường hầm tiết

diện nhỏ khi thay đổi đường kính và độ sâu đặt

công trình. Ngoài ra cũng giới thiệu việc xây

dựng quy luật và xác định độ lún bề mặt trong

khi xây dựng các đường hầm tiết diện nhỏ.

2. ẢNH HƯỞNG CỦA SỰ THAY ĐỔI

ĐƯỜNG KÍNH VÀ ĐỘ SÂU ĐẶT ĐƯỜNG HẦM

Thông thường đường hầm tiết diện nhỏ đặt ở

gần bề mặt đất thường nằm trong vùng đất đá

yếu nên có thể nói nó được khai đào trong môi

trường không phải là đàn hồi mà có thể là đàn

hồi dẻo hoặc môi trường dẻo. Các phương pháp

lý thuyết trong môi trường dẻo thường sử dụng

cho đường hầm dạng tròn, theo Bray (Goodman,

1989) thì giá trị ứng suất trong vùng đàn hồi với

đường hầm tiết diện tròn có áp lực p1 = p2 = p

có thể được xác định theo công thức sau:

2

2

r

bp

r

bpr

(1)

Trong đó giá trị b được xác định theo công

thức sau:

2

2

n

2

R

12

45tg

p.12

45tg

b

(2)

Ở đây là góc ma sát trong của đất đá

Khi đường hầm có áp lực bên trong pi thì

trong vùng dẻo các giá trị ứng suất được xác

định theo công thức sau:

* Trường đại học Mỏ - Địa chất Hà Nội

Đông Ngạc, Từ Liêm, Hà Nội

Email:tuanminhhung@yahoo.com

§Þa kü thuËt sè 4-2012 40

ii

Q

i

iii

ii

Q

iiir

gCa

r

tg

tggCp

gCa

rgCp

cotcot

cotcot

(3)

Hình 1. Sơ đồ bài toán của Bray

(Goodma, 1980)

Trong đó: Ci - cường độ lực dính kết dư,

MPa; = 45 + /2;

1

tg

tgQ

Và bán kính vùng biến dạng dẻo được xác

định bằng công thức sau:

Q

1

ii

2

i

2

n

d

gcotCp2

45tg1

gcotC2

45tg1p2

aR

(4)

Ở đây:

Rd - bán kính vùng đàn hồi dẻo

a - bán kính đường hầm

r - khoảng cách từ tâm hầm đến độ ẩm đang xét

p - áp lực bên ngoài đường hầm

pi - áp lực bên trong đường hầm

n - độ bền nén đơn trục của đất đá (UCS)

- góc ma sát trong của đất đá

- góc ma sát trong dư

3. MÔ HÌNH PHÂN TÍCH SỐ

Trong phần này sẽ trình bày việc sử dụng

phương pháp số phần tử hữu hạn trên cơ sở phần

mềm số Phase 2 thiết lập các quy luật biến đổi cơ

học xung quanh các đường hầm tiết diện nhỏ khi

thay đổi đường kính và độ sâu đặt đường hầm, cũng

như xác định quy luật đường cong lún bề mặt cho

bài toán. Phương pháp phần tử hữu hạn xung quanh

đường hầm tiết diện bất kỳ trong phương pháp phần

từ hữu hạn được thể hiện như trong hình 2.

Hình 2. Sơ đồ phân tích bằng phương pháp phần tử hữu hạn trên máy tính

a

§Þa kü thuËt sè 4-2012 41

Ở đây рxx, pyy, pxy - là các thành phần ứng

suất nguyên sinh

Trên hình 2c, các nút i, j, k có hàm chứa các

thành phần chuyển vị uxi, uyi, v.v. và ma trận

chuyển vị [u] trong các nút khác nhau. Gọi [N]

là hàm chức năng và có thể được xác định theo

công thức sau:

e

k

j

i

kjiii

y

xuN

u

u

u

NNNuNu

uu

,, (5)

Trong đó

yi

xi

i u

uu ;

i

i

iiN

NNN

0

0 (6)

Các thành phần trong ma trận [N], và Ni là

các hàm chức năng có liên quan đến toạ độ

[ue] - véc tơ cột có bao hàm các giá trị

chuyển vị uxi, uyi, uxj,..

Hàm chức năng [N] được chọn đối với các

chuyển vị trên các nút. Vì vậy có thể thu được

công thức sau: (7) và (8).

INyixii

, (7)

0,

yixiiN , v.v. (8)

Ở đây [I] và [0] - là các ma trận chuyển vị, từ

các thành phần chuyển vị trên các nút trong các

hàm chức năng, thu được:

[Ni] = Ni[I]

Ở đây Ni - là hàm vô hướng trong phần tử

các nút

Các thành phần chuyển vị trong hàm số toạ

độ được viết như sau:

yxu

yxu

y

x

654

321

(9)

Khi sáu thành phần trong các hàm trên được

xác định thì có thể xác định được các chuyển vị

ux, uy trong các nút. Do đó 1, 2, 3 được xác

định bằng cách giải các phương trình sau:

kkxk

jjxj

iixi

yxu

yxu

yxu

321

321

321

(10)

Sau khi giải các phương trình trên, thu được:

xkkkkxjjjjxiiiix uycxbauycxbauycxba2

1u

(11)

Trong đó

jki

kji

jkkji

xxc

yyb

yxyxa

(12)

Trong các nút i, j, k có bao hàm aj,..và 2 =

2х diện tích phần tử tam giác =

kk

jj

ii

yx

yx

yx

1

1

1

2

Các kết quả 4, 5, 6 trong hàm chức năng

chuyển vị ux trong công thức (11) thu được bởi

sự thay đổi uyi và uxi. Do đó, sự thay đổi chuyển

vị trong các phần tử được quan sát trong công

thức sau:

e

kji

e

y

xuINININuN

u

uu ,,

(13)

Ở đây 2/ycxbaN iiii

Công thức đơn giản Nj, Nk và I là các ma

trận 2х2

Chuyển vị trong các phần tử có thể được xác

định theo công thức sau:

y

x

yx

y

x

xy

yy

xx

u

u

xy

u

y

x

y

u

y

u

y

ux

u

0

0

(14)

Hay là

uL (15)

Từ công thức (14) và (15), viết được

như sau:

ee uBuNL

Trong đó:

§Þa kü thuËt sè 4-2012 42

x

N

y

N

x

N

y

N

x

N

y

N

y

N

y

N

y

Nx

N

x

N

x

N

B

kkjijii

kji

kji

000

000(16)

Khi chuyển vị là các thành phần biến dạng

đàn hồi thì các hằng số trong ma trận [B] là

hằng số, các thành phần ứng suất trong các phần

tử sẽ được xác định theo công thức sau:

0

0

0

12/2100

011/

01/1

11

1

xy

yy

xx

xy

yy

xx

xy

yy

xx

vv

vv

vv

vv

vE

Hay 00 euBDD (17)

Trong đó [] - véc tơ tổng ứng suất, [D] - ma

trận đàn hồi, và [0] - véc tơ tổng ứng suất

nguyên sinh ban đầu.

Sự cân bằng lực ở các nút

Trong phương pháp phần tử hữu hạn để đặt

các lực qxi, qyi,..lên các nút phải cân bằng giữa

các lực bên trong của các nút với trọng lượng

của các nút:

y

x

b

bb ; euNu ; euB (18)

[ue] - chuyển vị bên trong các nút

nếu lực bên ngoài tác động lên nút là [qe] thì

cTee quW

Сharlton (1959) đã xác định we theo công

thức sau:

buWTTi buNuB

TeTe bNBuTTe

Tích phân trên toàn bộ thể tích của phần tử thu được:

Ve

T

Ve

Te dVbNdVBq (19)

từ (17) thu được

Ve

T

Ve Ve

TeTe dVbNdVBdVuBDBq 0 (20)

thành phần Ve

eTdVuBDB - là ma trận 6х6

Ve

TdVB 0 -là ma trận 6х1;

Ve

TdVbN -

là ma trận 6х1

Khi thể tích các phần tử tam giác là Ve, các

thành phần [B] và [N] - là hằng số trên toàn

bộ thể tích của các phần tử. Do đó thu được

công thức:

bNVBVuBDBVqT

e

T

e

eT

e

e 0

Trong hầu hết các trường hợp

eeee fuKq (21)

[qe] - có liên quan đến chuyển vị tại các nút [u

e]

[Ke] - ma trận độ cứng

[fe] - véc tơ lực tác động bên ngoài

[Ke] và [f

e] được xác định từ hình học các

phần tử và ứng suất nguyên sinh ban đầu cũng

như dung trọng đất đá.

Xác định chuyển vị tại các nút:

Tác động bên ngoai tác động lên các nút

được xác định theo công thức sau:

44332211 yxyxyxyx

Trrrrrrrrr (22)

§Þa kü thuËt sè 4-2012 43

với hai phần tử a và b

b

y

b

x

b

y

b

x

b

y

b

x

Tb

a

y

a

x

a

y

a

x

a

y

a

x

Ta

qqqqqqq

qqqqqqq

334422

332211

(23)

Đối với nút 1 a

xx qr 11 ; a

yy qr 11

Đối với nút 2 b

x

a

xx qqr 222 ; b

y

a

yy qqr 222

Và cuối cùng thu được các công thức giữa

các lực và các chuyển vị như sau:

4

4

3

3

2

2

1

1

4

4

3

3

2

2

1

1

4

4

3

3

2

2

1

1

00

00

00

y

x

y

x

y

x

y

x

y

x

y

x

y

x

y

x

b

ba

a

y

x

y

x

y

x

y

x

f

f

f

f

f

f

f

f

u

u

u

u

u

u

u

u

K

KK

K

r

r

r

r

r

r

r

r

(24)

Sử dụng phần mềm số Phase 2 để phân tích

và tìm hiểu quy luật của ứng suất và biến dạng,

cũng như xây dựng đường cong lún bề mặt

trong bài toán phẳng, cơ sở dữ liệu đầu vào

được thể hiện như trong Bảng 1. Trường hợp

thứ nhất là xem xét sự thay đổi đường kính

đường hầm đến ứng suất, biến dạng xung quanh

đường hầm sau khi khai đào.

Bảng 1. Các tham số đầu vào cho phân tích

TT Tên tham số Ký hiệu Giá trị Đơn vị

1 Dung trọng đất đá 0,016 MN/m3

2 Độ bền kéo đất đá k 0,0 MPa

3 Cường độ lực dính kết c 0.05 MPa

4 Góc ma sát trong 25 Độ

5 Mô đun đàn hồi E 500 МPa

6 Hệ số Poisson 0,35 -

7 Góc dãn nở 0 Độ

8 Góc ma sát trong dư re 26 Độ

9 Cường độ lực dính kết dư cre 0,5 MPa

10 Đường kính đường hầm D 0,5; 0,7; 1,0; 1,2; 1,5 m

11 Loại vật liệu Dẻo - -

12 Tiêu chuẩn sử dụng Mohr -

Coulomb - -

13 Hệ số ứng suất nguyên sinh ban đầu

(ngang/thẳng đứng) 3/1 0,5 -

14 Độ sâu đặt đường hầm H 5 m

a) Mô hình phân tích b) khi D = 0,5m c) Khi D = 0,75m

§Þa kü thuËt sè 4-2012 44

d) Khi D = 1,0m e) Khi D = 1,2m f) Khi D = 1,5m

Hình 3. Kết quả mô hình và phân bố tổng biến dạng khi thay đổi đường kính hầm D

Bảng 2: Thống kết quả sau phân tích

Tham số Đƣờng kính

hầm (D) 0,5m 0,7m 1,0m 1,2m 1,5m

1, МPa

Nóc 0,04 0,04 0,04 0,04 0,04

Sườn 0,17 0,17 0,17 0,17 0,17

Nền 0,04 0,04 0,05 0,04 0,04

3, MPa

Nóc 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00

Sườn 0,01 0,01 0,01 0,01 0,01

Nền 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00

xy, m

Nóc 5,25.10-5

7,00.10-5

9,30.10-5

1,11.10-4

1,36.10-4

Sườn 1,75.10-5

2,45.10-5

3,85.10-5

4,55.10-5

5,60.10-5

Nền 6,00.10-5

8,05.10-5

1,21.10-4

1,50.10-4

1,92.10-4

Sau khi phân tích bằng Phase 2 có thể thu

được kết quả các giá trị ứng suất và biến dạng ở

nóc, sườn, và nền đường hầm như trong bảng 2.

Quy luật biến đổi giữa tổng biến dạng và đường kính

đường hầm tiết diện nhỏ

xy = 8E-05D + 1E-05

R2 = 0,9995

0.0000000

0.0000500

0.0001000

0.0001500

0.0002000

0.0002500

0 0.2 0.4 0.6 0.8 1 1.2 1.4 1.6

Sự thay đổi đường kính đường hầm, m

Giá

trị tổ

ng

biế

n d

ạn

g,

m

Ở trên nóc hầm

Ở bên sườn hầm

Ở dưới nền hầm

Giá trị trung bình

Quy luật biến thiên

Hình 4. Đồ thị biểu thị quan hệ giữa tổng biến

dạng và sự thay đổi đường kính đường hầm D

Bằng phương pháp thống kê các kết

quả trong bảng 2, sau khi phân t ích , thiết

lập được công thức tổng biến dạng với sự

thay đổi đường kính của đường hầm như

sau:

xy = 8.10-5

.D + 10-5

, R2 = 0,9995 (25)

Trong đó: D - đường kính đường hầm tiết

diện nhỏ đem sử dụng, m

T ơng hợ hi h y đổi đ u đặ

đ ờng hầ

Trong trường hợp thay đổi độ sâu đặt đường

hầm, chúng ta vẫn sử dụng các tham số đầu vào

đất đá và đường kính đường hầm như ở trong

bảng 1, ở phần này chỉ thay đổi độ sâu H đặt

đường hầm lần lượt tương ứng là H = 5, 6, 8,

10, 12m. Kết quả mô phỏng bằng mô hình và

kết quả sau phân tích được thể hiện như trong

các hình 5 và 6.

§Þa kü thuËt sè 4-2012 45

a) Mô hình đường hầm ở độ sâu 5m b) Phân bố tổng biến dạng ở độ sâu 5m

Hình 5. Mô hình đường hầm bằng Phase 2 (a) và phân bố tổng biến dạng khi H = 5m (b)

a) Ở độ sâu 6m b) Ở độ sâu 8m c) Ở độ sâu 12m

Hình 6. Kết quả phân bố biến dạng, ứng suất khi thay đổi độ sâu đặt đường hầm

Từ các kết quả phân tích được trong bảng 3

và 4, bằng thống kê chúng ta cũng thu được biểu

đồ quy luật và biểu thức toán học phụ thuộc như

trong hình 7, 8 tương ứng cho ứng suất, biến

dạng và đường cong lún sụt bề mặt khi thay đổi

độ sâu đặt đường hầm.

Bảng 3. Thống kê kết quả khi thay đổi độ sâu đặt đƣờng hầm tiết diện nhỏ

Chỉ số Độ sâu 5m 6m 8m 10m 12m

1, МPа

Giá trị ở nóc 0,04 0,06 0,09 0,1 0,14

Giá trị ở nền 0,06 0,07 0,11 0,12 0,16

Giá trị bên sườn 0,21 0,26 0,33 0,38 0,38

3, МPа

Giá trị ở nóc 0,00 0,00 0,01 0,01 0,01

Giá trị ở nền 0,00 0,00 0,01 0,01 0,01

Giá trị bên sườn 0,01 0,01 0,03 0,03 0,03

xy, m

Giá trị ở nóc 3,15.10-4

3,80.10-4

5,10.10-4

6,30.10-4

8,05.10-4

Giá trị ở nền 3,30.10-4

3,80.10-4

5,10.10-4

6,00.10-4

7,35.10-4

Giá trị bên sườn 7,50.10-5

1,10.10-4

1,25.10-4

1,80.10-4

2,45.10-4

§Þa kü thuËt sè 4-2012 46

Bảng 4. Độ lún bề mặt khi thay đổi điểm độ sâu đặt đƣờng hầm tiết diện nhỏ Н

Vị trí từ tâm đƣờng

hầm ra 2 bên -6m -2m 1m 4m 8m

Độ sâu đặt 5m 0,00

9,00.10-5

1,35.10-4

9,00.10-5

0,00

Độ sâu đặt 6m 0,00

1,00.10-4

1,40.10-4

1,00.10-4

0,00

Độ sâu đặt 8m 0,00

1,25.10-4

1,50.10-4

1,25.10-4

0,00

Độ sâu đặt 10m 0,00

1,20.10-4

1,50.10-4

1,20.10-4

0,00

Độ sâu đặt 12m 0,00

1,05.10-4

1,40.10-4

1,05.10-4

0,00

Công thức liên quan giữa ứng suất thẳng

đứng và độ sâu đặt đường hầm thiết lập

được như sau: 1 = 0,0174.H + 0,025, R2 =

0,9722 (26)

Ở đây Н - độ sâu đặt đường hầm, m

Sử dụng thống kê chúng ta cũng thu được

biểu đồ quan hệ giữa tổng biến dạng và sự thay

đổi độ sâu đặt đường hầm như trên Hình 7 và

công thức biến đổi quy luật như sau:

xy = 5.10-5

.H + 10-5

, R2 = 0,9953 (27)

Quy luật biến đổi giữa ứng suất thẳng đứng và sự thay đổi

độ sâu đặt đường hầm

1 = 0,0174.H + 0,025

R2 = 0,9722

0

0.05

0.1

0.15

0.2

0.25

0.3

0.35

0.4

3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15

Độ sâu đặt đường hầm, m

Giá

trị

ứn

g s

uất,

МP

a

Ở nóc đường hầm

Ở nền đường hầm

Ở sườn đường hầm

Giá trị trung bình

Quy luật biến thiên

Quy luật biến đổi giữa tổng biến dạng và độ sâu đặt đường hầm

xy = 5E-05.H + 1E-05

R2 = 0,9953

0

0.0001

0.0002

0.0003

0.0004

0.0005

0.0006

0.0007

0.0008

0.0009

4 6 8 10 12 14

Sự thay đổi độ sâu đặt đường hầm, m

Giá

trị

tổn

g b

iến

dạn

g,

m

Ở nóc của đường hầm

Ở nền đường hầm

Ở bên sườn đường hầm

Giá trị trung bình

Quy luật biến đổi

Hình 7. Kết quả quy luật biến đổi của ứng suất theo sự thay đổi độ sâu đặt đường hầm

và sự thay đổi biến dạng theo độ sâu dặt đường hầm H

Quy luật biến đổi độ lún sụt bề mặt với sự thay đổi độ sâu đặt đường hầm

U = -2E-08x4 + 1E-07x

3 + 4E-06x

2 - 8E-06x - 0,0001

R2 = 1

-0.00016

-0.00014

-0.00012

-0.0001

-0.00008

-0.00006

-0.00004

-0.00002

0

-7 -6 -5 -4 -3 -2 -1 0 1 2 3 4 5 6 7 8 9Vùng nghiên cứu từ tâm đường hầm, m

Giá

trị

lún

sụ

t, m

Khi đường hầm đặt ở độ sâu 5m

Đường hầm đặt ở độ sâu 6m

Đường hầm đặt ở độ sâu 8m

Đường hầm đặt sâu 10m

Đường hầm đặt sâu 12m

Giá trị lún trung bình

Quy luật biến đổi

Hình 8. Quy luật biến đổi của đường cong lún

khi thay đổi độ sâu đặt đường hầm

Chúng ta cũng có thể thiết lập được đường

cong phễu lún sụt bề mặt đất từ tâm đường hầm

ra 2 phía xung quanh trong bài toán phẳng theo

công thức như sau:

U = -2.10-8

x4 + 1.10

-7x

3 + 4.10

-6x

2 - 8.10

-6x -

0,0001, R2 = 1 (28)

Ở đây х - toạ độ theo trục nằm ngang bên

trên bề mặt đất như trên hình 8.

4. KẾT LUẬN VÀ KIẾN NGHỊ

Qua phân tích ở trên có thể đưa ra các kết

luận như sau:

- Sự thay đổi đường kính có ảnh hưởng lớn

đến trạng thái ứng suất và biến dạng xung quanh

§Þa kü thuËt sè 4-2012 47

các đường hầm tiết diện nhỏ. Giá trị ứng suất và

biến dạng tỷ lệ thuận (công thức 25) với sự tăng

lên của đường kính đường hầm, điều này là

hoàn toàn hợp lý với phân tích lý thuyết trước

đây. Trong cùng một điều kiện địa chất thì

khoảng trống đường hầm tăng thì vùng ảnh

hưởng đến đất đá xung quanh tăng, ứng suất và

biến dạng đều tăng.

- Trong trường hợp thay đổi độ sâu thì quan

hệ ứng suất, biến dạng cũng tỷ lệ thuận (công

thức 26, 27) với sự tăng lên của độ sâu đặt

đường hầm, do bài toán xét đến trọng lượng bản

thân đất đá nên điều này là hoàn toàn phù hợp

với lý thuyết đại số trước đây.

- Qua phân tích chúng ta cũng có thể thiết lập

được đường cong lún sụt bề mặt đất trong mặt

cắt ngang từ tâm đường hầm ra 2 bên cánh

(công thức 28). Quan sát công thức này với các

công thức giải tích trước đây cũng thấy sự tương

hợp đều là hàm số bậc 4 và đạt cực trị tại đỉnh

nóc hầm, càng ra xa thì cánh cung của phễu lún

giảm dần và ở vị trí khoảng 7m từ tâm đường

hầm (trong trường hợp cụ thể phân tích) thì bề

mặt đất không bị lún sụt nữa. Như vậy nếu trên

bề mặt đất trong khu vực phễu lún sụt này các

công trình đã có hoặc sẽ xây dựng sau này đều

cần phải được quan tâm, chú ý trong quá trình

thiết kế và xây dựng.

Bằng phương pháp số chúng ta cũng thấy

rằng lời giải sẽ trở lên nhanh gọn và có tính đơn

giản hơn đi rất nhiều. Đây cũng là ưu thế vượt

trội của phương pháp số và mô hình số trong

quá trình giải các bài toán địa kỹ thuật hiện nay.

TÀI LIỆU THAM KHẢO

1.B.H.G. Bray, E.T. Brown, Rock mechanics

for underground mining, 2004.

2. Eric chey, JACJOBS, LDERWOOD water

and wastewater district, an introduction to

trenschless methods and evaluation for the

installation of new pipelines, 2009.

3. Jacking and boring best practices,

Achieving quality products, NASST 2005

4. John P. Harrison and John A. Hudson

Freng, Imperial college of science, Technology

and medicine University of London, UK,

Engineering rock mechanics, 1997.

5. Le Projet National de recherches,

microtunnels, par Michel MERMET et Alain

GUILLOUX,Rencontres techniques IREXParis

- 21 mars 2002.

6. Microtunneling and pipe jacking, Sbastien

viroux FFK, internal BAM Market,

Nieuwegein, june 10, 2008.

Người phản biện: PGS.TS. NGUYỄN ĐỨC NGUÔN

§Þa kü thuËt sè 4-2012 48

X¢Y DùNG C¥ Së D÷ LIÖU §ÞA C¥ Má

(¸P DôNG CHO Má THAN §ÌO NAI)

KiÒu Kim Tróc*

Setting up Geotechnical database (Case study of the Deonai coal pit mine)

Abstract: Most of geological reports focus on coal seam structure and

coal reserve. The geotechnical data to be dealt with geomechanical

problem such as slope stability, land subsidence, seam roof controlling,

mine working support... is not sufficient enough and unsystematically as

well. The paper introduces the way of setting up geotechnical database

and resuming the studied results of the Deo Nai open pit mine, which

includes geological and tectonic structure, movement monitoring data,

geomechanical properties.etc... The database makes its possible for users

to manage and process the data more easily and effectively.

1. ĐẶT VẤN ĐỀ

Các báo cáo địa chất tập trung chủ yếu vào

cấu tạo vỉa than và trữ lượng than. Trong khi đó

các yếu tố địa cơ mỏ liên quan đến các vấn đề

địa chất công trình như biến dạng bờ mỏ, sụt lún

mặt đất, phá hỏa đá vách, chèn chống lò, khoan

nổ mìn... chưa được đề cập đầy đủ. Hơn nữa dữ

liệu thường đươc lưu giữ rời rạc, thiếu hệ thống

liên kết, từ nhiều nguồn và gồm nhiều loại,

nhiều định dạng, gây khó khăn cho người dùng.

Chúng cần được liên kết vào một mối thống

nhất, có tính tương tác, được tổ chức sao cho

người dùng có thể truy cập, tra cứu, sử dụng,

đặc biệt là lập mô hình, lập bản đồ, mặt cắt,

phân tích thống kê, lựa chọn chỉ chiêu cơ lí, tính

ổn định... Do đó việc xây dựng một Cơ sở dữ

liệu địa cơ mỏ là rất cần thiết để phục vụ sản

xuất và nghiên cứu, quản lý.

Hiện nay máy tính điện tử với các thiết bị

ngoại vi đã được ứng dụng rộng rãi. Vấn đề

chính là cần có cơ sở dữ liệu (CSDL) đầy đủ và

phần mềm tin học thích hợp, máy tính sẽ giúp

con người dễ dàng thực hiện các hoạt động

chính như truy cập dữ liệu, xử lí dữ liệu, và đưa

ra kết quả. Dữ liệu đầu vào là thông tin từ nhiều

nguồn như lỗ khoan thăm dò, cập nhật trong

khai thác, thí nghiệm hiện trường, bản đồ, ảnh,

sổ ghi hiện trường... được đưa vào thông qua

bàn phím, máy quét, bàn số hoá... Các chức

năng xử lý được thực hiện thông qua các

chương trình phần mềm. Đầu ra là kết quả phân

tích, thống kê, mô hình, bản đồ, mặt cắt, báo

cáo, biểu bảng, đồ thị...

2. CƠ SỞ DỮ LIỆU ĐỊA CƠ MỎ CỦA

MỎ THAN ĐÈO NAI

Cơ sở dữ liệu địa cơ mỏ mỏ than Đèo Nai

được xây dựng từ tài liệu thăm dò địa chất và

khai thác, bản đồ địa hình, số liệu cơ lí đá và

cấu trúc địa chất đã tổng hợp từ các thời kì, có

hiệu chỉnh bổ sung các tài liệu khảo sát thực tế,

kết quả quan trắc dịch động từ 20 năm qua. Toạ

độ các thời kì được thống nhất theo hệ Nhà

nước 1972. Nhiều nguồn tài liệu đã được sử

dụng từ các mỏ than, Viện KHCN Mỏ, Đoàn

Địa chất 913, XN TDKS4, Cty ITE, Cục Địa

chất VN...

Cấu trúc CSDL địa cơ mỏ của mỏ Đèo Nai

* Tập đoàn Công nghiệp Than – Khoáng sản Việt Nam.

266 Lê Duẩn, Hà Nội DĐ: 0912268457

Email: kktruc@vinacomin.vn

§Þa kü thuËt sè 4-2012 49

gồm hai phần chính: 1. CSDL địa chất quan hệ

(Relational geological database) khoáng sàng

Đèo Nai gồm các bảng dữ liệu liên kết; 2. Ngân

hàng thông tin dữ liệu dạng cây thư mục lưu giữ

các thông tin dữ liệu khác nhau.

3. CSDL ĐỊA CHẤT QUAN HỆ

Cơ sở dữ liệu địa chất quan hệ được xây

dựng bởi phần mềm rất thông dụng là MsAccess

database, với định dạng file Deonai.mdb. Đây là

định dạng phù hợp với hầu hết các phần mềm

tích hợp quốc tế trong ngành mỏ như Surpac,

Geolynx, Techbase... Hoặc xây dựng CSDL trực

tiếp từ các phần mềm chuyên dụng trên. Đây là

phần chính của CSDL địa cơ mỏ Đèo Nai.

Các bước xây dựng CSDL trên MsAccess

gồm tạo bảng, mở bảng, nhập dữ liệu... :

(1) Khởi động phần mềm MsAccess

database, sử dụng (click) Database Wizard.

(2) Chọn New Database. Trong ô Databases

tab, nháy đúp biểu tượng loại CSDL.

(3) Đặt tên và vị trí thư mục cho CSDL.

(4) Bấm Create và thao tác tiếp theo hướng dẫn.

CSDL bao gồm các bản ghi và tệp (record

& file) có quan hệ logic với nhau, cụ thể là

các bảng như: (1) Bảng tọa độ miệng lỗ khoan

(Collar), (2) Bảng cột địa tầng lỗ khoan (Log),

(3) Bảng phân tích mẫu theo khoan (Samp), và

(4) Bảng độ cong lỗ khoan (Survey). Tiếp

theo là nhiều bảng khác theo nhu cầu. Dữ liệu

được sắp xếp trong bảng theo cấu trúc hàng và

cột (row & colum), còn gọi là Bản ghi và

Trường (Record & Field). Hàng thể hiện số

liệu tương ứng bắt đầu từ tên lỗ khoan (Hole

Id), còn cột thể một loại dữ liệu nào đó theo

các lỗ khoan hay các vị trí khác nhau trong

cùng một lỗ khoan. Cấu trúc dữ liệu các bảng

chính trình bầy trên hình 1, tuy nhiên do

khuôn khổ có hạn của một bài báo, các bảng

phải chồng xếp trong 1 hình và được mô tả

như sau:

Hình 1. Các bảng trong CSDL địa chất quan hệ Đèo Nai trên phần mềm MsAccess.

§Þa kü thuËt sè 4-2012 50

(1) Bảng Tọa độ miệng lỗ khoan (Collar):

Chứa đựng các thông tin tọa độ miệng lỗ khoan,

như toạ độ X,Y,Z, tương ứng với các cột

(colum) Hole, X,Y,Z.

(2) Bảng Cột địa tầng lỗ khoan (Log): Mô tả

thông tin về các lớp nham thạch dọc theo cột địa

tầng lỗ khoan, bao gồm các trường Tên lỗ khoan

(Hole), Từ độ sâu (From), Đến độ sâu (To), Tên

và mô tả nham thạch (Description), Tọa độ X,Y,Z

các lớp đá, các chỉ tiêu như Góc ma sát trong ,

cường độ lực dính kết C, Trọng lượng thể tích ,

Độ bền nén n, Chiều dầy lớp biểu kiến Mv và

chiều dầy thật Mn, Độ dốc, Tên vỉa...

(3) Bảng Trắc địa lỗ khoan (Survey): Ghi

nhận thông tin không gian hay độ cong trục lỗ

khoan theo các trường như: Tên lỗ khoan, Từ độ

sâu (Depth), Phương vị trục lỗ khoan (Azimuth),

Góc dốc (Dip).

(4) Bảng số liệu Mẫu hoá lí theo lỗ khoan

(Sample): Thể hiện các chỉ tiêu thí nghiệm mẫu

theo hành trình lỗ khoan như Độ tro Ak than,

Nhiệt lượng Qk, Qch, Lưu huỳnh S, Chất bốc,

Chiều dầy lớp M, ... cũng theo các trường Tên

lỗ khoan (Hole), Từ độ sâu (From), Đến độ sâu

(To) và Tọa độ X,Y,Z các lớp.

(5) Bảng VInterval thể hiện giá trị mẫu theo

từng tầng…

(6) Bảng Vtcong thể hiện tọa độ các lớp đá

theo trục cong các lỗ khoan

Cùng với các bảng trên có thể thiết kế nhiều

bảng dữ liệu khác theo yêu cầu như bảng Ak40 -

độ tro các mẫu than bé hơn 40%, bảng View lưu

giữ các thông tin mặt cắt, bảng Verify kiểm tra

tính logic tọa độ lỗ khoan...

4. NGÂN HÀNG THÔNG TIN DỮ LIỆU

Ngân hàng thông tin dữ liệu có cấu trúc cây

thư mục, bắt đầu từ tên chính Deonai, phân chia

thành các thư mục theo tính chất thông tin như

Địa chất, Địa hình, Kiến tạo, Mô hình, Vách-trụ

vỉa, Trữ lượng, Quan trắc dịch động, Ổn định bờ

mỏ... Các file dữ liệu có nhiều kiểu dạng

(extension) khác nhau, tùy thuộc vào phần mềm

tạo nên nó.

Hình 2. Thư mục Mô hình các vỉa than

(Mohinhvt).

Việc trình duyệt file và sửa đổi dữ liệu có thể

thực hiện trong cửa sổ Windows Explorer hoặc

siêu liên kết của Windows, hoặc từ các phần

mềm ứng dụng thông qua đường dẫn. Thư mục

Địa hình lưu trữ bản đồ số và các file DEM địa

hình của các năm (ví dụ..\..\DEONAI\Diahinh\

DH98THU\DHINH98\DH98A3.WOR). Thư

mục Kiến tạo chứa thông tin về các đứt gãy địa

chất và mô hình mặt trượt. Mô hình vách trụ từ

Vỉa G1 đến Vỉa Dầy (11 vỉa than) trình bầy

trong thư mục Mohinhvt (hình 2).

Kết quả mô hình vách trụ vỉa được thể hiện

hình họa trên bản đồ đồng đẳng độ cao trong thư

mục Vach_tru. Tại đây cũng thể hiện theo từng

vỉa than và khu vực. Ví dụ muốn hiển thị bản đồ

đẳng trụ vỉa G1 ta chỉ cần kích đúp vào file

..\..\DEONAI\vach_tru\DEONAIPR\G1\G1TR

U.WOR trong cửa sổ Windows Explorer.

Số liệu quan trắc dịch động được lưu trữ và

xử lí tại thư mục Qtdd, phân chia theo bờ Bắc

và bờ Nam. Các file liên quan đến các tuyến

quan trắc được đặt tên có chữ Ab, Bb, Cb, Eb

tương ứng với bờ Bắc và An, Bn, Cn, En tương

ứng với bờ Nam. Có thể truy cập thẳng vào số

liệu dịch động của nhiều năm qua tại địa chỉ

..\..\DEONAI\Qtdd\bac\northdata.xls,

..\..\DEONAI\Qtdd\bac\north_bd.xls thuộc bờ bắc

§Þa kü thuËt sè 4-2012 51

hay ..\..\DEONAI\Qtdd\nam\ SOUTH_bd.xls,

..\..\DEONAI\ Qtdd\nam\ SO_b_g.xls thuộc bờ

nam.

Bảng tính điện tử về ổn định bờ mỏ lưu giữ

trong thư mục Ondinh, có địa chỉ truy cập là

..\..\DEONAI\Ondinh\DEONAI_N.XLS.

5. CÁC ỨNG DỤNG VỚI CƠ SỞ DỮ

LIỆU ĐỊA CƠ MỎ ĐÈO NAI

Hình 3. Hiển thị địa hình bờ mỏ Đèo Nai, các lỗ

khoan và tuyến mặt cắt cần thiết.

Hình 4. Đưa thông tin cần thiết vào mặt cắt

(địa hình, đứt gãy, vỉa than, lỗ khoan...).

Ứng dụng với cơ sở dữ liệu là xử lý thông tin

tạo nên các sản phẩm cần thiết. Các sản phẩm

có thể ở dạng báo cáo (văn bản, biểu bảng) hay

đồ họa (bản đồ, mặt cắt, hình ảnh, đồ thị...). Một

số ứng dụng cơ bản là: Tính toán thống kê và

phân tích địa chất, trắc địa, mô hình hoá cấu

trúc khoáng sàng, thành lập bản đồ địa hình, cấu

trúc, nham thạch, đồng đẳng, thành lập mặt cắt,

tính toán trữ lượng và khối lượng, xử lí số liệu

đo đạc trắc địa và quan trắc dịch chuyển, tính

toán ổn định bờ mỏ... Trong khuôn khổ bài báo,

dưới đây là minh họa một số kết quả xử lý dữ

liệu về xây dựng mặt cắt và hiển thị mô hình 3D

địa hình.

K180

K119

K213

K88

K21

K86

Lç khoan

N¨m 1998

A2

Líp ®¸

Mèc quan tr¾c

VØa G1

§Þa h×nh c¸c n¨m

MÆt tr­ît

§øt gÉy k/tVØa DÇy

VØa G2

VÐc t¬ dÞch chuyÓn

Seam

G1

VØa G1

An

fa3

A4

A3

200m

350m

300m

250m

1976

100m

1989 150m

1992

50 100m

1985

0

200m

350m

300m

250m

150m

100m

2001

21

2b 33'

4 56

78

11

12'

12

14 15'

15 16

1718

19

20

Hình 5. Hiển thị xây dựng mặt cắt và

mặt trượt bờ mỏ (Tuyến Bb Đèo Nai).

Trên cơ sở xây dựng mô hình cấu trúc, phần

mềm cho phép cắt mặt cắt bất kỳ theo giới hạn

và phương vị yêu cầu. Tất cả các động tác chỉ là

vạch 1 nét tuyến trên bản đồ và khai báo các

thông số cần hiển thị. Thực hiện lệnh vẽ mặt cắt

địa chất ―COMPUTE > CROSS SECTION‖ và

chọn tuyến bất kỳ, chọn phạm vi ảnh hưởng,

mầu sắc, kí hiệu, góc dốc và hiển thị trên đó các

thông số, lỗ khoan như độ sâu trụ lớp đá, độ tro

mẫu than, phân bố các vỉa than, địa hình và đứt

gãy kiến tạo...(xem hình 3, 4, 5). Sản phẩm nhận

§Þa kü thuËt sè 4-2012 52

được là mặt cắt tuyến B sau một số biên tập

tiếng Việt như trên hình 5.

Địa hình 3D bờ mỏ Đèo Nai cùng các lỗ

khoan thăm dò được thể hiện như trên hình 6.

Hình 6. Địa hình bờ mỏ Đèo Nai và các lỗ

khoan thăm dò.

6. KẾT LUẬN

Cơ sở dữ liệu địa cơ mỏ Đèo Nai có nhiều

thông tin phong phú, đặc biệt trong đó có cơ sở

dữ liệu địa chất quan hệ trên phần mềm

MsAccess, các hình họa nhiều định dạng format

tương thích với nhiều phần mềm chuyên dụng

phổ biến. CSDL có tiềm năng ứng dụng phong

phú, đặc biêt từ đó có thể mô hình hóa, xây

dựng mặt cắt, tính toán trữ lượng, hiển thị

không gian 3 chiều...

Đây là một trong những ứng dụng ban đầu về

thành lập cơ sở dữ liệu địa cơ mỏ phục vụ sản

xuất và quản lý, nghiên cứu. Nó có thể tiếp tục

được hoàn thiện và cập nhật, đồng thời xây

dựng không những cho mỏ Đèo Nai mà còn các

mỏ khác để đáp ứng tốt hơn yêu cầu thực tế,

tăng năng suất lao động, độ chính xác, sự thuận

tiện trong lưu giữ, cập nhật, sự thống nhất, đồng

bộ ở các công đoạn và ấn loát đẹp, rõ ràng, phù

hợp nhu cầu hiện đại hóa, công nghiệp hóa

ngành Than và hòa nhập với phương hướng

phát triển khoa học kĩ thuật chung của thế giới.

TÀI LIỆU THAM KHẢO

1. Kiều Kim Trúc và nnk. Xây dựng cơ sở

dữ liệu điều kiện địa chất mỏ phục vụ điều

khiển ổn định bờ mỏ lộ thiên. Báo cáo đề tài Bộ

Công nghiệp. Viện KHCN Mỏ. Hà Nội. 2000.

2. Kiều Kim Trúc. Báo cáo tổng kết kết

quả quan trắc dịch động bờ mỏ Đèo Nai giai

đoạn 1988-1998. Công ty PT Tin học, Công

nghệ và Môi trường. Hà Nội. 1998.

3. RockWorks TM. Instruction Manual.

RockWare Inc. Golden, Colorado. USA.1999.

Smith M. L.. Geologic and Mine Modelling

using Techbase and Lynx. AA. Balkema.

Rotterdam. Netherland. 1999.

Người phản biện: PGS.TS. NGHIÊM HỮU HẠNH

§Þa kü thuËt sè 4-2012 53

Ph­¬ng ph¸p ®å gi¶i tÝnh to¸n æn ®Þnh

m¸i dèc ®¸ ®èi víi kiÓu tr­ît nªm

TrÇn Quèc ThÞnh*, Nghiªm H÷u H¹nh**

Method of geometry analysis for calculating rock slope stability to deal

with wedge sliding.

The paper presents the calculating method of slope stability coefficient for

wedge sliding problem.Some principles like the warning on slide possibility

with use of big round(circle) method and stability coefficient calculatin in

case of wedge slides.Concerng this issue the slope of the Northern gate of the

tunnel on the High Way Noi Bai- Lao Cai route is of a very good example.

1. MỘT SỐ KIỂU TRƢỢT MÁI DỐC ĐÁ

Phụ thuộc vào mức độ phong hóa, nứt nẻ của

đá, mái dốc có thể trượt theo các kiểu sau: theo

mặt trượt có dạng mặt cong mềm mại (hình 1a),

trượt phẳng (hình 1b), trượt nêm (hình 1c) và

trượt hỗn hợp (hình 1d) [2].

Hình 1. Một số kiểu trượt mái dốc đá

Trượt theo mặt trượt có mặt cong mềm mại

thường xảy ra trên mái dốc phong hóa, nứt nẻ mạnh,

nơi khối đá có thể được xem như môi trường đồng

nhất, đẳng hướng, như: mặt trượt hình trụ tròn trong

mái dốc đá đẳng hướng (đá nứt nẻ mạnh, phong hóa

mạnh, đá thải và đất), mặt trượt có xu thế kéo dài

theo các mặt yếu dị hướng (đá sét, bột kết, cát kết,

gneis…), mặt trượt có xu thế theo mặt phẳng (đá có

kiến trúc hạt với lực liên kết nhỏ, đá phân khối

mạnh, đá thải), mặt trượt cũng có dạng mặt cong

mềm mại bị rút ngắn (mái dốc đá không đồng nhất,

lớp trên mềm yếu còn lớp dưới cứng hơn).

Trong kiểu trượt phẳng như hình 1b, mặt trượt

thường là một mặt phẳng hoặc vài mặt phẳng có

sức kháng cắt tương đối yếu. Thông thường, nếu

góc phương vị của góc dốc mái dốc và góc phương

vị của các mặt yếu chênh lệch nhau khoảng 20o

thì có thể coi kiểu trượt đó là trượt phẳng [5].

Trong trường hợp hai mặt yếu giao nhau trên

mái dốc, chúng có thể tạo nên hình thái trượt

nêm theo hai mặt phẳng như hình 1c. Trong

những trường hợp này, góc phương vị của

hướng dốc của các mặt yếu thường lệch trên 20o

so với góc phương vị hướng dốc của mái dốc.

Trượt hỗn hợp xảy ra khá phức tạp, khi mặt

trượt thường một phần theo dạng mặt cong mềm

mại và một phần theo dạng trượt phẳng.

2. PHƢƠNG PHÁP TÍNH TOÁN ỔN

ĐỊNH CHO KIỂU TRƢỢT NÊM

2.1. Nguyên tắc chung. Phương pháp trượt nêm

dựa trên nguyên lý cân bằng giới hạn [1]. Cho đến

nay, các phương pháp gần đúng vẫn chiếm ưu thế

trong tính toán mái dốc của những công trình cụ

thể. Các phương pháp tính toán này tuy có những

điểm này nọ khác biệt nhau, nhưng chúng đều dựa

trên những cơ sở chung như sau [2]:

* Hội đồng Nhân dân TP Đà Nẵng

44 Bạch Đằng - TP Đà Nẵng

DĐ: 0917986968 **

ViÖn §Þa kü thuËt

38 BÝch C©u, §èng §a, Hµ Néi

D§: 0913554386

§Þa kü thuËt sè 4-2012 54

1. Cơ chế trượt là định đề cho mọi lời giải.

Cơ chế này được sử dụng không hạn chế, miễn

rằng nó phù hợp với thực tế. Trong những

trường hợp đơn giản nhất có thể cho rằng khối

trượt ở bờ dốc xảy ra trên các mặt phẳng hình

trụ tròn, mặt cong hoặc mặt gẫy khúc.

2. Sức kháng trượt ứng với cơ chế dịch

chuyển giả định được tính trong điều kiện tĩnh

định. Quan niệm vật lý được sử dụng ở đây cho

rằng khối trượt tích năng nằm ở trạng thái cân

bằng giới hạn, rằng tiêu chuẩn phá hủy đất đá

được thỏa mãn trên toàn bộ mặt trượt giả định.

3. Sức kháng trượt cần thiết cho điều kiện

cân bằng của khối trượt được so sánh với độ bền

khi trượt thực tế của khối đá. Kết quả so sánh đó

thể hiện ở dạng hệ số an toàn (hệ số ổn định,

yếu tố an toàn).

4. Hướng trượt được xác định bởi góc phương

vị hướng dốc của giao tuyến giữa hai mặt yếu.

5. Khả năng trượt của 2 hệ mặt yếu thường

được xác định theo phương pháp vòng tròn lớn

6. Hệ số ổn định có thể được xác định theo

phương pháp của John A. Hudson & John P.

Harrison

Hình 2. Phép chiếu một mặt phẳng lên

mặt xích đạo

Hình 3. Đánh giá khả năng trượt nêm theo

phương pháp vòng tròn lớn

2.2. Dự báo khả năng trượt nêm. Theo

phương pháp vòng tròn lớn [1,3,5], mỗi hệ mặt

yếu được thể hiện bằng một vòng tròn lớn qua

phép chiếu giao tuyến của mặt đó với bán cầu,

thường là bán cầu dưới, lên mặt xích đạo. Trên

mặt xích đạo, hình chiếu đó được biểu diễn bởi

một cung tròn, được gọi là vòng tròn lớn, thể

hiện góc phương vị của hướng dốc, góc dốc và

cực (pole) của hệ mặt yếu đang xét (hình 2).

Hình 3a biểu diễn 2 vòng tròn lớn của 2 hệ

mặt yếu A và B, có góc ma sát là ‘, lực liên kết

đơn vị bằng không. Giao tuyến của 2 vòng tròn

này cho biết hướng trượt khả dĩ của 2 hệ mặt

yếu A và B. Hướng đó thể hiện góc phương vị

hướng dốc của hướng trượt khả dĩ. Góc 1 là

góc dốc của giao tuyến của 2 mặt đó. Mái dốc

với hướng dốc (góc phương vị đường phương

của hướng dốc) và góc dốc cũng được biểu diễn

bởi một vòng tròn lớn. Góc 1 là góc dốc của

mái dốc theo hướng trượt.

Trên hình 3b, vòng tròn có góc ‘ được gọi

là vòng tròn ma sát. Vòng tròn này hợp với

vòng tròn lớn của mái dốc, tạo thành một vùng

lưỡi liềm, được gọi là vùng nguy hiểm. Nếu

giao điểm của 2 hệ măt yếu nằm trong vùng

nguy hiểm thì khả năng trượt có thể xảy ra (hình

3b). Tuy nhiên, hệ số ổn định của chúng là bao

nhiêu thì phương pháp này chưa xác định được.

Các góc phương vị hướng dốc của mặt yếu

của mái dốc và góc dốc của chúng được xác

định theo phương pháp địa chất bằng địa bàn.

Góc ma sát của mặt yếu được xác định bằng

§Þa kü thuËt sè 4-2012 55

phương pháp thực hành theo cách đo góc trượt

(độ nghiêng) của các tảng đá hoặc lõi khoan xếp

chồng lên nhau. Theo Franklin, có thể coi góc

trượt của 2 tảng đá của một mặt trượt là góc ma

sát ‘, theo Stimpson [6], cho trường hợp mặt

yếu phẳng, nhẵn hoặc cho lõi khoan (hình 4),

góc ‘ được xác định theo công thức sau:

‘ = arctg(1,155tg) (1)

Hình 4. Phương pháp thực hành xác định góc

ma sát của mặt yếu

2.3. Hệ số ổn định của khối trượt nêm. Sơ đồ

và phương pháp tính toán hệ số ổn định trượt

nêm được John A. Hudson & John P. Harrison

[5] kiến nghị như ở hình 5. Theo đó, giả định

rằng trượt xảy ra trên hai mặt mặt yếu không có

lực liên kết và góc ma sát là như nhau.

Hình 5. Sơ đồ hình học tính toán ổn định

trượt nêm [6]

Giả thiết rằng hướng trượt xảy ra song song

với đường giao tuyến giữa hai mặt yếu. Để xác

định yếu tố ổn định cần xét tới các lực chống

trượt song song với đường đó và các lực vuông

góc với hai mặt yếu đang xét. Hệ số ổn định, khi

đó bằng:

i

BA

W

tgRRF

sin

2

1sin

sincos iBA

WRR

Ký hiệu các lực và các góc khác nhau thể

hiện như trên hình 6. Từ các công thức trên thu

được công thức tính hệ số ổn định trượt nêm F,

như sau:

pw

i

Fktg

tgF ..

2

1sin

sin

(2)

Trong đó :

kw – yếu tố nêm

Fp – hệ số ổn định phẳng.

Các góc trong công thức và hình 5 được xác

định theo phương pháp đồ giải [5, 6].

3. TÍNH TOÁN ỔN ĐỊNH CHO MÁI

DỐC CỬA HẦM BẮC ĐƢỜNG CAO TỐC

NỘI BÀI - LÀO CAI

3.1. Thông số đầu vào. Theo tài liệu thiết kế

và khảo sát, tính toán [6], cửa hầm Bắc đường

cao tốc Nội Bài – Lào Cai nằm tại lý trình

Km186+730, chiều cao trên 60m. Mặt cắt được

thể hiện trên hình 6. Tại đây có 3 lớp đất đá, chỉ

tiêu cơ lý của chúng nêu ở bảng 1.

Hình 6. Mặt cắt mái dốc cửa hầm Bắc

§Þa kü thuËt sè 4-2012 56

Bảng 1. Chỉ tiêu cơ lý của các lớp dất đá

Lớp Trọng lượng thể

tích (kN/m3)

Lực liên kết đơn

vị (kPa) Góc ma sát (độ)

Lớp 1. Đá phong hóa hoàn toàn 18,9 19,9 27,47

Lớp 2. đá phiến sét, cát kết phong

hóa mạnh

26,5 74,4 23,58

Lớp 3. Đá phiến sét, cát kết phong

hóa vừa

26,5 198 39,72

Ghi chú : Lớp 1 : Số liệu được lấy từ các mẫu đất thí nghiệm

Lớp 2 và 3 :Số liệu được lấy từ khảo sát hiện trường, tính theo phần mềm Roclab (hình 7)

Hình 7. Chỉ tiêu bền của lớp 2 và 3 theo khảo sát hiện trường và phần mềm Roclab

Bảng 2. Kết quả khảo sát khe nứt tại cửa hầm Bắc

(góc dốc/góc phƣơng vị hƣớng dốc = 63/268

Hệ

khe

nứt

Góc dốc/ góc

phương vị

hướng dốc (độ)

Chiều dài

không liên tục

(m)

Khoảng

cách khe

nứt (m)

Độ mở khe

nứt

(mm)

Vật liệu

lấp nhét

Độ nhám Mức độ

phong hóa

J1 62/148 0,5-2,0 0,01-0,5 0,5-0,1 Bột và sét Trơn, phẳng Cao-vừa

J2 69/255 0,2-0,5 0,1-0,2 0,1-1,5 sét Trơn, gợn sóng Cao-vừa

J3 89/215 0,3-0,5 < 0,5 <0.5 - Trơn, gợn sóng Cao

J5 60/330 0,1-0,5 0,01-0,1 <0,5 - Phẳng, thô Cao

J5 35/295 < 1,0 <0,5 0,5-1,0 sét Phẳng, thô Cao

§Þa kü thuËt sè 4-2012 57

3.2. Kết quả tính toán hệ số ổn định. Để tính

toán trượt nêm, đã sử dụng phương pháp Vòng

tròn lớn nhằm loại trừ các hệ mặt yếu không có

khả năng gây trượt như ở hình 8. Từ hình 8 thấy

rằng chỉ có điểm A-giao điểm của các hệ khe

nứt J3 và J5 nằm trong vùng nguy hiểm, có khả

năng gây trượt. Hệ số ổn định được xác định

theo công thức 2. Với: ‘ =30o, = 35

o, =83

o,

=129,5o, FP = 0,824, knem = 1,16 (hình 9), hệ số

ổn định trượt nêm F = 0,059 <1,25 theo yêu cầu.

Tại mái dốc này cần thực hiện các giải pháp xử

lý. Đã tính toán và sử dụng hệ thống neo với 69

thanh neo, dài 6m, khả năng chịu lực 80

kN/thanh. Hệ số ổn định khi có neo là

1,334>1,25, thỏa mãn yêu cầu của thiết kế [6].

Hình 8. Sử dụng phương pháp vòng tròn lớn để

dự báo khả năng trượt nêm của các hệ khe nứt

tại Km32+200 : J1-Hệ khe nứt 1, J2- kn 2, J3-

kn3, J4-kn4, J5-kn5, 6 – mái dốc

Hình 9. Tìm các góc và để xác định yếu tố

nêm cho hệ khe nứt J3 và J5. Góc ’ được xác

định theo phương pháp Franklin

4. KẾT LUẬN

1. Trượt nêm phụ thuộc vào mối quan hệ

không gian giữa mái dốc và các hệ mặt yếu/khe

nứt trên mái dốc đó.

2. Khả năng trượt thường được xác định bằng

phương pháp đồ giải, phổ biến nhất là phương

pháp Vòng tròn lớn.

3. Hệ số ổn định của khối trượt khả dĩ có thể

được xác định bằng tích số giữa hệ số trượt

phẳng và yếu tố nêm. Các thông số trượt phẳng

và yếu tố nêm được xác định bằng phương pháp

đồ giải.

4. Nhược điểm của phương pháp này là chưa

xét đến lực liên kết đơn vị của các hệ mặt yếu

và giả thiết rằng góc ma sát của các hệ mặt yếu

là như nhau

TÀI LIỆU THAM KHẢO

1- Nghiêm Hữu Hạnh. Cơ học đá, NXB Xây

Dựng, Hà Nội 2011

2. Nghiêm Hữu Hạnh. Một số hình thái trượt

mái dốc đá và phương pháp tính toán ổn định.

Báo cáo Hội nghị Cơ học toàn quốc lần thứ IX

3 Nguyễn Sỹ Ngọc. Ổn định bờ dốc. Trường

Đại học Giao thông vận tải, Hà Nội 2003

4. Evert Hoek. Practical Rock Engineering.

www.Rocsccien

5. John A. Hudson & John P. Harrison.

Engineering Rock Mechanics. Permagon,

Elsevier Ltd. 20056.

6. Noi Bai - Lao Cai Project: Calculation the

wedge slip for slope of tunnel postal. Doosan

heavy industries & construction, 11/2011.

Người phản biện: PGS.TS. NGUYỄN SỸ NGỌC

§Þa kü thuËt sè 4-2012 58

OLYMPIC CƠ HỌC ĐẤT Bài 1: Để thi công một đoạn đê dài 20 m có tiết diện hình thang bề

rộng đỉnh 5m, bề rộng đáy 11m, chiều cao 4m người ta sử dụng đất

nguyên thổ có trọng lượng thể tích tự nhiên w = 18,5 kN/m3, trọng

lượng riêng hạt h = 27 kN/m3, độ ẩm W = 11%. Đất đào lên có thể tích tăng 20% so với đất nguyên thổ. Tưới nước để đạt độ ẩm dầm chặt tốt

nhất W = 15%. Đất sau khi đầm có k = 15 kN/m3 bỏ qua lượng nước bay hơi trong quá trình thi công, hãy xác định:

a) Thể tích đất nguyên thổ cần đào để thi công đê b) Trọng lượng thể tích, độ ẩm và hệ số rỗng của đất đào lên

trước và sau khi tưới nước. c) Lượng nước cần tưới để đạt độ ẩm đầm chặt tốt nhất. Bài 2: Địa tầng lớp đất cát thô dày 4m nằm trên lớp đất sét dày

8m, cuối cùng là tầng đá phong hóa chứa nước có áp. Mực nước ngầm trong lớp cát dưới mặt đất tự nhiên là 2m, cột nước áp trong tầng đá phong hóa cao hơn mặt đất 6m. Cho rằng nước trong lớp đất cát có nguồn cấp từ nước có áp bên dưới. Trọng lượng thể tích của

cát trên mực nước ngầm w = 16 kN/m3 dưới mực nước ngầm bh =

20,4 kN/m3, trọng lượng thể tích của đất sét bh = 22 kN/m3. a) Hãy tính và vẽ biểu đồ ứng suất tổng, ứng suất hữu hiệu và áp

lực nước lỗ rỗng theo độ sâu kể từ mặt đất đến đáy lớp sét trong các trường hợp sau:

a1) Trong điều kiện ban đầu a2) Trong điều kiện bơm hút làm áp lực nước trong tầng đá phong

hóa giảm ứng suất với cột nước xuống dưới mặt đất 2m trong khi mực nước trong đất cát vẫn giữ không đổi.

b) Hệ thống ván cừ chắn đất - nước được cắm xuống đến tận đáy lớp sét thành hai hàng song song. Hố đào sâu được thực hiện giữa hai hàng cừ. Xác định độ sâu đào tối đa không gây ra hiện tượng bùng đáy hố đào trong điều kiện đã hạ mực nước ngầm có áp ở câu a2. Với hệ số an toàn bằng 1,25 thì chiều sâu đào sẽ là bao nhiêu. Bỏ qua ma sát giữa đất với tường cừ.

Bài 3: Nền là lớp sét dày 4m trên nền đá cứng không thấm, mực nước

ngầm nằm thấp hơn mặt đất 1m. Sét có trọng lượng thể tích tự nhiên

w = 18 kN/m3, trọng lượng riêng hạt h = 26,9 kN/m3, độ ẩm W = 38%, hệ số cố kết Cv = 1,6 . 10-6 m2/s, hệ số nén lún tương đối a0 (mv) = 3,88

. 10-4 m2/kN. San nền nhanh bằng cát dày 3m có w = 18,5 kN/m3. Quan trắc thấy rằng 7 ngày đầu chỉ có đất trên mực nước ngầm nén lún và làm cho lớp đất bão hòa.

a) Tính độ lún của nền sau 180 ngày sau khi san nền b) Cần bao nhiêu thời gian để nền đạt 90% độ lún

Bài 4: Một tường chắn cao 10m, mực nước ngầm sau tường ở độ sâu

3m so với đỉnh tường. Trên đỉnh tường có tải trọng phân bố đều liên tục với cường độ q = 12 kN/m2. Đất đắp sau tường trên mực nước

ngầm có trọng lượng thể tích tự nhiên w = 18 kN/m3, góc ma sát ' = 20o và lực dính đơn vị C' = 10 kN/m2. Hãy vẽ biểu đồ cường độ áp lực đất chủ động Rankine lên tường, tính tổng áp lực trên một đơn vị chiều dài tường và xác định phương, chiều, điểm đặt của trị số áp lực đất.

Ghi chú: Khi tính toán lấy n = 10 kN/m3. Giải: Bài 1: (10 điểm) a) Thể tích đất nguyên thổ cần đào để thi công đê: (3 điểm) Thể tích đê:

Vđ = 0,5 . (5 +11) . 4.20 = 640 m3. Tổng trọng lượng hạt đất:

Qh = Vđ . k = 640.15 = 9600 kN Thể tích của đất nguyên thổ cần đào để thi công đê:

V0 = Qh/k0 = Qh.(1+ Wo)/wo = 9600.(1+0,11)/18,5 = 576 m3. (3 điểm)

b) Trọng lượng riêng, độ ẩm và hệ số rỗng của đất đào lên trước và sau khi tưới nước: (5 điểm)

Thể tích đất đất đào lên trước khi tưới nước:

V1 = 1,2. Vo = 1,2.576 = 691.2 m3. Trọng lượng riêng khô của đất đào lên trước khi tưới nước:

k1 = Qh/V1 = 9600/691,2 = 13.89 kN/m3. Độ ẩm của đất đào lên trước khi tưới nước: W1 = W0 = 11% (1 điểm) Trọng lượng riêng tự nhiên của đất đào lên trước khi tưới nước:

w1 = k1.(1+ W1) = 13,89.(1+0,11) = 15.42 kN/m3. (1 điểm) Hệ số rỗng của đất đào lên trước khi tưới nước:

e1 = h/k1-1=27/13,89-1 = 0.944 (1điểm) Thể tích đất trước và sau khi tưới nước không đổi: V1= V2 => k2 = k1. Trọng lượng riêng tự nhiên của đất đào lên sau khi tưới nước:

w2 = k2. (1+W2) = 13,89.(1+0,15) = 15.97 kN/m3. (1 điểm) Hệ số rỗng của đất đào lên sau khi tưới nước: e1 = e2 = 0,944. (1 điểm) c) Lượng nước cần tưới để đạt độ ẩm đầm chặt tốt nhất: (2 điểm) AVn = Qn/n = Qh.(W2 - W1)/10 = 27.(0,15-0,11)/10 = 0.108 m3. (2 điểm) Bài 2: (11 điểm) a1) Trong điều kiện ban đầu: (3 điểm) Tại z = 0

z = 0; uz = 0; z' = 0; Tại z = 2m (1 điểm) z = 2.16 = 32 kPa; uz = 0; z' = z - uz = 32 kPa; Tại z = 4m. (1 điểm) z = 32+2. 20,4 = 72,8 kPa; uz = 2.10 = 20 kPa; z' = z - uz = 52,8 kPa; Tại z = 12m (1 điểm) z = 72,8 + 8.22 = 248,8 kPa;

uz = 18.10 = 180 kPa; z' = z - u = 248,8 - 180 = 68,8 kPa; Biểu đồ ứng suất tổng, ứng suất hữu hiệu và áp lực nước lỗ rỗng

kể từ mặt đất đến đáy lớp sét như ở Hình 1.

Hình 1. a2) Trong điều kiện bơm hút: (5 điểm) * Ngay sau khi bơm hút, mực nước có áp hạ thấp, áp lực nước lỗ

rỗng trong lớp sét chưa thay đổi, ứng suất tổng từ mặt đất đến đáy lớp

sét không đổi. Do đó biểu đồ z, uz, z' không thay đổi so với điều kiện ban đầu giống như ở Hình 1. (2 điểm)

* Sau khi bơm hút thời gian dài áp lực nước lỗ rỗng trong lớp sét giảm, ứng suất tổng từ mặt đất đến đáy lớp sét không đổi.

Tại z = 0.

z = 0; uz = 0; z' =0; Tại z = 2m

z = 2.16 = 32 kPa; uz = 0; z' = z - uz = 32 kPa; Tại z = 4m. (1 điểm) z = 32+2.20,4 = 72,8 kPa; uz = 2.10 = 20 kPa; z' = z - uz = 52,8 kPa; Tại z = 12 m

z = 72,8 + 8.22 = 248,8 kPa;

uz = 10.10 = 100kPa; z' = z - u = 248,8 - 100 = 148,8 kPa; Biểu đồ ứng suất tổng, ứng suất hữu hiệu và áp lực nước lỗ rỗng

kể từ mặt đất đến đáy lớp sét như ở Hình 2.

§Þa kü thuËt sè 4-2012 59

Hình 2 b) Độ sâu đào tối đa không gây ra hiện tượng bùng đáy hố đào

(3 điểm). Gọi chiều sâu đào tối đa là H (m), giả sử việc đào được thực hiện

đã qua hết lớp cát. Ứng suất tổng tại đáy lớp:

z = 22.(12-H) (kPa) Áp lực nước ở đáy hố là

uz = 10.10 = 100 (kPa) Giải phương trình 22 (12-H) = 100 theo H ta được: H = 7,45m.

(1,5 điểm) H = 7,45m > h1 = 4m chứng tỏ giả sử nêu trên là đúng. Với hệ số an toàn Fs = 1,25 chiều sâu đào là nghiệm của

phương trình: 22 (12-H) = 100.1,25. Hay H = 6,32m (1,5 điểm) Bài 3: (10 điểm) a) Độ lún của nền sau 180 ngày: (6 điểm) Tải do san nền: p = 3.18,5 = 55,5 kPa (1 điểm) Độ lún ổn định của nền:

S = a0.p.h = 3,88.10-4.55,5.4 = 0,0861m (1,5 điểm) 7 ngày đầu sau khi chất tải chỉ có phần đất trên mực nước ngầm bị

nén đến bão hòa.

022,110

9,26.38,0.We

n

h

bh

(0,5 điểm)

Độ lún của nền sau 7 ngày:

m0194,01.062,11

022,1062,11.

e1

eeS

0

bh0

ng7

(1 điểm)

Nền cố kết theo sơ đồ 0, chiều thoát nước từ dưới lên.

t.10.489,2t)0194,04(4

10.6,1.14,3t

h4

CN 7

2

62

2

v

2

Sau 180-7 = 173 ngày, N = 2,489.10-7.173.24.3600 = 3,72 (1 điểm) Độ cố kết sau 173 ngày:

Ut = 1 - 98,0e14,3

81e

8 72,3

2

N

2

Độ lún cố kết sau 173 ngày:

S173ng = 0,98.(0,0861 - 0,0194) = 0,0654m. Độ lún sau 180 ngày: S180ng = S173ng + S7ng = 0,0654 + 0,0194 = 0,0848m (1 điểm) b) Thời gian để nền đạt 90% độ lún: Độ lún khi nền đạt 90%: S0.9 = 0,9.0,0861 = 0,0775m. Độ lún do cố kết tạit hời điểm đó: St = 0,0775 - 0,0194 = 0,0581m. (1 điểm) Độ cố kết:

871,00194,00861,0

0581,0

S

SU

ck

t

t

(1 điểm)

N

2e

81871,0

N = 1,8389

t = 1,8389/(24.3600 . 2,489.10-7)= 85,5 ngày Thời gian để nền đạt 90% độ lún: t = 7+85,5 = 92,5 ngày (1 điểm) Bài 4: (9 điểm) Xét đoạn tường có chiều cao 3m ở trên mực nước ngầm Hệ số áp lực đất chủ động:

62,0K;39,02

'45tgK a

o2

a

Tại đỉnh tường (z = 0): (1 điểm) pa = zKa - 2C .kPa2,1068,488,1439,0.1262,0.12.2qKK aa

Tại z = 3m. (1 điểm). pa = 18.3. 0,39 - 10,2 = 10,86 kPa. Xét đoạn đường có chiều cao 7m ở dưới mực nước ngầm Hệ số áp lực đất chủ động: (0,5 điểm)

70,0K;49,02

'45tgK a

o2

a

Tại mực nước ngầm: (1 điểm) pa = zKa - 2C

aK + qKa = -2x10x0,7+(12+3.18).0,49

= -14,00+32,34 = 18,34 kPa. Tại chân tường: (1 điểm) pa = (20 - 10). 7.0,49 + 18,34 = 52,64 kPa.

Hình 3. Biểu đồ áp lực đất chủ động pa lên tường (kPa) Chiều sâu không có áp lực đất lên tường kể từ đỉnh tường:

z0 = m48,167,015,218

12

62,0.18

12.2q

K

c2

a

(1 điểm)

Trị số tổng áp lực đất lớp phía trên mực nước ngầm là:

;m/kN25,886,10)48,13(2

1E 1a

Điểm đặt Ea1 cách chân tường một đoạn y1 = 7,51m. Trị số tổng áp lực đất lớp phía dưới mực nước ngầm được tách

làm hai phần Ea2 = 18,34.7 = 128,38 kN/m; điểm đặt y2 = 3,5 m.

05,1207.3,34.2

1E 3a kN/m; điểm đặt y3 = 2,33m.

Tổng áp lực đất chủ động tác dụng lên tường:

Ea = Ea1 + Ea2 + Ea3 = 256,68 kPa/m. (2 điểm) Điểm đặt của tổng áp lực đất chủ động: (1 điểm)

m08,368,256

05,120.33,238,128.5,325,8.51,7

EEE

EyEyEyy

321

332211

§Þa kü thuËt sè 4-2012 60

thÓ lÖ viÕt bµi ®¨ng t¹p chÝ ®Þa kü thuËt

T¹p chÝ §Þa kü thuËt ®­îc xuÊt b¶n 3 th¸ng/kú, theo GiÊy phÐp ho¹t ®éng b¸o chÝ sè

1358/GPXB ngµy 17-6-1996 cña Bé V¨n hãa vµ Th«ng tin.

T«n chØ vµ môc ®Ých cña T¹p chÝ lµ: C«ng bè c¸c c«ng tr×nh nghiªn cøu khoa häc, c«ng

nghÖ, phæ biÕn, trao ®æi kiÕn thøc, tiÕn bé kü thuËt vµ kinh nghiÖm trong c¸c lÜnh vùc ®Þa

chÊt c«ng tr×nh, c¬ häc ®Êt - nÒn mãng, c¬ häc ®¸, ®Þa kü thuËt vµ m«i tr­êng, c¸c vÊn ®Ò

®Êt - n­íc - m«i tr­êng vµ con ng­êi, gãp phÇn n©ng cao chÊt l­îng c¸c c«ng tr×nh x©y

dùng h¹ tÇng c¬ së, ®¸p øng nhu cÇu c«ng nghiÖp hãa, hiÖn ®¹i hãa ®Êt n­íc.

Trong thêi gian qua T¹p chÝ ®· nhËn ®­îc sù ®ãng gãp, ñng hé nhiÖt thµnh cña nhiÒu

®ång nghiÖp ®«ng ®¶o b¹n ®äc, c¸c tæ chøc, c¬ quan, ban ngµnh vÒ bµi viÕt, th«ng tin vµ

vËt chÊt … T¹p chÝ mong tiÕp tôc nhËn ®­îc sù céng t¸c vµ ñng hé ®ã.

Bµi göi ®¨ng T¹p chÝ ®­îc ®¸nh m¸y vi tÝnh theo font Unicode Times New Roman,

cì ch÷ 12, in trªn khæ A4 kÌm theo ®Üa mÒm hoÆc ®Üa CD. Bµi viÕt sö dông tiÕng ViÖt,

kÌm theo tãm t¾t néi dung b»ng tiÕng ViÖt vµ Anh (kh«ng qu¸ 200 tõ). C«ng thøc ®­îc

viÕt theo Equation Editor vµ ®¸nh sè thø tù vÒ bªn ph¶i. §¬n vÞ tÝnh cña c¸c ®¹i

l­îng vËt lý ph¶i sö dông ®¬n vÞ theo hÖ SI. DÊu thËp ph©n ph¶i dïng dÊu

ph¶y. C¸c b¶n vÏ ph¶i theo ®óng quy ®Þnh vÏ kü thuËt, kÝch th­íc kh«ng qu¸ 15 x 20cm.

C¸c bµi cã b¶n ®å tõng vïng hoÆc c¶ n­íc cÇn vÏ theo mÉu chÝnh x¸c, ®óng theo quy c¸ch

hiÖn hµnh; c¸c b¶n vÏ, biÓu b¶ng ph¶i ®­îc ®¸nh sè thø tù. Dung l­îng bµi b¸o kh«ng

v­ît qu¸ 8 trang kÓ c¶ h×nh ¶nh, biÓu b¶ng, tµi liÖu tham kh¶o.

Thø tù s¾p xÕp bµi b¸o:

- Tªn bµi b¸o (b»ng tiÕng ViÖt);

- Hä vµ tªn t¸c gi¶;

- §Þa chØ, Tel/Fax; Email;

- Tãm t¾t néi dung (b»ng tiÕng ViÖt);

- Tªn bµi b¸o vµ tãm t¾t néi dung b»ng tiÕng Anh;

- Néi dung bµi b¸o;

- Tµi liÖu tham kh¶o: ®­îc ®¸nh m¸y liÒn víi bµi vµ ®­îc ghi theo thø tù ABC. C¸c tµi

liÖu tham kh¶o tr×nh bµy theo tr×nh tù: TiÕng ViÖt, tiÕng Anh, tiÕng Latinh, tiÕng Nga,

tiÕng Trung…, theo thø tù: Tªn t¸c gi¶, tªn tµi liÖu, nhµ xuÊt b¶n, n¨m xuÊt b¶n.

Ban Biªn tËp sÏ bè trÝ lÊy ý kiÕn ph¶n biÖn truíc khi ®¨ng. Bµi kh«ng ®­îc ®¨ng

kh«ng tr¶ l¹i b¶n th¶o.

T¸c gi¶ bµi viÕt ph¶i chÞu tr¸ch nhiÖm vÒ c¸c th«ng tin cung cÊp vµ ®­îc biÕu 02 cuèn

t¹p chÝ cã bµi ®¨ng.

‎ý kiÕn ®ãng gãp, bµi göi ®¨ng vµ ®Æt mua t¹p chÝ xin liªn hÖ theo ®Þa chØ sau:

ViÖn ®Þa kü thuËt

38 phè BÝch C©u, quËn §èng §a - Hµ Néi

Tel: 04.22141917; 22108643; Fax: 04. 37325213,

Email: viendkt@vusta.vn,; Website: http//www.vgi-vn.com