Nghiên cứu giải pháp xử lý chống sạt trượt mái đào đập tràn thủy điện sông bung 2

Phương pháp cân bằng giới hạn với mặt trượt giả định trước, tính toán dựa trên nguyên lý chung: - Chỉ những điểm dọc theo mặt trượt nằm trong trạng thái cân bằng giới hạn, khối trượt xe

Cuối cùng tác giả xin bày tỏ lòng biết ơn sâu sắc tới Gia đình và những người thân, đã luôn ủng hộ và động viên tác giả hoàn thành luận văn này

LỜI CAM ĐOAN

Tôi xin cam đoan đây là công trình nghiên cứu của riêng tôi Các nội dung và kết quả nghiên cứu trong luận văn là trung thực, chưa từng được người nào công bố trong bất kỳ công trình nào khác

MỤC LỤC

MỞ ĐẦU 1

1 TÍNHCẤPTHIẾTCỦAĐỀTÀI 1

2 MỤCTIÊUNGHIÊNCỨU 3

3 PHẠMVINGHIÊNCỨU 3

4 PHƯƠNGPHÁPNGHIÊNCỨU 3

CHƯƠNG I TỔNG QUAN 4

1.1 TỔNG QUAN TÌNH HÍNHSẠT TRƯỢT ĐÃ XẢY RA TRÊN THẾ GIỚ VÀVIỆTNAM 4

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

a Đập OTAKI ( Nhật Bản) 4

b Đập đất Teton (Mỹ) 5

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

a Thuỷ điện Buon Kuop ( tỉnh Đắk lắk) 7

b Thuỷ điện Hủa Na ( tỉnh Nghệ An) 7

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

1.2.CÁCNGUYÊNNHÂNGÂYRAMẤTỔNĐINHMÁIĐÀO 8

1.3.CÁCPHƯƠNGPHÁPTÍNHTOÁNỔNĐỊNHMÁIDỐC 10

1.3.1 Phương pháp cân bằng giới hạn (LEM) 10

1.3.2 Phương pháp phần tử hữu hạn (FEM) 17

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

1.4.CÁCBIỆNPHÁPĐẢMBẢOỔNĐỊNHHỐMÓNGTRÀN 27

1.5.KẾTLUẬN 27

CHƯƠNG II PHÂN TÍCH ỔN ĐỊNH MÁI DỐC 29

2.1.CƠSỞLÝTHUYẾTPHƯƠNGPHÁPPHẦNTỬHỮUHẠN 29

2.1.1 Xây dựng lưới phần tử 29

2.1.2 Xấp xỉ chuyển vị 30

2.1.3 Các phương trình cơ bản cho phần tử 30

2.1.4 Tính toán chuyển vị 30

2.1.5 Điều kiện tương thích 31

2.1.6 Hành vi ứng xử của vật liệu 31

2.1.7 Điều kiện cân bằng cho phần tử 32

2.1.8 Thiết lập phương trình tổng thể cho cả hệ 32

2.1.9 Xác định điều kiện biên 33

2.1.10 Giải phương trình tổng thể 33

2.2.ỨNGDỤNGPHẦNMỀMTÍNHTOÁNỔNĐỊNHMÁIDỐC 33

2.2.1 Mô hình vật liệu 35

2.2.2 Mô hình tiếp xúc 38

2.3.XÂYDỰNGBÀITOÁNMẪU 40

2.3.1 Mô hình nghiên cứu 40

2.3.2 Kết quả nghiên cứu mô hình 41

2.3.3 Lực kéo huy động T trong neo 45

2.4.CÁCYẾUTỐẢNHHƯỞNGĐẾNNEO 48

2.4.1 Ảnh hưởng của chiều cao mái dốc 48

2.4.2 Ảnh hưởng của độ cứng neo 49

2.4.3 Ảnh hưởng của khoảng cách đặt neo 50

2.4.4 Ảnh hưởng của cường độ đất đắp 51

2.4.5 Ảnh hưởng của chiều dài neo 53

2.4.6 Ảnh hưởng của đất nền 54

2.5 TÍNH TOÁN ỔN ĐỊNH MÁI DỐC CÓ NEO BẰNG PHƯƠNG PHÁP PHẦNTỬHỮUHẠN 55

2.5.1 Mặt phá hoại 55

2.5.2 Hệ số an toàn 56

2.6.KẾTLUẬN 62

CHƯƠNG III ỨNG DỤNG XỬ LÝ CHỐNG SẠT TRƯỢT CHO MÁI ĐÀO ĐẬP TRÀN THỦY ĐIỆN SÔNG BUNG 2 64

3.1.GIỚITHIỆUVỀCÔNGTRÌNH 64

3.2.LỊCHSỬHIỆNTƯỢNGPHÁHOẠIMÁIDỐC 64

3.3.CÁCGIẢIPHÁPXỬLÝCẦNTHỰCHIỆN 68

3.3.1 Nguyên nhân trượt lở mái dốc 68

3.3.2 Các giải pháp xử lý cần thực hiện 71

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

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

3.6. CHỈ TIÊU CƠ LÝ KIẾN NGHỊ TÍNH TOÁN 72

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

3.8.THIẾTKẾBẢOVỆMÁITALUY 73

3.8.1 Mặt cắt 2-2 74

3.8.2 Mặt cắt 4-4 75

3.8.3 Mặt cắt 6-6 75

3.8.4 Phương pháp tính toán 76

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

3.9.1 Các trường hợp tính toán 76

3.9.2 Tổ hợp tính toán 76

3.10.HỆ SỐ AN TOÀN 77

3.11.THÔNG SỐ THÉP NEO 77

3.12.KẾT QUẢ TINH TOAN 79

3.12.1 Độ bền ổn định tổng thể mái đào 79

3.13.KẾTLUẬN 81

KẾT LUẬN VÀ KIẾN NGHỊ 82

1 NHỮNGKẾTQUẢĐÃĐẠTĐƯỢCCỦALUẬNVĂN 82

2 NHỮNGVẤNĐỀCÒNTỒNTẠI 82

3 KIẾNNGHỊ 82

TÀI LIỆU THAM KHẢO 84

PHỤ LỤC TÍNH TOÁN 85

THÔNG KÊ HÌNH VẼ

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

Hình I-2 Sơ đồ lực theo PP Fellenius 13

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

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

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

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

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

Hình I-8 Tính toán ổn định nội bộ dốc đắp có neo theo phương pháp “ khối nêm hai phần” _ 23

Hình I-9 Các phương pháp khác nhau để dùng kiểm tra ổn định nội bộ của mái dôc đắp có neo _ 25

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

Hình II-15 Lưới biến dạng mái dốc 45

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

Hình II-26 Ảnh hưởng của nền yếu (mái dốc cao 18m) _ 54 Hình II-27 Quan hệ hi/H với Ti/Tmax (trường hợp đất nền tốt) _ 55 Hình II-28 Mặt phá hoại của mái dốc cao 18m tính theo phương pháp PTHH _ 56 Hình II-29 Mặt phá hoại của mái dốc cao 18m tính theo phương pháp CBGH 56 Hình II-30 Phân phối lực cắt Tmax dọc theo chiều cao mái để tính Fr1 58 Hình II-31 Phân phối lực cắt Tmax dọc theo chiều cao mái để tính Fr2 58 Hình II-32.Quan hệ giữa hệ số an toàn Fs với chiều cao mái dốc H của mái dốc không neo _ 59 Hình II-33 Quan hệ giữa hệ số an toàn Fs với chiều cao mái dốc H của mái dốc có neo 60 Hình II-34 Quan hệ giữa Ir (%) với chiều cao mái dốc H (m) 61 Hình II-35 Quan hệ giữa hệ số an toàn Fr1 và Fr2 với chiều cao mái dốc H (m) _ 62 Hình III-1 Hiện trạng sụt lở mái dốc taluy dương _ 68

THỐNG KẾ BẢNG BIỂU

Bảng I-1 Tổng số đại lượng các lực tác dụng lên khối trượt gồm n thỏi đất _ 12 Bảng II-1 Thông số mô hình vật liệu 39 Bảng II-2 Kết quả tính toán ổn định theo hai phương pháp 59

MỞ ĐẦU

1 TÍNH CẤP THIẾT CỦA ĐỀ TÀI

Hiện nay Việt Nam đang là nước đang phát triển, các công trình xây dựng hạ tầng, giao thông, thủy lợi, dân dụng, thủy điện đang được triển khai xây dựng ở khắp nơi trên cả nước

Các công trình thế kỷ có kích thước đồ sộ kéo theo hố móng của chúng cũng có kích thước rất lớn, từ đó mà yêu cầu về tính ổn đinh mái hố móng là cần thiết để đảm bảo an toàn thi công

Công trình thủy điện Sông Bung 2 nằm ở thượng lưu Sông Bung, tỉnh Quảng Nam thuộc miền Trung Việt Nam Vị trí của tuyến đập nằm trên địa bàn xã Laêê huyện Nam Giang tỉnh Quảng Nam, cách thành phố Đà Nẵng theo đường quốc lộ 14D khoảng 165km về hướng Tây Nam Tọa độ địa lý tuyến đập dự kiến là 1541’45’’ vĩ Bắc, 10724’00’’ kinh Đông Nhà máy nằm trên địa phận xã ZuôiH huyện Nam Giang tỉnh Quảng Nam, có tọa độ là 107o29’31” kinh Đông; 15o42’57” vĩ Bắc Nhà máy nằm trong bậc thang thủy điện thuộc hệ thống sông Vu Gia- Thu Bồn, có công suất lắp đặt 100 MW, sản lượng điện trung bình hàng năm là 425,57 triệu kWh; các hạng mục công trình chủ yếu gồm đập chính, đập tràn, cửa nhận nước, hầm nhận nước, tháp điều

áp, đường ống áp lực, nhà máy thủy điện với 2 tổ máy Khi đi vào vận hành, thủy điện Sông Bung 2 sẽ cung cấp điện cho hệ thống điện quốc gia và khu vực miền Trung, góp phần thúc đẩy phát triển cơ sở hạ tầng, phát triển kinh tế tại các bản làng dân tộc thiểu

số miền núi của tỉnh Quảng Nam

Việc khởi công xây dựng nhà máy thủy điện Sông Bung 2 có ý nghĩa đặc biệt quan trọng trong việc giải quyết các nhu cầu cấp thiết về điện năng và phát triển kinh tế xã hội, xóa đói giảm nghèo cho tỉnh Quảng Nam Nhưng trong quá trình thi công đào hố móng, công trình đã xuất hiện các vết nứt và xảy ra sạt trượt lớn

Sạt trượt vai phải đập tràn bao gồm 3 khu vực như sau: khu vực 1: cửa vào đập tràn, khu vực 2: dốc nước đập tràn, khu vực 3: mũi phun hố xói đập tràn Chi tiết vết nứt tại các khu vực sạt trượt đập tràn như bên dưới

2 MỤC TIÊU NGHIÊN CỨU

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

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

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

an toàn cho công trình

4 PHƯƠNG PHÁP NGHIÊN CỨU

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

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

kỹ thuật có khả năng giải quyết các bài toán liên quan đến đất có neo như : Plaxis, GeoStudio 2007

CHƯƠNG I TỔNG QUAN 1.1 TỔNG QUAN TÌNH HÍNH SẠT TRƯỢT ĐÃ XẢY RA TRÊN THẾ GIỚ VÀ VIỆT NAM

Trong những thập kỷ gần đây, các dự án công trình thuỷ điện phát triển rất mạnh mẽ và đã đóng góp một phần rất đáng kể vào sản xuất điện ở Việt Nam Tuy nhiên trong quá trình thi công xây dựng và khai thác cũng có một số công trình bị sự

cố sạt trượt mái đào đập tràn làm mất an toàn, ảnh hướng tới chất lượng công trình cũng như trong quá trình vận hành khai thác của các nhà máy thuỷ điện Những sự cố thường xảy ra trong thời gian thi công hay công trình vừa mới xây dựng xong Nguyên nhân sự cố chủ yếu là do sạt trượt đất hố móng, tạo mái…

Việc nghiên cứu giải pháp gia cường, xử lý chống sạt trượt cho mái đào sẽ đem lại nhiều lợi ích lớn Về kỹ thuật, sẽ làm tăng cường độ cho khối đất (đặc biệt là đối với khối đất phải gia cố lại sau khi bị sạt lở) dẫn đến đảm bảo mái dốc ổn định trong các điều kiện tính toán và làm việc Về kinh tế, sẽ giảm khối lượng đào đắp cho các công trình, tiết kiệm được chi phí xây dựng, tiết kiệm được vật liệu bảo vệ bề mặt mái

và tiêu thoát nước bề mặt nhanh hơn

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

a Đập OTAKI ( Nhật Bản)

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

là 100km

Diện tích lưu vực tính đến tuyến đập là 258km2

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

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

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

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

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

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

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

Cũng như nhiều đập lớn khác ở Nhật Bản, khu vực xây dựng đập thường xuất hiện hiện tượng trượt mái dốc ( landslide) Theo đơn vị quản lý, các sạt lở đó đều phải

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

Xử lý trượt mái dốc trong lòng hồ tại vị trí cách đập 4km Kinh phí xử lý theo thời giá 2009 là 7 tỷ yên (khoảng 70 triệu USD) Vật liệu làm “bệ phản áp” bằng bê tông RCC

b Đập đất Teton (Mỹ)

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

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

289 triệu m3

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

lũ lớn về và ngày 5/6/1976, đập bị vỡ 7h30 sáng hôm đó, dòng thấm chảy tràn trên phần dưới mái hạ lưu bên vai phải Xe máy được huy động đến để khắc phục nhưng bất lực Đập đã bị xói ngầm rất mạnh và bị vỡ lúc 11h30 Đến 20h cùng ngày, hoàn toàn hết nước trong hồ Các thị trấn Rexburg, Sugar City, Madison, dưới hạ lưu bị ngập nặng

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

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

khoan phụt không đạt yêu cầu, nước hồ dâng cao tạo thành dòng thấm mạnh, đập bị xói ngầm nghiêm trọng rồi bị vỡ

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

a Thuỷ điện Buon Kuop ( tỉnh Đắk lắk)

Nhà máy Thủy điện Buôn Kuốp là một công trình thủy điện của tỉnh Đăk Lăk được xây dựng trên sông Serepôk Công trình nằm trong địa phận các xã Hòa Phú (huyện Cư Jút), Nam Đà (huyện Krông Nô) và Ea Na (huyện Krông Ana)

b Thuỷ điện Hủa Na ( tỉnh Nghệ An)

Nhà máy Thủy điện Hủa Na là một công trình thủy điện của tỉnh Nghệ An được xây dựng trên sông Chu, phía thượng nguồn công trình Cửa Đạt ( Thanh Hoá) Công trình nằm trong địa phận xã Đồng Văn, Huyện Quế Phong, Tỉnh Nghệ An Công suất :

180 MW Đập đồng chất, hmax = 28,5m + Hồ có dung tích : 45,65 triệu m3.Cao trình đỉnh đập : + 72,20m + MNDBT : + 68,60m

Sửa chữa nâng cấp: năm 2000  2001: Tường nghiêng thượng lưu có chân khay chống thấm đặt đến nền không thấm, bổ sung gia tải mái hạ lưu Cải tạo tràn tự do thành tràn có cửa Làm cống lấy nước mới thay cống cũ

c Thuỷ điện Đắk Mi 4 ( tỉnh Quảng Nam)

Nhà máy Thủy điện Hủa Na là một công trình thủy điện của tỉnh Quảng Nam được xây dựng trên sông Vu Gia Công trình nằm trong địa phận huộc xã Phước Xuân, huyện Phước Sơn, tỉnh Quảng NamCông suất : 190 MW gồm 02 bậc, bậc trên Đak Mi 4a công suất 148MW và bậc dưới Đak Mi 4b công suất 42MW

1.2 CÁC NGUYÊN NHÂN GÂY RA MẤT ỔN ĐINH MÁI ĐÀO

Nước ta là một nước thuộc nhóm các nước đang phát triển, vì vậy việc thiết kế, thi công các công trình xây dựng, giao thông đặc biệt là các công trình thuỷ lợi vẫn còn

nhiều vấn đề tồn tại cần phải giải quyết Việc xử lý chống sạt lở bờ sông cũng không tránh khỏi những sai sót nhất định trong quá trình khảo sát, thiết kế, thi công, giám sát công trình

- Về khảo sát:

Tài liệu khảo sát ở hiện trường là căn cứ quan trọng để thiết kế tính toán công trình bảo vệ bờ Sai sót trong công tác khảo sát tất sẽ để lại ẩn hoạ sự cố cho công trình Những vấn đề tồn tại trong khảo sát biểu hiện ở các mặt sau đây:

+ Không khảo sát thực địa một cách cẩn trọng tỉ mỉ, mà là lợi dụng một cách cầu may, sử dụng tài liệu khảo sát của các công trình cũ ở lân cận để thiết kế thi công công trình, dẫn đến mất độ chính xác của tài liệu

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

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

- Về thiết kế:

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

+ Thiết kế không có tài liệu khảo sát địa chất, không có điều tra môi trường xung quanh, không tuân thủ những quy trình quy phạm

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

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

kế còn hạn chế

- Về thi công:

+ Nhân lực: Trình độ thi công còn non kém, đội ngũ công nhân chủ yếu là công nhân chưa được đào tạo qua trường lớp, nếu có chỉ là đào tạo rất sơ lược hoặc vừa làm vừa đào tạo Vì vậy dễ dẫn đến sai sót trong quá trình thi công, sản phẩm tạo ra thường chưa được như mong muốn

+ Không tuân thủ nghiêm ngặt quy trình thi công

+ Xử lý không thoả đáng các quan hệ phối hợp với nhau, không coi trọng thông tin + Tuỳ tiện thay đổi thiết kế Thời gian vận chuyển quản lý không tốt

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

- Về giám sát:

+ Giám sát thi công không đủ năng lực như người về hưu, hoặc bị thải hồi, làm việc kiêm nhiệm; do già yếu thiếu sức khoẻ, hoặc là kinh nghiệm ít, hoặc là bận nhiều việc khác, hoặc chủ quan, vô trách nhiệm với công việc không thể kịp thời phát hiện vấn

đề, không kịp thời cung cấp thông tin cho chủ công trình, khiến chủ công trình không kịp thời nắm bắt được tình hình, bỏ qua mất cơ hội đề ra quyết sách

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

ở phía sau cọc, đào mất phần đất phản áp lực ở phía trong của kết cấu chắn giữ, đào trước chống sau, đào sâu quá thiết kế, quan trắc không kịp thời, ) từ đó ủ thành mầm gây ra sự cố sau này

1.3 CÁC PHƯƠNG PHÁP TÍNH TOÁN ỔN ĐỊNH MÁI DỐC

Phân tích ổn định mái dốc là một công việc rất quan trọng đối với các kỹ sư địa kỹ thuật Có rất nhiều phương pháp có thể sử dụng cho công việc này Một nhiệm vụ cơ bản của việc phân tích ổn định mái dốc, đó là xác định hệ số an toàn cho mái dốc Đây

là hệ số để đánh giá công trình ổn định hay mất an toàn Có rất nhiều phương pháp, trong đó, hai phương pháp chính thường được sử dụng đó là phương pháp cân bằng giới hạn (Limit Equilibrium Method – LEM) và phương pháp phân tử hữu hạn (Finite Element Method-FEM)

1.3.1 Phương pháp cân bằng giới hạn (LEM)

Dựa trên cơ sở giả định trước mặt trượt (mặt trượt có thể là trụ tròn, hỗn hợp hoặc bất kỳ), coi khối trượt như một cố thể, tiến hành phân tích trạng thái cân bằng tới hạn của các phân tố đất trên mặt trượt đã giả định trước Sự ổn định được đánh giá bằng tỷ

số giữa thành phần kháng trượt (lực ma sát, lực dính) huy động trên toàn mặt trượt với thành phần lực gây trượt (trọng lượng, áp lực nước, áp lực thấm, động đất, )

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

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

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

- Dựa trên cơ sở các phương trình cân bằng tĩnh học đối với toàn khối đất và đối với từng thỏi được phân nhỏ để tìm hệ số an toàn (Fs) Mặt trượt nguy hiểm nhất sẽ là mặt trượt giả định nào cho hệ số an toàn nhỏ nhất, sẽ tính được bằng cách thử dần

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

từ những năm 1930 Hiện nay đã có nhiều phần mềm tính toán ổn định mái dốc được lập theo phương pháp phân mảnh như chương trình của Viện kỹ thuật Châu á (AIT), chương trình Slope/W của Geostudio (Canada)

<0 nghÞch

>0 thuËn

n n-1

5 4

3

2

1

 i

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

Xét một thỏi đất được tách ra từ cung trượt tâm O, bán kính R (hình I-13), các lực tác dụng lên thỏi đất gồm:

- Lực ngoài tác động lên đỉnh thỏi đất Qi;

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

- Các lực tương tác giữa các thỏi đất Ei-1, Ei (thành phần lực nằm ngang phía trái và phải của thỏi đất); Xi-1, Xi (thành phần lực thẳng đứng bên phía trái và phải của thỏi đất);

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

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

và còn lại các đại lượng chưa xác định được ứng với mỗi thỏi đất theo phương pháp tính dồn từ thỏi đất ở đỉnh xuống thỏi đất ở chân gồm các lực: Ei, Xi, Ni, Ti (4 đại lượng) và tham số xác định điểm đặt của Ei, Ni (2 đại lượng)

Như vậy trong một bài toán phân tích tính ổn định của mái dốc theo phương pháp phân thỏi (ví dụ có n thỏi), số lượng các đại lượng chưa biết là (6n – 2) đại lượng (Bảng I-1)

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

Các lực Ei:Các lực Xi: Các lực Ni: Các lực Ti: Tham số điểm đặt của Ei: Tham số điểm đặt của Ni:

Hệ số an toàn chung Fs:

n-1n-1

n

n

n - 1

n 1

Theo lý thuyết phân thỏi, bài toán tính ổn định mái dốc là bài toán siêu tĩnh (thiếu 2n – 2 phương trình) Do vậy để giải bài toán, phải vận dụng một số thủ thuật: (i) bỏ lực tương tác giữa các thỏi khi tách riêng thành từng thỏi; (ii) Giả thiết đường tương tác – quỹ tích của điểm đặt lực tương tác; (iii) Giả thiết góc nghiêng của lực tương tác Việc xét đầy đủ lực tương tác giữa các thỏi là yêu cầu phát triển lý thuyết cơ học đất

và nhiều phương pháp tính đã được đề xuất Trong số các phương pháp này Janbu đã dùng thủ thuật giả thiết đường đặt lực tương tác, các phương pháp khác như Spencer, Mogenstern – Price, GLE Canada, , giả thiết góc nghiêng lực tương tác

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

Như trên đã phân tích, bài toán tính hệ số an toàn ổn định mái dốc theo lý thuyết phân thỏi là bài toán siêu tĩnh bậc cao Hiện nay nhiều nhà khoa học đã đề ra nhiều các giải khác nhau như: bỏ bớt lực tương tác trên các thỏi đất; giả thiết hướng tác dụng của lực tương tác; giả thiết vị trí điểm đặt của các lực tương tác trên một đường cong nhất định,

1 Các phương pháp bỏ bớt lực

a Phương pháp Fellenius

- Các giả thiết

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

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

+ Điểm đặt của Ni tại trung điểm của đáy thỏi

- Hệ phương trình cơ bản

+ Cân bằng hình chiếu theo phương vuông góc với

đáy thỏi

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

- Nhận xét: Hiện nay phương pháp Fellenius chỉ có

giá trị về mặt lịch sử vì không xét đến lực tương tác

giữa hai thỏi

 i

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

+ Điểm đặt của Ni trùng với trung điểm của

đáy thỏi

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

thỏi và coi là hệ số an toàn ổn định

- Hệ phương trình cơ bản

+ Cân bằng hình chiếu theo phương vuông góc

với đáy thỏi

 i

Hình I-3 Sơ đồ lực tính toán theo

PP Bishop đơn giản

+ Cân bằng lực theo phương đứng

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

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

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

+ Điểm đặt N trùng với trung điểm của đáy thỏi

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

lấy làm hệ số an toàn ổn định của mái dốc

 i

- Hệ phương trình cơ bản

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

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

+ Điều kiện bền Mohr - Coulomb: i (Ni ul)tg ' c' li

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

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

Phương pháp này được coi là dạng cải tiến của phương pháp Spencer nên được xếp vào loại phương pháp dùng giả thiết về hướng tác dụng của lực tương tác giữa các thỏi Sau đây trình bày phương pháp GLE

F (x) 1,00 0,50

x





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

+ Hệ số huy động Fs là như nhau đối với các thỏi và lấy là hệ số an toàn ổn định của mái dốc

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

Trong phương pháp GLE, hàm f(x) = sinx với 0  x  L (0,L là toạ độ hai điểm chiếu của điểm đỉnh và chân của khối đất trượt lên phương x nằm ngang,  là một hằng số, đóng vai trò tham số của bài toán cần phải tính toán Phương pháp GLE được coi là phương pháp cải tiến của phương pháp Spencer về góc nghiêng thay đổi của Q, nhưng về thuật toán giữa  của Spencer và  của GLE là như nhau

- Hệ phương trình cơ bản:

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

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

+ Phương trình trạng thái: i (Ni ul)tg ' c' li

F

1

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

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

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

bằng cách tính thử dần, quá trình tính toán thử dần là rất dài và phức tạp, nếu như người sử dụng thiếu kinh nghiệm khi tính toán, bài toán có thể sẽ không hội tụ

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

a Phương pháp Janbu tổng quát

- Giả thiết:

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

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

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

+ Điểm đặt của lực N ở giữa đáy thỏi

 i

§-êng t-¬ng t¸c

b

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

- Các phương trình cơ bản:

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

Wi + Xi-1 – Xi – Nicosi - Ti.sini = 0 (1.14) + Từ các điều kiện cân bằng của thỏi theo phương ngang có:

Ei-1 – Ei + Ti.sini - Ni.cosi = 0 (1.15) + Từ các điều kiện cân bằng Momen lấy với trung điểm của đáy mỗi thỏi có:

2

b1-i

X2

b1-iX)tgα2

bi(hiE) tgα2

bi

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

tìm: Ei, Xi, hi, Ni, Ti, Fs Bài toán là siêu tĩnh Để giải được bài toán, Janbu giả thiết đường tương tác, tức giả thiết các đại lượng hi

Theo nghiên cứu của G.Fredlund [13] thì phương pháp Janbu tổng quát đẹp về mặt lý thuyết nhưng khó có lời giải thực tế vì bài toán rất khó hội tụ với giả thiết một đường tương tác lực

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

pháp Janbu đơn giản hóa chấp nhận sơ đồ lực của Bishop (tức bỏ thành phần lực tương tác tiếp tuyến với mặt phân thỏi) nhưng vẫn đảm bảo hệ lực đồng quy và đa giác lực khép kín

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

ở phương pháp Janbu tổng quát với Xi = 0; hệ số an toàn được hiệu chỉnh bằng hệ số f0xác định theo biểu đồ

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

F(Xi = 0) – trị số an toàn tính toán

1.3.2 Phương pháp phần tử hữu hạn (FEM)

Khác với LEM, các phương pháp số cho phép phân tích bài toán mái dốc một cách linh hoạt hơn cả về phương diện hình học của mái dốc cũng như tính dị hướng và ứng

xử phi tuyến của vật liệu Các phương pháp số đã và đang được đưa ra, thiết lập, hoàn thiện và áp dụng vào tính toán phân tích bài toán địa kỹ thuật nói chung và bài toán ổn định mái dốc nói riêng Nổi bật lên trong phương pháp số, có thể nói đến phương pháp phần tử hữu hạn (FEM)

Dựa trên cơ sở phân tích ứng suất trong toàn miền của công trình Dùng các thuyết bền như: Morh - Coulomb, Hill-Tresca, Nises-Shleiker, , kiểm tra ổn định cục bộ tại mỗi điểm trong toàn miền Công trình sẽ mất ổn định tổng thể khi tập hợp các điểm cục bộ bị mất ổn định làm thành một mặt liên tục

Theo phương pháp phần tử hữu hạn (FEM), hệ số an toàn được xác định theo phương pháp triết giảm cường độ kháng cắt Theo phương pháp này, các thông số cường độ của đất được giảm dần cho tới khi mô hình mái dốc mất ổn định Hệ số an toàn chính là tỷ số giữa cường độ kháng cắt của đất và cường độ kháng cắt tối thiểu

mà tại đó mái dốc ổn định Hay nói cách khác, hệ số an toàn là hệ số mà cường độ kháng cắt của đất cần phải giảm để mái dốc đạt tới trạng thái tới hạn

Phương pháp triết giảm cường độ kháng cắt :

Xét một diện tích đơn vị (ví dụ 1m2) trong khối đất nghiêng góc α đang ở trạng thái cân bằng bền, chịu tác dụng của lực cắt τ (kN/m2), lực nén vuông góc σ (kN/m2) và áp lực nước lỗ rỗng là u (kN/m2), (hình dưới) Có thể tính được cường độ chống cắt trên đơn vị diện tích ấy theo chỉ tiêu chông cắt của đất theo định luật Coulomb

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

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

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

Theo định luật Coulomb, cường độ chống cắt trên diện tích đơn vị tính theo công thức (1.21)

Theo quan điểm này, trị số τ0 tính theo công thức này được coi là cường độ chống cắt vốn có của đất và đường Coulomb là đường (1) trong hình I-19 trên

Như vậy, khi F=1 (tức đã huy động hết khả năng chống cắt của đất) thì đất tại nơi đang xét thực sự ở trạng thái câng bằng giới hạn, diện tích đơn vị đang xét thuộc về mặt trượt thực Đường Coulomb (2) trùng với đường Coulomb (1)

Nếu F >1 thì diện tích đơn vị đang xét còn ở trạng thái cân bằng bền với hệ số an toàn F tính theo công thức:

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

1.3.3.1 Phương pháp “Phân tích khối nêm hai phần”

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

Giả thiết này đã đưa ra được một mặt phá hoại tiêu biểu và hợp lí đối với việc tính toán các mái dốc [13], [14] Đó là một sự mở rộng logic của phương pháp khối nêm Culông vốn áp dụng cho tường thẳng đứng Khi góc mặt tường từ thẳng đứng giảm dần thì cơ chế cân bằng giới hạn sẽ xảy ra trên một khối nêm

Khi phân tích ổn định cần phải thử với các mặt phá hoại khác nhau, rồi đánh giá sự cân bằng của khối đất phía trên các mặt phá hoại đã thiết đó Có thể thực hiện việc phân tích ổn định như vậy bằng một cách nào đó tùy thuộc vào điều kiện được giả thiết tại mặt ranh giới giữa hai phần của khối đất hình nêm Trên mặt phá hoại giới hạn có thể xảy ra sẽ sinh ra lực gây trượt lớn nhất và để bảo đảm trạng thái giới hạn không xảy ra thì phải chống lại được lực gây xáo động lớn nhất đó (hình I-20a)

Đối với trường hợp mái dốc có lớp đắp cuối cùng nằm ngang thì lực trượt có thể được xem là hợp lực của các áp lực đất phía hông; lực này tăng dần gần đúng theo tỉ lệ bậc nhất với độ sâu trong phạm vi chiều cao mái dốc (hình I-20b) Như vậy, lực gây trượt trong trường hợp một mái dốc không chịu thêm ngoại tải sẽ được xác định theo biểu thức sau:

Trong đó:

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

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

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

 - trọng lượng đơn vị của đất;

H – chiều cao của mái dốc theo phương thẳng đứng

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

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

Bề dày lớp đắp điển hình thường trong khoảng 150mm đến 300mm Khoảng cách neo tối đa theo phương thẳng đứng phải hạn chế dưới 1,0m Yêu cầu này xuất phát từ lí do thực tế vì nếu bố trí khoảng cách các lớp neo quá lớn sẽ khó bảo đảm sự ổn định của mặt mái dốc Trong phạm vi giữa trị số trên và trị số dưới nói trên, để đề phòng neo

khỏi bị kéo đứt, khoảng cách neo theo phương thẳng đứng nên dùng Svj có thể được xác định theo biểu thức sau (hình I-20b);

j vj

T S

K f h f 



Trong đó:

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

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

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

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

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

 s – ngoại tải do tĩnh và hoạt tải





a)

b)

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

phần”

a Phương pháp “ khối nêm hai phần” dùng cho mái dốc có neo

b Sự phân bố ứng suất gần đúng ứng suất gây trượt mỗi lớp neo

Để đảm bảo không xảy ra trạng thái giới hạn phá hoại về neo bám gây tuột neo, chiều dài neo neo Lej phải thỏa mãn điều kiện sau (hình I-20b)

c tg

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

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

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

ra

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

 s – ngoại tải (chỉ do tĩnh tải);

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

'

bc

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

c’ – lực dính hữu hiệu của vật liệu đắp

1.3.3.2 Phương pháp phân mảnh để tính toán mặt trượt tròn

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

có neo hoặc không có neo đối với phần lớn các trường hợp mái dốc thông thường có dạng hình học khác nhau và có nhiều tầng đất khác nhau (hình I-21) Trong trường hợp mái dốc có neo, người ta giả thiết rằng lực tương tác giữa các mảnh được bỏ qua vì sự

có mặt của neo có ảnh hưởng phức tạp đến các lực đó và vì sự có mặt của neo khiến cho khối đất trung ít bị xáo động Người ta cũng giả thiết rằng các lớp neo đều nằm ngang và chỉ được xét đến ở những chỗ chúng giao cắt với mặt trượt giả thiết tại mỗi mảnh riêng Mômen chống trượt do các tác động tổ hợp của đất và neo phải không

được nhỏ hơn mômen gây trượt do trọng lượng đất gây ra Các mômen này đều phải được tính với tâm quay của khối trượt

Để cân bằng, cần phải thỏa mãn điều kiện:

Trong đó:

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

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

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

' 1

tg c

M

tg tg f

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

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

xj - ngoại tải tác dụng lên mảnh i;

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

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

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

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

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

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



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

đắp có neo

a) Tính toán trượt tròn theo phương pháp phân mảnh

b) Tính toán theo mặt trượt xoắn ốc logarit

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

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

1.3.3.3 Tính toán theo mặt trượt xoắn ốc logarit

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

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

được Leschinsky và Boedecker nghiên cứu ở [16]

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

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

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

Trong đó:

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

Mo – mômen gây trượt của mái dốc

Sử dụng hình I-21b có:

1

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

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

si - ngoại tải tác dụng trên mải i;

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

- hệ số hiệu chỉnh mômen;  = 1,25 khi tính theo trạng thái giới hạn phá hoại và  = 1,0 khi tính theo trạng thái giới hạn sử dụng

1.3.3.4 Nhận xét

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

2n – 2 phương trình) Do đó cần phải bổ sung một số điều kiện để có thể giải bài toán siêu tĩnh này theo phương pháp phân thỏi Mặc dù vậy, khi áp dụng phương pháp tính toán này đối với mái dốc được gia cường bằng neo thì vẫn chưa thật phù hợp Thật vậy, các phương pháp phân tích ổn định mái dốc theo phương pháp cân bằng giới hạn (LEM) hiện nay hoặc là không xét đến lực tương tác ngang hoặc không xét được đầy

đủ lực tương tác giữa các thỏi đất do đó không xét được ảnh hưởng của lực neo đến trạng thái ứng suất của từng thỏi đất; lực neo của neo chỉ được xét đến thông qua mô men chống trượt của khối đất trượt

Phương pháp cân bằng giới hạn chỉ giải quyết tốt bài toán mái dốc có hình dạng thông thường, mặt trượt tròn, gãy khúc giả thiết dựa trên trạng thái cân bằng giới hạn, tính toán có xét đến cường độ neo nhưng chưa xét đến môdun đàn hồi E của đất, của vật liệu gia cường và độ cứng EA của vật liệu gia cường; thì phương pháp PTHH (FEM) tính toán được cho tất cả các loại mái dốc có hình dạng khác nhau, có địa chất nền gồm nhiều lớp tính chất phức tạp, hệ số an toàn ổn định được xác định là duy nhất

và mặt trượt duy nhất trên cơ sở xét chuyển vị tại các nút phần tử Mặt khác, phương pháp PTHH còn kể đến nhiều ảnh hưởng như môdun đàn hồi của đất nền; môdun đàn

hồi, độ cứng của vật liệu gia cường trong đất

1.4 CÁC BIỆN PHÁP ĐẢM BẢO ỔN ĐỊNH HỐ MÓNG TRÀN

Hạng mục tràn là hạng mục rất quan trọng của công trình thủy lợi- thủy điện Không những phải đảm bảo các điều kiện về kết cấu, ổn định hố móng còn phải đảm bảo khả năng chống thấm tối đa cho hồ chứa, tránh mất nước cũng như giảm gradien thấm, tránh xảy ra xói ngầm Chính vì vậy hố móng tràn yêu cầu phải được đào đến lớp địa chất tốt đảm bảo khả năng chịu lực và chống thấm tương đối tốt, dẫn đến các

hố móng tràn thường có mái dốc có độ chênh cao lớn vì vậy một số biện pháp tăng ổn định mái dốc phù hợp như sau:

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

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

- Xây dựng các mái , tường đất có neo

- …

Trong các phương án trên mỗi phương án có ưu nhược điểm riêng xong với mái dốc tràn có độ cao lớn thì biện pháp đào bạt mái và giật cơ yêu cầu một khối lượng đào, bạt mái rất lớn dẫn đến không mang lại hiệu quả kinh tế cao và kéo dài thời gian thi công

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

đủ để xây dựng tầng phản áp đủ dài để đảm bảo ổn định, trong trường hợp trường hợp đập tràn thủy điện song bung 2 do địa thế chật hẹp, tràn nằm tự trên vai đồi nên phương án chưa phải phương án tối ưu

Phương án mái đất có neo là phương án có ưu điểm hơn cả do khối lượng đào bạt mái không quá lớn, diện tích chiếm chỗ để xử lý mái dốc không yêu cầu phải rộng, phù hợp với diện tích công trình

1.5 KẾT LUẬN

Nội dung chương I về mặt cơ sở lý tuyết đã nêu rõ tính toán ổn đinh mái dốc, phân tích cơ chế phá hoại của mái dốc ; các phương pháp tính toán ổn định mái dốc có gia cường Hai phương pháp chủ yếu là phương pháp cân bằng giới hạn và phương pháp phần tử hữu hạn

Về mặt nguyên nhân gây mất ổn định mái dốc đã nêu ra một số nguyên nhân chủ quan và khách quan dẫn đến gây mất ổn định mái dốc và đề xuất một số giải pháp công trình để nâng cao trạng thái ổn định mái dốc

CHƯƠNG II PHÂN TÍCH ỔN ĐỊNH MÁI DỐC

2.1 CƠ SỞ LÝ THUYẾT PHƯƠNG PHÁP PHẦN TỬ HỮU HẠN

Phương pháp phần tử hữu hạn (FEM) được sử dụng để nghiên cứu hành vi của một mái dốc có neo đặt trên nền cứng Phân tích phần tử hữu hạn cho phép xem xét đầy đủ các đặc điểm về cường độ- biến dạng của các thành phần mái dốc: đất và neo Không giống như các phương pháp cân bằng giới hạn - không thể cung cấp một người kỹ sư các thông tin về biến dạng, ứng suất huy động trong mái dốc hoặc cường độ neo phát triển trong mỗi lớp neo, phương pháp phần tử hữu hạn cung cấp các thông số đó thông qua đường đặc tính ứng suất -biến dạng của đất và đường tải trọng – biến dạng của neo

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

- Chia lưới phần tử hữu hạn

- Chuyển vị tại các nút là các ẩn số

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

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

- Điều kiện biên về chuyển vị, lực

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

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

Chi tiết thực hiện giải bài tóan PTHH như sau

2.1.1 Xây dựng lưới phần tử

Bước đầu tiên của việc phân tích bằng FEM là xây dựng các yếu tố hình học và xác định điều kiện biên của cơ hệ Sau đó, cơ hệ liên tục được thay thế bằng lưới phần tử hữu hạn tương đương bao gồm các phần nhỏ gọi là phần tử hữu hạn Thông thường với các bài toán 2 chiều chúng có dạng tam giác hoặc tứ giác Đặc trưng hình học của chúng được định nghĩa bằng toạ độ tại các điểm nút Các phần tử hữu hạn được nối với nhau tại các nút trên cạnh

2.1.2 Xấp xỉ chuyển vị

Trong FEM với mô hình chuyển vị, biến số chính là trường chuyển vị cho khắp phạm vi bài toán Ứng suất – Biến dạng được xem xét như là các biến số thứ cấp và nó được tính toán từ trường các véc tơ chuyển vị Với bài toán biến dạng phẳng hoặc đối xứng trục, trường véc tơ chuyển vị được nhận dạng bằng 2 biến chuyển vị tổng quát u

và v trong hệ tọa độ Đề các

Giả thiết được đưa về dạng các biến chuyển vị cho toàn bộ phạm vi bài toán Độ chính xác của việc phân tích bằng FEM phụ thuộc vào kích thước của phần tử và việc xấp xỉ các chuyển vị Điều này được đặt ra nhằm mục đích thỏa mãn các điều kiện tương thích Giả thiết được đặt ra cho mỗi phần tử là các thành phần chuyển vị có dạng

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

nut

T i i

v

u N v

u v

u v u N v

Trong đó:

[N] ma trận hàm dạng

i là chỉ số nút của phần tử

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

vị nút, vấn đề xác định trường chuyển vị cho khắp lưới phần tử hữu hạn được quy về việc xác định các thành phần chuyển vị của các nút Các ẩn số chuyển vị được xem như là bậc tự do chưa biết

2.1.3 Các phương trình cơ bản cho phần tử

Các phương trình cơ bản cho phần tử quy định ứng xử biến dạng cho mỗi phần tử Chúng kết hợp điều kiện tương thích, điều kiện cân bằng và ứng xử cơ bản

u N v

2.1.5 Điều kiện tương thích

Để thỏa mãn điều kiện tương thích, các biến dạng tương ứng với các chuyển vị ở trên cho bài toán biến dạng phẳng được tính toán bởi:

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

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

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

S

x T

y T

y

J y

S

y S

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

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

0)

1(

0)

1(

)21)(

1

Với :  là hệ số poission

E là mô đun đàn hồi Young

2.1.7 Điều kiện cân bằng cho phần tử

Phương trình cơ bản cho phần tử được xác định dựa trên nguyên lý năng lượng tối thiểu Nguyên lý này phát biểu rằng, vị trí cân bằng tĩnh của một phần tử chịu tải trọng

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

Trong đó: W là năng lượng biến dạng

L là công của tải trọng tác dụng

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

F là vector trọng lượng bản thân

T là véc tơ tải trọng trên biên

V là thể tích của phần tử

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

2.1.8 Thiết lập phương trình tổng thể cho cả hệ

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

1 hệ phương trình tổng thể: