Chương 4 – Phân tích tường và các kết cấu chắn

\begin{aligned} \end{aligned}

4-1 GIỚI THIỆU

Các kết cấu chắn đất là một trong những loại kết cấu xây dựng lâu đời nhất trong lịch sử văn minh. Chúng cần thiết để xử lý sự thay đổi cao độ hoặc cao độ bề mặt địa hình trong một khoảng cách ngắn. Các kết cấu chắn đất cũng cần thiết tại các cảng, bờ biển và bờ sông nhằm tạo điều kiện thuận lợi cho việc tiếp cận mặt nước. Một số tài liệu kỹ thuật đầu tiên trong lĩnh vực địa kỹ thuật đề cập đến các lý thuyết tính toán áp lực đất tác dụng lên kết cấu chắn (Coulomb 1776; Rankine 1857).

Mặc dù có rất nhiều loại kết cấu chắn đất được sử dụng trong xây dựng công trình dân dụng thế kỷ 21, các lý thuyết cơ bản về áp lực đất và những nội dung thiết kế chủ yếu của các kết cấu này có nhiều nguyên lý chung.

Chương này trình bày các lý thuyết và nguyên lý cơ bản dùng để tính toán áp lực đất. Việc áp dụng các lý thuyết và nguyên lý này được minh họa cho nhiều loại kết cấu chắn thường gặp trong xây dựng công trình dân dụng.

4-2 SỰ HÌNH THÀNH ÁP LỰC ĐẤT VÀ TẢI TRỌNG

Áp lực đất tác dụng lên các kết cấu chôn trong đất, chẳng hạn như tường chắn, tường tầng hầm, neo đất, v.v., phụ thuộc vào chuyển vị tương đối giữa kết cấu và đất xung quanh. Ở dạng đơn giản nhất, hiện tượng này thường được minh họa bằng một tấm bản chôn trong khối đất (Hình 4-1).

Nếu tấm bản hoặc kết cấu không chuyển vị, thì áp lực ở phía bên phải và phía bên trái của kết cấu bằng nhau, và trạng thái này được gọi là trạng thái áp lực đất tĩnh (at-rest earth pressure condition).¹⁸ Trong trạng thái áp lực đất tĩnh, đất không ở trạng thái phá hoại (not in a condition of failure).

¹⁸ Trạng thái này còn được gọi là trạng thái (K₀) hoặc trạng thái biến dạng ngang bằng không (zero lateral strain condition).

Nếu một tải trọng được tác dụng lên tấm bản làm cho nó chuyển động sang phải, đất ở phía bên phải kết cấu sẽ bị nén theo phương ngang, và sức chống cắt của đất sẽ được huy động. Trạng thái áp lực đất bị động (passive earth pressure condition) hình thành ở phía bên phải.

Ở phía bên trái kết cấu, ứng suất ngang giảm xuống và đất bị giãn hoặc kéo theo phương ngang cho đến khi sức chống cắt của đất được huy động. Trạng thái này được gọi là trạng thái áp lực đất chủ động (active earth pressure condition).

Hình này cũng minh họa sự biến dạng của một phần tử đất hình vuông trong từng trường hợp. Trong vùng bị động, phần tử hình vuông bị nén theo phương ngang; còn trong vùng chủ động, phần tử hình vuông bị giãn theo phương ngang. Với điều kiện các trạng thái chủ động và bị động đã phát triển hoàn toàn, đất sẽ ở trạng thái phá hoại trong cả vùng chủ động và vùng bị động.

Một thông số thường được sử dụng trong tính toán áp lực đất là hệ số áp lực đất, K. Hệ số áp lực đất thường được định nghĩa là tỷ số giữa ứng suất hữu hiệu theo phương ngang và ứng suất hữu hiệu theo phương đứng tại một điểm trong khối đất.

Đôi khi, hệ số áp lực đất được giả định là tỷ số giữa ứng suất tổng theo phương ngang và ứng suất tổng theo phương đứng.¹⁹ Trong chương này, K được định nghĩa là tỷ số giữa các ứng suất hữu hiệu, trừ khi có quy định cụ thể khác.

¹⁹ Hệ số áp lực đất theo ứng suất tổng có thể hữu ích khi xác định áp lực đất trong các phân tích số chỉ xét đến ứng suất tổng.

4-2.1 Áp lực đất tĩnh

Đối với điều kiện tĩnh, hệ số áp lực đất được định nghĩa như sau:

\[
K_0=\frac{\sigma’_h}{\sigma’_v}
\tag{4-1}
\]

trong đó:
K₀ = hệ số áp lực đất tĩnh;
\(\sigma’_h\) = ứng suất hữu hiệu theo phương ngang;
\(\sigma’_v\) = ứng suất hữu hiệu theo phương đứng.

Để phương trình này có giá trị, khối đất phải ở trạng thái biến dạng ngang bằng không (zero lateral strain). Trong một khối đất, điều kiện áp lực đất tĩnh thông thường yêu cầu bề mặt đất nằm ngang và không có các tải trọng bề mặt có phạm vi tác dụng giới hạn. Điều kiện tĩnh cũng có thể tồn tại khi có một biên cứng, chẳng hạn như tường tầng hầm, đáp ứng điều kiện biến dạng ngang bằng không.

Trong hầu hết các trường hợp, ứng suất theo phương ngang và phương đứng là ứng suất chính lớn và ứng suất chính nhỏ, với phương tương ứng phụ thuộc vào giá trị của K₀ (tức là, σ’_h = σ’₁ nếu K₀ >1 và σ’_h = σ’₃ nếu K₀ <1)

Hiện chưa có các thí nghiệm tiêu chuẩn hóa trong phòng thí nghiệm để đo giá trị K₀. Một số thiết bị thí nghiệm chuyên dụng đã được phát triển để đo K₀ (Filz 1992; Sehn 1990), nhưng chúng không được sử dụng trong thực hành kỹ thuật thông thường. Áp kế Ménard (Menard pressuremeter), áp kế tự khoan (self-boring pressuremeter) và dilatometer Marchetti đã được sử dụng để xác định K₀ tại hiện trường, tuy nhiên các thiết bị này không được sử dụng phổ biến trong thiết kế kết cấu chắn đất.

Phương pháp phổ biến nhất được sử dụng để xác định K₀ dựa trên mối tương quan do Mayne và Kulhawy (1982) đề xuất:

\[
K_0=(1-\sin\phi’)\cdot OCR^{\ \sin\phi’}
\tag{4-2}
\]

trong đó:
K₀ = hệ số áp lực đất tĩnh;
\(\phi’\) = góc ma sát theo ứng suất hữu hiệu đối với điều kiện cố kết normally;
OCR = tỷ số quá cố kết (overconsolidation ratio).

Giá trị K₀ nhỏ hơn 1 đối với đất cố kết normally và có thể nằm trong khoảng từ khoảng 0.3 đến 0.8. Đối với các tính toán đơn giản, K₀ thường được giả định bằng 0.5.

Trong đất quá cố kết, giá trị K₀ thường lớn hơn 1, cho thấy ứng suất hữu hiệu theo phương ngang lớn hơn ứng suất hữu hiệu theo phương đứng.

4-2.2 Áp lực đất chủ động và bị động theo Rankine

Cả hệ số áp lực đất chủ động và hệ số áp lực đất bị động đều biểu thị tỷ số ứng suất hữu hiệu tại trạng thái phá hoại của đất. Các hệ số áp lực đất K_A và K_P được giải thích rõ nhất bằng lý thuyết áp lực đất của Rankine (1857).

Các vòng tròn Mohr biểu diễn các trạng thái tĩnh, chủ động và bị động được trình bày trong Hình 4-2.

Đối với điều kiện tĩnh (at-rest), vòng tròn Mohr không tiếp xúc với đường bao cường độ chống cắt; do đó, nó không biểu thị trạng thái phá hoại.

Vòng tròn biểu diễn trạng thái phá hoại chủ động cho thấy ứng suất ngang bằng K_A nhân với ứng suất đứng, và vòng tròn Mohr tiếp xúc với đường bao cường độ chống cắt.

Vòng tròn biểu diễn trạng thái phá hoại bị động cho thấy ứng suất ngang bằng K_P nhân với ứng suất đứng.

Trong trạng thái chủ động, ứng suất chính lớn (σ’₁) theo phương đứng và ứng suất chính nhỏ (σ’₃) theo phương ngang.

Trong trạng thái bị động, ứng suất chính lớn (σ’₁) theo phương ngang và ứng suất chính nhỏ (σ’₃) theo phương đứng.

Trong cả hai trường hợp này, ứng suất ngang chính là áp lực đất.

Lý thuyết Rankine và hình học của các vòng tròn Mohr trình bày trong Hình 4-2 dẫn đến các phương trình sau đây để xác định hệ số áp lực đất chủ động và bị động:

Chủ động:

\[
K_A=\frac{1-\sin\phi’}{1+\sin\phi’}
=\tan^2\left(45-\frac{\phi’}{2}\right)
\tag{4-3}
\]

Bị động:

\[
K_P=\frac{1+\sin\phi’}{1-\sin\phi’}
=\tan^2\left(45+\frac{\phi’}{2}\right)
\tag{4-4}
\]

và

\[
K_A=\frac{1}{K_P}
\tag{4-5}
\]

trong đó:
K_A = hệ số áp lực đất chủ động;
K_P = hệ số áp lực đất bị động;
\(\phi’\) = góc ma sát theo ứng suất hữu hiệu.

Các vòng tròn Mohr trong Hình 4-2 cho phép dự đoán ứng suất hữu hiệu theo phương ngang đối với cả trạng thái chủ động và bị động, tại bất kỳ điểm nào nằm trong vùng phá hoại. Các áp lực ngang được tính như sau:

Chủ động:

\[
\sigma’_h = K_A\sigma’_v – 2c’\sqrt{K_A} \tag{4-6}
\]

Bị động:

\[
\sigma’_h = K_P\sigma’_v + 2c’\sqrt{K_P} \tag{4-7}
\]

trong đó:
K_A = hệ số áp lực đất chủ động;
K_P = hệ số áp lực đất bị động;
\(\sigma’_h\) = ứng suất hữu hiệu theo phương ngang (áp lực đất);
\(\sigma’_v\) = ứng suất hữu hiệu theo phương đứng;
c’ = lực dính theo ứng suất hữu hiệu (effective stress cohesion intercept).

Từ các Phương trình 4-6 và 4-7, lực dính hữu hiệu (c’) về mặt lý thuyết làm giảm áp lực đất chủ động và làm tăng áp lực đất bị động. Giá trị c’ thường được giả định bằng 0 đối với đất hạt thô.

Đất hạt mịn được biểu diễn bằng đường bao phá hoại tuyến tính có thể có một giá trị c’, giá trị này liên quan đến quá cố kết hoặc đầm chặt. Những loại đất này sẽ từ biến và co ngót theo thời gian, và giá trị c’ làm việc có thể giảm dần hoặc trở về bằng 0. Vì lý do này, những thay đổi của áp lực đất do c’ gây ra thường được bỏ qua đối với đất hạt mịn.

 τ
 ↑
 │                    /
 │                 ●
 │              ●
 │           ●
 │        /
 │     /  ← đường tuyến tính xấp xỉ
 │  /
 │ / 
 │/________________________→ σ'n
 ↑
 c'

4-2.3 Chuyển vị cần thiết để hình thành trạng thái chủ động và bị động

Một vấn đề quan trọng trong lý thuyết áp lực đất là lượng chuyển vị cần thiết để hình thành trạng thái áp lực đất chủ động và bị động. Để hình thành trạng thái bị động cần chuyển động hoặc chuyển vị lớn hơn nhiều so với trạng thái chủ động.

Điều này đặc biệt quan trọng trong thiết kế kết cấu chắn đất hoặc neo đất, vì cả áp lực chủ động và bị động đều ảnh hưởng đến sự làm việc của kết cấu. Tuy nhiên, lượng chuyển vị của kết cấu có thể không phải là một thông số được xét một cách tường minh trong các tính toán.

Hình 4-3(a) minh họa tầm quan trọng của chuyển vị tường đối với sự hình thành áp lực đất chủ động và bị động. Để áp lực chủ động và bị động phát triển hoàn toàn, tường phải tịnh tiến theo phương ngang hoặc xoay. Hình này trình bày xu hướng tổng quát được xây dựng từ các số liệu thí nghiệm, thể hiện mối quan hệ giữa độ lớn của hệ số áp lực đất và độ xoay của tường, trong đó độ xoay được biểu diễn bằng tỷ số giữa chuyển vị ngang (Y) và chiều cao tường (H). Các giá trị điển hình đối với các loại đất khác nhau được tóm tắt trong Hình 4-3(d). Để phát triển áp lực bị động, thông thường cần chuyển vị lớn hơn khoảng 5 đến 10 lần so với chuyển vị cần thiết để phát triển áp lực chủ động.

Lượng chuyển vị cần thiết để huy động trạng thái chủ động và bị động cũng phụ thuộc vào loại đất và mức độ đầm chặt. Cát chặt cần chuyển vị nhỏ hơn cát rời. Đất sét đầm chặt cần chuyển vị lớn hơn khoảng 5 đến 10 lần so với cát chặt.²⁰ Như lưu ý trong Hình 4-3(d), các giá trị lý thuyết của K_A và K_P chỉ có thể được duy trì trong thời gian ngắn đối với đất sét do hiện tượng từ biến (creep).

²⁰ Phương pháp Rankine để tính áp lực đất phù hợp với đất hạt thô hơn so với đất hạt mịn. Các phương pháp khác được khuyến nghị sử dụng để tính áp lực đất đối với đất hạt mịn.

4-2.4 Phân bố áp lực đất và tải trọng

Hình 4-3(b) và (c) minh họa phân bố áp lực đất chủ động và bị động tác dụng lên một tường chắn. Áp lực đất được tính theo chiều sâu đất đắp sau tường H.

Các trường hợp được trình bày có:

• mặt đất đắp nằm ngang;
• không có lực dính hữu hiệu;
• không có ma sát giữa tường và đất đắp.

Áp lực đất chủ động và bị động tạo thành biểu đồ phân bố áp lực hình tam giác.

Hợp lực của biểu đồ phân bố áp lực hình tam giác được xác định cho trường hợp chủ động và bị động như sau:

\[\text{Chủ động: }
P_A=K_A\frac{\gamma H^2}{2}
\tag{4-8}
\]

và

\[\text{Bị động: }
P_P=K_P\frac{\gamma H^2}{2}
\tag{4-9}
\]

trong đó:
P_A = hợp lực áp lực đất chủ động;
P_P = hợp lực áp lực đất bị động;
\(\gamma\) = trọng lượng thể tích của đất đắp sau tường;
H = chiều cao tường.

Các phương trình trình bày ở trên áp dụng cho phân tích theo ứng suất hữu hiệu hoặc điều kiện thoát nước. Các phương trình tương tự cũng có thể được biểu diễn cho phân tích không thoát nước hoặc theo ứng suất tổng. Trong trường hợp này, các thông số cường độ theo ứng suất tổng (c, ϕ, hoặc s_u) được sử dụng trong các phương trình, và áp lực đất tính được là ứng suất tổng theo phương ngang (σ_h).

Có một số vấn đề quan trọng liên quan đến việc áp dụng phương pháp Rankine cho điều kiện không thoát nước hoặc theo ứng suất tổng, được thảo luận trong Mục 4-3.3.

Hình 4-4 trình bày các biểu đồ phân bố áp lực đất cho trường hợp chủ động và bị động theo lý thuyết Rankine. Việc áp dụng lý thuyết Rankine nhìn chung giới hạn trong các trường hợp không có ma sát giữa tường chắn và đất (tức là tường nhẵn) và mặt đất đắp sau tường nằm ngang, mặc dù đã có các phương pháp được công bố cho phép xét đến trường hợp đất đắp có mặt nghiêng.

4-2.5 Ví dụ về phương pháp Rankine

Hình 4-5 trình bày một ví dụ xác định áp lực đất chủ động bằng phương pháp Rankine đối với các điều kiện sau:

• đất đắp sau tường có mặt nằm ngang;
• tải trọng phân bố đều trên bề mặt (q);
• không có ma sát tường;
• mực nước nằm ngang ở cả hai phía của tường; và
• điều kiện đất đồng nhất, với cường độ được đặc trưng bởi c’ và ϕ’.

Trong ví dụ này, trọng lượng thể tích ẩm được sử dụng phía trên mực nước ngầm và trọng lượng thể tích đẩy nổi được sử dụng phía dưới mực nước ngầm để tính đúng ứng suất hữu hiệu theo phương đứng.

Trong ví dụ này, áp lực đất do tải trọng bề mặt gây ra lớn hơn mức giảm áp lực đất do ảnh hưởng của lực dính, vì vậy áp lực đất tại mặt đất lớn hơn 0. Thông thường, thành phần lực dính được bỏ qua trong tính toán áp lực đất để tăng thêm mức độ an toàn.

Hình 4-6 có cùng mặt cắt như Hình 4-5, nhưng trình bày các phương trình tính áp lực đất bị động. Các phép tính rất tương tự với ví dụ tính áp lực đất chủ động (Hình 4-5).

4-2.6 Góc ma sát tại mặt tiếp xúc tường/đất

Góc ma sát mặt tiếp xúc (δ) giữa tường và đất đắp sau tường có thể là một thông số quan trọng trong phân tích tường chắn. Góc này bằng giá trị thu được từ thí nghiệm cắt trực tiếp, trong đó nửa dưới của hộp cắt là vật liệu làm tường (thông thường là bê tông hoặc thép), còn nửa trên là đất.

Thí nghiệm có thể được thực hiện ở các mức áp lực nằm trong cùng phạm vi với áp lực đất thực tế, và một đường bao tuyến tính được khớp với các số liệu thí nghiệm. Trong thực hành địa kỹ thuật, các thí nghiệm cắt trực tiếp chuyên biệt này không thường xuyên được thực hiện, và giá trị δ thường được lấy từ các số liệu đã công bố, chẳng hạn như các giá trị trình bày trong Bảng 4-1.

Các giá trị δ điển hình cho những tổ hợp khác nhau giữa vật liệu tường và loại đất được trình bày trong bảng.

Đối với đất sét tại mặt tiếp xúc, chẳng hạn như tại đáy tường hoặc tiếp giáp với cọc ván, sức kháng tại mặt tiếp xúc được gọi là lực dính bám tại mặt tiếp xúc(adhesion), C_a.

Bảng 4-1. Góc ma sát mặt tiếp xúc và giá trị lực dính bám đối với mặt tiếp xúc tường/đất

4-3 ÁP LỰC ĐẤT CHỦ ĐỘNG VÀ BỊ ĐỘNG THEO CÁC PHƯƠNG PHÁP KHÁC

Các giá trị K_A và K_P theo phương pháp Rankine, như trình bày trong các Phương trình 4-3 và 4-4, chỉ là hàm của góc ma sát trong điều kiện thoát nước, ϕ’.

Ngoài ra còn có các phương pháp khác để tính hệ số áp lực đất, chẳng hạn như phương pháp nêm thử (trial wedge method) do Coulomb (1776) phát triển và phương pháp đường xoắn ốc logarit (log spiral method) được Caquot và Kerisel (1948) tổng hợp.

Với phương pháp nêm thử và phương pháp đường xoắn ốc logarit, có thể xét đến ảnh hưởng của các yếu tố khác, chẳng hạn như mặt đất đắp nghiêng và ma sát tường; ảnh hưởng của các yếu tố này được phản ánh trong giá trị của các hệ số áp lực đất.

Một tường chắn trọng lực có mặt đất đắp nghiêng (β) và tường nghiêng (θ) được trình bày trong Hình 4-7, đối với trường hợp có xét đến góc ma sát mặt tiếp xúc giữa tường và đất (θ).

4-3.1 Phương pháp nêm Coulomb

Coulomb (1776) đã phát triển một phương pháp cân bằng giới hạn để tính toán lực tác dụng lên tường hoặc neo trong các điều kiện áp lực đất chủ động và bị động. Phương pháp này, cùng với các dạng cải tiến khác của nó, phân tích các lực tác dụng lên một nêm phá hoại chủ động hoặc bị động được xác định bởi một mặt phá hoại tuyến tính.

Sự khác biệt chính giữa trường hợp chủ động và bị động là góc mà hợp lực tác dụng lên tường và hướng của các lực cắt tác dụng trên mặt phá hoại, do hướng chuyển động của nêm đất trong hai trường hợp là khác nhau.

Phương pháp Coulomb có ưu điểm hơn phương pháp Rankine ở chỗ có thể xét đến:

• bề mặt địa hình không đều;
• mặt tường nghiêng;
• tải trọng bề mặt không đều; và
• ma sát mặt tiếp xúc giữa tường và đất đắp sau tường.

Phân tích Coulomb có thể được thực hiện bằng phương pháp đồ họa, biểu đồ, hoặc xây dựng các phương trình để tính toán trực tiếp. Các mặt phá hoại khác nhau được phân tích cho đến khi xác định được lực chủ động lớn nhất hoặc lực bị động nhỏ nhất. Các sơ đồ vật thể tự do và đa giác lực cho điều kiện chủ động và bị động, trong các trường hợp có và không có ma sát tường, được trình bày trong Hình 4-8.

Đối với các điều kiện cho trong Hình 4-8(a), Hình 4-9 cung cấp các giá trị K_A và K_P cho các góc ma sát và độ dốc đất đắp khác nhau, với giả thiết c’=0.

Sau khi xác định được hệ số áp lực đất, có thể tính hợp lực (P_A hoặc P_P) theo cùng quy trình được sử dụng trong phương pháp Rankine (các Phương trình 4-8 và 4-9).

Hình 4-10 cho phép xác định độ nghiêng của mặt phá hoại tuyến tính so với phương thẳng đứng, (α).

Tải trọng áp lực đất chủ động có thể được tính trực tiếp cho trường hợp phức tạp hơn, gồm mặt tường nghiêng (θ), mặt đất đắp nghiêng (β) và góc ma sát mặt tiếp xúc (δ), như sau:

\[
P_A=
\frac{1}{2}\gamma H^2
\cdot
\frac{\cos^2(\phi’-\theta)}
{
\cos^2\theta \cdot
\cos(\theta+\delta)
\left[
1+
\sqrt{
\dfrac{
\sin(\phi’+\delta)\sin(\phi’-\beta)
}{
\cos(\theta+\delta)\cos(\theta-\beta)
}
}
\right]^2
}
\tag{4-10}
\]

trong đó:
P_A = lực áp lực đất chủ động;
γ = trọng lượng thể tích của đất đắp sau tường;
H = chiều cao tường;
ϕ’ = góc ma sát theo ứng suất hữu hiệu hoặc góc ma sát trong điều kiện thoát nước;
θ = góc nghiêng của mặt tường;
δ = góc ma sát mặt tiếp xúc giữa tường và đất; và
β = góc nghiêng của bề mặt đất đắp.

Lực áp lực đất bị động có thể được tính như sau:

\[
P_P=
\frac{1}{2}\gamma H^2
\frac{\cos^2(\phi’+\theta)}
{\cos^2\theta\cdot\cos(\theta-\delta)
\left[
1-
\sqrt{
\frac{\sin(\phi’+\delta)\sin(\phi’+\beta)}
{\cos(\theta-\delta)\cos(\theta-\beta)}
}
\right]^2}
\tag{4-11}
\]

trong đó: K_P = hệ số áp lực đất bị động.

Đối với các trường hợp có tải trọng chất thêm (surcharge), mặt đất đắp có độ dốc không đều, tải trọng đường (line load), v.v., cần tính riêng từng lực trong sơ đồ vật thể tự do (FBD) và sử dụng cân bằng lực để xác định các giá trị P_A và P_P đối với các mặt phá hoại giả định (trial failure surfaces).

Ngoài ra, đối với các trường hợp áp lực đất chủ động mà tường được dự kiến sẽ lún một lượng đáng kể, có thể cần phải đảo chiều lực cắt tác dụng lên tường trong sơ đồ vật thể tự do (FBD).

Trường hợp này được gọi là trường hợp δ âm, và việc đảo chiều lực cắt này gây bất lợi cho ổn định của tường.

\(\\\)

\(\\\)

\(\\\)

4-3.2 Phương pháp đường xoắn logarit (Log Spiral Method)

Một trong những giả thiết đơn giản hóa của các phương pháp Rankine và Coulomb là giả định mặt phá hoại là một mặt phẳng. Các phân tích thực nghiệm và phân tích số đã cho thấy rằng mặt phá hoại thực tế có dạng cong thay vì dạng thẳng. Mặt phá hoại này gần đúng với một đường xoắn logarit (logarithmic spiral). Các mặt phá hoại dạng thẳng và dạng xoắn ốc logarit đối với các trường hợp áp lực đất chủ động và bị động được thể hiện trong Hình 4-11.

Sự khác biệt giữa các mặt phá hoại không đáng kể đối với trường hợp áp lực đất chủ động, nhưng lại khác biệt đáng kể đối với trường hợp bị động. Nếu sử dụng phương pháp Coulomb để tính sức kháng bị động của neo đất (earth anchor), sức kháng sẽ bị đánh giá cao đáng kể so với kết quả tính theo phương pháp đường xoắn logarit.

Lượng đất tham gia vào cơ chế phá hoại theo mặt xoắn logarit thực tế ít hơn nhiều so với mặt phá hoại thẳng của Coulomb. Điều này đặc biệt đúng khi góc ma sát tiếp xúc tiến gần đến góc ma sát trong của đất, tức là:

\[
\frac{\delta}{\phi’}>0.4
\]

Do đó, áp lực đất bị động nên được tính bằng phương pháp đường xoắn logarit, không nên sử dụng phương pháp Coulomb.

Đáng tiếc là việc tính toán theo phương pháp đường xoắn logarit không đơn giản như phương pháp Coulomb. Caquot và Kerisel (1948) cung cấp các bảng giá trị K_A và K_P cho các dạng hình học tường khác nhau và các góc ma sát tiếp xúc khác nhau. Algarawi và cộng sự (2021) cung cấp các phương trình để sử dụng bảng tính (spreadsheet) thực hiện các phép tính phân tích theo phương pháp đường xoắn ốc logarit.

Ngoài ra, cũng có thể sử dụng các biểu đồ để xác định các giá trị K_A và K_P cho nghiệm theo phương pháp đường xoắn logarit.

Hình 4-12 trình bày các giá trị K_A và K_P theo phương pháp đường xoắn logarit đối với các tường có mặt tường nghiêng và: \(\frac{\delta}{\phi’}=0.66 \) dựa trên dữ liệu đã công bố của Kerisel và Absi (1990). Hình 4-13 là một biểu đồ tương tự dành cho tường có mặt thẳng đứng và đất đắp sau tường có mặt nghiêng.²¹

Phương pháp đường xoắn logarit thường được sử dụng cho tường hố đào, chẳng hạn như tường cừ ván (sheet pile) hoặc tường cọc soldier kết hợp ván chắn (soldier pile and lagging), trong đó cần xác định cả K_A và K_P. Các tường này thẳng đứng và thường không có mái dốc phía sau. Mặc dù: \(\frac{\delta}{\phi’}=0.66\) là một giả thiết thường được sử dụng, loại thiết kế này có thể yêu cầu K_P ứng với một giá trị ma sát tường–đất khác.

Đối với điều kiện \(\theta=0^\circ, \ \beta=0^\circ\), giá trị K_P có thể được tính gần đúng như sau:

\[
\ln(K_P) = \ln
\left(
\frac{1+\sin(\phi’)}
{1-\sin(\phi’)}
\right)
\left[
1.443
\left(
\frac{\delta}{\phi’}
\right)
\sin\phi’
+1
\right]
\tag{4-12}
\]

trong đó:

• K_P = hệ số áp lực đất bị động theo phương pháp đường xoắn ốc logarit, đối với \(\theta=0^\circ\) và \(\beta=0^\circ\);
• ϕ’ = góc ma sát trong theo ứng suất hữu hiệu;
• δ = góc ma sát tiếp xúc giữa tường và đất.

²¹ Cần lưu ý rằng Hình 4-12 và Hình 4-13 khác biệt đáng kể so với các biểu đồ được trình bày trong phiên bản DM 7.2 năm 1982. Các biểu đồ trước đây sử dụng δ/ϕ’ = 1, cùng với các giá trị giảm trừ đối với các giá trị góc ma sát và δ/ϕ’ khác. Các hệ số giảm trừ này là các giá trị trung bình, dẫn đến sai số đáng kể trong một số trường hợp. Vì lý do này, một giá trị duy nhất của δ/ϕ’ đã được lựa chọn để xây dựng lại các biểu đồ.

Đúng như dự kiến, Phương trình 4-12 cho kết quả K_P theo giá trị Rankine nếu bỏ qua ma sát tường.

Bảng 4-2 so sánh các giá trị K_A và K_P được tính theo các phương pháp Rankine, Coulomb và Xoắn Log cho một dải góc ma sát và tỷ số δ/ϕ’.

Xét trường hợp chủ động, phương pháp tính và ma sát tường có ảnh hưởng không đáng kể đến giá trị K_A dự đoán. Trong hầu hết các trường hợp, phương pháp Rankine phù hợp cho điều kiện chủ động khi tường và đất đắp nằm ngang.

Đối với trường hợp bị động, lý thuyết áp lực đất sử dụng và ma sát tường có ảnh hưởng lớn đến độ lớn của giá trị K_P dự đoán. Giá trị K_P theo phương pháp Xoắn Log có thể cao hơn giá trị Rankine từ hai đến năm lần. Điều này đặc biệt quan trọng đối với thiết kế các loại tường chắn dạng đào (cut-type retaining walls), như tường cừ ván thép (sheet pile) và tường cọc bản (soldier pile), vốn dựa vào áp lực đất bị động để đảm bảo ổn định.

Bảng 4-2 So sánh Giá trị K_A và K_P theo Các Phương pháp Áp lực Đất (β = θ = 0°)

4-3.3 Hệ số Áp lực Đất Giả định và Áp lực Chất lỏng Tương đương

Các lý thuyết áp lực đất trình bày trong mục này dựa trên cường độ kháng cắt của vật liệu đất đắp. Áp lực do nước và các tải trọng khác tác dụng lên đất đắp sẽ được trình bày trong Mục 4-4. Dưới đây là một vài yếu tố bổ sung có thể ảnh hưởng đến các tải trọng tác dụng lên kết cấu chắn.

Đặc biệt, đất hạt mịn có thể xảy ra hiện tượng từ biến (creep). Có nhiều định nghĩa khác nhau về từ biến trong tài liệu địa kỹ thuật, nhưng thuật ngữ này thường chỉ sự biến dạng phụ thuộc thời gian của đất dưới ứng suất hữu hiệu không đổi. Đối với các kết cấu được xây dựng để chắn đất hạt mịn, tải trọng đất chủ động tác dụng lên kết cấu có thể tăng theo thời gian lên đến các giá trị vượt đáng kể so với tải trọng tính theo lý thuyết áp lực đất. Tương tự, tải trọng đất bị động có thể giảm theo thời gian trong đất hạt mịn. Vì lý do này, các hệ số áp lực đất giả định có xét đến ảnh hưởng của từ biến theo phương pháp thực nghiệm thường là một phương án thay thế phù hợp so với các giá trị dựa trên lý thuyết áp lực đất.

Ngoài ra, trình tự thiết kế và thi công thông thường còn đặt ra một ràng buộc thực tế khác đối với việc tính toán áp lực đất và tải trọng. Tường chắn trọng lực thường được thiết kế trước khi lựa chọn loại vật liệu đất đắp cụ thể với các đặc trưng đã xác định rõ (ví dụ: ϕ’ và γ). Trong trường hợp này, các hệ số áp lực đất giả định sẽ có độ chính xác tương đương với thiết kế dựa trên các giá trị ϕ’ và γ giả định.

Các giá trị giả định dựa trên độ chặt tương đối và loại đất được cung cấp trong Bảng 4-3 cho cả điều kiện tường ở trạng thái tĩnh (at-rest) và tường có chuyển vị (yielding). Các giá trị này có thể được sử dụng để xét đến ảnh hưởng của từ biến cũng như các ràng buộc trong quá trình thiết kế và thi công.

Bảng 4-3 Trọng lượng riêng Chất lỏng Tương đương cho Điều kiện Tĩnh (At-Rest) và
Chủ động (Active) đối với Đất Đắp Nằm Ngang và Nghiêng (theo Kim và cộng sự, 1991)

Đối với trường hợp không có tải trọng chất thêm (surcharge) trên đất đắp, áp lực đất tác dụng lên kết cấu chắn có phân bố dạng tam giác. Vì lý do này, việc sử dụng trọng lượng riêng chất lỏng tương đương, γ_eq, để tính áp lực đất theo cùng phương pháp như đối với chất lỏng thủy tĩnh thường thuận tiện hơn. Trọng lượng riêng chất lỏng tương đương được xác định như sau:

\[\gamma_{eq} = \gamma \cdot K \tag{4-13}\]

trong đó: γ = trọng lượng riêng của đất đắp, và K = hệ số áp lực đất phù hợp (trạng thái tĩnh hoặc chủ động).

Bảng 4-3 trình bày các giá trị γ_eq cho đất đắp nằm ngang và đất đắp nghiêng ứng với các loại đất đắp khác nhau. Ảnh hưởng của từ biến (creep) được thể hiện trong các giá trị γ_eq đối với vật liệu đất đắp là sét. Việc lựa chọn giá trị trọng lượng riêng chất lỏng tương đương cần xét đến chuyển vị của tường và khả năng xảy ra từ biến của đất đắp theo thời gian. Do áp lực chất lỏng tương đương chỉ là phương pháp tính gần đúng đối với áp lực đất, nên việc sử dụng phương pháp này chỉ nên giới hạn cho các tường có chiều cao dưới 20 feet (≈ 6.10 m).

Tải trọng chất thêm bề mặt phân bố đều (được trình bày chi tiết hơn trong Mục 4-4.2) cũng có thể được xét đến khi sử dụng áp lực đất giả định. Sử dụng các giá trị phù hợp được liệt kê trong Bảng 4-3, áp lực đất ngang tại đáy tường, σ_h, có thể được tính như sau:

\[\sigma_h = \gamma_{eq} \cdot z + K \cdot q \tag{4-14}\]

trong đó: γ_eq = trọng lượng riêng chất lỏng tương đương, z = độ sâu tính từ mặt đất, K = hệ số áp lực đất theo phương ngang, và q = tải trọng chất thêm phân bố đều.

4-3.4 Ví dụ Tính Áp lực Đất cho Hình học Phức tạp

Một bài toán áp lực chủ động phức tạp hơn được thể hiện trong Hình 4-14. Trong trường hợp này, bề mặt đất đắp không bằng phẳng, và có tải trọng chất thêm không đều. Có hai loại đất khác nhau, và ranh giới tiếp xúc giữa các lớp đất này không nằm ngang. Mực nước ngầm cũng không nằm ngang, tức là đây là trường hợp thủy động (hydrodynamic) (ví dụ: nước đang chảy). Ma sát giữa tường và đất đắp sẽ được xét đến.

Dạng bài toán như thể hiện trong Hình 4-14 quá phức tạp đối với phương pháp Rankine, nên phải sử dụng phương pháp Coulomb. Ngoài ra, bài toán này cũng quá phức tạp để áp dụng các biểu đồ Coulomb (Hình 4-9 và Hình 4-10), do đó cần phải phân tích bằng tay nhiều mặt phá hoại thử dần khác nhau. Hình vẽ thể hiện các sơ đồ vật thể tự do (FBD) và đa giác lực ứng với hai mặt phá hoại thử.

Trong ví dụ này, cần sử dụng trọng lượng riêng ẩm (moist unit weight) cho phần trên mực nước ngầm và trọng lượng riêng bão hòa (saturated unit weight) cho phần dưới mực nước ngầm khi tính trọng lượng của khối trượt (wedge). Lực áp lực nước, tác dụng vuông góc với mặt phá hoại, phải được tính toán. Do có hai loại đất, khối trượt chủ động được chia thành hai vật thể tự do, với ranh giới thẳng đứng giữa hai vật thể tự do này được xác định tại vị trí ranh giới tiếp xúc giữa các lớp đất cắt qua mặt phá hoại. Các lực tác dụng trên ranh giới thẳng đứng này được giả định là nằm ngang.

Hình 4-15 thể hiện một ví dụ tính áp lực bị động với mặt cắt rất giống với Hình 4-14. Do ma sát tường được xét đến trong ví dụ này, việc sử dụng mặt phá hoại thẳng theo giả thiết của phương pháp Coulomb sẽ dẫn đến kết quả không thiên về an toàn (unconservative). Về nguyên tắc, nên sử dụng phương pháp Xoắn Log để giải bài toán này. Tuy nhiên, trong ví dụ này, một trình tự đơn giản hơn được áp dụng, trong đó phần mặt phá hoại thường được biểu diễn bằng đường xoắn log đã được thay thế bằng một cung tròn. Ba vật thể tự do được sử dụng trong lời giải ví dụ, được phân tách bởi hai ranh giới thẳng đứng. Một ranh giới giữa các vật thể tự do được xác định tại vị trí mặt phá hoại dạng cung tròn chuyển tiếp sang mặt phá hoại thẳng. Ranh giới thứ hai nằm tại vị trí ranh giới tiếp xúc giữa hai lớp đất cắt qua mặt phá hoại thẳng.

Lực đất bị động trong ví dụ này được xác định bằng cách giải các lực cho ba đa giác lực. Để xác định vị trí điểm đặt theo phương đứng của lực bị động trên tường, cần lấy tổng moment tại chân tường.

Đối với các bài toán áp lực đất có mặt cắt ngang phức tạp, chẳng hạn như các trường hợp trong Hình 4-14 và Hình 4-15, có thể sử dụng các phương pháp khác để xác định áp lực đất bị động.

Một số phần mềm phân tích ổn định mái dốc theo phương pháp cân bằng giới hạn có thể được sử dụng để giải các bài toán áp lực đất. Các chương trình này có thể dễ dàng mô phỏng nhiều lớp đất khác nhau và các bề mặt tiếp xúc không nằm ngang.

Tuy nhiên, kết quả từ các chương trình này cần được kiểm tra cẩn thận bằng các tính toán thủ công đối với những mặt cắt đơn giản hơn, nhằm xác nhận rằng người sử dụng đang sử dụng phần mềm máy tính một cách chính xác.

Ngoài ra, có thể sử dụng phần mềm phân tích tương tác đất–kết cấu dựa trên phương pháp phần tử hữu hạn (finite element) và phương pháp sai phân hữu hạn (finite difference) để giải các dạng bài toán này. Tuy nhiên, cần có trình độ chuyên môn đáng kể để có thể thu được các kết quả có ý nghĩa và đáng tin cậy.

4-3.5 Sử dụng phần mềm phân tích ổn định mái dốc để tính áp lực đất

Nhiều phương pháp được trình bày trong tài liệu này cho đến nay sử dụng phương pháp cân bằng giới hạn (limit equilibrium) để xác định các lực tác dụng lên kết cấu chắn. Đây cũng là kỹ thuật phân tích cơ bản được sử dụng bởi hầu hết các phần mềm phân tích ổn định mái dốc.

Khi được sử dụng bởi một kỹ sư có đủ năng lực và kinh nghiệm, phần mềm phân tích ổn định mái dốc có thể được sử dụng để xác định lực đất tác dụng lên kết cấu chắn trong những điều kiện địa chất phức tạp. Phương pháp này có thể xử lý nhiều trường hợp hơn so với các phương trình và biểu đồ thường được sử dụng trong thực hành kỹ thuật.

Các trường hợp mà phần mềm phân tích ổn định mái dốc đặc biệt hữu ích bao gồm:

1. Sức kháng cắt của đất đắp được biểu diễn chính xác hơn bằng đường bao cường độ phi tuyến, thay vì đường bao phá hoại tuyến tính;
2. Điều kiện nước ngầm thủy động lực (hydrodynamic), thay vì điều kiện thủy tĩnh (hydrostatic);
3. Địa tầng đất có nhiều lớp;
4. Mặt trượt phá hoại phi tuyến trong đất đắp; và
5. Sự xuất hiện của các khe nứt kéo (tension cracks).

Phần mềm phân tích ổn định mái dốc có thể được sử dụng để phân tích tường chắn bằng cách áp dụng lực áp lực đất dưới dạng tải trọng đường (line load) tác dụng lên kết cấu tại vị trí cao độ đứng xấp xỉ tương ứng. Có thể ép mặt trượt thử (trial slip surface) đi qua một điểm tại gót tường (heel). Sau đó, lực áp lực đất được thay đổi cho đến khi hệ số an toàn bằng 1.0.

Phương pháp phân tích ổn định mái dốc được sử dụng phải thỏa mãn tất cả các điều kiện cân bằng, chẳng hạn như phương pháp Spencer hoặc phương pháp Morgenstern và Price.

Mặc dù tài liệu hướng dẫn sử dụng phần mềm có thể bao gồm các ví dụ về phân tích tường chắn, người sử dụng cần nắm vững và tự tin về khả năng thực hiện dạng phân tích này trước khi áp dụng cho thiết kế. Các kết quả của những bài toán đơn giản sử dụng lời giải theo đường xoắn logarit (log-spiral) nên được so sánh với kết quả tính toán bằng máy tính trước khi tiến hành phân tích các mô hình cường độ và hình học phức tạp hơn.

4-4 ÁP LỰC ĐẤT TỪ CÁC NGUỒN KHÁC

4-4-1 Ảnh hưởng của áp lực nước

Nước tích tụ ở phía trong của kết cấu chắn có thể tạo ra lực đáng kể tác dụng lên kết cấu. Nước tạo ra phân bố áp lực dạng tam giác, tương đương với trường hợp đất có dung trọng 62.4 pcf (≈ 9.81 kN/m³) và hệ số áp lực đất bằng 1.0.

Các ví dụ được trình bày trong Hình 4-5 và Hình 4-6 cho thấy phân bố áp lực nước thuần khi cao độ mực nước ở phía trước và phía sau kết cấu không bằng nhau.

Do nước có thể tạo ra áp lực rất lớn lên tường, cần phải thực hiện các biện pháp đáng kể để ngăn nước tích tụ phía sau kết cấu chắn. Hệ thống thoát nước cho tường được trình bày trong Mục 4-5.2.

Mặc dù nước phía sau tường tạo ra tải trọng bổ sung, có nhiều trường hợp thiết kế mà tải trọng nước tác dụng lên tường là không thể tránh khỏi. Nhiều tường được sử dụng trong các công trình ven mặt nước (waterfront structures) có mực nước ở phía đất cao hơn so với phía nước. Điều này cũng thường xảy ra đối với các công trình âu tàu (lock structures) trên các sông có hoạt động giao thông thủy.

Trong một số trường hợp, hệ thống thoát nước phía sau tường có thể bị quá tải do các trận mưa lớn, khiến tường phải chịu tải trọng nước có khả năng gây hư hại, mặc dù chỉ mang tính tạm thời. Sự tắc nghẽn của hệ thống thoát nước cũng có thể dẫn đến các tải trọng nước gây hư hại.

Khi đất phía sau tường bị bão hòa, áp lực tác dụng lên tường được chi phối bởi hai yếu tố.

• Thứ nhất, áp lực đất giảm do ứng suất hữu hiệu giảm. Thay vì sử dụng dung trọng tổng γ, trong các phương trình tính áp lực đất đối với phần đất nằm dưới mực nước ngầm, sử dụng dung trọng đẩy nổi hoặc dung trọng hữu hiệu γ_b.
• Thứ hai, có thêm một tải trọng do áp lực nước tác dụng lên tường. Hình 4-16(a) thể hiện ảnh hưởng tổng hợp của hai yếu tố này.

Ảnh hưởng của việc mực nước dâng được biểu diễn bằng tỷ số giữa chiều cao cột nước H_w và chiều cao tường H. Khi H_w = H, mực nước nằm tại mặt đất.

Mức tăng tương đối của áp lực tác dụng lên tường được định lượng trong hình nhỏ phía trên bên phải (upper right inset) bằng tỷ số: (lực áp lực đất + lực áp lực nước) / lực áp lực đất khi Hw = H. Khi góc ma sát tăng, tỷ số này cũng tăng.

Hình 4-16(b) trình bày một trường hợp phân tích minh họa ảnh hưởng của một trận mưa lớn đến sự ổn định của tường chắn có bố trí lớp thoát nước sát tường.

Ngay cả khi đã lắp đặt hệ thống thoát nước, một trận mưa lớn vẫn có thể làm tăng áp lực nước lỗ rỗng trong đất đắp. Lưới dòng thấm (flow net) thể hiện tổn thất cột nước theo chiều sâu. Đối với một mặt phẳng phá hoại tiềm năng, có phương nghiêng một góc α_A (đo từ phương đứng), có thể tính toán phân bố áp lực nước lỗ rỗng, từ đó xác định lực áp lực nước lỗ rỗng U.

Hình nhỏ ở giữa (middle inset) thể hiện tỷ số giữa lực áp lực nước lỗ rỗng và lực tương ứng trong điều kiện thủy tĩnh đối với các góc khác nhau của mặt phẳng phá hoại. Khi góc của mặt phẳng phá hoại tăng, lực áp lực nước tương đối cũng tăng.

Hình nhỏ bên phải (right inset) thể hiện mức tăng của lực tác dụng lên tường, được biểu diễn bằng tỷ số giữa: lực tính toán do cả đất và nước trong trường hợp mưa / lực áp lực đất chủ động trong trường hợp không có áp lực nước. Khi góc ma sát của đất tăng, tỷ số này cũng tăng.

Đối với các kết cấu chắn đất ven biển, ven hồ và ven sông, có thể xảy ra dòng thấm chủ động (active seepage), và điều này có thể làm giảm độ ổn định của kết cấu. Hình 4-16(c) minh họa một tường cừ bản cantilever (cantilever sheet pile wall) được lắp đặt trong đất hạt thô. Mực nước ở phía đất (landside) của tường cao hơn mực nước ở phía sông (riverside); do đó, dòng nước thấm chảy từ phải sang trái.

Như thể hiện trên hình, trước tiên cần tính toán áp lực đất chủ động, áp lực đất bị động, áp lực nước chủ động và áp lực nước bị động, với giả định điều kiện “không có dòng thấm (no flow)”.

Sau đó, có thể hiệu chỉnh các giá trị áp lực chủ động và bị động để xét đến điều kiện thấm. Các hệ số hiệu chỉnh phụ thuộc vào:

• tỷ số giữa chiều dài cừ (H + D) và chiều sâu chôn cừ; và
• hệ số áp lực đất.

Sự phát triển của áp lực bị động cần một chuyển vị của tường lớn hơn nhiều so với chuyển vị cần thiết để phát triển áp lực chủ động.

Đối với tường cantilever , trong đó phải xét đến áp lực bị động, có thể kể đến sự khác biệt này bằng cách giảm giá trị K_P được sử dụng trong phân tích.

Thiết kế tường cừ bản cantilever được trình bày chi tiết hơn trong Mục 4-7.4.

Trong một số phương pháp phân tích, các lực thấm (seepage forces) tác dụng lên đất ở cả hai phía của tường được xét đến. Điều này đặc biệt quan trọng nếu khi tính toán áp lực đất giả thiết tồn tại điều kiện áp lực nước thủy tĩnh. Một cách đơn giản để xét ảnh hưởng này là điều chỉnh dung trọng của nước dựa theo gradient thủy lực (hydraulic gradient). Ở phía tường có mực nước (phreatic surface) cao hơn, dòng thấm hướng xuống dưới và dung trọng của nước được giảm đi, dẫn đến áp lực đất tăng lên. Ở phía đối diện của tường, dung trọng của nước được tăng lên, dẫn đến áp lực đất giảm đi.

Áp lực nước cũng có thể tạo ra lực đẩy nổi (uplift force) tác dụng lên đáy tường chắn, gây bất lợi cho ổn định của tường. Vấn đề này được trình bày trong phần về ổn định tổng thể của tường (Mục 4-5).

4-4.2 Tải Trọng Chất Thêm Phía Sau Kết Cấu Chắn Đất

Các tải trọng tác dụng lên bề mặt đất phía sau kết cấu chắn đất có thể gây ra một phân bố áp lực tác dụng lên tường. Các loại tải trọng được xem xét ở đây gồm:

1. Tải trọng chất thêm (surcharge) trên diện rộng so với tường;
2. Tải trọng chất thêm dạng hình chữ nhật hoặc tải trọng trên diện tích hạn chế;
3. Tải trọng tập trung (point loads);
4. Tải trọng dạng đường song song với tường (line loads parallel to wall); và
5. Tải trọng dạng đường vuông góc với tường (line loads perpendicular to wall).

Nhiều lời giải cho các trường hợp này dựa trên lý thuyết đàn hồi (elastic theory), đòi hỏi giả thiết rằng tường cứng và không chuyển vị (rigid and unyielding). Điều này có nghĩa là cùng một tải trọng sẽ được áp dụng cho cả trường hợp áp lực đất chủ động và áp lực đất bị động. Giả thiết tường không chuyển vị sẽ thiên về an toàn đối với trường hợp áp lực đất chủ động, nhưng có thể không thiên về an toàn đối với trường hợp áp lực đất bị động, tùy thuộc vào ứng dụng cụ thể.

Nếu kết cấu chắn đất được dự kiến sẽ chuyển vị hoặc biến dạng đủ để hình thành trạng thái chủ động, thì có thể sử dụng 75% giá trị tải trọng tính theo các phương pháp trình bày dưới đây. Giá trị này xấp xỉ nằm giữa áp lực dự kiến đối với tường có chuyển vị (yielding wall) và tường không chuyển vị (unyielding wall), do đó vẫn thiên về an toàn.

Việc xét đến tải trọng chất thêm trên đất đắp sau lưng kết cấu chắn đất trong xây dựng đô thị là cần thiết, vì có thể không xác định được các tải trọng sẽ phát sinh trong tương lai. Vật liệu xây dựng đôi khi có thể được tập kết trên bề mặt đất gần đỉnh tường, hoặc có thể xuất hiện tải trọng do thiết bị thi công gây ra. Trong một số trường hợp, các quy chuẩn xây dựng yêu cầu phải áp dụng một tải trọng phân bố tối thiểu quy định lên bề mặt đất đắp sau lưng kết cấu chắn đất để phục vụ tính toán thiết kế.

4-4.2.1 Tải Trọng Chất Thêm (Surcharge Loading)

Trong nhiều trường hợp, tải trọng phía sau kết cấu chắn đất được lý tưởng hóa thành tải trọng chất thêm phân bố đều, hay một vùng chịu tải phân bố đều q, có phạm vi lớn so với kích thước của tường. Tải trọng chất thêm tương đối dễ xét đến trong lý thuyết áp lực đất Rankine vì q có thể được cộng trực tiếp vào thành phần ứng suất hữu hiệu theo phương đứng tại mọi độ sâu. Trong phương pháp Coulomb, phần gia tăng trọng lượng của khối nêm đất có thể được tính bằng cách nhân q với chiều dài theo phương ngang của biên trên của khối nêm.

4-4.2.2 Tải Trọng Bề Mặt Hình Chữ Nhật Phân Bố Đều (Uniform Rectangular Surface Load)

Đất đắp sau tường có thể chịu một tải trọng phân bố đều hình chữ nhật, kéo dài một khoảng giới hạn (L) dọc theo tường và một khoảng (B) theo phương vuông góc với tường. Ứng suất ngang bổ sung tác dụng lên tường tại góc của vùng chịu tải này có thể được tính bằng các hệ số ảnh hưởng trong Hình 4-17. Tải trọng chất thêm q được biểu thị theo đơn vị ứng suất hoặc áp lực. Ứng suất ngang lớn nhất sẽ tác dụng lên tường tại vị trí giữa của vùng chịu tải, tương ứng với chiều rộng tải trọng bằng L/2. Do biểu đồ xác định áp lực tại góc của vùng chịu tải, nên sử dụng nguyên lý chồng chất (principle of superposition) (NAVFAC DM-7.1 Chương 4) để xác định ứng suất ngang tại vị trí giữa.

Trong thiết kế, thông thường có thể xét một tải trọng chất thêm phân bố trên bề mặt vào khoảng 300 psf (≈ 14.4 kPa = 14.4 kN/m²). để kể đến việc tập kết vật liệu và thiết bị thi công. Tải trọng chất thêm này thường được áp dụng trong một khu vực tương đối hạn chế, rộng khoảng 20 đến 30 ft (≈ 6.1 m – 9.1m) tính từ tường, và cũng có thể được sử dụng để xét các tải trọng tập trung do thiết bị nặng (xe trộn bê tông, cần cẩu, v.v.) đặt cách tường hơn khoảng 20 ft. Nếu dự kiến các thiết bị này hoạt động trong phạm vi cách tường chỉ vài feet, tải trọng của chúng phải được xét riêng bằng các phương pháp trình bày trong các mục tiếp theo.

4-4.2.3 Tải Trọng Tập Trung (Point Load)

Tải trọng tập trung tác dụng lên đất đắp sau kết cấu chắn có thể là lực do chân chống (outrigger) của cần cẩu hoặc một trường hợp tương tự, trong đó lực tác dụng trên một diện tích nhỏ. Đôi khi, tải trọng do phương tiện thi công được mô hình hóa bằng cách giả thiết các vị trí tiếp xúc của lốp xe là các tải trọng tập trung; sau đó áp dụng nguyên lý chồng chất để tính tổng tải trọng do tất cả các bánh xe tác dụng.

Nghiệm đàn hồi đã hiệu chỉnh dùng để xác định phân bố áp lực và hợp lực ngang P_H do tải trọng tập trung Q_p được trình bày trong Hình 4-18. Do tải trọng tập trung có phạm vi giới hạn theo phương ngang, lực tác dụng lên tường đạt giá trị lớn nhất tại vị trí có khoảng cách vuông góc nhỏ nhất từ tải trọng tập trung đến tường.

Các đường cong riêng biệt được trình bày trên biểu đồ hệ số ảnh hưởng ứng với các giá trị khác nhau của m, trong đó m là tỷ số giữa khoảng cách từ tải trọng đến tường và chiều cao của tường.

Đối với: m ≤ 0.4 kết quả tính toán không phụ thuộc đáng kể vào m, do đó có thể sử dụng cùng một đường cong ảnh hưởng cho tất cả các giá trị m ≤ 0.4.

Đối với: m > 0.4 cần sử dụng đường cong ảnh hưởng thích hợp tương ứng với giá trị m.

Giá trị hợp lực (P_H) có thể được ước tính theo m bằng bảng nhỏ kèm theo trên biểu đồ hệ số ảnh hưởng. Điểm đặt của P_H, nằm cách mặt đất phía trước tường một khoảng thẳng đứng y, có thể được xác định từ bảng ứng với các giá trị khác nhau của m.

Giá trị P_H là lực lớn nhất trên một đơn vị chiều dài tường do Q_p gây ra, chứ không phải tổng tải trọng ngang tác dụng trên toàn bộ chiều dài tường. Do đó, P_H xuất hiện tại vị trí mà: θ = 0 tức là ngay tại điểm trên tường gần tải trọng nhất.

Sự biến thiên của áp lực theo phương ngang \((\sigma_{H\theta})\) có thể được tính từ áp lực lớn nhất do tải trọng tập trung gây ra \((\sigma_H)\) tại một độ sâu nhất định, dựa trên góc \((\theta)\) giữa đường nằm ngang nối từ tải trọng tập trung đến tường và đường nối từ tải trọng tập trung đến điểm trên tường tại đó cần tính \(\sigma_{H\theta}\).

4-4.2.4 Tải Trọng Dạng Đường Song Song Với Kết Cấu

Tải trọng dạng đường tác dụng lên đất đắp sau kết cấu chắn có thể được sử dụng để đại diện cho móng băng của một công trình hoặc các tải trọng dài, hẹp khác. Tải trọng dạng đường (Q_L) được xem là có chiều dài bằng chiều dài của tường chắn và được biểu thị dưới dạng lực trên một đơn vị chiều dài. Vì về mặt tính toán, tải trọng dạng đường được coi là có chiều dài vô hạn nên áp lực tính toán không thay đổi dọc theo chiều dài của kết cấu chắn.

Tương tự các phương trình đối với tải trọng tập trung, các hệ số ảnh hưởng không thay đổi đáng kể đối với: m ≤ 0.4 và đường cong biểu diễn cho m=0.4 cũng có thể được sử dụng cho các giá trị m<0.4. Đối với: m > 0.4 giá trị hệ số ảnh hưởng có thể được đọc từ biểu đồ nếu có đường cong ứng với đúng giá trị m; hoặc có thể được tính bằng công thức trình bày trong Hình 4-19.

4-4.2.5 Tải Trọng Dạng Đường Vuông Góc Với Kết Cấu

Hình 4-20 và Hình 4-21 trình bày hình học của một tải trọng dạng đường (Q) có phương vuông góc với kết cấu, được biểu thị dưới dạng lực trên một đơn vị chiều dài. Áp lực lớn nhất tác dụng lên tường tại vị trí giao nhau vuông góc giữa đường tác dụng của tải trọng dạng đường và tường. Từ điểm này, áp lực giảm dần theo cả hai hướng dọc theo tường.

Hình 4-20 trình bày dạng tổng quát của lời giải đối với tải trọng dạng đường song song với tường, cùng với các định nghĩa hình học. Hình 4-21 cung cấp các hệ số ảnh hưởng cho những trường hợp cụ thể.

4-4.3 Áp Lực Đất Do Đầm Chặt

Hoạt động của thiết bị đầm gần kết cấu chắn có thể gây ra hai loại tải trọng tác dụng lên tường.

• Thứ nhất, tải trọng tạm thời (transient load) có thể phát sinh do trọng lượng của thiết bị đầm và lực mà thiết bị tác dụng lên bề mặt đất.
• Thứ hai, ứng suất ngang có thể bị “khóa lại” (locked-in) do quá trình đầm chặt; áp lực gia tăng này có thể vẫn tồn tại sau khi thiết bị đầm đã được di chuyển khỏi khu vực.

Các áp lực ngang bị “khóa lại” (locked-in) do đầm chặt có thể được tính toán bằng các bảng và hình của Duncan và cộng sự (1991).²² Trong Hình 4-22 đến Hình 4-24, áp lực đất do đầm chặt bằng lu được biểu diễn bằng các đường liền và đường nét đứt đơn. Áp lực đất tĩnh (at-rest earth pressure) được biểu diễn bằng các đường gạch-chấm để so sánh.

Các biểu đồ được xây dựng từ dữ liệu thực nghiệm đối với lu, máy đầm bàn và đầm cóc, hoạt động trong phạm vi từ 0 đến 0.5 ft tính từ tường. Chiều dày mỗi lớp đắp thay đổi từ 0.33 đến 0.5 ft, và vật liệu đất đắp có góc ma sát trong bằng 35°. Đối với các điều kiện đầm chặt khác với những giả thiết này, các hệ số hiệu chỉnh áp lực đất được cho trong Bảng 4-4 đến Bảng 4-6.

Lực do một loại thiết bị đầm cụ thể truyền vào đất có thể được xác định bằng cách tham khảo thông tin của nhà sản xuất. Duncan và cộng sự (1991) đã tổng hợp các thông số kỹ thuật của nhiều loại thiết bị đầm nhỏ tại thời điểm công bố tài liệu. Trước khi sử dụng các bảng và hình này, cần kiểm tra các thông số kỹ thuật của các thiết bị đầm hiện đang được sử dụng.

²² Các phần thảo luận và kết luận của bài báo này có những hiệu chỉnh quan trọng, và các hiệu chỉnh đó đã được phản ánh trong các hình và bảng được trình bày tại đây.

\(\\\)

Bảng 4-4. Hệ số hiệu chỉnh đối với áp lực đất do đầm chặt bằng lu
(theo Duncan và cộng sự, 1991)

\(\\\)

Bảng 4-6. Hệ số hiệu chỉnh đối với áp lực đất do đầm chặt bằng bản đầm
(theo Duncan và cộng sự, 1991)

\(\\\)

4-4.4 Áp lực đất do động đất tác dụng lên kết cấu chắn đất

Động đất có thể làm tăng tải trọng tác dụng lên các kết cấu chắn đất. Trong quá khứ, các kết cấu ven sông, ven biển (waterfront structures) đã có biểu hiện làm việc kém dưới tác động của tải trọng động đất (FEMA 2009). Các phương pháp tính toán ảnh hưởng của tải trọng động đất đang phát triển nhanh chóng. Các quy trình được trình bày trong mục này chỉ mang tính cơ bản và dựa trên ấn bản năm 2009 của NEHRP Recommended Seismic Provisions (FEMA 2009).

Việc đánh giá kết cấu chắn đất dưới tác động động đất là một chủ đề đang tiếp tục phát triển, và người sử dụng tài liệu này được khuyến nghị tham khảo các hướng dẫn thiết kế mới nhất. Ảnh hưởng của động đất được định lượng thông qua gia tốc nền theo phương đứng (k_v) và gia tốc nền theo phương ngang (k_h), cả hai đều được biểu thị theo đơn vị gia tốc trọng trường.

Kết cấu chắn đất được chia thành hai nhóm chính:

• (1) tường có khả năng chuyển vị (yielding walls), có thể tự do xoay hoặc chuyển vị ngang; và
• (2) tường không có khả năng chuyển vị (nonyielding walls), chẳng hạn như tường tầng hầm bị kiềm chế ở cả phía trên và phía dưới.

4-4.4.1 Tường có khả năng chuyển vị (Yielding Walls)

Việc đánh giá tường có khả năng chuyển vị dựa trên lý thuyết áp lực đất Coulomb đã được trình bày trước đó trong chương này. Chuyển vị của tường được giả thiết là đủ lớn để cho phép hình thành trạng thái áp lực đất chủ động. Phương pháp được sử dụng để phân tích là phương pháp hệ số động đất Mononobe–Okabe (M-O) (Mononobe-Okabe seismic coefficient analysis) (Mononobe và Matsuo 1929; Okabe 1924).

Hệ số áp lực đất chủ động do động đất (K_AE) xét đến các yếu tố thông thường trong phân tích Coulomb (tức là cường độ của đất, độ dốc của đất đắp, góc ma sát tiếp xúc và độ nghiêng của mặt tường), đồng thời xét đến gia tốc nền theo phương ngang và phương đứng. K_AE có thể được tính như sau:

\[
K_{AE}=
\frac{\cos^2(\phi’-\theta-\psi)}
{\cos\psi\cdot\cos^2\theta\cdot\cos(\delta+\theta+\psi)
\cdot
\left[
1+
\sqrt{
\dfrac{
\sin(\phi’+\delta)\cdot\sin(\phi’-\beta-\psi)
}{
\cos(\delta+\theta+\psi)\cdot\cos(\beta-\theta)
}
}
\right]^2}
\tag{4-15}
\]

trong đó:
\(\phi’ = \)góc ma sát của đất đắp,
\(\beta =\)góc dốc của mặt đất đắp,
\(\theta =\)góc nghiêng của lưng tường,
\(\delta =\)góc ma sát tiếp xúc giữa đất đắp và tường,
\(\psi=\tan^{-1}\left(\dfrac{k_h}{1-k_v}\right)\).

Phương trình cơ bản để tính áp lực đất do động đất giả thiết rằng vật liệu đất đắp là đất không có lực dính và mặt nước ngầm nằm thấp hơn đáy tường.

Với các giả thiết nêu trên, lực áp lực đất do động đất được tính như sau:

\[
P_{AE}=\frac{\gamma H^2}{2}(1-k_v)K_{AE}
\tag{4-16}
\]

trong đó:
\(P_{AE}\) = lực áp lực đất chủ động có xét đến ảnh hưởng của động đất;
\(\gamma\) = trọng lượng thể tích của đất đắp;
\(H\) = chiều cao tường; và
\(K_{AE}\) = hệ số áp lực đất chủ động do động đất.

Seed và Whitman (1970) đưa ra một cách áp dụng đơn giản hóa Phương trình 4-16 bằng cách tách tổng lực áp lực đất tác dụng (P_AE) thành hai thành phần: tĩnh (P_A) và động (ΔP_AE). Thành phần tĩnh được tính như mô tả trong Mục 4-3. Đối với trường hợp mặt đất đắp nằm ngang, mặt tường thẳng đứng và không có ma sát giữa đất và tường, thành phần động được tính như sau:

\[
\Delta P_{AE} = \frac{3}{8}k_h\gamma H^2
\tag{4-17}
\]

trong đó:
\(\Delta P_{AE}\) = lực áp lực đất động; và
\(k_h\) = gia tốc nền theo phương ngang, được giả thiết bằng gia tốc nền cực đại.

Thành phần động của lực áp lực đất được giả thiết tác dụng tại vị trí (0.6H) phía trên đáy tường. Phương pháp đơn giản hóa này chỉ áp dụng cho các trường hợp mặt đất đắp nằm ngang và chiều cao tường nhỏ hơn 20 ft. Ví dụ tính toán các lực tĩnh và động tác dụng lên tường được trình bày trong Hình 4-25.

Phương pháp M-O cũng có thể được áp dụng cho trường hợp mặt đất đắp không nằm ngang và tường có độ nghiêng. Tổng lực áp lực đất chủ động có thể được tính theo Phương trình 4-16. Nếu cần xác định riêng các giá trị của lực áp lực đất tĩnh và động, thì lực áp lực đất chủ động tĩnh thông thường, P_A, có thể được tính bằng K_A xác định từ các giá trị của β và θ. Thành phần động, ΔP_AE , có thể được tính bằng cách lấy P_AE trừ đi P_A.

Vị trí của hợp lực theo phương pháp này có thể thay đổi tùy thuộc vào chuyển vị của tường, gia tốc nền và độ nghiêng của tường. Trong thực hành, có thể giả thiết hợp lực tác dụng tại vị trí (0.6H) phía trên đáy tường. Một ví dụ sử dụng phương pháp M-O cho tường có mặt đất đắp dốc và mặt tường nghiêng được trình bày trong Hình 4-26.

Không nên sử dụng phương pháp M-O đối với các điều kiện hiện trường có gia tốc nền lớn và điều kiện đất đắp phức tạp. Đối với các điều kiện phức tạp hơn, thường cần đánh giá chuyển động nền và sử dụng các phương pháp số để đánh giá chuyển vị của tường.

Nếu tường không chuyển vị hoặc xoay đủ để hình thành trạng thái áp lực đất chủ động, áp lực thực tế tác dụng lên tường có thể lớn hơn đáng kể so với áp lực tính toán bằng phương pháp M-O. Nếu không chắc chắn về khả năng tường có thể chuyển vị đủ lớn, cần sử dụng các phương pháp số tiên tiến hơn. Một phương pháp đơn giản hóa để tính áp lực đất do động đất tác dụng lên tường không có khả năng chuyển vị được trình bày trong mục tiếp theo.

4-4.4.2 Tường không có khả năng chuyển vị (Nonyielding Walls)

Các tường không có khả năng phát triển trạng thái áp lực đất chủ động do động đất được xem là tường không có khả năng chuyển vị (nonyielding walls). Tường tầng hầm thường được sử dụng như một ví dụ thực tế về loại tường này. Các tường rất cứng đặt trên nền đá cũng có thể được phân loại là tường không có khả năng chuyển vị.

Wood (1973) đã phát triển một phương pháp đơn giản hóa để tính phần gia tăng lực áp lực đất (ΔP_E) tác dụng lên tường không có khả năng chuyển vị trong quá trình động đất. Lực này được cộng với lực áp lực đất tĩnh hiện có để xác định tổng lực tác dụng. Lực áp lực đất gia tăng có thể được tính như sau:

\[
\Delta P_E=k_h\gamma H^2
\tag{4-18}
\]

Điểm đặt của ΔP_E thường được giả thiết ở vị trí (0.6H) phía trên đáy tường. Các phương pháp khác đối với tường không có khả năng chuyển vị bao gồm việc xét đến hiệu ứng quán tính và tương tác động học đất–kết cấu.

4-4.4.3 Áp lực nước động

Tải trọng động đất cũng làm thay đổi áp lực nước tác dụng lên tường. Các lời giải trình bày dưới đây giả thiết rằng đất đắp ở trạng thái bão hòa. Các phương pháp áp dụng cho điều kiện ngập nước một phần có thể tham khảo Kramer (1996) và Matsuzawa và cộng sự (1985). Các phương pháp tính toán có thể được phân biệt dựa trên hệ số thấm của đất.

4-4.4.3.1 Đất có hệ số thấm lớn

Đối với đất có hệ số thấm lớn hơn khoảng 10^-3 cm/s, nước trong các lỗ rỗng sẽ chuyển động độc lập với đất và tạo ra áp lực nước thủy động (p_w), được tính như sau:

\[
p_w=0.875,k_h,\gamma_w\sqrt{H,z}
\tag{4-19}
\]

trong đó:
\(\gamma_w\) = trọng lượng thể tích của nước;
\(z\) = độ sâu bên dưới mặt nước ngầm; và
\(H\) = tổng chiều sâu nước phía sau tường.

Phương trình này cũng có thể được sử dụng để ước tính áp lực nước thủy động tác dụng lên tường do nước trong hồ chứa bị ngăn giữ.

Hợp lực do áp lực nước thủy động được xác định như sau (Kramer 1996):

\[
P_w=\frac{7}{12}k_h\gamma_wH^2
\tag{4-20}
\]

Nếu áp lực nước thủy động được tính theo cách này, thì lực áp lực đất do động đất phải được tính bằng cách sử dụng trọng lượng thể tích đẩy nổi trong Phương trình 4-16.

4-4.4.3.2 Đất có hệ số thấm nhỏ

Đối với đất có hệ số thấm nhỏ hơn khoảng 10^-3 cm/s, nước có xu hướng chuyển động cùng với đất, do đó không cần tính riêng áp lực nước thủy động. Tuy nhiên, phải xét đến ảnh hưởng của sự gia tăng áp lực nước lỗ rỗng đối với ổn định (Kramer 1996).

Hệ số áp lực đất do động đất phải được tính theo Phương trình 4-15 với:

\[
\psi=
\tan^{-1}
\left[
\frac{\gamma_{sat}k_h}
{(\gamma_{sat}-\gamma_w)(1-r_u)(1-k_v)}
\right]
\tag{4-21}
\]

trong đó:
\(\gamma_{sat}\) = trọng lượng thể tích tổng bão hòa của đất;
\(\gamma_w\) = trọng lượng thể tích của nước;
\(k_h\) = gia tốc nền theo phương ngang (g);
\(k_v\) = gia tốc nền theo phương đứng (g); và
\(r_u\) = hệ số áp lực nước lỗ rỗng (pore pressure coefficient).

Lực áp lực đất do động đất có thể được tính theo Phương trình 4-16 với trọng lượng thể tích đã hiệu chỉnh để xét đến áp lực nước lỗ rỗng dư do động đất gây ra:

\[
\gamma=(\gamma_{sat}-\gamma_w)(1-r_u)
\tag{4-22}
\]

trong đó:
\(\gamma_{sat}\) = trọng lượng thể tích tổng bão hòa của đất;
\(\gamma_w\) = trọng lượng thể tích của nước; và
\(r_u\) = hệ số áp lực nước lỗ rỗng.

4-5 KẾT CẤU CHẮN TRỌNG LỰC CỨNG

Các mục trước đã trình bày các lý thuyết dùng để tính áp lực đất và áp lực nước tác dụng lên kết cấu chắn đất. Một yếu tố quan trọng trong sự hình thành áp lực đất là chuyển động hoặc chuyển vị của tường. Để phục vụ thiết kế, kết cấu chắn đất được chia thành hai nhóm cơ bản: (1) kết cấu trọng lực cứng và (2) kết cấu mềm. Các dạng kết cấu trọng lực khác được trình bày trong Mục 4-6. Thiết kế tường mềm được trình bày trong Mục 4-7.

Tường chắn cứng là các kết cấu chuyển vị (tịnh tiến hoặc xoay) như một khối nguyên và phần lớn sức kháng ngang của chúng được tạo ra bởi trọng lượng bản thân của tường và trọng lượng đất phủ lên tường. Quá trình thi công tường cứng thường bao gồm việc thi công tường trước, sau đó tiến hành đắp đất phía sau. Các ví dụ về kết cấu chắn cứng bao gồm tường chắn trọng lực bê tông, tường cantilever bê tông, tường có sườn chống (counterfort walls), tường có trụ chống (buttress walls) và tường gabion. Thiết kế kết cấu chắn cứng được trình bày trong mục này.

4-5.1 Tính toán thiết kế tường chắn cứng

Ví dụ về bốn loại tường chắn cứng được trình bày trong Hình 4-27. Áp lực tác dụng lên mặt của tường cứng tuân theo lý thuyết đã trình bày trước đó trong chương này, phụ thuộc vào chuyển vị hoặc chuyển động xoay của tường. Sau khi xác định áp lực đất và áp lực nước, các lực và áp lực tác dụng lên những bộ phận khác của tường được đánh giá để có thể xây dựng toàn bộ sơ đồ vật thể tự do (FBD). Dựa trên FBD, có thể đánh giá nhiều dạng phá hoại khác nhau. Hình 4-27 tóm tắt các tính toán đối với các dạng phá hoại sau:

1. Lật;
2. Trượt;
3. Sức chịu tải và độ lún; và
4. Ổn định tổng thể hoặc ổn định chung.

Các lực bị động được thể hiện phía trên mũi chân tường (toe) của các tường chắn trong Hình 4-27. Tuy nhiên, khi đánh giá ổn định, áp lực bị động tác dụng lên mặt trước của tường thường được bỏ qua. Như thể hiện trong Hình 4-1, chuyển vị cần thiết để phát triển áp lực bị động lớn hơn đáng kể so với chuyển vị cần thiết để phát triển áp lực chủ động. Đến thời điểm áp lực bị động được huy động hoàn toàn, chuyển vị của tường có thể đã quá lớn để trạng thái làm việc của tường được xem là thỏa mãn. Ngoài ra, đất phía trước tường có thể bị đào bỏ vào một thời điểm sau này; do đó, việc dựa vào áp lực bị động thường không được khuyến nghị.

4-5.1.1 Phân bố áp lực tại đáy tường

Phân bố áp lực tác dụng lên đáy tường chắn ảnh hưởng đến việc đánh giá ổn định đối với các dạng phá hoại khác nhau. Sử dụng các phương trình cân bằng lực, có thể xác định độ lớn của hợp lực pháp tuyến (R) và lực cắt (T). Vị trí của R có thể được xác định từ điều kiện cân bằng mô-men quanh mũi chân tường (toe).

Khoảng cách từ đường tác dụng của R đến đường tâm hoặc trung điểm của đáy tường được định nghĩa là độ lệch tâm (e) (eccentricity). Hình 4-27 trình bày phương pháp tính vị trí của hợp lực và độ lệch tâm.

Hình 4-27. Các phương pháp phân tích để đánh giá ổn định của tường chắn trọng lực

Loại tường

Sơ đồ tải trọng

Trọng lực

Bán trọng lực

Cantilever

Có sườn chống

Tính toán thiết kế

Vị trí của hợp lực

Lấy mô-men quanh mũi chân tường (toe):

\[
x_0=\frac{W\cdot a-P_v\cdot f-P_H\cdot b}{W+P_v}
\]

giả thiết P_p=0.

Độ lệch tâm có thể được tính từ x₀ như sau:

\[
e=\frac{B}{2}-x_0
\]

Lật

Lấy mô-men quanh mũi chân tường:

\[
F_{OT}=\frac{W\cdot a}{P_H\cdot b-P_v\cdot f}\geq1.5
\]

Thiết kế được xem là an toàn đối với lật nếu R nằm trong một phần ba giữa của đáy đối với nền đất hoặc một nửa giữa của đáy đối với nền đá. Đối với tường trọng lực, kiểm tra R tại các mặt phẳng nằm ngang khác nhau.

(tại sao kiểm tra R tại các mặt phẳng nằm ngang khác nhau?|

Vì đối với tường trọng lực và bán trọng lực, bản thân thân tường là một khối có chiều rộng thay đổi theo chiều cao. Do đó, điều kiện chống lật không chỉ cần thỏa mãn tại đáy móng, mà còn phải thỏa mãn tại các mặt cắt ngang khác nhau trong thân tường. Có thể hiểu là: kiểm tra vị trí hợp lực R tại các mặt phẳng ngang khác nhau của tường trọng lực.

Tại sao?

Hãy tưởng tượng ta cắt tường tại một mặt phẳng ngang bất kỳ. Phần tường phía trên mặt cắt đó có thể được xem như một khối độc lập chịu:

• trọng lượng W của phần tường phía trên;
• áp lực đất P_A tác dụng lên phần chiều cao tương ứng;
• thành phần ngang P_H;
• thành phần đứng P_V.

Các lực này tạo ra một hợp lực R truyền qua mặt cắt ngang đang xét.

Điều quan trọng là tại mỗi mặt cắt, ta lại có một chiều rộng tường B khác nhau và một vị trí hợp lực khác nhau:

\[
e=\frac{B}{2}-x_0
\]

Đối với tường đặt trên đất, tài liệu yêu cầu hợp lực nằm trong 1/3 giữa:

\[
|e|\leq\frac{B}{6}
\]

hay tương đương:

\[
\frac{B}{3}\leq x_0\leq\frac{2B}{3}
\]

Điều này đảm bảo toàn bộ mặt cắt vẫn chịu nén, không xuất hiện vùng chịu kéo/tách mặt.

Vì sao kiểm tra ở đáy chưa đủ?

Ví dụ một tường trọng lực có dạng thu nhỏ dần về phía trên:

          │\
          │ \
          │  \
       ───┼───\──  ← mặt cắt 1: B nhỏ
          │    \
          │     \
     ─────┼──────\  ← mặt cắt 2
          │       \
          │        \
   ───────┼─────────\ ← đáy: B lớn

Ở đáy, B lớn nên rất dễ có:

\[
e < B/6
\]

Nhưng tại một mặt cắt phía trên, B nhỏ hơn. Mặc dù tải trọng và áp lực đất cũng nhỏ đi, tỷ lệ giữa mô-men gây lật và mô-men ổn định không nhất thiết giảm theo cùng tỷ lệ. Vì vậy có thể xảy ra:

\[
e>\frac{B}{6}
\]

tại một mặt cắt trung gian trong khi tại đáy vẫn thỏa mãn.

Ý nghĩa cơ học sâu hơn

Thực chất đây là kiểm tra đường áp lực (line of thrust) đi qua thân tường.

Nếu tính R ở nhiều cao độ rồi nối các vị trí của nó lại, ta thu được đường biểu diễn vị trí truyền lực nén qua tường. Đối với vật liệu không được thiết kế để chịu kéo đáng kể, ta muốn đường này nằm trong lõi giữa (kern) của mặt cắt.

Đối với mặt cắt chữ nhật, lõi giữa chính là:

\[
-\frac{B}{6}\leq e\leq+\frac{B}{6}
\]

Vì vậy, cần kiểm tra ổn định và trạng thái ứng suất của chính khối tường trọng lực tại các mặt cắt ngang khác nhau.

Điều này đặc biệt quan trọng với tường trọng lực/bán trọng lực, vì chúng dựa chủ yếu vào hình học và trọng lượng bản thân để chống lại áp lực đất, và chiều rộng mặt cắt thay đổi đáng kể theo chiều cao.

Sức kháng chống trượt

Lực kháng tại đáy tường, T, được xác định như sau:

\[
T=(W+P_v)\tan\delta+C_aD_e
\]

trong đó:
\(C_a\) = lực dính bám giữa đất và đáy tường;
\(\tan\delta\) = hệ số ma sát giữa đất và đáy tường;
\(W\) = trọng lượng của tường.

Trọng lượng W bao gồm trọng lượng đất phía trước tường trọng lực và tường bán trọng lực, đồng thời bao gồm trọng lượng đất phía trên bản móng của tường cantilever và tường có sườn chống. Các hệ số ma sát giữa đáy tường và đất xem Bảng 4-1.

Hệ số an toàn chống trượt được tính như sau:

\[
F_{SL}=\frac{T}{P_H}\geq1.5
\]

Nếu xét đến áp lực bị động:

\[
F_{SL}=\frac{T+P_p}{P_H}\geq2.0
\]

Áp lực tại đáy móng

Đối với áp lực nền cho phép khi tải trọng nghiêng tác dụng lên móng băng, xem Mục 5-3.3.

Độ lún và ổn định tổng thể (ổn định chung)

Để phân tích độ lún và ổn định tổng thể, xem Chương 5 và Chương 7 của DM 7.1.

Các biến được định nghĩa trên các sơ đồ.

Toe                                            Heel
│------------------------------------------------│
0                B/3             2B/3             B
                 │-------B/3-------│
                         ↑
                       B/2
                 ← B/6 →← B/6 →

Khi biết độ lớn và vị trí của hợp lực R, có thể tính được phân bố áp lực tại đáy tường. Về lý thuyết, dạng phân bố áp lực là hình tam giác hoặc hình thang, như thể hiện trong Hình 4-28. Nếu hợp lực tác dụng chính xác tại điểm một phần ba của đáy, sẽ hình thành phân bố áp lực hình tam giác, với toàn bộ đáy tường chịu nén. Nếu hợp lực nằm trong một phần ba giữa của đáy, sẽ hình thành phân bố áp lực hình thang, và áp lực lớn nhất \(q_{\max}\), tác dụng tại phía mũi chân tường (toe), được tính như sau:

\[
q_{\max} = \frac{R}{B} + \frac{6Re}{B^2} \tag{4-23}
\]

Hợp lực của phân bố áp lực đi qua trọng tâm của biểu đồ phân bố áp lực. Áp lực nhỏ nhất \(q_{\min}\), tác dụng tại phía gót tường (heel) của phân bố áp lực hình thang và bảo đảm vị trí chính xác của hợp lực R, có thể được tính như sau:

\[
q_{\min} = \frac{R}{B} – \frac{6Re}{B^2} \tag{4-24}
\]

Nếu hợp lực nằm ngoài một phần ba giữa của đáy, ứng suất lớn nhất có thể được tính như sau:

\[
q_{\max} = \frac{2R}{3x_0} \tag{4-25}
\]

trong đó: \(x_0=\dfrac{B}{2}-e\) = khoảng cách theo phương ngang giữa hợp lực (R) và mũi tường (toe).

Khi hợp lực nằm ngoài một phần ba giữa của đáy, chỉ một phần đáy chịu nén. Chiều rộng phần đáy chịu nén, B_e, có thể được tính như sau:

\[
B_e=3x_0 \tag{4-26}
\]

Như thể hiện ở phần dưới của Hình 4-28, phân bố áp lực có thể được đơn giản hóa bằng cách giả thiết rằng áp lực phân bố đều trên chiều rộng (2x₀). Nếu giả thiết phân bố áp lực là đều, độ lớn của áp lực được tính như sau:

\[
q_{\max}=\frac{R}{2x_0}\tag{4-27}
\]

Đối với phân bố áp lực đều được đơn giản hóa này, chiều rộng phần đáy chịu nén là:

\[
B_e=2x_0\tag{4-28}
\]

4-5.1.2 Lật

Ổn định của tường đối với dạng phá hoại do lật có thể được xác định bằng cách định nghĩa hệ số an toàn bằng tỷ số giữa mô-men chống lật và mô-men gây lật. Hệ số an toàn F_OT phải lớn hơn hoặc bằng 1.5.

Một phương pháp khác là kiểm tra vị trí của hợp lực R so với chiều rộng đáy tường. Nếu R nằm trong một phần ba giữa của đáy đối với tường đặt trên nền đất, tường được xem là an toàn. Đối với tường đặt trên nền đá, R phải nằm trong một nửa giữa của đáy để tường được xem là an toàn.²³

²³: Nếu sử dụng phương pháp LRFD để thiết kế, giới hạn cho phép đối với vị trí của hợp lực sẽ rộng hơn khi sử dụng tải trọng đã nhân hệ số.

4-5.1.3 Trượt

Ổn định của tường đối với dạng phá hoại do trượt thường được xác định bằng điều kiện cân bằng lực theo phương ngang. Hệ số an toàn chống trượt F_SL là tỷ số giữa lực kháng trượt và lực áp lực đất theo phương ngang. Lực kháng trượt là tổng hợp của sức kháng ma sát tại đáy tường và lực dính bám giữa đáy tường với đất nền.

Đối với sức kháng trượt trên đất hạt mịn, lực dính bám phải được nhân với chiều rộng hữu hiệu của đáy B_e, được xác định theo phương pháp phân bố áp lực nền đều. Hệ số an toàn phải lớn hơn hoặc bằng 1.5. Các thông số sử dụng để tính F_S được trình bày trong Hình 4-27. Nếu xét đến sức kháng bị động, giá trị F_SL tối thiểu phải tăng lên 2.0. Giá trị F_SL tối thiểu cũng có thể cần tăng lên khi sức kháng có bao gồm lực dính bám tại đáy.

Trong một số trường hợp, một lớp đất hạt thô có thể được bố trí bên dưới tường để làm vật liệu nền đỡ. Khi đó, cần kiểm tra trượt tại hai vị trí. Sức kháng trượt T phải được lấy bằng giá trị nhỏ hơn của:

1. sức kháng tại mặt tiếp xúc giữa đáy tường và vật liệu nền đỡ; và
2. sức kháng bên trong lớp đất sét, sử dụng toàn bộ cường độ chống cắt không thoát nước.

Nếu ổn định chống trượt là vấn đề cần quan tâm, tường chắn trọng lực có thể được thiết kế với khóa chống trượt (key) để tăng sức kháng trượt bằng cách bổ sung thành phần sức kháng bị động. Hình 4-29 trình bày sơ lược phương pháp phân tích áp dụng cho đáy tường có khóa chống trượt. Lưu ý rằng áp lực bị động chỉ được tính trên chiều sâu của khóa chống trượt, chứ không tính trên toàn bộ chiều sâu chôn của tường. Đồng thời, cần xét đến khả năng trong tương lai đất phía trước tường có thể bị đào bỏ, làm giảm sức kháng bị động.

4-5.1.4 Sức chịu tải và độ lún

Sức chịu tải của đất bên dưới tường chắn được tính toán với giả thiết rằng tường làm việc như một móng băng thông thường chịu tải trọng lệch tâm và nghiêng, như được trình bày trong Chương 5. Chiều sâu chôn móng được lấy bằng chiều sâu ở phía mũi chân tường (toe).

Sức chịu tải phải được so sánh với áp lực nền lớn nhất được tính như trình bày trong Hình 4-28. Hệ số an toàn từ 2.5 đến 3 thường là phù hợp. Có thể sử dụng phân bố áp lực đều để xác định \(q_{\max}\) nếu đất bên dưới tường có tính dẻo tương đối. Đối với các vật liệu giòn hơn, chẳng hạn như đá và đất sét nhạy, nên sử dụng phân bố áp lực hình tam giác hoặc hình thang để xác định \(q_{\max}\). Do độ nghiêng của tải trọng ảnh hưởng đến sức chịu tải, nên hệ số an toàn đối với phá hoại sức chịu tải và hệ số an toàn chống trượt thường có quan hệ chặt chẽ với nhau.

Độ lún của tường chắn có thể là một yếu tố quan trọng đối với ổn định tổng thể. Trong các ví dụ trình bày ở Hình 4-27, đất đắp tác dụng một áp lực hướng xuống lên tường chắn. Áp lực này làm tăng ứng suất tiếp xúc tại đáy tường, do đó làm tăng sức kháng trượt. Nếu tường lún nhiều hơn đáng kể so với đất đắp, chuyển vị tương đối giữa tường và đất đắp có thể bị đảo chiều, và áp lực theo phương đứng có thể hướng lên trên. Khi đó, lực này trở thành lực gây mất ổn định cho tường, vì nó làm giảm sức kháng chống trượt.

Phân tích độ lún có thể được thực hiện theo các quy trình trình bày trong Chương 5 của DM 7.1. Khi đánh giá độ lún, cần xét sự thay đổi ròng của ứng suất bằng cách so sánh điều kiện trước và sau khi thi công tường.

4-5.1.5 Ổn định tổng thể hoặc ổn định chung

Ổn định tổng thể hoặc ổn định chung được đánh giá bằng các công cụ tương tự như các công cụ sử dụng trong phân tích ổn định mái dốc. Cơ chế phá hoại này xét các mặt trượt kéo dài từ phía sau tường đến phía trước tường, và khối trượt bao gồm cả tường và đất đắp. Phân tích ổn định mái dốc được trình bày trong Chương 7 của DM 7.1.

4-5.1.6 Thiết kế tường thấp

Đối với các tường chắn thấp (chiều cao nhỏ hơn 12 ft ≈ 3.66 m), tải trọng tác dụng lên tường chắn có thể được tính dựa trên áp lực chất lỏng tương đương (equivalent fluid pressures), với điều kiện hậu quả do phá hoại không nghiêm trọng. Hình 4-30 trình bày phương pháp xác định tải trọng tác dụng lên tường chắn thấp đối với ba nhóm đất khác nhau dựa trên Hệ thống Phân loại Đất Thống nhất (USCS). Phương pháp này áp dụng cho mặt đất đắp gãy khúc (broken backslope), trong đó điểm thay đổi độ dốc của mặt đất đắp nằm tương đối gần tường. Trọng lượng thể tích chất lỏng tương đương có thể được sử dụng để tính các lực theo phương ngang và phương đứng tác dụng lên tường.

Hình 4-30 được xây dựng dựa trên áp lực chất lỏng tương đương tương ứng với các loại đất nêu trên; các biểu đồ tương tự cũng có trong một số giáo trình địa kỹ thuật. Tuy nhiên, các chi tiết cụ thể về cách xây dựng các biểu đồ này không rõ ràng. Nếu sử dụng các biểu đồ này, cần thận trọng kiểm tra kết quả bằng các phương pháp khác.

4-5.2 Thoát nước phía sau tường cứng

Nếu có thể, không được để nước ứ đọng phía sau kết cấu chắn đất hoặc trong khối đất đắp. Sự hiện diện của mặt nước ngầm trong đất đắp làm giảm ứng suất hữu hiệu trong đất, do đó làm giảm áp lực đất. Tuy nhiên, như đã trình bày trong Mục 4-4.1, bản thân nước cũng tác dụng áp lực lên tường, và kết quả tổng thể là lực ngang tác dụng lên tường tăng lên. Nhiều trường hợp phá hoại kết cấu chắn đất là do áp lực nước không được dự kiến trước hoặc không được giảm thiểu thích hợp.

Hệ thống thoát nước phải được đưa vào thiết kế kết cấu chắn đất nếu có khả năng xuất hiện áp lực nước tác dụng lên tường. Hệ thống thoát nước phải đáp ứng một số tiêu chí sau:

1. Không được để mực nước ngầm dâng cao phía sau tường, ngay cả trong trường hợp xảy ra các trận mưa lớn.
2. Bất kỳ lượng nước nào xâm nhập vào khối đất đắp phải được dẫn thoát an toàn ra khỏi tường. Nước phải được dẫn thoát theo phương ngang xuống phía dưới tường đến vị trí thoát an toàn hoặc thoát qua các lỗ thoát nước (weep holes) trên mặt tường.
3. Hệ thống thoát nước không được gây xói vật liệu đất đắp hoặc sự dịch chuyển của các hạt mịn trong khối đất đắp. Điều này có thể yêu cầu sử dụng bộ lọc hạt có cấp phối phù hợp hoặc vải địa kỹ thuật lọc.

Các ví dụ về hệ thống thoát nước và bộ lọc có thể được bố trí trong thiết kế tường cứng được trình bày trong Hình 4-31.

4-6 CÁC KẾT CẤU CHẮN TRỌNG LỰC THAY THẾ

4-6.1 Kết cấu chắn đất có cốt (MSE)

Kết cấu chắn đất có cốt (Mechanically Stabilized Earth – MSE) là một phương án thay thế phổ biến cho các kết cấu chắn cứng. Công nghệ và phương pháp thiết kế sử dụng cho tường và mái dốc MSE rất tương đồng, và chúng sử dụng chung các tài liệu hướng dẫn thiết kế của FHWA. Nếu góc nghiêng của mặt kết cấu lớn hơn hoặc bằng 70°, kết cấu được xem là tường. Nếu góc nghiêng của mặt kết cấu nhỏ hơn 70°, kết cấu được xem là mái dốc (FHWA 2009). Tường cũng có vật liệu ốp mặt, trong khi mái dốc thông thường không có.

NAVFAC DM-7.1 trình bày nhiều nội dung chi tiết liên quan đến thiết kế nội bộ của kết cấu MSE trong Chương 7. Các nội dung này bao gồm vật liệu đất đắp, vật liệu cốt, hệ thống thoát nước và các bước thiết kế kết cấu MSE. Các kết cấu này cũng phải được thiết kế kiểm tra lật, trượt, sức chịu tải, độ lún và ổn định tổng thể.

Các nội dung chuyên sâu hơn về MSE nằm ngoài phạm vi của tài liệu này. FHWA có một số báo cáo kỹ thuật trình bày các phương pháp thiết kế tường và mái dốc MSE. FHWA (2009) trình bày phương pháp Thiết kế theo Hệ số Tải trọng và Sức kháng (LRFD) cho tường MSE. Tài liệu này được xem là bản cập nhật của tài liệu Thiết kế theo Ứng suất Cho phép (ASD), FHWA NHI-00-043 (FHWA 2001).

4-6.2 Tường gabion

Gabion là các rọ dạng hộp chữ nhật có các ngăn, được chế tạo bằng dây thép mạ kẽm dày hoặc dây thép phủ polyvinylchloride (PVC), bên trong chứa đá có kích thước từ 4 đến 8 in, và được sử dụng để kiểm soát xói lở bờ cũng như ổn định các kết cấu chắn đất.

Các lưu ý thiết kế đối với tường chắn gabion được trình bày trong Hình 4-32. Khi chất lượng nước không chắc chắn (pH > 12 hoặc pH < 6) hoặc khi có thể tồn tại nồng độ axit hữu cơ cao, cần sử dụng gabion phủ PVC.

Tại công trường, các đơn vị gabion riêng lẻ được liên kết với nhau bằng dây thép và đổ đầy đá. Các yêu cầu kỹ thuật đối với rọ gabion được trình bày trong Corps of Engineers CW-02541 (1980).

Gabion được thiết kế như kết cấu trọng lực khối lớn, sử dụng các quy trình thiết kế tương tự như đối với tường chắn cứng được trình bày trong Hình 4-27. Khi thiết kế tường có mặt đứng, tường nên được nghiêng khoảng 6° để giữ cho hợp lực hướng về phía sau tường. Góc ma sát tiếp xúc giữa đáy tường gabion và đất nền hạt thô có thể được giả thiết bằng góc ma sát hữu hiệu của đất nền. Đối với mặt sau của tường, tỷ số giữa góc ma sát tiếp xúc và góc ma sát của đất đắp (\(\delta/\phi’\)) có thể lấy bằng 0.9.

Khi vật liệu đất đắp chủ yếu là cát, nên sử dụng vải địa kỹ thuật lọc hoặc bộ lọc hạt để ngăn đất đắp bị xói và cuốn vào trong các gabion. Trên tất cả các mặt gabion lộ ra ngoài, lớp đá ngoài cùng phải được xếp bằng tay để bảo đảm căn chỉnh đúng và tạo bề mặt gọn, chặt và vuông vắn.

Khi thiết kế kết cấu gabion để chắn mái dốc đất sét, nên bố trí một hệ thống sườn chống gabion (gabion counterforts). Các sườn chống này phải được bố trí như các giằng ngang (headers) và kéo dài từ mặt trước của tường đến một điểm vượt quá mặt trượt tới hạn của mái dốc ít nhất một chiều dài gabion.

Khoảng cách giữa các sườn chống có thể từ 13 ft đối với đất sét rất mềm đến 30 ft đối với đất sét cứng. Đồng thời, phía sau tường cũng cần bố trí bộ lọc để đất sét không làm tắc các gabion có khả năng thoát nước tự do.

Hesco Bastion Concertainers®, thường được gọi là rọ Hesco (Hesco baskets), tương tự gabion ở chỗ chúng là các rọ hoặc lồng bằng dây thép được lấp đầy bằng cuội hoặc các loại đất hạt khác. Rọ Hesco thường được lót bằng vải địa kỹ thuật không dệt. Các kích thước phổ biến của rọ Hesco là 3 ft × 3 ft × 15 ft và 4 ft × 3 ft × 15 ft.

Rọ Hesco đã được sử dụng cho nhiều mục đích khác nhau trong lực lượng vũ trang. Chúng có thể được sử dụng thay cho bao cát để kiểm soát xói và thấm, đặc biệt tại đỉnh đê nhằm tăng chiều cao làm việc của đê. Rọ Hesco cũng có thể được sử dụng để tạo thành các tường bảo vệ nhân sự như một hệ thống rào chắn bảo vệ lực lượng (MIL-DTL-32488, 2014).

4-6.3 Tường Crib đắp đất và tường Bin

Tường crib (crib walls) và tường bin (bin walls) có thể được sử dụng làm kết cấu chắn đất khi điều kiện tiếp cận công trường quá khó khăn để sử dụng các loại kết cấu chắn đất khác. Các loại tường này cũng được thiết kế như kết cấu trọng lực khối lớn, sử dụng cùng phương pháp thiết kế được trình bày trong Hình 4-27.

Ví dụ về các bộ phận cấu tạo của tường crib và tường bin được trình bày trong Hình 4-33. Chiều cao của tường crib và tường bin nói chung nên nhỏ hơn 30 ft (≈ 9,14 m). Đối với các tường cao hơn, nên xem xét sử dụng các loại tường khác có độ vững chắc cao hơn.

Tường crib có thể được xây dựng bằng gỗ hoặc các dầm bê tông đúc sẵn. Các dầm bê tông đúc sẵn có cấu tạo liên kết lồng ghép với nhau có thể được sử dụng để thi công tường nhanh chóng. Tường crib có thể được thi công bằng các thiết bị thi công đất thông thường và lao động thủ công. Loại tường này có khả năng thích ứng với những thay đổi về tuyến và địa hình tốt hơn các loại tường khác. Tường crib cũng có khả năng chịu lún lệch tốt hơn so với các loại tường có độ cứng lớn hơn.

Tường bin thường được chế tạo từ các tấm thép lượn sóng liên kết với nhau bằng bu lông và được lấp đầy bằng đất hạt thô. Vật liệu đất đắp của tường bin phải có khả năng thoát nước tự do, và cần duy trì tính thấm cao của vật liệu đất đắp.

4-7 KẾT CẤU CHẮN MỀM

Kết cấu chắn mềm (flexible retaining structures) chủ yếu bao gồm các cấu kiện kết cấu thẳng đứng được lắp đặt trước khi đào đất. Các kết cấu này có thể được chống (braced) hoặc neo (anchored). Ví dụ bao gồm tường cừ (sheet pile), tường soldier beam và lagging, và tường diaphragm bằng bê tông. Kết cấu mềm có thể xuất hiện các mức chuyển vị khác nhau tùy thuộc vào mức độ ngàm của phần tường chôn trong đất và vị trí của các thanh chống hoặc neo.

Phần chôn trong đất của kết cấu mềm phát triển sức kháng bị động do kết cấu chuyển vị về phía đất. Ngoài ra, kết cấu mềm thường được chống hoặc đỡ như thể hiện trong Hình 2-6, vì chỉ riêng chiều sâu chôn thường không đủ để bảo đảm ổn định.

Hệ thống chống bên trong (internally-supported systems) sử dụng các cấu kiện chống nằm bên trong hố đào. Hệ thống chống bên ngoài (externally-supported systems) sử dụng các neo hoặc thanh giằng neo (tiebacks) nằm trong đất phía ngoài hố đào.

Nhiều loại kết cấu chắn mềm được sử dụng cho các công trình ven sông, ven biển, hệ chống đỡ hố đào, tường chắn vĩnh cửu và các hệ thống chống đỡ khác. Các tường này thường có vẻ khá cứng, nhưng do chiều dài của các cấu kiện chống đỡ, chúng vẫn biến dạng dưới tác dụng của tải trọng đất và nước. Như đã trình bày ở phần trước, áp lực đất thay đổi theo biến dạng của tường, do đó việc thiết kế kết cấu chắn mềm có thể khá phức tạp.

Trong lịch sử, các phương pháp cân bằng giới hạn (limit equilibrium) đã được sử dụng để thiết kế các kết cấu này, và đó cũng là các phương pháp được trình bày trong tài liệu này. Các phương pháp số, chẳng hạn như phần tử hữu hạn (finite element) và sai phân hữu hạn (finite difference), cũng thường được sử dụng trong thực hành kỹ thuật địa kỹ thuật, đặc biệt khi cần hạn chế chuyển vị của tường hoặc đối với các hố đào sâu. Tuy nhiên, các phương pháp cân bằng giới hạn vẫn được sử dụng rộng rãi trong thực hành kỹ thuật.

4-7.1 Sức kháng bị động đã xét hệ số

Như đã nêu ở trên, ổn định của nhiều kết cấu mềm phụ thuộc vào sức kháng bị động tại phần chân tường và phía trước các neo đỡ. Trong các phương pháp phân tích trình bày sau đây, có thể sử dụng hai phương pháp khác nhau để bảo đảm hệ số an toàn thích hợp.

Khi các lực áp lực đất bị động được tính trực tiếp, lực bị động cho phép (P_Pallow) có thể được xác định như sau:

\[
P_{P \mathrm{allow}}=\frac{P_P}{F}
\tag{4-29}
\]

trong đó:
P_P = lực áp lực đất bị động được tính bằng các thông số cường độ chống cắt;
F = hệ số an toàn.

Như vậy, hệ số an toàn được áp dụng cho tải trọng, tương tự cách tiếp cận được sử dụng trong phân tích sức chịu tải. Trong trường hợp này, giá trị F nên lấy từ 2 đến 3 đối với đất hạt thô (thiết kế theo ứng suất hữu hiệu).

Đối với phân tích không thoát nước trong đất hạt mịn, có thể sử dụng F=1.5 đến 2.0. Các hệ số an toàn này sẽ tạo ra mức an toàn xấp xỉ tương đương đối với cường độ chống cắt.

Một cách khác, giá trị K_P có thể được xác định từ góc ma sát hữu hiệu cho phép \(\phi’_{\mathrm{allow}}\), được tính như sau:

\[
\phi’_{\mathrm{allow}} = \tan^{-1}
\left(
\frac{\tan\phi’}{F}
\right)
\tag{4-30}
\]

trong đó: ϕ’ = góc ma sát hữu hiệu

Phương pháp thứ hai [Phương trình (4-30)] áp dụng hệ số an toàn cho cường độ chống cắt, tương tự như trong phân tích ổn định mái dốc. Trong trường hợp này, hệ số an toàn từ 1.5 đến 2.0 là phù hợp, bất kể loại đất hoặc điều kiện phân tích.

4-7.2 Tường chắn có neo (Anchored Bulkheads)

Tường chắn có neo (anchored bulkheads) là các kết cấu ven sông, ven biển được sử dụng để tạo ra sự thay đổi cao độ nhằm phục vụ việc tiếp cận mặt nước. Các kết cấu này thường là tường cừ đóng, được giữ ổn định ở phía đất liền bằng một dạng hệ thống neo. Cừ thường được làm bằng thép, nhưng cũng có thể được làm bằng bê tông, gỗ, vinyl và nhựa.²⁴

²⁴: Cừ bằng nhựa và vinyl có khả năng chống ăn mòn rất tốt, nhưng cường độ của các mối khóa liên kết (interlock) thấp hơn nhiều so với cừ thép. Không nên sử dụng cừ nhựa và vinyl trong những trường hợp mà sự phá hoại có thể gây hậu quả nghiêm trọng, đặc biệt là thiệt hại về người.

Việc đào đất được thực hiện ở phía mặt nước đến đường nạo vét (dredge line) để tạo đủ chiều sâu cho tàu thuyền. Đường nạo vét là cao độ thấp nhất mà đất được đào bỏ phía trước tường.

Có một số tài liệu tham khảo cung cấp hướng dẫn thiết kế và các chi tiết thi công đối với tường chắn có neo, bao gồm:

• USACE (1995b), Design of Coastal Revetments, Seawalls, and Bulkheads, EM 1110-2-1614, CECW-EH-D.
• USACE (1994a), Design of Sheet Pile Walls, CECW-ED, EM 1110-2-2504.
• US Steel (1984), Steel Sheet Piling Design Manual, được FHWA cập nhật và tái bản.

Phân bố áp lực đất và áp lực nước tác dụng lên tường chắn có neo (anchored bulkheads) có thể khá phức tạp. Cao độ mặt đất ở phía đất liền và phía mặt nước của tường khác nhau. Mực nước ở phía đất liền và phía mặt nước cũng thường khác nhau. Ngoài tải trọng do đất và nước, hệ thống neo còn tác dụng một lực tập trung lên tường.

Tường chắn có neo thường được thi công bằng cách đào và nạo vét trong đất tự nhiên hoặc đất đắp không được kiểm soát; do đó, các đặc tính của đất có thể thay đổi đáng kể. Một phần quan trọng trong thiết kế kỹ thuật các kết cấu này là đơn giản hóa một cách hợp lý mặt cắt ngang và các thông số đất thành các lớp tương đối đồng nhất, để có thể áp dụng lý thuyết áp lực đất.

Tường chắn có neo có thể được thiết kế bằng cách xác định riêng các áp lực thích hợp tác dụng lên mỗi phía của tường. Đôi khi, sử dụng biểu đồ áp lực ròng (net pressure diagram) sẽ thuận tiện hơn; khi đó, tính hiệu giữa áp lực tác dụng ở hai phía của tường. Ví dụ về biểu đồ tổng áp lực (total pressure diagram) và biểu đồ áp lực ròng được trình bày trong Hình 4-34.

Tường chắn có neo có thể được thiết kế bằng các phương pháp cân bằng giới hạn. Một yếu tố quan trọng khi sử dụng các phương pháp cân bằng giới hạn là phải xác định các dạng phá hoại có thể xảy ra.

Tường chắn có neo có thể bị phá hoại theo nhiều cách khác nhau, như thể hiện trong Hình 4-35. Một thiết kế phù hợp phải xem xét từng dạng phá hoại tiềm ẩn của các bộ phận khác nhau của tường chắn có neo. Ngoài ra, cũng cần xem xét phá hoại tại các mối khóa liên kết (interlock failure).

Các phương pháp phân tích tường chắn có neo thường được phân thành phương pháp tựa đất tự do (free earth support) và phương pháp tựa đất cố định (fixed earth support). Sự khác nhau giữa hai phương pháp này liên quan đến trạng thái làm việc của tường phía dưới đường nạo vét.

Trong phân tích tựa đất tự do, sức kháng bị động phía dưới đường nạo vét không được huy động đến mức ngăn cản chuyển vị của mũi cừ. Mũi cừ có thể chuyển vị về phía mặt nước. Phương pháp tựa đất tự do có xu hướng dự tính mô-men uốn trong cừ lớn hơn thực tế, và có thể sử dụng các kỹ thuật hiệu chỉnh để điều chỉnh mô-men uốn.

Trong phân tích tựa đất cố định, là phương pháp ít được sử dụng hơn, đầu dưới của tường về cơ bản được xem là ngàm cố định, do đó không cho phép chuyển vị.

Kinh nghiệm thực tế và các thí nghiệm trên mô hình tỷ lệ đã cho thấy phương pháp tựa đất tự do (free earth support) dự tính mô-men uốn trong tường mềm lớn hơn thực tế (Rowe 1952). Sự khác biệt so với lý thuyết được giải thích bởi biến dạng uốn của tường cả phía trên và phía dưới đường nạo vét.

Việc hiệu chỉnh mô-men dự tính, thường được gọi là giảm mô-men (moment reduction), phụ thuộc vào độ mềm tương đối (ρ) của tường, được định nghĩa như sau:

\[
\rho=\frac{(H+D)^4}{EI}
\tag{4-31}
\]

trong đó:
\(H\) = chiều cao phần tường lộ ra (inch);
\(D\) = chiều sâu cắm của tường bên dưới đường nạo vét (inch);
\(E\) = môđun đàn hồi Young của tường (psi); và
\(I\) = mômen quán tính của tường (inch⁴)/ft).

Độ mềm tương đối được sử dụng cùng với Hình 4-36 để xác định tỷ số giữa mô-men thiết kế và mô-men lý thuyết. Mô-men được giảm đối với các tường cắm vào cát chặt vừa hoặc chặt hơn. Không giảm mô-men đối với tường cắm vào đất hạt mịn hoặc cát rời.

Ba trường hợp ví dụ minh họa các bước thiết kế tường chắn có neo được trình bày trong Hình 4-37. Các ví dụ này khá phức tạp vì có các đặc điểm sau:

1. Có hai hoặc nhiều lớp đất;
2. Đất đắp chịu tải trọng tập trung (Q) và tải trọng chất thêm phân bố (q); và
3. Mực nước phía trong và phía ngoài khác nhau. Chênh lệch áp lực nước được xét bằng biểu đồ phân bố áp lực nước mất cân bằng dạng hình thang.

\(\\\)

\(\\\)

Các chi tiết thiết kế quan trọng được minh họa trong các trường hợp ví dụ như sau:

1. Ảnh hưởng của ma sát tiếp xúc giữa tường và đất chỉ được xét khi tính áp lực bị động trong đất hạt rời. Ma sát giữa tường và đất được bỏ qua trong tất cả các trường hợp khác.
2. Hệ số an toàn được áp dụng khi xác định áp lực bị động bên dưới cao độ nạo vét (dredge line), cũng như đối với áp lực bị động được tính toán cho hệ neo.
3. Chiều sâu xuyên cừ tính toán bên dưới cao độ nạo vét (D) được tăng thêm 20% để dự phòng cho xói, nạo vét bổ sung, v.v.
4. Mô-men uốn tính toán trong cừ được giảm theo Hình 4-36.

Trường hợp 1 là trường hợp tổng quát của phương pháp tựa đất tự do (free-earth method). Phương pháp từng bước trình bày trong Hình 4-37 có thể áp dụng cho đất hạt thô, với vật liệu bên dưới cao độ nạo vét tương tự như đất được giữ lại phía sau tường. Các chỉ tiêu đất sử dụng cho các lớp đất là ứng suất hữu hiệu (c′ và ϕ′). Khi tính áp lực đất, dung trọng ẩm hoặc dung trọng tổng được sử dụng phía trên cao độ mực nước ở phía đất liền của tường; còn dung trọng hữu hiệu hoặc dung trọng đẩy nổi được sử dụng phía dưới mực nước. Áp lực nước ròng tác dụng lên phía đất liền của tường giảm từ cao độ nạo vét xuống giá trị bằng 0 tại độ sâu $D$, nhằm xét đến ảnh hưởng của thấm.

Trường hợp 2 tương tự, nhưng cần sử dụng một phương pháp khác để xác định mô-men thiết kế trong cừ. Trong ví dụ này, cừ được đóng vào đất hạt rời chặt. Nếu hệ tường có độ mềm dẻo nhỏ hơn, được thể hiện qua giá trị $\rho$ (Hình 4-36), thì mô-men được tính với giả thiết tường làm việc như dầm kê đơn giản (simply-supported beam).

Trường hợp 3 trong Hình 4-37 thể hiện trường hợp cừ được ngàm hoặc cắm mũi vào vật liệu rất cứng (đá hoặc hardpan). Do tại mũi cừ không xảy ra chuyển vị nên áp lực bị động giảm về 0 tại bề mặt của lớp nền cứng. Mô-men không được giảm theo biểu đồ Rowe (Hình 4-36).

4-7.3 Thiết kế neo

Có thể sử dụng nhiều loại neo khác nhau cho tường cừ có neo (anchored bulkheads). Ví dụ về các hệ neo khác nhau được trình bày trong Hình 4-38. Neo bản (deadman anchor) đã được sử dụng phổ biến trong lịch sử và thiết kế của nó có xét đến lý thuyết áp lực đất. Neo bản có thể là các cấu kiện riêng biệt hoặc có thể là một tường bê tông cốt thép liên tục song song với tường cừ.

Neo thường được thi công đến độ sâu bằng khoảng hai lần chiều cao neo. Khoảng cách giữa neo và tường là một yếu tố quan trọng. Để phát huy tối đa khả năng chịu lực, neo cần được bố trí bên ngoài nêm phá hoại tiềm năng. Hình 4-39(a) cung cấp hướng dẫn về vị trí của neo bản so với nêm chủ động.

Các phương trình dùng để tính khả năng chịu lực của tường neo liên tục được trình bày trong Hình 4-39(b). Góc ma sát tiếp xúc giữa kết cấu neo và đất được xét khi xác định hệ số áp lực đất bị động. Sức kháng bị động tính toán của neo phụ thuộc vào vị trí bố trí neo. Đối với các neo được bố trí gần nêm phá hoại chủ động, khả năng chịu lực của neo sẽ bị giảm. Hình 4-40 trình bày mặt cắt của tường neo trong Hình 4-39 và tổng hợp sự khác nhau về khả năng chịu lực giữa tường neo và các khối neo riêng lẻ.

Tài liệu FHWA Geotechnical Engineering Circular No. 4 – Ground Anchors and Anchored Systems (FHWA 1999) cung cấp các quy trình thiết kế cho nhiều loại neo khác nhau.

\(\\\)

\(\\\)

4-7.4 Tường mềm dạng Cantilever

Một tường mềm dạng cantilever (cantilever flexible wall) giữ đất mà không sử dụng neo hoặc hệ chống. Loại tường này thường được thi công bằng cừ ván (sheet piling) và có thể được sử dụng làm kết cấu chắn đất với chiều cao tường lộ thiên nhỏ hơn khoảng 15 ft (≈ 4.6 m). Các dạng kết cấu mềm có độ cứng lớn hơn có thể có khả năng giữ được các tường cao hơn.

Dạng biến dạng của cừ ván làm phát sinh phân bố áp lực đất phức tạp tác dụng lên tường. Hình 4-41 trình bày biểu đồ áp lực ròng (net pressure diagram) đối với tường cừ dạng cantilever.

Người thiết kế cần lưu ý các trường hợp có chênh lệch mực nước giữa hai phía của tường. Hình này trình bày phương pháp từng bước để xác định chiều sâu ngàm D (depth of penetration) phục vụ thiết kế tường mềm dạng cantilever trong điều kiện ứng suất hữu hiệu (effective stress conditions).

\(\\)

Có hai biểu đồ được cung cấp nhằm đơn giản hóa việc tính toán tường cantilever đối với các vị trí có địa tầng đơn giản. Hình 4-42 cho phép xác định chiều sâu ngàm (D) đối với vị trí có nền đất hạt thô, mà đất có thể được đặc trưng bằng một giá trị duy nhất của góc ma sát theo ứng suất hữu hiệu. Có thể xét trường hợp có mặt nước ngầm (phreatic surface), với giả thiết rằng mực nước ở hai phía của cừ ván là như nhau.

Trên biểu đồ có hai họ đường cong: một họ dùng để xác định mô-men lớn nhất trong cừ ván, và họ còn lại dùng để xác định chiều sâu ngàm. Biểu đồ này được xây dựng với giả thiết dung trọng tổng của đất là 124.8 pcf, bằng hai lần dung trọng đẩy nổi của đất.

Ví dụ về cách sử dụng biểu đồ này cho một tường cừ dạng cantilever cao 15 ft (≈ 4.57 m) trong đất hạt thô được trình bày trong Hình 4-43. Giá trị $K_P$ sử dụng với Hình 4-42 phải được giảm/hiệu chỉnh bằng hệ số (factored) như trình bày trong Mục 4-7.1. Ngoài ra, giá trị cuối cùng của $D$ phải được tăng thêm khoảng 20% để thiết kế dự phòng cho nạo vét hoặc xói trong tương lai.

Biểu đồ thứ hai (Hình 4-44) được xây dựng cho trường hợp một lớp cát nằm trên một lớp sét bão hòa. Lớp cát kéo dài xuống đến cao độ nạo vét (dredge line). Lớp cát được đặc trưng bởi $\phi’$, còn lớp sét được gán một giá trị duy nhất của cường độ chống cắt không thoát nước $(s_u)$. Ứng suất hữu hiệu tại cao độ nạo vét trong lớp cát phải được tính toán dựa trên vị trí của mực nước, sử dụng dung trọng thích hợp. Một ví dụ sử dụng biểu đồ này được trình bày trong Hình 4-45.

Một tường được thiết kế bằng Hình 4-44 được giữ ổn định nhờ áp lực bị động tương ứng với cường độ chống cắt không thoát nước của lớp sét. Cường độ chống cắt không thoát nước có thể được giảm bằng hệ số (factored) như chỉ ra trong hình. Cường độ chỉ được giảm ở phía bị động của tường, dẫn đến phương trình được trình bày trong hình. Cách tiếp cận này cho phép xét một cách tường minh F.

Ngoài ra, nếu sử dụng toàn bộ cường độ chống cắt không thoát nước, thì chiều sâu ngàm phải được tăng thêm từ 30% đến 40% để xét đến hệ số an toàn. Giá trị của $F$ trong phương pháp thứ hai này không xác định.

Tài liệu Sheet Piling Design Manual của US Steel (USS 1984) trình bày chi tiết hơn về thiết kế cừ ván dạng cantilever trong đất hạt thô và đất hạt mịn, đồng thời cung cấp thêm các ví dụ thiết kế.

\(\\\)

\(\\\)

4-7.5 Tường Soldier Pile

Tường soldier pile và lagging bao gồm các cọc soldier pile (hoặc dầm) thẳng đứng bố trí rời rạc, có nhiệm vụ đỡ các tấm lagging nằm ngang, như thể hiện trong Hình 4-46. Các tấm lagging truyền áp lực đất từ đất sang các soldier pile.

Theo trình tự thi công điển hình, các soldier pile được đặt trong các lỗ khoan được thi công trước khi đào đất phía trước tường. Bê tông được sử dụng để cố định soldier pile tại vị trí bên dưới cao độ nạo vét (dredge line). Phía trên cao độ nạo vét, các lỗ khoan thường được lấp lại bằng bê tông cường độ thấp hoặc vật liệu lấp có tính chảy (flowable fill).

Khi quá trình đào đất cạnh các soldier pile được tiến hành, các tấm lagging được lắp đặt giữa các cọc lần lượt từ trên xuống dưới.

Tường soldier pile và lagging có thể được chống đỡ từ bên trong hoặc từ bên ngoài. Có thể áp dụng thiết kế dạng cantilever nếu tại đáy tường có đất tốt hoặc đá và các soldier pile có độ cứng đủ lớn.

Các phương pháp thiết kế tường có neo và tường cantilever có thể được áp dụng cho tường Soldier Pile, ngoại trừ việc sức kháng bị động được huy động bởi từng cọc riêng lẻ thay vì bởi một tường liên tục.

Sức kháng đất bị động tác dụng lên từng Soldier Pile có thể được tính như trình bày trong Hình 4-46. Đối với đất hạt mịn, có thể sử dụng sức kháng phân bố đều bằng: 2s_u trong đó bỏ qua sức kháng của đất từ đáy hố đào xuống đến độ sâu bằng 1.5b, với $b$ là bề rộng thân cọc.

Đối với đất hạt thô, giá trị $K_P$ phải được xác định không xét ma sát giữa đất và tường (without wall friction). Sức kháng của đất phải được bỏ qua từ đáy hố đào xuống đến độ sâu bằng b.

Tổng lực kháng có xét đến hiệu ứng vòm giữa các cọc (arching between the piles) và được tính với giả thiết cọc có bề rộng hữu hiệu bằng 3b đối với tất cả các loại đất.

4-7.6 Tường cọc Secant và tường cọc Tangent

Tường cọc secant và tangent là các giải pháp thay thế cho tường cừ ván và tường Soldier Pile trong những trường hợp yêu cầu độ cứng ngang lớn hơn. Như đã trình bày trong Mục 2-4, độ cứng tăng lên giúp giảm biến dạng đứng của mặt đất liền kề tường. Cả tường cọc secant và tangent đều không yêu cầu công tác lắp đặt lagging tốn nhiều thời gian như đối với tường Soldier Pile.

Tường cọc secant được thi công bằng cách tạo các cọc bê tông sơ cấp và thứ cấp chồng lấn lên nhau (Hình 4-47). Trước tiên, các cọc sơ cấp được khoan; vị trí các cọc được căn chỉnh bằng một khung định vị (template), đồng thời khung này kiểm soát khoảng cách giữa các cọc sơ cấp. Các cọc bê tông sơ cấp được thi công không có cốt thép. Sau đó, các cọc thứ cấp được khoan xen giữa các cọc sơ cấp sao cho chúng cắt vào các cọc sơ cấp ở cả hai phía. Các cọc thứ cấp được gia cường bằng lồng cốt thép hoặc dầm thép (tiết diện W). So với tường cừ ván và tường Soldier Pile, tường cọc secant còn có một ưu điểm là nếu được thi công tốt, chúng có thể tạo thành màng chắn thấm (seepage barrier).

Tường cọc tangent được thi công sao cho các cọc không chồng lấn lên nhau (Hình 4-48). Về lý tưởng, các cọc được khoan sao cho tiếp xúc tiếp tuyến với các cọc liền kề, tuy nhiên trên thực tế thường tồn tại khe hở giữa các cọc. Các cọc được gia cường bằng dầm thép (tiết diện I hoặc W) hoặc lồng cốt thép. Tường cọc tangent không có khả năng chống thấm tương đương tường cọc secant, vì giữa các cọc thường tồn tại khe hở. Ngoài ra, cát sạch có thể dịch chuyển hoặc chảy qua các khe giữa các cọc của tường cọc tangent.

Tường cọc secant và tangent thường được neo bằng tieback, đặc biệt khi cần kiểm soát biến dạng bên ngoài hố đào hoặc khi hố đào sâu. Do việc kiểm soát biến dạng là một yếu tố then chốt trong việc lựa chọn tường cọc secant và tangent, các phương pháp phân tích thường dựa trên tính toán biến dạng, thay vì xác định các trạng thái giới hạn về ứng suất (stress limit states).

Các phương pháp ước tính chuyển vị ngang và chuyển vị đứng phía sau các tường này được trình bày trong Mục 2-4.4. Trong thực tế, khi thiết kế các loại tường này, thường sử dụng các phương pháp số cho phép áp dụng các mô hình quan hệ ứng suất–biến dạng của đất (constitutive models for soils), cũng như các phần tử tiếp xúc (interface elements) để mô phỏng tương tác đất–kết cấu.

²⁵: Theo thuật ngữ thông dụng trong kỹ thuật địa kỹ thuật, piles là các cấu kiện được “đóng” (driven), còn shafts là các cấu kiện được “khoan” (drilled). Tuy nhiên, các cấu kiện bê tông dạng shaft trong tường tangent và secant thường được gọi là “piles” (cọc).

4-7.7 Tường Soil Nail

Soil nailing là một phương pháp tạo ra khối đất được gia cường nhằm mục đích chống đỡ lâu dài cho các hố đào vĩnh cửu. Các quy trình chi tiết về thiết kế, thi công và kiểm tra tường soil nail có thể được tìm thấy trong Geotechnical Engineering Circular No. 7 (FHWA 2015).

Tường soil nail có thể là một hệ tường hiệu quả về chi phí đối với các vị trí có hạn chế về phạm vi sử dụng đất (right-of-way) hoặc hạn chế về khoảng không phía trên. Thiết bị sử dụng để thi công loại tường này thường sẵn có và có kích thước nhỏ gọn, vì vậy có thể thi công tại các vị trí xa xôi. Loại tường này cũng thích ứng với các đoạn cong theo tuyến tường tốt hơn so với các loại tường khác.

Một soil nail thông thường là thanh cốt thép hoặc thanh thép chịu kéo (steel tendon) được đặt trong một lỗ khoan đã được lấp đầy vữa. Phần tử gia cường làm việc thụ động, nghĩa là nó không được căng sau (post-tensioned).

Tường soil nail được thi công theo phương pháp từ trên xuống (top-down), trong đó các soil nail và bê tông phun (shotcrete) được lắp đặt/thi công dần theo quá trình đào đất.

Các soil nail được bố trí với:

• Khoảng cách đứng: từ 3 đến 5 ft (≈ 0.9–1.5 m);
• Khoảng cách ngang: từ 4 đến 6 ft (≈ 1.2–1.8 m).

Các soil nail thường được bố trí nghiêng xuống 15° so với phương ngang. Các dải thoát nước (strip drains) thường được lắp đặt với khoảng cách đều giữa các soil nail để ngăn nước tích tụ phía sau lớp mặt tường (facing).

Sau khi đào đến toàn bộ chiều sâu thiết kế, một lớp mặt tường cuối cùng bằng bê tông phun hoặc bê tông được thi công. Mặt cắt ngang của tường soil nail được trình bày trong Hình 4-49.

Chiều dài của soil nail thường bằng khoảng 70% chiều cao tường, tuy nhiên trong các trường hợp thiết kế cụ thể có thể cần sử dụng soil nail dài hơn hoặc ngắn hơn.

Tường soil nail phù hợp nhất với các lớp đất có khả năng duy trì ổn định vách đào thẳng đứng cao từ 4 đến 6 ft (≈ 1.2–1.8 m) trong thời gian lên đến 48 giờ, đủ thời gian để thi công các soil nail. Ngoài ra, mong muốn lỗ khoan có thể tự ổn định và giữ nguyên trạng thái mở trong quá trình lắp đặt thanh chịu kéo (tendon) và bơm vữa.

Các loại đất đã được chứng minh là phù hợp cho thi công tường soil nail bao gồm đất hạt rời chặt, đá phong hóa, đất hạt mịn cứng, đất tàn tích cứng và một số loại đất băng tích (glacial till).

Các điều kiện đất bất lợi bao gồm: đất hạt rời khô và đồng đều; đất có tính thấm cao với mực nước ngầm cao; đất chứa cuội và tảng; và đất hạt mịn hữu cơ hoặc vô cơ mềm.

Tường soil nail được thiết kế để chống đỡ lâu dài; do đó, các thông số cường độ chống cắt thoát nước thường được yêu cầu sử dụng trong thiết kế.²⁶ Đối với các tường được xây dựng để giữ đất cứng, quá cố kết, nên sử dụng cường độ sau khi đã mềm hóa hoàn toàn (fully softened strength) xác định từ thí nghiệm ba trục hoặc thí nghiệm cắt trực tiếp, thay vì cường độ chống cắt đỉnh (peak shear strength).

Do tường soil nail thường được xây dựng để giữ đất hạt rời, kết quả của các thí nghiệm tại hiện trường (in situ), chẳng hạn như SPT hoặc CPT, thường được sử dụng để ước tính góc ma sát thoát nước.

Chú thích 26

²⁶ Đối với tường được xây dựng trong đất hạt mịn bão hòa có cường độ thấp, nên xác định cường độ không thoát nước để đánh giá liệu mái đất không được chống đỡ có ổn định trong quá trình đào đến chiều sâu của từng giai đoạn đào hay không. Cường độ không thoát nước cũng có thể cần thiết để tính toán trồi đáy hố đào (basal heave) (Mục 2-4.3.3).

Thiết kế tường soil nail khá phức tạp và trong thực tế thường sử dụng các chương trình máy tính. Có nhiều dạng phá hoại tiềm ẩn, được tóm tắt trong Hình 4-50. Áp lực đất, theo nghĩa cổ điển, không được tính toán riêng biệt; thay vào đó, ổn định được đánh giá bằng các phương pháp cân bằng giới hạn, tương tự như phương pháp sử dụng trong phân tích ổn định mái dốc.²⁷ Cả ổn định bên trong và ổn định bên ngoài đều được đánh giá.

Để đánh giá ổn định bên trong, nhiều mặt trượt khác nhau được xem xét khi chiều sâu đào tăng dần. Các mặt phá hoại được phân tích bao gồm những mặt trượt cắt qua các soil nail và những mặt trượt vượt ra ngoài vùng đất đã được gia cường. Có các chương trình máy tính được phát triển riêng cho tường soil nail để thực hiện các dạng phân tích này.

Ổn định bên ngoài được đánh giá với giả thiết rằng khối phá hoại bao gồm toàn bộ vùng đất gia cường, và có thể sử dụng các phần mềm phân tích ổn định mái dốc thông thường.

So với phân tích tường chắn thông thường, việc đánh giá ổn định của tường soil nail đòi hỏi nhiều thông số bổ sung. Các thông số này bao gồm sức kháng nhổ của soil nail (nail pullout resistance) và cường độ chịu kéo của thanh nail (tendon tensile strength), cùng với nhiều yếu tố liên quan đến các dạng phá hoại của lớp mặt tường (wall facing).

Các ví dụ chi tiết về thiết kế và phân tích tường soil nail, cùng với các hệ số an toàn khuyến nghị, được trình bày trong FHWA (2015).

²⁷ Nếu trượt đáy (basal sliding) được xem là một cơ chế phá hoại có thể xảy ra, thì có thể sử dụng áp lực đất chủ động xác định theo phương pháp Coulomb, kết hợp với phương pháp phân tích ổn định trượt thông thường của tường chắn (Mục 4-5.1.3).

4-8 CHỐNG ĐỠ HỐ ĐÀO

Các kết cấu chắn đất mềm là một bộ phận quan trọng trong thiết kế hố đào, nội dung này đã được trình bày chi tiết trong Chương 2. Trong nhiều trường hợp, các tường chắn của hố đào phải được chống đỡ từ bên trong hoặc từ bên ngoài.

Việc xác định các lực tác dụng lên các bộ phận của hệ chống đỡ là một phần quan trọng của thiết kế hố đào. Sự tương tác giữa tường, đất và hệ chống đỡ làm cho các lực này trở nên khá phức tạp. Các lực phụ thuộc vào trình tự thi công, khoảng cách giữa các thanh chống, chất lượng thi công lắp đặt, v.v.

Các phân bố áp lực đất được xây dựng chủ yếu dựa trên các số liệu đo đạc từ những trường hợp thực tế tại các hố đào có bố trí thiết bị quan trắc và được trình bày trong mục tiếp theo. Sau đó, các phân bố áp lực này được sử dụng để xác định các lực mà hệ chống đỡ bên trong hoặc bên ngoài phải chịu.

4-8.1 Biểu đồ áp lực đất biểu kiến

Áp lực đất đối với các kết cấu chắn đất mềm có hệ chống đỡ được xác định theo phương pháp bán thực nghiệm, dựa trên các tải trọng tác dụng lên hệ chống đo được tại các công trình thực tế. Các biểu đồ áp lực được xây dựng sao cho bao phủ các giá trị áp lực đất đo được, và áp lực thực tế có khả năng thấp hơn các giá trị thể hiện trên biểu đồ. Các biểu đồ này được gọi là biểu đồ áp lực đất biểu kiến (apparent earth pressure diagrams) do chúng được xây dựng trên cơ sở bán thực nghiệm này.

Tuy nhiên, các biểu đồ vẫn có cơ sở từ lý thuyết áp lực đất, vì giá trị áp lực cực đại được tính bằng hệ số áp lực đất chủ động $K_A$. Hình dạng của các biểu đồ phụ thuộc vào vị trí theo phương đứng của điểm đặt lực chống đỡ (thanh chống hoặc neo). Các biểu đồ áp lực biểu kiến được sử dụng để thiết kế các hố đào được chống đỡ từ bên trong và từ bên ngoài, sẽ được trình bày ở phần sau của mục này.

Các biểu đồ áp lực đất biểu kiến được trình bày trong Hình 4-51 đến Hình 4-53. Độ lớn và hình dạng của các biểu đồ phụ thuộc vào loại đất. Một bộ biểu đồ áp lực đất biểu kiến trước đây đã được sử dụng cho các hệ chống đỡ bằng thanh chống bên trong (Terzaghi và Peck 1967). Một bộ biểu đồ áp lực khác được xây dựng cho các hệ được chống đỡ từ bên ngoài (FHWA 1999).

Các biểu đồ này được xây dựng khác nhau do có sự khác biệt về thời điểm lắp đặt hệ chống, mức chuyển vị có thể xảy ra trước khi lắp đặt hệ chống, và độ lớn của lực căng trước (preload) tác dụng lên các bộ phận chống đỡ.

Việc quyết định có nên sử dụng các biểu đồ áp lực đất biểu kiến của FHWA (1999) cho cả hệ chống đỡ từ bên trong và từ bên ngoài hay không thuộc phán đoán của kỹ sư thiết kế, đặc biệt khi các thanh chống được tạo lực trước (preloaded) để chống đỡ hố đào.

Lực trong thanh chống ngang, được ký hiệu là $T$ trên các biểu đồ áp lực đất biểu kiến, được xác định từ phân bố áp lực đất theo một trong hai phương pháp: (1) phương pháp diện tích phân tải (tributary area method) và (2) phương pháp khớp (hinge method).

Đối với phương pháp diện tích phân tải, tải trọng tác dụng lên mỗi thanh chống được tính với giả thiết rằng thanh chống chịu phần áp lực phân bố trong phạm vi từ điểm giữa khoảng cách theo phương đứng đến thanh chống phía trên đến điểm giữa khoảng cách theo phương đứng đến thanh chống phía dưới.

Phương pháp khớp dựa trên việc lấy tổng mô-men quanh các vị trí thanh chống (ví dụ, coi các vị trí này là các “khớp” có mô-men bằng 0) để tính tải trọng cụ thể tác dụng lên từng thanh chống.

Nhìn chung, các biểu đồ áp lực biểu kiến được xây dựng cho các hố đào tương đối sâu (> 20 ft, khoảng > 6.1 m) và có bề rộng tương đối lớn.

4-8.2 Ổn định đáy hố đào

Ổn định đáy hố đào rất quan trọng vì mất ổn định đáy là một cơ chế phá hoại tiềm ẩn của hố đào. Ngoài ra, ổn định đáy cũng có thể ảnh hưởng đến áp lực đất tác dụng lên tường. Mục 2-4.3 cung cấp thông tin về ổn định đáy của hố đào.

4-8.3 Hệ chống bên trong (Chống đỡ hố đào)

Hệ chống bên trong, hay hệ chống đỡ hố đào (excavation bracing), là các hệ chống được bố trí bên trong hố đào, chẳng hạn như thanh chống ngang qua hố đào (cross-lot braces) hoặc thanh chống xiên (rakers) (Hình 2-6).

Sau khi xác định được tải trọng tác dụng lên hệ chống, việc thiết kế hệ chống bên trong chủ yếu là bài toán thiết kế kết cấu.

4-8.3.1 Hố đào hẹp được chống đỡ từ bên trong

Các quy trình thiết kế đặc biệt được áp dụng cho hố đào hẹp có hệ chống. Các bước thiết kế đối với một hố đào hẹp được chống đỡ bằng tường mềm được trình bày trong Hình 4-54.

Các biểu đồ áp lực đất biểu kiến thích hợp được sử dụng để xác định phân bố áp lực trong phạm vi chiều sâu hố đào. Cần xét đến chênh lệch áp lực nước nếu mực nước ngầm phía đất được giữ lại nằm cao hơn đáy hố đào. Một ví dụ về loại thiết kế này được trình bày trong Hình 4-55.

Quy trình cơ bản để thiết kế tường cho hố đào hẹp như sau:

1. Tính hệ số an toàn đối với ổn định đáy hố đào theo các phương pháp trình bày trong Mục 2-4.3.
2. Tính lực trong các thanh chống theo phương pháp trình bày trong Hình 4-54.
3. Tính tiết diện yêu cầu của tường và đà waler. Khi tính tiết diện yêu cầu của tường, có thể xét đến hiệu ứng vòm (arching) bằng cách giảm áp lực trong tất cả các nhịp, ngoại trừ nhịp trên cùng. Có thể sử dụng giá trị áp lực bằng 80% các giá trị thể hiện trong hình.
4. Tính lại lực trong các thanh chống và tiết diện yêu cầu của tường và các đà waler, sử dụng áp lực đất chủ động tại từng giai đoạn thi công thay cho biểu đồ áp lực đất chủ động (tương tự Hình 4-56).
5. So sánh lực trong thanh chống và tiết diện yêu cầu tính được ở Bước 4 với Bước 3, và chọn lực hoặc tiết diện lớn hơn để thiết kế.

4-8.3.2. Hố đào được chống đỡ từ bên trong bằng thanh chống xiên

Khi tường được đỡ bằng các thanh chống xiên (raking braces), tường có thể xảy ra chuyển vị đáng kể trước khi các cấu kiện chống đỡ được lắp đặt. Hình 4-56 trình bày sự phân bố áp lực đất tác dụng lên một tường mềm, trong trường hợp chuyển vị của tường đã tạo ra trạng thái áp lực đất chủ động. Cách bố trí này được sử dụng cho hệ chống tạm thời. Cần xét đến tải trọng nước không cân bằng trong mặt cắt này.

4-8.4. Chống đỡ từ bên ngoài (Tường neo)

Tường neo (tied-back walls) sử dụng hệ chống đỡ từ bên ngoài, chẳng hạn như neo đất, để đảm bảo ổn định và có những ưu điểm rõ rệt so với các hệ thống chống đỡ từ bên trong. Đối với hệ chống hố đào, tường neo giúp không gian bên trong hố đào được thông thoáng, vì các cấu kiện chống đỡ được bố trí bên ngoài phạm vi hố đào. Tường neo có thể là kết cấu tạm thời hoặc vĩnh cửu. Các cấu kiện tường có thể là cừ ván, cọc soldier beam kết hợp ván chèn, tường diaphragm, hoặc các hệ tường khác.

Geotechnical Engineering Circular No. 4 của FHWA (FHWA 1999) cung cấp các nội dung chi tiết về thiết kế neo có thể áp dụng cho các hố đào được chống đỡ từ bên trong. Nhiều quy trình thiết kế cơ bản được trình bày cho hệ chống hố đào và tường chắn có neo (anchored bulkheads) cũng được sử dụng cho tường neo. Tuy nhiên, các neo (tie-backs) có thể được lắp đặt sớm hơn trong quá trình thi công tường. Các neo được tạo lực căng trước và nhờ đó ngăn ngừa chuyển vị đáng kể xảy ra. Vì lý do này, thiết kế tường neo sử dụng các biểu đồ áp lực đất biểu kiến khác với các biểu đồ dùng cho hố đào được chống đỡ từ bên trong. Các biểu đồ áp lực đất biểu kiến đối với kết cấu chắn đất được chống đỡ từ bên ngoài được trình bày ở phía bên phải của Hình 4-51 đến Hình 4-53.

Đối với đất cát và đất sét cứng, phải biết vị trí của điểm chống đỡ trên cùng và dưới cùng. Phản lực $R$ được xác định dựa trên sức kháng bị động của đất, và phải áp dụng hệ số an toàn 1.5 cho sức kháng này. Chiều sâu chôn tường $D$ được lựa chọn sao cho đạt được giá trị sức kháng bị động thích hợp. Khi tính sức kháng bị động, có thể sử dụng tỷ số: \(\dfrac{\delta}{\phi’}\) bằng 0.5 đến 1.0. Tham khảo Bảng 4-1 để xác định giá trị $\delta$. Hệ số $K_P$ được xác định từ Hình 4-12.

Thiết kế tường neo (tied-back walls) khá phức tạp, và một thiết kế phù hợp bao gồm nhiều bước. So với hố đào được chống đỡ từ bên trong, hố đào được chống đỡ từ bên ngoài có thêm nhiều cấu kiện mang tính địa kỹ thuật (trái với các cấu kiện mang tính kết cấu). FHWA (1999) trình bày các bước riêng biệt như sau:

1. Xác lập các yêu cầu của dự án, bao gồm toàn bộ hình học, điều kiện tải trọng bên ngoài (tạm thời và/hoặc vĩnh cửu, động đất, v.v.), các tiêu chí làm việc và các ràng buộc thi công.
2. Đánh giá điều kiện địa chất dưới mặt đất tại công trường và các đặc trưng liên quan của đất và đá tại hiện trường (in situ).
3. Đánh giá các thông số thiết kế, xác lập các hệ số an toàn thiết kế hoặc các hệ số tải trọng và hệ số sức kháng, đồng thời lựa chọn mức độ bảo vệ chống ăn mòn.
4. Lựa chọn phân bố áp lực đất ngang tác dụng lên mặt sau tường ứng với chiều cao tường cuối cùng. Cộng thêm các áp lực thích hợp do nước, tải trọng chất thêm và động đất, sau đó xác định tổng áp lực ngang. Có thể cần thực hiện phân tích theo các giai đoạn thi công đối với tường xây dựng trong các loại đất có điều kiện bất lợi.
5. Tính tải trọng ngang trong các neo đất và mômen uốn của tường. Điều chỉnh vị trí các neo theo phương đứng cho đến khi đạt được sự phân bố mômen uốn tối ưu trong tường.
6. Xác định độ nghiêng yêu cầu của neo dựa trên các giới hạn về quyền sử dụng đất (right-of-way), vị trí của tầng đất thích hợp để neo và vị trí của các công trình ngầm.
7. Phân tích mỗi tải trọng neo theo phương ngang thành một thành phần lực theo phương đứng và một thành phần lực dọc theo trục neo.
8. Xác định khoảng cách neo theo phương ngang dựa trên loại tường. Tính tải trọng của từng neo.
9. Lựa chọn loại neo đất.
10. Đánh giá sức chịu tải theo phương đứng và phương ngang của tường ở phần nằm dưới đáy hố đào. Điều chỉnh tiết diện tường nếu cần.
11. Đánh giá ổn định bên trong và ổn định bên ngoài của hệ thống neo. Điều chỉnh hình học của neo đất nếu cần.
12. Ước tính chuyển vị ngang lớn nhất của tường và độ lún mặt đất. Điều chỉnh thiết kế nếu cần.
13. Lựa chọn ván chèn (lagging) nếu cần. Thiết kế đà waler, hệ thống thoát nước mặt tường và các chi tiết liên kết.

4-9. THIẾT KẾ ĐÊ QUÂY DẠNG Ô

Đê quây cừ ván dạng ô (cellular sheet pile cofferdams) là kết cấu được tạo thành từ các cừ ván được đóng theo nhiều dạng hình học khác nhau và được lấp đầy bằng đất. Đê quây được sử dụng cho nhiều mục đích, chẳng hạn như tạo khu vực thi công được tháo khô, tường âu tàu, kết cấu chắn đất, kết cấu neo giữ và đập tràn.

Hình dạng của đê quây bao gồm ô tròn (circular cells), ô bán nguyệt (semicircular cells) và ô dạng cỏ ba lá (cloverleaf cells). Các dạng cấu hình khác nhau này được trình bày trong Hình 4-57(a). Để tính toán thủ công, các cấu hình này được quy đổi thành đê quây tường song song tương đương có bề rộng $B$.

Theo định nghĩa chính xác, $B$ là bề rộng của một tiết diện hình chữ nhật có môđun chống uốn của tiết diện (section modulus) tương đương với môđun chống uốn của ô đê quây thực tế. Vì việc tính toán này có thể phức tạp, các phương pháp gần đúng để xác định $B$ cho các dạng ô đê quây khác nhau được trình bày trong Hình 4-57(a).

Hình 4-57(b) trình bày một mặt cắt điển hình được sử dụng để thiết kế đê quây. Trong một số thiết kế, có thể có đất áp vào mặt phía ngoài (outboard face) và có thể không có bệ (berm) ở mặt phía trong (inboard face).

Có nhiều yếu tố cần được xem xét khi thiết kế đê quây dạng ô. Do tính phức tạp của việc thiết kế đê quây, các phương pháp số mô phỏng tương tác đất–kết cấu thường được sử dụng. Độ ổn định của đê quây phụ thuộc vào tỷ số giữa bề rộng và chiều cao, sức kháng của bệ (berm) phía trong, nếu có, cũng như loại và tính thấm của vật liệu lấp trong ô.

Thông thường, áp lực chủ động và/hoặc bị động tác dụng lên các mặt ngoài của cừ ván. Cường độ chống cắt của vật liệu lấp trong đê quây là một yếu tố rất quan trọng đối với ổn định tổng thể của đê quây. Một yếu tố quan trọng không kém là đường bão hòa hoặc mặt nước ngầm (phreatic surface) trong vật liệu lấp ô. Vị trí của mặt nước trong ô thường được xác định theo loại đất sử dụng.

• Đối với vật liệu lấp hạt thô, thoát nước tốt, giả thiết độ dốc: 1H:1V.
• Đối với vật liệu lấp hạt mịn, thoát nước kém, thường sử dụng độ dốc: 3H:1V

Trong một số trường hợp, đường bão hòa được giả thiết kéo dài từ mặt phía ngoài của đê quây đến cao độ đỉnh bệ ở phía ngoài của mặt phía trong. Mặt đất hoặc bệ phía trong cũng có thể có mặt nước ngầm ở cao độ lớn hơn, nhưng tác dụng ổn định của áp lực nước ở mặt phía trong thường được bỏ qua trong tính toán thiết kế (USS 1984; USACE 1989).

Nhiều trường hợp tải trọng và điều kiện phá hoại khác nhau được sử dụng để đánh giá độ ổn định và khả năng làm việc của đê quây. Ba điều kiện tải trọng chính là:

• Trường hợp I – điều kiện mực nước lớn nhất (maximum pool conditions);
• Trường hợp II – điều kiện lấp ban đầu (initial filling conditions);
• Trường hợp III – điều kiện hạ thấp mực nước (drawdown conditions) (USACE 1989).

Đối với mỗi điều kiện tải trọng này, phải đánh giá các dạng mất ổn định/phá hoại sau:

• Trượt (sliding);
• Lật (overturning);
• Xoay – phương pháp Hansen (rotation – Hansen method);
• Trượt sâu (deep-seated sliding);
• Sức chịu tải nền (bearing capacity);
• Lún (settlement);
• Thấm (seepage);
• Lực kéo trong khóa liên kết cừ (interlock tension);
• Sức kháng cắt đứng – phương pháp Terzaghi;
• Sức kháng cắt ngang – phương pháp Cummings;
• Sức kháng cắt đứng – phương pháp Schroeder–Maitland;
• Nhổ các cừ phía ngoài (pullout of outboard sheets);
• Độ xuyên sâu của các cừ phía trong (penetration of inboard sheets).

Một số phương pháp phân tích, chẳng hạn như phân tích lật, rất tương tự các phương pháp được sử dụng cho tường chắn trọng lực (Mục 4-5.1). Các dạng phá hoại khác là đặc trưng riêng của đê quây dạng ô và các phương pháp phân tích đã được phát triển riêng cho từng dạng phá hoại này.

Nhiều dạng phá hoại sử dụng các phương pháp tính áp lực đất được trình bày trong chương này; tuy nhiên, các hệ số áp lực đất, đặc biệt đối với vật liệu lấp trong ô, nằm trong khoảng giữa các giá trị tương ứng với trạng thái áp lực đất chủ động và bị động được sử dụng cho các kết cấu chắn đất khác.

Bảng 4-7 trình bày một số dạng phá hoại và các nội dung cụ thể của phương pháp phân tích đê quây.

Các nội dung chi tiết về ổn định của đê quây cừ ván, cùng với lời giải cho các bài toán ví dụ, có thể được tìm thấy trong USS Steel Sheet Piling Design Manual (USS 1984) và Corps of Engineers’ EM 1100-2-2503 (USACE 1989).

Bảng 4-7. Các dạng phá hoại và chi tiết thiết kế đối với đê quây cừ ván

\(\\\)

\(\\\)

4-9.1. Biến dạng của ô

Độ phình lớn nhất của ô xảy ra ở vị trí cách đáy đê quây khoảng một phần tư chiều cao. Chuyển vị dưới tác dụng của tải trọng ngang gây lật phụ thuộc vào kích thước, điều kiện đỡ của nền và các đặc tính của vật liệu lấp trong ô (Brown 1963).

4-9.2. Vật liệu lấp trong ô

Ưu tiên sử dụng đất hạt thô sạch, thoát nước tốt làm vật liệu lấp trong ô. Vật liệu có thể được đổ bằng phương pháp thủy lực hoặc đổ qua nước mà không cần đầm chặt hay áp dụng các biện pháp thoát nước đặc biệt. Đối với các ô lớn và quan trọng, nên sử dụng vật liệu hạt sạch.

Trước khi chấp nhận sử dụng vật liệu lấp hạt mịn, cần nghiên cứu kỹ các phương án thay thế. Đất hạt mịn tạo ra áp lực gây bung lớn và làm giảm độ cứng của ô. Việc sử dụng loại đất này có thể đòi hỏi phải bố trí bệ phía trong (interior berms), tăng bề rộng ô, hoặc có thể phải thực hiện cố kết bằng giếng cát hoặc bơm thoát nước trong ô.

Tất cả vật liệu mềm bị giữ lại bên trong các ô phải được loại bỏ trước khi lấp.

4-9.3. Thoát nước đê quây

Cần bố trí lỗ thoát nước (weep holes) trên cừ ván phía trong để thoát nước từ vật liệu lấp trong ô.

Đối với các ô quan trọng và các ô sử dụng vật liệu lấp có chất lượng không đảm bảo, có thể sử dụng hệ thống thoát nước bổ sung bằng wellpoint hoặc giếng bố trí trong ô để tăng độ ổn định của ô.

4-9.3.1. Hạn chế ăn mòn đê quây

Khi các ô được sử dụng làm kết cấu vĩnh cửu, đặc biệt trong nước lợ hoặc nước biển, hiện tượng ăn mòn nghiêm trọng xảy ra từ đỉnh vùng nước bắn tóe (splash zone) đến vị trí ngay bên dưới mực nước thấp trung bình.

Tại những khu vực này, sử dụng lớp phủ bảo vệ, thép chống ăn mòn và/hoặc bảo vệ catốt.

4-10 ĐẤT CÓ VẤN ĐỀ VÀ TƯỜNG CHẮN

Chương 1 trình bày tổng quan về nhiều loại điều kiện đất có vấn đề có thể ảnh hưởng đến thiết kế móng và các công trình đất.

Bảng 4-8 tóm tắt các điều kiện quan trọng cần xem xét khi thiết kế tường chắn trong các loại đất có vấn đề.

Bảng 4-8. Các vấn đề cần xem xét đối với đất có vấn đề khi thiết kế kết cấu chắn đất

\(\\\)

4-11 CÁC KÝ HIỆU

4-12 TÀI LIỆU ĐỌC THÊM