OCDI TIẾNG VIỆT Phan 5 Chuong 5.2

4.3.2 Tính sức chịu tải ngang cho phép của cọc (Điều 43, Khoản 5 Thông báo)
Sức chịu tải ngang cho phép của cọc đơc xác định bằng một giá trị thích hợp trên cơ
sở các thí nghiệm chịu tải hoặc các phơng pháp phân tích, hoặc là các phơng pháp
tính toán bằng cách kết hợp các kết quả này lại với nhau.
4.3.3 Đánh giá sự làm việc của cọc qua thí nghiệm thử tải
Khi tiến hành các thí nghiệm thử tải để tính toán sự làm việc của cọc đơn chịu lực
ngang, tất cả những đánh giá phù hợp sẽ đợc đa ra về sự khác nhau đối với cọc và
các điều kiện tải trọng và sự khác nhau giữa kết cấu thực tế và thí nghiệm thử tải.
[Chỉ dẫn kỹ thuật]
Khi các thí nghiệm thử tải đợc thực hiện trong điều kiện tơng tự nh kết cấu thực tế, thì sức chịu tải cho
phép có thể tính đợc từ các kết quả thí nghiệm nhờ các phơng pháp sau. Đồ thị tải trọng và sự chuyển
vị của đầu cọc trong các thí nghiệm chịu tải ngang thờng có dạng đờng cong từ lúc bắt đầu. Do vậy,
khó mà đọc đợc rõ ràng tải trọng gây ra uốn hoặc tải trọng tới hạn trên đờng cong chuyển vị của đầu
cọc và tải trọng (trừ cọc ngắn). Bởi vì cọc có chiều sâu chôn cọc dài thì chỉ chịu đ ợc hiện tợng nền bị
phá hoại ở qui mô nhỏ và sự phá hoại nền tăng dần chứ không thể chịu đ ợc sự sụt lở toàn bộ. Do vậy,
đồ thị chuyển vị của đầu cọc và tải trọng không đợc sử dụng để tính tải trọng đàn hồi hoặc tải trọng tới
hạn, mà chỉ để khẳng định sự chuyển vị của đầu cọc. Nói cách khác, một khi sự chuyển vị cho phép
của đầu cọc đã đợc xác định, tải trọng tơng ứng với sự chuyển vị này trên đờng cong chuyển vị của
đầu cọc và tải trọng sẽ xác định sức chịu tải ngang cho phép.
Hơn nữa, ứng suất uốn tơng ứng với sức chịu tải này cũng cần phải đợc tính toán. Đó là, khi tải trọng
bằng giá trị sức chịu tải cho phép đợc áp dụng, thì ứng suất uốn lớn nhất xuất hiện trong cọc không đợc vợt quá ứng suất uốn cho phép của vật liệu cọc (xem 4.4.4 ứng suất cho phép của vật liệu cọc).
Để tính sức chịu tải ngang cho phép của cọc ngắn, cần xét đến sự lật đổ cọc cùng với sự chuyển vị
của đầu cọc và ứng suất uốn nh đã đợc đề cập. Khi tải trọng lật đổ không thể xác định chắc chắn đ ợc,
tải trọng thí nghiệm lớn nhất có thể đợc sử dụng thay cho tải trọng lật đổ.

4.3.4 Đánh giá sự làm việc của cọc sử dụng các phơng pháp phân tích
Khi đánh giá sự làm việc của cọc đơn chịu lực ngang bằng các phơng pháp phân tích,
thì phân tích cọc nh là dầm tựa trên nền đàn hồi sẽ đợc coi nh là tiêu chuẩn.
[Chú giải]
Những phơng pháp đánh giá theo phép phân tích sự làm việc của cọc đơn chịu lực ngang nh là dầm
tựa trên nền đàn hồi có bao gồm phơng pháp tơng đối đơn giản của Chang cũng nh là phơng pháp

của Viện nghiên cứu cảng và bến cảng (PHRI Port & Habor Research Institute) 6). Phơng pháp sau
đợc nhắc đến nh là một phơng pháp phân tích, vì nó có thể biểu diễn chính xác sự làm việc thực tế của
cọc đơn. Tuy nhiên, phơng pháp của Chang có thể đợc sử dụng khi chắc rằng không có sự khác biệt
đáng kể nào giữa hai phơng pháp.

[Chỉ dẫn kỹ thuật]
(1) Phơng trình cơ bản cho dầm trên nền đàn hồi
Phơng trình (4.3.1) là phơng trình cơ bản cho đánh giá theo phép phân tích sự làm việc của cọc nh là
rầm trên nền đàn hồi

EI

d4y
= P = pB
dx 4

(4.3.1)

Trong đó

EI : Độ cứng chống uốn của cọc (kN.m2)
x : Chiều sâu từ lớp đất mặt (m)
y : Sự chuyển vị của cọc ở độ sâu x (kN/m)
P

: Phản lực của đất nền trên một đơn vị chiều dài ở độ sâu

- V.28 -

x (kN/m)

p

: Phản lực đất nền trên đơn vị diện tích ở độ sâu x (kN/m 2)

B

: Chiều rộng của cọc (m)

Shinohara, Kubo và Hayashi đã đề xuất phơng pháp PHRI là một phơng pháp phân tích đánh giá sự
làm việc đàn hồi phi tuyến tính của đất 6). Phơng pháp này có giá trị quan trọng là nó có thể mô tả sự
làm việc thực tế của cọc một cách trung thực hơn các phơng pháp khác. Phơng pháp PHRI sử dụng
phơng trình (4.3.2) để mô tả mối quan hệ phản lực của đất nền và sự chuyển vị của cọc.

p = kx m y 0.5

(4.3.2)

Trong đó

k : Hằng số sức kháng ngang của đất (kN/m3.5 hoặc kN/m2.5)
m : Chỉ số 1 hoặc 0
(2) Phơng pháp PHRI
a)

Đặc điểm của phơng pháp PHRI
Trong phơng pháp PHRI, nền đợc chia làm loại S và loại C. Mối quan hệ giữa phản lực của
đất nền và sự chuyển vị của cọc đối với mỗi loại đất đợc xác định bằng phơng trình (4.3.3) và
(4.3.4) tơng ứng.

Đất loại-S :

p = k xy 0.5
s

(4.3.3)

Đất loại-C :

p = k y 0.5
c

(4.3.4)

Trong đó

k
k

s

: hằng số sức kháng ngang của đất loại S (kN/m3.5)

2.5
c : hằng số sức kháng ngang của đất loại C (kN/m

Sự nhận biết nền loại S hoặc loại C và sự tính toán k
thí nghiệm thử tải và khảo sát địa chất.

k

s và c đều dựa trên kết quả của các

Trong phơng pháp PHRI, các mối quan hệ phi tuyến tính giữa p và y đă đợc giới thiệu qua
các phơng trình (4.3.3) và (4.3.4) đã nêu để phản ánh trạng thái thực tế của phản lực nền.
Do vậy, những giải pháp cho từng điều kiện riêng sẽ không thể có đợc mà không có sự giúp
đỡ của các phép tính và nguyên lý chồng chất sẽ không thể áp dụng đợc. Kết quả của nhiều
thí nghiệm quy mô đầy đủ đã xác nhận là phơng pháp này phản ánh sự làm việc của cọc
chính xác hơn các phơng pháp thông thờng. Ngời ta nhận xét thấy là ở đây đối với cọc làm
việc nh là cọc dài thì các cọc đó phải dài ít nhất là 1.5 l m1 ( l m1 : độ sâu từ điểm có mô men
uốn bằng 0 đầu tiên theo phơng pháp PHRI).
b)

Hằng số sức kháng ngang của nền
Hai loại đất trong phơng pháp PHRI đợc định nghĩa nh sau
1

Đất loại S
(i) Mối quan hệ giữa

p - y đợc biểu diễn là p =k s xy 0.5 (xem phơng trình (4.3.3)

(ii) Giá trị N của thí nghiệm xuyên tiêu chuẩn tăng tỷ lệ với chiều sâu.
(iii) Ví dụ thực tế: nền cát có mật độ đồng nhất và nền sét cố kết bình thờng
2

Đất loại C
(i) Mối quan hệ giữa

p - y đợc biểu diễn là p =k c xy 0.5 (xem phơng trình (4.3.4))

- V.29 -


(ii) Giá trị

N của thí nghiệm xuyên tiêu chuẩn là không đổi đối với chiều sâu.

(iii) Ví dụ thực tế: nền cát có bề mặt rắn chắc và nền sét cố kết trớc đặc.
Đối với đất loại S, quan hệ giữa đại lợng
sức kháng ngang

N của giá trị N trên một mét chiều sâu và hằng số

k s thu đợc nh trong Hình T 4.3.2. Thậm chí nếu sự phân bố của các giá

trị = 0 với chiều sâu không có giá trị 0 ở lớp đất mặt, thì đại lợng N có thể đợc xác định từ độ
dốc của các giá trị N xuyên qua điểm 0 của lớp đất mặt. Đối với đất loại C, quan hệ giữa bản
thân giá trị N và

k c thu đợc nh trong Hình T 4.3.3 7). Bằng cách này, giá trị gần đúng của

k s hoặc k c có thể đợc đánh giá từ sự phân bố của các giá trị N với chiều sâu.
c)

Tính các hằng số sức kháng ngang bằng thí nghiệm chịu tải
Tính các hằng số sức kháng ngang bằng cách sử dụng giá trị N chỉ có thể đa ra các giá trị
gần đúng. Các thí nghiệm chịu tải nên đợc tiến hành để thu đợc những giá trị chính xác hơn.
Các hằng số k s và k c đợc xác định từ các điều kiện của đất, và không bị tác động bởi các
điều kiện khác không giống nh E s của Chang. Do vậy, nếu k s hoặc k c có thể thu đợc từ
một thí nghiệm thử tải, thì giá trị của nó cũng có thể đợc áp dụng cho các điều kiện khác.

d)

ảnhhởng của chiều rộng cọc
Có hai cách để xem xét ảnh hởng của chiều rộng cọc. Cách thứ nhất là xem xét xem chiều
rộng cọc là B không ảnh hởng đến mối quan hệ giữa phản lực của nền p trên một đơn vị
diện tích và sự chuyển vị y . Cách thứ hai, nh đã đợc Terzaghi đề xuất, là xác định xem giá trị
của p tơng ứng cho một giá trị y cho trớc có tỷ lệ nghịch với B . Shinohara, Kubo và
Sawaghuchi đă xây dựng các thí nghiệm mô hình trên các mối quan hệ giữa giá trị

k s trong

đất cát (phơng pháp PHRI) và B . Kết quả đợc chỉ ra trên Hình T 4.3.4. Dờng nh là xác nhận
có sự kết hợp của hai lý thuyết đề cập ở trên theo cách là lý thuyết thứ nhất đúng nếu độ rộng
cọc B đủ lớn. Trên cơ sở những kết quả này, ngời ta đã quyết định là không đánh giá ảnh hởng của chiều rộng cọc trong phơng pháp PHRI.
e)

ảnh hởng của độ nghiêng cọc
Đối với cọc nghiêng, mối quan hệ giữa góc nghiêng của cọc và tỷ số của hằng số sức kháng
ngang của cọc nghiêng so với cọc đứng đã thu đợc nh trên Hình T 4.3.5.

- V.30 -


H×nh T – 4.3.2 Mèi quan hÖ gi÷a

N vµ k s

H×nh T – 4.3.3 Mèi quan hÖ gi÷a gi¸ trÞ N vµ

- V.31 -

kc


Chú thích

Hằng số sức kháng ngang ks (kN/m3,5

Chuyển
vị đầu
cọc

Đờng cong Mô men uốn
p-y
lớn nhất

Seri thứ 1
Seri thứ 2
Seri thứ 3

Chiều rộng cọc (m)
Hình T 4.3.4 Mối quan hệ giữa

k s và Chiều rộng cọc

Thí nghiệm trong phòng
Thí nghiệm hiện trờng
Giá trị k khi = 0

Hình T 4.3.5 Mối quan hệ giữa độ nghiêng cọc và tỷ số k

- V.32 -


- V.33 -

Dạng cơ bản

Hệ số cứng của đầu cọc

Độ sâu của độ
định thứ nhất
Chiều sâu của điểm có
góc uốn = 0

Độ sâu ứng với Mmax

Mô men uốn cực đại của
phần chìm trong đất

Mô men uốn đầu cọc

Lực cắt của cấu
kiên cọc

Mô men uốn của
cấu kiện cọc

Đọ nghiêng đầu cọc

Chuyển vị mặt đất
y0

Chuyển vị ở đầu cọc
y1

Đường uốn, y

Sơ đồ mô men uốn

Sơ đồ đường uốn

Vị trí cọc

Các P..trình của
đường cong uốn
và các ký hiệu

Phần chìm

Phần nổi

Khi đầu cọc
không xoay

Phần nhô trên mặt đất

Các kí hiệu

Dạng cơ bản

Hệ số nền nằm ngang c (kN/m2
Chiều cao đầu cọc trên mặt đất (m)

Nếu M = 0 dùng PT trong đặt h0
= Mt Ht: cùng áp dụng dưới đây

Phần chìm trong đất ( h=0)
Hệ thống cơ bản với M=0
Khi đầu cọc không xoay

Lực ngang lên đầu cọc (kN)
Mô men ngoạI lực lên đầu cọc
(kN m)
Đường kính cọc2(m)
Độ cứng (kN-m )

Bảng T 4.3.1 Các tính toán cho cọc có chiều dài nửa vô hạn khi kh là hằng số


- V.34 -


(3) Phơng pháp của Chang
(a) Phơng trình tính
Sử dụng môđun đàn hồi của nền
nh sau

E S = Bk h , phơng trình đàn hồi của cọc đợc biểu diễn

Phần trên mặt đất:
4.3.5
Phần chôn dới đất:
Bằng cách giải bài toán tổng quát này (với

Bk h là hằng số) và đa điều kiện biên vào, sẽ

có lời giải cho cọc có độ dài nửa vô hạn (xem Bảng T 4.3.1 ). Theo Yokoyama, cọc có
độ dài hữu hạn cũng có thể tính đợc theo cách tơng tự nh cọc có độ dài bán vô hạn miễn
là L . Nếu ngắn hơn, cọc phải đợc coi là có độ dài hữu hạn. Biểu đồ có sẵn
nhằm đơn giản hoá quá trình này.
(b) Tính
1

k h theo phơng pháp của Chang

Đề xuất của Terzaghi 8)
Terzaghi đã đề xuất các giá trị sau đây cho hệ số của phản lực ngang của đất nền
trong đất cát và đất dính:
(i) Trong trờng hợp đất sét:

k h=

0.2
k h1
B

(4.3.6)

E s = Bk h = 0.2k h1

(4.3.7)

Trong đó

k h : hệ số phản lực ngang của đất nền (kN/m3)
B : chiều rộng cọc (m)
k h1 : giá trị đợc liệt kê trong Bảng T 4.3.2
(ii) Trong trờng hợp đất cát

k h = nh

x
B

(4.3.8)

E s = Bk h = n h x

(4.3.9)

Trong đó

x : độ sâu (m)
B : chiều rộng cọc (m)
n h : giá trị đợc liệt kê trong Bảng T 4.3.3
E s là hàm của độ sâu và do đó không thể đợc đa trực tiếp vào phơng
pháp của Chang. Đối với những trờng hợp nh vậy, Chang lấy E s bằng một phần ba
giá trị tại độ sâu của y1 (độ sâu của điểm chuyển vị đầu tiên bằng 0). Tuy nhiên, bản

Trong đất cát,

y1 là hàm của E s , và các phép tính lặp phải đợc thực hiện để thu đợc giá trị
của E s . Cuốn sách của Yokoyama9) mô tả phơng pháp tính không lặp. Terghazi thừa
thân

- V.35 -


nhận là giá trị của

k h tỷ lệ nghịch với chiều rộng cọc B , nh đợc biểu diễn trong các

phơng trình (4.3.6) và (4.3.8). Những ý kiến khác thì đề xuất là chiều rộng cọc không
có liên quan gì (xem [Chỉ dẫn kỹ thuật] (2) (d)).
Bảng T 4.3.2 Hệ số phản lực ngang của nền
Độ chặt của sét

Cứng

Rất cứng

Nguyên khối

100 ~ 200

200 ~ 400

400 hoặc lớn hơn

16,000 ~ 32,000

32,000 ~ 64,000

64,000 hoặc lớn hơn

24,000

48,000

96,000

Rời

Trung bình

Chặt

nh cho cát khô hoặc cát ớt (kN/m3)

2,200

6,600

17,600

nh cho cát bão hoà (kN/m3)

1,300

4,400

10,800

Cờng độ nén nở hông
Phạm vi của

qu (kN/m2)

k h1 (kN/m3)

Giá trị đề xuất của

k h1 (kN/m3)

Bảng T 4.3.3 Giá trị của nh
Độ chặt tơng đối của cát

2

Đề xuất của Yokoyama
Yokoyama 9) đã thu thập những kết quả của các thí nghiệm chịu tải ngang lên cọc
thép đợc tiến hành tại Nhật Bản và ông đã tính ngợc k h bằng cách sử dụng các kết
quả trên. Hình T 4.3.6 chỉ ra mối quan hệ giữa những giá trị này và các giá trị N
trung bình tại các độ sâu xuống tới

1 tính từ lớp mặt đất .

- V.36 -

N Giá trị
Hình T 4.3.6 Các giá trị tính ngợc của

k h từ Thí nghiệm thử tải ngang lên cọc

E s = Bk h thu đợc là đúng với cả đất cát và đất sét, trong khi bản thân
k h đợc coi là không chịu ảnh hởng của B . Mặc dù các giá trị tính ngợc của k h bằng cách sử

Trong trờng hợp này,

dụng các số liệu quan sát thực tế giảm cân xứng với sự tăng của tải trọng, Hình T 4.3.6 chỉ
ra các giá trị của k h tơng ứng với tải trọng mà tại đó ứng suất uốn của thép vật liệu đạt 100
150 MN/m2. Biểu đồ này có thể đợc sử dụng khi lấy xấp xỉ giá trị của
đất mà không tiến hành thí nghiệm thử tải tại hiện trờng.

E s từ từng điều kiện của

4.3.5 Đánh giá tác động của nhóm cọc
Khi các cọc đợc sử dụng nh là nhóm cọc thì tác động của nhóm cọc gây ảnh hởng
đến sự làm việc của từng cọc sẽ đợc xem xét.
[Chỉ dẫn kỹ thuật]
Khi khoảng cách giữa các cọc đóng vợt quá giá trị đợc liệt kê trong Bảng T 4.3.4, tác động của nhóm
cọc lên sức chịu tải ngang của từng cọc đơn có thể bỏ qua. Trong bảng này, ngang có nghĩa là h ớng
vuông góc với hớng của ngoại lực, còn dọc có nghĩa là hớng của ngoại lực.
Bảng T 4.3.4 Khoảng cách tối thiểu của cọc đối với Sức chịu tải ngang của các cọc đơn
Đất cát
Đất dính

ngang

1.5 lần đờng kính của cọc

dọc

2.5 lần đờng kính của cọc

ngang

3.0 lần đờng kính của cọc

dọc

4.0 lần đờng kính của cọc

4.3.6 Sức chịu tải ngang của cọc chụm đôi
Sức chịu tải ngang của móng kết cấu dùng cọc chụm đôi đợc xác định phù hợp có
xét đến đặc điểm kết cấu của nền móng.

- V.37 -


[Chú giải]
(1) Phân bố của lực ngang trong Nền móng với tổ hợp bao gồm cọc đứng và cọc chụm đôi
Khi lực ngang tác động lên nền móng với tổ hợp của cọc đứng và cọc chụm đôi, thì lực sinh ra do
cọc đứng nhỏ hơn nhiều so với lực sinh ra bởi cọc đôi dới điều kiện sự chuyển vị ngang bằng
nhau. Thờng nhận thấy là tất cả các lực ngang đều do cọc đôi chịu.
(2) Sức chịu tải ngang của cọc chụm đôi
Có hai nhóm phơng pháp tính sức chịu tải ngang của cọc đôi. Nhóm thứ nhất chỉ tính sức kháng từ
sức chịu tải dọc trục của từng cọc. Nhóm thứ hai tính sức kháng từ sức chịu tải dọc trục của từng

cọc và sức chịu tải ngang của từng cọc có tính đến sức kháng uốn của cọc.

[Chỉ dẫn kỹ thuật]
(1) Tính sức chịu tải ngang của cọc chụm đôi chỉ xét đến sức chịu tải dọc trục của cọc
Khi lực kháng đợc chỉ chịu sức chịu tải dọc trục, nh Hình T 4.3.7, tải trọng đứng và tải trọng bên
bên ngoài tác động lên đầu hai cọc chụm đôi đợc chia thành lực dọc trục của mỗi cọc. Điều này
có nghĩa là lực tác dụng theo hớng dọc trục của mỗi cọc sẽ là nhỏ hơn sức chịu tải dọc trục cho
phép (hoặc sức kháng chịu kéo cho phép). Lực dọc trục đợc tính bằng phơng trình (4.3.10) hoặc
bằng phơng pháp đồ thị (xem Hình T 4.3.7).

Trong đó

P1 , P2 : Lực đẩy tác dụng lên từng cọc (hoặc lực kéo nếu là âm) (kN)

1 , 2 : Góc nghiêng của mỗi cọc (o)
Vi

: Ngoại lực hớng thẳng đứng của cọc chụm đôi (kN)

Hi

: Ngoại lực hớng nằm ngang của cọc chụm đôi (kN)

- V.38 -


(Cọc ngoài)

Hình T-4.3.7. Lực dọc của cọc chụm đôi

(Cọc trong)

Hình T-4.3.8. Cọc chụm đôi - áp lực đất theo biến
dạng cọc do moment uốn

(2) Tính sức kháng ngang của cọc chụm đôi có xét đến sức chịu tải ngang của từng cọc
Có các cách khác nhau để tính sức chịu tải ngang của cọc đôi khi xét đến sức chịu tải ngang của
từng cọc. Ví dụ
1

Thiết lập các điều kiện mà tại đó sự chuyển vị của mỗi cọc luôn luôn giống nhau ở tại điểm
nối của cọc đôi, với giả thiết là đặc tính co dãn theo hớng dọc trục và hớng ngang tại đầu cọc
là đàn hồi9).

2

Tính sức kháng tới hạn của cọc đôi dựa trên giả thiết là sức chịu tải dọc trục và sức chịu tải
ngang của cọc biểu thị đặc tính đàn hồi dẻo

3

Tính tải trọng và sự chuyển vị tại đầu cọc, hoặc độ lún và sự chuyển vị lên phía trên của cọc
trong trờng hợp
2 trên cơ sở các phơng trình thực nghiệm 11).

4

Sử dụng kết quả của thí nghiệm thử tải trên cọc đơn

5

Giả sử là trạng thái đàn hồi của mỗi cọc sẽ xuất hiện lần lợt và sức kháng của từng trạng thái
uốn sẽ là không đổi cho đến khi sức kháng của cọc chụm đôi đạt giá trị sức chịu tải tới hạn.

12)

.

Phơng pháp 1 để tính sự phân bố của lực ngang cho từng cọc dựa trên giả thiết là sức kháng dọc
trục và sức kháng bên của cọc có các thuộc tính đàn hồi 9). Đối với cọc chụm đôi đợc biểu diễn trên
Hình T 4.3.8, độ lún của từng cọc tại đầu cọc tỷ lệ với lực dọc trục tác động lên cọc đó và cũng nh
vậy, sự chuyển vị ngang tỷ lệ với lực ngang tác động lên cọc. Trên giả định này, lực dọc trục và lực
ngang tác động lên từng cọc của cọc chụm đôi có thể đợc tính bằng phơng trình (4.3.11), rút ra từ các
điều kiện cân bằng lực và sự tơng hợp của sự chuyển vị.

- V.39 -


Sự chuyển vị theo chiều đứng và ngang của đầu cọc đợc tính bằng phơng trình (4.3.12)

Trong đó

N 1 , N 2 : Lực dọc trục tác động lên mỗi cọc (lực nén đợc chỉ định là giá trị dơng) (kN)
H 1 , H 2 : Lực ngang tác động lên mỗi cọc (kN)
V

: Tải trọng đứng trên một đôi cọc (kN)

H

: Tải trọng ngang trên một đôi cọc (kN)

1 , 2

: Góc nghiêng của mỗi cọc (o)

1 , 2 : Hằng số đàn hồi dọc trục của mỗi đầu cọc (kN/m)
à1 , à 2 : Hằng số đàn hồi ngang của mỗi đầu cọc (kN/m)
1 , 2 : Sự chuyển vị theo chiều đứng của mỗi đầu cọc (m)
1 , 2 : Sự chuyển vị theo chiều ngang của mỗi đầu cọc (m)
Chỉ số dới gắn cho các ký hiệu, nh trên Hình T 4.3.8, là 1 cho cọc chịu đẩy và 2 cho cọc chịu
kéo khi chỉ có tải trọng ngang tác động.
Những giá trị liệt kê trong Bảng T 4.3.5 có thể đợc sử dụng cho các hằng số đàn hồi của đầu cọc.
Các ký hiệu sử dụng trong Bảng T 4.3.5 đợc xác định dới đây.

(1 + ) 3 + 1 2
( ) =
( ) 3

- V.40 -


( ) =
=4

(1 + ) 3 + 2
( ) 3

Es
4EI

Trong đó

: Chiều sâu chôn cọc (m)

: Chiều dài trên mặt đất của cọc (m)
E : Môđun Youngvật của liệu cọc (kN/m2)
A : Tiết diện cọc (m2)
I : Mômen quán tính của cọc (m4)
E s : Môđun đàn hồi của đất nền
B : Chiều rộng cọc (kN/m2), E s = k h B
k h : Hệ số phản lực ngang của nền (kN/m3)
Hệ số phản lực ngang của nền k h có thể đợc tính bằng cách nhân giá trị của k h thu đợc
trong [Chỉ dẫn kỹ thuật] (3) (b) ở phần 4.3.4 Đánh giá sự làm việc của cọc sử dụng các ph ơng
pháp phân tích cho đại lợng thu đợc từ Hình T 4.3.5, theo độ nghiêng của cọc.
Bảng T 4.3.5 Hằng số đàn hồi của đầu cọc

Hằng số đàn hồi dọc
trục của đầu cọc ( )

=

AE
+

Đất dính

=

2AE

2 +

Đất cát

=

3 AE
3 + 2

Cọc chịu tải

Cọc ma sát

Hằng số đàn hồi hớng
ngang của đầu cọc ( à )

Không nhô lên mặt đất (
=0)

Đầu cọc di động

Nhô lên mặt đất (
)

Đầu cọc cố định

4.4

0

à = 2 EI 3 =

à=

3EI
( )
3

Không nhô lên mặt đất (
=0)

à = 4 EI 3 =

Nhô lên mặt đất (
)

à=

0

Es
2

Es


12 EI
( )
3

Nguyên tắc chung thiết kế cọc

1.4.1 Phân chia trọng tải
(1) Tải trọng đứng sẽ do cọc đơn chịu. Sẽ không có bất cứ sức chịu tải nào của đất
đối với đáy của kết cấu trên nền cọc.

- V.41 -


(2) Tải trọng ngang về nguyên tắc do cọc đơn chịu. Tuy nhiên, khi có thể có đủ sức
kháng do áp lực đất tác dụng lên phần chôn của kết cấu đơn thì sức kháng này
có thể coi là chịu tải trọng ngang.
[Chỉ dẫn kỹ thuật]
(1) Tải trọng đứng
Khoảng trống nào đó có thể xuất hiện giữa phần đáy của kết cấu chỉ đợc tựa lên cọc và phần đất
bên dới nó khi trải qua thời gian, thậm chí nếu phần đáy đợc xây tiếp xúc với đất. Do vậy, để an
toàn sức ngời ta sẽ bỏ qua chịu tải của nền bên dới kết cấu.
(2) Tải trọng ngang
Về nguyên tắc, tải trọng ngang chỉ do cọc chịu. Nếu có sức kháng do áp lực bị động của đất
chống lại phần chôn xuống của kết cấu, sức kháng này có thể đợc cộng thêm vào. Tuy nhiên, thờng là rất khó tính sức kháng do áp lực bị động của đất trong tr ờng hợp này. Không có một cách
đơn giản nào xác định xem liệu áp lực bị động của đất có đạt tới giá trị tới hạn đáp lại sự chuyển vị
của đầu cọc tơng ứng với sức chịu tải ngang cho phép của cọc. Trong một số trờng hợp, nếu kết
cấu bị chuyển vị trong phạm vi của áp lực đất bị động thu đợc bằng phơng trình của Coulomb, thì
sự chuyển vị này của kết cấu có thể gây ra sự phá hoại do uốn của cọc. Những yếu tố này phải đ ợc xem xét đầy đủ khi tính toán sức kháng do áp lực đất bị động ở phần chôn dới đất.

4.4.2. Sự phân bố tải trọng
Trong cùng một nền móng, cọc sẽ đợc sắp xếp sao cho lực dọc và ngang tác động
lên từng cọc đơn càng bằng nhau càng tốt.
4.4.3. Khoảng cách giữa các trọng tâm của cọc
Khi xác định khoảng cách giữa các trọng tâm của cọc đóng, ngời ta phải xem xét

đến khả năng làm việc, độ biến dạng của đất xung quanh cọc, cũng nh sự làm việc
của nhóm cọc.
4.4.4. ứng suất cho phép của vật liệu cọc
ứng suất cho phép của vật liệu cọc sẽ đợc xác định cho phù hợp với các đặc tính của
chúng.
[Chỉ dẫn kỹ thuật]
(1) Vật liệu cọc
Cọc đợc sử dụng trong xây dựng cảng và công trình bến đợc làm từ gỗ, bê tông, hoặc thép. Đối
với cọc gỗ và cọc thép, xem phần có liên quan theo trình tự Phần III, 6.2 ứng suất cho phép của
gỗ xây dựng và Phần III, 2.3 ứng suất cho phép. ứng suất cho phép của bê tông đợc xác định
trong Phần III, 3.3 Thiết kế theo Phơng pháp ứng suất cho phép.
Trong xây dựng công trình chịu lực bằng các cọc bê tông, loại cọc này đòi hỏi các vấn đề về đóng
cọc hoặc xây dựng dới mặt đất. Trong chừng mực nào đó những điều kiện này thờng khác với các
điều kiện xây dựng kết cấu bê tông khác. Do đó, ứng suất cho phép của cọc bê tông nên thấp hơn
ứng suất cho phép của bê tông dùng cho các kết cấu khác.
(2) ứng suất cho phép của cọc bê tông
Bảng T 4.4.1 Liệt kê các ví dụ về ứng suất cho phép của cọc bê tông

- V.42 -


Bảng T 4.4.1 ứng suất cho phép của cọc bê tông
ứng suất cho phép

tôngCọc bê

Loại cọc

Cọc bê
tông đúc

sẵn
bằng
phơng
pháp ly
tâm

Cọc bê tông
cốt thép
(RCP)

Dạng

Trị số

ứng suất nén cho phép đợc sử
dụng khi xác định sức chịu tải dọc
trục

30% cờng độ tiêu chuẩn thiết
kế và không vợt quá 12MN/m2

Dạng khác

Nh đã nêu trong Phần III, 3.3
Thiết kế theo Phơng pháp
ứng suất cho phép

ứng suất nén cho phép đợc sử
dụng khi xác định sức chịu tải dọc
trục

30% cờng độ tiêu chuẩn thiết
kế và không vợt quá 12MN/m2

Cọc bê tông
ứng suất trớc
cờng độ cao

ứng suất nén - uốn cho phép

30% cờng độ tiêu chuẩn thiết
kế và không vợt quá 12MN/m2

(PHCP)

ứng suất kéo dọc trục cho phép
và ứng suất kéo - uốn cho phép

Cọc bê tông đúc tại chỗ
có ống vách

Cọc bê tông đúc tại chỗ
không có ống vách

3.0 MN/m2 (Dạng A)
5.0 MN/m2 (Dạng B, C)

ứng suất nén uốn cho phép (bao
gồm cả các trờng hợp có lực dọc
trục)

25% cờng độ tiêu chuẩn thiết
kế và không vợt quá 6MN/m2

Dạng khác

70 % ứng suất cho phép cho
cọc bê tông đã nêu trong Phần
III, 3.3 Thiết kế theo Phơng
pháp ứng suất cho phép

ứng suất nén uốn cho phép (bao
gồm cả các trờng hợp có lực dọc
trục)

20% cờng độ tiêu chuẩn thiết
kế và không vợt quá 5MN/m2

Dạng khác

50 % ứng suất cho phép cho
cọc bê tông đã nêu trong Phần
III, 3.3 Thiết kế theo Phơng
pháp ứng suất cho phép

Các giá trị đa ra ở trên có thể tăng lên 1.5 lần khi tính đến tác động của tải trọng ngắn hạn hoặc
động đất

4.5. Thiết kế chi tiết
4.5.1. Kiểm tra tải trọng khi xây dựng

Trong thiết kế cọc, ngời ta đề nghị là kiểm tra không chỉ tải trọng tác động sau khi đã
hoàn thiện việc xây dựng mà còn cả tải trọng khi đang vận chuyển, xác định vị trí và
đóng cọc.
[Chỉ dẫn kỹ thuật]
Các công thức cho đóngcọc , đợc thiết kế để tính toán sức chịu tải tới hạn tĩnh của cọc qua sức kháng
xuyên động, rất khó sử dụng cho tốt. Mặc dù việc đánh giá sức chịu tải sử dụng các công thức đóng
cọc có u điểm là rất đơn giản, nhng vấn đề lại nằm ở độ chính xác của chúng. Trong Hình T 4.5.1
của Sawaguchi, sức chịu tải tới hạn từ công thứcđóng cọc đối với cọc thép đ ợc so sánh với kết quả
của thí nghiệm thử tải. Con số này bộc lộ sự phân tán và sự không thống nhất đáng kể giữa hai giá trị.
Đối với đất sét, đất bị xáo trộn khi đóng cọc và ma sát thành bên tạm thời giảm xuống. Do vậy, sức
chịu tải tới hạn không thể tính bằng công thức cho cọc đóng đợc. Đối với đất cát, thì trong lúc đó, ngời
ta nói công thức cho cọc đóng lại không chính xác khi tính sức chịu tải tới hạn của cọc ma sát. Giới hạn
về khả năng ứng dụng của công thức cho cọc đóng đợc đề cập trong phần tham khảo 13).

- V.43 -


Tuy nhiên, khi đóng nhiều cọc vào đất gần nh là đồng nhất, thì công thức cho cọc đóng có thể đợc
dùng làm phần tham khảo cho việc tính toán sự khác nhau tơng đối của sức chịu tải cho từng cọc đợc
đóng. Do đó, sự ứng dụng của các công thức này nên giới hạn ở việc quản lý xây dựng. Tuy nhiên,
chúng cũng có thể đợc sử dụng làm tham khảo để khẳng định sự biến đổi của sức chịu tải của mỗi cọc
hoặc để hoàn thành việc đóng từng cọc sao cho tất cả các cọc đợc quản lý trong cùng một điều kiện.
Công thức Hiley

Công thức Weisbach

Công thức Janbu

Công thức Danish

Công thức Smith

Hình T 4.5.1 Sự phân bố tỷ lệ của các giá trị tính toán bởi công thức cho cọc đóng đối với kết quả thí
nghiệm chịu tải

Phơng trình của Hiley là công thức dùng cọc đóng phổ biến nhất để xác định tải trọng theo
đóng cọc, và đợc biểu diễn bằng phơng trình (4.5.1) và (4.5.2).


W p (1 e 2 ) Rdu C1 Rdu C 2 Rdu C 3
Rdu S = e f F F



WH + WP
2
2
2


(4.5.1)

Mỗi số hạng của phơng trình này biểu diễn nh sau: số hạng bên tay trái là sự làm việc cần
thiết theo chiều sâu hạ cọc, và bốn số hạng bên tay phải lần l ợt là sự tổn thất của lực xung
kích, sự tổn thất do độ biến dạng đàn hồi của cọc, sự tổn thất do độ biến dạng đàn hồi của
nền đất, và sự tổn thất do miếng đệm đầu cọc.

Rdu

ef F

WH + e 2W p
=
C + C 2 + C 3 WH + W p
S+ 1
2

(4.5.2)

trong đó

Rdu : Sức kháng tới hạn của cọc đóng; tức là sức chịu tải động tới hạn (kN)
WH : Trọng lợng búa (búa đóng cọc) (kN)
W p : Trọng lợng của cọc (bao gồm cả phần phụ trợ đầu cọc) (kN)
F : Năng lợng xung kích (kJ)

- V.44 -


e f : Năng lực của búa, phạm vi từ 0.6 đến 1.0, phụ thuộc vào loại búa 14)
e : Hệ số độ chối ( e = 1 nếu đàn hồi hoàn toàn, và e = 0 nếu hoàn toàn không đàn hồi)
S : Chiều dài hạ cọc cuối cùng (m)
C1 : Độ biến dạng đàn hồi của cọc (m)
C 2 : Độ biến dạng đàn hồi của nền (m)
C 3 : Độ biến dạng đàn hồi của tấm đệm đầu cọc (m)
Phần lớn công thức cho cọc đóng đều đợc tính bằng cách thay thế

C1 , C 2 , C 3 , e f , e , v.v

trong phơng trình (4.5.2) với các giá trị thích hợp. Phơng trình (4.5.3) đợc coi là tơng đối phù
hợp cho cọc thép. Nếu cho rằng sự ảnh hởng giữa búa và cọc là đàn hồi, có nghĩa là e = 1 ,

thì rút ra công thức sau:

Rdu =

ef F
C + C 2 + C3
S+ 1
2

(4.5.3)

C1 + C 2 + C 3 trong phơng trình trên là tổng biến dạng của nền, cọc và tấm đệm
đầu cọc. Trong đó, C1 + C 2 là độ chối K đo đợc tại đầu cọc trong các thí nghiệm đóng cọc
(xem Hình T 4.5.2). Với cọc thép, độ biến dạng đàn hồi C1 lớn hơn hẳn trong khi C 3 thì thờng là nhỏ hơn. Do đó, nếu bỏ qua C 3 , thì phơng trình có thể đợc lấy nh sau:
Các số hạng

C1 + C 2 + C 3 C1 + C 2 = K
Do vậy

Rdu =

ef F
K
S+
2

(4.5.4)

Trong đó

Rdu : Sức chịu tải động tới hạn của cọc (kN)
e f : Năng lực của búa, lấy 0,5 trong trờng hợp của phơng trình (4.5.4)
S : Độ chối d thực tế của cọc (cm)
Đối với búa thả: giá trị độ chối trung bình của một nhát búa trong 5 ~ 10 nhát đóng cuối cùng
(m)
Đối với búa khác: giá trị độ chối trung bình của một nhát búa trong 10 ~ 20 nhát đóng cuối
cùng (m)

K : Độ chối (m)
F : Năng lợng xung kích của búa (kJ)
Búa thả và hơi nớc đơn động:

F = WH H

Búa hơi nớc song động:

F = 2WH H

Búa dầu điêzen:

H : Chiều cao rơi búa (m)

- V.45 -

F = (ap + W H ) H


WH : Trọng lợng búa (kN)
a : Diện tích tiết diện ngang của xylanh
p : áp suất hơi nớc, áp suất khí (m2)

Sức chịu tải cho phép

Rda =

Rda thu đợc bằng cách chia Rdu cho hệ số an toàn 3. Do đó

1
Rdu
3

(4.5.5)

Cọc

Bút chì

Bản thép
tăng cờng
Bút chì

Độ nén đàn hồi của cọc và
nền (K)

Độ xuyên của cọc (S)

Hình T 4.5.2 Đo độ chối

4.5.2 Thiết kế mối nối giữa cọc và kết cấu
Mối nối giữa cọc và kết cấu sẽ đợc thiết kế nhằm đảm bảo sự an toàn đối với ứng
suất xuất hiện trong chúng.

[Chú giải]
Thật không dễ quyết định xem đầu nối giữa đầu cọc và kết cấu nên đợc thiết kế là mối nối cứng hay
mối nối khớp, bởi vì mỗi loại mối nối đều có u điểm và nhợc điểm của nó. Trong thiết kế hiện nay, việc
đánh giá nên dựa trên sự hiểu biết chắc chắn về đặc điểm của mỗi loại, đợc liệt kê dới đây:
(1) Không có sự khác biệt giữa một mối nối cứng và một mối nối khớp khi chịu tải trọng đứng. Khi
phải xem xét sự uốn dọc, mối nối cứng đợc a chuộng hơn vì chiều dài uốn dọc ngắn hơn.
(2) Khi chịu tải trọng ngang, sự chuyển vị ngang của đầu cọc có mối nối khớp thì nhỏ hơn nhiều so
với đầu cọc có mối nối cứng.
(3) Khi cọc có mối nối cố cứng chịu tải trọng ngang thì mô men ngàm xuất hiện ở đầu cọc.
(4) Trong trờng hợp mối nối cứng, mô men ở đầu cọc thay đổi do sự quay của kết cấu.
(5) Trong các phân tích động lực học của mối nối, việc phân tích mối nối khớp đơn giản và rõ ràng
hơn mối nối cứng. Nhng trong xây dựng thông thờng thì khó mà sử dụng cấu trúc khớp cho tất cả
mối nối giữa đầu cọc và kết cấu.

4.5.3. Mối nối của cọc
(1) Mối nối của cọc nên đảm bảo an toàn chịu đợc tải trọng sau khi hoàn thành cũng
nh là trong quá trình xây dựng.
(2) Mối nối phải đợc bố trí tại vị trí mà có giới hạn thích hợp cho lực cắt ngang và gần
nh không bị ăn mòn.
[Chú giải]
Tuỳ thuộc vào vị trí của mối nối, lực tác động lên mối nối sau khi thi công xong công trình đôi khi nhỏ
hơn nhiều tổng cờng độ của cọc. Tuy nhiên, nên xem xét để đảm bảo an toàn cho mối nối chịu đ ợc

- V.46 -


ứng suất đóng cọc trong quá trình thi công,cũng nh chịu đợc tải trọng tăng lên trong tơng lai, chịu đợc
các ứng suất không lờng trớc đợc xuất hiện trong mặt cắt ngang của mối nối.

4.5.4. Thay đổi độ dày thành ống hoặc vật liệu của cọc ống thép

Khi thay đổi độ dày thành ống hoặc vật liệu của cọc ống thép, ngời ta sẽ đa ra tất cả
những đánh giá thích đáng về khả năng làm việc và sự phân bố lực cắt ngang của
cọc.
[Chú giải]
Lực cắt ngang của cọc ống thép thay đổi theo độ sâu, thờng là giảm khi độ sâu xuyên của cọc lớn. Do
vậy, độ dày thành ống hoặc vật liệu của cọc ống thép đôi khi đợc thay đổi theo quan điểm kinh tế.

[Chỉ dẫn kỹ thuật]
(1) Khi thay đổi độ dày thành ống hoặc vật liệu của cọc ống thép, vị trí thay đổi nên ở độ sâu nơi mà
lực cắt ngang xuất hiện trong cọc không tăng lên. ở đây cũng yêu cầu thận trọng vì một thay đổi
nh vậy sẽ không đợc phép nếu có lực ma sát âm của thành bên lớn tác động.
(2) Mối nối cọc có độ dày và vật liệu khác nhau nên đợc hàn vòng tại công xởng. Hình dạng của bộ
phận đợc hàn nên theo tiêu chuẩn JIS A 5525.

4.5.5 Những điểm cần chú ý khác trong thiết kế
[Chỉ dẫn kỹ thuật]
Thông thờng, không có rủi ro về sự uốn dọc khi đang đóng cọc, nếu ứng suất va chạm thấp dới ứng
suất chảy dẻo của cọc thép. Kishida và Takano đã đề xuất phơng trình (4.5.6) để biểu diễn sự ảnh hởng của độ dày thành ống theo ứng suất chảy dẻo.

py
y

t
= 0.69 + 2.2
r

(4.5.6)

trong đó

py : ứng suất uốn dọc của cọc thép xét đến độ dày của thành ống (kN/m2)
y : ứng suất uốn dọc của cọc thép đối chịu tải trọng tĩnh (kN/m 2)
t : Độ dày thành ống của cọc ống (mm)
r : Bán kính của cọc ống (mm)
Trong trờng hợp khác, không nên sử dụng cọc ống thép bên ngoài giới hạn đợc chỉ ra trong Hình T
4.5.3. Nếu có nguy cơ xảy ra hiện tợng uốn dọc, cọc thép nên đợc gia cố bằng đai thép hoặc nên sử
dụng cọc dày hơn.

- V.47 -


ống cắt rời
ống hàn điện trở
UOE
Uốn tròn
ống xoắn ốc
ống hàn điện trở
Phạm vi sử dụng cọc ống thép

ống hàn điện trở

Hình T 4.5.3 Mối quan hệ giữa ứng suất uốn dọc ( max ) và tỷ số của độ dày thành ống
so với đờng kính (

t
)
2r

[Tài liệu tham khảo]
1) Shoichi KITAJIMA, Shusaku KAKIZAKI, Yoshio HANAKI, Toshiko TAHARA:

bearing capacity of single Piles, Tech. Note of PHRI, No. 36, 1967 (in Japanese)/

On the axial

2) Kunio TAKAHASHI: Behavior of single piles in subsiding ground, Tech. Note of PHRI, No. 533,
1985, 17p. (in Japanese).
3) Terzaghi, K., Peck, R. B., and Mesri, G.: Soil Mechanics in Engineer Practice (Third Edition) ,
John Wiley, 1995, pp. 435-436.
4) Peck, R. B., Hanson, W. E., and Thornburn, T. H.: Foundation Engineering , John Wiley, 1953, p.
260.
5) Transportation Tech. Res. Inst. and Yahata Steel: Study on Lateral Resistance of H-shaped
Piles, 1963, pp.345-353(in Japanese).
6) Koichi KUBO: A new method for the estimation of lateral resistance of piles , Rept. of PHRI,
Vol.2, No.3, 1964, pp. 1-37 (in Japanese).
7) Masatoshi SAWAGUCHI: Soil constants for piles, Rept. of PHRI, Vol.7, No.2, 1968 p. 551(in
Japanese).
8) Terzaghi, K.: Evaluation of coefficient of subgrade reaction , Geotechinique, Vol.5, No.4, 1955,
pp. 316-319.
9) Yukimitu YOKOYAMA: Calculation Methods and Examples for Pile Structures , SANKAIDO,
1977, pp. 193-197 (in Japanese).
10) Yoshinori AOKI: Design of coupled batter piles subject to horizontal forces , Tsuchi-to-Kiso, Vol.
18, No. 8, 1970, pp. 27-32 (in Japanese).
11) Muneaki SEGAWA, Toyohiro UCHIDA, Takeo KATAYAMA: Design of coupled batter piles (part
2) two batter piles hinged at their tops , Tech. Note of PHRI, No. 110, 1970, pp. 1 14 (in
Japanese).

- V.48 -


12) Masatoshi SAWAGUCHI: “Experimental investigation on the horizontal resistance of coupled

piles”, Rept. of PHRI, Vol. 9, No. 1, 1970, pp. 11 – 13 (in Japanese).
13) Hoityker T.,: “Desing of Pile Foundations”, SYOKOKUSYA, 1978, pp. 37 – 41. (Translated in
Japanese).
14) Chellis, R. D.: “Pile Foundations”, McGraw-Hill, 1961, pp. 29 – 32.s.

- V.49 -


Chơng 5. Độ lún của móng
5.1

ứng suất của khối đất

ứng suất xuất hiện trong một khối đất do tải trọng tác động lên móng sẽ đợc tính toán
bằng cách giả sử rằng khối đất là một vật thể không gian đàn hồi. Tuy nhiên đối với
tải trọng đợc phân bố đồng đều, ứng suất trong một khối đất có thể tính bằng cách
đơn giản là giả thiết ứng suất phân bố tuyến tính theo độ sâu.
[Chú giải]
Khi một công trình đợc xây dựng trên nền đất có giới hạn đủ cuả hệ số an toàn chống phá hoại trợt của
nền, sự phân bố ứng suất trong khối đất có thể lấy xấp xỉ một cách hợp lý bằng cách giả thiết khối đất
là một vật thể đàn hồi.
Lời giải đàn hồi của Boussinesq thờng đợc sử dụng trong tính toán sự phân bố ứng suất trong
một khối đất. Lời giải của Boussinesq căn cứ vào trờng hợp là một tải trọng tập trung đứng tác động
lên bề mặt của một vật thể bán không gian đàn hồi tuyến tính và đẳng h ớng. Lời giải này dựa vào
nguyên lý cộng tác dụng, ngời ta có thể tính đợc sự phân bố ứng suất trong khối đất khi một tải trọng
tuyến tính hoặc một tải trọng phân bố không gian tác động lên bề mặt đất nền. Thêm vào lời giải đàn
hồi này, phơng pháp của Koegler trong đó giả thiết ứng suất phân bố tuyến tính theo chiều sâu có thể
đợc sử dụng để tính ứng suất trong khối đất khi một dải tải trọng hoặc một tải trọng hình chữ nhật tác
động lên nền. 1)

5.2 Lún tức thời
Lún tức thời có thể tính theo lý thuyết đàn hồi bằng cách sử dụng giá trị thích hợp
môđun đàn hồi của đất.
[Chú giải]
Lún tức thời, không giống nh lún cố kết sẽ đợc mô tả sau đây, gây ra bởi biến dạng cắt và xuất hiện
khi chịu tải trọng. Lún tức thời của nền cát có thể đợc xem nh là tổng độ lún vì không có lún cố kết lâu
dài. Mặt khác, lún tức thời của nền sét thì gây ra bởi lún do biến dạng cắt không thoát nớc và do sự
chuyển dịch ngang, do chảy dẻo. Trong trờng hợp nền sét yếu, đôi khi có thể bỏ qua lún tức thời trong
thiết kế vì nó nhỏ hơn rất nhiều so với lún cố kết.
Để tính lún tức thời, ngời ta thờng coi đất là một vật thể đàn hồi, và thuyết đàn hồi sẽ sử dụng
mô đun đàn hồi E và hệ số Poisson v . Vì mô đun đàn hồi của đất phụ thuộc rất lớn vào mức biến
dạng của đất, nên sử dụng mô đun đàn hồi tơng ứng với mức đàn hồi thực tế diễn ra trong khối đất là
rất quan trọng. Ví dụ, biến dạng xảy ra trong nền yếucó giới hạn của hệ số an toàn nhỏ đối với phá
hoại cắt là khoảng từ 0.5% đến 1.5%, trong nghiên cứu độ biến dạng của nền cứng dới hố đào hoặc
trong trờng hợp độ biến dạng của móng nhỏ hơn 0.1%. Mối quan hệ giữa mức biến dạng và mô đun
đàn hồi đợc mô tả trong Phần II, 11.3.1 Hằng số đàn hồi.

5.3 Lún cố kết
Độ lún của móng gây ra bởi sự cố kết của đất nền sẽ đợc kiểm tra theo qui trình đợc
mô tả trong Phần II, 11.3.2 Đặc tính cố kết. Các thông số thiết kế cho đất nền sẽ đ ợc
xác định bằng cách sử dụng phơng pháp thích hợp trên cơ sở kết quả của thí nghiệm
cố kết.
[Chú giải]
Tính toán lún do cố kết dựa trên các kết quả thí nghiệm cố kết trên các mẫu nguyên dạng của đất
dính. Lún cố kết cuối cùng, là trị số lún đợc xác định tại thời điểm khi độ cố kết sinh ra bởi tải trọng cuối
cùng đã hoàn thành, đợc xác định bằng các thuộc tính nén lún của lõi đất, và có thể tính trực tiếp từ
kết quả của thí nghiệm cố kết. Sự thay đổi phụ thuộc thời gian của lún cho đến lún cố kết cuối cùng
của móng đợc tính toán dựa trên lý thuyết cố kết.

[Chỉ dẫn kỹ thuật]

1) Tính toán lún cố kết cuối cùng của móng

- V.50 -


Lún cố kết cuối cùng của móng đợc tính bằng sử dụng phơng pháp đợc mô tả trong Phần II,
11.3.2 Đắc tính cố kết.
2) Tính toán mối quan hệ Lún Thời gian
Tốc độ của lún cố kết đợc tính bằng mối quan hệ giữa độ cố kết trung bình U và hệ số thời
gian T , hệ số này lấy từ lý thuyết cố kết của Terzaghi, trong đó sự tiêu tan áp lực n ớc lỗ rỗng
vợt quá đợc biểu diễn bằng một phơng trình vi phân cục bộ kiểu nh tính dẫn nhiệt. Trị số lún
S (t ) tại thời điểm cho trớc t có thể tính từ độ cố kết trung bình U (t ) bằng phơng trình sau:

S (t ) = S 0U (t )

(5.3.1)

Sự phân tích theo phần tử hữu hạn với mô hình tính dẻo - đàn nhớt cho đất dính có thể sử
dụng để phân tích chính xác của lún cố kết mà có xét đến tính không đồng nhất của đặc tính
cố kết của đất nền, ảnh hởng của bản thân trọng lợng lớp đất dính, sự thay đổi có liên quan
đến thời gian của tải trọng cố kết, và nhiều yếu tố khác nữa.
3) Sự phân chia lớp đất dính chịu sự cố kết
Khi tính toán lún cố kết cuối cùng, lớp đất dính thờng đợc chia thành nhiều lớp phụ nh trong
Hình T 5.3.1. Điều này là do áp lực cố kết z và hệ số nén thể tích mv thay đổi theo độ
sâu. Với phơng pháp

mv , lún cố kết cuối cùng của móng có thể tính theo phơng trình (5.3.2).

S 0 = mv h z

(5.3.2)

trong đó

S 0 : lún cố kết cuối cùng (m)
z : độ tăng áp suất cố kết tại trọng tâm của lớp đất phụ (kN/m2)
mv : hệ số nén thể tích cho áp suất cố kết, bằng ( 0 z + z / 2) , (m2/kN), ở đây 0 z là áp
lực tự nhiên có hiệu tại tâm của lớp đất thay thế trớc lúc cố kết

h : độ dày của một lớp đất phụ trong lớp đất cố kết (m)

Hình T 5.3.1 Tính toán lún cố kết

mv và z thờng giảm theo độ sâu, nên độ nén của mỗi lớp đất phụ trở nên nhỏ hơn khi
độ sâu tăng lên. Độ dày của lớp đất phụ h thờng là 3 ~ 5 m. Nên chú ý là lún cố kết của đất
dính dẻo sẽ đợc đánh giá không đúng mức khi lấy h quá lớn, bởi vì giá trị của mv của lớp
Vì

đất mặt là rất lớn và nó ảnh hởng lớn đến tổng lún.

z đợc tính tại trọng tâm của mỗi lớp phụ sử dụng sự phân bố ứng
suất tuyến tính theo độ sâu, đợc mô tả trong 5.1 ứng suất trong khối đất. Đại lợng z là
Số gia của áp lực cố kết

số gia của ứng suất đứng do tải trọng. Đối với đất tự nhiên, ngời ta thờng giả thiết là cố kết do
áp lực chất tải có sẵn đã kết thúc hoàn toàn.

- V.51 -

Mặc dù sự phân bố của phản lực nền tại đáy móng không giống nh của tải trọng tác động do
độ cứng của móng, móng cứng thì lún đều và sự phân bố ứng suất của đất nền tại độ sâu
nhất định trở nên không thích hợp với sự phân bố phản lực ngang bên d ới đáy móng. Do vậy,
sự phân bố ứng suất đứng trong đất nền bên dới móng cứng có thể tính bằng cách chỉ xét đến
sự phân bố tải trọng tác động lên đáy móng.
4) Hệ số cố kết theo phơng đứng

c v và hệ số cố kết theo phơng ngang c h

Khi nớc lỗ rỗng của đất nền chảy theo chiều đứng trong quá trình cố kết, thì hệ số cố kết theo
chiều đứng c v đợc sử dụng. Nhng khi lắp đặt hệ thống thoát nớc đứng, thì nớc thoát của đất
nền chủ yếu theo hớng ngang và hệ số cố kết theo chiều ngang

c h sẽ đợc sử dụng. Giá trị

c h thu đợc từ các thí nghiệm trên sét ở các khu vực cảng của Nhật Bản trong khoảng gấp
từ 1.0 đến 2.0 lần giá trị của c v 2). Tuy nhiên, trong thiết kế c h c v đợc chấp nhận khi xem
xét sự giảm của c h do sự xáo trộn trong quá trình lắp đặt hệ thống thoát nớc đứng, các thuộc
của

tính cố kết không đồng đều của đất nền và các yếu tố khác nữa.
5) Hệ số cố kết

c v của sét quá cố kết 3)

Hệ số cố kết của sét trong trạng thái quá chặt thờng lớn hơn trong trạng thái cố kết bình thờng.
Khi sét dờng nh đã trong trạng thái quá chặt một cách rõ ràng, giá trị của c v sử dụng cho thiết
kế nên lấy giá trị ở áp lực cố kết trung bình giữa áp lực ảnh hởng của lớp hiện tại và áp lực cuối
cùng sau quá trình cố kết. Tuy nhiên, không chỉ đơn giản là tính c v tại áp lực cố kết trung
bình, mà tốt hơn là nên xác định giá trị có tải trung bình của

thị e -log p thu đợc từ các thí nghiệm cố kết.

c v khi xem xét độ lún dựa trên đồ

6) Tốc độ lún cố kết của đất nền không đồng nhất
Khi đất nền chứa các lớp khác nhau với các giá trị c v khác nhau, tốc độ lún cố kết đợc phân
tích sử dụng phơng pháp độ dày tơng đơng hoặc phân tích số học nh phơng pháp khác nhau
hữu hạn 5) hoặc phơng pháp phần tử hữu hạn 6), 7). Phơng pháp độ dày tơng đơng đợc sử dụng
nh là một phơng pháp đơn giản hoá, nhng nó đôi khi sinh ra những sai lầm nghiêm trọng. Khi
đất nền không đồng đều trên một phạm vi lớn hoặc khi yêu cầu tính toán chính xác, thì nên sử
dụng phơng pháp phần tử hữu hạn.
7) Lún do cố kết thứ cấp
Hình dạng của đờng cong lún-thời gian trong các thí nghiệm lún lâu dài trên đất dính phù hợp
với lý thuyết cố kết của Terzaghi cho đến khi mức độ cố kết vào khoảng 80%. Khi quá trình cố
kết vợt qua mức này, độ lún tăng tuyến tính với lôga của thời gian. Điều này là do cố kết thứ
cấp xuất hiện cùng với các thuộc tính phụ thuộc thời gian của lõi đất dới tải trọng cố kết, bên
cạnh đó, cố kết sơ cấp gây ra lún cùng với sự tiêu tan áp lực nớc lỗ rỗng vợt quá trong đất dính
do tải trọng cố kết.
Lún do cố kết thứ cấp đặc biệt quan trọng đối với than bùn và các loại đất hữu cơ khác. Trong
lớp sét phù sa thông thờng, áp lực cố kết do tải trọng gây ra thờng lớn hơn gấp nhiều lần ứng
suất uốn cố kết của đất nền. Trong những điều kiện nh vậy, lún do cố kết thứ cấp nhỏ hơn do
cố kết sơ cấp, và không quan trọng lắm trong thiết kế. Nhng khi áp lực cố kết tác động lên đất
nền do tải trọng không vợt quá ứng suất uốn cố kết, thì lún do cố kết thứ cấp có xu hớng kéo
dài , ngay cả khi lún do cố kết thứ cấp có thể là nhỏ. Trong trờng hợp này, lún cố kết thứ cấp
phải đợc đánh giá đầy đủ trong thiết kế.
Lún do cố kết thứ cấp có thể tính bằng phơng trình sau:

Ss =

C

h log (t t )
10
0
1 + e0

(5.3.3)

trong đó

- V.52 -