Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansları Kitabı 1994-2008

ISBN CIP

ÖNSÖZ

iii

ZMTM TÜRK MĐLLĐ KOMĐTESĐ YÖNETĐM KURULU Prof.Dr. Ahmet SAĞLAMER (Başkan) Prof.Dr. S.Feyza ÇĐNĐCĐOĞLU (Genel Sekreter) Dr. Rasin DÜZCEER (Sayman) Prof.Dr. H. Turan DURGUNOĞLU (Üye) Prof.Dr. Đ. Kutay ÖZAYDIN (Üye) Prof.Dr. Mete ĐNCECĐK (Üye) Prof.Dr. Ufuk ERGUN (Üye)

iv

ĐÇĐNDEKĐLER Önsöz

…...…...………………………………………………….iii

Özgeçmiş

Ord. Prof. Dr. Ing. Hamdi Peynircoğlu………….……….vi

Ergün TOĞROL

I. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı Temel Takviyesi Yöntemlerine Yeni Bir Bakış…………13

Ahmet SAĞLAMER

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı Arazi Deneylerinin Geoteknik Tasarımda Kullanılması...45

Atilla ANSAL

III. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı Zeminlerin Tekrarlı Gerilmeler Altında Davranışları ve Depremlerde Yerel Zemin Koşullarının Etkisi………...105

Đ. Kutay ÖZAYDIN

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı Düşük Taşıma Gücü ve Yüksek Sıkışabilirliğe Sahip Zeminlerin.Davranışı…….………………………….…143

Altay BĐRAND

V. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı Şişen

Zeminler

ve

Bu

Zeminlerde

Kazıkların

Davranışları…………………………………………….195 H.Turan DURGUNOĞLU

VI. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı Yüksek Modüllü Kolonların Temel Mühendisliğinde Kullanımı………………………………………………237

S. Feyza ÇĐNĐCĐOĞLU

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı Zemin Davranışı ve Zemin Yapıları Đçin Deformasyon Esaslı Yaklaşım ………………………………………269

Ufuk ERGUN

VIII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı Derin Kazılar………………………………………...…355

Zemin Mekaniği ve Temel Mühendisliği Türk Milli Komitesi'nin Kısa Tarihçesi………395 v

ORD. PROF. DR. ING. A. HAMDĐ PEYNĐRCĐOĞLU

vi

ORD. PROF. DR. ING. A. HAMDĐ PEYNĐRCĐOĞLU1

Hamdi Peynircioğlu 1908 yılında Yanya’da doğmuştur. Yargıtay Üyesi Hakim Bekir Peynircioğlu ve Eşi Zehra Peynircioğlu’nun oğludur. Eğitiminin ortaokul ve lise bölümünü Kastamonu ve Edirne’de tamamladıktan sonra 1925 yılında Đstanbul Teknik Üniversitesi’ne girerek 1931 yılında mezun olmuştur. Đlk olarak Çalışma Bakanlığı Köprüler Fen Heyeti’ne inşaat mühendisi olarak atanarak bir sene boyunca köprü tasarımı ve inşası konusunda çalışmıştır. 1932 sonbaharında Đstanbul Teknik Üniversitesi’ne tayin edilerek Ord. Prof. Burhaneddin Berkan’ın yanında çalışmıştır. 1935 yılında askerliğini yaptıktan sonra Türk Hükümeti’nin bursu ile Berlin Teknik Üniversitesi’nde Prof. Dr. Ing. A. Hertwig ile üç sene çalışarak doktora tezini hazırlamıştır. 1938 yılında “Kohezyonlu Zeminlerde Kayma Mukavemeti” isimli tezi ile Dr. Ing. derecesini alarak 1938 yılı Kasım ayında Đstanbul’a dönmüştür. ĐTÜ’ye geri dönüşünde kıdemli öğretim görevlisi olarak ataması yapılmış ve ardından 1943 yılında Zemin Mekaniği ve Temel Mühendisliği Profesörü unvanını almıştır. Üniversitedeki ilk yıllarında “Çelik Yapılar, Ahşap Yapılar, Taş Köprüler, Konstrüksiyon Yöntemleri ve Hidrolik Mühendisliği” gibi çok çeşitli dersler vermiştir. Aynı tarihlerde zemin Mekaniği dersini Đstanbul Teknik Üniversitesi Đnşaat Fakültesi ders programına eklemiş ve o tarihten itibaren bu dersi Temel Mühendisliği’ni de kapsayacak şekilde yürütmüştür.

Prof. Peynircioğlu hayatını Đstanbul Teknik Üniversitesi’ne ve geoteknik mühendisliğine adamıştır. Öğrencinin; merakını uyandıran ve aktardığı içeriğin bilimsel zenginliği ile ilgisini canlı tutan bir hoca olarak tanınmıştır. Prof. Hamdi Peynircioğlu geniş uygulama tecrübesini ve kendi kıymetli zamanını hiç çekinmeden öğrencileri ile birlikte araştırma için harcayan bir görev bilincine sahip olmuştur. Bu vasıflar O’nu öğrencilerinin gözünde en güvenilir rehber yapmıştır.

1948 yılında ĐTÜ rektörü olarak seçilip 1949 yılına kadar bu görevde kalmıştır. 1950-1952 yıllarında Đnşaat Mühendisliği Fakültesi Dekanı olarak görev yapmış olan Prof. Peynircioğlu 1951-1952 ders yılında Fullbright programı ile 6 ay süre ile Amerika’da Northwestern Üniversitesi’nde misafir profesör olarak çalışmış; mesleki konuların yanı sıra Amerika’daki mühendislik eğitimi konularında araştırmalarda bulunmuştur.

1

Prof. Vahit Kumbasar’ın “A Half Century ın Geotechnics-Jubilee Papers ın Honour of Professor A. Hamdi Peynircioğlu” için Đngilizce olarak yaptığı konuşmanın metninden uyarlanarak hazırlanmıştır.

vii

Peynircioğlu Zemin Mekaniği ve Temel Đnşaatı Kürsüsü’nü oluştururken onunla birlikte bir Zemin Mekaniği Laboratuarı da kurmuştur. Kuruluşundan beri bu kürsünün başında bulunan Hamdi Peynircioğlu 1954 yılında aynı kürsünün Ordinaryüslüğüne terfi ettirilmiştir. Uzun yıllar ĐTÜ senatosunda Đnşaat Mühendisliği Yönetim Kurulu üyesi olarak hizmet etmiş ve bunun yanı sıra Üniversitelerarası Danışmanlar Komitesi’nde iki dönem hizmet vermiştir.

Ord. Prof. Dr.- Ing. Peynircioğlu’nun nazik, hoşgörülü ve sakin karakteri ile engin bilgisinin bir arada oluşturduğu kişilik, yanında çalışan araştırmacılar için ilham kaynağı olmuştur. Birlikte çalıştığı kişileri önemsemesi ve her fırsatta onların başarılarını övmeye hazır olması, hiçbir konuda desteğini esirgememesi örnek alınmasına sebep olmuştur. Türkiye’deki bütün üniversitelerde ve mühendislik okullarında Peynircioğlu’nun önceki çalışma arkadaşları veya öğrencileri görev almışlar, zemin mekaniği ve temel inşaatını öğretmişlerdir.

Ord. Prof. Dr. Ing. Peynircioğlu; icraatçı yapısı ile birçok sosyal aktivitede ve sosyal sorumluluk projesinde yer almıştır. Zemin Mekaniği ve Temel Mühendisliği Türk Milli Komitesini kurmuş ve bir süre Đstanbul Teknik Üniversitesi Dergisi editörlüğünü yapmıştır. Teknik deneyimlerini yansıtan kitapları ile Türk Mühendisliği’ne büyük hizmet sunmuştur. Ord. Prof. Dr.Ing. Peynircioğlu’nun makaleleri, araştırmacı ve mühendis olarak Geoteknik Mühendisliği

problemlerinin

anlaşılmasına

yaptığı

önemli

katkıların

en

belirgin

göstergeleridir. Prof. Peynircioğlu geoteknik mühendisliği problemlerinin araştırılması konusundaki katkıları ile Türkiye’de zamanının en önemli bilim adamları arasında önemli bir yer kazanmıştır. 1973’te Boğaziçi Üniversitesi’nde yapılan Terzaghi’yi Anma Konferansı’nda Peynircioğlu’da “Türkiye’deki Zemin Mekaniği’nin Babası” olarak tanımlanmıştır. 1977’de geoteknik mühendisliğine yaptığı bu katkılarından dolayı Peynircioğlu’na Türkiye Bilimsel ve Teknik Araştırma Kurumu Ödülü verilmiştir.

Ord. Prof. Dr. Ing. Peynircioğlu; deneyimli bir inşaat mühendisi olmanın yanı sıra mühendislik jeolojisi konusunda geniş bilgi sahibiydi. Bu özellikleriyle Türkiye’de yapılmakta olan önemli inşaat mühendisliği çalışmalarının çoğunda geoteknik danışman olarak ya doğrudan doğruya yer almış veya bu işlerde çalışmakta olan eski öğrencilerine tavsiyelerde bulunarak dolaylı olarak yardımcı olmuştur. Öğrencileri için daima ulaşılabilir ve problemlerin çözümüne destek olmaya hazır durumda olmuştur. Peynircioğlu’nun çalışmaları geoteknik mühendisliğinde geniş bir alanı kapsamıştır. Danışmanlık yaptığı konular Geoteknik Mühendisliği’nin en sorunlu ve en zor konuları olmuş ve bunlar Peynircioğlu’na viii

bu problemleri detaylı olarak çalışma imkânını vermiştir. Bunlardan bazılarını makalelerinde yayınlanmıştır.

Anıtkabir,

eğimli

zeminlerde

taşıma

gücü

konusu

çalışmalarının

örneklerindendir. Ankara kiline inşa edilen yüksek binalar; aşırı konsolide killerin taşıma gücü ve oturma tahmini problemlerini ve mevcut önemli binaların veya dayanıksız binaların çevresine yapılacak olan derin kazıların inşa metotlarını araştırmaya sevk etmiştir. Toprak dolgu barajlarda, otoyollarda, bina inşaatlarında meydana gelen çok sayıda heyelan problemini incelemiştir. Toprak dolgu barajların tasarımında ve inşasında fore kazıkları su geçirimsiz perde olarak yıllarca başarı ile kullanmış ve bu çalışma kazıklar üzerine araştırma yapılmasının temelini oluşturmuştur. Birçok vakada; kum drenleri zor zeminlerde kullanmıştır. Böylece uygunsuz zemin koşullarını drenler vasıtası ile güvenilir hale getirmiştir. Zemin tabakalarının özelliklerinin iyi araştırılması üzerinde hassasiyetle durmuş ve yapının yanında zeminin üvey evlat gibi görülmemesi gerekliliği konusuna dikkat çekmiştir. Zemin problemleri konusunda bu yaklaşım O’na farklı çözümler uygulayabilme imkânı vermiştir.

Delme yöntemlerini geliştirme ve sondaj müteahhitlerini daha iyi

örselenmemiş numuneler alma, daha dikkatli sondaj yapma konusunda ikna etmek için çok çaba harcamıştır.

Dinamik zemin araştırmaları uygulanışının öncülerinden olmuştur. Haliç civarında kötü zemin şartlarında ağır yapılar inşa etmeyi başarmıştır. Bunun için; yumuşak tabanı yüklemek, kum drenler, yüzen kazıklar, programlı yüklemenin yanı sıra ön yükleme, oturmalara uyum sağlayan temeller gibi çeşitli yöntemler uygulamıştır. Yüksek derecede çatlaklı kayada yapılan bir yer altı yapısında danışman olarak görev almış ve bu uygulama onun çatlaklı kayaların mukavemeti konusundaki çalışmalarını başlatmıştır. Taşıma gücü düşük zeminlerdeki yüzeysel temeller üzerine inşa edilen ağır yapıların tasarımı, derin bodrumlu yüksek binalar, derin kazılar gibi zemin problemlerini Đstanbul’un değişken topografyasında ve farklı jeolojik koşullarında çözmüştür. Đstanbul’da Mimar Sinan tarafından yapılan birçok geniş ve ağır camiyi ve temeli inceleme fırsatı bulmuştur. Ord. Prof. Dr.-Ing. Peynircioğlu’na göre; Temel ve Zemin Mühendisliği yaklaşımında teori, zeminle ilgili parametreleri elde etmek ve uygun bir şekilde değerlendirmek için gereklidir; fakat tecrübeye dayalı sağlam mühendislik kararları ile bütünleştirilmelidir, sadece teoriye dayalı yaklaşım gerekli tecrübe ile birleştirilmediği zaman yetersiz kalır.

Ord. Prof. Dr. Ing. Peynircioğlu’nun sürdürdüğü disiplinli yaşam şekli O’nun bir öğretmen, yazar, danışman ve yönetici olarak çok aktif olmasını sağlamıştır. Yargıtay Üyesi Hakim ix

Dilruba Peynircioğlu ile evli olan Hamdi Peynircioğlu’nun bu başarısında ailesinin desteği büyük rol oynamıştır. Ord. Prof. Dr. Ing. Hamdi Peynircioğlu öğretmen, araştırma görevlisi ve idareci olarak yeteneklerinin azalmamasına rağmen üniversite profesörlerinin resmi emeklilik yaş sınırı olan sürede 1978 yılı Temmuz ayının başında 70 yaşında iken emekli olmuştur ve yıllar boyunca büyük bir özenle oluşturduğu kişisel teknik kütüphanesini Đstanbul Teknik Üniversitesi’ne hediye etmiştir. Ord. Prof. Dr. Ing. Hamdi Peynircioğlu 1982 yılında aramızdan ayrılmıştır.

Ord. Prof. Dr. Ing. Peynircioğlu’nun resmi bir disiplin olarak Türkiye’de başlattığı Zemin Mekaniği ve Temel Mühendisliği bugün büyük bir camia olarak Türkiye içinde ve tüm dünyada önemli projelere imza atmaktadır.

x

PROF. DR. ERGÜN TOĞROL ĐSTANBUL TEKNĐK ÜNĐVERSĐTESĐ Đstanbul Teknik Üniversitesi ve Cambridge Üniversitesi’nde (Đngiltere) öğrenim gördü. 1961 yılında Đstanbul Teknik Üniversitesi’ne asistan olarak kabul edildi. Đstanbul Teknik Üniversitesi’nde, Ord-Prof.Dr.Ing A.H.Peynircioğlu yönetiminde hazırladığı “Kohezyonlu zeminlerde efektif gerilme, kayma mukavemeti ve su muhtevası arasında ilişki” isimli tezi ile “Doktor” ünvanını aldı (1963). 1968 yılında Đstanbul Teknik Üniversitesi, Đnşaat Fakültesi, Zemin Mekaniği ve Temel Mühendisliği Kürsüsü’nde “Doçent”(1968-1973), 1973 yılında aynı Kürsü’de Profesör oldu (1973-1982). 1982-1992 yılları arasında Boğaziçi Üniversitesi Rektörü olarak görev yaptı. 1992 yılında Đstanbul Teknik Üniversitesi Đnşaat Fakültesi Zemin Mekaniği ve Geoteknik Anabilim Dalı’na döndü (1992-2000). 2000 yılında emekli oldu. 1974-2001 yılları Zemin Mekaniği ve Temel Mühendisliği Türk Milli Komitesi Sekreteri ve Başkanı olarak görev yaptı. 2001’de Milli Komite’nin Şeref Başkanı olarak görevi devretti. 1987-1994 yılları arasında Uluslararası Zemin Mekaniği ve Geoteknik Mühendisliği “Avrupa’da Heyelanların Stabilizasyonu Teknik Komitesi Başkanlığı’nı yaptı. Đstanbul’da 2001’de toplanan “XV inci Uluslararası Zemin Mekaniği ve Geoteknik Mühendisliği Konferansı”nın düzenlenmesinde görev aldı ve Başkanlığı’nı yaptı. Zemin Mekaniği ve uygulamaları konularında 17 kitap ve 100 den fazla makale ve tebliği yayınlandı. Đstanbul Teknik Üniversitesi Dergisi Genel Yayın Yönetmeni görevini sürdürmektedir (2002-2010). Yönettiği dokuz doktora öğrencisinden üçü “Doçent” beşi “Profesör” oldu.

15

16

I.Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

“TEMEL TAKVĐYESĐ YÖNTEMLERĐNE YENĐ BĐR BAKIŞ”

ÖZET

Mevcut temellerin oturmalarını önlemek ve davranışlarını kontrol etmek için birçok yöntem bulunmaktadır. Bu yöntemleri şöyle özetleyebiliriz: (1) Geleneksel temel takviye yöntemleri, (2) Zemini iyileştirme esasına dayalı yöntemler, (3) Temel yüklerini derindeki taşıyıcı tabakaya aktarmak için kullanılan yöntemler.

Bu yöntemler, bugünkü durumları çerçevesinde gözden geçirilmiştir. Mini kazıkların ve “Jetgrout” (Harç püskürtme) yönteminin ayrıntılarına daha geniş değinilmiştir. Bu güncel yöntemlerin mühendislik uygulamalarını vurgulamak amacı ile örnekler verilmiştir.

SUMMARY Several methods are available to arrest settlements and improve the future performance of existing foundations. They can basically be classified under three headings, namely, (1) Convetional underpinning methods, (2)Methods based on soil improvement, (3)Underpinning by piles.

Each of those three methods are rewieved insofar as their current status is concerned. Applications of mini piles and jet-grouting system are discussed to greater extent. The case studies are given to illustate engineering applications of such recent methods.

1. GĐRĐŞ

Mevcut temellerin davranışını iyileştirmek ve oturmalarını kontrol etmek amacı ile çeşitli temel takviye yöntemlerinden yararlanılmaktadır. Bu yöntemleri üç sınıfa ayırmak mümkündür:

(1) Geleneksel temel takviye yöntemleri ile temelin genişletilmesi ve/veya derinleştirilmesi yoluyla temel davranışının iyileştirilmesine çalışılır. (2) Temel altındaki zeminin iyileştirilmesine dayalı yöntemler. Temel zemini, çimento enjeksiyonu, kimyasal enjeksiyon veya “jet-grout” kullanılarak iyileştirilir.

17

Prof. Dr. Ergün Toğrol

(3) Temel yükleri daha derindeki taşıyıcı tabakaya aktaran yöntemler. Bu amaçla çakma kazıklar, itmeli kazıklar, mini kazıklar, “jet-grout” kolonları kullanılır.

Bu yöntemleri ele almadan önce, kısaca, neden temel takviyesine gereksinim duyulduğuna bakalım. Temel takviyesi, başlıca üç amaçla uygulanır (Thornburn, 1993):

(1) Mevcut yapılarda değişiklik yapılması istenildiğinde. Eski ve tarihi yapıların yenilenmesi veya bunlara yeni bir işlev kazandırılması için öngörülen değişiklikler, yapı yüklerinin artmasına neden olabilir. Bu durumda temellerin yeni yükleri taşıyabilecek şekilde takviyesi gerekir.

Đkinci sınıf eski eser olarak ayrılan yapıların dış cephelerinin korunması kaydı ile, içlerinde yapısal değişikliğe izin verilmektedir. Bu gibi değişiklik ve ilave yükler, önemli temel sorunları çıkarabilmektedir.

(2) Koruma amacıyla. Yapıların stabilitesinin aşağıda sayılan nedenlerle tehlikeye girmesi halinde, korunması ve iyileştirilmesi için temel takviyesi gerekebilir.

(a) Komşu arsada yapılan derin bir kazı, sığ temelli yapılarda oturmalara ve temel zemininde hareketlere yol açar. Yapıyı emniyete almak amacı ile temellerin takviyesi ve derinleştirilmesi icap edebilir. Benzer şekilde metro kazıları veya sokak kotunun alçaltılması da temel takviyesine gereksinim doğurur. (b) Mevcut yapıları tadil ederken yapı yüklerinin kaldırılması veya bodrum kazanmak için kası yapılması sonucu zeminde önemli elastik veya kalıcı deformasyonlar meydana gelebilir ve temellerin takviyesi gerekebilir. (c) Mevcut yapıların yakınından boru, kanal, tünel, v.s. geçirilmesi gibi durumlarda temel takviyesi gerekebilir. (d) Killi zeminlerde kuruma nedeniyle veya ağaç köklerinden kaynaklanan oturmalar meydana gelebilir. Kurumaya karşı, 1.50-2.00m. derinliğe inen sığ bir temel takviyesi yeterli olabilir. Ağaç köklerine karşı ise, temel takviyesi kök sisteminin iyice aşağısına kadar indirilmelidir. (e) Endüstri devamlı gelişmekte, fabrikalar yeni üretim yöntemlerini benimsemektedir. Bu yöntemlerin getirdiği makinelerin doğuracağı titreşimlere karşı temellerin takviyesi zorunlu olabilir. 18

I.Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

(f) Yer altı su seviyesinin değişmesinin yol açacağı ilave oturmalara karşı da önlem alınması gerekir.

Hangi amaçla kullanılırsa kullanılsın temel takviye yöntemine karar vermeden önce, sondajlar, deneme çukurları ve numuneler üzerinde yapılacak laboratuar deneyleri ile dikkatli bir zemin incelemesi yapılmalıdır.

Eğer temelin

oturmalara karşı

takviyesi

gerekiyorsa temel

yükleri

oturmalardan

etkilenmeyecek bir derinliğe aktarılmalıdır. Bunun için de arazi profilinin ve zemin özelliklerinin bilinmesi gerekir. Öte yandan, temelin takviye edilmesini gerektiren neden iyice belirlenmelidir. Oturmaların kaynağı çok derinde ise (Maden ocağı açılması gibi), temellerin kazıklar üzerine oturtulması bir yarar sağlamayacaktır.

2.

GELENEKSEL YÖNTEMLER

Temel takviyesinde ilk akla gelen yöntem, kazı yapılması ve mevcut temel altında bir beton kütlesi oluşturulmasıdır (Paterson, 1970)

Bu yöntem, kazı derinliğinin fazla olması veya yer altı suyunun meydana getirdiği sorunlar nedeniyle her zaman ekonomik olmayabilir. Ya da yapı yükleri çok büyüktür, bir ilave beton kütlesi kabul edilemeyecek oturmalara neden olabilir.

Mütemadi bir sömelin takviyesi için temelin altı, anolar halinde kazılır. Desteksiz bırakılabilecek uzunluk, usulüne göre inşa edilmiş tuğla duvarlarda 1.50-2.00m. yi geçmemelidir. Herhalde, herhangi bir aşamada desteksiz kalacak uzunluk yapı uzunluğunun dörtte birinden fazla olmamalıdır.

Betonlama, mevcut temelin 5-10 cm. altına gelene kadar sürdürülmeli, betonun prizi ve çekilmesi beklenmelidir. Daha sonra kuru harç ile tam temas sağlanır. Bazen aradaki boşlukların doldurulması için çimento enjeksiyonundan yararlanılır.

Sağlamer(1991), münferit sömeller üzerine oturan kooperatif binalarının hemen yanından yol geçmesi nedeniyle, 5-6 m. Derinliğinde kazı yapılması sonucu, stabilitenin bozulmasını önlemek için yol seviyesinin altına inen kuyu ayaklarla başarılı bir temel takviyesi yapmıştır. 19

Prof. Dr. Ergün Toğrol

Her sömel dört ano halinde takviye edilmiş, mevcut temel ile ayak arasındaki boşluk plaka sokularak sıkılanmıştır.

3. TEMEL ZEMĐNĐN ĐYĐLEŞTĐRĐLMESĐ

3.1. Enjeksiyon

Temel takviyesi amacıyla kullanılan iyileştirme yöntemlerinden birisi enjeksiyondur. Genelde zeminlerin geçirimliliğinin azaltılması ve kayma mukavemetinin arttırılması amacıyla kullanılır.

Enjeksiyon tekniklerini dörde ayırmak kabildir (Gallavresi, 1992; Ewert, 1985) (1) “Hydrofracture” enjeksiyonu, (2) Sıkılama enjeksiyonu, (3) Geçirimsizlik enjeksiyonu, (4) “Jet-grouting”(Harç püskürtme) 3.1.1. “Hydrofracture” enjeksiyonunda, çimento esaslı harçla zemin 10 kg/cm2 kadar bir basınç altında paralanır. Böylece, zemin içinde enjeksiyon mercekleri ve tabakaları oluşur. Birbiri ile bağlantılı olmayan boşluklar doldurulur, hatta zemin bir miktar sıkışır.

“Hydrofracture” enjeksiyonu, genelde çökelmiş zeminlere uygulanır. Kontrolü güçtür. Çevredeki yapılara zarar verme riski büyüktür. Paralanmanın başladığı, enjeksiyon basıncının düşmesi ile anlaşılır. 3.1.2. Sıkılama enjeksiyonu. Zemin-çimento harcı oldukça büyük bir basınçla (35 kg/cm2 gibi) zemine basılır. Gevşek veya örselenmiş zeminleri sıkıştırmak ve zeminin birim hacim ağırlığını arttırmak için kullanılır. Böylece, yoğun, üniform bir kütle oluşturulur. “Hydrofracture” enjeksiyonuna göre enjeksiyon noktasından çok uzağa gitmeyen bir enjeksiyondur. Zemin yüzüne yakın yerlerde kabarmalara yol açabilir.

Sıklama enjeksiyonunun harcı çimentolu veya çimentosuz siltli kumdur. Bu harç gevşek zeminleri sıkıştırmakta başarı ile kullanılmaktadır. Sıkılama enjeksiyonunun kullanıldığı başlıca yerler, 20

I.Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

(1) Gevşek dolguların veya gevşek doğal zeminlerin sıkıştırılması, (2) Yapıların kaldırılması, (3) Ayakların takviye edilmesidir.

A.B.D.’nin çeşitli yerlerinde inşa edilmiş, 14.5 m. Yüksekliğinde, 30 m. Çapındaki akaryakıt tanklarında meydana gelen farklı oturmaların tanklar boşaltılmadan kontrol altına alınabilmesi için, inşaat gabarisi dışından sıkılama enjeksiyonu yapılmış ve başarılı sonuçlar alınmıştır (Berry, Buhrov, 1992)

3.1.3. Geçirimsizlik enjeksiyonu. Enjeksiyon ile zeminin boşlukları, zeminin hacmi veya yapısı değiştirilmeden doldurulur. Kullanılan enjeksiyon harcı, zeminin dane çapı dağılımına bağlı olarak çok çeşitli olabilir. k, permeabilite sayısı 10-3 cm/sn olan zeminlerde silikat esaslı, 10-4 cm/sn olan zeminlerde reçine esaslı harçlar kullanılır.

Son yıllarda, ince daneli çimento ile oluşturulan süspansiyonlar, daha ince zeminlere enjeksiyon yapılmasını mümkün kılmıştır (Đncecik, Şenol, 1994).

3.2. Enjeksiyon Harcı Türleri

En basit harç, su içinde çimento süspansiyonudur. Çimento harçları, erozyon ile veya gevşek ayrık daneli zeminlerin sarsıntılarla boşalması hallerinde kullanışlıdır. Bazen temel altına basınçlı çimento enjeksiyonu ile oturmuş olan temelin bir miktar kaldırılması sağlanır.

Çimento harçları, çimento ağırlığının su ağırlığına oranı ile karakterize edilir. Bu harçlar önemli ölçüde çökelmeye maruz kaldıklarından stabil sayılmazlar. Stabil olmayan harçların sulandırılsa da kumlara ve çakıllara yapılan enjeksiyonlarda kullanılması doğru değildir.

Kaba kumlarda veya kumlu çakıllarda kimyasal enjeksiyon kullanılır. Böylece, temel altındaki zeminde istenilen seviyeye kadar bir blok oluşturulur. Yanında kazı yapılacak temellerin emniyete alınması gibi hallerde sık kullanılmaktadır.

Enjeksiyon harçları üç ayrı sınıfa ayrılabilir:

21

Prof. Dr. Ergün Toğrol

(1) Daneli süspansiyonlar, çimento, kil, bentonit, bazen de kum ile hazırlanır, çökelme hızına göre stabil veya stabil olmayan harçlardır. (2) Kimyasal harçlar da denilen solüsyonlar. Bunlar Newton sıvılarıdır. Organik monomerlerden (Acrylamides, phenoplast, aminoplast)yapılır. Viskoziteleri suyunkine yakındır ve piriz yapana kadar da sabit kalır. Bunlara, çoğu kez “organik reçine” denir. Kimyasal harçların yüzlerce çeşidi bulunmaktadır. (3) Gazların emülsifiye edilmesi ile elde edilen köpükler de enjeksiyon harcı olarak kullanılır. Bu köpükler, kabarma sayısı ile tanımlanır. Kabarma sayısı, gazın hacminin sıvının hacmine oranıdır. Bu sayı zeminin boşluk oranına eşdeğerdir.

Zeminin enjeksiyon kabul edilip edilemeyeceğini anlamak için en iyi gösterge, zeminin permeabilite katsayısıdır. Kimyasal enjeksiyon harçları taneli olmadığı için kullanılabilmeleri doğrudan zeminin permeabilite katsayısına bağlıdır. Taneli enjeksiyon harçları için ise bazı alt sınırlar vardır (Littlejohn, 1993). Bu sınırlar, Çimento harcı için 5x10-4 m/sn, Kimyasal harç için 1x10-6 m/sn dir. Temel zemininin iyileştirilmesinde kullanılan diğer bir yöntem “jet-grouting” (Harç püskürtme)dir. Bu yöntem, temel yüklerinin taşıyıcı tabakalara aktarılmasında da kullanıldığı için o bölümde ele alınacaktır.

4. TEMEL YÜKLERĐNĐN DAHA DERĐNDEKĐ TAŞIYICI TABAKALARA AKTARILMASI

4.1. Ayaklar ve kazıklar

Çevredeki inşaat nedeni ile veya yüklerin artması, v.s. yüzünden meydana gelecek oturmaları önlemek için yapıdan geleneksel temel takviyesi, bazen temeli derinleşerek bir ayak oluşturulmasına dönüşür. Yurdumuzda geliştirilen kuyu yöntemi buna bir örnektir.

Taşıyıcı tabakanın derinde oluşu, ayak kazılmasında karşılaşılmasında karşılaşılan güçlükler, ayak veya kuyu yapılmasını önleyebilir. Bu gibi durumlarda, kazıklar veya “jet-grout” kolonları kullanılır.

22

I.Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Temel takviyesinde kazıklar, duvarın iki yanında olmak üzere çift çift imal edilir. Eğer binanın içerisinde kazık yapılamıyorsa bu kez dışarıda yapılan kazıklara duvar portafo olarak taşıtılır.

Yerinde dökme betonarme kazıklar, yapım sırasında fazla sarsıntıya yol açmadıkları için temel takviyesi işlerinde yaygın olarak kullanılır. Yer altı su seviyesinin altındaki kumlu zeminlerde yıkanma olmaması için delik delme işleminin dikkatle yapılması gerekir.

Çelik çakma kazıklar, eğilme momentine veya yanal yükler olması durumunda kullanılır.

Temel takviyesinde kullanılan diğer bir tür ise itmeli kazıklardır. Đlke olarak kısa parçalar halinde zemine bir kriko vasıtası ile itilerek sokulur. Nihai kriko yükü, kazık servis yükünden en az %50 daha büyük olarak seçilir. Böylece, güvenlik sayısı, 1.5 alınmış olur. Đtmeli kazık uygulanmasında önemli nokta, kriko boşaltılmadan önce temel ve kazık arasına sağlam bir takoz yerleştirilmesidir.

Temel takviyesi için son yıllarda çeşitli çapta kazık kullanılmaktadır. Yapım kolaylığı nedeniyle küçük çaplı, zemin delinerek ve enjeksiyonla doldurularak oluşturulan kazıkların kullanılması yaygınlaşmış bulunmaktadır. Bir tasnife göre (Thornburn, 1993) çapı 300 mm. Đle 600 mm. Arasında olan kazıklara küçük çaplı kazık, çapı 300 mm. Đle 75 mm. Arasında olanlara mini kazık, çapı 75 mm. Den küçük olan kazıklara mikro kazık denilmektedir.

Mini ve mikro kazıkların belirgin özelliği, ankraj yapmakta veya enjeksiyon için kullanılan araç, gereçlerle ve konvansiyonel kazık makinelerinin giremediği yerlerde dahil kolayca imal edilebilmeleridir (To, Watts, 1994).

Mini ve mikro kazıklar, daha büyük çaplı kazıkların temelin dışında yapılmaları zorunluluğundan kaynaklanan sorunları ortadan kaldırmaktır. Bu kazıklar, temeli rotari ile açılan ufak çaplı deliklerle geçerek taşıyıcı zemine ulaşmaktadır. “Pali radice” (Kök kazığı) adı verilen sistemle çeşitli açılarda eğimli yerinde dökme betonarme kazık yapılmaktadır (Lizzi, 1993). Đstenilen derinliğe inildiğinde 100 mm. çaplı tiplerinde çelik çubuk, daha büyük çaplı (300 mm.’ye kadar) olanlarda bir boru veya kafes deliğe indirilir. Gevşek zeminlerde veya yer altı su seviyesi altında uygulanması güçtür.

23

Prof. Dr. Ergün Toğrol

Şekil 1. de Jackson, Mississiği’de bir karayolu köprüsünün temellerini takviye için kullanılan bir “pali radice” uygulaması görülmektedir.

Şekil 1

Alanya-Obaköy’de 1986-1987 yıllarında çeşitli kalınlıklarda dolgu toprak üzerinde inşa edilmiş 18 adet beş katlı binada 1991 yılına gelindiğinde 60-70 cm. ye varan farklı oturmalar görülmüştür (Toğrol ve diğerleri, 1994). Toplam ve farklı oturmaların sahada yer yer taşıma gücünün aşılmasından kaynaklandığı anlaşılmış, temellerin 120 mm. çaplı ve 8 mm. et kalınlığına sahip mini kazıklarla takviyesine karar verilmiştir. Bu arada aşırı derece oturmaya maruz kalan iki blok ise sadece takviye edilmekle kalmamış; binanın bütün kolonları krikolara alınmış, böylece 40 kriko yardımı ile aşırı oturan tarafları 305 mm. kaldırılarak bina düzeltilmiştir. Temel takviyesi yapıldıktan sonra yapılar 6 ay gözlenmiş; herhangi bir oturma veya deformasyon kaydedilmemiştir. 10.65x41.85 m. Taban alanındaki düzeltilen blokların birer köşelerinin oturması 0.0 kabul edilerek hesaplanan farklı oturmaları, birinci blokta 34.8 cm., 52.0 cm., 21.0 cm., diğer blokta 22.5 cm., 37.2 cm., 12.3 cm. idi.

Başka bir örnekte, çapları 100 mm., boyları 6.25 m.-7.26m. olan mini kazıklar kullanılarak “dipsiz” Beaumont Kili” içindeki temellerin takviyesi ile ilgili olarak kazık yükleme deneyleri yapılmış, çevre sürtünmesi değerlerinin o yörede yapılan büyük çaplı kazıklar için elde edilen değerler ile uygunluk gösterdiği belirlenmiştir(O’Neill ve Pierry, 1989).

24

I.Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

4.2. “Jet-grout” yöntemi

Gerek temel altındaki zeminin iyileştirilmesi gerekse temel yüklerinin daha derinlerdeki taşıyıcı tabakalara aktarılmasında diğer bir yol “jet-grout” harç püskürtme yöntemidir.

“Jet-grout” yönteminin uygulanmasında iki aşama bulunmaktadır : (1) delme aşaması, (2) püskürtme aşaması. (1) Delme aşamasında, “jet-grout” uygulanacak derinliğe kadar delme borusunun indirilmesi sağlanır. Bunun için borunun bitiminde kesici bir uç veya boru eksenine dik bir veya daha fazla ağızlığa (nozzle) sahip özel püskürtme valfi vardır. (2) Püskürtme aşamasında, boru yukarı çekilirken çimento harcı yüksek hızla püskürtülür. Püskürtmenin etkisini arttırmak için boru bir yandan yukarı çekilirken bir yandan da döndürülür. Böylece, zemin içinde silindirik bir çimentolu-zemin kütlesi elde olunur.

4.2.1. “Jet-grout” yönteminin gelişmesi

Zeminlerin “jet-grout” yöntemi ile iyileştirilmesi oldukça yeni bir buluştur. Yöntem son yıllarda oldukça hızlı bir şekilde gelişmiştir. Önce Japonya’da ortaya atılmış, ardından Amerika ve Avrupa’da teknolojisi gelişmiş ülkeler tarafından benimsenmiştir. “Jet-grout” yönteminin benimsenmesinin nedeni, zeminin konsolide edilmesi, geçirimsiz hale getirilmesi veya temellerin takviyesi için kullanılan geleneksel yöntemlerin yetersiz kaldığı birçok durumda çözüm oluşturmasıdır.

“Jet-grout” yöntemi, ilk kez Japonya’da Yamakado ve arkadaşları tarafından uygulandı. 1970 yılında Nakanishi ve arkadaşları, “Chemical Churning Plant” (CCP) yöntemini önerdiler. Bu yöntemde, yüksek hızlı çimento harcı yatay olarak püskürtülmekte bu esnada harcın püskürtüldüğü boru kendi etrafında döndürülerek yukarı çekilmekteydi.

Hemen hemen aynı zamanda Yahiro ve arkadaşları “Jet-grout” yöntemi adıyla yeni bir geliştirme yaptı. Daha sonraları, bu ve benzer yöntemler hep “Jet-grout” yöntemi olarak anılır oldu. Yahiro ve arkadaşları diyafram duvar yapımını düşünmüşlerdi. Yüksek hızlı bir su jeti kullanarak zeminde bir yarık açmakta sonra bu yarık aşağıdan başlanılarak çimento harcı jeti kullanılarak taşlaştırılmaktaydı. 25

Prof. Dr. Ergün Toğrol

1972’de CCP Grubu, “ Jumbo jet special grout” yöntemini ortaya attı. Bu yöntemde çimento jetinin hızı arttırılıyor, ayrıca çimento jeti bir hava jeti kılıfı içine alınıyordu. Böylece, CCP yöntemi ile oluşturulan 40-70 cm. lik kolonlar yerine 80-160 cm. lik kolonlar imal edilmeye başlanıldı.

Đkinci grup ya da Jet-grout grubu, ince diyafram duvarları yaparken rekabetin zorlaması ile kolon yapımına başladı. Böylece, imalatçı firmanın ismine izafeten “Kajima” veya “Jetgrout kolonu” yöntemi ortaya çıktı. Yöntemin esası delmenin hızlı bir su püskürtülmesi ile sağlanması, çimento harcının ayrıca verilmesi idi. Su jetinin yayılma hızı daha büyük olduğu için etkisi çok uzağa gidemez. Oysa daha dar bir açı ile yayılan hava jeti kılıfı ile suyun etkisini daha uzağa taşımak mümkün olmaktadır ( Yahiro, Yoshada, 1973).

1980’de CCP Grubu, “Super Soil Stabilization Management (SSS-MAN) yöntemini ortaya attı. Bu yöntemde çok büyük çaplı kolonların yapımı amaçlanıyordu. Basınçlı hava ile zarflanmış yüksek hızlı su jeti zeminin oyulması amacı ile kullanılıyor, parçalanan zemin su ile birlikte ayrı bir sirkülasyon devresi ile dışarı çıkarılıyor, zemin içinde meydana gelen boşluk çimento harcı ile dolduruluyordu. Böylece, özellikle kohezyonsuz zeminlerde geniş çaplı kolonların oluşturulması kabil oluyordu. Su jetinin yayılma açısı büyük olduğu için etkisi çok uzağa ulaşamaz. Oysa daha dar açı ile yayılan hava jeti kılıfı ile suyun bu etkisini daha uzağa taşımak mümkün olmaktadır (Yahiro, Yoshuda, 1973).

Günümüzde yöntem hala gelişmektedir. Bir yandan iyileştirilen zeminin çapı bir yandan da verimlilik açısından önemli mesafeler alınmıştır. Debi, hız, tulumba basıncı, harcın yoğunluğu ile ilgili ilerlemeler sağlanmıştır. Püskürtme deliklerinin sayısı, çapı, şekli verim açısından önemlidir. Öte yandan, borunun dönme ve yukarı çekilme hızının geoteknik (dane çapı, derinlik, su basıncı gibi) değişkenlere bağlı olarak her iş ve yerde yeniden düzenlenmesi gerekmektedir.

Son yıllarda teknolojide önemli gelişmeler meydana gelmiştir. Yüksek basınçlı pompalar yapılmıştır. Böylece, büyük debiler ve basınçlar elde edilmiştir. Su pompaları için 60 Mpa, çimento harcı pompaları içn 80 Mpa değerlerine varılmıştır. Su çimento karışımı düzenekleri geliştirilmiştir. Elverişsiz koşullara uygun aletler yapılmıştır. Özetle, bu gelişmeler, (1) kullanılan araçların güvenirliğini büyük ölçüde arttırmış, (2)yapımda insan gücü gereksinimi 26

I.Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

azaltmış, (3)”jet-grout” imalinde gerekli yan çalışma ve hazırlıkların daha çabuk yapılabilmesini sağlamıştır.

4.2.2. Sınıflandırma

“Jet-grout” yöntemleri, tek akışkanlı, iki akışkanlı, üç akışkanlı olarak sınıflandırılabilir.

Yamakado ve diğerleri, aynı yıl Nkanishi ve diğerleri tarafından önerilen yönteme tek akışkanlı yöntem de denir (Kauschinger ve diğerleri, 1992). “Jet-grout” yöntemleri arasında en basitidir. Yüksek hızla püskürtülen harç zemini keser, yerini değiştirir ve zemin ile karıştırır. Harç basıncı 20-40 Mpa, püskürtme hızı 50 m/sn., debi 3 lt/sn. mertebesindedir. Dönen boru 100-150 mm/dk. Hızla yukarı çekilir.

Diğer “jet-grout” tekniklerinin etkinliği, kolon doğrultusu düşeyden yataya gittikçe azalır. Bu yüzden tek akışkanlı yöntem özellikle tünellerde, yatay veya yataya yakın doğrultularda başarı ile uygulanır.

Tecrübeler, “jet-grout” kolonunu yaklaşık kolon çapının yarısı kadar uzaklıktaki zemini sıkıştırdığını göstermiştir.

Tek akışkanlı yöntem ile oluşturulan kolonların çapı, diğer yöntemlerle oluşturulanlardan daha küçüktür. Bununla birlikte, tek akışkanlı yöntemle oluşturulan kolonların çapları, killi zeminlerde 40-80 cm., ayrık daneli zeminlerde 50-120cm. olmaktadır (Şekil 2).

Đki akışkanlı yöntemde CCP Grubunun “Jumbo jet” yönteminde olduğu gibi çimento harcı, bir hava jeti kılıfı içinde püskürtülmektedir. Zemini kesen yüksek hızlı çimento harcı, bir hava jeti içinde uygulanarak kolon çapları iki katına çıkarılabilmektedir. Kolon çapının bu şekilde artmasının nedenleri şöyle özetlenebilir: (1) Basınçlı hava, harç jeti ile yer altı suyu arasında bir tampon bölge oluşturur. Böylece, daha geniş bir zemin hacmini etkilemek mümkün olur. (2) Kesilen zeminin doğurduğu çalkantıyı yenmek için harcanması gereken enerjiden tasarruf edilir.

27

Prof. Dr. Ergün Toğrol

(3) Kesilen zeminin uzaklaştırılması kolaylaşır. Hava jeti hızı kesildikten sonra, yüzeye doğru yükselmesi sırasında, zemin döküntüsünün de kolaylıkla zemin yüzüne ulaşmasını sağlar.

Üç akışkanlı yöntem “jet-grout” yöntemleri arasında en karmaşık olanıdır. Bu yöntemde, zemin yerine enjeksiyon harcı ikame edilir. CCP Grubunun “Super Soil Stabilization Management” (SSS-MAN) yöntemi bu esasa dayanır.

Üç akışkanlı yöntem ile en büyük çaplı “jet-grout” kolonları elde edilir. Tipik kolon çapları, killi zeminlerde 50-150 cm., kumlarda 50-300 cm. olabilmektedir.

Zemini paralamada kullanılan su jetinin debisi 1 lt/sn, basıncı 40 MPa dır. Su jetinin hava kılıfının basıncı 0.8 MPa dır. Borunun dönme hızı 5 devir/dk., yukarı çekilme hızı 50 mm/dk. dır.

4.2.3. “Jet-grout” yöntemi nerelerde yararlıdır

“Jet-grout” yönteminin üstünlükleri şöyle özetlenebilir:

(1) Çevre kirliliğine yol açmadan zeminlerin stabilize edilmesinde yararlıdır. (2) Temel takviyesi sırasında yapının deformasyonu çok az olur veya hiç olmaz. (3) Nispeten ufak çaplı bir delikten başlanarak geniş kolonlar imal edilebilir. (4) Yüksek riskli inşaatlarda can güvenliği sağlanır. (5) “Jet-grout” kolonları, istenilen bir derinlikten başlayarak istenilen bir derinliğe kadar imal edilebilir. Bu yüzden, taban kabarmasının önlenmesi veya tünel yapımında geçirimsizliğin zemin yüzünden sağlanması gibi problemlerin ekonomik çözümüne elverişlidir. (6) Arazi şartlarına bağlı olarak inşaat süresini %30-60 kısaltır(Burke ve diğerleri, 1989)

28

I.Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 2. “Jet-grout” kolonu imali

29

Prof. Dr. Ergün Toğrol

Bu üstünlükleri ile birlikte “Jet-grout” yönteminin uygulanmasında bazı güçlüklerle de karşılaşılması olasıdır. En önemli güçlük, zemin koşulları nedeniyle geometri ve mukavemette ortaya çıkan değişkenliktir.

Yük taşıyan kolonların çapının mümkün olduğu kadar aynı olması istenir. Bu yüzden iyileştirmeye daha az cevap veren tabakalar geçilirken dikkatli olunmalıdır. Kolonlar özellikle üniform zeminlerde çok başarılıdır. Bütün uygulamalarda, çap ve mukavemette meydana gelebilecek değişiklikler göz önünde tutulmalıdır.

4.2.4. Kalite kontrolü

Mukavemet öncelikle söz konusu ise çimento miktarı arttırılır. Çimento su oranı genellikle 05-1.0 arasında olur. Bu oran zemin cinsine, zemin permeabilitesine, zeminin su muhtevasına bağlı olarak belirlenir. Çimento su oranı, kilde kumdakine göre çok daha küçüktür.

“Jet-grout” kalitesine etkiyen değişkenler, (1) Püskürtme deliği (nozzle) boyutu ve şekli, (2) Uygulanan basınç (3) Enjeksiyon harcının niteliği, (4) Borunun dönme hızı (5) Borunun çekilme hızı Kuzey Đtalya’da alüvyonda yapılan iyileştirmede zemin-çimento karışımının serbest basınç direnci qu=60-70 MPa bulunmuştur. Roma civarında kumlu arazide serbest basınç direnci, qu=30 MPa bulunmuştur. Bununla birlikte az siltli kumda qu=10 MPa gibi bir serbest basınç direnci olağan karşılanmaktadır.

Kil yüzdesi fazla olursa serbest basınç direnci qu=1.5-2.5 MPa değerine düşebilir. 30

I.Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Genelde, kum ve çakılda, tek akışkanlı sistem ile uzun süreli mukavemet 10-30 MPa değerine ulaşmaktadır (Gallavresi, 1993). Yüksek plastisiteli zeminlerde ise çimento miktarını çok arttırmadan 2-3 MPa ın üstüne çıkılmamaktadır.

Siltli killi zeminlerde iyileştirme sonucunda elde olunan serbest basınç dirençleri geniş bir aralıkta değişir. Benzer değişim elastisite modüllerinde de görülür. Đçinde silt bulunan kumlu zeminlerde serbest basınç direncinin qu=25-27 MPa değerleri için elastisite modülü E=6500-2500 MPa arasında değişmiştir.

4.2.5. “Jet-grout” şantiyesi

Bir “Jet-grout” şantiyesinde bulunması gerekli başlıca araçlar, çamur sirkülasyonuna elverişli delme makinesi, otomatik karıştırma düzeni, enjeksiyon takımıdır (Otomatik yükleyici ve basınç tulumbaları).

Yüksek basınç pompası su devresinde kullanılır. Çimento harcı enjeksiyonu için orta basınçlı bir pompa (12 MPa) yeterlidir. Hava genelde 24 m3/dk yı 1.2 MPa basınçla veren bir kompresör ile sağlanır.

Orta ve ince daneli zeminlerde rotari ile, çakıllı, iri daneli zeminlerde darbeli rotari ile çalışır. Hareket kabiliyeti fazla bir makine ile çalışılması işin hızını arttır.

4.2.6. Uygulama alanları

“Jet-grout” yönteminin uygulama alanları şöyle özetlenebilir: (1) Temel takviyesi, (2) Sığ kazılarda şevlerin tutulması (3) Kazı tabanından su gelmesinin önlenmesi (4) Tünel zemininin iyileştirilmesi (5) Şev stabilizesinin iyileştirilmesi 31

Prof. Dr. Ergün Toğrol

(6) Binalara ilave temel yapılması (7) Oyulmaya karşı korunma (8) “Cut-off” yapılması

“Jet-grout” yöntemi kısa zamanda yaygın bir uygulama alanı bulmuştur. Đtalya’da bir geçirimsizlik perdesi yapımında kullanılan “jet-grout” yöntemi ile ilgili ayrıntılı bilgiler verilmiştir (Aschieri ve diğeleri, 1983). Porto Tolle termik santrali inşaatında, deşarj kanalının diyafram duvarları geçirimsizliği sağlayamamış, çevredeki zeminin ayrılmaya başladığı görülmüştür. Bunun üzerine kanalın içi suyla doldurulup zeminin ayrılması önlenmiş ve diyafram duvar çevresine üç sıra “Jet-grout” kolonu ile oluşturulan bir geçirimsizlik perdesi imal edilmiştir. “Jet-grout” kolonları, bir yanda -4.40 m. Đle -13.00 m., diğer yanlarda +1.50 m. Đle -13.00 m. arasında imal edilmiştir. Delik rotari usülü ile zemin yüzünden 17.5 m. Derine kadar açılmış, çubuk yukarı çekilirken 0.4 m./dk. hızla çekilirken 20 devir/dk. hızla döndürülmüştür. Enjeksiyon harcının debisi 100 lt/dk., her metre delik için enjeksiyon miktarı 0.25 m3 olmuştur. Aschieri ve diğerleri (1983), zeminin dane birim hacim ağırlığının 27 kN/m3 (S), çimentonun birim hacim ağırlığı 30 kN/m3 (C) olduğuna göre, suya doygun harç zemin karışımının birim hacim ağırlığının γ = (1 + S/W + C/V) / (0.1 + 0.37 S/W+ 0.33 C/W) [kN/m3] ifadesi ile verilebileceğini göstermiştir. Bu ifadede SAV ve C/W kuru zemin ile su, çimento ile su oranını göstermektedir.

Geçirimsizlik perdesinin davranışı uzun süre izlenmiş, sızma olup olmadığı kontrol edilmiştir. Sızma önlendiği gibi, "jet-grout" uygulaması sonunda civardaki mevcut yapılarda da gözlenebilir bir deformasyon meydana gelmemiştir.

Yeraltı su seviyesi altında yapılan derin temel çukurlarının geçirimsizliğinin sağlanmasında "jet-grout" yönteminin kullanılması faydalı olmaktadır (Tausch, 1992).

32

I.Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

4.2.7. Bir örnek: Küçüksu Kasrı temel takviyesi

Küçüksu Kasrı, Boğaziçi'nin Anadolu yakasında, Küçüksu Çayırı'nın deniz tarafındadır. Boğaz'ın dar bir yerinde bulunuşu, zengin süslemeleri ve doğaya uyumu ile dikkati çekmektedir (Eldem, 1979; Gülersoy, 1985; Gülsün, 1993; Toğrol, 1993).

Kasır, bir zemin ve iki kattan oluşmuştur. 18. yüzyılın ortalarında aynı yerde klasik Osmanlı üslubunda ahşap bir kasır yapılmıştı. Bu kasra ait temel kalıntılarına onarım sırasında şimdiki kasrın temellerinde rastlanmıştır.

Şimdiki Küçüksu Kasrı 1856'da Abdülmecit (1839-1861) döneminde yapılmıştır. Daha sonra Abdülaziz (1861-1876) dış görünüşünü çok sade bularak cephelerdeki kabartma süslemeleri ekletmiştir (Fotoğraf 1).

Küçüksu Kasrı, kalınlığı deniz tarafında 20-23 m., kara tararında 13-15 m. yi bulan deniz oluşumu gevşek ve yumuşak tabakalar üzerinde inşa edilmiştir. Đnce bir dolgu tabakası altında güney tarafta 5.60 m. kalınlığında cıvık kıvamda az çakıllı siltli kil, bu tabakanın altında 11.00 m. kalınlığında gevşek az killi orta kabuk, daha altta 3.00 m. kalınlığında orta sıkı az kumlu ince kabuk; kuzey tarafta ise, 3.00 m. kalınlığında kum çakıl, altında 1.50 m. kalınlığında cıvık kıvamda ince çakıllı siltli kil, altında 10.00 m. kalınlığında gevşek az killi iri kabuk, daha altta ise 3.00 m. kalınlığında yumuşak kıvamda iri kabuklu kil arazi profilini oluşturmaktadır. Taban kayası, batıya doğru 13° - 15° eğimlidir (Şekil 3). Yeraltı su seviyesi 0.70 - 0.80 m. derinliktedir.

Onarım sırasında ortaya çıkan çatlak ve deformasyonların incelenmesi amacıyla 1975-1976 yıllarında bir çalışma yapılmıştır (Toğrol, Yorulmaz, 1976). Bu çalışmada, yapının rijit bir cisim gibi döndüğü ve oturduğu belirlenmiştir. Kasrın 120 yıllık mazisine ait kayıt bulunmadığı için bir süre gözlem yapılmasının yararlı olacağı bu ilk çalışmanın sonuçları arasındadır.

33

Prof. Dr. Ergün Toğrol

Şekil 3. Küçüksu Kasrında anakaya derinlikleri

Bu tarihten 1989 yılına kadar, çeşitli zamanlarda çeşitli kişi ve kuruluşlar tarafından yapının stabilitesini arttırmak amacı ile çalışmalar yapılmıştır. Hareketlerin arızi nedenleri olarak görülen Kasrın arkasındaki yoldan geçen ağır vasıtalar yasaklanmış, Kasrın hemen yanındaki iskeleye vapur seferleri durdurulmuştur. Kıyı şevlerinin iyileştirilmesi amacı ile deniz içinde dolgu yapılmış (1980), bahçede Kasrı çevreleyecek şekilde, kayaya kadar ulaşan 55 adet sıkılama enjeksiyonu yapılmış (1983-1984) ve nihayet beton bloklarla rıhtım yapılmasına başlanılmıştır (1987).

Küçüksu Kasrındaki çatlak ve deformasyonlar ilk kez 1975 yılında fotogrametrik ölçülmüştür (Toğrol, Yorulmaz, 1976), Kasrın düşeyden sapması ve özellikle iç mekânlardaki çatlaklar iyi bir şekilde belirlenmiştir. Daha gelişmiş fotogrametrik yöntemler kullanılarak Nisan 1993 ve Haziran 1994 tarihlerinde iki seri ölçme alınmıştır.

34

I.Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Fotoğraf 1 35

Prof. Dr. Ergün Toğrol

Bu ölçmelerde Kasrın köşelerinin 4 seviyede düşeyden ayrılmaları ve hareket doğrultuları belirlenmiştir. Bu ölçmelerden Kasrın yaklaşık Doğu-Batı doğrultusunda denize doğru eğilmiş olduğu görülmüştür. Düşeyden en büyük ayrılma, Güney-Doğu köşesinde ve 17.4 cm. dir.

Ocak 1989 tarihinden itibaren Kasrın ve bahçesinin hareket ve deformasyonlarının incelenmesine yeniden başlanmıştır. Binanın yakın çevresinde bahçe içinde 5, dışında 2, binanın deniz tarafında 2 adet ve binadan yaklaşık 390 m. ve 320 m. uzaklıkta, Ömür Tepe'nin üzerine 2 adet olmak üzere toplam 11 adet "pilye" yerleştirilerek bir mikro jeodezik ağ oluşturulmuştur.

Mayıs 1989'dan başlıyarak bu noktalar gözlenmiş, çalışmalar Ağustos 1991'e kadar sürdürülmüştür.

Aralık 1991'de tahrip edilme tehlikesine karşı birinci derece triyangülasyon noktası olarak inşa edilmiş 6 noktalı bir kontrol ağı kurulmuştur. Ağda 4 sabit noktadan ilcisi Küçüksu Sevda Tepesinde, biri Boğaziçi Üniversitesi Atatürk Korusunda, diğeri Anadolu Hisarındadır. Deformasyon noktalarının üçü de Kasrın çatısında yer almaktadır. Bu ölçmeler, 16 Ekim 1992'de başlayan temel takviyesi çalışmalarına yetişmiş ve inşaat sırasında yapıda herhangi bir hareket meydana gelip gelmediğini kontrol amacıyla da kullanılmıştır.

Ölçme sonuçları, Kasrın bahçesinde denize doğru hareket ve çökme şeklinde hareketler olduğunu göstermiştir. Mayıs 1989 tarihinden başlayarak yapılan ölçmelerde bir artış eğilimi gözlenmiş, önce bahçedeki ölçmelerde görülen bu eğilim, bina için tehlikeli boyutlara varmış, son ölçmelerde binada da oturmalar görülmüştür. Özellikle Ekim 1989'dan sonra deniz tarafındaki oturma ve hareketlerin artmış, gözle görülür hale gelmiştir. Rıhtım ve deniz tarafındaki duvar su altında kalmış, deniz tarafındaki süslü kapı tehlikeli bir biçimde denize doğru yatınca sökülerek korumaya alınmıştır. Kasrın temellerini oluşturan ahşap ızgara ve bu ızgara altındaki ahşap kazıklar bir radye gibi davranmış, bu çapta oturmalar karşısında yapının daha fazla hasar görmesini önlemiştir.

Oturma ve deformasyonların hızlanması ve üst yapıda çatlak, ayrılma ve bahçede gözle görünür hareketlerin meydana gelmesi, temel takviyesini güncel hale getirmiştir. Takviye, yapı yüklerinin "jet-grout" kolonları ile kaya tabakasında aktarılması ilkesine göre yapılmıştır. 36

I.Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Kolonların boyları, Kuzey cephesinde 23 m. ye ulaşırken, kaya derinliğine bağlı olarak Güney cephesinde 15 m. civarında kalmıştır. "Jet-grout" kolonlarının yapımına başlanılmadan deneme kolonları imal edilmiş ve çimento su oranı 1:1, enjeksiyon basıncı 10 MPa olarak belirlenmiştir. Yapımda esas olarak tek akışkanlı yöntem uygulanmıştır. "Jet-grout" kolonlarının içine dış çapı 89 mm., et kalınlığı 9 mm. olan ucu açık çelik boru yerleştirilmiştir.

Temellerin her iki yanında "jet-grout" kolonları teşkil edildikten sonra bina temelleri yer yer açılarak her iki yana 0.60 x 0.65 m. kesitinde betonarme yanak Đçirişleri dökülmüştür (Şekil 4). Bu kirişler, duvar içine 0.20 m. kadar sokulmuş, ayrıca duvarda oyuklar açılarak yanak kirişleri enine kirişlerle birbirlerine bağlanmıştır (Şekil 5). Yanak Kirişleri içine giren “jetgrout” kolonları, yanak kirişlerinin omuzladığı duvar yüklerini kaya tabakasına aktarmaktadır.

Temel takviyesi sırasında, yapıda ilave gerilme ve deformasyonlar ortaya çıkmaması için azami itina gösterilmiş, kazı ve imalat anolar halinde ve dengeli bir biçimde gerçekleştirilmiştir. Đnşaat sırasında ve daha sonra alınan ölçüm sonuçları bunu doğrulamaktadır.

4.2.8. Hoca Ahmet Yesevi Türbesi temel takviyesi

Küçüksu Kasrındakine benzer bir uygulama Kazakistan'ın Türkistan kentinde bulunan Hoca Ahmet Yesevi Türbesinin temellerinin takviyesinde yapılmaktadır. Türbe 14. yüzyılda inşa edilmiş, yüksekliği 30 m.yi geçen, tuğla bir yapıdır. Çeşitli zamanlarda hasara uğramış, onarım görmüştür.

Yapı temelleri ince kum ve silt olarak nitelendirilebilen bir lös oluşumuna oturmaktadır. Kalınlığı 5-7 m. olan bu tabakanın altında sıkı çakıl tabakası vardır. Yeraltı su seviyesi zeminden 7-10 m. aşağıdadır, fakat zaman zaman zemin yüzüne kadar yükselmektedir.

37

Prof. Dr. Ergün Toğrol

Şekil 4.

(a) "Jet-grout" kolonları, (b) Eğik "jet-grout" kolonları, (ç) Donatı, (d) Yanak kirişleri, (e) Enine kirişler.

Yapı ile ilgili, 1870'denberi alınan oturma kayıtları vardır. Yerel uzmanlar oturmaların 0.70 m. mertebesinde olduğu sonucuna varmıştır.

Bu görkemli ve Orta Asya'da büyük önem verilen yapının ne yazık ki, düzenli bir temeli bulunmamaktadır. Çeşitli zamanlarda yapılmış, onarım ve temel takviyeleri ise durumu bir hayli karmaşık hale getirmiştir.

Temel takviyesi, çakıl tabakasına giren "jet-grout" kolonları ile yapılmaktadır. Temeller yanak kirişleri ile omuzlanmakta, betonarme yanak Đçirişleri yer duvarın içinden geçirilen raylarla birbirine bağlanmaktadır (Şekil 6).

Kalın duvarların bulunduğu kısımlarda, yanlardan çeşitli açılarda "jet-grout" kolonları oluşturularak temel altı zemini iyileştirilmektedir (Şekil 7, Fotoğraf 2).

38

I.Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 5. (a) Kasrın mevcut bodrum duvarları, (b) "Jet-grout" kolonları, (c) Yanak kirişleri

Şekil 6. Hoca Ahmet Yesevî Türbesi Temel Takviyesi

39

Prof. Dr. Ergün Toğrol

5. SONUÇLAR

Temel takviyesi yöntemleri, temelin genişletilmesi ve/veya derinleştirilmesi şeklinde özetlenebilecek geleneksel yöntemler, temel zemininin iyileştirilmesine dayalı yöntemler ve temel yüklerinin daha derindeki taşıyıcı tabakalara aktarmayı amaçlayan yöntemler olarak üçe ayrılabilir.

Hangi yöntemin belirli bir durumda daha yararlı olacağına karar verilebilmesi için arazi profilinin ve zemin özelliklerinin sondajlar, arazi ve laboratuar deneyleri ile itinalı bir şekilde belirlenmiş olması gerekir.

Son yıllarda ortaya atılan ve yaygın bir kullanım alanı bulan mini ve mikro kazıklar, "jetgrout" gibi yöntemler, temel takviyesi alanında yeni olanaklar yaratmıştır. Kullanılan araçların geniş hareket kabiliyeti, çevre bakımından en az mahzurlu oluşları, yüksek riskli inşaatlarda can güvenliği sağlamaları, inşaat süresinin kısaltılabilmesi gibi birçok yarar sağlanmaktadır.

40

I.Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Fotoğraf 2. Eğik “jet-grout” uygulaması

41

Prof. Dr. Ergün Toğrol

Şekil 7. Hoca Ahmet Yesevi Türbesi-Temel Đyileştirilmesi

42

I.Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

REFERANSLAR

Aschieri, F., Jamiolkowski, M., Tornaghi, R., 1983, "Case history of a cut-off wall executed by jet-grouting", 8th ECSMFE, Helsinki, Cilt 1, sf. 121-126. Aytaç, M., Örmeci, C, Altan, O., 1976, "Fotogrametrinin tarihsel yapıların korunması rolü", ĐTÜ Dergisi, Cilt 34, Sayı 1, sf.46-54. Berry, R.M., Buhrow, R.P., 1992, "Settlement, structural failure and in-place repair of above ground storage tanks", Grouting, Soil Improvement and Geosynthetics, (Ed.R.H.Borden ,R.D.Holtz, I. Juran) Cilt 1, sf.240-251. Burke, G.K., Lawrence, F.J.,Heller, R.A., 1989, "Jet-grouting for underpinning and excavation support", Foundation Engineering (Ed. F.H.Kulhawy),Cilt l,sf.29l-300. Cambefort, H., 1977, "The principles and application of grouting", QJEG, 10(2), sf.57- 95. Cole, K.W., 1993, "Conventional piles in underpinning", Underpinnig and Retention, Blackie Academic and Professional, sf. 61-83. Eldem, S.H., 1979, Boğaziçi Anıları, Aletaş, Cilt 2, 376 sf. Ewert, F.K., 1985, Rock Grouting, Springer Verlag. Gallavresi, F., 1992, "Grouting improvement of foundation soils", Grouting, Soil Improvement and Geosynthetics, ASCE Spec.Publ. No.30 (Ed.R.H.Borden, RD.Holtz, ÏJuran), Cut 1, sf. 194-205. Greenwood, D., 1987, "Underpinning by grouting", Ground Engineer, April 1987, sf. 21-32. Gülersoy, Ç., 1985, Küçüksu, TTOK Yayını, 131 sf. Gülsün, H., 1993, "Böğaziçinde bir Hasbahçe", Milli Saraylar 1993JBMM Basımevi, sf.120131. Gürkan, O., Büyükyüksel, G., Sakallı, Y., 1994, "Küçüksu Kasrı deformasyon ölçüleri ve değerlendirilmesi", Prof.Dr.Hclmut Wolf Jeodezi Sempozyumu 3-5 Kasım 1993, Yıldız T.Ü. (Baskıda) Kauschinger, J.L., Perry, E.B., Hanvour, R., 1992, "Jet-grouting-state-of-the-practice" Grouting,SoiI

Improvement

and

Geosynthetics,

ASCE

Spec.Publ.

No.30,

(Ed.R.H.Borden.R.D.Holtz,I.Juran), Cüt 1, sf. 194-205. Littlejohn, G.S., 1993, "Underpinning by chemical grouting" Underpinning and Retention, Blackie Academic and Professional, sf.242-245. Lizzi, F., 1993, "Pali radice structures", Underpinning and Retention, Blackie Academic and Professional, sf.84-156.

43

Prof. Dr. Ergün Toğrol

Makarchian, M., Poulos, G., 1994, "Underpinning by piles: a numerical study" 13.ICSMFE, Cilt 4, sf.1467-1470. Mut, T., 1987, "Jet-grouting metodu ile zemin Đslahı", ZMTM 2.UIusaI Kongresi, Cilt 2, sf.437. O'Neill, M.W., Pierry, R.F., 1989, "Behavior of mini-piles used in foundation underpinning in Beaumont

Clay,Houston,USA",

Piling

and

Deep

Foundations

(Ed.J.Burland,

J.Mitchell), Cilt 1, sf 101-110. Paterson, A.C., 1970, "Underpinnig", Ground Engineering, sf45-54. Pryke, J.F.S., 1993, "The Pynford underpinning method", Underpinning and Retention, Blackie Academic and Professional, sf. 157-197. Sağlamer, A., 1991, "Sapanca Masukiye'de temel takviyesi" (Yayınlanmamış rapor) Tausch, N, 1992, "Recent European Developments in Constructing Grouted Slabs", Grouting, Soil Improvement and Geosynthetics (Ed.R.H.Borden, R.D. Holtz, IJuran), Cilt 1, sf 301-312. Thornburn, S.,1993, "Introduction", Underpinning and Retention, Blackie Academic and Professional, sf.1-40. To, P., Watts, B.D., 1994, "Tension/compression load testing of a minipile" 13.ICSMFE, Yeni Delhi, Cilt 3, sf.1219-1222. Toğrol, E., Yorulmaz, M., 1976, Küçüksıı Kasrında Meydana Gelen Çatlak ve Deformasyonlar, ĐTÜ Đnşaat Fakültesi, No.24, 26 sf. Toğrol, E., Eğin, D., Dadaşbilge, K., Mut, T., 1994, "Underpinning against ground failure, 13.XCSMFE, Yeni Delhi, Cilt 2, sf.603-608. Toğrol, E., 1993, "Küçüksu Kasrı ve Zemin Đyileştirme Çalışmaları", Milli Saraylar 1993, TBMM Basımevi, sf. 132-139. Yahiro, T., Yoshida, H., 1973, "Induction grouting method utilizing high speed water jet", 8.ICSMFE, Moskova, Cilt4.3, sf402-404.

44

PROF. DR. AHMET SAĞLAMER ĐSTANBUL TEKNĐK ÜNĐVERSĐTESĐ 29.07.1944 tarihinde Đstanbul’da doğdu. Ankara Bahçelievler Deneme Lisesi’nden 1961 yılında, Los Angeles’deki Leuzinger High School’dan 1962 yılında, ĐTÜ Đnşaat Fakültesi’nden 1967 yılında mezun oldu. Mezun olduktan sonra, Keban Barajı Đnşaatı’nda çalıştı. 1971 yılında, ĐTÜ Đnşaat Fakültesi Zemin Mekaniği ve Temel Đnşaatı Kürsüsü’ne asistan olarak atandı. 1973 yılında Doktor, 1978 yılında Doçent ve 1988 yılında Profesör oldu. 1975-1976 akademik yılında Cambridge Üniversitesi’nde doktora sonrası araştırmalar yaptı. ĐTÜ Đnşaat Fakültesi’nde Zemin Mekaniği I ve II, Temel Đnşaatı I ve II, Tunnelling Design and Construction, Advanced Soil Mechanics, Advanced Foundation Engineering, Derin Kazılar ve Yer altı Yapıları, Barajların Geoteknik Tasarımı, Critical State Soil Mechanics derslerini verdi. 50’den fazla yüksek lisans tezi ve 8 doktora tezi yönetti. 1999-2005 yılları arasında ĐTÜ Yapı ve Deprem Uygulama Araştırma Merkezi Müdürlüğü’nü yaptı. 2009 yılında aynı merkezin müdürlüğüne tekrar atandı. Đstanbul’da ve Marmara Bölgesinde, ĐTÜ tarafından yapılan binaların deprem güvenliklerinin tespiti ve yapıların güçlendirilmesi çalışmalarını yönetti. Türkçe ve Đngilizce 100’den fazla yayını bulunmaktadır. Prof.Dr. Ahmet Sağlamer, pek çok büyük projede geoteknik danışman veya projeci olarak görev yapmıştır. Bu kapsamda Otoyol, Asma Köprü, Viyadük, Tünel, Metro, Demiryolu, Baraj, Hava Limanı, Termik-Doğal Gaz Santralı, Liman, Tersane, Arıtma Tesisi, Derin Temel Kazısı, Demir Çelik Tesisi inşaatlarında çalıştı. Prof.Dr. Gülsün Sağlamer ile evlidir ve bir çocuk babasıdır.

47

48

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

“ARAZĐ DENEYLERĐNĐN GEOTEKNĐK TASARIMDA KULLANILMASI”

1. GĐRĐŞ Zemin ve temel mühendisliğindeki problemlerin çözümünde başlıca iki yöntem söz konusudur. Birinci yöntemde, teorik yaklaşımla elde edilmiş bir formülde zemin özellikleri ve geometrik veriler yerine konarak problem "teorik" olarak çözülür. Đkinci yöntemde ise problem "ampirik" yaklaşımlarla çözülür. Teorik yönteme örnek olarak yüzeysel temellerin taşıma kapasitesinin Terzaghi'nin çok iyi bilinen teorik taşıma kapasitesi formülleri ile hesaplanmasını gösterebiliriz. Diğer bir teorik çözüm ise istinat duvarlarına etkiyen toprak basınçlarının

hesaplanmasıdır.

Her

iki

problemde,

teorik

yaklaşımlarla

çıkarılan

formüllerdeki temel veya duvar boyutları ve zeminin birim hacım ağırlığı ile kayma mukavemeti parametreleri yerine konarak problem teorik yaklaşımlarla çözülür. Teorik yöntemin geliştirilmesi ve giderek daha hassas ve doğru çözümler üretilebilmesi için çözümde kullanılan teorilerin geliştirilmesi ile birlikte zeminden numune alınmasıyla ve laboratuar deneyleriyle ilgili tekniklerin geliştirilmesi gerekmektedir. Son yıllarda, zemin ve temel mühendisliğinde giderek yaygın kullanma alanı bulan sonlu elemanlar yöntemi ve diğer nümerik yöntemler, zemin ve temel mühendislerinin teorik yöntemlerle zemin davranışını daha doğru modelleyen çözümler üretmelerine olanak sağlamaktadır. Zemin numunelerinin alınmasında, taşınmasında ve laboratuvarda deney numunelerinin hazırlanması sırasında istenmeyen örselenmeler meydana gelmektedir. Bu sebeple, zemin özelliklerinin "in-situ" deneylerle belirlenmesi pek çok zemin mühendisi tarafından tercih edilmektedir.

(*) Prof.Dr., Đ.T.Ü. Đnşaat Fakültesi Geoteknik Anabilim Dalı. Bu bildiri, 24-25 Ekim 1996 tarihlerinde Đzmir'de toplanan "ZM 6 Zemin ve Temel Mühendisliği 6.Ulusal Kongresi" nde, "A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı" olarak sunulmuştur.

49

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

Zemin ve temel mühendisliğinde uygulanan ikinci yaklaşımın "ampirik" olduğunu belirtmiştik. Ampirik yaklaşıma örnek olarak kumlu zemine taşıtılan yüzeysel temellerin maksimum 2.54 c m ( 1 inch) oturması için SPT indisi ile emniyetli taşıma kapasitesi arasında Terzaghi ve Peck (1967) tarafından verilen bağıntıları gösterilebilir. Şüphesiz, bir temelin taşıma kapasitesi ile standart penetrasyon deneyinde kullanılan numune alıcının zemine 30 cm girmesine karşı gelen ve SPT indisi veya SPT darbe sayısı olarak tanımlanan N30 sayısı arasında teorik bir bağıntı kurmak mümkün değildir. Bu örnekte, arazi deneyi ile yüzeysel temelin taşıma kapasitesi arasında kurulan ilişki tümüyle uygulamada elde edilen verilerin istatistiksel değerlendirilmesine dayanmaktadır. Ampirik yaklaşımla geliştirilen çözümlerin doğruluğu her şeyden önce arazi deneyinin hassaslığı ve doğruluğu ile orantılıdır. Zemin ve temel mühendisliğinde yukarıda belirtilen teorik ve ampirik yöntemlerin her ikisi de yaygın olarak kullanılmaktadır. Mühendisler, yüzeysel ve derin temellerin taşıma kapasitelerini ve oturmalarını tahmin ederken ampirik yaklaşımları daha fazla tercih etmektedirler. Buna karşılık, şev stabilitesi ve toprak basıncı problemlerinde teorik çözümlere başvurulması kaçınılmaz olmaktadır. Zemin profilinde yer alan birimlerin mühendislik özelliklerinin mümkün olduğu kadar çok laboratuar ve in-situ deneyler ile belirlenmesi, zemin ve temel mühendisinin esas amacı olmalıdır. In-situ deneyler, laboratuar deneyleriyle elde edilen geoteknik verileri tamamlamak ve desteklemek üzere kullanılmalıdır. Zeminden numune alınması, laboratuarda deney numunelerinin hazırlanması sırasında her ne kadar örselenme söz konusu ise de, laboratuar deneylerindeki gerilme ve deformasyon şartları daha iyi tanımlanmıştır. Buna karşılık, özellikle gelişmiş ve karmaşık laboratuar deneyleri zaman alıcıdır ve pahalıdır. Bir sahanın arazi deneyleriyle incelenmesi, numune alınması ve laboratuar deneyleri yapılması ile karşılaştırıldığında daha hızlı ve ucuza yapılabilir. Bununla beraber, in-situ deneylerdeki sınır şartları, deney aletinin ucunu veya çevresini saran zemindeki gerilme-deformasyon koşulları karmaşıktır ve tanımlanması hemen hemen olanaksızdır

(Mair, Wood 1987).

Bu durum, in-situ deneylerle derlenen datanın değerlendirilmesini güçleştirmektedir. Bu noktada, zemin ve temel mühendisinin bölgedeki zemin koşullarını tanıması, deneyimi ve mühendislik sağduyusu önem kazanmaktadır. Bu bildiride, Ülkemizde zemin ve temel mühendisliğinde ve geoteknik tasarımda yaygın olarak kullanılan standart penetrasyon deneyi (SPT), koni penetrasyon deneyi (CPT) ve 50

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Menard presyometre deneyi (MPT) datasından yararlanılarak zeminin indeks özelliklerinin, gerilme-deformasyon bağıntılarının ve kayma mukavemeti parametrelerinin tahmin edilmesi konuları ele alınacaktır. Dilatometre deneyi, plaka yükleme deneyi gibi diğer arazi deneyleri ile sismik ve rezistivite ölçmeler üzerinde durulmayacaktır. Bu bildiride, zemin özellikleri ile çeşitli arazi deneylerinde elde edilen data arasında çok sayıda korelasyonlar ve bağıntılar verilmiştir. Bu satırların yazarı, meslek yaşamında ampirik yaklaşımları her seferinde sorgulayarak ve dikkatle kullanmıştır. Aynı sahada, teorik ve ampirik yaklaşımları birlikte kullanmayı ve her iki yöntemle elde ettiği çözümleri karşılaştırmayı tercih etmiştir. Özellikle genç mühendislerin ve zemin mekaniği ve temel mühendisliği formasyonuna sahip olmayan mühendislerin bu bildiride verilen ampirik formülleri gelişigüzel kullanmamaları, her bağıntı ile ilgili olarak orijinal referanslara müracaat etmeleri, her ampirik bağıntının hangi zemin cinsinde, hangi gerilme ve deformasyon koşullarında geçerli olduğunu incelemeleri gerekmektedir. 2. STANDART PENETRASYON DENEYĐ (SPT) Bu dinamik penetrasyon yöntemi, 1925 yılında Amerika Birleşik Devletleri 'nde A.H. Mohr tarafından geliştirilmiştir. Bugün, Dünya üzerinde en yaygın kullanılan arazi penetrasyon deneyidir. SPT standardı, ASTM 1586-84 'de verilmiştir. Basit, kolay ve ucuz olması sebebiyle çok yaygın kullanılmasına rağmen uygulayıcı ve donanım hataları bu deneyi, standart olmaktan uzaklaştırmaktadır. Başlangıçta sadece kohezyonsuz zeminlerin değerlen dirilmesinde kullanılan SPT zamanla kohezyonlu zeminler için de kullanılmaya başlanmıştır. SPT darbe sayılarından yararlanılarak granüler zeminlerin relatif sıkılığı ve kayma mukavemeti açısı, kohezyonlu zeminlerin kıvamı ve drenajsız kayma mukavemeti hakkında değerlendirmeler yapılabildiğini biliyoruz (TABLO 1, TABLO 2). TABLO 1 Kohezyonsuz Zeminlerde Relatif Sıkılık - N30 –φ Bağıntısı Relatif sıkılık

N30

φ°

Çok gevşek

≤4

≤30

Gevşek

4-10

30-32

Orta sıkı

10-30

32-35

Sıkı

30-50

35-38

Çok sıkı

≥50

≥38 51

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

TABLO 2 Kohezyonlu Zeminlerde Kıvam - N30 - cu Bağıntısı Killi zeminin kıvamı

N30

cu (kPa)

Çok yumuşak

≤2

≤12

Yumuşak

2-4

12-25

Orta katı

4-8

25-50

Katı

8 - 15

50 - 100

Çok katı

15 - 30

100-200

Sert

≥30

≥ 200

Uygulamada yaygın olarak kullanılan korelasyonlardan birisi Stroud (1974) tarafından aşağıdaki formda verilmiştir: cu = (4 - 6 ) N30

(kPa)

Bu korelasyon Şekil 1 'de gösterilmiştir. SPT darbe sayısı ile granüler zeminlerin relatif sıkılığı arasındaki korelasyon ve bu korelasyonun derinlikle veya efektif düşey gerilme ile değişimi pek çok uygulayıcı ve bilim adamı tarafından araştırılmıştır (Gibbs ve Holtz, 1957; Bazaara, 1967). Bu bağıntılar Şekil 2 ve Şekil 3 'de gösterilmiştir. Özellikle sıkı kumlarda düşey efektif gerilmenin etkisi daha belirgindir. Kumlarda içsel sürtünme açısı (φ), SPT darbe sayısından hareketle tahmin edilebilir: φ = 20° + 3.5 (N30 )0,5

(Muromachi, 1974)

Bu eşitliğin hassaslığı ± 5° 'dir. Mitchell (1978) tarafından verilen bağıntı ise Şekil 4 'de gösterilmiştir. Kumlu zeminler için Parry (1977) tarafından elastisite modülü olarak Es = 5 N30

(MPa)

bağıntısı önerilmiştir. Diğer ampirik bağıntılar TABLO 3 'de verilmiştir.

52

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

TABLO 3 Çeşitli Zeminlerde SPT Đndisi - Deformasyon Modülü Bağıntıları Zemin Cinsi

Deformasyon Modülü Es (kPa)

Kum (normal yüklenmiş)

500 (N+15)

Kum (su altında)

250(N + 15)

Kum (aşırı yüklenmiş)

18 000 + 750 N

Çakıllı kum ve çakıl

1200 ( N + 6 )

Killi kum

320 ( N + 15 )

Siltli kum

300 ( N + 6 )

TABLO 3 'den görülebileceği gibi kumlu zeminlerde, deformasyon modülü ile SPT indisi arasında: ES = C1(N + C2) formunda bir bağıntı verilebilmektedir. C1 ve C2 katsayıları kumlu zeminin kil, silt, çakıl içeriğine ve gerilme tarihçesine bağlı olarak değerler almaktadır. Benzer şekilde, kumlu zeminlerde düşey yatak katsayısı SPT indisi cinsinden tahmin edilebilir (Scott, 1981): K0.3(MN / m3) = 1.8 N30

(B x B = 0.3 m x 0.3 m temel için)

Yatay yatak katsayısı ise şu ampirik bağıntı ile tahmin edilebilir: kh (MN / m3) = 1.2 N30 Düşey yatak katsayısının bir zemin için sabit olmadığı temel uzunluğuna, temel genişliğine ve temel derinliğine bağlı olarak değiştiği bilinmektedir. Temel genişliği arttıkça düşey yatak katsayısı azaldığı halde, temel derinliği arttıkça düşey yatak katsayısı artar. Killi zeminlerde Stroud ve Butler (1975), sıkışma modülü için aşağıdaki bağıntıyı önermişlerdir: M = f x N30

(MPa)

f = 0.45 -0.60 MPa

Kum zemine taşıtılan temellerin oturması 25 mm ile sınırlandırıldığı taktirde emniyetli zemin gerilmesi SPT darbe sayısı cinsinden hesaplanabilir: 53

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

qall = N30 x Kd / 80

(MPa)

B < 1.2 m

qall = N30 x K d x ( 1 + ( 1 / 3 B ) ) 2 / 1 2 0

(MPa)

B>1.2 m

Bu eşitliklerde B temel genişliği, Kd ise derinlik katsayısıdır (Şekil 5). Meyerhof daha sonra yaptığı yayında yukarıdaki emniyet gerilmelerinin % 50 arttırılabileceğini belirtmiştir (Meyerhof, 1965). Şekil 6 'da Peck et al. (1974) tarafından önerilen benzer bağıntılar gösterilmiştir. Temelin maksimum 30 mm oturmasına izin verildiği taktirde, kumlu zeminlerde emniyetli taşıma kapasitesi aşağıdaki gibi hesaplanabilir (Tassios, Anagnostopoulos 1974): qall = N30 / 100

(MPa)

(yeraltı su seviyesi derinde)

qall = N30/150

(MPa)

(yeraltı su seviyesi altında)

Parry (1977), kohezyonsuz bir zemine taşıtılan temelin nihai taşıma kapasitesi için aşağıdaki bağıntıyı önermiştir: qult = 30 N30 (kPa) ( Df < B )

(Df temel derinliği, B temel genişliği)

Bu eşitlikte, temel tabanı ile temel tabanından itibaren (0.75 B) derinlik arasındaki SPT indislerinin ortalaması alınmalıdır. Arazi gözlemlerinden hareketle Meyerhof (1976), homojen granüler zeminler içerisindeki çakma kazıklarda nihai uç mukavemeti için aşağıdaki bağıntılardan küçük olanının kullanılmasını önermiştir: qb (kPA)= 40 N30 L/D qb (kPA) ≤ 400 N30 Yukarıdaki bağıntılarda; qb birim uç mukavemeti, L kazık boyu, D kazık çapıdır. N30 olarak kazık alt ucunun 10 D üstündeki ve 4D altındaki SPT indislerinin ortalaması alınmalıdır. Benzer şekilde kum içindeki çakma kazıklarda birim çevre sürtünmesi için fav (kPa) = m Nav değeri verilmiştir (Meyerhof 1976). Çakma kazığın zeminde yarattığı yer değiştirmeye bağlı olarak m = 1 - 2 arasında değerler alınmalıdır. Zeminde fazla deplasman meydana getiren 54

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

çakma ve vibreks kazıklarda m = 2 alınmalıdır. Nav, kazık boyunca hesaplanacak ortalama SPT indisidir. Maksimum birim çevre sürtünmesi olarak fmak = 100 kPa alınmalıdır. SPT, kumlu zeminlerde sıvılaşma potansiyelinin değerlendirilmesinde de yaygın olarak kullanılmaktadır. Ohsaki (1970) 'e göre, N30 > 2 z ise sıvılaşma riski yoktur. Bu bağıntıda (z), zemin yüzeyinden derinliği göstermektedir. Sıvılaşma riskinin tahkik edilmesi için Seed (1986) tarafından önerilen yöntem ise Şekil 7 'de gösterilmiştir. Bu yöntemde sondaj derinliğince belirlenen SPT indislerinde N1 = CN x N30 derinlik düzeltmesi yapılmalıdır (Şekil 8). 3. DĐNAMĐK PENETROMETRE DENEYĐ (DPT) Birçok Avrupa ülkesinde, ön etüdlerde dinamik penetrometreler kullanılmaktadır. DIN 4094 bu penetrometreleri çekiç ağırlıklarına, düşme yüksekliklerine bağlı olarak LRS, MRS A, MRS B ve SRS şeklinde sınıflandırmaktadır (TABLO 4). TABLO 4 DĐN 4094 de Tanımlanan Dinamik Penetrometreler Penetrometre Adı

Sembolü

Çekiç Ağırlığı (kg)

Düşme Yüksekliği (cm)

Hafif

LRS

10

50

Orta

MRS A

30

20

Orta

MRS B

30

50

Ağır

SRS

50

50

LRS, en hafif dinamik penetrometreyi (çekiç ağırlığı 10 kg), SRS ise en ağır penetrometreyi (çekiç ağırlığı 50 kg) göstermektedir. Dinamik sondalamalarda, 10 cm veya 20 cm 'lik penetrasyon için gerekli darbe sayısı belirlenir. Şekil 9 'da SPT indisi ile 20 cm 'lik penetrasyon için bulunan dinamik penetrometre indisi arasındaki bağıntı verilmiştir (Bergdahl ve Eriksson, 1983). Şekil 10 'da ise DIN 4094 tarafından hafif ve ağır dinamik penetrometreler için önerilen N10 (sonda) ~ N30 (SPT) bağıntıları verilmiştir. Kohezyonsuz zeminlerde Rd, 20 cm 'lik giriş için darbe sayısını göstermek üzere emniyetli zemin gerilmesi aşağıdaki gibi tahmin edilebilir (Sanglerat 1972): qall (kg / cm2) = Rd/ 20

(güvenlik sayısı Fs = 4 dolayındadır) 55

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

Killi zeminlere taşıtılan bir yüzeysel temel için yukarıdaki gibi bir ampirik bağıntı verilmesi mümkün değildir. Dinamik sondalar genelde ön etüd aşamasında sahadaki zemin profilinin değişimini belirlemek amacıyla kullanılır. Geoteknik tasarımın tümüyle dinamik sonda sonuçlarına dayandırılması kabul edilemez. 4. KONĐ PENETRASYON DENEYĐ (CPT) Statik koni penetrasyon deneyleri çoğunlukla kohezyonlu zeminlerin kayma mukavemetinin, kohezyonsuz zeminlerin relatif sıkılığının zemin profili boyunca değişimini belirlemek amacıyla kullanılır. Bu arada, zemin profilinde yer alan zemin tabakalarının cinsleri, kıvamları, relatif sıkılıkları, kompressibiliteleri, deformasyon özellikleri ve boşluk suyu basıncı hakkında kesintisiz veriler elde edilebilir. Bu deney yardımıyla yüzeysel temellerin ve kazıklı temellerin taşıma kapasitesi doğrudan değerlendirilebilir. CPT deneyi ile ilgili olarak ASTM D3441-79 standardı mevcuttur. Bugünküne benzeyen ilk CPT deneyi 1934 yılında Hollanda 'da yapılmıştır (Barentsen, 1936). Bu deney, özellikle Hollanda 'da olduğu gibi delta çökellerinden oluşan zemin profilleri için son derece elverişlidir. CPT deneyinde kullanılan uçlar zaman içerisinde aşağıdaki gibi bir gelişme göstermişlerdir: •

Mekanik uç

•

Elektrikli uç

•

Elektrikli-piezo uç

•

Sismik uç

Sadece uç mukavemeti ölçebilen ilk sonda tipi, "Hollanda Sondası" olarak bilinmektedir. Elektrikli-piezo sonda ile uç mukavemeti, çevre sürtünmesi yanında boşluk suyu basıncı da ölçülebilmektedir. Elektrikli sondalara, deney sırasında sondanın düşeyden nekadar ayrıldığını belirlemek amacıyla inklinometre de yerleştirilebilmektedir. Zemin yüzeyinde, bir şok kaynağı yardımıyla yaratılan kayma dalgalarının hızı sismik uçlu sonda ile ölçülebilmekte ve çeşitli derinliklerde zeminin dinamik kayma modülü belirlenmektedir (Campanella et al. 1986). Deney aleti genelde ağır kamyonlar üzerine yerleştirilmiştir. Penetrometreyi zemine iten hidrolik krikolar çoğunlukla 100 kN veya 200 kN kapasitelidir. Bir aletin deney kapasitesi 150 - 300 m/gün dolayındadır. Mekanik uçlar daha ucuz ve daha dayanıklı olmakla birlikte 56

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

yumuşak kil ve gevşek kum veya silt içerisinde alınan ölçümlerde daha az hassastır. 35.7 mm çapındaki uç (alan = 10 cm2 ), zemine 20 mm/sn gibi sabit bir ilerleme hızı ile itilerek deney yapılır. Standart CPT’ lerin yanında, açık deniz tabanında yapılan zemin araştırmaları için "Seacalf" ve "Stingray" gibi özel koni penetrometreleri geliştirilmiştir. CPT sonuçlarını etkileyen pek çok faktör söz konusudur. Örneğin, elektrikli penetrometrede alınan okumaların, mekanik penetrometreye oranla % 30 fazla olduğu rapor edilmiştir (Kok, 1974). Diğer önemli bir etken ise ilerleme hızıdır. Đlerleme hızı arttıkça penetrasyon direncinin arttığı rapor edilmiştir (Muromachi 1974). Sondaj ve SPT deneyleri yapılması, numune alınması ve laboratuar deneyleri yapılmasından oluşan standart zemin araştırması ile karşılaştırıldığında CPT 'nin üç önemli avantajı dikkat çekmektedir: •

Zemin profilinde yer alan birimlerin uç mukavemeti, çevre sürtünmesi, sürtünme

oranı ve boşluk suyu basıncı değişimleri kesintisiz alınabilmektedir. •

Sondaj - SPT ve laboratuar deneyleri yapılması sırasında meydana gelen örselenme ile

CPT deneyinde karşılaşılmaz. •

CPT 'nin arazide uygulanması 30 - 45 dakika gibi kısa bir sürede tamamlanır. Deney

tamamlandığı anda deney datasından yararlanılarak geoteknik tasarım yapılabilir. Tipik bir CPT kaydı Şekil 11 'de gösterilmiştir. Kohezyonsuz zeminlerde relatif sıkılık ile koni uç mukavemeti arasında TABLO 5 'deki ve Şekil 12 'deki bağıntılar önerilmiştir (Schmertmann, 1978; Villet ve Mitchell ,1981). TABLO 5 Kohezyonsuz Zeminlerde Relatif Sıkılık - qc Bağıntısı Relatif Sıkılık Çok gevşek

Koni uç Direnci qc (MPa) 20

57

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

Görüldüğü gibi, gevşek zeminlerde derinlikle uç mukavemetinde meydana gelen artış küçüktür. Buna karşılık, sıkı zeminlerde uç mukavemeti, derinlikle dramatik bir şekilde artmaktadır. Lancellotta (1983) ve Jamiolkowski et al. (1985), kumların relatif sıkılığı ile sonda uç direnci arasında aşağıdaki bağıntıyı önermişlerdir: Dr (%) = A + B log ( qc /(σv')0.5 Bu eşitlikte A, B sabitleri, σ'v düşey efektif gerilmeyi göstermektedir. Bu bağıntı Şekil 13 'de gösterilmiştir. CPT deneyinde, dolaylı olarak bulunan sürtünme oranı değerinden yararlanılarak zemin sınıflandırması yapılabilmektedir. Begemann (1965) tarafından yapılan çalışmadan hareketle Schmertmann (1977) tarafından önerilen sınıflandırma Şekil 14 'de, Douglas ve Olson (1981) ile Robertson ve Campanella (1983) tarafından önerilen zemin sınıflandırmaları sırasıyla Şekil 15 ve Şekil 16 'da gösterilmiştir. Aynı koşullarda, elektrikli penetrometrelerde daha yüksek sürtünme oranı bulunduğu bilinmektedir. qc-fr ve zemin cinsi bağıntılarından görülebileceği gibi, azalan dane çapı ile sürtünme oranı artmaktadır. Keza, organik zeminlerde sürtünme oranının yüksek olduğu görülmektedir. Yumuşak kil ve gevşek kumlarda mekanik penetrometre kullanılması durumunda elde edilen sürtünme oranları genelde doğru olmaktan uzaktır. Bu gibi zeminlerde elektrikli uç kullanılması gerekmektedir. Çeşitli araştırıcılar tarafından kumlu zeminler için qc uç mukavemeti - içsel sürtünme açısı düşey efektif gerilme (derinlik) bağıntıları verilmiştir. Şekil 17 'de, Schmertmann (1975); Şekil 18 'de Durgunoğlu ve Mitchell (1975) ve Şekil 19 'da Robertson ve Campanella (1983) tarafından önerilen bağıntılar gösterilmiştir. Kumlu zeminlerde, içsel sürtünme açısının koni uç direnci yardımıyla belirlenmesi için Meyerhof (1976) tarafından aşağıdaki bağıntı önerilmiştir: φ’= 29° + 2.5 (qc)0.5

qc (MPa )

Meyerhof, çakıllı kumlarda yukarıdaki formülle bulunan içsel sürtünme açısının 5 derece arttırılmasını, buna karşılık siltli kumlarda 5 derece azaltılmasını tavsiye etmektedir. Meyerhof (1976) tarafından önerilen formülle içsel sürtünme açısı belirlendiği taktirde, efektif düşey gerilmenin (diğer bir deyişle derinliğin) etkisi dikkate alınmamış olmaktadır. Halbuki, 58

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 17, Şekil 18 ve Şekil 19 'dan görülebileceği gibi qc - φ' bağıntısına, efektif gerilme seviyesinin (dolayısıyla derinliğin) etkisi söz konusudur. Standart penetrasyon deneyinde, SPT indislerinde derinlik düzeltmesi yapıldıktan sonra (φ') hesaplandığı gibi, CPT deneyinde de uç mukavemeti okumalarında derinlik düzeltmesi yapıldıktan sonra (φ') bulunmalıdır. Şekil 17, Şekil 18 ve Şelik 19 'dan görülebileceği gibi, kum zeminin sıkılığının artması ile efektif gerilmenin, içsel sürtünme açısı üzerindeki etkisi de artmaktadır. Koni penetrasyon deneyinde ölçülen uç mukavemetinden yararlanılarak kil zeminlerin kıvamının ve drenajsız kayma mukavemetinin bulunabileceği bilinmektedir. TABLO 6 'da, kil zeminlerde kıvam - koni uç direnci bağıntısı verilmiştir. TABLO 6 Kil Zeminlerde Kıvam - Koni Uç Direnci Bağıntısı Kil Zeminin Kıvamı

Koni Uç Direnci qu (MPa)

Çok yumuşak

0.2-0.4

Yumuşak

0.4 - 0.6

Orta katı

0.6 - 1.0

Katı

1.0-2.0

Çok katı

>2.0

Kil zeminlerde, sonda uç mukavemeti okumalarından hareketle drenajsız kayma mukavemetinin belirlenmesi için (qc - σvo) = Nk cu bağıntısının varlığı bilinmektedir. Normal konsolide killerde Nk = (10 - 15) cu, aşırı konsolide killerde ise genelde Nk = (15-20) cu değerleri kullanılmaktadır. Ip plastisite indisinin artması ile Nk katsayısında bir azalma tespit edilmiştir (Şekil 20, Lunne ve Eide, 1976; Şekil 21, Aas et al, 1986). Şekil 21 'de gösterilen bağıntı Bowles (1988) tarafından: NK=

13 + (5.5/50)I P

formunda ifade edilmiştir. Bunun yanında, Nk katsayısına kilin hassaslığı, aşırı konsolidasyon oranı gibi bir çok faktörün etkidiği bilinmektedir. Killi zeminlerde, ön konsolidasyon basıncı pc ve aşırı konsolidasyon oranı (OCR) ile koni uç direnci arasında aşağıdaki korelasyon önerilmiştir (Mayne, Kemper 1988): 59

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

pc = 0.234 ( qc )0.96

pc ve qc → MPa

OCR = 0.37 {( qc – σv) / σ'v }1.01 Kumlu zeminlerin sıkışma indisi olarak Kerisel (1969) aşağıdaki bağıntıyı önermiştir: C = β q c / σ'vo

(β < 1.0 çok sıkı; β= 1.0 orta sıkı; β=1.5 gevşek kum)

Kumlu zeminin sıkışması daha sonra: s = 2.3 (H / C ) log { ( pvo + ∆p) / pvo} eşitliğinden hesaplanmalıdır. Kohezyonsuz zeminlerin oturması zamandan bağımsız olup elastik oturma aşağıdaki formülle hesaplanabilir: s = ∆p H / Es Bu eşitlikte (s) oturma, (H) sıkışabilen tabaka kalınlığı, (Es) görünen elastik zemin modülü'dür. Es "Görünen elastik modül" değerinin belirlenmesinde CPT uç direnci kullanılabilir: Es= α qc (α) değerleri zemin cinsine, gerilme seviyesine bağlı olarak siltli kumda α= 1.5, orta sıkı kumda α = 2, sıkı kumda α = 3, kum ve çakılda α = 4 değerlerini almaktadır (Schmertmann, 1970). TABLO 7 'de Bowles (1988) tarafından önerilen değerler verilmiştir. TABLO 7 Çeşitli Zeminlerde Deformasyon Modülü - Koni Uç Direnci Bağıntısı Zemin Cinsi Kum (normal yüklenmiş) Kum (aşırı yüklenmiş)

Deformasyon Modülü Es (qc ile aynı birimde) (2 - 4) qc 6 qc

Killi kum

(3 - 6)qc

Siltli kum

(1-2)qc

Yumuşak kil

(3-8)qc

Kumlu zeminlere taşıtılan temellerin oturmasının hesaplanmasında yaygın olarak kullanılan diğer bir yöntem Schmertmann (1970; 1978) tarafından önerilmiştir. Bu yöntemde, temel altındaki kum tabakası her birisi (∆z) yükseklikte (n) eşit parçaya bölünür. Sıkışabilen tabaka 60

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

kalınlığı, temel tabanından ölçülmek üzere kare temelde (2B), sürekli temelde (4B) alınır (Şekil 22). (∆z) kalınlığındaki her bir zemin tabakasındaki birim deformasyon (lz ∆p / E) olarak hesaplanır. Iz, birim deformasyon faktörü olarak tanımlanır (Şekil 22). Temel altındaki kum tabakasının sıkışması aşağıdaki formülle hesaplanır: s = Cı C2 ∆p ∑ (lz / x qc ) ∆z Bu formülde: Cı ve C2 sırasıyla derinlik ve krip düzeltme faktörleridir. ∆p, net taban basıncını, E = x qc ise deformasyon modülünü göstermektedir. Deformasyon modülünün belirlenmesinde kullanılan (x) bir anlamda yukarıda verilen E = α qc deki (α) katsayısına benzemektedir ve temel şekliyle de ilgilidir. Kare temellerde x = 2.5; şerit temellerde

(

L ≥10 B ) x = 3.5 alınmalıdır. Oturma hesabında öncelikle Şekil 22 'de gösterilen birim deformasyonun derinlikle dağılışı çizilir. Maksimum birim deformasyon değeri: Izp = 0 . 5 + 0 . 1 ( ∆ p / σ v p ' ) 0 . 5 olarak hesaplanır. Daha sonra sıkışabilen kum tabakası örneğin kare temel için n = 8, şerit temel için ise n = 8 veya 16 eşit parçaya bölünür ve (∆z) kalınlıktaki her tabakaya ait koni uç direnci (qc) değerleri CPT kayıtlarından alınarak her tabaka için lz / x qC değerleri belirlenir. Iz değerleri Şekil 22 'den alınır. Daha sonra lz / x qC değerlerinin toplamı bulunur ve ∆p, C1ve C2 ile çarpılır. Derinlik ve krip düzeltme faktörleri aşağıdaki formüllerle bulunur:

Cı = 1 - 0.5 (σv0’/ ∆p) (Minimum C1 = 0.5) C2= 1 + 0.2 log10(10 t ) ( t = yük uygulanmasını takiben süre, t →y ı l ) Yukarıdaki bağıntılar, normal yüklenmiş kum zeminler için verilmiştir. Aşırı yüklenmiş (OC) kumlarda, (E) deformasyon modülünün yüksek olduğu bilinmektedir. (OC) kumlarda aşağıdaki (x) değerleri tavsiye edilmektedir: L/B = 1→xoc = 5

L / B = 10→xoc = 7

Yine kohezyonlu zeminlerde hacimsel sıkışma sayısı (Sanglerat, 1972): m v = 1 / α qc 61

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

ampirik formülü ile hesaplanabilir. α= 4.5 alınabilecektir. Killi zeminin oturması ise aşağıda verilen formül ile hesaplanır: ∆H = ∑ ( H ∆p’/ 2.3 q c ) α Uç mukavemeti değerlerinden yararlanarak kumlu zemine oturan temellerin taşıma kapasitesini hesaplamak mümkündür. Taşıma kapasitesi faktörleri aşağıdaki gibi ifade edilebilir: Nq = 6.3 qc - 5 (MPa)

Ny = 5.9 qc - 1 (MPa)

Kil zemine oturan hafif yapılar için emniyetli taşıma kapasitesi aşağıdaki formülle hesaplanabilmektedir (Canadian Manual on Foundation Engineering, 1985): qall = qc/10 (MPa) Kumlu zemine taşıtılan temellerin oturmasının 25 mm den az olması istenirse emniyetli taşıma kapasiteleri aşağıdaki gibi hesaplanabilir (Meyerhof, 1965): qall = q c / 3 0

B < 1.2 m (MPa)

qall = qc ( 1 + 0.3 B ) 2/ 50

B ≥1.2 m (MPa)

Temel genişliğinden bağımsız olarak emniyetli zemin gerilmesi yaklaşık olarak aşağıdaki gibi bulunabilir: qall = qc / 40 (MPa) Bu eşitliklerde qc, temel genişliği kadar bir derinlik boyunca belirlenen ortalama koni uç mukavemetidir. Üniform bir kum zeminde, zemin yüzeyinden belirli bir derinlikte, sabit kesit alanlı bir çakma kazığın birim uç mukavemeti, koni uç direncine eşit olur. Bu derinlik " Kritik Derinlik" olarak tanımlanır. Bu derinlik, kum zeminin sıkılığına ve kazık çapına bağlı olarak z = (4 ∼ 20)D (D kazık çapı) arasında değişmektedir. Tipik bir değer olarak z = 8D alınabilir. Doğada üniform kum tabakaları bulmak hemen hemen imkânsızdır. Bu sebeple, kazık ucunun altındaki ve üstündeki koni uç dirençlerini (qc) dikkate alarak birim uç mukavemetini (qb) belirlemek gerekmektedir. Heijnen (1974) ve Schmertmann (1978) tarafından önerilen yöntem Şekil 23 'de gösterilmiştir. qc1 belirlenirken, kazık alt ucundan itibaren 0.7 D ve 4.0 D derinliklerde 62

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

çeşitli denemeler yapılarak minimum qc1 değeri bulunur. Benzer şekilde, kazık alt ucu üstünde 8D boyunca yer alan qc değerleri dikkate alınarak ve Şekil 23 'de belirtilen yöntemle qc2 ortalaması bulunur. Birim kazık uç mukavemeti aşağıdaki gibi hesaplanır: qb = (qc1+ qc2) / 2 Kazığın uç taşıma kapasitesi: Qb = qb Ab olarak hesaplanır. CPT deneyi sırasında alınan çevre sürtünmesi okumalarından yararlanarak kazığın çevre sürtünmesi ile taşıdığı yük hesaplanabilir. Qs=Σ fs π D ∆L = S2 Σ qc π D ∆L CPT deneyi sırasında çevre sürtünmesi okumaları alınmadığı taktirde (fs) değerleri, uç direnci okumalarından dolaylı olarak bulunabilir. Bu durumda, kazık tipine bağlı olarak TABLO 8 'de verilen S2 katsayıları kullanılır (Schmertmann 1978). TABLO 8 Kum Zemin Đçerisindeki Çakma Kazıklar Đçin S2 Katsayıları Kazık Tipi

S2

Ahşap

0.018

Prekast beton

0.012

Çelik boru (kapalı uç)

0.012

Çelik boru (açık uç)

0.008

Vibro kazık

0.018

Kil içerisindeki kazıkların birim uç mukavemetlerinin belirlenmesinde Şekil 23 'de gösterilen yöntem aynen uygulanarak temsili birim uç mukavemeti (qb) bulunabilir. Kil içerisindeki birim kazık çevre sürtünmesini hesaplarken Tomlinson (1977) tarafından önerilen (a) yönteminde olduğu gibi, adezyon faktörü dikkate alınır. (fs kazık = α' x fs sonda ) Kazık taşıma kapasitesi hesaplanmasında, mekanik sonda verileri ile hesap yapıldığında Fs = 3.0, elektrikli sonda ile hesap yapıldığında Fs = 2.25 güvenlik sayıları kullanılmalıdır.

63

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

CPT datasından yararlanılarak sıvılaşma potansiyelinin değerlendirilmesi konusunda da çalışmalar yapılmaktadır (Zhou, 1981; Meigh, 1987). qc < qcrit için sıvılaşma riski söz konusudur. q c r i t = q c o [ 1 - 0.065 ( Hw - 2 ) ] [1 - 0.05 ( H0 - 2 ) ] Bu eşitlikte; H0 sıvılaşma riski göstermeyen kohezyonlu üst tabaka kalınlığı (metre), Hw yeraltı su seviyesinin yüzeyden derinliği (metre), qco ise deprem şiddeti ile ilgili olup TABLO 9 'dan seçilir. TABLO 9 Deprem Şiddetine Bağlı Olarak qco Değerleri Modifiye Mercalli Şiddeti

VII

VIII

IX

Maksimum Yüzey yer ivmesi

0.1 g

0.2 g

0.4 g

qco (MN /m2)

4.6

11.5

17.7

TABLO 9 'da verilen değerler, D50= 0.55 mm - 0.07 mm 'ye sahip kum ve siltli kum zeminler için geçerlidir. % 30 'dan fazla ince dane içeren zeminlerde yukarıda verilen korelasyon geçerli değildir (Zhou, 1981). 5. MENARD PRESYOMETRE DENEYĐ (MPT) Presyometre, zemin içerisinde sondaj yapılarak açılan delik içerisinde, fleksibl bir membran yardımıyla sondaj deliği yan yüzlerindeki zemine üniform gerilme uygulamak amacıyla geliştirilen silindirik bir alettir. Teorik olarak bu deneydeki sınır koşulları ile zemindeki gerilme-deformasyon koşulları iyi tanımlanmıştır. Zemin özellikleri, genişleyen membrandaki basınç ölçmelerine ve hacım değişimine bağlı olarak tahmin edilir. Presyometre ile örneğin arazi vane deneyinde veya üç eksenli basınç deneyinde olduğu gibi Mohr-Coulomb kırılma hipotezindeki kayma mukavemeti parametrelerini doğrudan belirlemek mümkün değildir. Presyometre datasını, geoteknik tasarımda ancak ampirik bağıntılarla kullanmak mümkündür. Uygulamada kullanılan ilk presyometre 1955 yılında Louis Menard tarafından geliştirilmiştir (Şekil 24) (Menard, 1955). Presyometre datasının zemin ve temel mühendisliğinde kullanılmasına yönelik ilk korelasyonlar ve diyagramlar ise 1963 yılında Sols-Soils dergisinde yayınlanmıştır (Menard, 1963). Günümüzde başlıca üç tip presyometre kullanılmaktadır: • Menard tipi presyometre (MPM) (Şekil 25). Bu deneyde presyometre, daha önceden açılmış bir delik içerisine indirilir. 64

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

•

Kendisi delen presyometre (SBP) (Şekil 26). Zemin içerisindeki delgi bizzat presyometre

tarafından yapılır ve bu sırada ölçümler alınır. •

Đtmeli presyometre (PIP) (Şekil 27). Sondaj deliği tabanına indirilen presyometre zemin

içerisine itilir ve ölçümler alınır. Bu presyometre tipi genelde açık deniz platformlarıyla ilgili araştırmalarda kullanılmıştır ve yayınlanmış pek az data mevcuttur. MPT deneyinde elde edilen tipik düzeltilmiş basınç - hacım değişimi eğrisi Şekil 28 ' de gösterilmiştir. (A) noktasında sükûnetteki basınç durumu oluşur ve bu noktanın koordinatları (v0, p0M) sembolleri ile gösterilir. (A) ile (B) noktaları arasında zemin "elastik benzeri" bir davranış göstermektedir. Bu doğrusal kısmın eğimi, "Menard Presyometre Modülü" (EM) olarak tanımlanır ve geoteknik tasarımda kullanılan en önemli parametrelerden birisidir. (B) noktasının koordinatları vf ve pf sembolleri ile gösterilir ve pf krip basıncı olarak tanımlanır. (B) noktası lineer davranışın sonunu gösterir. (B) noktasından sonra plastik bir davranış görülür. Đleri deformasyon değerlerinde basınç-hacım değişimi eğrisi, yataya asimtot olur. Limit basınç (pL), başlangıç hacmının iki katı hacıma karşı gelen basınç olarak tanımlanır. Diğer bir deyişle, Vc ölçme hücresinin hacmini göstermek üzere vL = Vc + 2 v0 değerine ulaşıldığında okunan hücre basıncı, limit basınç olarak tanımlanır. pL* = pL - p0 değeri ise "net limit basınç" olarak tanımlanır. Burada p0 ölçme yapılan derinlikteki yatay toplam gerilmedir. Limit basınç okumasının yüksek olduğu zeminlerde, pratik anlamda limit basınç ve net limit basınç eşit kabul edilebilir. Tipik bir presyometre deneyi logu, sondaj logu ile birlikte Şekil 29 ' da gösterilmiştir. Presyometre deneyi datasından yararlanılarak zeminler sınıflandırılabilir. TABLO 10 ' da killi zeminlerin sınıflandırması verilmiştir (Baguelin et al. 1978; Briaud, 1992). TABLO 10 Killi Zeminlerde cu - pL*- EM Bağıntısı PL* (kPa)

EM(kPa)

Zemin Kıvamı

cu (kPa)

0-75

200 - 500

çok yumuşak

< 20

75 -200

500 - 2500

yumuşak

20-40

200 - 400

2500 - 5000

orta katı

40-75

400 - 800

5000 - 12000

katı

75 - 150

8 0 0 - 1600

12000-25000

çok katı

> 150

> 1600

> 25000

sert

65

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

Killi zeminlerde, drenajsız kayma mukavemeti ile net limit basınç arasında Şekil 30 ' da verilen bağıntılar elde edilmiştir. cu = pL* / 6.5 ~ pL* / 12 arasında değerler söz konusudur (Baguelin et al, 1978). Net limit basınç değerinden yararlanılarak killi zeminin drenajsız kayma mukavemeti aşağıdaki bağıntı ile tahmin edilebilir: cu = pL* / 9 (kPa) Kumlu zeminlerde net limit basınç-relatif sıkılık-N30 bağıntısı ise TABLO 11’ de verilmiştir (Baguelin et al, 1978). TABLO 11 Kumlu Zeminlerde pL* - Relatif Sıkılık-EM ve SPT N30 Bağıntısı pL* (kPa)

EM (kPa)

Relatif Sıkılık

SPT N30

0-200

500-2000

çok gevşek

0-4

200 - 500

2000-3500

gevşek

4-10

500-1500

3500-12000

orta sıkı

10-30

1500 -2500

12000-22500

sıkı

30-50

>2500

> 22500

çok sıkı

> 50

Çeşitli zeminler için karakteristik Menard deformasyon modülü (EM) ve (pL* ) değerleri TABLO 12 ' de verilmiştir (Baguelin et al, 1978; Sellgren, 1986; Briaud, 1992). TABLO 12 Çeşitli Zeminlerde EM-pL* Bağıntıları Zemin Cinsi

EM (kPa)

PL*

(kPa)

Em /pL*

Turba

200-1 500

20-150

> 12

Yumuşak kil

500-3 000

50-300

>12

Orta katı kil

3 000-8 000

300-800

>12

Katı kil

8 000-40 000

600-4 000

12 -20

Gevşek kum

500-2 000

100-500

7-12

Sıkı kum ve çakıl

8 000 - 40 000

1 200-5 000

7 - 12

Yumuşak kaya

25000-100000

3000-10000

Sert-sağlam kaya

> 100 000

> 10 000

Yüzeysel temellerin nihai taşıma kapasitesi, net limit basınç yardımıyla aşağıdaki formülle bulunur: qult (net) = kpL* 66

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

(k) taşıma kapasitesi faktörü zemin cinsi, temel derinliği, temel şekli ve zemin dayanımı gibi değişkenlerin fonksiyonudur. Kil zeminler için (k) taşıma kapasitesi faktörleri Şekil 31 'de, silt için Şekil 32 'de, kum ve çakıl için Şekil 33 'de ve kaya için Şekil 34 ' de gösterilmiştir (Baguelin et al, 1978). Nihai taşıma kapasitesinden, emniyetli taşıma kapasitesi ise aşağıdaki gibi hesaplanır: qall (net) = ( k / 3 ) pL* Presyometre datasından yararlanılarak yüzeysel temellerin oturması hesaplanabilir. Temel altında homojen zemin bulunması halinde aşağıdaki ampirik formülle hesap yapılır: s = (q* / 9EM)[ 2 B0 ( λd B / B0)α +λC B ] Bu eşitlikte aşağıdaki notasyon kullanılmıştır: EM : presyometre modülü q* : net taban basıncı (q* = q - γ Df) B 0 : referans genişlik ( 60 cm) B : temel genişliği α : zemin cinsine ve EM / pL* oranına bağlı reolojik faktör (Şekil 36) λd, λc : temelin L / B boyutlarına bağlı şekil faktörü (Şekil 36) Temel derinliğinin, temel genişliğinden az olduğu durumlarda (Df < B), yukarıdaki formülle hesaplanan oturma arttırılır. Zemin yüzeyine oturan bir temelde (Df = 0), hesaplanan oturma % 20 arttırılır. Yukarıda verilen formülde birinci terim distorsiyon oturması, ikinci terim ise konsolidasyon oturması olarak tanımlanır. Zemin profilinde deformasyon modülü farklı zemin tabakalarının bulunması durumunda, temelin hemen altındaki zemin tabakasında konsolidasyon oturması, bütün zemin tabakalarında ise distorsiyon oturması meydana geldiği kabul edilerek her iki oturma bileşeni için eşdeğer presyometre modülleri tanımlanır. Kazıklı temellerde, nihai ve emniyetli birim uç mukavemetleri, yukarıda yüzeysel temeller için verilen eşitliklerle hesaplanır. Nihai uç mukavemeti belirlenirken kazık ucundaki efektif düşey gerilmenin etkisi dikkate alınmalıdır: qb = q0' + k pL* Kazık çevresinde oluşan çevre sürtünmesinin belirlenmesinde ise Şekil 35 ' den yararlanılır. Şekil 35 ' den görülebileceği gibi, birim çevre sürtünmesi (fl), net limit basıncın, kazık yapım yönteminin ve kazık malzemesinin bir fonksiyonudur. Kaya içerisine soketlenen kazıklarda, 67

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

soket bölgesinde ölçülen net limit basınç değeri pL* > 1500 kPa ise soket bölgesindeki birim çevre sürtünmesi aşağıdaki formülle hesaplanır: fl= (pL* / 30) + 30 kPa Kazık çevresinde mobilize olacağı düşünülen birim çevre sürtünmesine Fs = 2 güvenlik sayısı uygulanarak emniyetli birim çevre sürtünmesi belirlenmelidir. 6. SPT - CPT - MPT KORELASYONLARI Amerika Birleşik Devletlerinde, 1978 - 1985 döneminde, 82 ayrı sahada yapılan presyometre deneylerinde derlenen data, presyometre deneylerine komşu noktalarda yapılan koni penetrasyon deneylerinde, sondajlarda ve laboratuar deneylerinde derlenen data ile karşılaştırılmış ve korelasyonlar araştırılmıştır (Briaud et al., 1985). Killi sahalardaki drenajsız kayma mukavemeti su = 10 kPa - 2500 kPa gibi geniş bir aralıkta değerler almaktadır. Kumlu sahalardaki SPT darbe sayıları ise N30 = 1 – 100 aralığında değişmiştir. Diğer bir deyişle, kil sahalardaki zeminlerin kıvamı ile kum sahalardaki zeminlerin relatif sıkılığı çok geniş bir aralığı temsil etmektedir. Bu çalışma ile elde edilen bağıntılarda genelde düşük korelasyon katsayıları bulunmuştur. Önerilen korelasyonlar TABLO 13 ' de verilmiştir. TABLO 13 Kil ve Kum Zeminlerde SPT- CPT - MPT Korelasyonları Kil

Kum

pL* = 7.2 su

pL* = 48 N30 (kPa)

pL* = 0.2 qc

pL* = 0.11 qc

pL* = 0.071 EM

EM/ pL* = 14

pL* = 0.125 EM

EM/ pL* = 8

EM = 100 su

EM = 383 N30 (kPa)

EM= 2.5 qc

EM= 1.15 qc

EM =0.278 ER

ER/ EM≅ 3,6

EM = 0.125 ER

ER/ EM= 8

Yukarıda verilen korelasyonlarda EM ve ER presyometre deneyinde ilk ve tekrar yüklemedeki deformasyon modüllerini göstermektedir. Killi zeminler için önerilen pL* = 7.5 su bağıntısı, killi zeminlere oturan yüzeysel temellerin nihai taşıma kapasitesi

qult= 6 su değeri ile

karşılaştırılırsa, killi zeminde ölçülen net limit basınç değeri, killi zemine oturan yüzeysel temelin nihai taşıma kapasitesinden biraz büyüktür. Buna karşılık,

pL* = 7.5 su değeri,

ucu kil zeminde oluşturulan bir kazığın birim uç mukavemeti olan qb = 9su değerinden biraz 68

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

küçüktür. TABLO 13 ' den görülebileceği gibi, EM / pL* oranı killi zeminlerde, kumlu zeminlere oranla çok daha yüksek olup bu husus presyometre datasından yararlanılarak zemin sınıflandırması yapılmasını sağlamaktadır. Benzer şekilde, ER / EM oranı kumlu zeminlerde, killi zeminlere oranla çok daha yüksektir. Bu özellik de zemin sınıflandırmasında kullanılmalıdır. TABLO 13 ' de, kumlu zeminler için verilen EM = 1.15 qc değeri, kum zeminlere oturan yüzeysel temellerin elastik oturmasını hesaplamak için Schmertmann (1978) tarafından önerilen formüldeki E = (2.5 - 3.5) qc ile karşılaştırılırsa, presyometre modülü EM ' nin, elastik deformasyon modülüne oranla 2 - 3 kat daha küçük olduğu görülür. Diğer bir deyişle, EM kullanılarak kumlu zeminlerde yapılacak bir oturma hesabında 2 - 3 kat daha büyük oturma bulunacaktır. Baguelin et al., (1978) tarafından yapılan (cu - pL*) karşılaştırması Şekil 30 ' da verilmiştir. Baguelin ve arkadaşlarının araştırması pL* / su = 5.5 – 12.0 aralığında değerler vermiştir. Bu datayı yeniden değerlendiren Briaud (1992), aşağıdaki üslü fonksiyonu önermiştir: su = 0.67 pL* 0. 75 (kPa) Zemin cinsine bağlı olarak çeşitli zeminlerdeki CPT uç mukavemeti ile SPT darbe sayısı arasındaki qc / N30 bağıntısı Şekil 37 ' de gösterilmiştir (Robertson ve Campanella, 1983). CPT ucunun Fugro tipi (elektrikli) veya Delft tipi (mekanik) olmasına bağlı olarak çeşitli zeminler için qc / N30 korelasyonları TABLO 14 ' de verilmiştir. TABLO 14 Çeşitli Zeminlerde Tipik qc (kPa) / N30 Oranları Zemin Cinsi

Eletrikli uç

Mekanik uç

Kum ve çakıl karışımı

800

600

Kum

500

400

Kumlu silt

400

300

Kil-silt-kum karışımı

200

200

Hassas olmayan kil

100

150

Hassas kil

qc / N30 oranı çok büyük olabilir. Zira, N→ 0

69

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

7. SONUÇ Bu bildiride Ülkemizde, zemin mekaniği ve temel mühendisliği uygulamalarında yaygın olarak kullanılan arazi deneyleri hakkında kısa bilgiler verildikten sonra Standart Penetrasyon, Koni Penetrasyon ve Menard Presyometre deneylerinde derlenen datanın geoteknik tasarımda ne şekilde kullanılabileceği konu edilmiştir. SPT, CPT ve MPT datasından yararlanılarak zeminlerin indeks özelliklerinin, gerilme-deformasyon bağıntılarının, kayma mukavemeti parametrelerinin belirlenmesi için çeşitli araştırıcılar tarafından verilen ampirik bağıntılar incelenmiştir. Ampirik bağıntıların hangi zemin cinslerinde geçerli olduğu özellikle vurgulanırken, formüllerin kullanılmasında dikkate alınması gerekli özel koşullar var ise bunlar gündeme getirilmiştir. Mühendislikte ve mimarlıkta ampirik yöntemlerin kullanılması, insanlık tarihi kadar eskidir. Temel ihtiyaçlarını karşılamak çabası içerisinde olan ilk insanların kısa sürede bir takım ampirik yöntemler geliştirdikleri aşikardır. Nitekim, geçmişten günümüze kadar ayakta kalabilen büyük mühendislik yapılarını projelendiren ve inşa eden büyük ustaların çoğunlukla ampirik kuralları kullandıklarını biliyoruz. Eski Mısır'da piramitleri, yer altındaki kral mezarlarını inşa eden ustaların zemin ve temel mühendisliği ile kaya mekaniği konularında bazı ampirik yaklaşımları bildikleri aşikardır. Benzer şekilde, Roma Đmparatorlarının mimarı Vitrivious ile büyük camilerin, köprülerin, su kemerlerinin mimarı ve mühendisi büyük usta Sinan'ın da zemin ve temel mühendisliği konularında ampirik yaklaşımları kullandıklarını tahmin etmek güç olmasa gerek. Teorik zemin ve temel mühendisliğini hangi tarihte başlatmak gerekir? Bu serüveni, kırılma hipotezini ve toprak basınçları ile ilgili "kama teorisi" ni 1773 ' de ortaya koyan Coulomb ile başlatmak belki de fazla iddialı olmayacaktır. Bu serüven daha sonra kumların permeabilitesi konusunda araştırmalar yapan Darcy (1856), taşıma kapasitesi ve toprak basınçları konusunda çalışan büyük Đngiliz mühendisi Rankine (1857), toprak basınçları konusunda arazi gözlemleri yapan Baker (1881), gerilme dağılışı konusundaki çalışmaları ile tanınan Boussinesq (1885), akım ağları konusunda çalışan Richardson (1908), Zeminlerin indeks özellikleriyle ilgili araştırmaları ile ünlü Atterberg (1911), kayma mukavemeti konusundaki çalışmaları ile tanınan Krey (1918), zeminlerden numune alınması, şevlerin stabilitesi konularında araştırma ve uygulama yapan Fellenius(1922) ve nihayet "Erdbaumechanik" kitabını 1925 ' de yayınlayan Terzaghi ile devam etmiştir. 1936 yılında Amerika Birleşik Devletlerinde, 70

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Cambridge, Massachusetts ' de birinci ISSMFE ' nin toplanması ile Terzaghi, Casagrande, Taylor gibi bilim adamları ve uygulayıcılar bir araya gelmiş, zemin ve temel mühendisliği bugünkü uluslararası hüviyetini kazanmıştır. 19. yüzyıla kadar zemin ve temel mühendisliğinde genelde ampirik yaklaşımlar kullanılırken daha sonra teorik çözümler giderek ön plana çıkmıştır. Arazide sondaj yapılması, zemin numuneleri alınması ve bu numuneler üzerinde deneyler yapılması uzunca bir süre yaygın uygulama bulmuştur. Bu yöntemin pahalı ve özellikle zaman alıcı olduğunu, zemin numunelerinde örselenme meydana geldiğini gören mühendisler arazi deneylerinin geliştirilmesi, geoteknik datanın arazide yapılan deneylerle elde edilmesi ve bu datanın geoteknik tasarımda süratle kullanılabilmesi için yöntemler araştırmışlardır. Đşte bu arayış içerisinde SPT, CPT, MPT ve diğer in-situ deneyler gündeme gelmiştir. Günümüzde bu arazi deneyleri geoteknik araştırmalarda ve geoteknik tasarımda yaygın olarak kullanılmaktadır. Bununla beraber, deneylerde elde edilen datanın efektif ve doğru bir şekilde kullanıldığını iddia etmek güçtür. Özellikle, Ülkemizde yapılan uygulamaların bir bölümünde geoteknik tasarım sadece SPT datasına dayandırılmakta, kullanılan ampirik formüllerin ve korelasyonların hangi durumlar ve hangi zemin cinslerinde geçerli olduğu hususunda hiç bir endişe duyulmamaktadır. Örneğin, kumlu zeminlere taşıtılan yüzeysel temeller için Parry (1977) ve Tassios et al (1974) tarafından verilen ve SPT indisi cinsinden ifade edilen taşıma kapasitesi formüllerinin pek çok profesyonel raporda killi zeminler için kullanıldığını görmek mümkündür. Bu yanlış ve bilinçsiz uygulamanın tek sebebi, mevcut kanun ve yönetmelikler çerçevesinde zemin mühendislerinin yaptıkları hatalardan sorumlu olmamaları, kanun önünde her türlü mühendislik hatasının sebep olacağı hasarlardan müteahhidin sorumlu olmasıdır. Daha önce de belirttiğim gibi, uygulamadaki problemlerin çözülmesinde teorik ve ampirik yaklaşımlar bir arada kullanılmalıdır. Zemin mühendisi, laboratuvar deneylerinden elde ettiği datayı, arazi deneylerinin sonuçları ile karşılaştırmalı, bu bildiride ve literatürde verilen korelasyonların geçerli olup olmadığını irdelemelidir. Arazi ve laboratuvar datasının uyum içinde olması durumunda, zemin ve temel mühendisi mevcut geoteknik verileri mühendislik deneyimi ve sağduyusu ile birlikte değerlendirerek, ekonomik ve güvenli bir geoteknik tasarımı geliştirebilecektir.

71

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

REFERANSLAR Aas, G., Lacasse, S., Lunne, T., Hoeg, K., (1986), “Use of in situ tests for foundation design on clay”,Use of In Situ Tests in Geotechnical Engineering (GSP 6), ASCE, New York, pp.130. Associate Committee on the National Building Code, (1985), “The Canadian manual on foundation engineering”, National Research Council of Canada, Ottawa, Canada. 318 p. Atterberg, A., (1911), “Die Piastizitat der Ton”, International Mill. Bodenk., Vol.1, pp.7-9. Baguelin, F., Jézéquel J. F., Shields, D.H., (1978), “The Pressuremeter and Foundation Engineering”, 1st ed., trans. Tech Publications, Causthal, Germany. Baker B., (1881), “The actual lateral pressure of earthwork”, Minutes Proceedings of Institution of Civil Engineers, vol. 65, pp. 140 – 186. Barentsen, P., (1936), “Short description of a field testing method with a cone shaped apparatus.” 1st ICSM, Cambridge Mass. Vol. 1. Bazaraa, A.R.S.S., (1967), “Use of the standard penetration test for estimating settlement of shallow foundations on sand”, PhD thesis, University of Illinois, USA. Begemann, H. K. S., (1965), “The friction jacket cone as an aid in determining the soil profile”, Proceedings of the 6th International Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering, ICSMFE, Montreal, September 8 - 15, Vol. 2, pp. 17 - 20. Bergdahl, U., (1979), “Development of the dynamic probing test method: Design parameters in geotechnical engineering”, ECSMFE, Vol. VII, pp. 201 – 206, Brighton. Boussinesq, M.J., (1885), “Application Des Potentiels, a l’Etude de l’Equilibre et du Movvement Des Solides Elastiques”, Gauther – Villars, Paris. Bowles, J E., (1988), “Foundation Analysis and Design”, Civil Engineering Series, 4th Edition, 1988, Singapore. Briaud, J . L ., Tucker, L.M., Olsen, R.S., (1985), “Pressuremeter, Cone Penetrometer and Foundation Design”, Short Course Notes, Texas A&M University. Briaud, J. L., (1992), “The Pressuremeter”, A. A. Balkema, Rotterdam. Campanella et al., (1986), "Seismic Cone Penetration Test", 14th PSC, ASCE, pp 116-130. Campanella, R. G., Robertson, P. K., (1988), “Current status of the piezocone test. Proceedings of First International Symposium on Penetration Testing”, ISOPT-1, Orlando, Vol. 1, pp. 93 - 116.

72

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Darcy, H., (1856). “Les fontaines publiques de la ville de Dijon” Dalmont, Paris. Douglas, B. J., Olsen, R. S., (1981), “Soil classification using electric cone penetrometer” American Society of Civil Engineers, ASCE, Proceedings of Conference on Cone Penetration Testing and Experience, St. Louis, pp. 209 - 227. Fellenius, W., (1927), “Erdstatische Berechnungen - Calculation of stability of slopes”. Berlin Gibbs, H.J., Holtz, W.G., (1957) “Research on determining the density of sands by spoon penetration testing”, Proc. 4th Int. Conf Soil Mech. and Found. Eng., London, Vol. 1, pp. 35—39 Heijnen, W.J., (1974), “Penetration testing in the Netherlands”, Proc, Eur. Symp. on Penetration Testing, Vol. 1, pp. 79-83, Stockholm. Jamiolkowski, M., Ladd, C.C., Germaine, J.T., Lancelotta, R., (1985), “New developments in field and laboratory testing of soils”, Proceedings of the 11th International Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering, San Fransisco, Calif., A.A. Balkema, Rotterdam, the Netherlands. Vol. 1. pp. 57–153. Kerisel, J., Adam, M., (1969), “Charge limite d’um pieu en milieux argileux et limoneux” Proc. International Soil Mechanics Foundation Engineering, 7th, Mexico, vol. 2, pp. 131-139. Kok, L., (1974), “The effect of the penetration speed and cone shape on the Ducth static cone penetration test results”, Proceedings ESOPT, Stockholm, Vol. 22, p. 215. Lunne, T., Eide, O., (1976), "Correlations between Cone Resistance and Vane Shear Strength in Some Scandinavian Soft to Medium Stiff Clays", CGJ, vol. 13, no. 4, Nov, pp. 430 - 441. Mair, R. J., Wood, D. M., (1987) “Pressuremeter testing: methods and interpretation” Butterworths, 160pages, CIRIA Ground Engineering Report Mayne, P.W., Kemper, J.B., Jr., (1988), "Profiling OCR in Stiff Clays by CPT and SPT", Geotechnical Testing Journal, ASTM, Vol. 11, No. 2, 139-147 Meigh, A.C., (1987), "Cone Penetration Testing - Methods and Interpretation", CIRIA, Butter Menard, L., (1956), "An Apparatus for Measuring the Strength of Soils in Place," M. Sc. Thesis, University of Illinois, Urbana, IL. Menard, L., (1963), “Calculation of the bearing capacity of foundations based on the results of pressuremeter tests”, Soils, Paris, 5, pp. 9-28 Meyerhof G. G., (1965), "Shallow Foundations," JSMFD, ASCE, vol. 91, SM 2, March, pp. 21-31.

73

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

Meyerhof, G. G., (1976), "Bearing Capacity and Settlement of Pile Foundations," JGED, ASCE, vol. 102, GT 3, March, pp. 95-228 (Terzaghi Lecture). Meyerhof, G. G., (1976), "Bearing Capacity and Settlement of Pile Foundations," JGED, ASCE, vol. 102, GT 3, March, pp. 195-228 (Terzaghi Lecture). Mitchell, J. K. and Lunne, T. A., (1978), “Cone Resistance as Measure of Sand Strength”, Journal of the Geotechnical Engineering Division, ASCE, Vol. 104, No. GT7 Mitchell, J.K., Guzikowski, F. and Villet, W.C.B., (1978), “The measurement of soil properties in situ, present methods — their applicability and potential”, U.S. Dept. of Energy Report, Dept. of Civil Engineering, Univ. of California, Berkeley. Muromachi, T., (1974) “Phono-sounding apparatus-discrimination of soil type by sound,” Proceedings of the First European Symposium on Penetration Testing, Amsterdam, ESOPT-I, Vol. 21, pp. 110-112. Oshaki, Y., (1970), "Effects of Sand Compaction on Lique- faction During the Jokachioki Earthquake," Soils and Foundations, Vol. 10, No. 2, June, pp. 112 – 128 Parry, R. H. G., (1977), "Estimating Bearing Capacity of Sand from SPT Values," JGED, ASCE, vol. 103, GT 9, Sept, pp. 1014-1019. Peck et al., (1974), “Foundation Engineering”, 2nd ed., John Wiley & Sons, New York, 514pp. Rankine, W.J.M., (1857), “On the stability of loose earth”, Philosophical Transactions of the Royal Society, Vol. 147, London Richardson, (1908), “Lines of flow of water in saturated soils”, The Scientific proceedings of the Royal Dublin Society, Vol. 11, pp. 295 - 316 Sanglerat, G., (1972), “The Penetrometer and Soil Exploration”, Elsevier Publishing, Amsterdam. Sanglerat, G., (1972), “The Penetrometers and Soil Exploration” Elsevier, Amsterdam, 488p. Schmertmann J. H., (1970), "Static Cone to Compute Static Settlement over Sand," JSMFD, ASCE, vol. 96, SM 3, May, pp.1011-1043. Schmertmann J. H., (1978), "Guidelines for Cone Penetration Test: Performance and Design," FHWA-TS-78-209 (report), U.S. Dept. of Transportation, 145 pp. Schmertmann, J. H., (1978), "Guidelines for Cone Penetration Test: Performance and Design," FHWA-TS-78-209 (report), U.S. Dept. of Transportation, 145 pp. Schmertmann, J.H., (1975), "The Measurement of In-Situ Shear Strength," 7th PSC, ASCE, vol. 2, pp. 57-138. 74

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Schmertmann, J.H., (1977), “Guidlines for CPT performance and design.” Federal Highway Administration Report, FHWA, pp.78 – 209. Scott, R. F., (1981), “Foundation Analysis”, Prentice-Hall, New Jersey, pp. 85-201 Seed, H. G., et al., (1986), "Moduli and Damping Factors for Dynamic Analysis of Cohesionless Soils," JGED, ASCE, vol. 112, GT 11, Nov, pp. 1016-1032. Stroud, M.A., Butler, F.G., 1975) “The Standard Penetration Test and the Engineering Properties of Glacial Materials”, Proc. Symp. On Engineering Properties of Glacial Materials, Midlands Geotechnical Society, Birmingham, pp.117-128. Tassios, T., Anagnostopoulos, A., (1974),“Penetration Testing in Greece”, State-of the art report, Proc. 1st Europ. Symp. On Penetration Testing, Stockholm, vol. 1, pp. 65-68. Terzaghi, K., Peck, R. B., (1967), “Soil Mechanics in Engineering Practice”, 2nd edition, John Wiley, New York, London, Sydney. Tomlinson, M.J., (1977), “Pile Design and Construction Practice”, The Garden City Press Limited, Letchworth, Hertfordshire UK Villet, W. C, Mitchell, J. K., (1981), "Cone Resistance, Relative Density and Friction Angle," Proc. Symposium: Cone Penetration Testing and Experience, ASCE, St. Louis, MO, pp. 178208. Zhou, S.G., (1981), “Influence of fines on evaluating liquefaction of sand by CPT”, Proc. Int. Conf. on Recent Advances in Geotechnical Engineering and Soil Dynamics, University of Missouri, Rolla, Vol. 1, pp. 167 – 172

75

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

ŞEKĐLLER

76

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

ŞEKĐL 1

ŞEKĐL 2

SPT Đndisi-cu Bağıntısı (Stroud, 1974)

Granüler Zeminlerde SPT Đndisi-Düşey Efektif Gerilme-Relatif Sıkılık Bağıntısı (Gibbs, Holtz, 1957) 77

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

ŞEKĐL 3 Granüler Zeminlerde Düşey Efektif Gerilmenin Belirli Bir Değeri Đçin N30-Dr Bağıntısı ( Marcuson ve Bieganousky, 1977)

ŞEKĐL 4 78

SPT Đndisi-Düşey Efektif Gerilme-Đçsel Sürtünme Açısı Bağıntısı (Mitchell, et all., 1978)

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

ŞEKĐL 5

Yüzeysel Temellerde Emniyetli Zemin Gerilmesi-SPT Đndisi Bağıntısı (Meyerhoff, 1965)

79

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

ŞEKĐL 6

80

Yüzeysel Temellerde Net Emniyetli Zemin Gerilmesi-SPT Đndisi Bağıntısı (Peck at all., 1974)

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

ŞEKĐL 7

Kumlu Zeminlerde Düzeltilmiş SPT Đndisi-Sıvılaşma Riski Bağıntısı

81

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

Dinamik Sonda Yapılması

82

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

ŞEKĐL 8

Üst Tabaka Gerilmesine Bağlı Olarak SPT Đndisinin Düzeltilmesi (N1=cNxN30)

83

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

ŞEKĐL 9

ŞEKĐL 10 84

SPT-Dinamik Penetrometre Đndislerinin Karşılaştırılması (Bergdahl ve Eriksson, 1983)

DIN 4094’e göre SPT-DPL-DPH Đndisleri Arasındaki Bağıntılar

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

85

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

ŞEKĐL 11

86

Tipik CPT Kayıtı

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

ŞEKĐL 12

ŞEKĐL 13

Kohezyosuz Zeminlerde Relatif Sıkılık (Dr)-Koni Uç Direnci(qc) Bağıntısı (Schmertmann, 1978, Villet Mitchell, 1981)

Koni Uç Direnci-Relatif Sıkılık Bağıntısı (Jamiolkowski et al., 1985)

87

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

ŞEKĐL 14

88

Zemin Cinsinin Sürtünme Oranı (fr) ve Koni Uç Direncinden (qc) Belirlenmesi (mekanik uç, Schmertmann, 1977)

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

ŞEKĐL 15

ŞEKĐL 16

qc-fr Bağıntısından Hareketle Zemin Cinsinin Belirlenmesi (Douglas ve Olsen, 1981)

qc-fr Bağıntısından Hareketle Zemin Cinsinin Belirlenmesi (Robertson ve Campanella, 1983)

89

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

ŞEKĐL 17

Kumlu Zeminlerde Düşey Efektif Gerilme (pv’), Koni Uç Direnci (qc) ve içsel sürtünme açısı (Φ’) Bağıntısı (Schemertmann, 1975)

ŞEKĐL 18

Normal Yüklenmiş Kuvars Kumunda Düşey Efektif Gerilme qc-Φ’ Bağıntısı (Durgunoğlu ve Mitchell, 1975)

90

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

ŞEKĐL 19

ŞEKĐL 20

Normal Yüklenmiş Kuvars Kumunda Düşey Efektif Gerilme qc-Φ’ Bağıntısı(Robertson ve Campanella, 1983)

Killi Zeminlerde Nk-Ip Hassaslık Bağıntısı (Lunne ve Eide, 1976)

91

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

ŞEKĐL 21

92

Killi Zeminlerde Nk-Ip Hassaslık Bağıntısı (Aas et al., 1986)

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

ŞEKĐL 22

Birim Deformasyon Faktörlerinin Bulunması (Schmertmann, Hartman ve Brown, 1978)

93

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

ŞEKĐL 23

94

CPT Koni Uç Direnci Okumalarından Kazık Birim Uç Mukavemetinin Hesaplanması (Schmertman, 1978; Heijen, 1974)

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

ŞEKĐL 24

Đlk Menard Presyometresi

95

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

ŞEKĐL 25

Menard Presyometresi,

Tip 1, Şematik Görünüş

96

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

ŞEKĐL 26

Kendi Kendine Delen Presyometre (Camkometer)

97

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

ŞEKĐL 27

98

Đtmeli Presyometre

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

ŞEKĐL 28

Tipik Bir Düzeltilmiş Presyometre Eğrisi

99

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

ŞEKĐL 29 100

Tipik Bir Presyometre Deney Logu

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

ŞEKĐL 30

Net Limit Basınç (pL*)-Drenajsız Kayma Mukavemeti(cu)Bağıntısı (Baquelin et al. , 1978)

ŞEKĐL 31

Kil Zemin Đçin (k) Değerleri

101

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

ŞEKĐL 32

ŞEKĐL 33 102

Silt Zemin Đçin (k) Değerleri

Kum ve Çakıl Đçin (k) Değerleri

II. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

ŞEKĐL 34

ŞEKĐL 35

Kaya Đçin (k) Değerleri

Kazıklarda Çevre Sürtünmesi (fL) Net Limit Basınç (pL*) Bağıntısı

103

Prof. Dr. Ahmet Sağlamer

ŞEKĐL 36

ŞEKĐL 37 104

(α)Reolojik Faktörü ve λd, λc Şekil Faktörleri

Çeşitli Zeminlerde Koni Uç Direnci(qc), SPT Đndisi (N30) Bağıntısı

PROF. DR. ATĐLLA ANSAL BOĞAZĐÇĐ ÜNĐVERSĐTESĐ 1969 yılında Đstanbul Teknik Üniversitesi Đnşaat Fakültesi’nden Yk. Mühendis olarak mezun olmuş, bir sene kadar özel bir şantiyede çalışmış, askerlik görevini yapmış ve sonrasında Ege Üniversitesi Mühendislik Mimarlık Fakültesi’nde asistan olarak çalışmıştır. 1973-1978 yılları arasında Amerika Birleşik Devletleri Illinois Eyaletinde Northwestern Üniversitesi’nde doktora çalışmalarını tamamladıktan sonra 1978 yılında ĐTÜ Maçka Mühendislik Mimarlık Fakültesi’nde doktor asistan olarak kabul edilmiş, aynı üniversitede 1982 yılında Doçent, 1988 yılında Profesör olmuş ve 2002 yılında Boğaziçi Üniversitesi, Kandilli Rasathanesi ve Deprem Araştırma Enstitüsü, Deprem Mühendisliği Anabilim Dalı’na geçmiştir. Kendisi halen aynı birimde görev yapmaktadır. Atilla Ansal Amerika Birleşik Devletleri dışında Norveç, Đtalya, Đngiltere, Portekiz, ve Japonya’da misafir öğretim üyesi olarak bulunmuştur. Kendisi halen 1994 yılından beri sürdürmekte olduğu Avrupa Deprem Mühendisliği Birliği Genel Sekreterlik görevine ek olarak 2002 yılından beri Springer tarafından yayınlanmakta olan “Bulletin of Earthquake Engineering” adlı mühendislik dergisinin ve "Geological, Geotechnical and Earthquake Engineering" adlı kitap serisinin editörlüklerini sürdürmektedir. Bu görevlerin dışında Atilla Ansal 1998-2000 yılları arasında Đnşaat Mühendisleri Odası Yönetim Kurulu Başkanlığı, 1990-1992 yıları arasında ise Đnşaat Mühendisleri Odası, Đstanbul Şubesi Başkanlığı yapmıştır. Bugüne kadar 20 yüksek lisan tezi 13 doktora tezi yönetmiştir. Atilla Ansal’ın farklı konferans ve dergilerde yayınlanmış 200'ün üstünde Türkçe ve Đngilizce bildiri, makale, kısa yazı ve araştırma raporu bulunmaktadır. Kendisinin ilgi alanları olarak; laboratuar ve arazi zemin deneyleri, zemin davranışları ve bünye denklemleri, zemin dinamiği, geoteknik deprem mühendisliği, sismik tehlike ve sismisite, depremlerde kuvvetli yer hareketi, sismik mikro bölgeleme, sıvılaşma, deprem senaryoları konuları sayılabilir.

107

108

III. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

“ZEMĐNLERĐN TEKRARLI GERĐLMELER ALTINDA DAVRANIŞLARI VE DEPREMLERDE YEREL ZEMĐN KOŞULLARININ ETKĐSĐ”

1. GĐRĐŞ Günümüzde depremlerde hasara yol açan ana faktörler bilinmektedir. Bu bağlamda hem güvenli hem ekonomik olarak deprem hasarlarını azaltmak mümkün olabilir. Depreme dayanıklı yapı üretiminde maliyeti arttırıcı önlemler yerine, araştırmalara dayalı olarak daha uygun alanlar ve tasarım ilkelerinin belirlenmesi, yerleşim politikaları ve imar planları ile gelişmelerin yönlendirilmesi olabilecek bir depremin etkisini azaltmada tercih edilmelidir. Problemin çözümünü sadece depreme dayanıklı yapı üretiminde aramak gerçekçi bir yaklaşım değildir. Depreme dayanıklı yapı yapabilmek yalnızca teknik bir sorun olmaktan öte sosyal ve ekonomik faktörlere de bağlıdır. Bu nedenle amaç, deprem etkileri açısından daha az tehlikeli alanların belirlenmesi ile ilave maliyetlerin azaltılması, böylece hem ülke ekonomisi açısından kaynakların akılcı kullanımını, hem de deprem hasarının en aza indirilmesini sağlamaktır. Depreme dayanıklı yapıların yapılması için izlenen yaklaşımda yakın zamana kadar bölgenin sismisitesi ve kabaca sınıflandırılmış zemin cinsi ile yapıya ait özelliklerin bilinmesi yeterli olarak görülmekte idi. Oysa son yirmi yıl içinde karşılaşılmış ve yorumlanabilmiş hasar dağılımları daha detaylı çalışmalar yapılması gereğini ortaya çıkarmıştır. Deprem sonrası hasar dağılımı esas alınarak bir şehri bölgelere ayırmak yeniden yapılaşma için iyi bir kılavuzu olabilir. Fakat hasar kayıtlarının seçilen bölgenin tümü için yeterli olmadığı ya da hızlı yapılaşmaya maruz kalan bölgelerde yapılaşmanın şeklini tayin etmek için yıkıcı bir depremin olmasını beklemek yerine böyle bir durumun mevcut verilere dayanarak geliştirilmiş yöntemlerle incelenmesinin yararı açıktır. Depremlerde yapısal hasara etki eden faktörler üç grup altında; deprem, yerel zemin ve yapı özellikleri olarak tanımlanabilir (Ansal, 1986). Zemin tabakalarının cins, kalınlık, yeraltı su seviyesi gibi özelliklerinin kısa mesafeler içinde çok değişebilmesi, farklı bölgelerde inşa edilmiş aynı tip yapılarda farklı deprem hasarlarına sebep olabilmektedir. Geçmiş depremlere ait ivme ve hasar kayıtları incelendiğinde bu açıkça görülmektedir. Dolayısıyla hasarın azaltılması amacıyla deprem esnasında farklı davranış gösterecek bölgelerin önceden belirlenmesi ve bu bölgelerde gereken önlemlerin alınması doğru bir yaklaşım olacaktır. Zemin tabakaları, içinden geçen deprem dalgalarının özelliklerini etkilediği kadar, deprem dalgaları, örneğin sıvılaşma ve şev kaymalarında gözlendiği gibi, zemin tabakalarının mukavemet ve şekil değiştirme özelliklerini de etkiler (Ansal, 1994, 1995). Böyle durumlarda bu tabakalar üzerinde yer alan yapılar sadece zemin özelliklerinin değişmesi sonucu büyük hasar görebilirler. Bu nedenle bu tür potansiyele sahip bölgelerin belirlenmesi 109

Prof. Dr. Atilla Ansal

ve detaylı incelenmesi olabilecek hasarın azaltılması açısından gereklidir. Bir bölgede depremlerin etkisini incelerken, öncelikle zemin tabakalarında deprem nedeniyle, oturmaların, sıvılaşmanın, yamaç ve şevlerde kaymaların olabileceği bölgeler uygun analiz yöntemleri ile değerlendirilmelidir. Son yıllarda olan depremlerde meydana gelen hasarlar ve bu konuda yapılmakta olan araştırmalardan elde edilen sonuçlar, karşılıklı etkileşim yapan deprem özellikleri ve zemin koşullarının yapısal hasar üzerindeki etkisinin önemli olduğunu göstermiştir (Ansal ve Lav, 1995; Ansal ve Siyahi, 1995). Deprem riskinin yüksek olduğu bölgelerde detaylı sismolojik, jeolojik ve geoteknik incelemelerinin yapılması ve bu çalışmalardan elde edilen sonuçların değerlendirilerek, bölgede oluşabilecek depremlerin özelliklerini ve bu özelliklerin farklı jeolojik ve zemin koşullarında nasıl olacağının belirlenebilmesi için kuvvetli yer hareketi kayıt ağları oluşturulması tercih edilen bir yaklaşımdır. Depremler sırasında yerel zemin tabakalarının dinamik davranış özelliklerinin yapısal hasar üzerindeki etkisi önemli olabilir. Yapıların deprem kuvvetlerine karşı projelendirilmelerinde üzerinde bulundukları zemin tabakalarının hakim peryot, büyütme düzeyi, sıvılaşma riski gibi dinamik özelliklerinin dikkate alınması gerekmektedir. Bunun yanında yeni yerleşime açılacak olan alanlarda yapılacak mikrobölgeleme çalışmaları ile bölgelerin deprem sırasında gösterecekleri muhtemel davranış özellikleri belirlenmelidir. Ayrıca mevcut yerleşim alanlarında yapılacak çalışmalarla da olası bir depremde hasarın ve can kaybının yoğunlaşacağı alanlar belirlenerek gerekli tedbirlerin alınması yoluna gidilmelidir. Yerel zemin tabakalarının dinamik davranış özelliklerinin belirlenmesinde kullanılan yöntemlerden ilki arazi deneyleri ve laboratuvar deneyleri ile zemin tabakalarının dinamik kayma modülü, sönüm katsayısı gibi parametrelerini belirleyerek ve uygun zemin modelleri kullanarak deprem sırasında karşılaşılacak davranış özellikleri hakkında tahminde bulunmaktır. Ancak arazi deneylerinin ve laboratuvar deneylerinin maliyetlerinin oldukça yüksek oluşu bu yöntemin ancak önemli yapıların projelendirilmesinde kullanılabilmektedir. 2.

ZEMĐNLERĐN TEKRARLI GERĐLMELER ATINDA DAVRANIŞI

Depremler zemin tabakaları üzerinde düzensiz tekrarlı gerilmelere yol açar. Bu gerilmeler altında zemin elemanlarının nasıl bir davranış göstereceklerinin incelenmesi ve buna göre bir değerlendirme yapılması uygun olacaktır. Zemin tabakaları deprem özelliklerini ve deprem dalgaları da zemin tabakalarının gerilme-şekil değiştirme ve kayma mukavemeti özelliklerini değiştirir. Zemin elemanlarının tekrarlı gerilmeler altında davranışlarını incelerken iki konu önem kazanır. Bunlardan ilki tekrarlı kayma gerilmeleri altında kayma mukavemeti diğeri ise gerilme şekil değiştirme ilişkileridir. Diğer önemli bir inceleme konusu ise tekrarlı gerilmeler sonrası kayma mukavemeti ve gerilme şekil değiştirme özeliklerinde meydana gelen değişmelerdir. Bu değişiklikler arazi deneyleri ve laboratuvar deneyleri ile belirlenebilir ve uygun analiz yöntemleri kullanılarak bir deprem sırasındaki zemin tabakalarının olası davranışları tahmin edilebilir. 110

III. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Zemin tabakalarından alınmış örselenmemiş zemin numuneleri üzerinde yapılan laboratuvar deneylerinden elde edilen sonuçlar zeminlerin tekrarlı gerilmeler altında gerilme şekil değiştirme özelliklerinin değiştiğini göstermektedir. Bu değişikliği incelerken aralarında benzerlikler olmasına rağmen, gözlenen davranışlardaki önemli farklılıklar nedeniyle zemin cinslerine (ince daneli zeminler, siltler ve killer; kaba daneli zeminler, kumlar ve çakıllar) bağlı olarak bir değerlendirme yapılmalıdır. Zemilerin tekrarlı gerilmeler altında davranışlarının etkileyen önemli faktörler; birim şekil değiştirme genliği, efektif çevre basıncı, çevrim sayısı veya deprem süresi, suya doygunluk, boşluk oranı, ince danelerin plastisitesi, aşırı konsolidasyon oranı ve meydana gelen deprem titreşimlerin frekans içeriği olmaktadır (Ansal, 1995). Zeminlerin tekrarlı gerilmeler altında gerilme-şekil değiştirme özellikleri tanımlarken dinamik kayma modülü ve sönüm oranının değişimleri incelenir. Gözlenen zemin davranışlarında diğer inşaat malzemelerinden farklı olarak gerilme-şekil değiştirme ve mukavemet davranışlarında farklı eşiklerin bulunduğu gözlenmiştir. Bu eşiklerin ilki elastik davranış eşiği ikincisi ise plastik davranış eşiği olarak tanımlanabilir. Bu eşikler zemin elemanlarının elastik, elastoplastik ve plastik davranışları arasındaki sınırları oluşturmaktadır. Diğer yandan uniform tekrarlı kayma gerilmeleri altında yapılan deneylerde tekrarlı kayma gerilmesi genliği-birim kayma genliği ilişkisinden çevrim sayısına bağlı olarak bir akma noktası diğer bir değişle bir dinamik kayma mukavemeti tanımlanabilmektedir. Bunun dışında tekrarlı yükleme sonrası veya deprem sonrası kayma mukavemeti ve gerilme-şekil değiştirme özelliklerinde, efektif gerilmesinin azalması ve dane yapısının bozulması sonucunda bir yumuşama, statik kayma mukavemetinde azalmalar ve ek oturmalar ortaya çıkabilmektedir. Ayrıca kayma mukavemetindeki azalmalar temel göçmelerine de yol açabilir. Arazide ve laboratuvarda bulunan kayma modülü ve sönüm oranlarına etki eden faktörler: deney yöntemi, zemin cinsi, örselenme, gerilme durumu, numune hazırlama, gerilme geçmişi, deformasyon geçmişi, suya doygunluk, yükleme frekansı olarak sıralanabilir. Tekrarlı gerilmeler altında kaba daneli zeminlerde karşılaşılan önemli bir olayda sıvılaşma olarak tanımlanan kayma mukavemetin kısa bir süre için sıfır olması olayıdır. Tekrarlı gerilmeler sonucunda daneler ararında bulunan suyun basıncının artması yani boşluk suyu basıncının artması danelerin birbirinden uzaklaşmasına ve zemin elemanının kısa bir süre için viskos bir sıvı gibi davranmasına yol açmasıdır. Bunun sonucunda binalarda dönmeler ve oturmalar meydana gelebilir. Sıvılaşmaya etki eden başlıca faktörler, relatif sıkılık, aşırı konsolidasyon oranı, çökelmeden sonra geçen süre, dane boyutları, dane şekli ve dane dağılımı, numune hazırlama yöntemi, örselenme, ince dane oranı ve plastisitesi olarak sıralanabilir. 2.1. Killerin tekrarlı kayma gerilmeleri altında davranışları Killerin tekrarlı gerilmeler altında davranışları üzerinde geçmişte çok sayıda araştırma yapılmıştır. Bu konudaki ilk çalışmalar Seed ve Chan (1966), Thiers ve Seed (1968,1969) Bu çalışmalarda killerin gerilme şekil değiştirme tarafından yapılan çalışmalardır. davranışları ve mukavemet özellikleri tekrarlı üç eksenli ve tekrarlı basit kesme deneylerine 111

Prof. Dr. Atilla Ansal

dayanarak incelenmiştir. Literatürde mevcut diğer bir grup çalışmada Sangrey vd. (1969, 1978), Sangrey ve France (1980) tarafından yapılmıştır. Bu çalışmalarda killerin gerilme şekil değiştirme boşluk suyu basıncı davranışları düşük hızlarda yapılan üç eksenli tekrarlı yükleme deneylerine dayanarak incelenmiştir. Killerin tekrarlı gerilmeler altında davranışları Brown ve Lashine (1975), Idriss (1978), Wood (1982), Koutsoftas (1980), Matsui (1980), Yasuhara vd. (1982), Dyvik vd. (1983), Goulis vd. (1985), Ishihara (1980, 1985), Ishihara ve Kasuda (1984), Vucetic (1988,1990,1991) gibi bir çok araştırmacı tarafından da incelenmiştir.

100

6

80

4

60

2

40

0

20

-2

0

BĐRĐM KAYMA (%)

BOŞLUK SUYU BASINCI (kPa)

Normal konsolide killerin farklı tekrarlı kayma gerilmeleri altında gerilme-şekil değiştirmeboşluk suyu basıncı davranışları laboratuvarda büyük çaplı konsolidasyon cihazlarında hazırlanmış kaolin numuneler üzerinde yapılan deneylere dayanarak incenlemiştir (Ansal ve Erken, 1989). Bu çalışmada bir tekrarlı kayma gerilmesi genliğinde elde edilen birim şekil değiştirme ve boşluk suyu basınçlarının çevrim sayısına göre değişimine bir örnek Şekil 1’de verilmiştir. Şekil 2’de ise bu çalışma çerçecesinde 0.1 Hz frekansında yapılan tekrarlı basit kesme deneylerinden elde edilen sonuçlar toplu halde gösterilmiştir. Bu şekilde düşey eksende verilen tekrarlı kayma gerilmesi oranı uygulanan kayma gerilmesi genliklerinin aynı deney sisteminde statik deneyler sonucunda bulunan konsolidasyonlu drenajsız kayma mukavemetine oranı olarak gösterilmiştir. Her iki ekseninde logaritmik skala ile verilmesinin amacı küçük çevrim sayılarında ve küçük birim şekil değiştirmelerde aradaki farkları daha açıkça gösterebilmektir. Buradan da görülebileceği gibi tekrarlı kayma gerilmeleri altında davranışlarda bazı eşikler tanımlanması uygun olmaktadır. Örneğin uygulanan çevrim sayısından bağımsız olarak şekil değiştirmelerin çok sınırlı kaldığı bir kritik gerilme oranı tanımlamak mümkün olabilmektedir.

-4

Boşluk Suyu Basıncı Birim Kayma

-20

-6 0

10

20

30

40

50

60

70

ÇEVRĐM SAYISI

Şekil 1. Bir tekrarlı kayma gerilmesi genliğinde birim kayma ve boşluk suyu basıncının çevrim sayısına göre değişimi

112

III. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

100

Birim Kayma (%)

1.10 0.60

10

0.42

1

0.36 0.27 0.1 1

10

100

1000

Çevrim Sayısı

Şekil 2. Farklı tekrarlı kayma gerilmesi genliklerinde yapılan deneylerden bulunan birim kayma genliklerinin çevrim sayısına göre değişimi Bu kritik gerilme tanımı ilk olarak Larew (1962) tarafından göçmeye yolaçan en büyük tekrarlı gerilme seviyesi olarak yapılmıştır. Daha sonra Sangrey vd (1969, 1978) ve France ve Sangrey (1977) böyle bir tanımın geçerli olduğunu yaptıkları bir seri tekrarlı üç eksenli deneylerin sonuçlarına dayanarak göstermişlerdir. Sangrey vd. (1969) bu bağlamda efektif gerilme uzayında “tekrarlı limit durum çizgisi” tanımlamış ve tekrarlı gerilme uygulaması sonunda oluşan kalıcı boşluk suyu basınçlarının uygulanan tekrarlı gerilmelerin kritik gerilmelerden az olması durumunda doğrusal bir değişim göstereceğini belirlemiştir. Daha büyük tekrarlı gerilme seviyelerinde büyük birim şekil değiştirme genliklerinin oluştuğunu ve sürekli artan boşluk suyu basınçlarının efektif gerilme izinin kırılma zarfına doğru gitmesine yol açtığını göstermiştir. Tekrarlı gerilmeler etkisinde zemin numunesinde oluşan yumuşamanın, kayma mukavemeti üzerindeki etkisinin ne mertebede olacağı da incelenmesi gereken bir konu olmaktadır. Bu bağlamda Şekil 3’de tekrarlı gerilmeler altında farklı çevrim sayıları için bulunan gerilmebirim şekil değiştirme eğrileri verilmekte. Bu eğriler bir anlamda zeminlerde statik gerilmeler altında kayma mukavemetini bulmak için yapılan üç eksenli basınç deneylerinden bulunan eğriler ile aynı anlamı taşımaktadır. Burada amaç tekrarlı gerilmeye maruz kalan numunelerde çevrim sayısına bağlı olarak kayma mukavemetindeki azalmayı belirlemektir. Şekil 3’den görülebileceği gibi 50 çevrim sonrasında meydana gelen kayma mukavemeti 10 çevrim sonrasında oluşan kayma mukavemetine göre daha küçük olmaktadır. Bu mühendislik uygulaması açısından, zemin emniyet gerilmesinin veya zemin taşıma gücünün depremler sonrası azalacağı anlamına gelmektedir (Ansal ve Yıldırım, 1989).

113

Prof. Dr. Atilla Ansal

0.9

Tekrarlı Kayma Gerilmesi Oranı

N = 10

100

50

500

0.8 0.7 0.6 0.5 0.4 0.3 0.2 0

0.5

1

1.5

2

2.5

3

Birim Kayma (%)

Şekil 3 Tekrarlı basit kesme deneylerinden çevrim sayılarına göre kayma gerilmesi birim kayma eğrileri 2.2. Deprem Sonrası Zemin Davranışları Tekrarlı gerilme uygulamaları sonrası zemin davranışları incelenirken olayın iki yönü bulunduğu hatırlanmalıdır. Bunlardan ilki kayma mukavemetinde, ikincisi gerilme şekil değiştirme özelliklerinde meydane gelebilecek olan azalmalardır. Kayma mukavemetinde oluşabilecek azalmaların mertebesi konusunda araştırmacılar arasında farklı görüşler bulunmaktadır. Bu konuda Castro ve Christian (1976), Andersen vd. (1980), ve Koutsoftas (1978) tekrarlı gerilmeler sonrası büyük şekil değiştirme mertebelerinde bile kayma mukavemeti kaybının çok fazla olmayacağını gösteren deney sonuçları elde etmişlerdir. Diğer yandan ise Thiers ve Seed (1969), Taylor ve Bacchus (1969), and Lee ve Focht (1976), kayma mukavemetindeki azalmanın tekrarlı birim şekil değiştirme akma noktasına karşı gelen birim şekil değiştirme oranının büyük olması durumunda önemli mertebelere çıktığını gösteren deney sonuçları bulmuşlardır. Sangrey ve France (1980) ise tekrarlı yükleme sonrası kayma mukavemetinin uygulanmış olan kayma gerilmesi genliğinin kritik değere yaklaştıkça %50 mertebesinde azalabileceğini gözlemiştir. Deprem sırasında olduğu kadar deprem sonrası da zemin davranışlarının incelenmesi gerekmektedir. Gene laboratuvar deney sonuçlarına bakarak bu durum incelenebilir. Doğada deprem titreşimleri bir süre sonra durmaktadır, ama zemin tabakaları içinde deprem sırasında oluşmuş boşluk suyu basınçları hemen sönümlenmiyor. Efektif gerilmelerindeki bu azalmanın yanı sıra zemin tabakalarında oluşan şekil değiştirmeler nedeniyle zemin dane çatısının örselenmiş olması, zemin tabakalarında gerilme şekil değiştirme davranışlarında yumuşamaya, kayma mukavemetinde azalmaya ve ek oturmalara yol açabilir. Kayma mukavemetinde meydana gelebilecek azalmalara örnek olarak Haliç kili üzerinde 1980’li yıllarda yapılmış dinamik basit kesme deneyleri verilebilir (Ansal ve Yıldırım, 1989). Bu deneylerden elde edilen sonuçları tekrarlı kayma gerilmeleri sonucunda bulunan kayma mukavemeti azalmalarını kayma mukavemeti ve tekrarlı birim kayma oranları; 114

III. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Tekrarlı yükleme sonrası kayma mukavemeti Kayma Mukavemeti Oranı = -------------------------------------------------------------Statik kayma mukavemeti

(3.1)

En büyük birim kayma genliği Tekrarlı Birim Kayma Oranı = --------------------------------------------Statik deneydeki birim kayma

(3.2)

kullanılarak açıklamak doğru olabilir. Şekil 4’te uygulanan tekrarlı kayma gerilmesi genliğinin belirli bir eşikten küçük olması durumunda kayma mukavemetinde bir azalma olmadığı, ama bu kayma gerilmesi eşiğinden daha büyük kayma gerilmesi genliklerinde çevrim sayısına bağlı olarak kayma mukavemetinde bir azalma meydana geldiği görülmektedir. Bu şekilde düşey eksen, tekrarlı kayma gerilmeleri uygulanması sonrası ile tekrarlı kayma gerilmeleri uygulanmadan önce bulunan statik kayma mukavemetleri oranı, diğer bir değişle tekrarlı kayma gerilmesi uygulanmasının, kayma mukavemetinde meydana getirdiği azalma oranını göstermektedir. Kayma mukavemetindeki bu azalma Şekil 5’de gösterilmiş olduğu gibi kritik bir kayma gerilmesi genliğinden küçük kaldığı sürece sınırlı kalmaktadır. Ama bu kritik sınır aşıldığına kayma mukavemetindeki azalma hızlı bir şekilde artabilmektedir. Bu sonuçlar küçük depremlerde zeminlerde önemli bir değişiklik olmayacağını göstermektedir. Fakat büyük depremlerde durum farklı olmakta, eğer zemin tabakaları içinde oluşan tekrarlı kayma gerilmeleri bu kritik değerden büyük olur ise deprem sonrası statik kayma mukavemetinde büyük azalmalar oluşabilmektedir. Bu da taşıma gücü azalmasına ve temel göçmelerine yol açabilir. Buradan da görülebileceği gibi, bu durumda da zemin eşikli bir davranış sergilemektedir.

Şekil 4. Tekrarlı kayma gerilmesi uygulaması sonrası statik kayma mukavemetinde azalma

115

Prof. Dr. Atilla Ansal

Şekil 5. Tekrarlı kayma gerilmesi uygulaması sonrası kayma mukavemetinde oluşan azalma Tekrarlı gerilmeler sonrası meydana gelen kayma mukavemeti azalmalarının başlıca iki nedeni olduğu kabul edilebilir. Bunlar tekrarlı gerilmeler sırasında oluşan boşluk suyu basınçları nedeniyle efektif gerilmelerdeki azlama diğeri ise tekrarlı gerilmeler etkisi ile oluşan birim şekil değiştirmelerin dane çatısını değiştirmesidir. Diğer bir açıdan oluşan boşluk suyu basınçlarının da şekil değiştirmelere bağlı olduğu hatırlanacak olursa tekrarlı gerilmeler sonrası oluşacak kayma mukavemeti azalmaları tekrarlı gerilmeler sırasında oluşan birim şekil değiştirmelere bağlı olacaktır. Zemin tabakalarında bir de deprem sonrası oturmalar söz konusu olabiliyor. Aslında düşey yüklerde bir artış olmadığı sürece yapılarda ilave oturmalar olmaması gerekir. Ama depremlerde bu durum değişebilmekte ve depremler sırasında oluşan tekrarlı kayma gerilmeleri etkisiyle zemin boşluklarını dolduran suyun basıncı artabilmektedir. Suyun basıncının artması bir hidrolik eğim oluşmasına ve bunun da suyun zemin tabakaları içinde hareket etmesine yol açmakta ve böylece zemin tabakalarında hacim küçülmesi ve oturmalar ortaya çıkabilmektedir. Killerde bu biraz yavaş, kumlarda ise hızlı bir şekilde oluşacaktır. Şekil 6’da bu olayı incelemek amacıyla dinamik basit kesme deney sistemi kullanılarak yapılmış oturma deney sonuçları gösterilmiştir (Ansal ve Tuncan,1989). Bu sonuçlardan çevrim sayısı, diğer bir değişle deprem süresi uzadıkça, bütün diğer parametreler aynı kalmasına rağmen meydana gelen oturmalarda bir artış olduğu görülmektedir.

116

III. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 6.Tekrarlı gerilmeler sonucunda oluşan konsolidasyon oturmaları Đnce daneli zeminlerde tekrarlı kayma gerilmeleri uygulaması ile oluşan boşluk suyu basınçlarının sönümlenmesi sonrası ortaya çıkan konsolidasyon oturmalarını incelemek amacıyla Đstanbul’da iki bölgede yapılmış sondajlardan elde olunmuş örselenmemiş doğal kil numuneleri üzerinde bir seri deneyler yapılmıştır. Birinci grup numuneler Haliç Kilinden ikinci grup numuneler ise Boğaz’ın kuzeyinde, Baltalimanı’nda zemin kesitinde yeralan yalın organik siltli kil (CL/OL) tabakasından elde edilmiştir. Bu deneylerde boşluk suyu basınçlarının sönümlenmesi sonucu oluşan oturmalar üzerine uygulanan tekrarlı gerilme genliğinin, çevrim sayısının ve aşırı konsolidasyon oranının etkisi incelenmiştir. Zemin numuneleri dinamik basit kesme deney hücresine yerleştirilmiş ve K0 koşulunda adımsal olarak odometre deneyinden bulunmuş olan ön konsolidasyon basıncından büyük bir basınca konsolide edilmişlerdir. Đstenen aşırı konsolidasyon oranını elde etmek amacıyla zemin numunelerinde yükler adımsal olarak azaltılmıştır. Bu aşamada konsolidasyon ve kabarmanın tamamlanması sonrası numunelere drenajsız koşullarda belirli çevrim sayılarında tekrarlı gerilmeler uygulanmıştır. Tekrarlı gerilmeler uygulaması sonrası drenajlar açılmış ve boşluk suyu basıncı sönümlenirken oturmalar izlenmiştir. 24 saat sonrasında ve oturmaların tamamlanması üzerine numuneler odometre denelerinde olduğu gibi 800 kPa konsolidasyon basıncına kadar adımsal olarak yüklenmişlerdir. Bu çalışmanın ilk aşamasında tekrarlı gerilmeler altında boşluk suyun basıncının artımı ve bunun sonucunda oluşan oturmalar üzerinde aşırı konsolidasyon oranının etkisi incelenmiştir. Bu amaca yönelik olarak Haliç kilinden alınmış numuneler adımsal olarak odometre deneylerinden bulunmuş olan önkonsolidasyon basıncından büyük gerilmelere konsolide edilmiş istenen aşırı konsolidasyon orannı elde edebilmek için düşey gerilmeler boşaltılmıştır. Planmış olan deney aşamasına gelinince numunelere, genliği drenajsız kayma mukavemetinin %50’sine eşit tekrarlı kayma gerimeleri 0.1 Hz frekansında 50 çevrim uygulanmıştır. 117

Prof. Dr. Atilla Ansal

Karşılaştırma yapabilmek için tekrarlı kayma gerilmeleri uygulanırken düşey gerilmeler bütün deneylerde aynı tutulmuştur. Boşluk suyu basıncı oluşumu aşırı konsolidasyon oranı birden büyük olan numunelerde sınırlı kalmakta ve oluşan oturmalarda ihmal edilebilir olmaktadır. Bu numunelerde tekrarlı kayma gerilmelerinin konsolidasyon davranışlarına bir etkisi olmadığı gözlenmiştir. Aşırı konsolide killer üzerinde yapılmış deneylerden (Andersen vd.,1980) gözlenmiş olan boşluk suyu basıncı oluşumlarına benzer olması nedeniyle beklenen bir davranıştır. Normal konsolide numunelerde (AKO=1) yapılan deneyler farklı bir davranış sergilemişlerdir (Matsui vd.,1980). Bu numunelerde boşluk suyu basınçları daha yüksek değerlere çıkmakta ve oluşan oturmalar önemli olmaktadır. Şekil 6’de gösterilmiş olduğu gibi tekrarlı kayma gerilmeleri sonunda boşluk oranında oluşan azalma kalın kil tabakalarında önemli oturmalara yol açabilecektir. Çalışmanınn ikinci aşamasında diğer önemli iki faktörün, tekrarlı kayma gerilmesinin genliği ve çevrim sayısının etkileri incelenmiştir. Đlk olarak çevrim sayısının etkisi aynı düşey basınç altında konsolide edilmiş numuneler aynı kayma gerilmesi genliği uygulanarak yapılan deneyler ile incelenmiştir. Şekil 6’da farklı çevrim sayılarında yapılmış olan üç deneyden elde edilen sonuçlar gösterilmiştir. Beklendiği gibi çevrim sayısının artması boşluk suyu basıncı artışlarını ve buna bağlı olarak da oluşan oturmaların artmasına neden olmaktadır.

Şekil 7. Tekrarlı gerilme oranı ve çevrim sayısına göre birim oturmaların değişimi Oluşan oturmalar üzerinde uygulanan tekrarlı gerilme ve çevrim sayısının etkisini incelemek amacıyla, Şekil 7’de birim boy kısalmasının çevrim sayısına göre değişimi logaritmik eksende gösterilmiştir. Yapılmış olan deneyler çerçevesinde doğrusal bir ilişkinin geçerli olduğu görülmektedir. Bu yaklaşım çerçevesinde, üç adet tekrarlı basit kesme deneyi sonucuna

118

III. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

dayanarak, eş değer çevrim sayısı tahmin edilebilen bir deprem sonrası oluşabilecek oturma seviyesini tahmin etmek mümkün olabilir. 3. KUMLARDA SIVILAŞMA Sıvılaşma konusunda laboratuvarda çeşitli dinamik deney aletleri ile sürdürülen çalışmalarda sıvılaşmaya karşı en hassas zemin türünün suya doygun gevşek ince kum zeminlerin olduğu bilinmektedir. Seed ve Lee (1966), Seed ve ve Peacock (1971), Ishihara ve Li (1972) laboratuvarda hazırlanmış kum zeminler üzerinde yürüttükleri dinamik deneylerde zeminin sahip olduğu rölatif sıkılığın, başlangıçtaki konsolidasyon basıncının, uygulanan tekrarlı gerilmenin ve bu gerilmenin uygulanma tekrar sayısının kumların dinamik davranışları üzerindeki etkilerini araştırmışlardır (Seed, 1979). Sıvılaşma suya doygun bir kum tabakasını oluşturan daneler arasındaki temasın kaybolması ve su içerisinde asılı konuma geçmesi durumu olarak ifade edilebilir. Bu yüzden, çevre basıncı etkisi altındaki daneciklerin birbirileri arasındaki sürtünme ile oluşabilecek deformasyonlara karşı koymaları nedeniyle, zemin türü sıvılaşmaya karşı hassasiyette en önemli faktörlerden birisidir. Eğer zemin ince daneli veya ince dane içeriğine sahipse ince daneler arasındaki kohezyon veya adezyon oluşumu danelerin birbirlerinden ayrılmalarını güçleştirecektir. Bu mantıkla hareket edildiğinde genellikle ince dane varlığının kumların sıvılaşma direncine arttırıcı yönde etki etmesi beklenebilir. Kum içerisinde bulunun silt ve kil türü zeminler kumun dinamik yükler altındaki davranışını etkilediği 1960’lı yıllardan beri bilinmektedir. Geçmişte yapılan çalışmalarda ince dane içeriğinin ve plastisitenin kumların sıvılaşmaya karşı direncini ne şekilde etkilediği konusunda tam bir fikir birliği sağlanmış değildir. Hatta birçok karşı fikirden söz edebilmek mümkündür. Bu zıt düşünceler özellikle plastik olmayan siltlerin varlığı durumunda ortaya çıkmaktadır. Öyle ki, yapılan bazı çalışmalarda (Ishihara vd.,1978; Dobry vd., 1985) silt içeriğindeki artışın kumların sıvılaşmaya karşı direncini artırdığı sonucuna varılırken, diğer bazı çalışmalarda (Tronsco ve Verdugo, 1985; Vaid, 1994) silt içeriği oranındaki artışın kumların sıvılaşmaya karşı olan direncini azalttığı sonucuna varılmıştır. Geçmişte yapılan çalışmalar ışığında ortaya çıkan yaygın kanı plastik olmayan silt içeriğinin kumların sıvılaşma direncini azalttığı, plastik silt içeriğindeki artışın ise kumların sıvılaşma direncini arttırdığı şeklindedir. Yapılan bazı çalışmalarda da silt içeriğindeki belirli oranların sıvılaşmaya karşı kritik değerler ifade ettiği belirlenmiştir. Şekil 8’de laboratuvarda bir araştırma çerçevesinde yapılmış deneylerden elde olunmuş sonuçları gösteriliyor. Bunlar örselenmemiş numuneler üzerinde yapılmış dinamik basit kesme deneyleridir. Şekil 8’de killi kum zemin numunelerinde kil oranını arttıkça eğrilerin yukarı, güvenli tarafa doğru kaydığı gözleniyor. Bu eğrilere sıvılaşma mukavemeti eğrileri

119

Prof. Dr. Atilla Ansal

denmektedir. Düşey eksen deprem sırasında oluşan tekrarlı kayma gerilmesi oranını, yatay eksen ise çevrim sayısını gösteriyor.

Şekil 8. Killi kum numuneler üzerinde yapılmış sıvılaşma deney sonuçları Sıvılaşma direnci siltli kum numuneleri üzerinde yapılan deneyler ile incelendiğinde biraz daha farklı bir sonuçla karşılaşıyoruz. Şekil 9’da siltli kumlarda ve kumlu siltlerde yapılmış dinamik basit kesme deney sonuçları veriliyor. Bu şekilde düşey eksen boşluk suyu basıncı oranını, yatay eksen de çevrim sayısını gösteriyor. Boşluk suyu basıncı oranı 1 olduğu zaman, yani boşluk suyu basıncı çevre basınca eşit olduğu zaman sıvılaşma oluyor demek. Buradan da görüldüğü gibi silt oranı arttıkça, ki silt oranı aslında alüvyon zeminlerde daha hakim bir zemin cinsidir, sıvılaşma daha kolaylaşıyor. Örselenmemiş killi ve siltli kum numuneleri üzerinde iki grup deney yapılarak sıvılaşmaya etki eden faktörler incelenmiştir (Erken ve Ansal, 1993, 1994; Erken vd.,1995). Birinci grup deneyler ince dane oranı %16-%35 arasında değişen siltli kum numuneler üzerinde farklı tekrarlı gerilme genliklerde yapılmıştır. Đkinci grup deneyler ince dane oranı %11 ile %29 arasında değişen killi kum numneler üzerinde yapılmıştır (Ansal ve Erken, 1990). Bu numunelerde plastisite indisi PI %14 ve %26 arasında değişmektedir. Siltli kum ve kumlu siltle numeneler üzerinde yapılmış sıvılaşma deneylerinden ince dane oranının etkisi Şekil 9'da gösterilmiştir. Uygulanan tekrarlı gerilme oranları benzer olmakla birlikte ince dane oranı %22 ve %78 arasında değişen numunelerde ince dane oranı artması ile sıvılaşma direnci düşmektedir.. Bu da silt oranının artmasının sıvılaşmayı kolaylaştırdığını göstermektedir.

120

III. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 9. Siltlerde ince dane oranınn boşluk suyu basıncı oluşumuna etkisi Diğer yandan killi kumlar üzerinde yapılan deneylerde ince dane oranının artması Şekil 10'da gösterilmiş olduğu üzere sıvılaşma direncini arttırıcı bir rol oynamaktadır. Đnce dane oranı %14 olan killi kum numunede sıvılaş meynada gelirken ĐDO= %37 olan numunede 100 çevrimde sıvılaşma oluşmamaktadır.

Şekil 10. Killi kumlarda ince dane oranınn boşluk suyu basıncı oluşumuna etkisi

4. YEREL ZEMĐN TABAKALARININ DAVRANIŞI Geoteknik yerel zemin koşullarının etkisini incelerken yukarıda özetlenen zemin davranışlarının yanı sıra arazide mevcut zemin tabakalaşması, anakaya derinliği, jeolojik yapı, 121

Prof. Dr. Atilla Ansal

yeraltı su seviyeside önemli olmaktadır. Zemin tabakalarının kalınlığı, kıvam ve esnekliği, plastisitesi zemin büyütmesi olarak tanımlanan zemin yüzeyindeki deprem özelliklerinin büyümesine yola açabilen faktörlerdir. Zemin tabakalarının depremler sırasında gösterecekleri bu etkilerin belirlenmesinde bu faktörlerin detaylı bir şekilde incelenmesi gerekli olmaktadır. Diğer yandan daha basit ve daha kolay bazı yöntemler de geliştirilmiştir. Bunların arasında zemin tabakalarının üst 30m içinde kalan zemin tabakalarının ölçülen kayma dalgası hızlarının ağırlıklı ortalaması olarak tanımlanan eşdeğer kayma dalgası hızları zemin tabakalarının davranışlarını tahmin edebilmek için kullanılan bir yöntem olmaktadır. Diğer bir yaklaşımda çok hassas sismograflar ile alınan mikrotremor kayıtlarından yararlanılmasıdır (Lermo ve Chavez-Garcia, 1994; LU vd., 1992). Mikrotremor ve kuvvetli yer hareketlerinin kaynak ve titreşim özelliklerinde görülen farklılıklara karşılık, arazi deneylerden elde edilen veriler kullanılarak sayısal analiz yöntemleriyle bulunan zemin büyütmesi ve hakim peryotların, mikrotremor ölçümleri sonucunda bulunanlarla uyumlu oluşu, bu tür ölçümlerin zemin davranış özelliklerinin belirlenmesinde kullanılabileceğini göstermektedir (Đyisan vd., 1997 a, 1977b). Mikrotremor ölçümleri gerek ihtiyaç duyulan ölçüm süresinin kısalığı gerekse düşük maliyetiyle geoteknik mühendisliğinde zemin hakim peryodu ve büyütme oranının hızlı bir şekilde belirlenmesinde, mikrobölgeleme çalışmalarının yapılmasında kullanımı giderek yaygınlaşmaktadır (Ansal vd.,1997). Bu çalışmada, bir sahada alınan mikrotremor kayıtlarının analizi sonucu elde edilen zemin büyütmesine zemin özelliklerinin etkisi araştırılmıştır. 4.1.Arazi Sismik Deneyleri Dinamik zemin özelliklerinin yerinde belirlemek için sahada açılan sondajlardan genel özelliklerini yansıtacak şekilde seçilen karşıt kuyu ve aşağı kuyu deneyleri uygulanarak kayma dalgası hızı (Vs) ölçülmüştür. Gene aynı kuyuların içi su doldurularak kuyu içi sismik (Suspension PS-Logging) deneyleri yapılmış, 1 m aralıkla kayma ve basınç dalgası hızları ölçülmüştür. Karşıt kuyu yöntemi yaklaşık 5 m mesafede açılmış iki kuyu arasında uygulanmıştır. Kuyulardan birinde kuyu içi mekanik çekici ile kayma dalgası üretilmiş diğerinde üç bileşenli alıcı ile kayıtlar alınmıştır. Aşağı kuyu deneyinde ise zemin yüzeyinde üretilen sismik dalga hızları kuyu içinde 2 m ara ile üç bileşenli alıcılarla ölçülmüştür. Bu deney tekniğinin ve analiz yöntemlerinin sonucunda zemin kesitinde yer alan tabakaların hızı ortalama bir değer olarak elde edilmektedir. Kuyularda farklı yöntemlerle ölçülen kayma dalgası hızları arasında önemli farklılıklar gözlenmemiştir. Bir sondaj kuyusunda üç değişik arazi sismik deneyleri uygulanarak elde edilen kayma dalgası hızının derinlikle değişimi zemin kesiti ile birlikte Şekil 11'de gösterilmiştir (Đyisan ve Ansal, 1993). Arazide zemin tabakalarının özelliklerinin belirlenmesinde kayma dalgası hızlarının ölçülmesinde karşıt kuyu, aşağı kuyu ve kuyu içi yöntemlerle kullanılmakta (Şekil 12). Bu yöntemler uygulanarak ve zemin cinsleri ve mühendislik özellikleri yeterli sayıda sondaj ve laboratuvar deneyleri ile belirlenerek zemin yüzeyinde oluşacak deprem özellikleri tahmin edilebilir. Böyle bir inceleme sonucunda zemin tabakaları üzerinde yer alan veya alacak olan 122

III. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Derinlik (m) 1.0

Profil

mühendislik yapılarına gelecek deprem kuvvetlerinin daha doğru ve gerçekçi bir şekilde tahmin edilmesi mümkün olmaktadır. Vs (m/s)

Zemin Tabakaları

100

200

300

400

500

Dolgu

Marnlı, Sert Siltli Kil

8.0 Killi, Siltli, Đnce Kum Silttaşı yapısında YASS 15.0

Çok Sıkı Mikalı Siltli Kum

22.0

Karşıt Kuyu

Silttaşı-Kiltaşı

Kuyu Đçi PS Logging

26.0 Çok Sıkı Mikalı Siltli Kum

Aşağı Kuyu

Şekil 11.Bir sahada zemin kesitinde ölçülmüş kayma dalgası hızları

Açılan kuyuların hepsinde SPT yapılmış ve kuyular civarında mikrotremor kayıtları alınmıştır. Mikrotremor ölçümlerinden elde edilen sonuçların diğer arazi deney sonuçları ile karşılaştırılabilmesi için sismik deneylerin uygulanmadığı kuyularda Vs, SPT N darbe sayısına bağlı olarak, Vs=51.5 N0.516

(3.3)

bağıntısı yardımıyla hesaplanmıştır (Đyisan, 1996; Đyisan ve Ansal, 1993). Burada Vs m/s birimindedir. Bu bağıntı ile sismik deneylerin uygulandığı sondaj kuyularında yapılan deneylerden elde edilen N darbe sayılarıyla hesaplanan Vs değerlerinin, ölçümler sonucunda bulunan ortalama Vs değerleriyle oldukça uyumlu olduğu görülmüştür.

4.2. Mikrotremor Kayıtları Zemin hakim peryodu ve zemin büyütmesi gibi zemin davranışını belirleyen özellikler alınan mikrotremor kayıtlarının analizi ile belirlenebilmektedir (Omachi vd.,1991). Mikrotremor verilerinin analiz edilmelerinde yaygın olarak kullanılan üç yöntem bulunmaktadır: a) Fourier

123

Prof. Dr. Atilla Ansal

spektrumlarının doğrudan değerlendirilmesi, b) Her noktada alınan kayıtların spektrumlarının, sert zeminde veya kaya üzerinde bulunan bir referans istasyonunda aynı doğrultuda alınan kayıtların spektrumlarına bölünerek spektral oranların bulunması (Field v.d., 1990), c) Her ölçüm noktasında yatay hareket bileşenlerinin düşey hareket bileşenine göre spektral oranlarının belirlenmesi. Bu analiz yönteminde düşey hareketin zemin tabakaları tarafında büyütülmediği kabulu yapılmaktadır (Nakamura, 1989; Nakamura ve Saita, 1994). Alınan kayıtlar duyarlı oldukları doğrultulara ayrıldıktan sonra Hızlı Fourier Dönüşümü (FFT) ile frekans ortamına dönüştürülüp spektrumları elde edilmiştir. Bu spektrumlar referans istasyonu ve Nakamura yöntemine göre yorumlanarak ortalama zemin büyütmesi ve hakim peryotlar belirlenmiştir. Bir ölçüm noktasında kuzey-güney doğrultusunda alınmış ve referans noktasına göre analiz edilmiş bir mikrotremor kaydı Şekil 12'de verilmiştir.

Şekil 12. Mikrotremor ölçüm kayıtlarından hesaplanan büyütme spektrumları

4.3. Zemin Büyütmesi Yüzeye yakın tabakaların kayma dalgası hızı Vs, zemin büyütmesi ve hakim peryotların bulunmasında önemli bir özelliktir. Bu çalışma kapsamında çeşitli sismik yöntemlerle ölçülen Vs değerlerinden zemin büyütmesi Ak, Vs m/s alınarak Midorikawa (1987) tarafından verilen; Ak = 68 Vs-0.6

(1)

bağıntısından hesaplanmıştır. Sondajlardan belirlenen zemin kesitinde yer alan tabakalar boyunca gerek arazi sismik deneyleriyle ölçülen gerekse N sayısı ile hesaplanan kayma dalgası hızı kullanılarak elde edilen zemin büyütme değerleri Şekil 13'te gösterilmiştir. 124

III. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 13. Zemin Büyütmesinin Kayma Dalgası Hızı ile Değişimi

Zemin yapısının noktadan noktaya büyük değişiklikler göstermediği bir sahada yapılan çalışmada, farklı noktalarda alınan mikrotremor kayıtlarının spektral oranlarında görülen değişime kil tabakasının kalınlığı, kıvamı gibi özelliklerinin etkidiği düşünülmektedir. 15 sondaj noktasında yapılan mikrotremor ölçümlerinden bulunan büyütme değerleri kullanılarak Şekil 14'te gösterilmiş olduğu üzere ampirik bir ilişki geliştirilmiştir. Burada Ak mikrotremor kayıtlarının referans noktası yöntemine göre bulunan büyütme, H metre biriminde tabaka kalınlığı, Ic ise kıvam indisi olmaktadır.

Şekil 14. Mikrotremor ölçümlerine bağlı olarak bir saha için hesaplanan büyütme oranları ile kil tabakası kalınlığı ve kıvam indisi ilişkisi 125

Prof. Dr. Atilla Ansal

5.

ERZĐNCAN 13 MART 1992 DEPREMĐ

13 Mart 1992 Erzincan depremi ana sarsıntısı (Ms=6.8), geniş, karmaşık ve kalın bir dolgu içeren bir açılma-genişleme havzası niteliğinde olan Erzincan havzasında olmuştur. Şekil 15'te gösterildiği gibi havza, Kuzey Anadolu Fayı (KAF), Kuzey Dogu Anadolu Fayı (KDAF) ve Ovacık Fayı arasında kalmaktadır.

Şekil 15. Erzincan havzası ve fayların konumu Deprem sonrası meydada gelmiş hasarın dağılımı için yapılan sayımlarda ilginç bir durum ortaya çıkmıştır.Şekil 16 ve Şekil 17'de gösterilmiş olduğu üzere Erzincan 'da mahalle bazında betornarme karkas yapılarda hasar oranı oldukça yüksek seviyelere çıkarken tuğla yığma binalarda hasar oranları çok daha düşük seviyelerde kalmıştır (Ansal vd., 1993).

Şekil 16. Erzincan Depreminde Betonarme binalarda hasar dağılımı 126

III. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 17. Erzincan Depreminde yığma binalarda hasar dağılımı Burada verilmiş olan bina sayısına göre hesaplanan ortalama hasar oranıdır. Ortalama hasar oranı hesaplanırken binaların durumuna göre hasarsız:0, az hasarlı:0.2, orta hasarlı:0.4, ağır hasarlı:0.6, kısmen yıkık:0.8, ve yıkık:1 katsayıları kullanılmıştır. Zemin koşullarının etkisini oluşan hasar üzerindeki etkisini değerlendirebilmek amacıyla 3-4 katlı betonarme karkas binalardaki hasarın dağılımı Şekil 18'de daha detaylı bir şekilde 250m×250m lik hücrelere göre tekrar hesaplanmıştır. Buradan görüleceği üzere ortalama hasar oranları %90 kadar çıkmaktadır. (Lav vd., 1993, Lav ve Ansal, 1993, Ansal, 1993)

Şekil 18. Erzincan Depreminde hücrelerde hasar oranları dağılımı 127

Prof. Dr. Atilla Ansal

5.1. Erzincan'da Yapılan Zemin Đncelemeleri Yerleşim alanı Munzur Dağı yamaçlarından başlayıp ovaya doğru yayılan Erzincan şehrinde yerel zemin koşullarının yapısal hasar üzerindeki etkisibelirleyebilmek için Şekil 19'da gösterildiği üzere geniş kapsamlı bir zemin araştırması yapılmıştır. Bu nedenle yerleşim alanı içinde değişik yerlerde derinlikleri 5 ile 50m arasında değişen 21 adet sondaj açılmış ve her sondajda SPT, standart penetrasyon deneyleri, bazı sondajların hemen yanında 26 noktada CPT, statik koni penetrasyon deneyleri yapılmıştır. Diğer yandan 5 noktada aşağı kuyu ve 3 noktada karşıt kuyu sismik deneyleri yapılarak zemin tabakalarının kayma dalgası hızları ölçülmüştür. Bütün bunlara ilave olarak 300 noktada dinamik sonda yapılıp şehrin yerleşim alanı altında kalan zeminin tabakalaşma durumu ve özellikleri belirlenmiştir.

Şekil 19. Erzincan depremi sonrası yapılan arazi deneylerinin dağılımı Erzincan şehrinde zemin kesitinde yer alan tabakalar genel olarak kaba daneli zeminlerden oluşmaktadır. Genel olarak zemin kesiti ardalamalı olarak çakıllı ve kumlu silt, siltli ve çakıllı kum, kumlu ve siltli çakıl tabakalarından ve sınırlı bölgelerde kumlu ve siltli killerden oluşmaktadır. Şehrin kuzey kısmında yaklaşık 5-6m derinlikte güney kısmında ise yaklaşık 15-20m derinlikte çok sıkı kısmen çimentolaşmış bir çakıl tabakası yer almaktadır. Yeraltı su seviyesi kuzey bölgelerde yaklaşık 30m güney bölgelerde ise 16m derinlikte yeralmaktadır. Yapılmış olan bütün arazi deneyleri kullanılarak Erzincan şehri içinde mühendislik kayası olarak kabul edilebilecek sıkı kısmen çimetolaşmış çakıl tabakası üstünde kalan tabakaların kayma dalgası hızlarının ağırlıklı ortalaması olarak tamınlanan eşdeğer kayma dalgası hızı ile hasar oranları arasında bir ilişki olup olmadığı değerlendirilmiştir. Elde olunan sonuçlardan Şekil 20'de gösterilmiş olduğu üzere hasar oranı ile eşdeğer kayma dalgası hızı arasında yaklaşık bir ilişki bulunduğu gözlenmiştir (Ansal, vd, 1994, Ansal ve lav, 1995). 128

III. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 20. Erzincan depremi sonrası hasar oranı eşdeğer kayma dalgası hızı ilişkisi

6.

DĐNAR DEPREMĐ

1 Ekim 1995 tarihinde Dinar’da meydana gelen depremde (Ms=6.0) tüm yapıların yaklaşık %40’ı yıkılmış veya ağır hasar görmüştür. Dinar'da orta büyüklükte öncü depremler 26 Eylül tarihinde başlamış uzun bir süre artçı depremler sürmüştür. Bu süre içinde manyitüdü 3.5'dan büyük Şekil 21'de gösterilmiş olduğu gibi 11 adet deprem meydana gelmiştir. Bu depremlerin episantr mesafeleri 2-20 km arasında değişirken yatay yönde kaydedilen en büyük ivme değerleri de 54 gal ile 330 gal arasında değerler almıştır (Erdik, v.d.1995).

Şekil 21. Dinar Depremleri 1 Ekim 1995 tarihindeki ana deprem sırasında 4 ve 5 katlı betonarme yapılar ağır hasar görmüş veya tamamen yıkılmıştır. Bazı üç katlı binarda da benzer hasarlar oluşmuştur (Erdik v.d.,1995). Şehir merkezinde yer alan yapılar genelde 1-5 katlıdır. Üç katlı ve daha yüksek 129

Prof. Dr. Atilla Ansal

yapıların hemen hepsi betonarme, daha alçak yapılar kısmen betonarme genelde ise tuğla yığma olarak inşaa edilmiştir. 1995 Dinar depremi sonrası Dinar'da Afet Đşleri Genel Müdürlüğü'nün yaptığı detaylı hasar tespit çalışmaları sonucunda hasarın bölgelere göre değişimi Şekil 22 ve 23’de gösterilmiştir. Bu hasar farklılıklarının böyle bariz bir şekilde ortaya çıkmasının nedeni Dinar'daki yapı kalitesinin kötü olmasıdır. Diğer yandan Dinar’da yapı kalitesinin yapı tiplerine göre çok farklı olmadığını düşünüldüğünde, Dinar’da yapısal hasarın bu kadar farklı olmasının nedeni kötü yapılmış yapılara gelen deprem kuvvetlerindeki farklılık olmalıdır

YIĞMA YAPILARDA HASAR DAĞILIMI

DĐNAR

%23 %39

%19

%23

%21 %41

%8

Şekil 22. Dinar depreminde yığma yapılarda hasar dağılımı BETONARME YAPILARDA HASAR DAĞILIMI

DĐNAR

%46 %38 %29 %38

%36 %41

%26

Şekil 23. Dinar depreminde betonarme karkas yapılarda hasar dağılımı 130

III. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Afet Đşleri Genel Müdürlüğü tarafından yürütülen kapsamlı hasar incelemelerine dayanarak 8 farklı mahalle (M1-M8) için hesaplanmıştır. Hasar oranları hesaplanırken, ağır hasarlı binalar 0.6, orta hasarlı binalar 0.4 ve az hasarlı binalar 0.2 katsayısıyla çarpılmış ve o mahalledeki toplam hasarlı hane sayısına oranlanmıştır.

6.1. Hasar Dağılımına Göre Mikrobölgeleme Depremlerde oluşan yapısal hasarlar, deprem kaynak özellikleri ve yerel zemin koşullarından etkilenmektedir. Depremler sırasında bir bölgenin yerel zemin koşullarının etkisinin belirlenmesinde en basit yaklaşım geçmiş depremler sırasında gözlenen hasarların, tarihsel dökümanların, yayınlanmış raporların ve diğer kullanılabilir bilgilerin birlikte değerlendirilmesi ile mikrobölgeleme haritalarının oluşturulmasıdır. Bu çalışmada da bu yaklaşım uygulanmış ve 1995 Dinar depreminde gözlenen hasar dağılımı mikrobölgeleme için kullanılmıştır. Depremde gözlenen hasar verileri kullanılarak Dinar şehir merkezi farklı hasar seviyelerinde sekiz bölgeye ayrılmış ve her bölge için hasar oranları hesaplanmıştır. Gözlenen hasar dağılımına göre Dinar için hazırlanmış mikrobölgeleme haritası Şekil 23’de verilmiştir. Bu şekilden de görülebileceği gibi hasar oranlarına göre A, B, C gibi üç farklı bölge oluşmuştur. A bölgesi ağır hasarlı bölgedir ve bu bölgede hasar oranı %48-%51 arasında değişmektedir. B bölgesi orta hasarlıdır ve hasar oranı %40-%44 arasındadır. Az hasarlı olan C bölgesinde ise hasar oranı %30-%33 arasında değişmektedir. Bu gözlemlere göre yapı güvenliğin arttırılması açısından A ve B bölgelerinde tasarım deprem parametrelerinin iyileştirilmesi gerekmektedir.

K

B A A C

Afyon Yolu C

A B

B

B

A (HO=%48-51) B(HO= %40-44) C(HO= %30-33)

Şekil 24. Dinar depremi hasar dağılımına göre mikrobölgeleme 131

Prof. Dr. Atilla Ansal

6.2. Zemin Büyütmesine Göre Mikrobölgeleme Hasar dağılımına göre oluşturulan bölgeleme haritalarının güvenirliği, daha fazla veri ve bilgi ile geliştirilebilmektedir. Bunun için çalışılan sahada geoteknik özelliklerin belirlenmeside arazi penetrasyon deneyleri, kayma dalgası hızı ölçümleri, mikrotremor kayıtları ve laboratuvar deneyleri gibi yeni araştırmaların yapılması gerekmektedir. Deprem sonrası zemin koşullarının etkisini araştırmak, orta hasarlı yapıların takviyesi ve yeni yapılacak yapılar için gerekli zemin özelliklerini belirlemek amacı ile detaylı zemin incelemeleri yapılmıştır. Bu kapsamda yürütülen geoteknik incelemeler çerçevesinde sondajlar, arazide SPT, DPT, CPT deneyleri ve kuyu içi sismik dalga hızı ölçümleri yapılarak yerel geoteknik özelliklerin değişimi incelenmiştir. Bunun yanı sıra çok sayıda farklı noktada mikrotremor ölçümleri yapılmış ve bu ölçümlerden bulunan zemin büyütmesi ve zemin hakim peryodları belirlenmiştir. Dinar’da deprem sonrası geoteknik özelliklerin belirlenmesi için ağırlıklı olarak dinamik sonda deneyi ve mikrotremor ölçümlerini içeren geniş bir araştırma programı yürütülmüştür. Dinamik sonda deney sonuçları eşdeğer SPT N darbe sayılarına dönüştürülmüştür. SPT-N sayısından eşdeğer kayma dalgası hızı Vs'in tahmin edilmesinde Erzincan sonrası geliştirilmiş (3.3) bağıntısı kullanılmıştır. Ortalama kayma dalgası hızından zemin büyütmesi (3.4) bağıntısı kullanılarak hesaplanmıştır. 6

6

BÜYÜTME

C12/C13

A22/A23

C11/C13

4

A21/A23

4

2

2

0

0

6

8

A32/A33

BÜYÜTME

C82/C83 6

C81/C83

4

4 2 2

0

0

6

BÜYÜTME

A31/A33

6

C22/C23 C21/C23

4

A42/A43 A41/A43

4

2

2

0 0.1

1

PERYOT (sn)

10

0 0.1

1

PERYOT (sn)

10

Şekil 25. Dinar'da alınmış mikrotremor kayıtlarından bazı örnekler Dinar’da Şekil 25'da gösterilmiş olduğu üzere her mahallede çok sayıda mikrotremor ölçümleri yapılmış ve o bölgede alınan tüm kayıtların ortalaması alınarak her mahalle için bir özel büyütme faktörü belirlenmiştir. Nakamura yöntemi ile mikrotremor ölçümlerinden ve kayma dalgası hızından hesaplanan büyütme faktörleriyle oluşturulmuş bir mikrobölgeleme haritası Şekil 26’de verilmiştir. 132

III. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

K

Yol B

A

A B

B A

A B B

Nehir

Şekil 26. Zemin Büyütmesine Göre Hazırlanmış Mikrobölgeleme Haritası Bu şekilden de görüleceği üzere zemin büyütmesine bağlı olarak iki farklı bölge oluşmuştur. A bölgesinde mikrotremor ölçümlerinden hesaplanan büyütme 3.0-3.4 arasında değişirken, kayma dalgası hızından hesaplanan büyütme 2.88-3.07 arasında değişmektedir. B bölgesinde ise bu değerler mikrotremor ölçümlerinden 2.5-2.7, kayma dalgası hızından 2.7-2.86 olarak bulunmuştur. Bu değerler, Şekil 24’de verilen hasar dağılımına göre oluşturulmuş harita ile genelde uyum göstermektedir. Mikrotremor kayıtlarının Nakamura yöntemi ile analizi sonucu hesaplanan büyütmenin 3.0-3.4 arasında değiştiği bölgelerde ağır hasar görülmektedir. Büyütmenin 2.5-2.7 arasında değiştiği bölgelerde ise orta veya az hasar gözlenmiştir. Mikrobölgeleme çalışmalarında temel amaç yerel zemin koşullarının ve zemin büyütme özelliklerinin etkisini dikkate almaktır. Bununla birlikte deprem özellikleri veya zemin yüzeyinde yer alan yapılara etkiyen deprem kuvvetlerinin şiddeti, zemin ve deprem kaynak özelliklerinden etkilenmektedir. Bu yüzden hasar dağılımının belirlenmesinde ve mikrobölgeleme çalışmalarında sadece zemin koşullarına dayanan analizlerin yapılması yeterli olmamaktadır.

6.3. Dinar Deprem Kayıtlarında Zemin Etkileri Dinar Meteoroloji Müdürlüğü binasında bulunan kuvvetli yer hareketi istasyonunda alınmış ve manyitüdü M>4 olan olan 10 adet kuvvetli yer hareketi kaydı için bir değerlendirme

133

Prof. Dr. Atilla Ansal

yapılmıştır. Bu istasyona yakın bir yerde açılmış olan sondaj kuyusundan elde olunmş zemin profili Şekil 27'de verilmiştir.

Şekil 27. Dinar deprem istasyonu zemin profili Zemin profilinden de görülebileceği gibi deprem kayıtlarının alındığı noktada ve genelde Dinar'da zemin kesitinde üst 30m içinde nispeten gevşek kum tabakaları ve yumuşak - orta katı kil tabakaları yer almaktadır. Bu nedenle zemin tabakalarında deprem sırasında boşluk suyu basıncı artışı ve bir yumuşama meydana gelmesi beklenir. Nitekim Şekil 28' de 1 Ekim günü saat 15:57 de meydana gelen ve büyüklüğü ML= 6 olan ana deprem ivme spektrumu ile yaklaşık 2 saat sonra meydana gelen ve büyüklüğü ML= 5 olan ilk artçı depremin ivme spektrumları arasındaki farktan bu yumuşama ve beraberinde artan sönümün etkisi ile spektral ivme değerindeki azalmayı ve zemin hakim periyodunun uzaması gözlenebilmektedir. Diğer yandan eğer bu on adet kuvvetli yer hareketi kayıtlarının Fourier spektrumları hesaplanır ve Nakumara yöntemine göre yatay ve düşey bileşkelerin oranı olarak büyütme spektrumları hesaplanırsa Şekil 29'da verildiği gibi an büyük yatay ivme değeri ile oldukça yüksek korelasyon katsayısı veren lineer bir ilişki olduğu gözlenmektedir. Fakat büyütme 134

III. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

spektrumları kullanılarak zemin hakim periyotları hesaplandığında Şekil 30'da gösterildiği üzere en büyük yatay ivme ile bir korelasyon gözlemek mümkün olmamaktadır.

Şekil 28. Dinar deprem istasyonunda alınmış ana deprem ve en büyük artçı depremin en büyük ivme değerine göre oranlanmış boyutsuz ivme spektrumları

Şekil 29. Dinar depremleri zemin büyütmesi yatay ivme ilişkisi

135

Prof. Dr. Atilla Ansal

Figure 30. Dinar depremleri hakim periyot yatay ivme ilişikisi

7. SONUÇLAR Depremler sırasında oluşan yapısal hasarlarda ve hasar dağılımlarında, yapısal özelliklerin yanısıra deprem kaynak özelliklerinin ve yerel geoteknik koşulların önemli derecede etkili olduğu görülmektedir. Sadece deprem özelliklerinin incelenmesi yapısal hasarda gözlenen yerel farklılıkları açıklamakta yeterli olmamakta, tabaka kalınlıkları ve zemin tabakalarının dinamik özelliklerine bağlı olarak farklılık gösteren yerel zemin özellikleri hasar dağılımında gözlenen farklılıkların nedenleriden biri olarak ortaya çıkmaktadır. Bugüne kadar yapılmış çalışmalarda farklı yerlerde bulunan kuvvetli yer hareketi kayıt istasyonlarında kaydedilmiş olan depremlerin ivme-süre kayıtları ve tepki spektrumları incelendiğinde aynı deprem için farklı istasyonlarda alınan kayıtların farklılıklar gösterdiği gibi, aynı istasyonda farklı depremler sırasında alınmış kayıtların arasında da önemli farklılıklar olduğu görülmüştür. Bu farklılıklar, depremler sırasında yapıların davranışları üzerinde, deprem kaynak özellikleri ile yerel zemin koşullarının önemli olduğununu açıkça ortaya koymaktadır.

8. KAYNAKLAR Andersen,K.H.,Pool,J.H.,Brown,S.F., and Rosenbrand,W.F. (1980) "Cyclic and Static Laboratory Tests on Drammen Clay", J. Geotech. Engng., ASCE, 106(GT5), (1980) 499-529 Ansal,A.M., Đyisan,R. ve Özkan,M. (1997) “A Preliminary Microzonation Study for the Town of Dinar”, Seismic Behaviour of Ground and Geotechnical Structures, 14th ICSMFE, Balkema Publishers, Rotterdam, pp.3-9. Ansal,A & Lav,A.M (1995) “Geotechnical Factors in 1992 Erzincan Earthquake”, 5th Int. Conference on Seismic Zonation, Nice, Vol.1, pp.667-674

136

III. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Ansal,A (1995) “Cyclic Behaviour of Soils”, 18th European Regional Earthquake Engineering Seminar, Lyon, France, pp.107-132, (invited lecture) Ansal,A.M. ve Siyahi,B.G. (1995) "Effects of Coupling Between Source and Site Characteristics During Earthquakes", Proc. of 5th SECED Conference on 'European Seismic Design Practice' Chester, UK, 83-92. Ansal,A (1994) “Effects of Geotechnical Factors and Behaviour of Soil Layers During Earthquakes”, State-of-the-Art Lecture, Proc. of 10th European Conference on Earthquake Engineering, Vol.1,pp.467-476 Ansal,A, Lav,A.M, Đyisan,R & Erken,A (1994) “Effects of Geotechnical Factors in March 13,1992 Erzincan EQ”, Performance of Ground and Soil Structure During Earthquakes,13th ICSMFE,New Delhi,pp.49-54 Ansal,A, Şengezer,B.S, Đyisan,R & Gençoğlu,S (1993) “The Damage Distribution in March 13, 1992 Earthquake and Effects of Geotechnical Factors”, Soil Dynamics and Geotechnical Earthquake Engineering, Ed.P.Seco e Pinto, Balkema, Rotterdam, pp.413-434, , (invited lecture) Ansal,A (1993) “Cyclic Behaviour of Cohesive Soils, Liquefaction, Soil Amplification and a Case Study on the Effects of Geotechnical Factors in Erzincan 1992 Earthquake”, 17th European Seminar for Young Scientists and Designers in the Field of Earthquake Engng, Balkema, pp.121-132, , (invited lecture) Ansal,A ve Erken,A (1990) “Liquefaction Potential of Silty Sand Deposits”, Proc. of 9th European Conf. on Earthquake Engineering, Vol.4-B,pp.71-80, Moscow Ansal,A & Tuncan,M (1989) “Consolidation in Clays due to Cyclic Stresses”, Proc. of 12th Int. Conf. Soil Mechanics and Foundation Engineering, 12th ICSMFE, Rio do Jenerio, Brazil, Balkema, Vol.1, pp.3-6 Ansal,A & Yıldırım,H (1989) “Dynamic Shear Strength Properties of Golden Horn Clay”, Proc. of Session on Influence of Local Conditions on Seismic Response, 12th ICSMFE, Rio de Jenerio, Brazil, pp.121-126 Ansal,A ve Erken,A (1989) “Undrained Behaviour of a Clay Under Cyclic Shear Stresses”, ASCE Journal of Geotechnical Engineering Division, Vol.115, No.7, pp.968-983 Ansal,A.M. ve Tuncan,M. (1989) “Consolidation in Clays due to Cyclic Stresses”, Proc. of 12th Int. Conf. Soil Mechanics and Foundation Engng., Rio do Jenerio, Brazil, Vol.1, pp.3-6. Ansal,A.M. ve Yıldırım,H. (1989) “Dynamic Shear Strength Properties of Golden Horn Clay”, Influence of Local Conditions on Seismic Response, 12th Int.Conf. on Soil Mechanics and Foundation Engng., Rio de Jenerio, Brazil, pp.121-126. Ansal,A (1986) “Depremlerde Yerel Zemin Koşullarının Yapısal Hasara Etkisi”, Yapı Endüstri Merkezi Deprem Semineri, Đstanbul, sf.1-35 Brown,S.F. ve Lashine,A.K.F., & Hyde,A.F.L. (1975), “Repeated Load Triaxial Testing of a Silty Clay”, Geotechnique. Vol.25. No.1. pp.95-114. 137

Prof. Dr. Atilla Ansal

Castro,G. ve Christian,J.T. (1976) "Shear Strength of Soils and Cyclic Loading", J. Geotech. Engng., ASCE,102(GT9):887-894. Dobry, R., Vasquez-Herrera, A., Mohamad, R., Vucetic, M., (1985) "Liquefaction Flow Failure of Silty Sand by Torsional Cyclic Tests", Proceedings of the Session on Advances in the Art of Testing Soils Under Cyclic Conditions, Ed. Khosla, V., ASCE Annual Convention, Detroit, p.29-50 Dyvik,R., Zimmie,T.F. & Schimelfenyg,P. (1983), “Cyclic Simple Shear Behavior of Fine Grained Soils”, Norwegian Geotech. Inst., Publ., 149, pp.1-6. Erdik,M, Durukal,E., Avcı,J., Yüzügüllü,Ö., Zülfikar,C., Biro,T., and Mert,A.. (1995), October 1, 1995 Dinar Earthquake (Ms=6.1) Preliminary Investigation Report, Bogaziçi University, Kandilli Observatory and Earthquake Research Institute, Istanbul. Erken,A. ve Ansal,A. (1993) “Dinamik Yükler Altında Örselenmemiş Kumlu Zemin Numunelerinin Sıvılaşması”, Türkiye Đnşaat Mühendisliği 12.Teknik Kongresi, sf.81-91, Ankara Erken,A ve Ansal,A.M. (1994) “Liquefaction Characteristics of Undisturbed Sands”, Performance of Ground and Soil Structure During Earthquakes, 13th Int. Conf. Soil Mechanics and Foundation Engng., New Delhi, pp.165-170. Erken,A., Ansal,A.M, Yıldırım,H., Ülker,R., Sancar,T. ve Kılıç,C (1995) “Liquefaction of Silt and Sand Layers in Erzincan-Ekşisu”, First Int.Conf. on Earthquake Geotechnical Engineering, Tokyo, Vol.1, pp.13-18. Field, E.H., Hough, S.E., Jacob, K.H.(1990) "Using Microtremors to Assess Potential Earthquake Site Response: A Case Study in Flushing Meadows, New York City", Bull. Seism. Soc. Am., Vol 80, No. 6, pp. 1456-1480. France,J.W. ve Sangrey,D.A. (1977) “Effects of Drainage in Repeated Loading of Clays”, ASCE. J. Geotech. Engng. Vol.103. No.GT7. pp.769-785. Goulis,A.M., Whitman,R.V., ve Hoeg,K. (1985) “Effect of Sustained Shear Stresses on Cyclic Degradation of Clay”. ASTM STP 883, Strength Testing of Marine Sediments: Laboratory and In-Situ Strength Measurements. pp.336-351. Ishihara, K. & Li, S. (1972) “Liquefaction of Saturated Sand Under Cyclic Torsional Shear Loading”, Soils and Foundations 12: 19-39. Ishihara,K. & Kasuda,K. 1984. Dynamic Strength of a Cohesive Soil. 6th Conf. on Soil Mechanics and Foundation Engng. Budapest. pp.91-98. Ishihara, K., Sodekawa, M., Tanaka, Y. (1978) “Effects of Overconsolidation on Liquefaction Characteristics of Sands Containing Fine”, Dynamic Geotechnical Testing, ASTM STP 654, 246-264 Ishihara,K. (1980) “Strength of Cohesive Soils Under Transient and Cyclic Loading Conditions”, 7th WCEE. State-of-the-Art Vol. pp.159-169. TUNCEE, Istanbul

138

III. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Ishihara,K.(1985) “Stability of Natural Deposits During Earthquakes”, Theme Lecture, Proc. of 11th Int. Conf. on Soil Mechanics and Foundation Engng., San Francisco, 2, 321-376.

Đyisan,R ve Ansal,A (1993) “Erzincan'da Dinamik Zemin Özelliklerinin Kuyu Đçi Sismik Yöntemlerle Belirlenmesi”, 2.Ulusal Deprem Mühendisliği Konferansı, sf.372-380, Đstanbul Đyisan,R, Ansal,A ve Kaya,N (1997a) “Sismik ve Mikrotremor Sonuçlarının Karşılaştırılması”, 4.Ulusal Deprem Mühendisliği Konf., ODTÜ, Ankara, sf.96-103 Đyisan,R.(1996) "Zeminlerde Kayma Dalgası Hızı Đle Penetrasyon Deney Sonuçları Arasındaki Bağıntılar", ĐMO Teknik Dergi, Yazı 89, s.1187-1199 Đyisan.R, Ansal,A, Sezen,A ve Özkan,M (1997b) “Dinar'da Yapılan Mikrotremor Ölçüm Sonuçları”, 4.Ulusal Deprem Mühendisliği Konferansı, ODTÜ, Ankara, sf.104-111. Koutsoftas,D.C. (1978) "Effect of Cyclic Loads on Undrained Strength of Two Marine Clays", J.Geotech.Engng., ASCE, 104(GT5) (1978) 609-620. Larew,H.G.and Leonards,G.A. (1962) "A Repeated Load Strength Criterion", Highway Research Board, 41, 529. Lav,A, Erken,A, Đyisan,R ve Ansal,A (1993) “Erzincan'da Yerel Zemin Koşulları ve Yapısal Hasar Üzerindeki Etkisi”, Türkiye Đnşaat Mühendisliği 12.Teknik Kongresi, Ankara, sf.25-39 Lav.A ve Ansal,A (1993) “Erzincan Depreminde Zemin Büyütmesi”, 2.Ulusal Deprem Mühendisliği Konferansı, sf.363-372, Đstanbul Lee,K.L. and Focht,J.A.Jr. (1976) "Strength of Clay Subjected to Cyclic Loading", Marine Geotechnology 1(3) 165-185. Lermo,J.,Chavez-Garcia,F.J. (1994) "Are Microtremors Useful Evaluation?", Bull. Seism. Soc. Am., Vol.84, No.5, pp.1350-1364.

in

Site

Response

Lu,L., Yakazaki,F., Katayama,T.(1992) "Soil Amplification Based on Seismometer Array and Microtremor Observations in Chiba, Japan", Earth. Eng. and Struc. Dyn., Vol.21, pp.95-108. Matsui,T., Ohara,H.,and Ito,T. (1980) "Cyclic Stress-Strain History and Shear Characteristics of Clays", J.Geotech. Eng., ASCE, 106(GT10) 1101-1120. Midorikawa, S. (1987) "Prediction of Isoseismal Map in Kanto Plain due to Hypothetical Earthquake" Journal of Structural Dynamics, Vol.33B, pp.43-48 Nakamura,Y.(1989) "A Method for Dynamic Characteristics Estimation of Subsurface Using Microtremor on the Ground Surface", QR of RTRI, Vol. 30, No 1 pp. 25-33. Nakamura,Y., Saita, J. (1994) "Characteristics of Ground Motion and Structures Around the Damaged Area of the Northridge Earthquake by Microtremor Measurement", 1st Preliminary Report, Railway Technical Research Institute, Japan. Ohmachi, T., Nakamura, Y., Toshinawa, T. (1991) "Ground Motion Characterictics of the San Francisco Bay Area Detected by Microtremor Measurements", Proc. of the Second 139

Prof. Dr. Atilla Ansal

Intenational Conf. on Recent Advances in Geotechnical Earthquake Engineering and Soil Dynamics, Missouri, Paper No. LP108. Sangrey,D.A. ve France,J.W. (1980) "Peak Strength of clay Soils After Repeated Loading History", Int.Symp. Soils Under Cyclic and Transient Loading, Vol.1. pp.421-430. John Wiley & Sons. London. Sangrey,D.A., Castro,G., Poulos,S.J., and France,J.W. (1978) "Cyclic Loading of Sands, Silts and Clays", Proc. of Specialty Conference on Earthquake Engineering and Soil Dynamics, ASCE, Pasadena,CA 836-851 Sangrey,D.A., Henkel,D.J., and Esrig,M.I. (1969) "The Effective Stress Response of a Saturated Clay Soil to Repeated Loading", Can. Geotech. J.,6(3) 241-252. Seed, H.B. (1979) "Soil Liquefaction and Cyclic Mobility Evaluation for Level Ground During Earthquakes", ASCE Journal of Geotechnical Engineering Division, 105, 201-255. Seed, H.B. ve Lee, K.L. (1966) "Liquefaction of Saturated Sands During Cyclic Loading", ASCE Journal of Geotechnical Engineering Division, 92, 105-134. Seed, H.B. ve Peacock, W.H. (1971) "Test Procedures for Measuring Soil Liquefaction Characteristics", Journal of Soil Mechanics and Foundations, 97, 1099-1199. Seed,H.B. and Chan,C.K. (1966) "Clay Strength Under Earthquake Loading Conditions". J. Soil Mechanics and Foundations., ASCE, 92(SM2) 53-78. Taylor,P.W.and Bacchus,D.R. (1969) "Dynamic Cyclic Strain Tests on a Clay", Proc. of 7th Int.Conf. of Soil Mechanics and Foundation Engng., Mexico City, 1, 401-409. Thiers,G.R. and Seed,H.B. (1968) "Cyclic Stress-Strain Characteristics of Clays.", J. Soil Mechanics and Foundations, ASCE, 94(SM2) (1968) 555-569. Thiers,G.R. ve Seed,H.B. (1969) "Strength and Stress-Strain Characteristics of Clays Subjected to Seismic Loading Conditions", ASTM STP 450, Vibration Effects of Earthquakes on Soils and Foundations, pp.3-56. Tronsco, J.H. ve Verdugo, R. (1985) Silt Content and Dynamic Behavior of Tailing Sands, Proceedings of Twelfth International Conference on Soil Mech. and Found. Eng., San Francisco, USA, 1311-1314 Vaid, V.P. (1994) Liquefaction of Silty Soils, Ground Failures Under Seismic Conditions, ASCE Geotechnical Special Publication No. 44, 1-16 Vucetic,M. and Dobry,R.(1991) "Effect of Soil Plasticity on Cyclic Response" J. Geotech. Engng., ASCE, 117 (GT1), 89-107 Vucetic,M.(1988) "Normalized Behavior of Offshore Clay Under Uniform Cyclic Loading" Canadian Geotechnical Journal, Vol.25, No.1,pp.33-41 Vucetic,M.(1990) "Normalized Behavior of Clay Under Irregular Cyclic Loading" Canadian Geotechnical Journal, Vol.27, No.1,pp.29-46 140

III. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Wood,D.M. (1982) “Laboratory Investigation of the Behavior of Soils under Cyclic Loading: A Review”, Soil Mechanics-Transient and Cyclic Loads. pp.513-582. John Wiley & Sons. London. Yasuhara,K., Yamanouchi,T., & Hirao,K. (1982) “Cyclic Strength and Deformation of Normally Consolidated Clay”, Soils and Foundations, Vol.22. No.3. pp.77-91.

141

Prof. Dr. Atilla Ansal

142

PROF. DR. Đ. KUTAY ÖZAYDIN YILDIZ TEKNĐK ÜNĐVERSĐTESĐ 01.03.1947 tarihinde doğmuştur. 1969 yılında Robert Kolej Yüksek Okulu’ndan mezun olmuş, 1970 yılında Queen Mary Callege (University of London)’da yüksek lisans eğitimini tamamlamıştır. 1974 yılında Northwestern University (A.B.D.)’de doktora derecesine sahip olarak, 1979 yılında Doçentlik, 1988 yılında Profesörlük ünvanını almıştır. Bu tarihten itibaren Yıldız Teknik Üniversitesi Geoteknik A.B.D. Başkanı olarak görev yapmış olmakla beraber halen bu görevini sürdürmektedir. 1988-1992 yılları arasında Đnşaat Mühendisliği Bölüm Başkanı, 1992-1995 ve 1998-2002 yılları arasında Đnşaat Fakültesi Dekanı, 2003-2010 yılları arasında Üniversite Yönetim Kurulu Üyesi ve 2003 tarihinden günümüze Üniversite Senatosu Üyesi ve Fakülte Kurulu Üyesi olarak görev yapmıştır. Bugüne kadar 20 adet Yüksek Lisans tezi ve 7 adet Doktora tezi yönetmiştir. Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın’ın uluslar arası hakemli dergilerde yayınlanan 15 adet makalesi, uluslar arası bilimsel toplantılarda sunulan 43 adet bildirisi, ulusal hakemli dergilerde yayınlanan 7 adet makalesi ve ulusal bilimsel toplantılarda sunulan 27 adet bildirisi bulunmaktadır. 1982 yılında “Zemin Dinamiği” , 2008 yılında “Zemin Mekaniği” konularında iki adet kitabı basılmıştır. Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın çeşitli ulusal ve uluslararası bilimsel ve mesleki kuruluşların üyesidir. Birçok araştırma projesinde yürütücü ve danışman olarak görev yapmış ve günümüze kadar 100’den fazla büyük projede geoteknik ve deprem mühendisliği konularında mesleki danışmanlık hizmetleri sunmuştur.

145

146

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

“DÜŞÜK TAŞIMA GÜCÜ VE YÜKSEK SIKIŞABĐLĐRLĐĞE SAHĐP ZEMĐNLERĐN DAVRANIŞI” Düşük Taşıma Gücüne ve Yüksek Sıkışabilirliğe Sahip Zeminler Yüksek sıkışabilirliğe sahip zemin tabakaları genellikle yakın zamanlarda akarsu vadileri ve denizsel ortamlarda çökelmiş, killi ve organik zeminlerden oluşmaktadır. Bu bölgelerde yer altı su seviyesi çoğunluklu zemin yüzüne yakın olmakta, zeminler yüksek boşluk oranına sahip olarak çökelmektedir. Zamana bağlı olarak kendi ağırlığı altında konsolidasyon sonucu boşluk oranında azalma meydana gelmekle birlikte gene de jeolojik yaşı daha eski olan tabakalara göre bu zeminler yüksek sıkışabilirliğe sahip olmakta, üzerlerine dolgu yapılması durumunda büyük oturmalar meydana gelmektedir. Diğer taraftan, bu tabakalardan yük kaldırılması durumunda, örneğin kazı yapılması veya yeraltı su seviyesinin yükselmesi gibi, kabarma meydana gelebilmektedir. Yüksek sıkışabilirliğe sahip zeminler aynı zamanda genel olarak düşük taşıma gücüne sahip olmakta, çoğunlukla kayma ve deformasyon dirençleri düşük olduğu için “yumuşak” zemin olarak nitelendirilmektedirler. Bu tür zeminlerin diğer özelliği ise genellikle düşük permeabiliteye sahip olmaları, yüklendikleri zaman oluşan artık boşluk suyu basınçlarının sönümlenme hızının yavaş olması ve birincil konsolidasyondan kaynaklanan oturmaların uzun zaman alması olarak karşımıza çıkmasıdır. Artık boşluk suyu basınçlarının sönümlenmesi tamamlandıktan sonra dahi, herhangi bir yük artırımı olmadan deformasyonların devam ettiği gözlenmekte ve bu davranış, ikincil konsolidasyon olarak nitelendirilmektedir. Sabit yük altında uzun zaman devam eden bu deformasyonların bazı zeminlerde (özellikle organik içeriği yüksek zeminlerde) belirli bir süre sonra tekrar hızlandığı gözlenmekte ve bu davranış bazen üçüncül konsolidasyon olarak nitelendirilmektedir. Düşük taşıma gücüne ve yüksek sıkışabilirliğe sahip zeminler üzerinde zemin yapıları inşası inşaat mühendisliğinin özel dikkat ve özen gösterilmesi gereken problemlerinden birini oluşturmaktadır.

147

Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın

Sulu Çamurların Sedimentasyonu, Konsolidasyonu ve Desikasyonu Akarsuların getirdiği sedimanların çökelmesi yanında, nüfusun çoğalması ve sanayinin hızla gelişmesi ile oluşan atıkların miktarında büyük artış meydana gelmesi, limanlarda ve kapalı su havzalarında deniz tabanında oluşan birikintilerin hızla artmasına ve bunların kirlenmesine yolaçmaktadır. Suyollarının deniz trafiğine açık tutulabilmesi ve çevresel sorunlara çözüm arayışları, oluşan bu kirletilmiş deniz tabanı çökellerinin taranması ve uzaklaştırılması gereksinimini ortaya çıkarmaktadır. Taranan bulamaç halindeki çamurların uzaklaştırılma yöntemlerinden birisi bunların karada özel olarak oluşturulmuş alanlarda depolanması olmaktadır. Sulu çamur depolama alanlarının daha sonra ıslahı ve geri kazanımı için sedimentasyon ve konsolidasyon özelliklerinin belirlenmesi, üstünün bir örtü tabakası ile kaplanabilmesi

için

ise

desikasyon

ve

kabuk

oluşumu

davranışının

incelenmesi

gerekmektedir. Taranarak depolanmış sulu çamurların sedimentasyon, konsolidasyon ve desikasyon özelliklerinin belirlenmesi için klasik zemin mekaniği deneyleri yanında bazı özel deneylerin yapılması ve elde olunan bulgulardan arazi davranışının matematiksel olarak modellenmesi gerekmektedir. Arazide sedimentasyon sürecinin günler mertebesindeki süreler içinde meydana geldiği, konsolidasyon sürecinin ise uzun yıllar alabildiği gözlenmektedir. Konsolidasyon sürecinin modellenebilmesi için zemine ait sıkışabilirlik ve permeabilite özelliklerinin, sıfır efektif gerilme durumundan itibaren, boşluk oranı ile değişiminin belirlenmesini gerekmektedir. Burada zeminin kendi ağırlığı altında konsolidasyonu söz konusu olduğundan çok küçük efektif gerilme seviyelerine karşılık gelen boşluk oranı ve permeabilite katsayısının belirlenmesi, ayrıca efektif gerilme-hacim değişimi ve hacim değişimi-permeabilite ilişkilerinin saptanması, arazi davranışını modellemek açısından önemli olmaktadır. Kendi ağırlığı altında konsolide olan sulu çamur tabakaları yüzeyinde zamanla buharlaşma sonucu desikasyondan kaynaklanan bir kabuk tabakası oluşmaktadır. Fakat oldukça ince olan bu kabuk tabakasının altında düşük kayma mukavemeti ve yüksek sıkışabilirliğe sahip bir yumuşak zemin tabakası yeralmaktadır. Bu tür bir zemin çökelinin üzerine bir örtü tabakası yerleştirilmesindeki en büyük zorluk iş makineleri için bir çalışma platformu oluşturulması olmaktadır. Örtü tabakası tasarımı ve yapımının planlanabilmesi için kabuk tabakasının özellikleri yanında altındaki yumuşak zeminin kayma mukavemeti ve sıkışabilirlik özelliklerinin derinlikle değişiminin bilinmesi gerekmektedir. Gerekli zemin parametrelerinin 148

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

laboratuar ve arazi deneyleri ile belirlenmesinden sonra gerçekleştirilebilecek tasarımlarda genellikle örtü tabakası oluşturmak için serilecek dolgu ile yumuşak zemin arasına ayırıcı ve donatı olarak (ayrıca drenaj ve filitre niteliği uygun) bir geosentetik yerleştirilmesi yoluna başvurulmaktadır. Zemin Yapıları ve Yumuşak Temel Zemini Üzerinde Etkileri Đnşaat Mühendisliğinde geniş uygulama alanı bulunan zemin yapıları iki ana grup içinde mütalâa edilebilir: •

Temel zeminine yük uygulayan zemin yapıları (toprak barajlar, yol ve demiryolu

dolguları, genel arazi dolguları, seddeler, hafriyat ve atık depolama alanları, vb.) •

Temel zemininden yük kaldırılmasına yol açan zemin yapıları (binalar için bodrum

kazıları, yol ve liman taramaları, su yollarının genişletilmesi, vb.) Düşük taşıma gücü ve yüksek sıkışabilirliğe sahip zemin tabakaları üzerine yükleme yapıldığı anda boşluk suyu basıncında artış meydana gelirken drenajsız kayma mukavemetinde bir değişim meydana gelmemektedir. Zamanla artık boşluk suyu basıncı sönümlendikçe zemin konsolide olmakta ve drenajsız kayma mukavemeti artmaya başlamaktadır. Fakat bu zeminlerin düşük permeabilitesinden dolayı drenaj ve buna bağlı boşluk suyu basıncı sönümlenmesi uzun zaman almaktadır. Genellikle yükleme hızı (dolgu yapımı hızı) zeminin konsolide olma hızından daha yüksek olduğu için, dolgu altındaki zeminin kayma direncinin aşılması riski ortaya çıkmaktadır. Dolgu yapımı sona erdikten sonra artık boşluk suyu basınçlarının sönümlenmesi ve zeminin konsolide olması sonucu drenajsız kayma mukavemeti ve taşıma gücü artmakta, oturmalar meydana gelmektedir. Bu tür zeminlerde kademeli yükleme ile dolgu yapımı oldukça sık başvurulan bir yöntem olmaktadır. Bu yöntemde dolgu belirli bir kalınlığa ulaştıktan sonra bir süre beklenerek temel zemininin konsolide olması sağlandıktan sonra ikinci kademe dolgu yapımına geçilmekte ve dolgu kademeleri arasında inşaata ara verilmektedir. Temel zemininin özellikleri, aşırı oturmaların meydana gelmesine ve/veya yükleme kademeleri arasında inşaat süresini kabul edilemeyecek kadar uzatacak süreler beklenilmesine yolacacak nitelikte ise, özel temel mühendisliği uygulamalarına başvurmak gerekmektedir. Bu tür uygulamalarda amaçlanan başlıca hedefler: 149

Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın

•

Temel zemininin taşıma gücü ve oturmalar açısından özelliklerinin iyileştirilmesi (zemin

değiştirmesi, taş kolonlar, kireç kolonları, derin karıştırma, jet-grout kolonları vb.) •

Temel zeminine uygulanacak yükü azaltmak (hafif dolgu malzemeleri kullanılması)

•

Temel zemininde drenajı ve konsolidasyonu hızlandırarak kademeli yükleme esnasında

bekleme sürelerinin azaltılması (düşey drenler) •

Taşıma gücünü artırmak ve oturmaların daha üniform olmasını sağlamak (geosentetiklerin

kullanımı) Düşük taşıma gücü ve yüksek sıkışabilirliğe sahip zemin tabakaları üzerinden yük kaldırılması durumunda ise yukarıdaki etkilerin tersinin meydana gelmesi sözkonusu olmaktadır. Yük kaldırılması ile boşluk suyu basınçlarında azalma meydana gelmekte, başlangıçta drenajsız kayma mukavemetinde bir değişim meydana gelmezken zamanla boşluk suyu basınçları artışı sonucu kayma mukavemeti azalması ortaya çıkmaktadır. Bunun sonucu olarak başlangıçta duraylı olan kazı şevlerinin stabilitesi bozulabilmekte, uzun süreli stabilite kısa süreli stabiliteden daha kritik olmaktadır. Zemin Davranışını Etkileyen Geoteknik Mekanizmalar Đyi geoteknik tasarım sadece uygulanacak inşaat yöntemlerin belirlenmesini değil, aynı zamanda hangi geoteknik mekanizmaların etkili olabileceğini, ve stabilite ve deformasyon değerlendirmelerinde hangi hesap yöntemlerinin uygulanabileceğinin önceden planlanmasını gerektirir. Düşük taşıma gücü ve yüksek sıkışabilirliğe sahip zeminlerin davranışı ile ilgili geoteknik mekanizmaların başlıcaları aşağıda özetlenmiştir. •

Kayma Göçmesi- Düşük mukavemetli zeminler üzerine yapılan dolguların etekleri

altında ve kazı şevlerinde belirli bir yüzey boyunca kayma direncinin aşılması sonucu ortaya çıkan göçme. •

Kabarma ve Taban Göçmesi- Basınçlı su içeren kum tabakaları üzerinde yeralan

geçimsiz ve düşük mukavemetli killi zeminlerde, suyun kaldırma basıncı etkisi altında veya yük boşaltılmasından dolayı kazı tabanında meydana gelen kabarma ve göçme.

150

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

•

Yanal Akma- Sıkı bir tabaka üzerinde yeralan yumuşak zemin tabakaları üzerine dolgu

yapılması durumunda, iki rijit tabaka arasında kalan yumuşak zeminin sıkılmış gibi yanlara doğru akması. •

Oturmalar- Yüksek sıkışabilirliğe sahip killi zeminlerde üzerlerine uygulanan dolgu

yükü altında ani oturma, konsolidasyon oturması, ikincil oturma (krip) bileşenlerinden oluşan büyük oturmalar meydana gelebilmektedir. •

Yanal Deformasyonlar- Dolgu eteğinin topuğu dışında yumuşak temel zemini içinde

dışarıya doğru, kazılarda ise içeriye doğru oldukça büyük yer değiştirmeler meydana gelebilmektedir. •

Negatif Çevre Sürtünmesi- Uçları daha rijit tabakalara giren kazıklarda dolgu yükleri

altında yüksek sıkışabilirliğe sahip yüzeye yakın tabakaların konsolidasyonu sonucu oluşan ters yönde (negatif) çevre sürtünmesi •

Rijitlik Azalması- Tekrarlı (titreşimli) yükler altında yumuşak kil tabakalarının

rijitliğinde oluşan deformasyon seviyesine bağlı olarak büyük azalmalar meydana gelmektedir. Özellikle depremler sırasında oluşan bu etkinin zemine yataklanan elemanların davranışının analizinde dikkate alınması gerekmektedir. Aşağıdaki tablo’da bazı zemin yapıları için yukarıdaki geoteknik mekanizmaların önem derecesi özetlenmiştir. Mekanizma Baraj Dolgusu Kayma Kabarma Akma Oturma Yanal Deformasyon Negatif Sürtünme Rijitlik Azalması

* (*) * *

Toprak Dolgular Yol ve Genel Demiryolu Dolgular Dolgusu (1) * * * *

Depolama Alanları

Bina Kazıları

* * *

* * (*) *

Kazılar Yol ve Kanallar, Demiryolu Limanlar Yarmaları vb. * * * * * (*)

Hendek Kazısı * * *

*

*

-

*

*

(*)

(*)

*

*

*

*

*

-

-

-

-

(*)

*

-

(*)

(*)

*

*

(*)

* Tasarım için önemli - Tasarım için önemsiz

(*) Tasarım için önemli olabilir (1) Geniş alan dolgularının ortaları altında

151

Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın

Yıldız Teknik Üniversitesi Đnşaat Fakültesi Geoteknik Anabilim Dalında Yumuşak Killerin Davranışı Üzerine Yürütülmekte Olan Araştırmalar (1995- 2000 )

Son altı yıl içerisinde Yıldız Teknik Üniversitesi Đnşaat Fakültesi Đnşaat Mühendisliği Bölümü Geoteknik Anabilim Dalında yumuşak killerin davranışının incelenmesi en önemli araştırma konularından birini oluşturmaktadır. Başlıca iki uygulamalı araştırma projesi kapsamında çok sayıda öğretim elemanı ve lisansüstü öğrencisinin görev aldığı bu araştırmalar çerçevesinde hazırlanan tezlerin ve bilimsel yayınların bir özeti ekteki tabloda sunulmuştur. Bu araştırma projelerinde; -

Alibey Barajı Temel Zemininin Davranışı

-

Haliç Islah Projesi Kapsamında Tarama, Tarama Çamurunun Uzaklaştırılması, Depolanması ve Depolama Alanındaki Davranışı

üzerinde deneysel araştırmalar ve nümerik modelleme çalışmaları gerçekleştirilmiştir.

152

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Tablo 1. Lisansüstü Tez Çalışmaları (1996-2000) Araştırma Projesi

Lisansüstü Tezler “Yumuşak Kohezyonlu Zeminlerin Kademeli Yükleme Altında Davranışının Analizi” (1996), Banu MERCANGÖZ, Y.Lisans “Yumuşak Zeminlere Oturan Dolgu Barajların Analizi” (1997), M.Şükrü ÖZÇOBAN, Doktora “Şekil Değiştirme Hızının Konsolidasyon Davranışı Üzerine Etkisi” (1998), Murat TONAROĞLU, Y.Lisans

Alibey Barajı

“Yumuşak Zeminlere Oturan Dolgu Barajlarda Deformasyonların Nümerik ve Deneysel Yöntemlerle Belirlenmesi” (2000), Havvanur KILIÇ, Doktora “Yumuşak Killerin Düşey ve Yatay Permeabilitesi” Pelin TOHUMCU, Y.Lisans (Devam ediyor) “Haliç Kilinin Geoteknik Parametrelerinin Belirlenmesi” (1996), Perihan ĐPEKOĞLU, Y.Lisans “Sulu Çamurların Sedimantasyonu ve Konsolidasyonu” (1998), Gökçe Ç. ĐNCE, Y.Lisans “Haliçten Taranan Çamurların Büzülme ve Desikasyon Parametrelerinin

Haliç

Deneysel Olarak Araştırılması” (1999), Maysaa KHOUCHKAR, Y.Lisans “Yumuşak Killerin Konsolidasyon Davranışı” Saadet A. BERĐLGEN, Doktora, (Devam ediyor) “Atık Çamur Sahalarının Rehabilitasyonu” Perihan ĐPEKOĞLU, Doktora, (Devam ediyor)

153

Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın

Tablo 2. Araştırma Sonuçlarının Sunulduğu Bilimsel Yyaınlar(1996-2000) Araştırma Projesi

Bilimsel Yayınlar “Settlements of Embankments on Soft Graund”, 70 years of Soil Mechanics Conf. (1995), K.ÖZAYDIN “Yumuşak Kohezyonlu Zeminlerin Kademeli Yükleme Altında Davranışının Nümerik Analizi” 6. Ulusal ZMTM Kongresi (1996) K. ÖZAYDIN, M. BERĐLGEN, B. MERCANGÖZ “Alibey Barajı Altında Meydana Gelen Oturmaların Analizi” 6. Ulusal ZMTM Kongresi (1996) K. ÖZAYDIN, T. EDĐL, M.Ş. ÖZÇOBAN

Alibey Barajı

“Killi Zeminlerin Konsolidasyonu Đçin σv’−εv−ε’v Đlişkisi” 7. Ulusal ZMTM Kongresi (1998) M.TONAROĞLU, M.Ş.ÖZÇOBAN, Đ.K.ÖZAYDIN “Alibey Barajı Temel Zemininin Kademeli Yükleme Altında Gerilme-Şekil Değiştirme (Coupled) Analizi” 7. Ulusal ZMTM Kongresi (1998) H. KILIÇ, M. BERĐLGEN, K. ÖZAYDIN, T. EDĐL “Alibey Barajı Temel Zemini Parametrelerinin Belirlenmesi” 8. Ulusal ZMTM Kongresi (2000), H. KILIÇ, S. YILDIRIM “Dolgu Altı Zeminlerde Deformasyonların Nümerik Olarak Belirlenmesi” 8. Ulusal ZMTM Kongresi (2000), H. KILIÇ, S. YILDIRIM “Haliç Güncel Çökellerinin Geoteknik Parametreleri” 6. Ulusal ZMTM Kongresi (1996) C.AKGÜNER, M, YILDIRIM , H. KILIÇ , P. ĐPEKOĞLU “The Golden Horn: Its Formation Deterioration and Hopes for Rehabilitation “ (1997), A Volume for Honoring V. YERLĐCĐ

Haliç

Đ.K. ÖZAYDIN “Sulu Çamurların Sedimantasyonu ve Konsolidasyonu” 7. Ulusal ZMTM Kongresi (1998) G.Ç. ĐNCE, S.A. BERĐLGEN, Đ.K. ÖZAYDIN “Haliç Dipsel Çamurunun Konsolidasyonu ve Mukavemet Özellikleri” 7. Ulusal ZMTM Kongresi (1998) P. ĐPEKOĞLU, M. YILDIRIM “A Case History: Dredging and Disposal of Golden Horn Sediments” Geotechnics of High Water Content Materials, ASTM STP 1374 (1999) M. BERĐLGEN, Đ.K. ÖZAYDIN, T. EDĐL “Chrust Formation in Disposed Dredgings” Soft Ground Technology Conference, The Netherlands (2000),

154

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

YUMUŞAK KOHEZYONLU ZEMĐNLER ÜZERĐNDE DOLGU ĐNŞAATI ALĐBEY BARAJI ÖRNEĞĐ

Alibey Barajı, Đstanbul şehrinin su ihtiyacını karşılamak üzere 1960’larda planlanan, Alibey deresi üzerinde inşa edilmiş toprak dolgu bir barajdır. Şeki 1 ‘de planı, Şekil 2 ‘de tipik bir kesiti gösterilen barajın kret genişliği 15 m, yüksekliği 28 m, taban genişliği 304 m, uzunluğu ise 550 m dir. Toprak dolgu hacmi 2 milyon m³ civarında olan barajın inşasına 1967 yılında başlanmıştır. Haliç’e akan Alibey deresi vadisi, orta kesimlerde kalınlığı 35 m’ye varan alüvyal çökeller ile kaplanmıştır. Barajın üzerine oturduğu temel zemini, içinde yer yer kum mercekleri ve bantları içeren orta katı, plastik killi zeminlerden oluşmakta, onun altında ise üst kesimleri ayrışmış kumtaşı-silttaşı formasyonları yer almaktadır. Killi tabakalar ile taban kayası arasında kalınlığı 2-4 m arasında değişen çakıllı bir tabakaya rastlanmaktadır. Temel zemini özellikleri Alibey Barajı’nın dünyada bu tür sorunlu zeminlerde inşa edilen barajlar arasında önemli bir yere sahip kılmaktadır. Baraj dolgusunun yerleştirilmesi sırasında stabilite problemlerine yol açmamak ve meydana gelmesi beklenilen büyük oturmaların yol açacağı sorunları minimize etmek için, inşaatın kademeli olarak yapılması kararlaştırılmıştır. Kademeli dolgu inşaatını planlayabilmek için, baraj temel zemini zamanının en gelişmiş ölçüm aletleri ile donatılmıştır. Meydana gelecek oturmaları, boşluk suyu basıncı artışlarını ve yatay yer değiştirmeleri sürekli izlemek ve kontrol altında tutmak amacıyla, baraj altına ve temel zemini içerisine çok sayıda oturma plakası, piezometre ve inklinometre, ayrıca baraj ve çevresine jeodezik ölçüm blokları ve sismograflar yerleştirilmiştir. Baraj inşaatına 1967 yılı yaz aylarında, menba batardosunun yerleştirileceği yüzeyin temizlenmesi ve tabanın hazırlanması ile başlanmıştır. Kasım 1967’de gerçekleştirilen küçük çaplı menba batardosu dolgusundan sonra, 1968 bahar aylarında menba batardosu dolgusu 8 m’ye yükseltilirken, diğer taraftan baraj aksının iki kenarından ( B-18 ve B-24 kesitlerinde ) konsolidasyonu hızlandırmak için temel zemini içerisine yerleştirilen kum drenler üzerine iki deneme dolgusu başlatılmıştır. Dolgu yükleri altında temel zemininin davranışı, ölçüm aletlerinden alınan okumalar ile sürekli olarak izlenmiş, oturmalar, boşluk suyu basıncı değişimleri ve yanal yer değiştirmeler kontrol altında tutularak baraj dolgusu kademeli olarak devam ettirilmiş ve inşaat 1983 yılında tamamlanmıştır. Đnşaatın tamamlanmasından sonra da devam eden ve yaklaşık 25 yıllık bir süreyi kapsayan arazi ölçümleri ile, barajın üzerine yerleştirildiği alüvyon zeminin uzun süreli davranışı hakkında çok değerli bilgiler toplanmıştır.

155

Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın

Şekil 1. Alibey Barajı’nın Planı

156

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 2. Alibey Barajı’nın Tipik Kesiti Alibey Barajı’nın inşaasına başlamadan önce çok ayrıntılı arazi zemin etüdü ve laboratuvar araştırmaları gerçekleştirilerek temel zemini profili ve zemin özellikleri belirlenmiştir. Şekil 2’de baraj temel zemini profili gösterilmiştir. DSĐ laboratuvarları yanında, ABD Massachusetts Institute of Technology (M.I.T.) laboratuvarlarında da etüd sahasından alınan yüksek kalitede örselenmemiş zemin numuneleri üzerinde yapılan deneylerle temel zemininin mukavemet, gerilme-şekil değiştirme ve yük altında sıkışabilirlik özellikleri belirlenmiştir. (Soydemir,1970) Etüd sonuçlarının toplu olarak değerlendirilmesinden, arazideki kohezyonlu tabakaların drenajsız kayma mukavemetinin su=35-80 kPa, ve drenajsız deformasyon modülünün Eu=14.5-33 MPa aralığında değiştiği, (Eu/su) oranının ise 410 olarak alınabileceği saptanmıştır. Şekil 3’te önkonsolidasyon basıncının derinlikle değişimi, Şekil 4’te ise sıkışma indisinin (Cc) ve tekrar sıkışma indisinin (Cs) arazi su muhtevası ile değişimi gözlenmiştir. Üç eksenli basınç deneyleri sonuçlarından elde olunan Skempton boşluk suyu basıncı parametresi A’ nın farklı düşey şekil değiştirme seviyeleri için aşırı konsolidasyon oranı ile değişimi ise Şekil 5 te gösterilmiştir.

Laboratuar odömetre deneyleri sonuçlarından ortalama

konsolidasyon katsayısı (cv) değeri 2x10-4 cm²/s olarak saptanırken, arazi boşluk suyu basıncı sönümlenmesi ve oturma okumalarından yapılan geri hesaplamalardan ortalama arazi cv değeri 1.2x10-2 cm²/s olarak belirlenmiştir.

157

Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın

Şekil 3. Önkonsolidasyon basıncının derinlikle değişimi

Şekil 4. Sıkışma indisinin (Cc) ve tekrar sıkışma indisinin (Cs) arazi su muhtevası ile değişimi

158

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 5. Skempton boşluk suyu basıncı parametresi A’ nın farklı düşey şekil değiştirme seviyeleri için aşırı konsolidasyon oranı ile değişimi Bu araştırma projesi kapsamında 1995 yılında ilave arazi zemin etüdleri gerçekleştirilmiştir. Alibey Barajı altındaki temel zemini beş değişik kesitte farklı sürşarj yükleri altında ve farklı drenaj koşulları altında konsolide olmuştur. Baraj yapımından önce benzer başlangıç koşullarında olması beklenilen bu alüvyal çökellerin, farklı yüklemeler altında ulaştıkları durumları belirleyebilmek ve analitik çalışmalar için gerekli zemin parametrelerini laboratuar deneyleri ile saptayabilmek için, beş tipik kesitte zemin etüd sondajları ve arazi deneyleri yapılması planlanmıştır. Bu araştırmada baraj temel zeminini oluşturan tabakaların davranışının incelenmesi amaçlandığı için, baraj dolgusu numune alınmadan ve arazi, deneyleri yapılmadan delinerek geçilmiş, temel zemini tabakalarına ulaştıktan sonra numune alma ve arazi deneyleri yapılması işleri gerçekleştirilmiştir. Bu kapsamda derinlikleri 40m ile 50m arasında değişen dere akış yönünde kuzeyden güneye doğru, ara dolgu (B18) aksında BH-6, baraj gövdesi (B23) aksında BH-5 ve CPT-6, temel yükleme testi dolgusu (B24) aksında BH-4 ve CPT-4, ara dolgu (B19) aksı üzerinde BH-3 ve CPT-3, mansap batardosu (B9) aksında BH-2 ve CPT-2 ve mansap batardosu aksının 145m güneyinde BH-1 ve CPT-1 sondajları olmak üzere toplam 12 adet zemin etüd sondajı yapılmıştır. Sondajlarda Standart Penetrasyon Deneyi (SPT) ve Pressiometre Deneyleri gerçekleştirilerek örselenmiş ve örselenmemiş zemin numuneleri alınmıştır. Ayrıca temel zemini içinde altı adet koni penetrasyon deneyi (CPT) yapılması planlanmış ancak baraj dolgusu geçildikten sonra kullanılan aygıtın kapasitesi aşıldığı için gerçekleştirilememiştir. Bu sondajlarda temel 159

Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın

zemininden alınan örnekler üzerinde laboratuar araştırmaları gerçekleştirilmiştir. 1995 yılında yapılan araştırma sondajlarının yerleri Şekil 1’de gösterilmiştir.

Baraj Temel Zemini Davranışının Analizi

Alibey Barajı temel zemininin kademeli yükleme altında davranışını analiz edebilmek için değişik analiz yöntemlerinden yararlanılmıştır. Barajın değişik akslarında yükleme (dolgu yapımı) programı Şekil 6’da gösterilmiştir.

Şekil 6. Barajın değişik akslarında yükleme (dolgu yapımı) programı

Birinci aşamada, Alibey Barajı temel zemininde, kademeli dolgu inşaatından kaynaklanan gerilme artışları ve yer değiştirmeler zemin davranışı elastik ve elasto-plastik kabul edilerek hesaplanmıştır. Sonlu elemanlar yönteminin (ANSYS Programı) kullanıldığı analizlerde, temel zemininin kademeli yükleme altında konsolidasyonu sonucu zemin özelliklerinde meydana gelen iyileşme de dikkate alınmıştır. Öncelikle, inşaat programına uygun olarak, menba batardosu altında oluşan gerilme ve şekil değiştirme dağılımları için elastik ve elasto160

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

plastik analiz sonuçları karşılaştırılmış ve arazi davranışı ile uyumu sağlanmıştır. Bu şekilde doğrulanan zemin özellikleri kullanılarak ve kademeli dolgu inşaatına uygun olarak bütün baraj kesiti için temel zemininde oluşan gerilme ve yer değiştirmeler hesaplanmıştır. Temel zemini ilk olarak lineer elastik kabul edilmiş ve elde olunan gerilme sonuçlarına göre sonlu eleman modelinin bazı düğüm noktalarında malzeme mukavemet değerlerinin aşıldığı gözlenmiştir. Bu gözlem sonucu yapılan non-lineer elasto-plastik hesaplarda Von Mises akma kriteri esas alınmış ve malzemenin kinematik pekleşme gösterdiği kabul edilmiştir. (Naylor ve Pande, 1981)

Malzemenin akma değerine eriştikten sonraki deformasyon modülünün,

başlangıç deformasyon modülü değerinin 1/100 ‘ ü kadar olduğu kabul edilmiştir. (Soydemir, 1970) Menba batardosu için yapılan hesaplar sonucu elde edilen batardo ekseni altındaki düğüm noktasının kademeli yükleme altında düşey yer değiştirme davranışı (elastik ve plastik) Şekil 7’de gösterilmiştir.

Şekil 7. Menba batardosu altındaki düğüm noktasının kademeli yükleme altında beklenen düşey yer değiştirme davranışı

Analiz sonuçları, in-situ (başlangıç) zemin özelliklerine sahip zemin tabakaları üzerine nihai dolgu kotuna kadar yükleme yapılması durumunda zeminde plastikleşmeden kaynaklanan aşırı deformasyonlar meydana geleceğini, kademeli yükleme ve konsolidasyon sonucu zemin özelliklerinin iyileşmesi ile akmanın engellenmesi ve deformasyonların sınırlı tutulmasının mümkün olacağını göstermektedir. Baraj inşa programının belirlenmesinde bu durum dikkate alınmış ve yükleme adımları ile bekleme süreleri temel zemininde aşırı akma bölgeleri 161

Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın

oluşmasına meydan vermeyecek şekilde seçilmeye çalışılmıştır. Bu şekilde baraj inşaatının güvenle tamamlanması mümkün olmuştur. Zemin özelliklerinde meydana gelen iyileşme dikkate alınarak yapılan elasto-plastik analizler sonucunda baraj kreti altında meydana gelmesi hesaplanan düşey yer değiştirmeler Şekil 8’de gösterilmiştir. Yapılan analiz sonuçları düşük yük kademelerinde bile plastik bölgelerin oluştuğu bu yüzden bu tip zeminlerde elastoplastik analiz yapmak gerektiğini göstermiştir. Kademeli yüklemede temel zemininin konsolidasyonu sonucu malzeme parametrelerinde iyileşme olduğundan bunun hesaplara yansıtılması gerekmektedir. Bu durumda hesaplanan yatay ve düşey yer değiştirmeler de azalmaktadır. Bu tip zeminlerde yapılması gereken konsolidasyon analizlerinde de elastoplastik analizlerden elde olunan gerilme artışlarının kullanılması gereklidir.

Şekil 8. Zemin özelliklerinde meydana gelen iyileşme dikkate alınarak yapılan elasto-plastik analizler sonucunda baraj kreti altında meydana gelmesi hesaplanan düşey yer değiştirmeler

Đkinci aşamada, baraj altında farklı kesitlerde temel zemininde meydana gelen oturmaların zamana bağlı değişimi Terzaghi konsolidasyon teorisi kullanılarak hesaplanmıştır. Kademeli inşaat programına uygun olarak, öncelikle menba batardosu altında meydana gelen oturmalar hesaplanmış ve arazi ölçümleri ile karşılaştırılarak zemin özelliklerinin arazi davranışı ile uyumu sağlanmıştır. Daha sonra barajın diğer kesitlerinde meydana gelen oturmalar hesaplanarak yaklaşık 25 yıl süre ile tutulan arazi ölçümleri ile karşılaştırılmıştır. Dolgu 162

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

yükleri altında temel zemininde meydana gelen gerilme artışları iki boyutlu elasto-plastik gerilme analizi kullanılarak hesaplanmıştır. Gerilme analizlerinde kademeli yükleme ve her yük kademesi sonunda konsolidasyon sonucu zemin özelliklerinde meydana gelen iyileşme dikkate alınmıştır. Analiz sonucunda, her grid noktasında yatay ve düşey drenajsız yer değiştirmeler ve asal gerilme artışları ( ∆σ1, ∆σ2, ∆σ3 ) hesaplanmıştır. Barajın değişik kesitleri altında, kademeli yükleme altında meydana gelecek oturmalar, kademeli dolgu yükü altında meydana gelen gerilme artışları ile her yük kademesi altında bekleme süresi ve boşluk suyu basıncı sönümlenmesi dikkate alınarak hesaplanmıştır. Analizlerde dikkate alınan ve baraj dolgu yüksekliği ile temel zemini drenaj koşulları açısından farklılıklar gösteren beş tipik kesit ile ilgili özellikler aşağıda Tabl 3’de özetlenmiştir. Bütün kesitlerde düşey yönde çift taraflı drenaj kabul edilmiştir. Tablo 3. Đncelenen Baraj kesitleri Kesit No B-23

Konumu

B-18

Menba Dolgusu Mansap Dolgusu Menba Dolgusu Mansap Dolgusu

B-24 B-22 B-9

Kret

Dolgu Üst Kotu +34.00

Temel Zemini Drenaj koşulları

+17.00

Φ= 40 cm kum drenler, temel zemininde 2/3 derinliğe kadar, merkezden merkeze 3.5 m aralıklı Φ= 40 cm kum drenler, tüm temel zemini derinliği boyunca, merkezden merkeze 7.0 m aralıklı Φ= 40 cm kum drenler, tüm temel zemini derinliği boyunca, merkezden merkeze 5.0 m aralıklı Kum dren yok

+14.00

Kum dren yok

+23.00 +23.00

Kademeli yükleme altında oturma hesapları yapılırken, bir önceki yük kademesi altında meydana gelen boşluk suyu basıncı artışlarının derinlik boyunca sönümlenmesi dikkate alınmış ve her noktadaki sönümlenmemiş (kalan) boşluk suyu basıncının bir sonraki kademede sönümlenmeye devam edeceği dikkate alınmıştır. Böylece, herhangi bir ( i ) yük kademesindeki nihai konsolidasyon oturması ı  C c   σ vo + ∆σ vi  ρci =H    log  ı 1 + e   σ vo + (∆σ vi −1 − 1) 

ifadeleri kullanılarak hesaplanmıştır. Herhangi bir yük kademesindeki oturma-zaman davranışı ise 163

Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın

ρ = ρc * U(t)

U(t) = t – zamanında ortalama konsolidasyon yüzdesi

bağıntısı kullanılarak hesaplanmıştır (Şekil 9). Kum drenlerin yer aldığı kesitlerde, düşey ve radyal konsolidasyonun birlikte gerçekleştiği dikkate alınarak ortalama konsolidasyon yüzdesinin hesaplanmasında (Carillo, 1942)

Uv,r = 1- (1-Ur)(1-Uv) ifadesi kullanılmıştır.

Şekil 9. Kademeli yükleme altında konsolidayon oturmalarının hesaplanması

Arazi okumalarıyla karşılaştırmalar, ortalama yatay (radyal) konsolidasyon katsayısı değerinin ortalama düşey konsolidasyon katsayısına dört katına eşit alınabileceğini 164

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

göstermiştir. Oturma hesapları öncelikle Menba Batardosu

(B-22 kesiti) için yapılmış ve

hesaplanan değerler ile arazi okumaları karşılaştırılmıştır. Temel zeminini oluşturan tabakaların sıkışma özellikleri

( Cc ve Cs ) arazi su muhtevalarına göre Şekil 4’ den ve

önkonsolidasyon basıncı profili Şekil 3’den seçilerek yapılan hesaplamalarla bulunan oturma değerlerinin, arazi ölçümleriyle uyumlu olduğu saptanmıştır (Şekil 10). Oturma-zaman davranışı açısından kritik olan arazideki tabakaların ortalama konsolidasyon katsayısı değerinin, laboratuvar deney sonuçlarından bulunan değerlerden çok daha büyük olduğu, arazi boşluk suyu basıncı sönümlemeleri ve oturma okumalarından geri analiz (back-analysis) ile bulunan değerin daha gerçekçi olduğu gözlenmiştir. Arazide alüvyal çökellerin yer alması ve killi zeminler içinde kum mercekleri ve bantlarının bulunması nedeniyle laboratuar deney sonuçlarının fazla güvenilir olmamasının tabii karşılanması gerektiği düşünülmektedir. Konsolidasyon katsayısının arazi oturma okumalarından belirlenmesinde Asoaka

(1978)

yönteminin iyi sonuç verdiği gözlenmiştir (Şekil 10).

Şekil 10. Menba batardosu altında ölçülen ve hesaplanan oturma okumaları

Temel zemini tabakalarının sıkışma özellikleri ve arazi önkonsolidasyon basıncı profilinin ayrıntılı arazi etüdleri ve laboratuar araştırmaları ile belirlendiği bu projede, kademeli yükleme altında zemin tabakalarında konsolidasyon sonucu yeterli mukavemet artışı sağlanması ve taşıma gücü açısından yeterli güvenlik sayılarına ulaşılması ile baraj inşaatının güvenli bir şekilde tamamlanması mümkün olmuştur. Bu koşullar altında baraj temel zemininde meydana gelen oturma-zaman davranışının Terzaghi konsolidasyon teorisi ile hesaplanabileceği arazi ölçümleri ile karşılaştırılarak gösterilmiştir. Öncelikle inşa edilen 165

Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın

menba batardosu altında meydana gelen oturmaların analizi ve ölçüm değerleri ile karşılaştırılması sonucu doğrulanan zemin parametreleri kullanılarak diğer baraj kesitleri altında gözlenen oturma-zaman davranışı ile hesaplanan değerler arasında oldukça iyi bir uyum olduğu gözlenmiştir (Şekil 11).

Şekil 11. Diğer baraj kesitlerinde gözlenen oturma-zaman davranışı ile hesaplanan değerlerin karşılaştırılması Üçüncü aşamada, Alibey toprak dolgu barajı temel zemininde, kademeli dolgu inşasından dolayı oluşan gerilme-şekil değiştirme-konsolidasyon davranışı “coupled analiz” ile 166

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

incelenmiştir. Alibey Barajı temel zemini ve baraj dolgusu sonlu elemanlar yöntemi ile düzlem şekil değiştirme halinde modellenerek elasto-plastik ve konsolidasyon analizleri yapılmıştır. Analizlerde Mohr-Coulomb kırılma hipotezini esas alan ideal elasto-plastik model ve aynı kırılma hipotezini gözönüne alan fakat yumuşak kil malzemelerin davranışını daha iyi modelleyebilen Modifiye Cam Clay (Soft-Soil Model) bünye modeli kullanılmıştır. Analizlerde öncelikle inşaat programına uygun olarak menba batardosu altında gerilme- şekil değiştirme-konsolidasyon davranışı incelenerek arazi ile uyumu sağlanmıştır. Daha sonra doğrulanan zemin parametreleri ve inşa programına uygun kademeli yükleme uygulanarak tüm barajın analizi yapılmıştır. Analizlerden belirlenen düşey ve yanal deplasmanlarla boşluk suyu basıncı değişimleri arazi ölçümleri ile karşılaştırılmıştır. Analizlerde anizotrop permeabiliteyi modellemek için yatay ve düşey permeabilite katsayısı kullanılmıştır. Yapılan çözümlere göre kil zeminlerde yatay permeabilite katsayısı düşeyin 4 katı, kum tabakalarında ise yatay ile düşey permeabilite katsayıları eşit kullanılmıştır. Temel zemininde hiç yükleme yapılmadan önce bir gerilme-şekil değiştirme analizi yapılarak jeolojik ortamın kendi ağırlığından dolayı mevcut gerilmeleri bulunmuştur. Kendi ağırlığından dolayı ortamdaki gerilmelerin analizi sükûnetteki toprak basıncı katsayısı yardımıyla hesaplanmış ve bu gerilmeler altında bir gerilme şekil değiştirme analizi yapılarak meydana gelen yer değiştirmeler belirlenmiştir. Kademeli yükleme analizlerine geçmeden önce bu yer değiştirme değerleri sıfırlanmış ve diğer analiz adımına geçilmiştir. Sonlu elemanlar modelinde temel zemini yüzeyinden 1.5 m derinlikten itibaren yeraltı su seviyesi olduğundan dolgu yükü drenajsız şartlarda yerleştirilmiştir. Drenajsız koşullarda yapılan bu ilk kademe dolgu yükünden meydana gelen gerilme artışları ve yer değiştirmeler hesaplanmıştır. Daha sonra bu gerilme artışları esas alınarak konsolidasyon analizine geçilmiştir. Konsolidasyon analizi için kabul edilen konsolidasyon süresi, inşaat sırasında bu ilk kademe dolgu yapıldıktan sonra ikinci kademe dolgu yapılıncaya kadarki bekleme süresidir. Bu süre için konsolidasyon analizi adımı tamamlanınca ikinci kademe dolgu yükü birincisine benzer şekilde önce drenajsız durum için gerilme-şekil değiştirme analizi ve daha sonra dolgu bekleme süresine göre konsolidasyon analizi yapılmış ve bu işlemler baraj dolgu inşası tamamlanıncaya kadar devam etmiştir.

Gerilme-şekil değiştirme analizlerinde drenajsız durum göz önüne alındığından malzeme parametreleri (deformasyon modülü, kayma modülü, Poisson oranı, kohezyon ve içsel

167

Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın

sürtünme açısı) efektif parametreler olarak alınmıştır. Soft Soil (Cam Clay ) modeli kullanılan analizlerde kum drenler göz önüne alınmamıştır. Menba batardosu ve baraj gövdesinde B22, B18, B23, B24 ve B9 akslarında analizlerden elde edilen düşey yer değiştirme değerleri ile bu akslara yerleştirilen oturma plakaları arazi kayıtlarının karşılaştırılması yapılmıştır. Şekil 12’de B22, B23 ve B24 akslarında analiz sonuçları ile arazi kayıtları karşılaştırılmıştır. Bu eğrilerden de görüldüğü gibi analizlerden elde olunan oturma-zaman davranışı arazi kayıtları ile oldukça uyumludur.

Şekil 12. Menba batardosu (B22), B23 ve B24 aksları altında ölçülen ve analiz sonucu hesaplanan oturmalar Şekil 13 'de B24 aksında kademeli yüklemeden dolayı oluşan artık boşluk suyu basıncının derinlikle değişimi ve Şekil 15 'de ise -8.25 m kotunda artık boşluk suyu basıncının zamanla değişimi gösterilmiştir. Her iki şekilden de görüleceği gibi kademeli yüklemeden dolayı oluşan artık boşluk suyu basıncı zamanla sönümlenmektedir. Ölçülenlerle bunların uyumlu olmamasının, barajın dolgusu belirli bir seviyeye geldikten sonra arkasında su tutulmaya başlanmış olması ve su seviyesinin sürekli değişkenlik göstermiş olmasından kaynaklandığı düşünülmektedir. Analizlerde menba batardosu ve gövde arkasında oluşan su seviyesi göz önüne alınmadığından barajın kademeli inşası sırasında oluşan artık boşluk suyu basınçları

168

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

inşa programı süresince sönümlenmiştir. Piezometre kayıtlarında da belirli bir süre sonunda su basıncının statik bir seviyeye ulaştığı gözlenmektedir (Özçoban, 1997).

Şekil 13. B24 aksında kademeli yüklemeden dolayı oluşan artık boşluk suyu basıncının derinlikle değişimi

169

Piezometre su kotu (m)

Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın

40 38 36 34 32 30 28 26 24 22 20 18 16 14 12 10 8 6 4 2 0

Arazi Mohr-Ccoulomb Soft-Soil

0

1000

2000

3000

4000 5000 6000 Zaman (gün)

7000

8000

9000

10000

Şekil 14. B24 Aksında -8.25m kotunda boşluk suyu basıncının zamanla değişimi Mohr-Coulomb Modeli analizlerinden belirlenen yanal yer değiştirmeler ile arazide kuzeygüney doğrultusuna yerleştirilen S1,S3, ve S5 inklinometre kayıt sonuçları karşılaştırılmıştır. Đnklinometre kayıtlarına göre yanal hareketin yaklaşık %90 'ı ilk 500 gün 'de yapılan yükleme sonucu meydana gelmiştir. 500 gün'deki yükleme miktarı ise toplam yüklemenin %30 ' unu teşkil etmektedir. Arazide inklinometrelerle kuzey-güney ve doğu-batı yönlerinde yanal deplasman kayıtları tutulmuştur ve her iki yöndede haraket olduğu arazi kayıtlarından bilinmektedir. Oysa düzlem şekil değiştirme varsayılan analizlerde z-yönündeki şekil değiştirmeler sıfır kabul edildiğinden doğu-batı yönündeki zemin hareketi sıfır kabul edilmiştir. Şekil 15 'de S1 inklinometre kayıtı ile analiz sonucu gösterilmiştir.

170

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 15. S1 Đnklinometre arazi kayıtı ile analiz sonucu belirlenen yanal değiştirmelerin karşılaştırılması

Analiz sonuçlarının arazi ölçümleri ile karşılaştırılması sonucu: - Laboratuar konsolidasyon deneylerinden elde edilen sıkışma modülü ve üç eksenli basınç deneylerinden elde edilen plastik malzeme parametrelerinin (içsel sürtünme açısı ve kohezyon) kullanıldığı ve kademeli dolgu yüklemesinin gözönüne alındığı analizlerde, elde edilen ani ve konsolidasyon oturmalarının arazi ölçümleri ile oldukça uyumlu olduğu görülmektedir. - Hesaplanan yanal yer değiştirmeler ile arazi ölçümleri arasında istenilen ölçüde uyum sağlanamamıştır. Bunun için zeminin anizotrop olarak modellenmesi, ayrıca üç boyutlu yerdeğiştirme etkilerinin dikkate alınması gerekmektedir.

171

Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın

- Hesaplanan boşluk suyu basınçları ile arazi ölçümleri arasında tam bir uyum sağlanamamıştır. Bunun nedeninin baraj arkasındaki su kotunun mevsimsel koşullara göre değişmesi olduğu düşünülmektedir. Piyezometreler ile ölçülen boşluk suyu basınçlarının ne kadarının rezervuar su seviyesinden ne kadarının dolgu yüklemesi sonucu oluşan artık boşluk suyu basıncından kaynaklandığı açıklıkla belirlenememiştir.

Yükleme (Şekil Değiştirme) Hızının Konsolidasyon Üzerinde Etkisi

Killi zeminlerin konsolidasyon davranışını inceleyen araştırmacılar, laboratuar numune kalınlığı ile arazideki tabaka kalınlığı arasındaki büyük farkı gözönüne alınarak, şekil değiştirme hızının konsolidasyon üzerindeki etkisini sorgulamışlardır. Bazı araştırmacılar tekil bir EOP (e-log p ′ ) ilişkisi olduğunu ileri sürerken bazıları ise efektif gerilme-şekil değiştirme-şekil değiştirme hızı (σv− εv - ε&v ) arasında tekil bir ilişki olduğunu savunmuşlardır. Đstanbul Alibey Barajı sahasından değişik derinliklerden alınan ve baraj dolgusunun kademeli inşasından dolayı farklı yükleme koşullarına maruz kalmış olduğu bilinen örnekler üzerinde değişik tipte konsolidasyon deneyleri yapılarak, bu killi zeminin konsolidasyon davranışının tekil bir σ ′v - ε v - ε&v modeli ile tanımlanabilmesi olasılığı araştırılmıştır. Araştırma sırasında iki farklı deney düzeneği kullanılarak 3 farklı tipte deney gerçekleştirilmiştir. Bunlar sırasıyla Standart Ödometre, Krip ve Sabit Deformasyon Hızlı deneylerdir. Deney sonuçlarının grafiksel değerlendirilmesinden, incelenen zemin için tekil bir σ ′v - ε v - ε&v ilişkisinin geçerli olabileceği sonucuna varılmıştır. Deney sonuçları değerlendirilirken, efektif gerilmeler ön konsolidasyon basıncına göre normalize edilerek incelenmiştir. Bunu yapabilmek için sabit deformasyon hızlı deneylerden ve krip deneylerinden elde edilen önkonsolidasyon basınçları bir grafik üzerinde gösterilmiş ve bu noktaların bir ortalama eğri önkonsolidasyon basınçlarının bulunması sırasında, standart ödometre ve krip deneylerinin her bir yükleme kademesindeki okuma anları için hız değerleri tespit edilerek, ortalama 10-5, 10-6, 10-7, 10-8, 10-9 s-1 hız değerlerinde ve %5, 10, 15, 20, (devam etmişse 25, 30) gibi seçilmiş deformasyon değerlerine karşılık gelecek şekilde çizilen efektif gerilme- deformasyon grafikleri kullanılmış ve Tavenas (1979) yöntemi ile belirlenen şekil değiştirme hızı ile değişimi Şekil 16'da gösterilmiştir. Daha sonra farklı gerilme seviyeleri için σ ′v - ε&v ilişkilerini gösteren grafikler çizilmiştir. Şekil 17 ve 18 'de sırası ile bir standart ödometre ve bir krip deneyi için değişik düşey efektif gerilmeler altında şekil değiştirme hızının şekil değiştirme seviyesine bağlı değişimi gösterilmiştir. Şekil 19’da aynı zemin tabakasından alınan iki numune için üç değişik 172

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

tipte (standart ödometre, CRS, krip) deneylerde farklı şekil değiştirme seviyeleri için σ ′v - ε&v ilişkisi grafiksel olarak gösterilmiştir.

600

crs creep

500

standard

'p (kPa)

400

300

200

100

0 1.00E-10

1.00E-09

1.00E-08

1.00E-07

.

1.00E-06

1.00E-05

1.00E-04

-1

ε v (s )

Şekil 16. Önkonsolidasyon basıncının deformasyon hızı ile değişimi .

ε v (kPa)

1.0E-09

1.0E-08

1.0E-07

1.0E-06

1.0E-05

1.0E-04

0 5

25 kPa 50 kPa 100 kPa 200 kPa

15

v

(%)

10

400 kPa 20

800 kPa 1600 kPa

25 30

Şekil 17. Standart Ödometre deneyi sonucunda farklı gerilme seviyelerinde şekil değiştirme hızı-şekil değiştirme grafiği

173

Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın

.

-1

ε v (s ) 0.000000001

0.00000001

0.0000001

0.000001

0.00001

0.0001

0 25 kPa 5

50 kPa 100 kPa

10

(%) v

250 kPa 15 20

370 kPa 490 kPa 690 kPa

25

890 kPa

30 35

Şekil 18. Krip deneyi sonucunda farklı gerilme seviyelerinde şekil değiştirme hızı-şekil değiştirme grafiği 1200 standard crs

εv = 25%

1000

'v (kPa)

800 εv = 20% 600 εv = 15% 400 εv = 10% εv = 5%

200

0 1.0E-09

1.0E-08

1.0E-07

1.0E-06

.

1.0E-05

1.0E-04

-1

ε v (s )

Şekil 19. Farklı deformasyon seviyelerinde şekil değiştirme hızı-efektif gerilme değişimi

Bu grafiklerin oluşturulmasından sonra bir referans hız değerine karşılık gelen bir önkonsolidasyon basıncına göre efektif gerilmelerin normalizasyonu yapılmıştır. Şekil 20'de bütün deney sonuçları için belirli şekil değiştirme hızlarına karşılık gelen önkonsolidasyon basıncına göre normalize edilmiş efektif gerilme - şekil değiştirme eğrileri, Şekil 21'de ise her numunenin kendi önkonsolidasyon basıncına göre normalize edilmiş efektif gerilme - şekil değiştirme eğrileri gösterilmiştir.

174

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Deneysel sonuçların incelenmesinden, araştırma konusu kil zemin için, farklı gerilme seviyelerinde " ε v - ε&v " davranışı ve farklı şekil değiştirme seviyelerinde " σ ′v - ε&v " davranışı için Leroueil vd. (1985) tarafından öngörülenlere benzer eğilimler gözlenmektedir.

All Tests

σ'v/σ'p 0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

0 crs 5

creep

(%)

15

v

10

20

standard

25 30 35

Şekil 20. Referans bir hız değerine göre seçilmiş önkonsolidasyon basıncına göre normalize efektif gerilme-deformasyon grafiği All Tests σ'v/σ'p 0

1

2

3

4

5

6

7

0 crs creep standard

5

(%)

15

v

10

20 25 30 35

Şekil 21. Kendi önkonsolidasyon basıncına göre normalize efektif gerilme-deformasyon Grafiği Dolayısıyla bu zeminin davranışının bir " σ ′v - ε v - ε&v " ilişkisi ile tanımlanabileceği izlenimi uyanmaktadır. Tüm deney sonuçlarının birlikte değerlendirilmesinden, önkonsolidasyon basıncının ( σ ′p ), şekil değiştirme hızı ( ε&v ) ile değişiminin ortak bir eğri etrafındaki dar bir 175

Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın

aralık içinde kaldığı saptanmıştır. Referans bir hız değerine göre seçilmiş önkonsolidasyon basıncına göre normalize edilmiş efektif gerilme - şekil değiştirme noktaları beklenilenden daha geniş bir aralık içine düşmektedir. Her numunenin kendi önkonsolidasyon basıncına göre normalize edilmesi durumunda deneysel sonuçların daha dar bir aralığı sınırlayan eğriler içinde kaldığı gözlenmektedir.

Deformasyonların Deneysel Olarak Belirlenmesi (Üç Eksenli Basınç Deneyleri)

Dolgu altı zeminlerde deformasyonların tahmininde gerilme izi yaklaşımı, temel zeminini temsil eden zemin örnekleri üzerinde üç eksenli deneylerin yapılması (temel altındaki bir zeminden seçilen eleman üzerinde) gerektirir (Wood, 1984a). Yöntemin uygulanması için gerekli adımlar aşağıda kısaca sıralanmıştır; i. Đncelenen zemin yapısı altındaki kritik bir zemin elemanının tanımlanması, ii. Yapım sırasında uygulanan yükleme programına göre oluşan gerilme izlerinin tahmini, iii. Yapım sırasında oluşan gerilme izinin laboratuar deney numunesine uygulanması, iv. Laboratuar deney sonuçlarına göre, geoteknik yapıda oluşan deformasyonların tahmini. Bu çalışmada da, aşamalı yüklenmeden dolayı meydana gelen deformasyonların laboratuarda deneysel olarak belirlenmesi amacıyla aşamalı anizotropik yüklemeli-konsolidasyonlu üç eksenli deneyler yapılmıştır. Bu yöntemde arazide aşamalı dolgu inşaatı sırasında temel zemininde bir zemin elemanı üzerinde, dolgu inşaatı nedeniyle değişen gerilmeler göz önünde bulundurularak, zemin örneği oluşan gerilme izinde anizotrop gerilme sisteminde yüklenerek meydana gelen birim deformasyonlar laboratuarda belirlenmiştir. Deneysel çalışmada arazideki başlangıç gerilme tarihçesine uygun koşullarda hazırlanmış blok zemin örnekleri kullanılmıştır. Hazırlanan bu blok örneklerden üç eksenli deney hücresine örnek aktarılmış, nümerik analizden belirlenen efektif asal gerilmeler aşama aşama üç eksenli deney sisteminde örnek üzerine etkitilmiştir. Bunun sonucunda oluşan düşey boy kısalması, boşluk suyu basıncı ve konsolidasyon sırasındaki hacim değişimi ölçülmüştür. Aşamalı anizotropik yüklemelikonsolidasyonlu üç eksenli deneylerden belirlenen birim deformasyonlarla nümerik analizde gerilmelerin belirlendiği yerdeki birim deformasyonlar karşılaştırılmıştır. Deneysel çalışma için incelemelerin yapıldığı akslarda, farklı iki derinlikteki zemin örneklerine gelen efektif asal gerilmeler nümerik analizden belirlenmiştir. Yeşil kil için -1.00 m ve siyah kil için ise -12.5 m kotunda belirlenen efektif asal gerilmelere göre deneysel çalışma yürütülmüştür. Arazide aşamalı dolgu inşaatı nedeniyle oluşan fazla boşluk suyu 176

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

basınçlarının bir sonraki yükleme aşamasında stabilite sorunu meydana getirilmemesi için sönümlenmesi beklenilmiş, ancak bekleme süreleri sonunda tamamı sönümlenmemiştir. Diğer bir deyimle, yükleme aşamaları sonunda uygulana gerilmenin tümü efektif gerilme olarak etkimemiştir. Bu nedenle deneysel çalışmada, her yükleme adımının konsolidasyon aşamasından sonra ulaşılan efektif asal gerilmeler kullanılarak göze alınan yükleme aşamasındaki efektif gerilme durumuna deneysel çalışmada benzeşim sağlanmaya çalışılmıştır. Deneysel çalışmada, uygulana gerilmeler altında oluşan boşluk suyu basını artışının durması beklenmiş daha sonra konsolidasyona izin verilerek oluşan boşluk suyu basıncının sönümlenmesi beklenerek başlangıçta uygulanan gerilme değerine ulaşılmıştır. Böylece, laboratuarda bir zemin elemanı belirli bir gerilme izinde yüklenerek konsolide edilmiş ve hem drenajsız yükleme hem de konsolidasyon aşamasında oluşan düşey yer değiştirmeler belirlenmiştir. Deney sonucunda ölçülen toplam yer değiştirme miktarından zemin örneğinin birim deformasyonu belirlenmiştir. Yeşil kil seviyesinde -1.00 m ve siyah kil seviyesinde 12.5 m seviyelerinde laboratuarda ölçülen ve analizden hesaplanan birim deformasyonlar Tablo 4’ de gösterilmiştir. Tablo 4. Nümerik analizden ve laboratuar deneylerinden belirlenen birim doformasyonlar -1.00 m kotunda -12.50 m kotunda -1.00 m kotunda -12.5 m kotunda nümerik nümerik laboratuarda laboratuarda ölçülen analizden analizden Aks No ölçülen birim birim deformasyonlar hesaplanan birim hesaplanan birim deformasyonlar (%) (%) deformasyonlar deformasyonlar (%) (%) B22 9.042 8.607 10.22 9.09 B18 8.45 9.642 10.00 10.24 B23 18.36 15.006 19.59 16.32 B24 7.308 7.455 7.61 8.25 B9 6.86 7.148 7.77 7.47 Analizden ve deneylerden belirlenen birim deformasyonlar karşılaştırılmıştır. Şekil 22’ de B22, B18, B23, B24 ve B9 akslarında analizden hesaplanan ve deneylerden ölçülen birim deformasyon değerlerinin uygulanan deviator gerilmeye göre değişimi gösterilmiştir. Deney sonçları ile nümerik analiz sonçları birbirine oranlanarak karşılaştırılıp, birinci değer yeşil kil, ikin değer siyah kile ait olarak sunulduğunda, B22 aksında %88-%96, B18 aksında %84.5%94.16, B23 aksında %93.72-%92, B24 aksında %96-%90, B9 aksında %88.3-%96 oranlarında yaklaşım sağlanmıştır. Akslarda ölçülen ve hesaplanan düşey birim deformasyon değerlerinin birbiriyle uyumlu olduğu görülmektedir. Arazideki gerilme izi izlenerek laboratuarda deformasyonların belirlenmesi için yapılacak çalışmalarda, deformasyon tahmini 177

Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın

yapılacak zemin tabakasının gerilme tarihçesi çok iyi bilinmelidir. Đnşa sırasında uygulanan yükleme programına göre oluşan gerilme izlerinin tahmini ve bu gerilme izinin laboratuar deney örneğine uygulanması yöntemin uygulanabilirliğini sağlayan koşullardır. Bu çalışmada örselenmemiş zemin örneği kullanma şansı olmamasına karşın yeniden yapılandırılan örnekler üzerinde %96’ya varan bir oranda nümerik analize, yaklaşık %80 oranında gerçekte ölçülen deformasyonlara ulaşılmış olması yöntemin pratik problemlere uygulanabilirliği konusunda umut verici olarak değerlendirilmektedir.

Şekil 22. B22, B18, B23, B24 ve B9 akslarında analizden hesaplanan ve deneylerden ölçülen birim deformasyon değerlerinin uygulanan deviator gerilmeye göre değişimi

178

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

SULU ÇAMURLARIN SEDĐMANTASYONU, KONSOLĐDASYON VE DESĐKASYON DAVRANIŞI HALĐÇ ISLAH PROJESĐ ÖRNEĞĐ

Haliç Islah Projesi kapsamında Haliç’in belirli bir kısmında dipsel çamurların taranması ve taranan çamurların eski bir taşocağında oluşturulan bir çamur barajına pompalanarak orada depolanması kararlaştırılmıştır. Bu amaçla öncelikli olarak tarama yapılacak bölgede (Şekil 23 ve Şekil 24) ayrıntılı zemin etudleri yapılarak zemin profilleri ve arazi ve laboratuar deneyleri ile zemin özellikleri belirlenmiştir. Tipik bazı Haliç zemin profilleri Şekil 25’de gösterilmiştir. Şekil 26’da arazi veyn deneyleri ve laboratuar üç eksenli basınç deneyleri ile belirlenen drenajsız kayma mukavemetlerinin derinlikle değişimi görülmektedir. Sondajlardan alınan örnekler üzerinde belirlenen su muhtevalarının ve likitlik indekslerinin derinlikle değişimleri Şekil 27’de, sulu çamur konsolidasyon deneyleri ve klasik ödometre deneyleri ile belirlenen sıkışabilirlik özellikleri ise ( Cc ve mv ) Şekil 28’de gösterilmiştir.

Şekil 23. Đnceleme alanının yeri ve jeolojisi

179

Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın

Şekil 24. Zemin araştırma sondajlarının konumu

180

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 25. Tipik bazı Haliç zemin profilleri

181

Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın

Şekil 26. Arazi veyn deneyleri ve laboratuvar üç eksenli basınç deneyleri ile belirlenen drenajsız kayma mukavemetlerinin derinlikle değişimi

Şekil 27. Sondajlardan alınan örnekler üzerinde belirlenen su muhtevalarının ve likitlik indekslerinin derinlikle değişimleri 182

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 28 Sulu çamur konsolidasyon deneyleri ve klasik ödometre deneyleri ile belirlenen sıkışabilirlik özellikleri

Haliç dipsel çamurunun in-situ özellikleri belirlendikten sonra tarama işlemleri sırasında uygulanacak yöntemler ve ekipmanlar belirlenmiş ve taranan sulu çamurların uzaklaştırılması (pompajla yaklaşık 5 km uzaklıktaki depolama alanına iletilmesi) ile ilgili veriler elde

183

Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın

olunmuştur. Elde olunan veriler ışığında tarama ve uzaklaştırma işlemleri planlandığı şekilde başarıyla gerçekleştirilmiştir. Haliç’ten taranan sulu çamurların depolandığı alanın rehabilitasyonu rekreasyon amaçlı olarak kullanıma açılabilmesi için yaklaşık 200.000 m² yüzey alanına ve 40 m’ye varan kalınlığa sahip bu çamur kütlesinin öncelikli olarak sedimantasyon ve konsolidasyon özellikleri deneysel olarak araştırılmıştır. Bu tip çamurların depolandıktan sonraki sedimantasyon ve konsolidasyon karakteristikleri ve permeabilite özelliklerinin belirlenmesi için zemin mekaniğinde geliştirilmiş geleneksel çamur

konsolidasyon

deneylerinin

yanı

sıra

özel

geliştirilmiş

deney

teknikleri

kullanılmaktadır. Depolamadan sonra zemin tanecikleri çökeldiği zaman ve bulamacın su muhtevası azaldığında, dayanımda çarpıcı bir artış meydana gelmektedir. Dayanımdaki bu artış, zemin mekaniğine göre küçük olmasına karşılık çamurun stabilizasyonu için oldukça önem taşımaktadır.

Kendi Ağırlığı Altında Konsolide Olan Sulu Çamurların Sedimentasyon ve Konsolidasyon Davranışı

Sedimantasyon, bir süspansiyon içerisindeki tanelerin çökelmesi olayıdır. Depolanan, biriken tanecikler, sıvı sütununun tabanı üzerinde, doymuş ince bir zemin tabakası olarak sediment yatağında biçimlenir. Konsolidasyon zemin iskeletinin kendi ağırlığı ya da muhtemel diğer yüklerle zamana bağlı sıkışmasıdır. Haliç Islah Projesi kapsamında taranmış ve depolanmış çamurun, depolanmadan sonraki davranışı deneysel olarak araştırılmıştır. Bu amaçla, özel olarak yaptırılan deney aletinde bir seri üç aşamadan meydana gelen drenajlı ve drenajsız deneyler yapılmıştır (Şekil 29). Birinci aşamada, deney aletinde sulu çamur numunelerinin önce çökelmesi, daha sonra sıkışması zamana bağlı olarak gözlenmiştir. Đkinci aşamada, deney aletinin üst parçası çıkarılarak diğer kısımlar üzerinde kademeli olarak sürşarj yükleri uygulanmış ve her yük kademesinde sıkışma-zaman davranışı ile sıkışma-gerilme ilişkisi deneysel olarak belirlenmiştir. Üçüncü aşamada ise, ilk iki aşama sonunda elde olunan blok zemin numunesinden hazırlanan örnekler üzerinde standart ödometre deneyleri uygulanmıştır.

184

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 29. Sedimentasyon ve kendi ağırlığı altında konsolidasyon deney düzeneği Kendi ağırlığı altında konsolide olan bir zemin kolonunda yükseklik boyunca efektif gerilme değişimi bilinmemektedir. Kullanılan deney düzeneğinde bu efektif gerilmelerin doğrudan ölçülmesi mümkün olmadığı için, deney sırasında oluşan ortalama efektif gerilmenin yapılan ölçümlerden belirlenen boşluk oranı ve permeabilite değerlerinden yararlanılarak tahmini (hesaplanması)yoluna başvurulmuştur. Konsolide olan bir kil çökelinde efektif gerilme-boşluk oranı (k-e) arasında ilişkiler olması beklenir. Literatürde bu tür ilişkiler konusunda bir çok öneriler olmakla birlikte, bu çalışmada Somonyi (1979) tarafından önerilen aşağıdaki bağıntılardan yararlanılmıştır. e = Aσ’B D

k= Ce

(1) (2)

Burada A, B, C ve D deneysel olarak belirlenen katsayılardır. Bu çalışmada C ve D katsayıları deneysel ölçümlerden belirlenmiştir. Boşluk oranı-efektif gerilme ilişkisini elde etmek için, A ve B katsayılarına tahmini değerler verilerek hesaplanan sıkışma-zaman davranışı ölçülen değerlerle karşılaştırılmış ve e- σ’ ilişkisi kalibre edilmiştir.

Kendi ağırlığı altında konsolide olan bir zemin çökelinin sıkışma-zaman davranışının hesaplanmasında, Fox ve Barles (1977) tarafından geliştirilen ve yukarıda verilen (1) ve (2) bağıntılarını esas alan CS2 isimli bir bilgisayar programından yararlanılmıştır. Bu programda

185

Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın

laboratuvar deneylerinden elde olunan e- σ’ ve k-e ölçümleri veri olarak kullanılmakta ve zamana bağlı oturmalar hesaplanmaktadır.

Depolama sahasına sulu çamur şeklinde pompalanmış Haliç Dipsel Çamuru’nun kendi ağırlığı altında bir müddet konsolide olduktan ve yüzeyinde kuruma ve desikasyon sonucu bir kabuk tabakası oluştuktan sonra üstünün bir örtü tabakasıyla kaplanması ve çamur depolama sahasının bir rekreasyon alanına dönüştürülmesi planlanmaktadır. Bu aşamada kalın yumuşak bir zemin tabakası halindeki bu çökellerin sürşarj yükleri altında zamana bağlı sıkışmasını incelemek için sedimentasyon deney aletinde sonra standart ödömetre aletinde konsolidasyon deneyleri yapılmış ve üç aşama deney sonuçlarının birlikte değerlendirilmesine çalışılmıştır. Tablo 5’de deneysel olarak belirlenen zemin sabitlerinin değerleri Şekil 30’da ise laboratuvar sıkışma eğrisi gösterilmiştir. Tablo 5. Laboratuar deneylerinden elde edilen zemin sabitleri Test No

A*

B

C*

D2

5.710

-0.24

9x10-7

5.508

-7

5.507

D

D3

5.707

-0.26

9x10

D5

5.708

-0.23

9x10-7

5.507

D6

5.707

-0.24

9x10-7

5.512

σ’ kPa ve k m/day

*

7 6

e=( '+Z)B

boşluk oranı, e

5 4 3 2 1 0 1

10

100

1000

10000

Efektif Gerilme ' (kPa)

Şekil 30. Kendi ağırlığı ve sürşarj etkisi altında laboratuar sıkışma eğrisi

186

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Depolama sahasındaki sulu çamur kütlesinin kendi ağırlığı altındaki konsolidasyon davranışını tahmin edebilmek için iki ayrı nümerik modelden yararlanılmıştır. ( CS2 – Fox ve Barles, 1977 ; CONDESO-Abu-Hejleh and Znidarcic, 1994 ve Znidarcic, 1977) Şekil 31’ de arazi sıkışma eğrileri karşılaştırmalı olarak gösterilmiştir. Şekil 32’de ise değişik pompalanma (depo alanına deşarj) hızlarının sıkışma eğrisi üzerindeki etkisi gösterilmektedir.

Şekil 31. Taranan çamurun hesaplanan konsolidasyon davranışı

Şekil 32. Pompalama hızının oturma davranışı üzerindeki etkisi

187

Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın

Kendi Ağırlığı Altında Konsolide Olan Yumuşak Zeminlerin Desikasyon Davranışı ve Kabuk Oluşumu Sulu çamur depolama alanlarının üstünün bir örtü tabakası ile kaplanmasında en büyük zorluk, çok düşük taşıma gücüne sahip bu yumuşak zemin kütlesi üzerinde iş makinelerinin çalışma zorluğu olmaktadır. Buharlaşma sonucu yüzeyinde ince bir kabuk tabakası oluştuğu bilinen bu yumuşak zemin tabakasında kabuk oluşumu ve bu özellikleri deneysel olarak araştırılmıştır. Laboratuarda kendi halinde, hızlandırılmış olarak ve yüzeyi bazı doğal stabilizasyon maddeleri ile (tüf tozu ve fosfojips tozu ) kaplanmış örneklerin drenajsız kayma mukavemeti ive büzülme özellikleri deneysel olarak araştırılmıştır. Şekil 33’de farklı deney yöntemleri ile belirlenen drenajsız kayma mukavemetinin su muhtevası ile değişimi gösterilmiştir.

Şekil 33. Farklı deney yöntemleri ile belirlenen drenajsız kayma mukavemetinin su muhtevası ile değişimi Kabuk oluşumunda geçerli bir yer tutan desikasyon davranışı ise serbest büzülme deneyleri ile araştırılmıştır. Şekil 34’de büzülme davranışı, Şekil 35’ da ise büzülme esnasında düşey ve yatay yer değiştirmelerin boşluk oranı ile değişimi görülmektedir.

188

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 34. Büzülme deneylerinde boşluk oranının su muhtevasıyla değişimi

Şekil 35. Yanal ve düşey şekil değiştirmelerin boşluk oranı ile değişimi

Serbest büzülme sırasında üç-boyutlu büzülmenin başladığı andaki numune boyu Hoc ve boşluk oranı evc ile gösterilmiştir. Serbest düşey ve yatay şekil değiştirmelerin boşluk oranı ile değişimini tanımlayan α- fonksiyonu aşağıdaki şekilde tanımlanmaktadır.

189

Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın

α(e, e vc ) =

(1 + e vc )(1 − e fv (e, e vc )) 1+ e

Serbest büzülme şekil değiştirmelerinin izotrop olduğu ve küçük şekil değiştirme teorisinin geçerli olduğu kabul edilirse, yukarıdaki ifade aşağıdaki şekli almaktadır.

1 1 + e vc − (e vc − e) 3 α(e, e vc ) = 1+ e Bu varsayımlar altında hesaplanan ve deneysel olarak ölçülen α- fonksiyonunun boşluk oranı ile değişimi Şekil 36 ‘da gösterilmiştir.

Şekil 36. α fonksiyonunun boşluk oranı ile değişimi

Haliç’ten taranan ve karada depolanan sulu çamur kütlesi yüzeyinde kabuk oluşumunu incelemek için yapılan deneysel çalışmalardan aşağıdaki sonuçlara ulaşılmıştır. -

Kendi halinde laboratuar koşullarında kurumaya bırakılan örnekler örnekler üzerinde oldukça üniform fakat tozlu rijit olmayan bir kabuk oluşurken, hızlandırılmış

190

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

kurutulmaya maruz bırakılan örneklerde, çok daha rijit fakat daha hetorojen bir kabuk oluştuğu gözlenmiştir. -

Çamur yüzeyinin başka bir madde ile kaplanması, buharlaşmaya engel olduğu için, çok daha düşük bir mukavemette bir kabuk oluşmasına yol açmıştır.

-

Laboratuarda düşen koni ve veyn deneyleri ile belirlenen drenajsız kayma mukavemeti değerlerinin birbirine yakın olduğu, yükleme deneyleri ile belirlenen değerlerin ise çok daha düşük olduğu gözlenmiştir.

-

Büzülme deneyleri sonuçları, Haliç kilinin çok geniş bir su muhtevası aralığı içinde suya doygun kaldığını, büzülme boşluk oranının 1.33 civarında olduğunu, büzülme davranışını tanımlamakta kullanılan α- parametresinin deneysel değerlerinin oldukça dar bir aralık içinde kaldığını göstermiştir. Örnekler genellikle izotrop büzülme davranışı göstermiştir.

Devam Eden Araştırmalar Sulu çamurların çökelmesi sonucu oluşan yumuşak zeminlerin davranışının incelenmesi ve örtü tabakasında bu tür zeminlerin •

Sıkışabilirlik, hidrolik geçirgenlik ve desikasyon özellikleri ile

•

Drenajsız kayma mukavemetinin zamanla ve derinlikle değişiminin belirlenmesi büyük önem taşımaktadır.

Yıldız Teknik Üniversitesi Geoteknik Mühendisliği grubunda bu konulardaki araştırmalar devam etmektedir. Kendi ağırlığı altında konsolide olan sulu çamurlarda efektif gerilme-hacim değişimi ve hacim

edeğişimi-hdrolik

geçrigenlik

davranışını

modellemek

için

gerekli

zemin

parametrelerinin belirlenebilmesi için çok küçük efektif gerilmeler uygulanabilmesine olanak tanıyan

“sızıntı

tesirli

konsolidasyon”

deney

düzeneği

(Şekil

37)

kullanılması

planlanmaktadır. Şekilde gösterilen akım pompası ile numune içinden hızı çok hassas bir

şekilde kontrol edilebilen bir su akışı gerçekleştirilebilmekte, bu sırada numunenin alt ve üst yüzeyleri

arasında

oluşan

efektif

gerilem

farkı

nedeni

ile

konsolidasyon

gerçekleşebilmektedir. Sızıntı tesirli konsolidasyon deney düzeneği aynı zamanda emme deneyleri yapılması için de kullanılabilmektedir (Şekil 38). Yükleme pistonu kullanılmadan gerçekleştirilen emme deneylerinde numune altına yüksek geçirgenliğe sahip seramik bir düzlem yerleştirilmekte, 191

Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın

akım pompası kullanılarak zemin içindeki suyun alt yüzeyden çekilmesi sağlanmaktadır. Bu

şekilde desikasyon sırasında zeminin sıkışması ve permeabilitesine ilişkin parametreler deneysel olarak belirlenebilmektedir. Kendi ağırlığı altında konsolide olan sulu çamur tabaksı içinde drenajsız kayma mukavemetinin derinlikle ve zamanla değişmini deneysel olarak inceleyebilmek için ise bir laboratuar model deney düzeneği tasarlanmıştır (Şekil 39). Model deney tankı içinde konsolide olan zemin içinde boşluk suyu basıncı değişmlerinin farklı seviyelerdeki piezometrelerle, drenajzı kayma mukavemetinin ise bir minyatür konik penetrasyon (CPT) deney aleti ile ve veyn deney aleti ile ölçülmesi planlanmaktadır. Sayrıca, aynı model tankı kullanılarak değişik örtü tabakası alternatiflerini değerlendirmek için zemin üstünde plaka yükleme deneyleri uygulanması planlanmaktadır.

192

IV. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 37. Sızıntı etkili konsolidasyon deney düzeneği şeması

193

Prof. Dr. Đ. Kutay Özaydın

Şekil 38. Sızıntı etkili konsolidasyon deney düzeneği ve Emme deneyleri düzeneği

Şekil 39. Model Deney Tankı

194

PROF. DR. ALTAY BĐRAND ORTADOĞU TEKNĐK ÜNĐVERSĐTESĐ 1956-1957 yılları arasında West London College of Commerce’de üniversite hazırlık eğitimi gören Altay Birand, 1957-1960 yılları arasında Birmingham University’de, 1960-1962 yılları arasında Ortadoğu Teknik Üniversitesi’nde lisans eğitimini tamamlamıştır. 1962-1963 yılları arasında ODTÜ’de Yüksek Mühendis olarak 1964-1965 yılları arasında ODTÜ Đnşaat Mühendisliği Bölümü’nde asistanlık görevi yapmış, 1965 yılında Araştırmacı olarak çalışmaya başlamış, 1966 yılında doktora eğitimine adım atarak 1969 yılında Dr. unvanını alarak mezun olmuştur 1972-1976 yılları arasında Yardımcı Doçent, 1976-1978 yılları arasında Doçent, 1978 yılında ise Prof. unvanını almıştır. 1981-1984 yılları arasında misafir öğretim üyesi olarak Iowa State University, USA’da görev yapmış, 1984 yılından bu yana halen ODTÜ Đnşaat Mühendisliği Bölümü’nde Prof. olarak görevini sürdürmektedir. Prof. Dr. Altay Birand; ODTÜ’de 34 adet master tezi, Iowa State University’de 2MS tezi ortak danışmanlığı ve 4 adet doktora tezi danışmanlığını üstlenmiştir. 1973-1975 ve 1979 yıllarında ODTÜ Đnşaat Mühendisliği Bölümü Başkanı, 1979-1981 yılları arasında ODTÜ Rektör Yardımcısı, 1985-1988 yılları arasında ODTÜ Mühendislik Fakültesi Dekanı olarak üniversite yönetiminde görev almıştır. Akademik görevlerinin yanı sıra çeşitli ulusal ve uluslararası komisyonlarda görev almış ve danışmanlık hizmetleri vermiştir. 1992-1994 yılları arasında T.C. Bayındırlık ve Đskan Bakanlığı’nda Müsteşar olarak, 1995 yılında T.C. Devlet Bakanlığı’nda Danışman olarak ve yine 1995 yılında T.C. Kalkınma Bankası’nda Yönetim Kurulu Üyesi olarak devlete hizmet vermiştir. Yaptığı çalışmalarla UNESCO Bursu, Türk Deprem Vakfı Mütevelli Heyeti Şeref Ödülü, Amerikan Đnşaat Mühendisleri Odası “Fellow” Payesi ile onurlandırılmıştır. Ulusal ve uluslar arası birçok mesleki kuruluşa üyeliği vardır. Temel Mühendisliği, Zemin mekaniği, Đleri zemin mekaniği, Temel mühendisliğinde bilgisayar uygulamaları, kazıklı temeller mesleki ilgi alanlarını oluşturmaktadır. Prof. Dr. Altay Birand Türkiye Tekwando Federasyonu Üyesi olup, sosyal ilgi alanlarına tenis, futbol, felsefe ve tarih konuları girmektedir.

197

198

V. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

“ŞĐŞEN ZEMĐNLER VE BU ZEMĐNLERDE KAZIKLARIN DAVRANIŞI”

1.Giriş Bu tebliğde zeminlerin şişme olayı açıklanmış ve sonra üzerinde merhum hoca ile beraber çalıştığımız bir kazıklı temel probleminin çözümü sunulmuştur. Şişme konusu son derece geniş bir konu olduğundan bu konunun belkemiği sayılabilecek olan hususlar ayrıntılara girilmeksizin sergilenmeye çalışılmıştır. Bu konu hakkında daha fazla bilgi edinmek isteyenler için geniş bir kaynakça kısmın sonunda “Zeminlerin Şişmesi Konusu Hakkında Kaynakça” adı ile ayrıca verilmiştir. 2. Zeminlerde Şişme Olayı Şişme olayına genellikle şişmeye uygun minerolojik yapıda olup, suya doygun olmayan killi zeminlerde rastlanmaktadır. Bu türlü zeminler, suya açtırlar. Su emme potansiyelleri yüksektir, bu nedenle açlıklarını giderinceye ve doygunluk derecesine varıncaya kadar suyu emerler; bu arada hacimleri artar. Bu hacim artması; mekanik açıdan bakıldığında zemin bünyesindeki efektif gerilmenin azalması sonucunda oluşur. Bu olay, genellikle iklim bakımından buharlaşma hızının yağış hızından daha fazla olduğu kurak ve yarı kurak iklim bölgelerinde çoğunluktadır. Yurdumuzda Orta ve Güney Doğu Anadolu bu olaya aday olabilecek iklim bölgeleridir. Şişen zeminlerin yaptıkları hasar çok büyüktür. ABD de 1973 yılında yapılan bir çalışmaya göre bu rakam deprem ve kasırgalarının toplam hasarının iki misli olarak belirlenmiştir. (Jones ve Holtz,1973). Yurdumuzda benzer çalışmalar olmadığı için bu türlü hasarlar hakkında birşey söylemek mümkün olmamaktadır. 3. Şişme Potansiyeli ve Şişme Miktarı 3.1. Genel Şişen zeminlerin etüdünü yaparken iki ayrı anlamı vurgulamak gerekir. Bunlardan birincisi zeminin “Şişme Potansiyeli” dir. Đkincisi ise “Şişme Miktarı” dır. Birinci kavram, zeminin en fazla ne kadar şişebileceğini gösterir. Bu; bir tür maksimum değerdir. Đkincisi ise zeminin gerçekte ne kadar şişme gösterdiğidir. Genellikle “Şişme Potansiyeli” bir zeminin zemin sınıflandırması için kullanılan özelliklerine bağlı olarak olası şişme büyüklüğü açısından sınıflandırılması için kullanılır: Şişme nedeni ile yapılarda olabilecek hasar göz önüne alınarak belli şişme yüzde aralıkları 199

Prof.Dr. Altay Birand

düşünülür ve bu yüzde aralıkları “Yüksek”, “Orta”, “Az” şişme kademeleri olarak adlandırılır. Đkinci kavram ise bir zeminin ne kadar şişeceğinin, belli yöntemler kullanılarak hesaplanması sonucunda bulunan değeri yansıtır. 3.2. Teorik Bilgiler Şişme Potansiyeli aşağıdaki faktörlere bağlıdır: 1) Kil Miktarı ve Kilin Kompozisyonu, (λ) 2) Laboratuardaki Sıkıştırma Yöntemi veya Arazideki Gerilme Tarihçesi Sonucunda Kil Daneciklerinin Yönlenmesi (η), 3) Zeminin Boşluk Suyunun Elektrolit Yoğunluğu (µ), Yukarıdaki faktörler, zeminin fizikoşimik yapısını oluştururlar ve zemindeki fizikoşimik iç potansiyel enerjiyi (∆f) yaratırlar. (Seed, Mitchell ve Chan, 1962) Diğer yandan, bir zeminin şişme potansiyelinin ne kadarının gerçekleşebileceği aşağıda belirtilen fiziksel faktörlere bağlıdır: 1) Suya Doygunluk Derecesi, (S) 2) Zemin Üzerindeki Yük (σ), 3) Zemin Boşluğundaki Hava ve Suyun Basınçlarının farkı(ua-uw), Bu aşamada altı çizilmesi gereken diğer bir husus ise bir zeminin şişebilmesi için suyun

gerekli

olduğudur.

Su,

bu

nedenle

yukarıdaki

faktörler

arasında

gösterilmemiştir. Fiziksel faktörler, iç potansiyel enerjinin ne kadarının mekanik iş yapabileceğini denetlerler. Diğer bir deyişle, bir zeminin şişme potansiyelinin ne kadarının gerçekleşebileceği aşağıda belirtilen fiziksel faktörlere bağlıdır: 4) Suya Doygunluk Derecesi, (S) 5) Zemin Üzerindeki Yük (σ), 6) Zemin Boşluğundaki Hava ve Suyun Basınçlarının farkı(ua-uw), Bu aşamada altı çizilmesi gereken diğer bir husus ise bir zeminin şişebilmesi için suyun

gerekli

gösterilmemiştir.

200

olduğudur.

Su,

bu

nedenle

yukarıdaki

faktörler

arasında

V. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şişme olayı sırasında zemin, üstündeki yükü zorlayarak bir “mekanik iş” yapar. Bu mekanik iş, kil bünyesinde beliren ve bu faktörlerin fonksiyonu olan iç enerji (∆f) harcanarak yapılır. Ancak, iç enerjiyi yaratan faktörleri rakamsal olarak ifade etmek çok zor ve çoğu zaman mümkün olamamaktadır. Diğer yandan, yaratılan iç enerji; kendisini ölçülebilir bir özellik olan zeminin “Emme Basıncı,τ 0 ” olarak gösterir. “Emme Basıncı” fikri, 1965 yılında Avustralya’da yapılmış olan konferansının sonundaki inceleme paneli bildirisi (Statement of Review Panel,1965) ile aşağıdaki gibi açıklanmıştır: “Zeminin boşluk suyunun ve zemin içinde suyun akımını sağlayan hidrolik eğimin somut ifadesi olarak (∆f); boşluk suyunun serbest enerjisinin saf ve serbest suyun serbest enerjisine kıyasla düşünülmesi ile mümkündür.” Pratik olarak şu söylenebilir: Suya aç olan bir zemin su ile temasa geldiğinde suyu emer. Bu olay zemin boşluğunda atmosfer basıncının altında (negatif) bir basınç olduğunu işaret etmektedir. Yukarıdaki enerjiyi temsilen beliren “Eşdeğer Toplam Emme” Termodinamik kuralları uyarınca aşağıdaki denklem ile ifade edilebilir:

τ0 =

1.068 RT p log e v p0

(1)

Burada:

τ0=Toplam Emme Basıncı, v=Bir mol Sıvı Suyun Hacmi, 18.02 cc . p=Boşluk Suyunun Buhar Basıncı, atm. p0=Serbest Saf Suyun Buhar Basıncı, atm. R=Đdeal Gas Sabiti 82.06 cc-atm 1/0K T= Mutlak Isı, 0K Rölatif buhar basıncının (p/p0) doğrudan doğruya zemin yüzeyinin rölatif nemini gösterdiği düşünüldüğünde buharlaşma-emme basıncı bağlantısı (Wilson, 1997) ve aşağıda değinilecek olan iklim koşullarının rolü açıklık kazanmaktadır. Bu bakımdan arazide hidro-termodinamik kurallar önem taşır ve hidroloji uzmanları ile ortak çalışmayı gerektirir. Emme basınçları çok yüksek değerlere varabilir. Bu

201

Prof.Dr. Altay Birand

basınçların ölçülmesi için çok değişik laboratuvar ve arazi yöntemi bulunmaktadır. (Fredlund, 2001) Zemindeki toplam emme basıncı, “Matrik Emme Basıncı, τm” ile “Osmotik Emme Basıncı, (τ0)” dan oluşur. “Osmotik Emme Basıncı” yukarıda şişme potansiyelini kontrol ettikleri açıklanan faktörlerin bir fonksiyonudur.

τ 0 = τ 0 (λ , η , µ )

(2)

Bu faktörler aynı zamanda zeminin sınıflandırılmasına yarayan Atterberg Limitleri’ ni kontrol ederler. Bu nedenledir ki şişme potansiyelinin sınıflandırılması da aynı faktörlere bağlı özellikler yardımı ile yapılabilmektedir. Matrik basınç ise; w= Su Đçeriği, e= Boşluk Oranı olmak üzere aşağıdaki gibi gösterilebilir:

τ m = τ m ( S , σ , −u w )

(3)

veya doygunluk derecesi (S); su içeriği (w) ve boşluk oranı (e) cinsinden ifade edilir ve negatif boşluk suyu basıncı, boşluk havasının basıncı baz alınarak yazılırsa:

τ m = τ m ( w / e, σ , u a − u w )

(4)

Şişme sırasında toplam emme basıncı değişir. Bu değişim matrik ve osmotık bileşenler ile şöyle ifade edilir:

dτ 0 = dτ m + dτ 0

dτ 0 =

∂τ m ∂τ ∂τ m ∂τ ∂τ ∂τ dS + m dσ + du w + 0 dλ + 0 dη + 0 dµ ∂S ∂σ ∂ (u a − u w ) ∂λ ∂η ∂µ

(5)

(6)

(2) ila (6) denklemleri tüm faktörlerin şişme olayı üzerindeki etkisini açıklarlar. Bazı araştırmacılar, (6) bağıntısındaki terimlerin toplam emme basıncına etkisini tek tek araştırmaya çabalamışlardır. Osmotik Basınç bileşenini en fazla etkileyen faktör elektrolit konsantrasyonu (µ) dur.

202

V. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

(Snethen, 1980), Emme Basıncının; (1) denklemini belirleyen teori yardımı ile geliştirilen ve rölatif neme göre kalibre edilen milivoltmetreler (psikrometreler) ile ölçülebildiğini göstermiştir. Johnson (1980), şişme olayında osmotik basınç bileşeninin etkisinin fazla olmadığını söylemektedir. Bu doğru bir gözlemdir. Zira arazideki bir zeminde bu basıncı kontrol eden boşluk suyu elektrolit konsantrasyonu, gerilme tarihçesi gibi faktörlerin büyük ölçüde değişmediği söylenebilir. Yalnızca, kil daneciklerinin yönlenmesi, şişme olayına bağlı olarak bir miktar değişebilir. Bu bağlamda şu noktayı işaret etmek gerekir ki, emme basıncı, toplam gerilmeler ve boşluk suyu basınçlarını biribiri ile ilişkilendiren ve genellikle şişme olayını çözümlemekte kullanılan önemli bağıntılar, (6) bağıntısının ilk üç terimi cinsinden, diğer bir deyişle “matrik emme basıncı” bileşenini ön plana alan bileşenleri içerirler. Bu bağıntılardan belli başlı ikisi Bishop (1959) ve Croney, Coleman ve Black (1958) olup aşağıda verilmektedirler:

τ 0 = u w + ασ σ = σ − u a + χ (u a − u w )

(Croney,Coleman ve Black,1958) (Bishop,1959)

(7) (8)

Burada:

σ = Efektif Gerilme, σ=Toplam Gerilme, ua,uw=Boşluk Havasının ve Boşluk Suyunun Basınçları,

τ0= Toplam Emme Basıncı, χ, α= Parametrelerdir. (3), (4) bağıntıları ile (8), (9) bağıntılarının benzerliğine dikkat edilmelidir. Her iki denklemdeki χve α parametreleri emme gerilmesi tayininde kullanılan belli araçlarla yapılan ölçümlerle elde edilebilmektedirler. (7) denklemi kullanılarak ve emme basınçları ölçülerek bir Ankara zemininin davranışının incelenmesi Elias (1967) tarafından gerçekleştirilmiştir.

Şişme sırasında emme basıncı sişmeyi kontrol eder. Şişme, zeminde hacim değişmesi olarak ortaya çıkar. Bu nedenle üç boyutlu uzayda her yönde birim 203

Prof.Dr. Altay Birand

deformasyon görülür. Bu anlatımda konuyu basitleştirmek amacı ile tensöriyel bağıntılardan kaçınılmış olup tek yönlü şişme olayı üzerinde durulmuştur. Konu daha geniş şekli ile arandığında (Blight,1965; Fredlund,1977) ye bakılabilir.

Şişme sırasında oluşan birim deformasyon, efektif gerilmenin bir fonksiyonu olarak şöyle ifade edilebilir: ∆H = f (σ ) H

(9)

(8) denklemi ise literatürde yaygın olarak yer almış olup özellikle efektif gerilmeyi hacim değişiklikleri (Fredlund, 1977,1979) ve/veya kayma dayanımı (Bishop ve Blight,1963; Bishop ve Donald,1961) ile ilişkilendirmesi açısından beğeni kazanmıştır. Bağıntıda (ua-uw) terimi doğrudan doğruya şişme olayını kontrol ettiği bilinen emme basıncı (τ0) dır. σ-ua terimi ise toplam gerilmeyi göstermektedir. (2) bağıntısı göz önüne alınır ve sabit bir toplam gerilme altında efektif gerilmelerin

şişme basıncının fonksiyonu olduğu düşünülürse orijinal kalınlığı H şişme miktarı ∆H olan bir zemin için aşağıdaki bağıntı yazılabilir: ∆H ∆H (σ ) = [(σ − u a ) + χ (u a − u w )] H H

(10)

Bishop denkleminde χ parametresi; suya doygun bir kil için 1.0, tamamen kuru olan bir kil için ise 0.0 değerini alır. Parametrenin bu aralık içindeki değişimi doygunluk derecesinin doğrusal olmayan bir fonksiyonudur. (Bishop ve Donald,1961; Bishop, 1959) . Bu fonksiyon, zeminin cinsine bağlıdır. Bu nedenle suya doygun (S=1.0) ve kuru (S=0) zeminlerde aşağıdaki efektif gerilme formülleri elde edilir:

σ = σ − uw

S=1.0

(11)

σ = σ − ua

S=0.0

(12)

204

V. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Peynircio Konferansı

Şekil 1. Üç Boyutlu Şişme Diyagramı (10) fonksiyonu, yukarıda Şekil 1 ile gösterilen bir üç boyutlu uzay diyagramda gösterilebilir: .Bu şekilde şişme ∆H/H; (ua-uw) ve σ-ua değişkenlerinin bir fonksiyonu olarak görülmektedir. Diyagramın detayları aşağıdaki paragrafta odömetrede uygulanan

şişme deneyleri ile beraber tanıtılacaktır. 3.3. Şişen Zeminleri Sınıflandırma ve Şişme Miktarı Tayini Yöntemleri Killi bir zeminin Şişme Potansiyeli değişik yöntemlerle saptanabilir. (Seed, Mitchell ve Chan, 1962; Seed, Mitchell ve Lundgren 1962; Seed, Raymond, Lundgren 1962; Van der Merwe,1964; Shiming,1984; Çokça 1991).

Şişme Potansiyel Sınıflandırma yöntemleri 3.2. paragrafında açıklanan açıklana nedenlerle genel olarak zeminlerin indeks özelliklerini kullanan yöntemlerdir. Bu yöntemler içinde “Şişme Potansiyeli” ile “Şişme Miktarını” ayıran, ancak biribirini takiben kullanan ve basit bir yöntem olan Van der Merwe (1964) sistemi, konuyu etkin bir

şekilde gösterebileceği için ancak bütünlüğü bozmamak amacı ile tebliğin en sonunda Ek 1 olarak sunulmuştur.

Şişme miktarı tayininde ise iki ayrı yol izlenebilir: 1. Belli bir Gerilme Đzini Takip Ederek Yapılması Önerilmiş Olan bir Laboratuvar Deney Metodunun dunun Kullanılması (Bishop and Donald 1961; Jennings and Knight 1957) 205

Prof.Dr. Altay Birand

2. Psiometrik Teorinin Teorik veya Ampirik Bulgulara Dayanılarak Kullanılması ve/veya Emme Basıncı-Su Su Akımı Olayının Çözümlerine Dayanan Yöntemler. ( Snethen1980, 1984; Croney, Coleman, Black1958) 3.4. Arazide Şişme Olayı ve Đklim Koşulları

Şişme potansiyelinin arazide nasıl harekete geldiği aşağıda Şekil 2 ile açıklanacaktır. Zeminin şişmesinin efektif gerilmelere bağlı olarak nasıl geliştiği yukarıda açıklanmış idi. Şekil 2, uniform bir bi zemin içindeki şişme basınçlarını göstermektedir. Kapiller basınç OB ile gösterilmiştir. Taban suyu seviyesinin zemin yüzeyine yakın olması ve zeminin kapiller su ile bu alanda doymuş olması durumunda zemin, atmosfer basıncının altında ve su tablasından itibaren ölçülecek bir z yüksekliğinde -γwz emme basıncını taşır.

Şekil 2. Zeminde Emme Basıncı Profilinin Değişimi Bu durumda (11) ifadesi gereği efektif gerilme:

σ = σ + uw (13)

şeklini alır. 2 paragrafında şişen zeminlerin potansiyellerinin harekete geçebilmesi için gereken iklim koşullarının yarı kurak koşullar olması gereğine işaret edilmiş idi. Bu koşullar altında buharlaşmanın etkisi ile ve geo-hidrotermodinamik geo koşulların öngördüğü

206

V. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

buharlaşma-yoğunlaşma yasalarına bağlı olarak, zeminin emme basıncı Şekil (2) de OA ile gösterildiği gibi kapiller gerilmenin üstündedir. Adına konsolidasyon teorisindeki deyimden esinlenerek “artık emme basıncı” diyebileceğimiz bu basınç, doğal zeminlerde yağmurlu mevsimlerde azalarak büyük olasılıkla “kapiller emme basıncı” civarlarında veya infiltrasyonun çok etkin olması halinde sıfır emme basıncında dengeye gelecektir. Kurak mevsimlerde artacaktır. Buna bağlı olarak zemin, (10) denklemi uyarınca aynen nefes alıp veren bir insanın göğsü gibi kurak havada büzülecek ve yağışlı havada şişecektir. Bu olay, ODTÜ yerleşkesi arazisindeki bir düzenekle gözlemlenmiştir. (Omay, 1970) Mühendislik açısından; yaz aylarında inşa edilmiş olan küçük bir ev, bir yol kaplaması; zeminin yüzeyini kaplayarak buharlaşmayı önler. Bu durumda zeminin su içeriği artar, emme basıncı OC çizgisi ile gösterilen duruma gelir: Sonuçta zemin

şişme eğilimi gösterir, şişemezse; yapı üzerine şişme basıncı uygular. OC hattı ile belirlenen emme basıncına karşı gelen nihai su çeriği profiline “Denge Su Đçeriği” adı verilir. Bu tür problemlerin çözümünde, ilk durumu gösteren OA profili ile “Denge Su Đçeriği” profilinin bilinmesi önemlidir. Zemininde yukarıda tanımlanan olaylar sırasında oluşan emme basınçlarının zemin içindeki dağılımı sonlu farklar yöntemine dayanan bir bilgisayar programı aracılığı ile çözülmüş, ve bu durumlarda yapılacak mühendislik hesapları için gereken boyutsuz abaklar elde edilmiştir. Aynı çalışmada, arazide gözlenen denge su içeriği profili (Elias,1967) ile teorik olarak elde edilen denge su içeriği profili kıyaslanmıştır. (Öner ve Birand, 1978)

Şekil 3. yukarıda anlatılan mevsimsel kabarma-büzülme nedeni ile ortaya gelen mevsimsel değişimin kuru birim hacim ağırlığına, diğer bir deyişle hacim değişikliğine etkisini göstermektedir.

207

Prof.Dr. Altay Birand

Şekil 3. Zeminde Mevsimsel Hacim Değişmesi Bu şekilde yarı kurak-kurak kurak bir yörede kapiller bölgenin üstünde tünde yüzeyden “aktif derinlik”ee kadar uzanan ve “mevsimsel değişim tabakası” adı verilen zemin kalınlığı içinde hacim değişimi görülmektedir. Kurak bölge olması nedeni ile yeraltı suyu seviyesinin çok derinlerde olduğu durumda bu hal geçerli olur. Şişmenin mekaniği aynen yukarıda anlatıldığı gibidir. Ankara’nın yarı-kurak, yarı kurak, kurak bir bölge olması nedeni ile (Özmelek,1974) birçok yöresinde bu hal geçerlidir.

Şekil 3 ile açıklanan olayı Ankara zeminleri için gösteren Şekil 4; 4 Ankara zeminlerinde değişik zamanlarda rastgele alınmış nümunelerin kuru birim hacim ağırlıklarının su içerikleri ile ilişkisini göstermektedir.

Şekil 4. Kuru Birim Hacim Ağırlığının Su Đçeriği ile Değişimi

208

V. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Bu; mevsimler boyunca zeminin kuruma-ıslanma nedeni ile nefes almasının bir göstergesi olarak kabul edilebilir. Mc Dowell (1959); zemin yüzeyinin bir yapı ile kaplanması halinde beklenebilecek su içeriği değişiminin sınırlarını zeminin Likid Limiti cinsinden vermektedir. Bu limitler de Ankara Kilinin ortalama Likit Limit değerleri (Sürgel,1976) kullanılarak

şekilde gösterilmiştir. Bu şekilden, yüzeyi

kaplanan bir zeminde boşluk oranı (e) su içeriği (w) ilişkisi aşağıdaki gibi yazılabilir: e0=eo+Iww=0.7+0.28w

(14)

Bu denklemde Iw=∆e/∆w değerine “Zeminin Su Emme Eğilimi Endisi” Birand (1976) adı verilmekte ve indis; Şişme Potnsiyeli saptanması için önerilen bir yöntemde kullanılmaktadır. (Birand 1971, 2001). Bu endisin içeriği, (4) bağıntısına başvurulduğu zaman daha iyi anlaşılabilir: Belli bir toplam yük altında, emme basıncının ve şişmenin bu endis cinsinden ifade edilebileceği görülmektedir.

4. Şişme Miktarı Tayini için Laboratuvar Odömetre Deneyleri 4.1. Odömetre Deney Tipleri

Şişme miktarlarının saptanması için kullanılan, kontrollü emme ve benzeri girift ve pahalı deneylerin yanı sıra yaygın şekilde kullanılan deneyler odömetre deneyleridir. Bu deneyler, gerek odömetre aracının hemen her laboratuarda bulunması, kullanımının genelde yaygın olarak bilinmesi ve doğrudan doğruya 3.2. paragrafında açıklanan gerilme-hacim değişikliği ilişkilerini yansıtarak mühendise hitap etmesi açısından çokça kullanılmaktadır. Deneylerin uygulama şekilleri Şekil 1 e başvurularak aşağıdaki şekillerde açıklanabilir: a. Bir zemin numunesi odömetreye yerleştirilir ve arazideki örtü toplam gerilmesine yüklenir. Şekil 1 de bu durum örneğin A veya E noktası ile gösterilebilir. Bu nümune suya boğulur ve şiştikçe bu şişmeye izin verilmeyecek şekilde yüklenir. Bu yüklemenin izi ∆H/H=sabit olmak kaydı ile bir [(σ-ua);(ua-uw)] düzlemi üzerinde gerçekleşir ve AG veya EH olur. Yükleme izi G ve H noktalarında [(σ-ua);(∆H/H)] düzlemi üzerine varır. b. Benzer bir nümune A veya E noktasından başlayarak sabit sürşarj yükü -ua) altında suya boğulur, ve şişme gözlenir. Bu; bir [∆H/H; (ua-uw)] düzlemi üzerinde 209

Prof.Dr. Altay Birand

gerçekleşir ve yükleme izi AB veya EF olur. Đz B ve F noktalarında [(σ-ua);∆H/H] düzlemi üzerine düşer. Bu deney sonudur, zemin doymuştur ve (ua-uw) bileşeni sıfıra yaklaşmıştır. Şişme miktarı (örneğin A’B) saptanabilir. Zemin B ile gösterilen bu durumdan itibaren [(σ-ua);(∆H/H)]

düzlemi üzerinde yüklenirse doygun bir

nümunenin konsolidasyon deneyine yakın bir davranış gösterecektir. c.

EF, EH izleri üzerinden yüklenen bir zeminin üzerindeki yük F veya H

noktalarından sonra azaltılabilir. Bu durumda doymuş numunenin şişmesi gözlenebilir ve şişme indisi saptanabilir. Bu iki indis değeri biraz farklı olacaktır. Problemin niteliğine göre kullanılması uygun olur. d. Zemin, başlangıçta su verilmeksizin doğal su içeriğinde örneğin AE izi üzerinden yüklendikten sonra suya boğulabilir. Bu yaklaşıma “tek nokta” metodu denilmektedir. (Bu deneyler, emme basıncının da ölçüldüğü düzenekler ile yapılabilir.

Ayrıca

özel

gereçlerde

emme

basıncı

kontrol

edilerek

gerçekleştirilebilir.) 4.2. Çift Odömetre Deneyleri ve Kınık Kili (Ankara) Üzerinde Uygulama Çift Odömetre deneyi, Jennings ve Knight (1957,1958) tarafından önerilmiştir. Çift Odömetre deneyi, aynı şartlardaki biri doymamış ikincisi şişme sonucunda doymuş iki nümune üzerinde yapılan bir deneydir. Şişen zeminlerde özellikle Avustralya (Burland,1965), Güney Afrika (Blight, 1965; Blight ve de Wet, 1965), Suudi Arabistan (Erol,1981;1989,1990) gibi memleketlerde uygulanarak ve arazi bulguları ile karşılaştırılarak olumlu sonuçlar alınmıştır. Kınık kili Ankara şehir merkezine 35 km kadar uzaklıkta bulunan ve yüksek şişme potamsiyeline sahip olan bir zemindir. Homojen bir yapıda olan bu kilin özellikleri kısaca ve ortalama değerlerle Likid Limiti 60, Plastiklik Endisi 42, Doğal Su Đçeriği 25%, Aktivitesi 1.8 olarak verilebilir. Bu kil ile ilgili bilgiler Ordemir ve arkadaşları (1975) tarafından bildirilmiştir. Kınık kili üzerinde yapılan özel odömetre deneyleri Şekil 4 ve Şekil 5 de gösterilmektedir. (Birand, 1978)

210

V. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Peynircio Konferansı

Şekil 5. Odömetre Deneyleri Şekil 5 de üç tür odömetre deneyi gösterilmektedir. Bu deneyler biribirine çok yakın konumlardaki üç nümune üzerinde uygulanmış olan deneylerdir. Deneyler, Şekil 1 de sunulan ve şişme olayını efektif gerilmelerin iki ayrı bileşeninin değişimi ile açıklayan üç boyutlu diyagramdaki eğriler ile şu şekilde kıyaslanabilir: Eğri 1 üç boyutlu diyagramda AEDD’ ile gösterilen doğal su içeriğindeki bir nümunenin A D D’’ ile gösterilen sıkışma izinin odömetre deneyini fiziksel olarak yansıtan [σ-ua ; ∆H/H] düzlemindeki izdüşümünü yansıtmaktadır. Eğri 2, suya boğulmak sureti ile çok küçük bir yük altında şişirilen (AB izi) ve sonra yüklenen bir nümunenin davranışını aynı düzlemde temsil eden ABGFHC eğrisidir. Eğri 3 ise aynı bir küçük yük altında suya boğulmakla beraber şişme görüldükçe basıncı arttırmak sureti ile şişmeye izin verilmeyen durumu yansıtmaktadır. Bu halde yükleme izinin ABGHC olması beklenir. beklenir. Bunun böyle olması haline 211

Prof.Dr. Altay Birand

deneylerin yapılışında “yükleme izi bağımsızlığı” adı verilir. Diğer bir anlatımla; deneyde nümunenin davranışı, deneylerin hangi yolla yapıldığından bağımsız olarak belirecektir demektir. Bu iki eğrinin biribirine oldukça yakın konumda bulundukları görülmektedir. Bu nedenle böyle bir bağımsızlıktan söz etmek olasıdır. Bu deneyde yukarıdaki deney yöntemlerinden elde edilen Eğri 2 nin Eğri 1 üzerine çakıştırılması ile elde edilen ikiz eğri kullanılmaktadır.

Şekil 1 bu iki eğrinin şişmeye izin verildikten sonra yüklenen nümunenin izlediği BGFHC ve doğal su içeriğindeki yarı doygun nümunenin [σ-ua;∆H/H] düzlemindeki izdüşümü A’D D’’ izini yansıtır. Bu son deney sırasında sürekli olarak yüklenen nümune, yüksek yük kademelerine varıldığında sıkışarak gerek zemin boşluğundaki havanın

havanın

dışarı

atılması,

gerekse

Henry

kanunu

uyarınca

hava

kabarcıklarının su içinde erimesi sonucunda doygunluğa yaklaşacaktır. Ancak; bu iki iz incelendiğinde, aralarındaki ilişkinin [σ-ua;∆H/H] düzlemi üzerinde σ-ua yönünde zeminin şişme basıncı σs=χ(ua-uw), ve ∆H/H yönünde ise birim şişme deformasyonu ∆H/H olduğu sonucuna varılır. Demek oluyor ki belli bir σ-ua toplam gerilme değerinde, örneğin A’ noktasında, zemin şişmeye bırakılırsa, A’G ile gösterilen bir emme basıncı azalması söz konusu olacaktır. Bu ise efektif gerilmede bir azalmaya işaret etmektedir. Bu nedenle Çift odömetre deneyi ile, arazide herhangibir σ-ua toplam gerilmesi (veya örtü yükü) altında kalınlığı belli olan bir zemin elemanının şişme miktarı ve bu şişme olurken meydana gelecek olan efektif gerilme bulunabilecektir.

212

V. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Peynircio Konferansı

Şekil 6. Kınık Kilinde Çift Odömetre Deneyi Sonuçları Şekil 6., Şekil 5. de gösterilen odömetre deneylerinden elde edilen eğrilerin durumunu, tekrar yükleme çemberleri ile şişmeye izin verilmeyen deney olmaksızın göstermektedir. Bu deneylere paralel olarak, bazı nümuneler doğrudan doğruya çeşitli yüklere yüklenmiş ve bu yükler altında suya boğularak “tek nokta” deneyleri uygulanmış, bu suretle zeminin “yükleme izi bağımsızlığı” bu yöntemle de bir kere daha araştırılmıştır. Tek nokta deneylerinin şişme izleri oklarla gösterilmiştir. Bu davranıştan anlaşılacağı gibi Kınık Kilinin yükleme izinden bağımsız davrandığı kesinlikle doğrulanamaz ise de şişme miktarlarının ın biribirlerine yakın oluşu bu yöndeki bir olguyu güçlendirmektedir. Diğer yandan, davranışın her iki halde de aynı olmayışı, nümunelerin ilk konumlarında aynı boşluk oranında olmayışları ve göreli sıkışabilirlikleri gibi nedenlerle de açıklanabilmektedir. açıklanabilmektedir. (Birand,1978). Şeklin incelenmesi ile aktif derinliğin 11.2 m olacağı hesaplanmaktadır. Yukarıda, hacim değişmesinin yalnız şişme olarak görüldüğü haller incelenmiştir. Ancak, Ankara yöresinde silt oranı yüksek olan bazı killi zeminler, yüksek toplam gerilmeler ilmeler altında “Đç Yapı Çökmesi” göstermişler ve hacimleri küçülmüştür. (Akbay,1972; Yüncü,1972; Çalışan,1987; Birand ve Primkulov, 2001). Mekaniği 213

Prof.Dr. Altay Birand

belli ölçüde yukarıda açıklanan faktörlere; ancak büyük ölçüde kayma gerilmesi ve kayma dayanımı davranışınıı ilgilendiren bu konuya burada girilmemiştir.

5. Şişen Zeminlerde Kazık-Zemin Zemin Etkileşmesi Etkile 5.1. Teori

Şişen bir zeminin hacminin her yönde genişleyebileceğini ve bu nedenle temas içinde olduğu cisimleri aynı yönlerde sürükleyebileceğini hatırlamak gerekir. Bu durumda şişen bir zeminin içindeki yük taşımayan bir kazığın denge sağlayabilmesi için kazığın çevre sürtünmesi f(z) nin kazık boyunca derinlikle değişimini, d kazık çapını, l kazık boyunu göstermek üzere:

πd

lt

∫ 0

f ( z ) dz − π d

l

∫

f ( z ) dz = 0

lt

(15) denkleminin sağlanması gerekir. Burada lt, bu tür yapı-zemin zemin etkileşimi problemlerinde görülegelen bir tarafsız düzlemin kazık başından uzaklığını işaret eder. Bu tarafsız düzlemin üzerinde kazık-zemin kazık ara kesidinde kayma ayma deformasyonu positif, altında ise negatif olmakta, denge bu şekilde sağlanmaktadır. Çevre sürtünmesinin derinlikle değişmediği bir f(z)=f0 durumu için (15) denkleminin kullanılması ile lt=l/2 ve bu özelliğin derinlikle doğrusal değiştiği f(z)=foz durumu için ise lt =l/√ √2 bulunur.

Şekil 7. Şişen bir Zeminde Kazık-Zemin Kazık Etkileşmesi

214

V. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Yukarıda kısaca sözü edilen mekanizma Şekil 7. de etraflı olarak görülmektedir. Bu

şekile göre tarafsız düzlemin üstünde kazık zemine göre oturmakta, altında ise kabarmaktadır. Bu nedenle şişme sırasında kayma direncinin tarafsız düzleme göre işaret değiştirdiği açıktır. Tarafsız düzlemin konumunu ve kazığa uygulanabilecek en yüksek çekme kuvvetini bulabilmek için; çevre direncini kazığın başından ve tabanından itibaren kümülatif şekilde toplamak yeterlidir. Bu şekilde elde edilen eğriler, kazığa uygulanabilecek maksimum çekme kuvvetinin zarfını verecektir. Diğer taraftan her iki kümülatif toplamın zarfının kesiştiği yerdeki düzlem ise tarafsız düzlem olacaktır. Kazık boyunca tarafsız düzleme yaklaşıldıkça kazık-zemin göreli hareketi sıfırlanmaktadır. Dolayısı ile bu bölgelerde kazığın aldığı yük azalacaktır. Bu nedenle gerçek çekme kuvveti, zarf ile bulunan kuvvetden daha az olur.

Şekil 7. de gösterilmemekle beraber, kazık boyunca şişme miktarlarının bilinmesi durumunda bu miktarların kazık başından kazık tabanına ve kazık tabanından kazık başına kadar alınan kümülatif toplamlarının derinliğe göre çizilmesi ve bu iki eğrinin kesişme noktasının bulunması da tarafsız düzlem’in yerini saptamak için kullanılabilir. Bu türlü bir problemin çözümünde, kazığı ve zemini belli uzunlukta elemanlara ayırarak hesap yapmak uygun olmaktadır. Diğer taraftan, şişen zeminden kazıklara gelen kuvvet aşağıdaki bağıntı yardımı ile hesaplanabilir: Pi=σs K0 αβΠd li (16) Burada:

σs=χ(ua-uw)=Şişme Sırasındaki Efektif Gerilme Değişmesi, K0= Geostatik Basınç Katsayısı,

α=Aderans Faktörü, β= Ferahlama Faktörü, d=Kazık Çapı, li= Kazık elemanının boyudur. 215

Prof.Dr. Altay Birand

Ankara killerinde, oluşumları ve derinlikle değişen yönleri jeolojik devirlerdeki kuruma olaylarının mekaniğine dayandırılan (Özkan,1987) fisür ve çatlaklar bulunmaktadır. ODTÜ de yapılan bir çalışma gözönüne alındığında, Fisürlü killerde, yanal basıncın fisürlerle ferahlayabileceği düşüncesi ile β faktörü 0.6 civarında alınabilir (Yanıkömeroğlu,1990). Şişme potansiyeli olan fisürsüz killerde bu faktörün 1.0 alınması uygundur. Çekme gerilmesi altında bulunan bir kazıkta, betonun çatlayarak gerilmeyi betonarme demirine aktaracağı bilinmektedir. Bu nedenle, güvenlik hesaplarında betonarme demirinin akma sınırı dikkate alınmalıdır. Diğer yandan f(z) kazık-zemin yüzeyinde derinlik boyunca oluşabilecek en yüksek çevre sürtünmesi değeri olmak üzere bu durumdaki bir kazığa yansıyacak en büyük yükün:

 l  Pm = 0.5πd ∫ f ( z )dz   0 

(17)

olacağı açıktır. Bu kural, gerçek çekme kuvvetinin hesabında bir kriter olur. Kazıklardan zemine yapılan bu kuvvet aktarımı zeminin hareketini engelleyerek; kazıklar arasında bulunan zeminin şişmesinin, kazıklardan uzakta bulunan zeminin

şişmesine oranla daha az olmasına neden olur. Kare bir kazık ızgarasının s kazık aralığı ile tasarlandığı düşünülürse bu durumda zemine kazıktan yansıyan gerilme ortalama bir hesapla Pi/s2 olacaktır. Bu halde zeminin şişme miktarlarının hesabında bu gerilmeden dolayı meydana gelen hareketin hesaplanması ve zeminin şişme miktarının düzeltilmesi gerekmektedir. Diğer yandan, kazığa yansıyan ve (16) bağıntısı ile hesaplanan kuvvetlerin kazık boyunda değişiklik meydana getireceği de göz önüne alınmalıdır. Bu değişiklik, çok yüksek şişme basıncı gösteren killerin varlığı durumunda önem taşır.

5.2. Örnek: Kınık Kili Đçindeki Bir Kazıklı Temel 1970 li yıllarda Ankara şehrine su getirmek amacı ile tasarlanan sistem içinde şehrin Kınık ve Đvedik bölgelerinde su tasfiye tesislerinin yapılması gündeme gelmiştir. Bu tesislerin temellerinin tasarlanması için değişik kuruluşlarca önerilen tekliflerin değerlendirilmesi sırasında killerin şişme problemi gündeme gelmiş ve kazık-zemin

216

V. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

etkileşmesi incelenmiştir. kazı nedeni ile Dekantör temelleri için önerilen kazıklar, net yük taşımamakta olup yalnızca şişen zeminlere karşı bir önlem olarak önerilmişler idi. Önerilen temel sisteminde 1 m çapında ve 12 m uzunluğunda fore kazıklar bulunmakta idi. Kazıkların yapımında zamanın şartları doğrultusunda beton B160 ile 1400 kg/cm2 çekme dayanımı olan demir kullanılacak idi. Kazıkların Elastik modülü 24x106 kN/m2 olarak kabul edilebilir. Yukarıda açıklanan teorik bilgilerin kullanıldığı ve bir miktar genişletildiği bu örnek, konunun kapsamının ve detaylarının daha iyi anlaşılabilmesi için aşağıda sunulmaktadır. Đncelemede, en kritik durum olan zeminin tamamen doygun hale gelerek tüm şişme potansiyelinin aktif hale gelmesi göz önüne alınmıştır. Geostatik Katsayı K0= 1.0 Aderans Faktörü α=0.7 alınmış olup, yağlı bir kıvamda olan bu zemin için ferahlama faktörü 1.0 kabul edilmiştir. Bu problemin incelenmesi için

Şekil 6. da sunulan Çift Odömetre Deneyi sonuçları kullanılacaktır. Hesapların yapılmasında,

aktif

derinliğe

kadar

olan

mesafe

boyunca

kazık

1.2;2.0;2.0;2.0;2.0;2.0 m uzunlukta elemanlara bölünmüştür.

Şekil 8. Çift Odömetre deneyinden, σ-ua ekseni üzerinde her kazık elemanının merkezi seviyesine karşı gelen şişme basıncı σs değeri ile çevre sürtünmesi değeri f(z)=K0ασs değerinin derinlikle değişimini göstermektedir. Şişme basıncı değerleri, her kazık elemanının merkezi seviyesindeki toplam gerilme kullanılarak deney sonucu grafiklerinden iki eğri arasındaki

σs değerinin saptanması ile elde

edilmişlerdir

35

30

Basınç (KPa)

25

20

15

10

5

0 0

2

4

6

Derinlik (m)

8

10

12

Şişme Basıncı Çevre Sürtünmesi

Şekil 8. Şişme Basıncı ve Çevre Sürtünmesinin Derinlikle Değişimi 217

Prof.Dr. Altay Birand

Buradan çevre sürtünmesinin derinlikle değişimi için: f ( z ) = 22.75 − 7.19 z

(18)

ifadesi elde edilir. Bu ifade (15) denkleminde kullanılarak tarafsız düzlemin derinliği için lt=2.5 m elde edilir. Aynı ifade (17) denklemine konulursa 11.2 m lik aktif derinlik kullanılarak maksimum kazık yükü Pm=117 KN bulunur.

Şekil 9. herbir kazık elemanı için (16) bağıntısı aracılığı ile hesaplanmış olan Kazık Kuvveti Pi nin kazık başından ve kazık ucundan alınan kümülatif toplamlarını göstermektedir.

Bu

Şekil,

tarafsız

düzlemin

2.0

m

derinlikte

olduğunu

Kümülatif Yük (KN)

belirlemektedir. 350 300 250 200 150 100 50 0 0

5

10

15

Derinlik (m)

Kazık Başından Kümülatif Yük (KN)

Kazık Ucundan Kümülatif Yük (KN)

Şekil 9. Derinlik ve Kümülatif Yük Şekil 10; Şekil 9 kullanılarak elde edilmiş olan maksimum çekme kuvveti zarfını göstermektedir. Diğer taraftan en yüksek yük seviyesinin 117 kN olduğu bilindiğinden bu değer kullanılarak zarfın içine “gerçek” çekme kuvveti zarfı yerleştirilmiştir. Bu yerleştirme ancak zarfın tepe noktasındaki derinliğe ve ileride görülecek olan Şekil 12’ye kıyasen kullanılan mühendislik bonsansına dayanılarak uygulandığı için ikinci zarfa tamamına gerçek demek doğru olmamakla beraber bu tahminin gerçeğe yakın olacağı da anlaşılmalıdır.

218

V. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Kuvvet Zarfları

250 200 150 100 50 0 0

1

2

3

4

5

6

7

Derinlik Maksimum Çekme Kuvveti Zarfı

Gerçek Çekme Kuvveti Zarfı

Şekil 10. Kuvvet Zarfları Şekil 11. kazık ucundan ve kazık başından itibaren kümülatif şişme miktarı grafiklerini vermektedir. Bu şekildeki şişme miktarlarını elde etmek için önce kazığın her elemanının orta noktasına isabet eden derinlikteki σ-ua değerlerine karşı gelen şişme miktarları Çift Odömetre deneyi sonuçlarından bulunmuştur. Bu, kazıkların bulunmadığı ortamdaki şişmeyi yansıtır. Kazıklar, rölatif hareket yönlerine koşut olarak yüzey sürtünmeleri nedeni ile şişmeye çabalayan zemini engelleyecek veya şişmeyi arttıracak bir etki yaparlar. Bu etkiyi hesaba almak için kazığın her elemanının aldığı yük Şekil 10. daki gerçek kuvvet zarfı kullanılarak elde edilmiş ve kazığın çevresindeki zeminin alanı olan s2=5x5=25 m2 ye bölünmüş ve kazığın zemine naklettiği yük(∆P) bulunmuştur. Bu basınç nedeni ile beliren hareket miktarları; Çift Odömetre Deneyi eğrisine ilgili derinlikteki (σ-ua) değeri ile girilerek (σ-ua+∆P) gerilme değerleri için hesaplanmıştır. Bu miktarlar, tarafsız düzlemin yerine kıyaslanarak bir önceki adımda elde edilen şişme miktarlarına eklenmiş veya çıkarılmıştır. Bu şekilde belirlenen net hareketler kazık başından ve kazık sonundan başlamak üzere kümülatif olarak toplanmış ve Şekil 11 de gösterilen kümülatif hareket eğrileri elde edilmişitr. Bu yöntemle elde edilen eğrilerin kesişme noktası, tarafsız düzlemin 2.5 m de bulunduğunu göstermektedir. Bu (18) ve (15) bağıntılarının kullanımı ile elde edilmiş olan değere eşittir. Şekil 11 de tarafsız düzlem düzeyindeki hareket miktarının 50 mm olduğu görülmektedir. Bu miktar baz alınarak tarafsız düzleme göre hesaplanacak olan hareket miktarları, kayma deformasyonları açısından açıklayıcı olacaktır.

219

Prof.Dr. Altay Birand

Kümülatif Şişme (mm)

90,00 80,00 70,00 60,00 50,00 40,00 30,00 20,00 10,00 0,00 0

2

4

6

8

10

12

Derinlik (m)

Kazık Başından Kümülatif Şişme(mm) Kazık Ucundan Kümülatif Şişme(mm)

Şekil 11. Kümülatif Şişme Bu durum, Şekil 12. de sunulmaktadır. Kazıkta, yük nedeni ile meydana gelebilecek deformasyon da gerçek çekme kuvvetleri ile hesaplanabilir. Bu kuvvetin kümülatif toplam değerleri kazık başından ve tabanından itibaren saptanabilir ve aynı şekilde gösterilebilir. Görüldüğü gibi kazığın gerçek yük zarfı kullanılarak hesaplanan sıkışması ihmal edilebilir büyüklüktedir. Bu nedenle zeminin hareketi ile kazığın hareketi arasındaki fark, pratikte yalnızca zeminin hareketi olarak belirmektedir. Şişme basınçlarının daha fazla olduğu ve/veya aktif derinliğin ve kazık boyunun daha uzun olması halinde göreli hareketin daha fazla olması beklenir. Kazığın çekme yüküne karşı güvenliği ise yüzde bir donatı düşünülerek 1099 kN olarak bulunur. Kazık, bu bakımdan güvendedir.

220

V. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Peynircio Konferansı

40 Göreli Hareket (mm)

30 20 10 0 -10 0

2

4

6

8

10

12

-20 -30 -40 -50 -60 Derinlik (m)

Zeminin Göreli Hareketi

Kazığın ın Göreli Hareketi

Şekil 12. Göreli Hareketler Kazık başında bir yük olması halinde hesaplar aynı olmakla beraber Şekil 13. de görüldüğü gibi Maksimum Çekme Kuvveti Profili kazık başı yükü yük Q kadar bir deplasmana uğrar. Tarafsız düzlem aşağıya doğru kayabilir. Bu durumda maksimum yük aşağıdaki gibidir: l

1 Pm = {πd ∫ f ( z ).dz − Q} 2 0

(19)

Şekil 13. Kazık Başına Kuvvet Uygulanması Durumu

Not: Yukarıda sunulan problemin çözümü için bir öneri de “piston kazıklar” idi. Burada içeride aktif derinliğin çok altına (25.0m) inen bir kazığın dışına iç kazığın

221

Prof.Dr. Altay Birand

üzerinde hareket edebilecek bir boru kazığın yerleştirilmesi önerilmekte idi. Bu önerinin düşünülmesi okuyucu için güzel bir eksersiz olabilir.

Ek. 1. Bir Yöntem: Van der Merwe Sistemi Van der Merwe (1964) sistemi “Şişme Potansiyeli” ile “Şişme Miktarını” ayırmakta; önce “Şişme Potansiyeli” ni basit bir yolla bulmakta; sonra bu bulgu ile bazı ampirik gözlemleri kullanarak “Şişme Miktarını” saptamaktadır. Bunun için önce zeminin Plastiklik Đndisi ve Kil Đçeriği Yüzdesi ile Şekil Ek 1. e başvurulur ve buradan “Şişme Potansiyeli” saptanır.

Şekil Ek 1. Van der Merwe Abağı Bu işlemi takiben zeminin eminin “Potansiyel Kabarabilme” katsayısı PE aşağıdaki Tablo E 1 den alınır ve aşağıdaki A 1 denklemine yerleştirilir. Tablo E 1. “Potansiyel Kabarabilme” Katsayısı (PE)

Şişme Potansiyeli

Potansiyel Kabarabilme Katsayısı (PE) (KabarmaMiktarı/Zemin Kalınlığı) (cm/m)

222

Çok Yüksek

0.0250

Yüksek

0.0125

Orta

0.0062

Az

0

V. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

z1

s = ∫ F ( PE )dz

(E 1)

z2

burada: z1 ve z2 şişen tabakanın metre olarak alt ve üst derinlikleridir. (Tabaka kalınlığı =H= z 2- z 1) s=Şişme Miktarıdır. (m) F= z derinliğindeki şişmenin yüzeydeki şişmeye nazaran azalmasını temsil eder ve aşağıdaki denklemle bulunur: F = ez/k

Burada z derinlik, k ise metre olarak aktif derinliktir. Güney Afrikanın bazı zeminleri için Van der Merwe tarafından k=7.0 m olarak önerilen bu derinlik Kınık Kili için örneğimizde k=11.2 m olarak saptanmış idi. Genelde ODTÜ kampüsü killeri için ise k= 6.0 m alınabilir.

Zeminlerin Şişmesi Konusunda Kaynakça Abbasoğlu, C., 1971, “Ion Exchange Process Affecting Swelling and Other Properties of Ankara Clay “, M.S.Thesis, METU, Civil Engineering Department, 78 pages. (AFNOR), L’Association Francaise De Normalisation Juillet (1980), “Essai Au Bleu De Methylene”, P18-592, Afnor 80181, Paris La Defence. Aitcheson, G.D. and Richards, B.G. (1965) “Techniques Adopted for the Measurement of Moisture Variables,” Symposium on Moisture Equilibria and Moisture Changes in Soils, Australia: Butterworth, pp. 191-205. Akbay, Ö.Ü., 1972, “The Influence of Saturation on Volume Change Characteristics of Ankara Clay Under Various Surcharge Pressures”, M.S. Thesis, METU, Civil Engng. Dept., 53 pages. Arda, Ş.,1966, “Preconsolidation of Ankara Clay”, M.S. Thesis, METU Civil Engng Dept., 58 pages. 223

Prof.Dr. Altay Birand

Bandyopadhyay, S.S., 1981, “Prediction of Swelling Potential for Natural Soils”, Proc. ASCE J. GE Div., Vol.107, No.5, pp.658-661. Barden, L., Madedor, A.O. and Sides, G.R. (1969) “Volume Change Characteristics of Unsaturated Clay,” Journal of the Soil Mechanics and Foundations Div., ASCE, Vol. 95, No. SM1, Proc. Paper 6338. Beaulieu, J., 1979, “ Identification Geotechnique de Materiaux Argileux Naturels Par La Measure de Leur Surface au Moyen du Bleu de Methylene”, These Pour Obtenir le Titre de Docteur 3e Cycle, L’Universite de Paris-Sud, Centre d’Orsay, 132 papiers. Bensted, J., 1985, “Application of the Methylene Blue Test to Cement Raw Materials”, J. Chem. Tech. Biotechnol., 35A, pp.181-184. Birand, A., 1963, “Study of the Characteristics of Ankara Clays Showing Swelling Properties”, M.S. Thesis, METU, Civil Engineering Department, 40 pages. Birand, A., 1965, “Recent Views on the Behaviour of Clay- Water Systems “, METU, Faculty of Engineering, Publication no. 11 , 18 pages. Birand, A.A. (1963), “Swelling Properties of Ankara Clay”, M.S. Thesis, Faculty of Engineering, Middle East Technical University (METU), Ankara, pp.60. Birand, A.A. (1965) “Investigation of Swelling Potential of Clayey Soils,” METU Engineering Faculty Pub. No.12. Birand, A.A. (1978) “A Contribution to the Double Oedometer Testing of Expansive Soils,” Invited Jubilee Paper Published in Honor of Prof. Peynircioglu. Publication of Turkish National Committee of Soil Mechanics and Foundation Engineering, Istanbul: ĐTÜPress. Birand, A.A., 1976, “Presentation of a Case of Damage to an Airfield Pavement”, METU Journal of Pure and Applied Sciences, Vol.9, No.1, pp.99-111. Birand, A.A., 1976, “Propensity to Water Intake- A Method for the Prediction of the Expansiveness of Soils”, METU Journal of Pure and Applied Sciences, Vol.9, No.3, pp.367-397. Birand, A.A., 1977, “Ankara Yöresi Zeminlerde Ön Yükleme Ýsotropisi”, 4. Tubitak Teknik Kongresi, Altınyunus, Đzmir, pp.277-287.

224

V. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Birand, A.A.,(2001) “Prediction of the Expansiveness of Soils” Invited Jubilee Paper in Honour of Prof. Ergün Toğrol Publication of Turkish National Committee of Soil Mechanics and Foundation Engineering, Istanbul: ĐTÜPress. Birand, A.A. and Primkulov, A., (2001) “On the Behaviour and Identification of Collapsible Soils” Procedings XV. Inter Conf. Soil Mech. and Geotechnical Eng.

Đstanbul Vol. 1. Bishop, A.W. (1960) “Discussion and Closing Remarks,” Conference on Pore Pressure and Suction in Soils, London: Butterworth. Bishop, A.W. and Blight, G.E. (1963) “ Some Aspects of Effective Stress in Saturated and Partly Saturated Soils,” Geotechnique, London, Vol. 13, pp. 177-197. Bishop, A.W. and Donald, I.B. (1961) “ The Experimental Study of Partly Saturated Soil in the Triaxial Apparatus.” Proceedings of Fifth International Conference Soils Mechanics, Vol.1 pp. 13-21. Bishop, A.W., (1959) “The Principle of Effective Stress” Teknisk Ukeblad, 39; pp. 859-863. Blight, G.E. (1965) “A Study of Effective Stresses for Volume Change,” Symposium on Moisture Equilibrium and Moisture Changes in Soils Beneath Covered Areas, Australia. Butterworths Blight, G.E. and DeWet, J.A. (1965) “The Acceleration of Heave by Flooding,” Proceedings, Symposium on Moisture Equilibria and Moisture Changes in Soils Beneath Covered Areas, Australia:Butterworh. Blight, G.E. and Williams, A.B., 1971, “ Cracks and Fissures by Shrinkage and Swelling”, Fifth Regional Conference for Africa on Soil Mechanics and Foundation Engineering, Luanda, Angola, (Portugusse West Africa), August, pp.1-7. Bolt, G.H. (1956) “Physico-Chemical Analysis of the Compressibility of Pure Clay,” Geotechnique, Vol. 6, No.2. Bozozuk, M. (1972) Downdrag Measurements on a 160ft. Floating Pipe Test Pile in Marine Clay.

Canadian Geot. J. Vol. 9 No.2, pp. 127-136.

225

Prof.Dr. Altay Birand

Brackley, I.J.A., (1983), “ An Emprical Equation For the Prediction of Clay Heave”, Proc. 7th Int. Asian Reg. Conf. on Soil Mechanics and Foundation Engineering, Vol.1, pp.8-14. Brindley, G.W. and Thompson, T.D., 1970, “ Methylene Blue Absorption by Montmorillonites. Determination of Surface Areas and Exchange Capacities With Different Initial Cation Saturations (Clay-Organic Studies XIX), Israel Journal of Chemistry, Vol.8, pp. 409-415. Brooks, C.S., 1964, “Mechanism of Methylene Blue Dye Adsorption on Siliceous Minerals”, Kolloid Zeitschrift, Vol.199, No.1, pp.31-36. Building Research Board Panel, Federal Housing Administration (1968) “Chemical Soil Stabilization,” National Academy of Sciences. Burland, J.B. (1977) “Some Aspects of the Mechanical Behaviour of Partly Saturated Soils,” Symposium on Moisture Equilibria and Moisture Changes in Soils, Australia: Butterworth, pp.270-278. Burland, J.B., (1977) “Some Aspects of the Mechanical Behaviour of Partly Saturated Soils”, Moisture Equilibrium and Moisture Changes in Soils Beneath Covered Areas, Australia, Butterworths, pp.270-278. Chen, F.H. (1965) “The Use of Piers to Prevent the Uplift of Lightly Loaded Structures founded on Expansive Soils,” Proceedings, 1st International Conference on Expansive Soils, College Station, Texas. Chen, F.H.,1968. “Foundations on Expansive Soils”, Elsevier Scientific Publishing Company, Amsterdam-Oxford- New York ,280 pages Coleman, J.D. (1965) “Geology, Climate and Vegetation as Factors Affecting Soil Moisture,” Symposium on Moisture Equilibria and Moisture Changes in Soils Beneath Covered Areas, Australia: Butterwoth. Collin, L.E. (1953) A Preliminary Theory for the Design of Underreamed Piles. Trans. Southern African Institution of Civil Engineers, Vol. 3 No.11 Croney, D., Coleman, J.D. and Black, W.P.M. (1958) “Movement and Distribution of Water in Soil in Relation to Highway Design and Performance—Water and its Conduction in Soils,” Highway Research Board, Special Report No. 40, Washington, D.C. , pp.226-52.

226

V. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Çalışan, Ö.F., (1987), “A Study on Volume Change Behaviour of Silt Added METU Clay”, M.S. Thesis, METU Civil Engng. Dept., 55 pages. Daksanamurthy, V. and Raman, V., (1973) “ A Simple Method of Identifying an Expansive Soil”, Soils and Foundations, Japanese Society of Soil Mechanics and Foundation Engineering, Vol.13, No.1, pp.97-104. Damla, Ö.R., (1976) “Prediction of Swelling Potential and Swelling Pressure From the Double Oedometer Test”, M.S. Thesis, METU, Civil Engng. Dept., 33 pages. Davidson, L.K., Demirel, T. And Handy, R.L. (1965) “Soil Pulverization and Lime Migration in Soil-Lime Systems,” Highway Research Record, Vol.92, pp. 103-126. Dawson, R.F., (1989) “Modern Practices Used in the Design of Foundations for Structures on Expansive Soils”, Quarterly of the Colorado School of Mines, Vol.54, No.4., Oct., pp.67-87. De Bruijn, C.M.A. (1967) “Laboratory Psychrometer/Cyroscope and Portable Psychrometer for Measuring Moisture Potentials of Soil Samples,” SMFE 4th Regional Conference for Africa, Cape Town. De Bruyn, C.M.A., Collins, L.E. and Williams, A.A.B., (1957) “ The Specific Surface, Water Affinity and Potential Expansiveness of Clays”, Clay Minerals Bulletin, Vol.3, pp.120-128. Dhowian, A.W., Ruwaih, I.E., Youssef, A.F. and Erol, O., (1984) “Evaluation of Expansive Soils and Foundation Methodology in the Kingdom of Saudi Arabia “, First Progress Report, Saudi Arabian National Center for Science and Technology, Contract No. AT-5-88, 253 Pages. Donaldson, G.W. (1967), The Measurement of Stresses in Anchor Piles. Proc. 4th Regional Conf. for Africa on Soil Mech and Foundation Eng. Vol. 1, pp. 253-256. Donaldson, G.W. (1975) “Types of Foundation for Expansive Soils,” Soil Mechanics and Foundation Engineering, Proceedings, 6th Regional Conference for Africa, Durban. Driscoll, R., (1983) “The Influence of Vegetation on the Swelling and Shrinking of Clay Soils in Britain”, Geotechnique, Vol.33, No.2, pp.93-105.

227

Prof.Dr. Altay Birand

Doruk, M., (1968) “Swelling Properties of Clays on the METU Campus”, M.S. Thesis, METU, Civil Engng. Dept., 46 pages. Elias, M. (1967) “An Investigation of Moisture Movement in Soils and the Concept of Equilibrium Moisture Distribution with its Bearin on Pavement Performance” El-Sohby, M.A. and Mazen, D., (1983) “Mineralogy and Swelling of Expansive Clayey Soils”, Geotechnical Engineering, Vol.14, pp.79-87. Emodi, B.S., (1946) “The Adsorption of Dyestuffs by Montmorillonite”, Clay Minerals Bull., 3, pp.76-79. Erol,O.,(1990)

“Gerçek

Kabarmaların

Şişme

Ödometre

Metodu

ile

Karşılaştırılması” Zemin Mekaniği ve Temel Mühendisliği Üçüncü Ulusal Kongresi, Boğaziçi Üniversitesi, Cilt 1, ss.1-8. Erol, O.,Dhowian,A., ve Yuossef,A.F., (1989) “A Comparative Study on Observed and Predicted Heave” Journal of Engineering Sciences. Vol15, No. 1 Erol,O., Youssef,A.F., Dhowian,A., (1981) “Swelling Potential of Medina Clays” Proceedings, Sym. on Geotechnical Problems in Saudi Arabia Fairbairn, F.E. and Robertson, R.H.S., (1956), “Liquid Limit and Dye Adsorption”, Clay Minerals Bulletin, Vol.17, 3., pp.129-136. Fawcett, R.C. and Collis-George, N. (1967) “A Filter Paper Method of Determining the Moisture Characteristics of Soils,” Australian Journal of Experimental Agriculture and Animal Husbandry, Vol.7. Fourin, L., Millon-Devigne, P. and Lan, T.N., (1989) “Essai au Bleu et Nocivite des Montmorillonites dans les Materiaux Composites”, Bulletin de L’Association Internationale de Geologie de l’Ingenieur, No.40, Paris, pp.91-96. Fredlund, D.G. (1979) “Appropriate Concepts and Technology for Unsaturated Soils,” Second Canadian Geotechnical Colloquim, Canadian Geotechnical Journal, Vol. 16 pp. 121-139. Fredlund, D.G. and Morgenstern, N.R. (1977) “Stress State Variables for Unsaturated Soils,” ASCE Journal of Geotechnical Engineering Division, Vol.. 103 (GT5), pp. 447-466.

228

V. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Fredlund, D.G., Hanau, J.U. and Filson, H.L. (1980) “The Prediction of Total Heave,” 4th International Conference on Expansive Soils, Vol.2, Denver. Fredlund, D.G. and Rahardjo,H., (1993) “Soil Mechanics for Unsaturated Soils” John Wiley and Sons. NY. 560 pages Fredlund, D.G.,

(2001) “TC6 Comittee Report on Laboratory Testing of

Unsaturated Soils” Procedings XV. Inter Conf. Soil Mech. and Geotechnical Eng.

Đstanbul Furtun, U., (1989) “An Investigation on Ankara Soils With Regard to Swelling”, M.S. Thesis, METU, Civil Engng. Dept., 151 pages. Grim, R.E., (1953). “Clay Mineralogy “, Mc Graw- Hill Series in the Geological Sciences Gromko, G.J., (1974) “Review of Expansive Soils”, J. of the Geotechnical Engineering Division, ASCE, GT6, June, pp.667-687. Gromko, J.P. (1974), “Review of Expansive soils,” Jour. Geotech. Eng. Div., Amer. Sec. of Civil Eng., Vol. 100, No. GT 6, pp.667-687. Hang, P.T. and Brindley, G.W.,(1970) “Methylene Blue Absorption by Clay Minerals. Determination of Surface Areas and Cation Exchange Capacities (ClayOrganic Studies XVIII) “, Clays and Clay Minerals, Vol.18, pp.203-212. Hardy, R.M., (1965) “Identification and Performance of Swelling Soil Types”, Canadian Geotechnical Journal, Vol.11, No.2, May, pp.141-153. Higgs, N.B., (1988) “Methylene Blue Adsorption as a Rapid and Economical Method of Determining Smectite”, Geotechnical Testing Journal, Vol.11, No.1, March, pp.68-71. Hills, J.F. and Pettifer, G.S., (1985) “The Clay Mineral Content of Various Rock Types Compared With the Methylene Blue Value”, J. of Chemical Technology Biotechnol. Chem.-Tech., 35A, pp.168-180. Holland, J.E. (1980) “Discussion,” 4th International Conference on Expansive Soils, Vol. 2, Denver.

229

Prof.Dr. Altay Birand

Holtan, H.N., England, C.B., Lewless, G.D. and Schmuller, G.A. (1968) “Moisture Tension Data for Selected Soils on Experimental Materials,” United States Department of Agriculture, pp.41-144. Holtz, W.G., (1959) “Expansive Clays- Properties and Problems”, Quarterly of the Colorado School of Mines, Vol.54, No.4, Oct., pp.89-125. Howard, A.K. and Bara, J.P. (1976) “Lime Stabilization of Friant-Kern Canal,” Bureau of Reclamation, U.S. Department of the Interior, Report No. REC-ERC-7620. IX th Inter. Conf. On Soil Mech anf Found. Eng.Tokyo 1977 Jaeger, J.C., (1978) “ Elasticity, Fracture and Flow With Geological Applications”, Chapman and

Engineering and

Hall, 268 pages.

Jennings, J.E., and K. Knight (1957), “The Prediction of Total Heave from the Double Oedometer Test,” Trans. Symposium on Expansive Clays, South Afr. Inst. of Civil Eng., pp.13-19. Johnson, L.D. (1974) “An Evaluation of the Thermocouple Psychrometric Technique for the Measurement of Suction in Clay Soils,” U.S. Army Engineering Station, Vicksburg, Mississippi, Technical Report S-74-1. Johnson, L.D. (1977) “Evaluation of Laboratory Suction Tests for Prediction of Heave in Foundation Soils,” U.S. Army Waterways Experimental Station, Vicksburg, Mississippi, Technical Report S-77-7. Johnson, L.D. (1980) “Field Test Sections on Expansive Soil,” 4th International Conference on Expansive Soils, Vol. 2, Denver. Jones, D.E. and Holtz, W.G., (1973) “Expansive Soils- The Hidden Disaster”, Civil Engineering, Vol.43, No.8, pp.49-51. Jour. of Engineering Science Vol.15 No 1. Kasapoğlu, K.E., (1980) “Ankara Kenti Zeminlerinin Jeomühendislik Özellikleri”, Doçentlik Tezi, Hacettepe University, Geological Engineering Department, Beytepe, Ankara. Katti, R.K. (1978) “Search for Solutions to Problems in Black Cotton Soils,” 1st Indian Geotechnical Society Annual Lecture, Bombay, India.

230

V. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Katti, R.K., Kulharni, U.V. and Kate, J. (1969) “ A Note on Experimental Investigation on CNS Layer as an Intercepting Media for a Footing on Expansive Soils, ” Proceedings, 2nd International Conference on Expansive Soils, College Station, Texas. Katti, R.K., Kulkarni, U.V. Beughale, E.S. and Divaskihar, D.G. (1979) “Shear Strength Development in Expansive Black Cotton Soil Media With and Without a Cohesive Non-Swelling Surcharge: Application to Stability of Canals in Cuts and Embankments, ”Report to Central Board of irrigation and Power, Delhi, India. Kiper, O.B., (1983) “ Etimesgut-Batıkent Yöresindeki Üst Pliosen Çökellerinin Jeomühendislik Özellikleri ve Konsolidasyonu”, Ph.d. Thesis, Hacettepe University, Ankara. Kocabayoðlu, E., (1971) “Contribution of Desiccation to the Preconsolidation of Ankara Clay “, M.S. Thesis, METU Civil Engng. Dept., 18 pages. Komornik, A., Livneh, M. and Smucha, A. (1980) “Shear Strength and Swelling of Clays Under Suction,” 4th International Conference on Expansive Soils, Vol.2, Denver. Krohn, J.P. and Slosson, J.E. (1980) 4th International Conference on Expansive Soils, Vol.3, Denver. Ladd, C.C. and Lambe, T.W., 1961, “The Identification and Behaviour of Compacted Expansive Clays”, Proc. 5th Int. Conf. on Soil Mech. and Found. Eng., Paris, pp.201-205. Lambe, T.W. (1960) “The Character and Identification of Expansive Soil,” A report for the Federal Highway Administration. Lambe, T.W. (1960) “The Structure of Compacted Clay,” Transactions, American Society of Chemical Engineering, Vol. 125, p.681. Lambe, T.W. and Whitman, B.V. (1959) ”Behavior of Expansive Soils,” 1st Annual Soil Mechanics Conference, Colorado School of Mines. Lambe, T.W. and Whitman, R.V., 1959, “The Role of Effective Stress in the Behaviour of Expansive Soils”, Quarterly of the Colorado School of Mines, Vol.54, No.4, pp.33-61.

231

Prof.Dr. Altay Birand

Lambe, T.W., 1958, “ The Structure of Compacted Clay “, J. of the Soil Mechanics and Foundation Division, Proc. of the ASCE, Vol.84, No.SM2, part 1, pp.(1654-1)(1654-34). Lambe, T.W., 1960, “The Character and Identification of Expansive Soils (Soil PVC Meter )”, A Report Completed for The Technical Studies Program of The Federal Housing Administration, MIT, 46 Pages. Lambe,T.W. and Whitman, R.V., 1979, Soil Mechanics, SI Lan, T.N., 1977, “ Un Nouvel Essai d’Identification des Sols. L’Essai au Bleu de Methylene, Bull. Liaison Labo. P. et Ch., 88, Mars-Avr., pp.136-137. Lan, T.N., 1980, “ L’Essai au Bleu de Methylene, Un Progres dans la Mesure et le Controle de la Proprete des Granulats “, Bull. Liaison Labo. P. et Ch., 107, MaiJuin, pp.130-135. Lan, T.N., 1981, “ Utilisation de L’Essai au Bleu de Methylene en Terrassement Routier” , Bull. Liaison Labo. P. et Ch., 111, Janv.-Fevr., pp.5-16. Lautrin, D., 1987, “ Une Procedure Rapide d’Identification des Argiles”, Bull. Liaison Labo. P. et Ch., 152, Nov.-Dec., pp.75-84. Lautrin, D., 1989, “ Utilisation Pratique des Parameters Derives de L’Essai au Bleu de Methylene dans les Projets de Genie Civil”, Bull. Liaison Labo. P. et Ch., 160, Fevr.-Mars., pp.53-65. Locat, J., Lefebvre, G. and Ballivy, G., 1984, “Mineralogy, Chemistry and Physical Properties Interrelationships of Some Sensitive Clays From Eastern Canada”, Can. Geotech., J.21, pp.530-540. Lohnes, R. (1974), “Ankara Soils with a Geological Perspective,”

Unpublished

Report Prepared and Submitted to the Civil Engineering Department, METU Lytton, R.L. (1969) “Theory of Moisture Movement on Expansive Clays,” Center for Highway Research, University of Texas, Austin, Sept., Research Report 118-1. Lytton, R.L. (1972) “Design Methods for Concrete Materials on Unstable Soils,” Proceedings, 3rd International American Conference on Materials Technology, Rio de Janeiro, Brazil.

232

V. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Lytton, R.L. (1977) “The Characterization of Expansive soils in Engineering,” Presentation, Symposium of Water Movement and Equilibrium in Swelling Soils, American Geophysical Union, San Francisco. Magnan, J.P. and Youssefian, G., 1989, “ Essai au Bleu de Methylene et Classification Geotechnique des Sols”, Bull. Liaison Labo. P. et Ch., 159, Janv.Fevr., pp.93-103. Mc Dowell, C. (1959) “The Relation of Laboratory Testing to Design for Pavements and Structures on Expansive Soils,” Quarterly of the Colorado School of Mines. Vol. 54, No.4. pp.127-153. McKeen, G.R. (1980) “Airport Pavement Study,” 4th International Conference on Expansive Soils, Vol.2, Denver. Means, R.E., 1959, “Buildins on Expansive Clay”, Quarterly of the Colorado School of Mines, Vol.54, No.4, Oct., pp.1-31. Mitchell, J.K. (1967) “Components of Pore Water Pressure and Their Engineering Significance,” Proceedings, 9th National Clay Conference, Clays and Clay Minerals, pp.162-184. Mitchell, J.K., 1976, “Fundamentals of Soil Behaviour”, John Wiley and Sons, Inc., New york - London - Sydney- Toronto, 422 pages. Mitchell, P.W. (1980) “The Concepts Defining the Rate of Swell of Expansive Soil,” 4th International Conference on Expansive Soils, Vol.2, Denver. Nevins, M.J. and Weintritt, D.J., 1967, “Determination of Cation Exchange Capacity by Methylene Blue Adsorption”, Ceramic Bulletin, Vol.46, No.6, pp.587-592. Omay, B., 1970, “Swelling of Clays on METU Campus”, M.S. Thesis, METU, Civil Engng. Dept., 73 pages. Ordemir, I., Alyanak, I. and Birand, A.A. (1965), “Report on Ankara Clay,” Faculty of Engineering, METU, Pub. No.12, pp. 48. Ordemir, I., Soydemir, C., Birand, A., 1977, “Swelling Problems of Ankara Clays”, 9th. Intenational Conference of Soil Mechanics and Foundation Engineering, Tokyo, Vol.1, pp.243-247.

233

Prof.Dr. Altay Birand

Ordemir.Đ, Soydemir, Ç, ve Birand, A.A. (1975) “Rock-Crushed Stone-Gravel Replacement Fill to Prevent Swelling of Kınık Clay,” Special Report Submitted to the General Directorate of Waterworks, Turkey. Özkan, Y., 1987, “ Killi Zeminlerde Kuruma Etkisiyle

Meydana Gelen Fisur ve

Çatlaklar “, Zemin Mekaniği ve Temel Mühendisliği Đkinci Ulusal Kongresi, Boğaziçi

Üniversitesi, Cilt I, pp.201-218.

Öner,M. and Birand, A., 1978, “ Effect of an Impervious Surface Cover on the Soil Suction Equilibrium”, METU Journal of Pure and Applied Sciences, Vol.10, No.2, pp.207-222. Özmelek, A.Ý., 1974, “An Investigation of the Concept of Equilibrium Moisture Distribution and the Effect of Climatic Factors on Subgrade Moisture Conditions”, M.S. Thesis, METU Civil Engng. Dept. 197 pages. Panel Discussion (1980) 4th International Conference on Expansive soils, Vol. 2 Denver. Parcher, J.P. and Means, R.V. (1968) Soil Mechanics and Foundation Engineering, Ohio: Charles E. Merrill Pub.Co. Peterson, R. and Peters, N., 1963, “Heave of Spillway Structures on Clay Shales”, Canadian Geotechnical Journal, Vol.1, No.1, Sept., pp.5-15. Poulos, H.G. & Davis, E.H. (1979) “Pile Foundation Analysis and Design”. John Wiley, London. Robertson, R.H.S. and Ward, R.M., 1951, “The Assay of Pharmaceutical Clays “, Journal of Pharmacy Pharmacology, Vol.3, pp.27-35. Schreiner, H.D.,1987. “State of the Art Review on Expansive Soils “, Imperial College of Science and Technology, London, 113 pages. Seed, H.B., Mitchell, J.K. and Chan, C.K. (1962) “Swell and Swell Pressure Characteristics of Compacted Clays,” Highway Research Board, Bulletin No.313. Seed, H.B., Woodward, R.J. and Lundgren, R. (1962) “Prediction of Swelling Potential for Compacted Clays,” Journal SMFE Proceedings, ASCE, Vol. 88, No. SMJ.

234

V. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Shiming, H., 1984, “Identification of Expansive Soils by Specific Surface Area Values “, Fifth Int. Conf. on Expansive Soils, Adelaide, South Australia, May 21-23, pp.1-3. Skempton, A.W., 1953, “The Colloidal Activity of Clays”, Proc. of the 3rd Int. Conf. on Soil Mech. and Found. Engng., Zurich, Vol.1, pp. 57-67. Snethen, D.R. (1980) “Characteristics of Expansive Soils Using Soil Suction Data, “ 4th International Conference on Expansive Soils, Vol. 2, Denver. Snethen, D.R. and Johnson, L.D. (1977) “An Evaluation of Exdpedient methodology for Identification of Potentially Expansive Soils,” FHWA-RD-77-94. Snethen, D.R., 1984, “Evaluation of Expedient Methods For Identification and Classification of Potentially Expansive Soils”, Fifth International Conference on Expansive Soils, Adelaide, South Australia, pp.22-26. Söylemez, N., 1972, “Mineralogical Analysis of Ankara Clay by X-Ray Diffraction”, M.S. Thesis, METU Civil Engng. Dept., 89 pages. Spangler, M.G. (1952) “Distribution in Capillary Moisture at Equilibrium in Stratified Soil,” Highway Research Board, Special Research Report No.2. Statement of Review Panel (1965) Symposium on Moisture Equilibria and Moisture Changes in Soil Beneath Covered Areas, Australia: Butterworh. Steinberg, M.L. (1980) “Deep Vertical Moisture Seals,” 4th International Conference on Expansive Soils, Vol.2, Denver. Surgel, A., 1976, “ A Survey of The Geotechnical Properties of Ankara Soils”, M.S. Thesis, METU Civil Engineering Department , 96 Pages. Taylor, R.K., 1985, “Cation Exchange in Clays and Mudrocks by Methlene Blue”, J. Chem. Tech. Biotechnol., 35A, pp.195-207. Tourenq, C. and Lan, T.N., 1989, “ Mise en Evidence des Argiles par L’Essai au Bleu de Methylene”, Bull. Liaison Labo. P. et Ch., 159, Janv.-Fevr., pp.79-92. Van der Merwe, D.H. (1964) “The Prediction of heave from the Plasticity Index and Clay Content of Soils,” Transactions, South African Institute of Civil Engineering No.6.

235

Prof.Dr. Altay Birand

Van Impe, W.F. (Editor) (1988) Deep Foundations on Bored and Auger Piles. Balkema. Vijayvergiya, V.N. and Ghazzaly, O.I., 1973, “Prediction of Swelling Potential For Natural Clays”, Proc. 3rd Int. Conf. on Expansive Soils, Haifa, Israel, Vol.1, pp.227236. Ward, W.H., 1953, “Soil Movement and Weather”, Proc. 3rd Int. Conf. on Soil Mech. and Found. Eng., Zurich, Vol.1, pp.477-482. Williams, E. (1958), discussion of paper “The Prediction of Total Heave from the Double Oedometer Test,” Trans. Symposium on Expansive Clays, South Afr. Inst. of Civil Eng., pp.24-26. Wilson,G.W., (1997) “Surface Flux Boundary Modelling for Unsaturated Soils” Geotech. Special Pub. No.68 Geo-Logan Conference Proceedings. ASCE Publn. Worrall, W., 1958, “Adsorption of Basic Dyestuffs by Clays “, Trans. Brit. Ceram. Soc., Vol.47, pp.210-17. Wright, R.H. & Doe, G. (1989) Little Britain Project: Construction of Basement. Proc. Int. Conf. On Piling and Deep Foundations, London, Eds Burland J.B. and Mitchell, J.M. Vol.1 pp.221-230. Yanikömeroðlu, K., 1990, “Effect of Lateral Confinement on Swell Behaviour”, M.S. Thesis, METU, Civil Engng. Dept., 105 pages. Yevnin, A. and Zaslovsky, D., (1970), “Some Factors Affecting Compacted Clay Swelling”, Canadian Geotechnical Journal, Vol.7, Part 1, pp.79-89. Yong, R.N. and Warkentin, B.P. (1975) Soil Properties and Behavior, Amsterdam, N.Y.: Elsevier Pub.Co. Yüncü, H. (1974) “Swelling Pressure of Sodium Montmorillonite,” M.S. Thesis, METU Faculty of Engineering, Ankara, Turkey. Yüncü, H., (1972), “ An Investigation of Volume Change of Ankara Clay”, M.S. Thesis, METU, Civil Eng. Dept., 52

236

PROF. DR. H. TURAN DURGUNOĞLU BOĞAZĐÇĐ ÜNĐVERSĐTESĐ 5 Nisan 1947 tarihinde Đstanbul’da doğmuş ve 1952 yılında Teşvikiye Đlkokulu’nda(Đstanbul) öğrenimine başlamıştır. 1967 yılında Nişantaşı Özel Işık Lisesi’nde orta öğrenimine başlamış ve 1960 yılından itibaren üstün başarısı nedeni ile Fevziyeliler ve Işıklar Vakfı bursu ile 1963 yılında lise öğrenimini tamamlamıştır. Üniversite öğreniminde üstün başarısı dolayısıyla TÜBĐTAK bursu ile ödüllendirilmiştir ve ,ĐTÜ Đnşaat Fakültesi’nden sınıf birincisi olarak 1968 yılında Đnşaat Yüksek Mühendisi olarak mezun olmuştur. Eylül 1968 yılından başlayarak bu defa TÜBĐTAK Doktora Bursiyeri olarak “University of California-Berkley”de doktora çalışmalarına başlamış ve Geoteknik Mühendisliği konusunda 17 Haziran 1972’de Mühendislikte Doctor of Philoshophy ünvanını almıştır. Doktora tezi bünyesinde geliştirdiği Penetrometre aleti ve ölçüm sonuçlarının yorumlanması konusundaki metodu ile Apollo-16 Lunar Soil Mechanics programında ay zemininin mekanik modellemesi çalışmasında katkıda bulunmuştur. Doktora sonrası takriben bir sene boyunca Woodward Clyde geoteknik müşavirlik firmasında çalışmış ve pratikte geoteknik mühendisliği konusunda bilgisini geliştirmiştir. Bu yıllarda Robert College’nin Boğaziçi Üniversitesi’ne dönüşmesi sonucu almış olduğu bir iş teklifi ile yurda dönmüş ve Şubat 1973’den itibaren akademik kariyerine Boğaziçi Üniversitesi Mühendislik Fakültesi’nde başlamıştır. Akademik kariyeri boyunca öğretim üyeliğinin yanı sıra modern geoteknik mühendisliğinin ülkemizde temellerinin atılması ve geliştirilmesi için uğraş vermiş ve bu anlamda Boğaziçi Üniversitesi Deprem Mühendisliği Araştırma Enstitüsü’nün (BU Kandilli Deprem Araştırma Enstitüsü) 1976 yılında Kurucu üyeleri arasında yer alarak 1979-1982 yılları arasında da direktörlüğü görevini üstlenmiştir. Dr. Durgunoğlu sırası ile Nisan 1977’de Üniversite Doçenti ve Haziran 1982’de ise Üniversite Profesörü unvanlarını almıştır. Dr. Durgunoğlu 1968 yılından beri Türk ve Amerikan Đnşaat Mühendisleri odasının aktif bir üyesidir. Ayrıca geoteknik mühendisliği ve ilgili dallarda çeşitli araştırma ve mühendislik komitelerinin aktif üyesidir. Özellikle zeminlerin modellenmesi ve deprem geoteknik mühendisliği konularında araştırmalar yapmış ve bu çalışmaların sonuçlarını 200’ü aşkın ulusal ve uluslar arası bilimsel makale ve tebliğler halinde yayınlamıştır. Sırası ile 4 Mart 1977 Romanya, 13 Mart 1992 Erzincan, 1 Ekim 1995 Dinar, 27 Haziran 1998 Ceyhan, 17 Ağustos 1999 Kocaeli ve 22 Kasım 1999 Düzce depremlerinin inceleme ve değerlendirme teknik heyetlerinin bir üyesi olarak görev yapmıştır. Boğaziçi Üniversitesi’ndeki akademik kariyerinden Eylül 2004 yılında emekliye ayrılmış olup halen aynı üniversitede emekli öğretim üyesi olarak ders vermektedir. Dr. Durgunoğlu pratikteki geoteknik mühendisliğine olan tutkusu sonucu 1988 yılında mezun olan dört öğrencisi ile birlikte Zetaş Zemin Teknolojisi A.Ş.’yi kurmuş ve şirketin uluslar arası bugünkü başarılı konumuna gelmesinde liderlik etmiştir. Dr. Durgunoğlu halen Zetaş Grubu bünyesindeki Zemin Etüd ve Tasarım A.Ş. ve Reinforced Earth Đnşaat, Proje ve Ticaret A.Ş. şirketlerinin yönetim kurulu başkanı olarak görev yapmaktadır. Dr. Durgunoğlu 26 Ağustos 1968’de Nazlı Alemdar ile evlenmiş ve tek kızları Merve Naz 30 Temmuz 1992’de Boston, ABD’de dünyaya gelmiştir.

239

240

VI. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

“YÜKSEK MODÜLLÜ KOLONLARIN TEMEL MÜHENDĐSLĐĞĐNDE KULLANIMI” ÖZET Çeşitli inşaat mühendisliği yapılarının geoteknik ve sismik risklerinin değerlendirilmesi sonucu gerekli görülen zeminin iyileştirilmesi ve güçlendirilmesi için kullanılan yöntemler tartışılmıştır. Bu metotlardan ülkemizde yaygın bir kullanımı bulunan yüksek modüllü jetgrout kolonların temel mühendisliğinde çeşitli kullanımları, imalat parametreleri, kalite kontrol ve proje kriterlerinin tahkik deneyleri açıklanmıştır. Deprem yükleri altında zeminlerin sıvılaşmaya karşı güvenlik faktörlerinin hesap yöntemleri açıklanmış ve Chinese kriterinin ince daneli zeminler için geçerliği tartışılarak getirilen yeni bir öneri üzerinde durulmuştur. Yüksek Modüllü Jetgrout kolonların sıvılaşma riskini azaltmada kullanımı detaylı olarak konu edilmiş, bu kullanıma ait geliştirilen bir tasarım metodu özetlenmiştir. Geliştirilen bu metodun özellikle 17 Ağustos 1999 Depremi öncesi kısmen uygulandığı Đzmit Carrefour-SA ticaret merkezi bir vaka analizi olarak incelenerek, metodun geçerliliği kanıtlanmıştır. 1. GĐRĐŞ Çeşitli inşaat mühendisliği yapılarının gerçekçi ve ekonomik temel ve temel zemini mühendislik tasarımları, ancak detaylı bir geoteknik modelleme sonucu gerçekleştirilebilir. Bu modelleme için zemin cinsine bağlı olarak gerek arazide gerekse laboratuarda etüt ve ölçümler yapılmaktadır. Bu tebliğin konusunu teşkil eden sismik aktivitenin ülkemiz gibi yüksek olduğu yerlerde statik yüklere paralel olarak zeminlerin tekrarlı yükler altındaki davranışının modellenmesi de büyük önem taşımaktadır. Bu gaye ile arazide entegre SPT, CPT ve jeofizik yöntemler içeren, laboratuarda ise dinamik ve üç eksenli deneyleri de içeren bir program uygulanabilir, Durgunoğlu ve dig. (2004a). Bu takdirde, çeşitli geoteknik ve sismik risklerin değerlendirilmesi için gerekli geoteknik modelleme gerçekleştirilmiş olmaktadır. Böyle bir geoteknik model ile literatürde oluşturulan yöntemlerle zeminlerin deprem yükleri altında sıvılaşmaya karşı olan dirençleri, deprem sırasında meydana gelen kayma gerilmelerinin hesap yöntemleri ile beraber değerlendirildiğinde sıvılaşmaya karşı güvenlik katsayısı hesaplanabilmektedir, Seed ve Idriss (1971). Çeşitli mühendislik yapılarına ait temel mühendisliği tasarımlarında gerek üst yapı yüklerinden ve gerekse yapıya ait olan deplasman kriterlerinden ve/veya yukarıda açıklanan sismik risklerden dolayı, derin temel sistemleri veya zeminin ıslah edilmesi ve güçlendirilmesi söz konusu olabilmektedir. Bu gaye ile inşa edilen temel sistemleri “Rigid Foundation Systems-RFS”, “Controlled Modulus Foundation Systems-CMFS” ve “Deformable Foundation Systems-DFS” olarak tanımlanabilir. Rijit sistemler örneğin kazıklar ile deforme olabilen sistemler örneğin tas kolonlar literatürde bugüne kadar detaylı olarak çeşitli yönleri ile etüt edilmiş ve değerlendirilmişlerdir. Bu tebliğin ana teması özellikle ülkemizde son on sene içinde büyük bir uygulama sahası bulan Kontrol Modüllü Temel Sistemi bünyesine giren Yüksek Modüllü Jetgrout Kolonların temel mühendisliğinde kullanımı olacaktır. 241

Prof. Dr. H.Turan Durgunoğlu

Jetgrout kolonların temel mühendisliğindeki çeşitli kullanımları, imalat yöntemleri, imalat parametreleri, kalite kontrolü ve proje kriterlerinin sağlanması konuları detaylı olarak ve ülkemizdeki uygulamalarından örneklerle değerlendirilmiştir. Jetgrout kolonların zeminlerde sıvılaşmaya karşı güvenlik faktörünü arttırmada kullanımına ait son senelerde geliştirilen bir hesap metodu da açıklanmıştır. Bu metodun 17 Ağustos 1999 depremi öncesi kullanıldığı Đzmit Carrefour-SA ticaret merkezi vaka analizi ile yöntemin geçerliliği gösterilmiş ve ayrıca ince daneli zeminlerde son senelerdeki gelimseler ışığı altında sıvılaşmaya yönelik Chinese kriterinin değiştirilmesi gerekliliği vurgulanmıştır. 2. YÜKSEK MODÜLLÜ KOLON TANIMI Çeşitli inşaat mühendisliği yapılarının temel tasarım ve uygulamalarında, çeşitli maksatlarla zemin içinde, muhtelif yöntemler kullanılarak, yapısal (taşıyıcı) elemanlar teşkil edilmektedir. Genellikle teşkil edilen bu yapısal elemanları, elemanın deformasyon modülüne bağlı olarak üç ana grupta toplamak mümkündür. •

Rijit Kolonlar-Rigid Foundation Systems-RFS. Bu tanıma çeşitli yöntemlerle ve malzemelerle inşa edilen kazıklı temeller girmektedir. Betonarme çakma kazıklar, fore kazıklar, mini kazıklar vb. bu gruba dahil edilebilir. Bu temel sisteminde üst yapıdan intikal eden yükler tamamen rijitliği yüksek çeşitli çap ve boydaki kazıklar tarafından uç ve/veya çevre direnci ile taşınır. Yatay yüklerin taşınması için tercihan zemine oturan kazık baslıkları ve/veya yatay taşıyıcı elemanları-döşeme teşkil edilir. Betonarme bir kazık için beton kalitesine, inşa metoduna bağlı olmakla beraber deformasyon modülü, Ekl=25,000 Mpa olarak kabul edilebilir. Bu takdirde zemine göre modül oranı Ekl/Es ~ 1000-6000 olarak alınabilir.

•

Yüksek Modüllü Kolonlar-Controlled Modulus Foundation System -CMFA. Mevcut zeminin yerinde bir katkı malzemesi ile karıştırılarak bir kolon teşkil edilmesi halinde oluşan kolonlardır. Katkı malzemesi olarak genellikle çimento şerbeti (çimento-su karışımı) kullanılmaktadır. Çok yumuşak ve hassas Đskandinav ülkelerinin killerinde, özellikle Đsveç’te kireç veya belirli oranlarda kireç-çimento karışımı da kullanılmaktadır. Mevcut zemin çimento ile mekanik karıştırıcılar vasıtası ile karıştırılması halinde yöntem “deepmix” olarak tanımlanır. Bu yöntemin uygulanması ile ilgili detaylı bilgiler, Porbaha ve diğ. (2001) tarafından verilmiştir. Kolonların diğer bir teşkil yöntemi ise mevcut zeminin önce özel delgi makinesi ile delinmesi ve bilahare yüksek basınçta 400-500 bar çimento şerbetinin jetlenerek, zeminin yerinde parçalanarak karıştırılması ve kullanılan özel tij ve monitörün belirli bir hızla döndürülerek yukarı çekilmesi suretiyle yerinde silindirik kolon teşkil edilmektedir. Bu inşa metodu ise jetgrout yöntemi olarak adlandırılmaktadır. Her iki metotla teşkil edilen zemin-çimento karışımı, zaman içinde priz yaparak “soilcrete” adini verdiğimiz belirli mekanik özellikleri olan kolonu meydana getirmektedir. Ortaya çıkan kolonun mekanik ve geometrik özellikleri yapım yöntemine bağlı olduğu gibi, her bir yöntemdeki değişken uygulama parametre ve donelere de bağlıdır. Her iki yönteme ait detaylı bilgiler, Yinekara ve diğ. (1996), ASCE (1997), Davies ve Schlosser (1997) ve Gouvemont (1998)’de detaylı olarak verilmektedir.

242

VI. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

“Jetgrout” yöntemi ülkemizde özellikle son on sene içinde çok yaygın olarak ve çeşitli temel mühendisliği uygulamalarında kullanılmaktadır. Metodun ülkemizdeki ilk kullanımı Mut (1987) tarafından rapor edilmiştir. Toğrol (1994) ülkemizdeki jetgrout kullanımı ile ilgili çeşitli uygulamalardan örnekler vermiştir. Oluşan ‘soilcrete’ mekanik özellikleri, serbest basınç mukavemeti Rf-Mpa, deformasyon modülü Ejg-Mpa diğer uygulama parametreleri ile birlikte mevcut zeminin cinsi ve su çimento oranı ile kontrol edilmektedir. Aşağıda Tablo 1’de özetlenen çeşitli zeminler için soilcrete deformasyon-modülü ortalama Ejg~50012,500 Mpa olarak alınabilir. Bu takdirde zemine göre kolon deformasyon modülü orani Ejg/Es ~10-250+ olarak verilebilir. Tablo 1. Zemin Cinsine göre Soilcrete Serbest Basinç Mukavemeti ve Modülü Serbest Basinç Mukavemeti, fjg’,Mpa 2-5 3-7 7-14 12-18

Zemin Cinsi Kil Silt Kum Çakil

Modül E/fjg’

Orani(*),

150 200 600 900

(*)

%40 gerileme seviyesine tekabül eden modül

Böyle bir sistemde üst yapıdan veya deprem kayma dalgalarından zemine intikal eden yükler bu kolon elemanları ve zemin ile birlikte müştereken taşınmaktadır. Deformasyon şartından dolayı rijitliği fazla olan kolon elemanları yüklerin büyük bir kimsini taşıyabilmektedir. •

Deforme Olabilir Kolonlar –Deformable Foundation Systems -DFS. Bu sistemde zemin içinde rijitliği zeminin deformasyon modülüne daha yakın elemanlar teşkil edilmektedir. Gerek ıslak (wet) veya kuru (dry), yukarıdan (top-fead) veya aşağıdan (bottom-fead) beslenen “vibro-soil replacement” metodu gerekse ucunda bir çelik tapa bulunan muhafaza borusunu zemine çakmak ve oluşan boşluğa taş doldurarak yerinde vibre etmek suretiyle inşa edilen tas kolonlar (stone columns) bu gruba girmektedir. Ülkemizdeki tas kolon uygulamalarına ait çeşitli vaka analizleri, Ergun (1992), Durgunoğlu ve diğ. (1995b), Akdoğan ve diğ. (1996), ve Düzceer ve Gökalp (2002) tarafından verilmiştir. Ülkemizde, tas kolon imalatında diğer ülkelerde geleneksel ve yaygın olarak kullanılan ‘vibroreplacement’ tekniği ve bu tekniğe ait özel vibratör ve besleme ünitelerini içeren teknolojinin bugüne kadar çok sinirli kullanıldığı görülmektedir. Taş kolonlara ait deformasyon modülleri, sıkılaşmaya ve taşın granülmetresine bağlı olarak Ekl=40-80 Mpa olarak alınabilir. Bu ise zemine göre Ekl/Es~4-10 oranına tekabül etmektedir. Taş kolonlar yüksek hidrolik geçirgenlikleri dolayısıyla, zemin içinde ayni zamanda dren olarak görev yapabilmektedir. Ayrıca, tas kolonların teşkili sırasında kolonlar arasındaki zemin de sıkıştığından kolon teşkili sonrası ara zeminde kısmen ıslah edilmiş olmaktadır. Bu iki husus, bu tip kolonların deprem yükleri altında sıvılaşmaya 243

Prof. Dr. H.Turan Durgunoğlu

karşı güvenlik katsayısının arttırılmasında dünyada çok yaygın olarak kullanılmasını sağlamıştır. Ancak tas kolonlar sinirli rijitlikleri dolayısı ile statik ve deprem yükleri altında özellikle zayıf killi ve siltli zeminlerde düşük yanal zemin direnci dolayısıyla kolayca deforme olabilmekte ve böylece üst yapıda arzu edilmeyen düşey toplam ve farklı deplasmanların oluşmasına neden olabilmektedir. 3. JETGROUT ĐLE KOLON TEŞKĐLĐ Ülkemizde yaygın olarak kullanımı nedeni ile bu teknoloji ile teşkil edilen yüksek modüllü kolonlar ile ilgili ilave açıklamalar bu bölümde yapılmaktadır. Jetgrout metodunda, imalatta yer alan üniteler, çimento silosu, karışım ünitesi, yüksek basınç pompası, su pompası, hava kompresörü ve delgi makinesi olarak sıralanabilir. Bir kolon, belirli bir derinliğe kadar su kullanılarak delgi yapılması, delginin sona erdirilmesini müteakip suyun tahliye olduğu nozulun kapanarak tijin ucunda yer alan jetleme monitörünün üzerindeki nozullardan yüksek basınç altında çimento şerbetinin jetlenmesinden ibarettir. Jetleme sırasında tijler belirli bir hızla döndürülmekte ve belirli bir hızla da zemin içinde aşağıdan yukarıya doğru çekilmektedir. Böylece, belirli bir çapta ve boyda zemin içinde silindirik bir ‘soilcrete’ kolon teşkil edilmektedir. Jetgrout sisteminde kullanılan imalat parametreleri • Jet sistemi (Jet-1, Jet-2, Jet-3) • Enjeksiyon Basıncı (Bar) • Nozul Şayisi ve Çapı (rpm) • Tij Dönme Hızı (rpm) • Tij Çekme Hızı (cm/dak) • Su/Çimento Oranı • Pompa Kapasitesi (lt/dak) olarak sıralanabilir. Bu parametrelerin tipik değerleri Tablo 2’de verilmektedir. Jetgrout uygulaması sonucu seçilen sisteme ve zemin cinsine bağlı olarak oluşan kolon çapı değişken olmaktadır. Kolon çapı jetleme esnasında çimento yanında, hava ve su kullanmak suretiyle arttırılmaktadır. Ülkemizde genellikle yaygın olarak Jet-1 ve Jet-2 sistemleri kullanılmaktadır. Tablo 2 – Jetgrout Đmalat Parametreler, Lunardi, 1977

4. JETGROUT KALITE VE PROJE KRITER KONTROLLERĐ Jetgrout kalite kontrolü yöntemi ve kriterleri detaylı olarak Toğrol (1998) tarafından verilmiştir. Ülkemizdeki çeşitli uygulamalara ait kalite kontrolü ile ilgili vaka analizleri 244

VI. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Candoğan ve diğ. (2000), Durgunoğlu ve diğ. (2000a), Gökalp ve Düzceer (2002), Düzceer ve Gökalp (2003) tarafından rapor edilmiştir. *Kolon Çapı: Bu kapsamda en önemli parametre oluşacak kolon çapıdır. Genellikle elde edilmesi gereken minimum kolon çapı proje kriteri olarak belirlenir. Seçilen sistem parametreleri ile bu çapın oluşup oluşmadığı kolonların etrafı açılarak çeşitli seviyelerde çevrelerinin ölçülmesi suretiyle tespit edilir. Farklı zemin tabakalaşmaları olan yerlerde ince daneli zeminlerde seçilen parametreler altında en küçük çap oluşacağından tasarım, bu çap esas alınarak yapılır. Yinekara ve diğ. (1996) jetgrout ile ilgili raporda Japonya’da uygulanmaya başlayan ve Collision-Jet adi verilen iki ayrı nozuldan çıkan şerbetin tijden belirli bir mesafede bir noktada kesişmesi haline tekabül eden sistemde, jet enerjisi tijden o mesafede tamamen son bulduğundan her zeminde uniform bir çap elde edilmektedir. Bu teknolojinin uygulamasına ülkemizde halen başlanmamıştır. *Kolon Boyu: Uygulanan jetgrout kolonların boyları, kazıklardakine benzer şekilde ülkemizde de yaygın olarak kullanılan integrity deneyi ile tespit edilebilmektedir. *Kolon Basınç Mukavemeti-Deformasyon Modülü fjg’ (Mpa)-Ejg (Mpa): Genellikle soilcrete kolonlardan arazide alınan silindirik numuneler üzerinde laboratuarda yapılan serbest basınç deneyi ile tespit olunur. Numuneler uygulama esnasında kolon yas iken piston numune alici veya prizini almış kolon üzerinde karot numune alınarak yapılır (Durgunoğlu ve diğ. 2003). Serbest basınç deneyinde tercihan deformasyonlarda ölçülerek deformasyon modülü, Ejg tayin edilir, Sağlamer ve diğ. (2002). *Kolon Kayma Mukavemeti, τjg (Mpa): Özellikle jetgrout kolonların sıvılaşma riskine karsı teşkil edilmeleri halinde kolon kayma mukavemeti önem arz etmektedir. Teşkil edilen kolonun kesme kuvveti direnci, Vjg deprem sırasında her bir kolon tarafından taşınan kesme kuvvetinden büyük olması gerekir. (Ajg= kolon kesit alanı).

Ampirik olarak τjg


      0.3  

bağıntısı ile bulunabilmektedir. *Kolon Yükleme-Basınç/Çekme Deneyi: Her bir kolon tarafından taşınması öngörülen proje yükleri, kolon yükleme deneyleri ile kontrol edilir. Uç direncinin ihmal edildiği durumlarda kolon içine çekme donatısı yerleştirmek suretiyle çekme deneyi yapılması tercih edilir. Basınç deneyi tek bir kolon üzerinde Durgunoğlu ve diğ. (2003) veya bir grup kolon üzerinde bölgesel yükleme deneyi olarak teşkil edilebilir. *Proje Kriterlerinin Kalibrasyonu: Her önemli jetgrout uygulamasında seçilen proje kriterlerinin, özellikle kolon çap ve mukavemet değerlerinin arazide yapılacak ön kalibrasyonu çalışmaları sonucu değerlendirilmesi önerilmektedir. Đmalat parametrelerindeki değişiklikler, sonuç kolon özelliklerini belirleyeceğinden Sekil 1’de özetlenen yöntemlerin uygulanarak proje kriterlerini sağlayan sistem parametrelerinin optimum değerlerinin tespiti yapılabilmektedir.

245

Prof. Dr. H.Turan Durgunoğlu

Şekil 1. Proje Kriterlerinin Sahada Ön Kalibrasyon, Kontrol, Optimizasyonu Buna ait ülkemizdeki BAT-Tire Sigara Fabrikasından örnekler verilmektedir. Çeşitli sistem parametrelerine ait 10 adet ön kalibrasyon çalışması Tablo 3’de özetlenmiştir. Elde edilen proje kriterleri ise Şekil 2’de verilmektedir, Durgunoğlu ve diğ. (2003). Tablo 3 – BAT Tire Sigara Fabrikası Jetgrout Uygulaması Parametreleri

246

VI. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 2. BAT Tire Sigara Fabrikası Elde Edilen Jetgrout Uygulaması Parametreleri 5. JETGROUT KOLONLARIN KULLANIMI

TEMEL

MÜHENDĐSLĐĞĐNDE

Temel mühendisliğinde gerek diğer ülkelerdeki gerekse ülkemizdeki jetgrout kolonların çok maksatlı ve yaygın olarak kullanıldığı görülmektedir, Kauschinger ve diğ. (1992), Toğrol (1994), Gouvemont (1998), Keskin ve Çimen (2002). Jetgrout kolonların çeşitli maksatlarla kullanımları aşağıda sıralanmıştır. • • • •

• • • • • • • • • •

Temeller altında, düşey yükler için basınç elemanı olarak tasıma gücü ve deplasman kontrolü Döşemeler altında düşey ve özellikle yüksek yayılı yükler altında basınç elemanı olarak tasıma gücü ve deplasman kontrolü Dolgular altında basınç elemanı olarak tasıma gücü ve deplasman kontrolü Köprülerde yaklaşım dolguları altında düşey dolgu yüklerinin taşınması, dolgu altında oturma kontrolü ve kenar ayak kazıklarına negatif çeper sürtünmesi intikalinin önlenmesi Havuzlarda, yeraltı su depolarında ve su yapılarında, donatı ile teçhiz edilerek çekme elemanı olarak Kazılarda, ağırlık tipi istinat yapısı teşkili ile yanal zemin itkilerinin alınması Kazılarda donatı ile teçhiz edilerek düşey eğilmeye maruz iksa elemanı olarak Kazılarda ve ankrajlı istinat yapılarında özel donatı ile ankraj elemanı olarak Geçirimli zeminlerde ve yüksek YASS ile kazılarda taşıyıcı elemanlar arasında batardo kapama elemanı olarak Yumuşak killerdeki kazılarda kazı öncesi kazı taban seviyesi altında teşkil edilen payanda elemanı olarak Kazı tabanından kazıya gelecek yer altı suyunun kontrolü için tıkaç elemanı olarak Şevlerde stabilitenin sağlanması için zemin takviye elemanı olarak veya ağırlık batardosu teşkili ile Yumuşak zeminde açılan yüzeye yakın tünellerde tünel üstündeki zeminin iyileştirmesi amacı ile Yumuşak zeminde açılan tünellerde tünel içinde ve ayna önünden yapılarak, kazı öncesi tünel kesiti üzerinde taşıyıcı bir şemsiye oluşturması amacı ile 247

Prof. Dr. H.Turan Durgunoğlu

•

• •

Önemli ve ağır yapılarda sıvılaşma güvenlik sayısı düşük olan yerlerde kazıklı temellere gelecek yatay yüklerin ve oluşacak deplasmanların kontrolü için, kazıklarla birlikte Sıvılaşma sonucu oluşacak zemin yanal ve düşey deplasmanlarının sınırlandırılması için yapı etrafında veya altında kapama elemanları olarak Sıvılaşma riskine karşı güvenlik sayısının arttırılması, zeminde oluşan kayma gerilmelerinin bir kısmının taşınarak deprem sonucu oluşabilecek düşey ve yanal deplasmanların sınırlandırılması

Bütün bu kullanımlardan, özellikle ülkemizin aktif deprem kuşağı içinde yer alması nedeni ile son kırk sene içinde dünyadaki diğer ülkelerdeki depremlerde de güncellesen sıvılaşma riskinin azaltılması gayesi ile kullanıma ait metodoloji, tasarım yöntemi ve ülkemizdeki uygulamalardan 17 Ağustos 1999 Gölcük Depremine münhasır örneklemelere bundan sonraki bölümlerde yer verilmiştir. 6. SIVILAŞMAYA KARŞI JETGROUT YÜKSEK MODÜLLÜ KOLON KULLANIMI Son kırk sene boyunca dünyanın dağınık noktalarında oluşan depremlerde Alaska 1964, Niigata 1964, Loma Prieta 1989, Kobe 1995, Gölcük 1999, Taiwan 1999 zeminlerin sıvılaştığı ve buna bağlı olarak çok önemli inşaat mühendisliği yapı ve altyapılarında çok boyutlu hasar meydana geldiği görülmüştür. Özellikle suya doygun gevsek granüler zeminlerin deprem sırasında oluşan aşırı boşluk suyu basıncı sonucu, efektif gerilmelerin küçülerek kayma direncini yitirmesi sonucu zeminin bir sıvı gibi hareket etmesi halinin genel tanımı sıvılaşma-liquefaction olarak verilmektedir. Orta sıkı veya siki zeminler, kayma gerilmeleri altında hacim arttırmaya (dilation) yönelik davranış gösterdiğinden gerilme seviyesinin belirli bir seviyeye ulaşması ile boşluk suyundaki artış bu tür zeminlerde gerçekleşmediği için, genellikle sıvılaşmaya en hassas zeminler gevsek, diğer bir deyişle düşük izafi sıkılıktaki granüler zemin katmanları olarak belirlenmektedir. Ülkemizde özellikle 17 Ağustos 1999 depreminde Gölcük, Sapanca, Đzmit, Yalova, Adapazarı gibi önemli yerleşim yerlerinde gözlenen sıvılaşma ile oluşan hasarlar sonucu bazı konutların ve yapıların çökmesi neticesinde çok sayıda can kaybı olmuş ve maddi kayıp milyarlarca dolara ulaşmıştır, Youd ve diğ. (2000). Dolayısıyla, özellikle 2000’li yıllarda ülkemizde sıvılaşma riskinin önemi daha da iyi kavranmış ve sıvılaşma riskinin belirlenmesi ve buna karşı gerekli mühendislik önlemlerinin alınması son deprem yönetmeliğinde yer almıştır. Sıvılaşma sonucu oluşan düşey deplasman ve yanal yayılmalar sonucu her türlü üst ve altyapıya çok önemli ve onarılması güç hasarlar meydana gelmektedir. Kobe depreminde olduğu gibi sıvılaşma sonucu oluşan büyük deplasmanlar altında ve zemin mukavemetini kaybetmesi sonucu zemin içinde yar alan kazıklı temeller dahi gelen özellikle yanal ilave yükleri taşıyamaz duruma gelebilmektedir, Cubrinovski ve Ishihara (2001). Yukarıda açıklanan büyük boyutlu deplasmanlar sıvılaşma sonucu oluştuğundan, yeni yapılacak veya mevcut bir yapıya ait taban zemininin olası bir deprem halinde sıvılaşmaya 248

VI. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

karsı güvenliğinin hesaplanması büyük önem taşımaktadır. 7. SIVILAŞMAYA KARŞI GÜVENLĐK FAKTÖRÜ Alaska ve Niigata 1964 depremlerindeki gözlem sonuçlarından ve sıvılaşan ve sıvılaşmayan yerlerdeki zeminin özelliklerinden yararlanmak suretiyle ‘Basitleştirilmiş Yöntem’ olarak tanımlanan metot Seed ve Idriss (1971) tarafından geliştirilmiştir. Bu arada geçen otuzu aşkın yıl boyunca çeşitli teknik toplantılar düzenlenmiş ve bu metot bir sürü yönü ile geliştirilmiştir. Bu safhalara ait çalışmalar ve ilgili referanslar aşağıda özetlenmiştir. • • • • • •

Seed (1979), ASCE Seed & Idriss (1982), EERI NRC (1985) Youd & Idriss (1997), NCEER Youd ve dig.,(2001) ASCE Idriss & Boulanger, (2004),ASCE

Seed ve Idriss (1971)’e göre sivilasmaya karsi güvenlik faktörü, FSl, FSl= CRR/CSR olarak tanımlanmaktadır. Bu bağıntıda CRR-Cyclic Resistance Ratio-Devirsel Direnç Oranı, CSR-Cyclic Stress Ratio-Devirsel Gerilme Oranı olarak tanımlanmaktadır. Diğer bir deyişle, CRR zeminin sıvılaşmaya karsı dayanım kapasitesini, CSR ise depremde zemine uygulanan sismik etkiyi göstermektedir. *Devirsel Gerilme Orani-CSR Hesabi: Bu metoda göre CSR: CSR = 0.65 (amax/g) (σvo/σ’vo) rd bağıntısı ile verilmektedir. Bu bağıntıda: amax: Zeminde oluşan yatay ivmenin maksimum değerini σvo ve σ’vo: Toplam ve efektif düşey gerilmeleri rd : Derinliğe bağlı gerilme azaltma katsayısını göstermektedir. Bu katsayı, derinliğe bağlı olarak Liao ve Whitman, 1986: rd = 1.0 - 0.00765z

z < 9.15 m rd = 1.174 - 0.0267z z = 9.15 to 23 m

Ancak, Idriss ve Boulanger (2004), rd değerinin depremin büyüklüğüne de bağlı olduğunu belirterek Sekil 3’te verilen rd (z, M) bağıntılarını vermiştir.

249

Prof. Dr. H.Turan Durgunoğlu

Sekil 3. Gerilme Azaltma Katsayısının Derinlikle ve Deprem Büyüklüğü ile Değişimi (Idriss ve Boulanger, 2004) *Devirsel Direnç Oranı-CRR Hesabi: Seed ve Idriss (1971) yönteminde CRR oranı ise sıvılaşmaya hassas zeminlerin granüler olduğu göz önüne alınarak SPT-N Darbe sayıları veya CPT-qc statik sondaj uç mukavemeti arazi deneylerinden yararlanılarak tayin edilmektedir. *SPT Deneyi ile CRR: SPT deneylerinden yararlanmak suretiyle CRR (%)- (N1)60 abağı verilmiştir. Bu abak temiz kumlar için (FC(%)≤5) geçerlidir. Burada (N1)60: Jeolojik gerilmeye göre normalize edilmiş ER=%60’a tekabül eden darbe sayısını FC(%) : Đnce dane yüzdesini ER : SPT deneyindeki enerji oranını göstermektedir. Normalize edilmiş darbe şayisi (N1)60= N CN CE CB CR CS bağıntısı ile hesaplanabilmektedir. Burada N arazide ölçülen SPT darbe şayisini, CN düşey jeolojik yük düzeltme faktörünü, CE ise enerji oranı düzeltme faktörünü göstermektedir. CB, CR, CS ise SPT deneyinin yapılısına bağlı değer düzeltme faktörleridir. Bu faktörlerin değerleri ilgili referansta verilmektedir. CN faktörü ise  .  ,   1.7    bağıntısı ile verilmektedir. Pa, 100kPa olarak referans gerilmeyi göstermektedir.   

250

VI. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

  !/60

kullanılan şahmerdanın cinsine tabidir.

Abakların (N1)60 için geliştirilmiş olması nedeni ile SPT deneyini düzeltme yerine %60ER’da yapılması tercih edilmektedir. Bu gaye ile SPT çarığına accelometre yerleştirmek sureti ile gerçek enerji değeri hesaplanabilmekte ve %60 ER değerine göre kalibre edilebilmektedir, Durgunoğlu ve diğ. (2000b). Ülkemizde Adapazarı zemini üzerinde böyle bir uygulama yapılmıştır. *CPT Deneyi ile CRR: Devirsel Direnç Oranı arazide yapılan CPT deneylerinde ölçülen uç mukavemeti, qc, yardımı ile bulunabilmektedir. Ülkemizdeki CPT uygulamalarına ait rapor Durgunoğlu ve Toğrol (1995) tarafından hazırlanmıştır. Bu takdirde Robertson ve Fear (1997) (CRR-qc1N) abakları verilmektedir. Bu abak yine temiz kumlar (FC(%)5 olması halinde, (qc1N )= Kcqc1N bağıntısı ile eşdeğer temiz kum (qc1N)cs değeri bulunur. Bu bağıntıda Kc=f(Ic) olup, Ic ise FC(%)’in fonksiyonu olarak hesaplanabilmektedir. Genellikle Ic>2.6 olması FC(%) oranının yüksek oluşu nedeni ile zemin sıvılaşmaz olarak tanımlanmıştır. Bu metoda ait detaylı bilgi Youd ve diğ. (2001)’de verilmektedir. *Büyüklük Düzeltme Faktörü-MSF: Yukarıda açıklanan her iki metotla da bulunan CRR değerleri arazi gözlemlerine dayandığından M=7.5 moment magnitud’lu bir deprem için geçerli olup CRR7.5, başka büyüklükteki bir deprem için güvenlik sayısı, !!'. (%$ %! ile verilmektedir. Bu bağıntıda MSF, büyüklük düzeltme faktörü olarak tanımlanmıştır. Idriss ve Boulanger (2004) ( (%$  6.9 exp -. 0 . 0.058 4 $%& 

bağıntısını vermiş olup, diğer bağıntılarla birlikte Şekil 4’te verilmiştir.

251

Prof. Dr. H.Turan Durgunoğlu

Şekil 4. Büyüklük Düzeltme Faktörleri *Diğer Düzeltme Faktörleri: Jeolojik yüke ve arazinin eğimli olması haline ait düzeltme faktörleri sırası ile Kσ ve Kα ile tanımlanırsa $%4 

!!'. (%$56 57 %!

bağıntısı ile verilmektedir, Youd ve diğ. (2001). Kσ=f(σvo’) bağıntısı Şekil 5’de verilmekte olup, Kα faktörü şevli arazide mevcut ilk kayma gerilmelerinin etkisini göstermek üzere yapılacak özel dinamik basit kesme deneyleri ile tayin edilebilir.

252

VI. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 5. Jeolojik Yük Düzeltme Faktörleri

*Chinese Kriteri Seed ve Idriss (1971) ince daneli zeminlerin sıvılaşma riskine ait üç şartı içeren ve literatürde ‘Chinese Criteria’ olarak bilinen aşağıda tanımlanan kriteri belirtmiştir. Kil içerigi (% 0.9wL Ancak, özellikle 17 Ağustos 1999 depreminde Adapazarı’ndaki silt ve düşük plastisiteli killerin yukarıda kriteri sağlamadığı halde sıvılaştığı görülmüştür. Bunun üzerine UC Berkeley’den Prof. Bray, tebliğ sahibinin de yer aldığı ülkemiz araştırmacıları ile müşterek çalışmalar gerçekleştirilmiştir. Bu çalışmalar sonucunda Sancio ve diğ. (2003) gösterildiği ve Sekil 6’da özetlendiği şekilde Adapazarı silt ve killerinin Chinese Kriterini sağlamadığı açıkça belirlenmiştir. Yapılan detaylı çalışmalar sonucu Sekil 7’de gösterilen yeni bir kriter önerilmektedir, Bray ve diğ. (2004). Bu kritere göre Ip < 12 ve wn/LL > 0.9..................... Sıvılaşabilir 12 < Ip < 20 ve 0.8 20 ve wn/LL < 0.8...................... Sıvılaşmaz olarak tanımlanmaktadır. 253

Prof. Dr. H.Turan Durgunoğlu

8. OTURMALAR VE YANAL YAYILIMLAR Yukarıda açıklanan metot ile sıvılaşmaya karşı güvenlik faktörünün bulunması halinde, FSl≤1.0 için meydana gelecek oturma ve yanal yayılımlar çok büyük mertebelerde olmakta ve mühendislik yapılarında büyük hasarlar meydana gelmektedir. Belirli bir güvenlik faktörü için meydana gelebilecek oturmalar Seed ve diğ. (1985) ve Tokimatsu ve Seed (1987) yöntemleri ile bulunabilir.

Sekil 6. “Chinese Criteria”nın Grafik Presentasyonu. PI< 12 olan numuneler daire ile, 12 < PI 20 olan numuneler üçgen ile gösterilmiştir. Dolu daireler “Chinese Criteria”nin her üç kriterini de sağlayan numunelerdir. (Sancio v.diğ., 2003)

Sekil 7. Yeni Kriter (Bray v.diğ., 2004) Benzer şekilde yanal yayılımlar için Ishihara (1993), Çetin ve diğ. (2002), Çetin ve diğ. (2004) ve Zhang ve diğ. (2004) tarafından önerilen yöntemler kullanılabilir.

254

VI. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Tüm bu metotlardan da görülebileceği gibi oturma ve yanal yayılımlar belirli değerlerin altında gerçekleşmesi ancak sıvılaşmaya karşı güvenlik faktörünün 1.0’den büyük olması halinde gerçekleşebilmektedir. Dolayısıyla, mühendislik yapılarının yer alacağı sıvılaşmaya potansiyel zeminlerin, belirli mühendislik çözümleri ile sıvılaşmasının önlenmesi gerekmektedir. 9. SIVILAŞMAYA KARŞI TEMEL MÜHENDĐSLĐĞĐ ÇÖZÜMLERĐ Sıvılaşmaya karşı güvenlik faktörünün arttırılması için uygulama metodoloji dört ana grupta toplanmaktadır. • • • •

Aşırı boşluk suyu basıncı oluşmasına mani olunması Zeminin yerinde sıkıştırılması Zeminin içinde yüksek modüllü kolon oluşturulması Zeminin yanal hareketlerini sınırlamak için zemini hapsedecek elemanların teşkili

Bu farklı metodolojileri içeren çeşitli temel mühendisliği uygulamaları Tablo 4’de gösterildiği şekilde prefabrik dren, vibroflatasyon, kompaksiyon kazıkları, tas kolon, dinamik kompaksiyon, deep mix ve jetgrout olarak sıralanabilir. Tablo 4 – Sıvılaşmaya Karşı Temel Mühendisliği Uygulamaları

(1) Đhmal edilebilir (2) Yalnız kumlarda FC < 5% (3) Đnce daneli zeminlerde 5% < FC < 35% (4) Enerjinin daha derine iletilmesi için tas keson / stone pillar uygulaması, Emrem ve diğ. (2001) (5) Ucu kapalı tapa ile boru çakılarak veya vibroreplacement metodu ile

255

Prof. Dr. H.Turan Durgunoğlu

Bu tabloda belirtilen ve ülkemizde yaygın bir şekilde 1999 depremi öncesi ve özellikle sonrası kullanılan jetgrout ile zemin içinde yüksek modüllü kolon teşkiline ait sistemin aşağıda çalışma prensibi, hesap yöntemi verilmiş ve uygulamadan örneklerle desteklenmiştir. 10. ZEMĐNDE YÜKSEK MODÜLLÜ KOLONLAR TEŞKĐLĐ Bu sisteme ait hesap yöntemi Özsoy ve Durgunoğlu (2003) tarafından açıklanmıştır. Bu hesap yönteminde “Birim Hücre-Unit Cell” kavramı kullanılmıştır. Bu yöntemde kolon ve zemin arasındaki gerilme dağılımının hesabında deprem halinde kolonların ve onları çevreleyen zeminin deplasmanlarının ayni olacağı tezinden hareket edilmiştir. Bu taktirde depremde oluşan kayma gerilmeleri, kolon ile zemin arasındaki rijitlik farkından dolayı, nispeten daha rijit olan kolonlar üzerinde yoğunlaşacaktır. Hesap yönteminde yapılan zemin değiştirmesini tanımlamak için jetgrout kolon kesit alanının AJG, birim hücre alanına A, oranı, ar=AJG/A ar, alan oranı olarak tanımlanmaktadır. Jetgrout kolonlar arasındaki ara mesafelerin iki yönde SH ve SV olması halinde A=SHxSV olarak hesaplanır. Bu taktirde, deplasman şartından zeminin taşıdığı kayma gerilmesinin τs, oluşan toplam kayma gerilmesine, τ olan oranı, SR, %8 

9 1 1    :; 1 1 . = ? ; ; :;

bağıntısı ile hesaplanmaktadır. Bu bağıntıda, Gr= Modül oranı olarak tarif edilmekte olup, Gr=Gjg/Gs olarak tanımlanmaktadır. Bu durumda, deprem sırasında oluşan kayma gerilmelerinin büyük bir kısmı kolonlar tarafından taşındığından, zemin tarafından taşınan, τs=SRxτ olmaktadır. Diğer bir deyişle, daha önce belirlenen CSR değerinin SR faktörü ile azaltılması gerekmektedir. CSRdesign=SRxCSR SR=f(ar, Gr) olup, dağılımı Sekil 8’de verilmiştir. Bu şekilde modül oranı aralığı jetgrout kolonları kapsamak üzere Gr=10-150 olarak seçilmiştir. Bu durumda da sıvılaşmaya karşı güvenlik faktörü, @@@@ $%4 !! !!  %! %8 %! olarak hesaplanabilir. Diğer bir deyişle, ıslah sonrası güvenlik faktörü, @@@@ $%A , ıslah öncesi güvenlik faktörü, @@@@ $%A , arasında @@@@@ $%4 

256

VI. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Sekil 8. Alan Değişim Oranı ile Gerilim Azaltım Faktörü Değişimi (Özsoy ve diğ. 2001) @@@@@A  $%4 

%$1 %8

bağıntısı vardır. Bu yöntem kullanılmak suretiyle yapılacak tasarım algoritması Şekil 9’da verilmektedir.

Sekil 9. Önerilen Hesap Adımları (Özsoy ve diğ., 2001)

257

Prof. Dr. H.Turan Durgunoğlu

11. UYGULAMADAN ÖRNEKLER 17 Ağustos 1999 Kuzey Anadolu Fayı’nın yırtılması ile Mw=7.4 büyüklüğünde KocaeliGölcük depremi meydana gelmiştir. Bu deprem sırasında bu yörede yer alan çeşitli yapıların temel ve temel zemini davranışları detaylı olarak incelenmiştir, Martin ve diğ. (2001). Bu yapılardan sıvılaşmaya karşı yukarıda açıklanan jetgrout kolon uygulaması yapılmış Gölcük Ford Otosan Sağlamer ve diğ. (2002) tarafından, Karamürsel Ipekkagit Fabrikası Durgunoğlu ve diğ. (2003) tarafından, Đzmit CarrefourSA ise Durgunoğlu ve diğ. (2001) ve Martin ve diğ. (2004) tarafından detaylı olarak etüt edilmiştir. CarrefourSA Đzmit sahasında deprem oluştuğu tarihte, sahanın zemin ıslahının yalnız bir kısmının tamamlanmış olmasından dolayı, ıslah edilmemiş ve edilmiş kısımların mukayesesi yönünden aşağıda açıklandığı üzere çok kıymetli bir vaka analizi oluşturmuştur. 2

Đzmit Carrefoursa Sekil 10’da görüldüğü gibi yaklaşık 55,000m alan üzerine kurulan ve KAF hattına 5 km mesafede yer alan bir ticaret merkezidir. Bu sahada zemin etütleri sonucu belirlenen zemin şartları Tablo 5 ve Sekil 11’de özetlenmektedir. Görüldüğü gibi 6.5m-9.0m arasında yer alan siltli kum, SM, ile kumun üzerinde ve altında yer alan düşük plastisiteli ML/CL, siltli-kil tabakasının sıvılaşma riski yönünden değerlendirilmesi gerekmektedir.

258

VI. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Sekil 10. Deprem sonrası gözlenen hasarlar ile ıslah edilmiş ve edilmemiş alanları gösteren Carrefoursa alışveriş merkezi yerleşim planı (Martin v.diğ., 2004)

259

Prof. Dr. H.Turan Durgunoğlu

Tablo 5– Carrefour-SA Izmit Sahasi Ortalama Dane boyutu ve Indeks Özellikleri

Şekil 11. Carrefoursa Đzmit Sahası Islah Öncesi Tipik Geoteknik Parametreleri (Martin v.diğ., 2004) 260

VI. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Bu değerlendirme sonucu, Sekil 12’de gösterilen jetgrout kolonların inşa edilmesi önerilmiştir. Bu uygulama sonucu açıklanan yönteme göre SM-SP için ar=%7 ve Gr=30-50, SR=0.22-0.32, SRav=0.27, ML-CL için ise ar=%2 ve Gr=100 için SR=0.28 olarak bulunmuştur.

Sekil 12. Carrefoursa sahası alışveriş merkezi yapısı altında uygulanan ıslah şilte jetgrout yerleşimi. Đlave kolonlar ilave taşıma gücü amacıyla uygulanmıştır. Bina altındaki ortalama değiştirme oranı SM tabakada %7 üstteki tabakada ise %2’dir. Bu durumda yine bu makalede açıklanan yöntemlerle hesaplanan ıslah öncesi ve sonrası CSR eğrileri ile CRR eğrisi Sekil 13’de verilmiştir. Bu şekilden görüldüğü gibi deprem öncesi kolonların teşkil edildiği bölgelerde, deprem sırasında sıvılaşma beklenmemektedir. Nitekim deprem sonucu yapılan gözlemler de bu sonucu teyit etmiştir. Zemin ıslahının deprem esnasındaki etkinliği çeşitli kesimlerde uygulanan ıslah, ıslah olmaksızın öngörülen davranış, gözlenen davranış ve ıslahın gözlenen etkinliği olarak Tablo 6’da özetlenmektedir.

261

Prof. Dr. H.Turan Durgunoğlu

Islah yapılmamış C bölgesinde, ön yükleme dolgusu altında prefabrik drenlerle konsolidasyonun gerçekleşmesinin izlenmesi için yerleştirilen oturma kolonları, ıslah yapılmamış bu bölgede, deprem sırasında zeminin sıvılaşma yönünden davranışı ve oluşan oturmalar hakkında çok önemli bilgiler sağlamıştır. Nitekim oturma kolonlarında ölçülen düşey deplasmanların derinlikle değişiminden, siltli kum-SM tabakası kadar, düşük plastisiteli silt-ML tabakasının da depremde sıvılaştığını veya buna bağlı önemli düşey deplasmanlar gösterdiğini kanıtlamıştır. Bu bulgu, ince daneli zeminler üzerinde bu tebliğde de daha önce açıklandığı veçhile özellikle Adapazarı depremi sonrası yapılan çalışmalar sonucu bulunan yeni sonuçlarla uyuşmaktadır.

Sekil 13.Carrefoursa sahasında temsili zemin koşulları altında sıvılaşma analizi sonuçları. (Kesikli çizgi ile gösterilen devirsel direnç oranı önyükleme yapılmayan alanlar içindir, düz çizgi ile gösterilen ise 3.3 m yüksekliğinde önyükleme dolgusu yüklenen ve kaldırılan önyükleme sonucu aşırı konsolidasyon oranı sonrası artan sıvılaşma direncidir.) Diğer bir deyişle Chinese Kriteri’ne göre, sıvılaşma riski kapsamına alınmaması gereken ML zemininin sıvılaşma kapsamında değerlendirilmesinin daha doğru bir yaklaşım olacağı, bu tarz düşük plastisiteli silt ve killerin de sıvılaşmaya karşı zemin ıslah yönünden detaylı olarak etüt edilerek değerlendirilmesi gerekliliğini ortaya konmuştur.

262

VI. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

12. ÖZET VE SONUÇLAR 1. Ülkemizde meydana gelen 17 Ağustos 1999 ve 12 Kasım 1999 Düzce depremleri sonucunda ve ülkemizin büyük bir kesimindeki mevcut sismik aktivite dolayısıyla, çeşitli inşaat mühendisliği yapılarının yer seçiminde, mevcut zemin şartları ve bunların deprem yükleri altındaki davranışlarının belirlenmesi daha da önem kazanmıştır. 2. Bu yapıların temel mühendisliği tasarımlarında, tasarıma esas zemin şartlarının belirlenmesi için zeminlerin dinamik yükler altındaki davranışlarını da içren yeterli ve güvenilir bir geoteknik modelleme yapılması şart ve kaçınılmazdır. Tablo 6– Carrefoursa Đzmit Zemin Islahının Deprem Esnasında Gözlenen Etkinliği, (Martin ve diğ., 2004)

3. Jetgrout yöntemi ile ilgili ülkemizdeki yaygın kullanımdan örnekler verilmiş, kolon teşkili ile ilgili uygulama parametreleri ve kalite kontrol yöntemleri tartışılmıştır. 4. Sismik parametrelerin belirlenmesi halinde tanımlanan geoteknik modeli kullanmak suretiyle deprem yükleri altında zemin ve temel davranışları ile ilgili riskler mevcut metotlarla değerlendirilebilir ve güvenlik faktörü iyi bir yaklaşımla önceden hesaplanabilir. 5. Sıvılaşmaya karşı direnci olan zeminlerin tanımındaki Chinese Kriteri’nin son senelerde özellikle 1999 depremi sonrası ince daneli zeminler üzerinde yapılan 263

Prof. Dr. H.Turan Durgunoğlu

deneyler sonucu, bazı koşullarda geçerli olmadığı belirlenmiş ve bu tür zeminler için yeni bir öneri getirilmiştir. 6. Güvenliğin yeterli olmadığı yerlerde, çeşitli temel mühendisliği zemin iyileştirme ve/veya takviye yöntemleri ile, ilerideki potansiyel depreme karşı güvenlik istenilen seviyeye yükseltilebilir. 7. Bu temel mühendisliği tasarımları, • mevcut zeminin sıkıştırılarak, sismik yükler altındaki kayma dayanımının arttırılması, vibroflotasyon, dinamik kompaksiyon, vb. gibi; • deprem yükleri altında aşırı boşluk suyu basıncının süratle drenajı ile zeminin tekrarlı yükler altındaki kayma dayanımının azalmasını önlemek, çakıl dren, prefabrik dren gibi; • zeminin hem sıkıştırılarak, hem de aşırı boşluk suyu basıncının süratle drenajına imkan tanıyan, “vibroreplacement” metodu ile tas kolon teşkili gibi; • zemin içinde rijitliği – deformasyon modülü büyük elemanlar teşkili ile “jetgrout” ve “deep mix” yöntemleri ile zemine gelen deprem kayma gerilmelerinin azaltılması yöntemlerini içermektedir. 8. Yüksek modüllü kolonların sistematik olarak yapı altında belirli aralıklarlateşkil edilmesi halinde tasarım için bir yöntem geliştirilmiştir. 9. Bu yöntemin uygulanması ile, Đzmit Carrefoursa örneğinde, uygulamanın 17 Ağustos 1999 depremindeki davranışı ile ilgili bilgiler verilmiş ve yöntemin geçerliliği kanıtlanmıştır. 10. Yüksek modüllü kolonlar çeşitli diğer geometrik tasarımlarla uygulanabilmekte ve bu taktirde bir sınırlama yapısı oluşturularak, zeminin yanal yayılımı ve düşey deplasmanlarını sınırlayabilmektedir. 11. Yüksek modüllü kolonların, yeni yapılarda olduğu kadar, mevcut yapılarda da sonradan uygulanabilir olması, diğer metotlara göre büyük bir avantaj sağlamaktadır. Kolon teşkili özel makineler ile çok sinirli boyutlardaki bodrum kat döşemesinden yapılabileceği gibi,yapı çevresinde de uygulanmak suretiyle gerçekleştirilebilmektedir.

TESEKKÜR Tam otuz sekiz yıl önce ĐTÜ Đnşaat Fakültesinde örgencisi olarak beni Zemin Mekaniği ile tanıştıran rahmetli hocam Ord. Prof. Dr. Ing. Hamdi Peynircioğlu anısına her iki yılda bir değişik konuda hazırlanan tebliğlerden altıncısını sunmak görev ve onurunu sahsıma tevdi eden Zemin Mekaniği ve Temel Mühendisliği Türk Milli Komitesi’ne teşekkürü bir borç bilirim. Bu tebliğin hazırlanması esnasında gösterdikleri yardım ve katkılardan dolayı, Zetaş Zemin Teknolojisi A.S.’den, Đnş. Yük. Müh. Turhan Karadayılar’a, Dr. Canan Emrem’e, Đnş. Yük. Müh. Rasim Tümer’e ve Đnş. Yük. Müh. Emel Hacialioğlu’na teşekkür ederim. KAYNAKLAR AKDOGAN, M., EROL, O., ERGUN O., (1996), “Tas Kolonların Performansı-Bir Vaka Analizi”, ZMTM 6. Ulusal Kongresi, 24-25 Ekim 1996, pp. 370-381, Dokuz Eylül Üniversitesi, Đzmir ASCE (1997) Soil Improvement and Geosynthetics Commitee Report, Ground Improvement –Ground Reinforcement , 17-19 July 1997, GSP No:69, pp. 1-371, Utah

264

VI. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

BRAY, J. D., SANCIO, R. B., RIEMER, M. and DURGUNOGLU, H. T. (2004), th

‘‘Liquefaction Susceptibility of Fine Grained Soils’’ Proceedings 11 ICSD and 3th ICEGE, 7-9 January 2004, UC Berkeley, California, U.S.A CANDOGAN, A., YILMAZ, E., SAGLAMER, A., (2000), “Jet Grout Tekniği ile Yapılan Zemin Đyileştirmelerinde Kalite Kontrolüne Yönelik Testler Gebze-Adapazarı ve Đzmir Doğalgaz, Afşin-Elbistan B Termik Santralleri”, ZMTM 8. Ulusal Kongresi, 26-27 Ekim 2000, pp. 301-309, ITU, Đstanbul ÇETIN, K. Ö, YOUD, T.L., SEED, R. B., BRAY, J. D., SANCIO, R. B., LETTIS, W., YILMAZ, M. T., DURGUNOGLU, H.T. (2002) “Liquefaction -Induced Ground Deformations at Hotel Sapanca During Kocaeli (Đzmit), Turkey Earthquake”, Soil Dynamics and Earthquake Engineering Journal, Elsevier Science Ltd., 2002, Vol. 22, pp. 1083-1092 CETIN, Ö. K., YOUD, L. T., SEED, R. B., BRAY, J. D., DURGUNOGLU, LETTIS, W., YILMAZ, T. M. (2004) “Liquefaction-induced Lateral Spreading at Izmit Bay During the Kocaeli (Đzmit)-Turkey Earthquake”, ASCE, Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering, (to be published), 2004. CUBRINOVSKI, M., ISHOHARA, K., (2001), “Analysis of the Performance of an Oil-tank Pile Foundation in Liquified Deposits” Proceedings of Satellite Conference Lessons Learned From Recent Strong Earthquakes, August 24, 2001, Istanbul DAVIES, M.C.R., SCHLOSSER, F. (Editors), (1997), “Ground Improvement Geosystems, Densification and Reinforcement”, Proc. Third IC. Ground Improvement Geosystems, London DURGUNOGLU, H. T., TOGROL, E. (1995a). “CPT in Turkey, National Report” CPT’95 International Symposium on Cone Penetration Testing, 4-5/10/1995, Vol.1, pp. 243252, Linköping, Sweden. DURGUNOGLU, H.T., NUR, O., AKBAL, Ö., KULAÇ, H. F., IKIZ, S., OLGUN, C.G. (1995b). “A Case Study on Determination of Soil Improvement Using CPT” CPT’95 International Symposium on Cone Penetration Testing, Vol. 2, pp. 441-446, Linköping, Sweden. DURGUNOGLU H. T., KULAÇ, H. F., ORUÇ, K., EMREM ÖGE C., EKER, F. S. (2000a), th

“A Case History of Jetgrouting Column Application in Turkey,” 4 International Conference on Ground Improvement Geosystems, Helsinki, June 7-9, 2000 DURGUNOGLU, H. T., KARADAYILAR, T., BRAY, D. J., SANCIO, R. B, ÖNALP, A. (2000b), “Sıvılaşmış Zeminlerde Zemin Davranışı Modellemesinde Kullanılan Zemin Araştırma Yöntemleri- Adapazarı Örneği,” ZMTM 8. Ulusal Kongresi, 26-27 Ekim, 2000, Đstanbul DURGUNOGLU, H. T., EMREM, C. , KARADAYILAR, T., MITCHELL, J. K., MARTIN, 1 J. R., OLGUN, C. G. (2001), “Case History for Ground Improvement Against Liquefaction Carrefoursa Shopping Center-Izmit, Turkey, Proceedings of Satellite Conference Lessons Learned From Recent Strong Earthquakes, August 24, 2001, Istanbul DURGUNOGLU, H. T., KULAÇ, H. F., ORUÇ, K., YILDIZ, R., SICKLING, J., BOYS, I. E., ALTUGU, T:, and EMREM, C., (2003), “A Case History of Ground Treatment with Jet Grouting Against Liquefaction for a Cigarette Factory in Turkey”, Grouting and Grout Treatment, February 2003, New Orleans, USA DURGUNOGLU, H. T., YILMAZ, O., KALAFAT, M., KARADAYILAR, T., ESER, M. (2004a), ‘‘An Integrated Approach for Characterization and Modeling of Soft Clays th

th

Under Seismic Loading; A Case Study,’’ Proceeding 11 ICSD and 3 ICEGE, 7-9 265

Prof. Dr. H.Turan Durgunoğlu

January 2004, UC Berkeley, California, U.S.A DURGUNOGLU, H. T., CHINCHELLI, M., IKIZ, S., EMREM, C., HURLEY, T., and CATALBAS, F. (2004b), ‘‘Soil Improvement with Jet-Grout Columns; A Case Study from the 1999 Kocaeli Earthquake,’’ Proceedings of Fifth International Conference on Case Histories in Geotechnical Engineering New York, N.Y., April 13-17, 2004 DUZCEER, R., GÖKALP, A., (2002), “Akaryakıt Tank Temellerinin Tas Kolonlarla Đyileştirilmesi” ZMTM 9. Ulusal Kongresi, 21-22 Ekim 2002, pp. 454-463, Anadolu Üniversitesi, Eskişehir DUZCEER, R., GÖKALP, A., (2003), “Construction and Quality Control of Jet Grouting Applications in Turkey”, Proceedings Third I.C. Grouting & Ground Treatment”, GSP No 120, 10-12 Febr, 2003, pp. 281-293, New Orleans EMREM, C., SPAULDING, C., DURGUNOGLU, H. T., and VARAKSIN, S. (2001), “A Case Study of Soil Improvement Against Liquefaction-Carrefoursa Shopping Center th

Izmir, Turkey,” Proceedings of the 15 International Conference on Soil Mechanics and Geotechnical Engineering, Istanbul, pp. 1737-1742 ERGUN, M.O., (1992), “Design and Performance of Two Port Silos on Improved Ground”, Grouting, Soil Improvement and Geosynthetics, GSP NO 30, 23-25 Feb. 2002, pp. 842854, New Orleans GOUVEMONT, D., (1998), “State-of-the-art in Europian Grouting”, Ground Improvement, ISSMGE, Thomas Telford, Vol 2, No 2 pp. 51-67 GÖKALP, A., DUZCEER, R., (2002), “Jet Grout Uygulaması Đçin Kalite Kontrol, Đş Sağlığı ve Güvenliği Denetimi”, ZMTM 9. Ulusal Kongresi, 21-22 Ekim 2002, pp. 574-583, Anadolu Üniversitesi, Eskişehir IDRISS, I. M., BOULANGER, R. W. (2004) ‘‘Semi-Empirical Procedures for Evaluating th

Liquefaction Potential During Earthquakes’’ Proceedings 11 ICSD and 3th ICEGE, 79 January 2004, UC Berkeley, California, U.S.A. ISHIHARA, K., (1993) “Liquefaction and Flow Failure During Earthquake”, The 33rd Rankine Lecture, Géotechnique, Vol.43 (3), pp.351-415. KAUSCHINGER, J.L., PERRY, E.B., HANKOUR, R., (1992), “Jet-Grouting:State-of-the Practice”, Grouting, Soil-Improvement and Geosynthetics, 25-28 Feb. 1992, GSP No:30, pp.169-181, New Orleans KESKIN, N., ve ÇIMEN, O., (2002), “Zemin Đyileştirmesinde Jet-Grout Yöntemi Kullanılması Üzerine Bir Uygulama”, ZMTM 9. Ulusal Kongresi, 21-22 Ekim 2002, pp. 641-647, Anadolu Üniversitesi, Eskişehir LUNARDI, P., (1977), “Ground Improvement by Means of Jet-Grouting”, Ground Improvement, ISSMFE Thomas Telford, Vol 1 No:2, pp. 65-86 MARTIN, J. R., MITCHELL, J. K., OLGUN, C. G., DURGUNOGLU, H. T., and EMREM, OGE C. (2001), “Performance of Improved Ground During the 1999 Turkey Earthquake,” Geotechnical Special Publ. No.113, Foundation and Ground Improvement, ASCE-Geo Institute, pp.565-579 MARTIN, J. R., OLGUN, C. G., MITCHELL, J. K., DURGUNOGLU, H.T. (2004), “High Modulus Columns for Liquefaction Mitigation”, ASCE, Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering, Vol. 130, No.6, June 2004 MUT, T., (1987), “Jet-Grouting Metodu ile Zemin Islahı”, ZMTM 2. Ulusal Kongresi, 1113 Mayıs 1987, pp. 437-443, Boğaziçi Üniversitesi, Đstanbul NATIONAL RESEARCH COUNCIL (NRC), (1985), “Liquefaction of Soils During Earthquakes, National Academy Press, Washington D.C. ÖZSOY, B., DURGUNOGLU, H. T., (2003), “Sıvılaşma Etkilerinin Yüksek Kayma Modüllü Zemin-Çimento Karışımı Kolonlarla Azaltılması”, 5. Ulusal Deprem Mühendisliği 266

VI. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Konferansı, 26-30 Mayıs 2003, Đstanbul PORBAHA, A., RAYBAUT, J.L., NICHOLSON, P., (2001), “State-of-the-art in Construction Aspects of Deep Mixing Technology” Ground Improvement ISSMGE, Thomas Telford, Vol 5 No:3, pp. 123-140 ROBERTSON, P.K., FEAR, C. E. (1997) “Cyclic Liquefaction and Its Evaluation Based on SPT and CPT” Proceedings of the NCEER Workshop on Evaluation of Liquefaction Resistance of Soils, Technical report NCEER-97-0022, pp.41-87, 1997. SAGLAMER, A., DÜZCEER, R., GOKALP, A., YILMAZ, E. (2002) “Ground Improvement by Jet Grout Columns for the Foundations of an Automobile Plant in Turkey” Deep Foundations 2002, Proceedings of the International Deep Foundations Congress 2002, February 14-16, 2002, Orlando, Florida, GSP No.116. SANCIO, R. B., BRAY, J. D., REIMER, M. F., DURGUNOGLU, H. T., (2003) “An Assesment of the Liquefaction Susceptibility of Adapazari Silt”, Pasific Conference on Earthquake Engineering, paper no.172 SEED, H. B. (1979) “Soil Liquefaction and Cyclic Mobility Evaluation for Level Ground During Earthquakes”, Journal of Geotechnical Engineering Division, ASCE, Vol.105(GT2), pp.201-255, 1979. SEED, H. B., IDRISS, I. M. (1971) “Simplified Procedure for Evaluating the Soil Liquefaction Potential”, Journal of the Soil Mechanics and Foundations Division. ASCE, Vol.97(SM9), pp.1249-1273, 1971. SEED, H. B., IDRISS, I. M. (1982) “Ground Motions and Soil Liquefaction During Earthquakes”, Earthquake Engineering Research Institute, 1982. SEED, H.B., TOKIMATSU, K., HARDER, L. F., CHUNG, R. (1985) “Influence of SPT procedures in soil liquefaction resistance evaluations”, Journal of Geotechnical Engineering, ASCE, Vol.111(12), pp.1425-1445, 1985. TOGROL., E., (1994),”Temel Takviyesi Yöntemlerine Yeni Bir Bakış”, Ord. Prof. Dr. –Ing Hamdi Peynircioğlu 1. Konferansı, ZMTM 5. Ulusal Kongresi, pp. 887-918, ODTU, Ankara TOGROL, E., (1998), “ ‘Jet-Grout’ Kolonların Yapımında Kalite Denetimi”, ZMTM 7. Ulusal Kongresi, 22-23 Ekim 1998, pp. 393-402, Yıldız Üniversitesi, Đstanbul TOKIMATSU, K. SEED, H.B. (1987), “Evaulation of Settlements in Sands Due to Earthquake Shaking”, Journal of Geotechnical Engineering, ASCE, Vol.113 (GT8), pp.861-78 YINEKARA, R., TERASHI, M., SHIBAZAKI, M. (editors), (1996), “Grouting and Deep nd

Mixing”, Proceedings of IS-Tokyo’96 2 IC Ground Improvement Geosystems, Vol’s 1-3, Tokyo YOUD, L. T. v.d. (21 farkli yazar) (2001) “Liquefaction Resistance of Soils: Summary Report from the 1996 NCEER and 1998 NCEER-NSF Workshops on Evaluation of Liquefaction Resistance of Soils”, Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering, ASCE, Vol.127(10), pp.817-833, 2001. YOUD, L., T., and IDRISS, I.M., eds (1997), Proc. NCEER Workshop on Evaluation Liquefaction Resistance of Soils, NCEER, Buffola, Newyork YOUD, L.,T, BARDET, J.P., BARY, J.,D., (eds), (2000), “Kocaeli, Turkey Earthquake of August 17, 1999 Reconnessance Report, Earthquake Spectra, Supplement Vol 16. ZHANG, G., ROBERTSON, P.K., BRACHMAN, R. W. I. (2004) “Estimating LiquefactionInduced Lateral Displacements Using the Standard Penetration Test”, Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering, ASCE, Vol.127(10), pp.817-833, 2001.

267

Prof. Dr. H.Turan Durgunoğlu

268

PROF. DR. S FEYZA ÇĐNĐCĐOĞLU ĐSTANBUL ÜNĐVERSĐTESĐ 1974’te Boğaziçi Üniversitesi, Đnşaat Mühendisliği Bölümü’nden lisans ve 1976’da Đngiltere Sheffield Üniversitesi, Đnşaat Mühendisliği Bölümü’nden yüksek lisans derecelerini almıştır. 1976- 1982 yılları arasında, çalışmalarına uygulamada Đnşaat Mühendisi olarak devam etmiştir. 1983 yılında Boğaziçi Üniversitesi, Đnşaat Mühendisliği Bölümü’nde doktora eğitimine başlamış ve 1986 yılında doktora derecesini almıştır. 1982-1993 yılları arasında Anadolu Üniversitesi, Meslek Yüksek Okulu’nda Öğr. Gör., 1987–1989 yılları arasında Anadolu Üniversitesi, Mühendislik Fakültesi, Đnşaat Mühendisliği Bölümü’nde Yrd. Doç. Dr., 1989 – 1993 yıllarında Doç. Dr. olarak görev almıştır. 1993 yılında Đstanbul Üniversitesi, Mühendislik Fakültesi, Đnşaat Mühendisliği Bölümü Geoteknik Anabilim Dalı Başkanlığı görevini üstlenmiştir. 1996 yılında Profesör unvanını almıştır. 2004–2005 yılları arasında Đstanbul Üniversitesi, Fen Bilimleri Enstitüsü Müdürlüğü yapan Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu 1998-2007 yıllarında Đstanbul Üniversitesi, Mühendislik Fakültesi, Đnşaat Mühendisliği Bölümü, Bölüm Başkanlığı görevini yürütmüştür. 2010 yılında tekrar bu görevi üstlenmiş olan Prof. Dr. Feyza Özer Çinicioğlu halen aynı bölümde Bölüm Başkanı, Öğretim Üyesi ve Anabilim Dalı Başkanı olarak görevini sürdürmektedir. Başlıca Çalışma Konuları; Zeminlerin statik ve dinamik davranışı, Yumuşak zeminler, Dolgular ve yatay yüklü kazıklar, Zemin iyileştirmesi, Zemin araştırmaları, Geniş alan arazi güvenlik değerlendirme ve mikro bölgeleme, Temeller ve zemin yapıları, Zemin-yapı etkileşimidir. Ulusal-uluslararası birçok yayını ve üç kitabı bulunan Prof. Dr. S. Feyza ÇĐNĐCĐOĞLU çeşitli ulusal ve uluslararası mesleki kuruluşların üyesidir. Zemin ve Temel Mühendisliği Türk Milli Komitesi yönetim kurulu üyesi ve genel sekreteridir. Ulusal ve uluslararası projelerde yürütücü ve/veya çalışan pozisyonlarında bulunmuş, yüksek lisans ve doktora tezlerinde tez danışmanlığı yapmıştır.

271

272

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

1. GĐRĐŞ Klasik Zemin Mekaniği zemin denen doğal malzemenin davranışını mekanik ve ampirik hesaplarla sayısal olarak tanımlayarak mühendislik uygulamaları için tarihsel hizmetini layıkıyla yerine getirmiştir. Ancak Klasik Zemin Mekaniği hesapları, genel geoteknik problemlerin her tipi ve her durumu için geçerli olduğu tartışma götüren çok sayıda ve değişik kabuller de içermektedir. Zemin Mekaniği teori ve hesap yöntemlerinde zemin davranışını daha doğru ve zeminin gerçek yapısına uygun olarak tanımlamak üzere son 20-30 yıldır önemli gelişmeler olmuştur. Đnsanoğlunun yaşamının başlangıcından bu yana yapılar zemin üzerine veya içine oturmaktadır, fakat buna rağmen Zemin Mekaniği Đnşaat Mühendisliğinin oldukça yeni alanlarından bir tanesi olarak kabul edilir. Yeni olması zeminin mekanik davranışını tanımlamak üzere gerilme ve deformasyon durumunun bulunmasında karşılaşılan zorluklardan kaynaklanmaktadır. 1925’lerden itibaren Zemin Mekaniği biliminin gelişimi büyük ölçüde Zemin Mekaniği biliminin babası olarak tanımlanan Karl Terzaghi’nin öncülük ettiği doğrultuda olmuştur. Bu doğrultuda Zemin Mekaniği Biliminde, genellikle belli idealize şartlar altında yapılan deneyler sonucunda, çeşitli teoriler ve formüller elde edilmiştir. Ancak idealize şartların ve deney koşullarının benzerinin arazide gerçekleşmesi çok kolay değildir. Zemin değişkendir ve geoteknik problemlerinin çözümünde gereken mühendislik yaklaşımı, Đnşaat Mühendisliğinin diğer alanlarında gereken mühendislik yaklaşımından farklıdır. Diğer taraftan proje şartları da değişkendir, öyle ki geoteknik mühendisleri bakımından hiçbir uygulama diğerinin aynı değildir. Diğer dallarda yapı malzemelerinin mukavemet ve boyutları tasarım mühendisi tarafından tayin edilmektedir, ancak geoteknik mühendisliğinde geomalzemelerin (zemin ve kaya) mukavemet ve boyutları proje gereksinimlerine göre doğrudan belirlenemez. Tersine proje ihtiyaçları projenin yapılacağı alanda mevcut olan durum ve olanaklara göre ayarlanmak ve belirlenmek durumundadır. Bunlara ilave olarak zemin davranışı ve parametreleri arazide yapılan uygulama sırasında da değişim göstermektedir. Yapı ile etkileşim halinde olan zemin davranışını tasarım aşamasında öngörmek amacıyla 1920’lerin sonlarından bu yana önemli gelişmeler olmuş, yapısal modeller üretilmiş, zemin modelleme teknikleri geliştirilmiştir. Tüm bu gelişmelere karşın tasarım aşamasında öngörülen zemin davranışı ile arazide gözlenen davranış arasında uygulamada sorunlara yol açan farklılıklar sıklıkla bulunabilmektir. Zemin araştırmalarının nihai amacının uygulamaya hizmet etmek olduğu anlayışıyla bu çalışmada Zemin Mekaniği Biliminde geçerli olan yapısal teori, sayısal modelleme, fiziksel modelleme ve gözlemsel yöntem gibi zemin davranışını öngörmeye yönelik araçların faydalı ve eksik yönleri tartışılmıştır. Aynı amaç doğrultusunda bu çalışmada arazideki davranışın en iyi arazideki ölçümlerle kendisini ifade ettiği düşünülmüş ve arazide gözlenen deformasyon ve boşluk suyu basınçlarının yapısal davranışı analiz etmek bakımından ana girdi olarak kullanılmasının önemi vurgulanmaya çalışılmıştır. Bu çalışmanın son bölümünde ise Đstanbul Üniversitesi 273

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

Geoteknik Anabilim Dalında geliştirilen arazi ölçümlerine dayalı tasarım yöntemleri sunulmaktadır.

2. ZEMĐN MEKANĐĞĐ BĐLĐMĐNĐN GELĐŞĐM SÜRECĐ VE YAPISAL MODELLER 2.1 YAPISAL DAVRANIŞ ANLAYIŞININ GELĐŞĐMĐ Doygun bir zemin için gerilme durumu Terzaghi (1936) tarafından tanımlanmış ve o tarihten itibaren Zemin Mekaniği bir bilim haline gelmiştir. Zemin Mekaniği’ni bir bilim haline getiren Zemin Mekaniği’nin kurucusu Karl Terzaghi (1939) yılında verdiği James Forrest konferansında geçmiş 25 yılda Zemin Mekaniğinde sağlanan gelişmeleri konu başlıkları altında vermiştir. Aynı şekilde Theoretical Soil Mechanics (1943) kitabında yer alan konular Klasik Zemin Mekaniği’nin çözüm getirdiği belli başlı konular olarak ifade edilebilir. Bu kapsamda 20. yüzyılın başlarında zemin davranışı tanım ve modellerinde geçerli iki teori vardır. Bunlar: • Doğrusal elastik zemin davranışı • Limit denge durumu (olası kayma düzlemleri üzerinde kayma mukavemetinin mobilize olmasına dayanan kütlesel analiz) olarak tanımlanabilir. Limit denge teorilerinin temeli Coulomb (1773) ve Rankine (1857)’nin çalışmalarına dayanmaktadır. Đstinat yapıları, yüzeysel temeller, kazık taşıma gücü hesapları limit denge anlayışı ile geliştirilmiştir. Terzaghi 150 yıldır kullanılmakta olan Coulomb kanununa boşluk suyu basıncı kavramını ilave etmiştir. Rölatif sıkılığa bağlı olarak kayma direnci açısını tanımlamıştır. Sızıntı basınçları, eğri göçme yüzeyleri ve duvar hareketlerinin etkisini incelemiştir. Formüller öncelikle kuru zemin için geliştirilmiş fakat doygun zeminlere de uygulanmıştır. Karl Terzaghi’nin çalışmaları ile Zemin Mekaniğinin bilimsel bir disiplin olarak tanımlanmasını takiben • • • •

274

efektif gerilme prensibi tek yönlü konsolidasyon teorisi ve beraberinde boşluk suyu basıncı üretimi ve sönümlenmesi mekanizması, aşırı konsolidasyon oranı kavramı ve etkilerinin önem kazanması. Taylor (1948)’in kesme etkisi altındaki zeminlerde genişleme (dilatancy) ve mukavemet arasındaki ilişkiyi ortaya çıkaran çalışmaları

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

zemin mekaniği anlayışına büyük katkılar getiren yapısal davranış bulgularıdır. Bishop’ın üç eksenli basınç deneyini geliştirmesinden sonra 1960’lardan itibaren zeminlerin doğrusal olmayan davranışı konusunda önemli bilgi birikimi olmuştur (Bolton 1999). Bunun sonucunda yeni elasto-plastik zemin modelleri ortaya çıkmıştır. Bu dönemdeki gelişme kısaca; • • •

Metal plastisitesi kanunları ile hacimsel pekleşme anlayışını birleştiren Cam kili teorisi Sınırsız kayma göçmesi olarak tanımlanan kritik durumlarla normal sıkışma durumları arasında akma yüzeyleri aracılığı ile bağlantı kurulması Üç eksenli gerilme izli deneylerle zeminin başlangıçtan göçmeye kadar gerilme davranışının takip edilmesi ve böylece elastik davranışın ardından o genişleme ve yumuşama veya o sıkışma ve pekleşme mekanizmalarından biri ile nihai kritik duruma ulaşılması davranışının anlaşılması

şeklinde özetlenebilir. Buna bağlı olarak 20.yüzyılın son döneminde yapısal modellerin geliştirilmesinde hızlı bir artış gözlenmiştir. Bu modeller esas olarak plastisiteye dayanmakla birlikte daha karmaşık davranış özelliklerini yansıtabilme amacını taşımaktadır. Zeminin tipik karakteristikleri oldukça çok sayıdadır. Bunlardan bazıları aşağıdaki gibi listelenebilir. • • • • • • • • • • • • •

Su, zemin tanesi ve havanın çok fazlı karışımı olan, doygun ve doygun olmayan zeminlerde efektif gerilme Yapısal veya gerilme etkisiyle anizotropi Tekrarlı (çevrimsel) yük etkisi ve sıvılaşma Çevrimsel deformasyon Deformasyon ve gerilme hızı etkisi, viskoelastisite, viskoplastisite Yoğunluk ve çevresel basınca bağımlı davranış Pekleşme ve yumuşama karakteristikleri Gerilme ekseni dönüşü Bölgesel deformasyon birikmesi ve stabilite bozulması Süreksizlikler Degradasyon (bozunum) ve mikro yapıların gelişmesi Isı bağımlılığı Elektrik özellikler, dielektrik sabitler ve iletkenlik

Yukarıdaki listeye eklenebilecek başka davranış özellikleri de bulunmaktadır. Bu davranış özelliklerinden bazıları yapısal modellere dahil edilmiştir. 275

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

Özellikle elastoplastisite, pekleşme ve genişleme davranışı günümüzde hemen hemen tüm modellere girmiş durumdadır. Tekrarlı yük etkisi ve sıvılaşma, anizotropi, krip veya viskoplastisite davranışlarını da içeren modeller bulunmaktadır. Ancak, ne var ki bu modellerin çoğunun gerçek davranışı öngörebilme yeterliliği konusunda kuşkular da söz konusudur.

2.2. YAPISAL MODELLERĐN DEĞERLENDĐRĐLMESĐ 2.2.1. Yapısal Modellerin Uygulamaya Aktarılabilme Durumu 20. yüzyılın son çeyreğinde, anizotropi, sıvılaşma, yaşlanma vb. gibi karmaşık zemin davranışını modellemek için geliştirilen plastisiteye dayanan yapısal (constitutive) modellerin sayısında hızlı bir artış olmuştur. Fakat ne yazık ki bu modellerden çok azı ayrıntılı test verisi ile uyumlu sonuçlar vermektedirler. Test verisi ile uyumlu sonuçlar veren modeller ise çok sayıda karmaşık parametrelerin kullanımını gerektirir. Genellikle sofistike laboratuvar deneylerinin sonuçlarına eğri oturtulması yoluyla elde edilen bu parametreler zaman ve ekonomi açısından avantajlı değildir. Ayrıca yapısal modellerin yeterliliği konusunda ciddi tereddütler de söz konusudur, öyle ki bu modellerin sahipleri bile birbirlerinin modellerinin yetkinliğini tartışmaktadırlar. Bu durum bu modellerin tasarım için kullanabilirliğini sınırlamakta, güvenilirliğini sarsmaktadır. Yapısal modelciler ve tasarım mühendisleri arasında derinleşen bu uçurum sonucunda,bilimsel birikimin ve yeniliklerin uygulamaya aktarılmasında zorluklar yaşanmaktadir. Uygulama ve tasarım mühendisleri uygulanabilirliği kısıtlı, ama uygulaması daha kolay modellere ve zemin tanımlama yöntemlerine daha çok rağbet etmektedirler. Çoğu mühendis hala doğrusal elastisite modülü kullanmaya ve uygun olmayan kohezyon ve kayma değerleri seçmeye devam etmektedir. Örneğin hala kilin, kohezyonlu yapısı nedeniyle içsel sürtünme özelliğine sahip olmadığını düşünen mühendisler bulunmaktadır. Uygulama aralığı dar olan daha ilkel yöntemlerin avantajı, uygulamacı mühendis tarafından daha iyi anlaşılabilmesidir. Daha çok parametre gerektiren yapısal modelleri uygulamaya sokmak yerine, gözlem ile az sayıda parametresi yenilenen ve uygulama mühendisi tarafından içeriği daha iyi anlaşılan ilkel modellerin kullanımı daha güvenli bulunmaktadır. Zemin davranışını modellemek bakımından nihai amaç, zemin davranışını tarif etmek için kullanılacak parametrelerin fiziksel anlamını genişleterek sayılarını azaltmak olmalıdır ve ancak böylelikle geoteknik mühendislerinin yapısal modellemeyi tanıyarak ve anlamlandırarak kullanabilmeleri sağlanacaktır. Aslında araştırmalar tüm zeminlerin tamamının birbirlerine benzer şekilde davrandığını göstermektedir. Bu durumun siltlerden çakıllara kadar tüm granüler zeminler için geçerli olduğu kontrollü şartlar altında yapılan laboratuar deneyleriyle kanıtlanmış durumdadır. Tüm granüler zeminlerin davranışının temelde aynı olduğu fikri bunların davranışlarının basit ve 276

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

temel bir takım kural ve prensiplerle ifade edilebileceği sonucunun ortaya çıkması demektir. Hatta kil zeminlerin de aslında taneli zeminler olduğu dikkate alınarak kil zeminlerin temel davranışı da bu temel prensipler çerçevesinde ifade edilebilir. Farklılık ise büyük ölçüde tane boyutlarının küçüklüğü sebebiyle davranış sürecinin süresinden kaynaklanır. Zemin araştırmalarının temel amacı pratik bakımdan anlayış ve uygulamada gelişmelerin sağlanmasıdır. Ön hesaplama ile uygulama arasında en büyük uyuşmazlık zeminlerin oturma ve deformasyon davranışının hesabında ortaya çıkmaktadır. Deformasyon gelişiminin hesaplanması ile ilgili sorunlar bazı temel davranış özelliklerinin klasik konsolidasyon hesapları ile yansıtılamadığının bir göstergesidir. Aslında deformasyon hesaplarının doğru yapılabilmesi zemin tepki özelliklerinin ve davranış değişiminin doğru tayin edilebilmesi demektir. Bu bilgi gerilme ve mukavemet hesaplarına da doğrudan yansıyarak zeminin toplam davranışının daha iyi anlaşılmasını sağlayacaktır. Bu farklılığın sebeplerinin analiz edilmesi gereklidir.

2.2.2. Tek Yönlü Konsolidasyon Teorisi Đle Đlgili Sorunlar Toplam oturma hesaplarında e-log p kavramından ve klasik tek boyutlu konsolidasyon teorisinden yararlanılmaktadır. Boşluk suyu basıncının sönümlenme sürecini esas alan klasik konsolidasyon teorisi hiçbir değişiklik yapılmaksızın zamana bağımlılık veya zaman etkisini hesaplamak için kullanılmaktadır. Bu konudaki uluslararası uygulama aşağıdaki sonuçları ortaya çıkarmış bulunmaktadır. • •

Yeterli zemin etüdü yapılmışsa, uygulanan laboratuvar deney yöntemleri ve yorumlar doğru ise toplam oturma hesapları kabul edilebilir geçerlilikte olmaktadır. Diğer taraftan süre veya oturma hızı hesapları çoğu durumda neredeyse inanılmaz boyutlarda yanlış sonuçlar vermektedir. Bu yanlışlıkların boyutları ne yazık ki projenin büyüklüğü ile artmaktadır. Özellikle yumuşak zeminler üzerindeki büyük dolgular, yer altı suyu çekilmesine bağlı olarak oluşan çökmeler vb. işlerde bu yanlış öngörü ve hesaplamalar büyük ekonomik maliyete sebep olmaktadır. Örneğin; Janbu (1998) bu konuyla ilgili olarak Ekofisk, Wilmington, Warakei, Kansai örneklerini vermektedir.

Janbu (1998) sadece tek yönlü deformasyon (ödometre şartları) ile sınırlı kalarak klasik konsolidasyon teorisi ile yapılan oturma hesaplarının geçerliliği konusunda şu değerlendirmeleri yapmıştır. Aşağıda Şekil 2.1’de ödometrik şartlarda qo - εo denge durumunda bulunan bir zemine ilave q yükünün uygulanması halinde numune kalınlığı (h) boyunca oluşacak gerilme ve deformasyon değişimleri verilmektedir.

277

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

Şekil 2.1. Ödometre deneyinde yükler, gerilmeler ve deformasyonlar (Janbu 1998) Đlave q yükünün yüklenmesiyle birlikte tekrar denge durumuna ulaşmaya çalışan numunede efektif gerilmelerde ve ilave boşluk suyu basıncında oluşan değişimler zaman (t) ve pozisyonun (z) birer fonksiyonudur. Bu fonksiyonlar Eşitlik 2.1 ve 2.2’de olduğu gibi verilir.

σ e ' = f σ (t , z )

(2.1)

u e = f u (t , z )

(2.2)

Fakat söz konusu sabit yükleme aşamasında toplam gerilme, q, aşağıdaki Eşitlik 2.3’te görüldüğü gibi t ve z’den bağımsızdır. q = σ e '+ u e

(2.3)

Diğer taraftan düşey birim deformasyon (ε) efektif gerilme değişimine bağlıdır ve dolayısıyla zamanın ve pozisyonun bir fonksiyonudur.

ε = f e (t , z )

(2.4)

Her hangi bir “t” zamanında ε-z dağılımı ile ue-z ve σe′-z dağılımları büyük ölçüde farklıdır çünkü deformasyon hem başlangıç efektif gerilme değerine hem de efektif gerilme değişimlerine bağlıdır. Bu dağılımların aynı olabilmesi için zemin dokusunun elastik olarak deforme olması (ε=σ/E) ve boşluk suyu sönümlenme hızının da Darcy kanununa uygun olması yani permeabilite katsayısı “k”nın sabit olması gereklidir. Ancak bu koşulların hepsi sağlanıyorsa yani

ε σe' = εq q

(2.5)

ise klasik konsolidasyon teorisi geçerli olabilir. Bu da ancak çok küçük h ≈ 2cm’lik tam doygun ödometrik kil numuneleri ön konsolidasyon basınçlarından daha yüksek basınçla yüklendiğinde ve sadece yaklaşık olarak sağlanabilir. 278

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Klasik konsolidasyon teorisinin kabulleri: • • • • •

•

•

Tam Doygunluk, Sr = %100 Yükleme yapıldığı anda oluşan ilave boşluk suyu basıncı uygulanan ilave gerilmeye eşit olur; u = q Konsolidasyonun tamamlandığı t = tP zamanına ulaşırken oluşan ilave boşluk suyu basıncının tamamı sıfıra doğru sönümlenir, u →0. Đkincil konsolidasyon, krip veya viskoz davranış olarak adlandırılan sıkışma davranışının etkisi hesaba katılmaz. Dış yüklerin zemin tanelerine efektif gerilme olarak nakledilmesi ile ortaya çıkan sıkışmaya karşı zeminin gösterdiği iç direnci ifade eden sıkışma modülü, M=dσ′/dε, (boşalma durumunda şişme modülü, MS) sabittir, yani zemin dokusu elastik olarak deforme olur ve gerilme değişimlerinden etkilenmez. Boşluk suyu basıncının sönümlenmesi için gereken drenaj hareketini kontrol eden kanun Darcy kanunudur, yani permeabilite katsayısı “k” değeri sabittir. Bunun anlamı “k”nın da gerilme değişiminden etkilenmemesidir. M ve k’nın sabit kabul edilmesine paralel olarak konsolidasyon katsayısı, cv=Mk/γw da sabittir. Arazi şartlarında yukarıdaki kabullerin tamamı yanlıştır.

2.2.3. Deformasyon Hızının Davranış Üzerindeki Etkisi Klasik konsolidasyon teorisi sadece doygun kil numuneleri için ödometre şartlarında geçerli kabul edilebilir ve klasik teori tek bir fiziksel olayı, yani sabit yük etkisi altında boşluk suyu basıncı sönümlenmesini esas alır. Bu anlayışla elde edilen oturma (veya sıkışma) değerleri ortalama birim sıkışma ε(t)’nin, t → ∞ için, birincil konsolidasyon sonu değerine (εp) ulaştığı zamanki asimptot değeri olarak elde edilir. Bu değer klasik teorideki birincil konsolidasyon değeridir ve birincil sıkışma veya birincil oturma, sp = εp.h, olarak adlandırılabilir. Halbuki granüler ortamdaki deformasyon davranışı tek bir mekanizmaya bağlı değildir, çoklu bir mekanizma söz konusudur ve bu bağlamda birincil konsolidasyon sırasında zamansıkışma ilişkisinde sadece hidrodinamik gecikme değil aynı zamanda viskoz gecikme etkilidir. Günümüz literatüründe konsolidasyon sürecinde etkili olan belli başlı iki mekanizma tanımlanmaktadır. Bunlar; •

Hidrolik Mekanizma; Yükün uygulanması ile uyanan ilave boşluk suyu basıncının suyun drene olması ile sönümlenmesi ve bu süreç içinde suyun drene olmasına paralel

279

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

olarak tanelerin birbirine yaklaşması ve efektif gerilmelerin artması, diğer bir deyişle yükün zemin tanelerine nakli •

Viskoz Mekanizma; Kil tanelerinin statik yük altında birbirlerine yaklaşabilmeleri için kili çevreleyen çift su tabakasının (Şekil 2.2) deforme olması ve taneler arası bağların oluşturduğu direncin aşılması gerekir. Bu şekilde çift tabakayı kilden ayırmaya çalışan ve bu tabakayı deforme etmeye çalışan kuvvetlere karşı zeminin gösterdiği direnç viskoz direnç olarak tanımlanmaktadır. Viskoz dirençten kaynaklanan ve konsolidasyon sürecinin uzamasına sebep olan gecikmeye de viskoz gecikme adı verilir.

Zemin dokusunun sebep olduğu viskoz gecikme aynı zamanda kayma deformasyonları ve hacimsel deformasyonların zamana bağlı gelişim sürecini kontrol eden etkendir. Viskoz direnç deformasyon hızına bağlıdır. Viskoz direncin aşılabilmesi için gereken aktivasyon enerjisi örnek olarak termal etki veya kayma kuvveti ile sağlanabilir. Daha sıkı kümelenmiş yumaklar için krip direnci daha fazla krip hızı azdır, gevşek yapılanmada ise tersi durum söz konusudur. Krip tane dokusunun porozitesine bağlıdır ve taneler arası çimentolaşma krip direncini arttırır. Aynı anlayışla aşırı konsolide zeminlerde krip direnci fazladır. Bu bakımdan ön konsolidasyon basıncının doğru tayin edilmesi önemlidir, çünkü ön konsolidasyon basıncı öncesi dirençle ön konsolidasyon basıncına ulaşıldıktan sonraki direnç çok farklıdır ve ön konsolidasyon basıncı öncesi krip direnci çok daha yüksektir.Krip direncinin belirgin ani değişim gösterdiği ilk eşik ön konsolidasyon basıncı, ikinci eşik ise birincil konsolidasyonun sonudur.

280

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 2.2. Kil minerali çevresindeki elektriksel yük dağılımı

Krip direnci birim deformasyon artışı için gereken sürenin zamana bağlı değişimidir. Birim deformasyon artışı için gereken süre zaman direnci olarak R = dt / dε ilişkisi ile ifade edilir ve buna bağlı olarak, krip direnci de rs = dR / dt ilişkisi ile bulunur. Şekil 2.3’te değişik efektif gerilme değerleri için elde edilen krip direnci değerleri görülmektedir.

281

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

Şekil 2.3. Krip direnci – Efektif düşey gerilme eksen takımında önkonsolidasyon basıncının belirlenmesi (Janbu 1998)

Şekil 2.3’te görüldüğü gibi, ön konsolidasyon basıncının elde edilmesinin en iyi yollarından biri de krip direnci – efektif gerilme ilişkisinin incelenmesidir. Ancak ön konsolidasyon basıncı değerinin deformasyon hızından büyük ölçüde etkilendiği gerçeğine ayrıca dikkat edilmelidir. Deformasyon hızına bağlı direnç yüksek deformasyon hızlarında daha büyüktür. Buradan hareketle yaklaşık 2cm kalınlığında ödometre numunelerinde viskoz direncin yüksek olduğu ve bunun sıkışabilirliği azaltan, fakat ön konsolidasyon basınçlarının oldukça büyük elde edilmesine sebep olan bir etken olduğu sonucu çıkarılabilir. Şekil 2.4.a’da Leroueil ve diğ. (1985) tarafından verilen aynı kil üzerinde farklı birim deformasyon hızları ile yapılmış bir grup deneye ait efektif gerilme-birim deformasyon eğrileri sunulmaktadır. Görülmektedir ki birim deformasyon hızı hem önkonsolidasyon basıncını hem de gerilme-deformasyon eğrilerini önemli ölçüde değiştirmektedir. Şekil 2.4.b’de önkonsolidasyon basıncının deformasyon hızından etkilenme derecesi daha net olarak görülmektedir. Bu durum ödometre deneyleri ile elde edilen zaman – sıkışma ilişkilerinden yararlanılarak yapılan sıkışma hesaplarının arazideki oturma süreleri ile hiçbir şekilde uyuşmamasının sebeplerindendir. Kalın numunelerle yapılan konsolidasyon deneylerinde deformasyon hızının yüklemeden daha uzak olan bölgelerde daha az olması viskoz direncin bu bölgelerde daha düşük ve dolayısıyla da viskoz etkinin sıkışma davranışı içinde katkısının daha fazla olmasına sebep olmaktadır. Keedwell (1998) zeminlerin konsolidasyon davranışı sürecinde viskoz direncin efektif gerilmelerin artmasına paralel olarak arttığını aşağıdaki değerlendirme ile iddia etmektedir. Ortalama geçerli gerilme değerleri altında tipik bir kohezyonsuz zeminde taneler arası sürtünmenin söz konusu olduğu hacim, bu hacmi çevreleyen taneler ve boşluklarının işgal ettiği hacimle kıyasladığında 106 – 109 defa daha küçüktür. 282

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 2.4. Killerin bir boyutlu sıkışabilirliği üzerinde deformasyon hızının etkisi a) sıkışma eğrileri b) önkonsolidasyon basıncı (Leroueil ve diğ. 1985)

Bu bilgiden hareketle varılabilecek sonuçlar şu şekilde özetlenebilir. Kil zeminlerde su dolu boşluk ve kanalların toplam hacminin tane kümelerinin toplam hacmine nazaran çok daha yüksek oranlarla büyük olduğu kolaylıkla ifade edilebilir. Bu yüzden yük etkisi altındaki zemin kütlesi içinde tüm taneler arasında homojen olarak etkili olan sürtünmeli davranıştan 283

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

söz etmek fazla yaklaşık ve mikro boyuttaki davranış mekanizmasını kapsamayan bir ifadedir. Bunun yerine efektif gerilmelerin artmasının kil topakları içinde taneler arası sürtünmeyi arttırdığını ve viskoz direncin esas bu yumaklar içinde etkili olduğunu düşünmek daha anlamlıdır. Bu düşünüş tarzı paralelinde mikro boyutta gerilme transferleri bakımından daha geniş bir yorumlama kabiliyeti verecek niteliktedir. Böylece deformasyon oluşumuna zeminin tepkisinin kendi iç yapısında sürtünmeli davranışla viskoz davranışın bir arada ve etkileşim halinde geçerli olmasıyla oluştuğunu düşünmek anlamlı görünmektedir. Farklı gerilme seviyeleri altında yapılan krip deneylerinde zeminin deformasyon davranışının viskozite kanununa uyduğu gözlenmiştir. Viskozite kanununa göre yüklemeden sonra belli bir zamanda gerilme seviyesi arttıkça deformasyon hızı da artar. Keedwell (1998)’in kritik durum zemin mekaniğinde tek bir göçme eğrisi elde edilmesi ile ilgili görüşü ise şöyledir; üç eksenli deneylerde gerilme seviyesi q / p′ ile tanımlanabilir. Burada q kayma gerilmesi ve p′ ortalama efektif sıkışma basıncıdır. Üç eksenli basınç deneyinde yüklemeyi takip eden konsolidasyon devresinde q sabit kalırken p′ artar. p′ değerindeki artış sıkışmayı ve taneler arası değme bölgelerinin artmasını sağlar, dolayısıyla p′ arttıkça viskoz direnç artar. Diğer taraftan q değerinde yüklemeyle oluşan artış taneler arası değme bölgelerine etki eden kesme kuvveti bileşenlerinin büyümesine sebep olur, dolayısıyla da viskoz akımı arttırıcı etki yapar. Keedwell (1998) Kritik Durum Zemin Mekaniği Teorisi kurallarına göre tanımlanan kritik durum çizgisi q=M.p′ nün doğrusal olarak elde edilebilmesinin viskoz davranışın geçerli olduğunun bir göstergesi olarak yorumlamıştır. Keedwell’in açıklamalarından zemin davranışını açıklamak için sadece viskoz akım kanunlarının yeterli olduğu sonucu çıkmaktadır. Ancak bu yoruma Schofield (1998)’in ilginç bir örnekle karşı çıkmıştır. Andrew Schofield, Büyük Kanyon’un uçaktan çekilmiş bir fotoğrafına işaret ederek 6 milyon yıl önce oluşan kanyonun tabanında 1 milyar yaşında kayalar bulunduğunu ve bu kadar uzun süre içinde eğer zemin davranışı tamamen viskoz olsaydı burasının ve dünyanın yüzeyinin tamamen düzleşeceğini ifade etmektedir. Sonuç olarak zemin davranışında elastoplastik davranışla birlikte (özellikle yumuşak plastik kil ve organik kil zeminlerde ağırlıklı olarak etkili olmak üzere) viskoz davranışın da etkili olduğu gerçeği açık olarak görülmektedir. Bu sebeple elastoplastik zemin davranışını esas almakla birlikte viskoz davranışın etkisini de davranış çerçevesi içine katmayı hedeflemek en doğrusu olacaktır. Günümüz geoteknik uygulamalarının ihtiyacı mukavemet değişiminin deformasyon oluşumu ile ilişkisini doğru tanımlayabilecek modellerdir. Geliştirilmiş pek çok yapısal model bulunmasına rağmen bunlar ihtiyaca yeterli seviyede cevap verememektedir, ancak belli idealize şartlar ve çok sayıda kabuller çerçevesinde davranışı yaklaşık olarak tayin edebilmekte ve bu çalışmada daha önce de ifade edildiği gibi elde edilen sonuçlar arazide gerçekleşenle karşılaştırıldığında oldukça büyük farklılıklar ortaya çıkmaktadır.

284

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Cam-kili teorisi öncelikle kritikten daha gevşek durumdaki zeminler için geliştirilmiş ancak kritikten daha kuru ve daha sıkı zeminler için de genişletilerek başarıyla uyarlanmıştır. Genel davranış biçimi olarak kritikten daha ıslak ve gevşek zeminler düktil ve dengeli olarak sıkışarak deforme olurlar (deformasyon pekleşmesi), kritikten daha kuru ve sıkı agregalar genişleyerek ve yumuşayarak deforme olurlar (deformasyon yumuşaması). Kritikten kuru zeminlerin içinde çatlaklar ve kanallar oluşabilir ve bunlar vasıtasıyla sıkı bölgelere ani su akımı sıvılaşmaya benzer genişleyerek göçme davranışına sebep olabilir. Şekil 2.5 ve 2.6’te Kritik Durum Zemin Mekaniği Teorisi çerçevesi içinde kritikten kuru ve çok aşırı konsolide zemin davranışı ile kritikten ıslak ve az aşırı konsolide zemin davranışı tanımlanmaktadır. Elastoplastik ve deformasyon pekleşmeli, elastoplastik ve deformasyon yumuşamalı Cam Kili modelleri sonlu elemanlar programları ile birlikte bazı zemin problemlerini çözmekte (örneğin dolgu problemleri) oldukça iyi sonuçlar vermektedir, ancak deformasyon gelişimi ile ilgili önemli sorunlar devam etmektedir. Zemin hareketlerinin tahmin edilememesinin sebep olduğu uygulama zorluklarının giderilmesi için araştırmaya ihtiyaç vardır. Kritik Durum Zemin Mekaniği Teorisi sürekli ortam mekaniğine dayanarak zemin davranışını gerilme-deformasyon ilişkilerini esas alan bir sistem ve bir çatı altında açıklayarak çok önemli bir ufuk açmaktadır. Ancak bu sisteme viskoplastik davranışın, diğer bir ifadeyle deformasyon hızının etkisinin eklenmesi zemin davranışı konusundaki anlayışımızı büyük ölçüde geliştirecektir. Zemin davranışının değerlendirilmesinde akma davranışının öncesi ve sonrasını modellemek önemlidir çünkü bilindiği gibi akma zemin davranışının ve parametrelerinin çok değiştiği bir eşik niteliğindedir. Bu yüzden de akmanın ve akmaya sebep olan gerilme bileşimlerini üzerinde bulunduran akma zarflarının doğru tayin edilmesi gerekir. Diğer taraftan özellikle yapılanmış plastik killer gibi zeminlerde tek bir önkonsolidasyon basıncı değerinden söz etmek mümkün de değildir, doğru da değildir. Çünkü akma (önkonsolidasyon basıncı) değerleri deformasyon hızına bağlıdır. Deformasyon hızı arttıkça önkonsolidasyon basıncı değeri artar ve buna bağlı olarak ta akma zarfı genişler. Deformasyon hızı küçüldükçe de daha küçük önkonsolidasyon basıncı değerleri ve akma zarfları elde edilecektir. Dolayısıyla deformasyon hızının etkisi söz konusu olunca, diğer bir deyişle deformasyon hızı sabit olmadıkça, dinamik bir gerilme-deformasyon ilişkisinden söz etmek gerekir.

285

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

Şekil 2.5. Drenajsız yükleme durumundaki gerilme izleri (Atkinson 1981)

Şekil 4.6. Gerilme oranı ve zeminin genişlemesi (Atkinson 1981) 286

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Kil davranışı üzerinde deformasyon hızının etkisinin tanımlanması yeni değildir (Taylor 1942, Crawford 1965, Bjerrum 1967). Son yıllarda bu konuda yapılan araştırmalar giderek artmıştır ve bugün killerin konsolidasyon sırasındaki davranışı üzerinde deformasyon hızının etkisi genel kabul görmüş durumdadır. Bunun sonucunda da zamana bağımlılık veya deformasyon hızı bağımlılığı veya viskoplastik davranış gibi değişik adlarla ifade edilen davranış sonlu elemanlar programları ile birlikte kullanılan yapısal modellere girmeye başlamıştır. Viskoplastik davranışla ilgili araştırmalar öncelikle laboratuvar deneyleri ile davranışın tespit edilmesi şeklinde gelişmiştir ancak söz konusu etki arazi oturma ve boşluk suyu basıncı diyagramlarında da kendini göstermektedir. Bu konuda yapılan araştırmalar arasında özellikle Leroueil ve diğ. (1988) tarafından Kanada killeri üzerinde yapılan çalışmalar bilimsel birikime önemli katkılar getirmiştir. Zamana bağlı sıkışma davranışı olarak ta adlandırılan kripin oluşması konusunda 1980’li yıllarda iki hipotez vardı: Hipotez A : Krip ancak primer (birincil) konsolidasyonun tamamlanması ile oluşmaya başlar. Bu hipoteze göre drenaj şartları ne olursa olsun birincil konsolidasyon tamamlanıncaya kadar tek bir gerilme deformasyon eğrisi geçerlidir (Mesri ve Choi 1985, Mesri ve diğ. 1994) Hipotez B : Zeminde krip bir çeşit yapısal viskoziteden kaynaklanır. Bu olay boşluk suyu basıncı sönümlenmesi sırasında da gerçekleşir. Dolayısıyla konsolidasyon sırasında izlenen gerilme izi drenaj şartlarına bağlıdır (Leroueil ve diğ. 1986, Imai ve Tang 1992).

Şekil 2.7. Zamana bağlı sıkışma davranışını tanımlayan Hipotez A ve B (Hight ve diğ. 1987) 287

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

Hipotez A ve Hipotez B’nin öngördükleri deformasyon davranışı Şekil 2.7’de (Hight ve diğ. 1987) şematik olarak anlatılmaktadır. Şekil 2.7a Hipotez A’yı anlatmaktadır. Burada aynı zeminden farklı kalınlıklarda alınmış iki numune aynı yükleme şartları altında konsolidasyona tabi tutulmaktadırlar. Hipotez A geçerli ise, farklı kalınlıklardaki numuneler aynı birim deformasyon seviyesinde birincil konsolidasyonun sonuna ulaşmaktadır. Sadece, birincil konsolidasyonun sonuna (EOP) ulaşmaları için gereken süre kalın numuneler için daha fazla olmaktadır. Birincil konsolidasyonu takip eden krip davranışı, numuneler üzerinde etkili olan efektif gerilme seviyesine bağlı olduğu için kripe ait eğriler birbirlerine paralel olarak birincil konsolidasyon eğrisine eklenmektedir. Hipotez B’nin gerektirdiği davranış Şekil 2.7b’de şematik olarak anlatılmaktadır. Buna göre farklı kalınlıklardaki numuler, birincil konsolidasyon devresinde de kripin gelişmesi sebebiyle, farklı birim deformasyon değerlerinde birincil konsolidasyonlarını tamamlamaktadırlar. Birincil konsolidasyon sonuna ulaşma süreleri de farklı olmaktadır. Daha ince olan numune birincil konsolidasyona daha önce ve daha küçük birim deformasyonda ulaşmakta eksik kalan birim deformasyon miktarını ise birincil konsolidasyon sonrasında tamamlamak durumunda kalmaktadır. Diğer taraftan kalın numunede daha büyük birim deformasyon seviyesinde daha uzun sürede ulaşılan birim deformasyon seviyesinin aynısına daha ince numune ulaştıktan sonra her iki numune için tek bir krip eğrisi söz konusu olmaktadır. Bu hipotezlerin birim deformasyon-efektif gerilme eksen sistemindeki ifadesi Şekil 2.7c’de verilmektedir. Buna göre, birincil konsolidasyon devresinde, Hipotez A ile numune kalınlığı ne olursa olsun tek bir gerilme-deformasyon ilişkisi elde edilirken Hipotez B ile elde edilen gerilme-deformasyon eğrileri numune kalınlığına göre değişmektedir. Bugün itibarı ile, yapılan deneyler sonucunda, Hipotez B’nin doğru olduğu kanıtlanmış durumdadır. Buna örnek olarak Şekil 2.8’de (Imai ve Tang 1992) konsolide olan bir tabaka içinde bulunan daha ince tabakaların konsolidasyon davranışının tanımlanması için yapılan deneylerde drenaj bölgesine uzaklık değiştikçe gerilme deformasyon davranışında ortaya çıkan farklılık net olarak gözükmektedir. Şekillerin incelenmesi sonucunda : • • •

Yüklemenin başında drenaj sınırlarına yakın bölgelerde deformasyon hızı daha yüksek uzak yerlerde daha düşüktür. Birincil konsolidasyon sonuna yaklaşırken tüm iç tabakalara ait gerilme izleri aynı noktada birleşirler Aşamalı (kademeli) yükleme durumunda gerilme-deformasyon eğrilerinin başlangıç ve bitiş noktaları aynıdır. Fakat belli bir yükleme aşamasında her iç tabaka için farklı gerilme-deformasyon ilişkileri elde edilmektedir.

Leroueil ve diğ. (1985) bir boyutlu sıkışmanın daha önce Sukjle (1957) tarafından önerilen modeldeki gibi tek bir efektif gerilme ( σ v′ ) – viskoz deformasyon ( ε v ) – viskoz deformasyon • hızı ( ε v ) ilişkisi ile kontrol edildiğini göstermişlerdir. 288

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 2.8. Kademeli yükleme durumunda farklı derinliklerdeki gerilme – boşluk oranı değişimi a) Berthierville kili, b) Yokohama körfez çamuru (Imai ve Tang 1992)

Şekil 2.9. Drenaj yüzeyine farklı uzaklıklardaki Saint-Hillaire kilinin bir boyutlu sıkışma davranışı (Leroueil ve Marques 1996) 289

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

Şekil 2.10. Berthierville kilinin bir boyutlu sıkışma davranışı önkonsolidasyon basıncının sıcaklık ve düşey deformasyon hızına bağlı değişimi (Leroueil 1996)

Ayrıca Boudali ve diğ. (1994)’e göre ısı etkisi de deformasyon hızının etkisine benzer şekilde davranışı etkimektedir. Yapılan deneyler önkonsolidasyon basıncının hem deformasyon hızı, hem de sıcaklığın fonksiyonu olduğunu göstermiştir (Şekil 2.10). Zaten önkonsolidasyon basıncının deformasyon hızına (ve/veya sıcaklığa) göre değişmesi zemin davranışının gelişimi bakımından son derece önemli ipuçları vermektedir. Bilindiği üzere önkonsolidasyon basıncı zeminin gerilme artışları altında küçük deformasyonlarla oldukça elastik davranış gösterdiği bölge ile plastik deformasyon davranışı gösterdiği bölge arasındaki sınır olarak ta ifade edilen akma sınırıdır. Şekil 2.11’de akma noktası ve akma eğrisinin elde edilmesini sağlayan davranış değişiklikleri görülmektedir (Wood 1990). Akmadan önceki zemin davranışı daha sert ve daha rijit bir davranış olarak ifade edilebilir. Zeminde akma davranışını oluşturan gerilme kombinasyonlarını üzerinde bulunduran akma eğrisinin yeri önkonsolidasyon basıncının değişimine bağlı olarak değişecektir. Zeminin sürtünme özelliğini ve elastoplastik yapısal kıvamı esas alarak geliştirilen Kritik Durum Zemin Mekaniği Teorisine viskoz davranışın etkisini katmaya çalışan elastikviskoplastik modellerin temeli Perzyna (1963) tarafından atılmıştır. Sonra Adachi ve Oka (1982) Cam kili modeli ile elasto-viskoplastik teoriyi birleştiren bir model önermiştir (Şekil 2.12) Şekil 2.12’de görüldüğü gibi araştırmacılar statik ve dinamik akma yüzeyleri tanımlamışlardır. Statik akma yüzeyi dengeli gerilme artışı ve sadece elastik deformasyon oluşumu ile ulaşılabilecek en küçük akma yüzeyi olarak tanımlanabilir. Adachi ve Oka (1982)’nin tanımlamasına göre zeminler ancak hem kayma birim deformasyon hızı bileşeni hem de hacimsel birim deformasyon hızı bileşeni sıfır olacak şekilde bir denge durumuna ulaşabilirse statik denge durumuna ulaşmış olurlar. Đzotropik konsolidasyon şartlarında 290

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

yüklenmiş olsa bile hiçbir zemin birincil konsolidasyon sürecinin sonuna eriştiğinde, statik denge durumuna erişemez. Dolayısıyla belli bir deformasyon hızında oluşan deformasyon süreci denge dışı durumdur ve bu durumlar dinamik durum olarak adlandırılır. Perzyna (1963) malzemelerin dinamik ve statik davranışı arasındaki farkın deformasyon hızına duyarlılıktan kaynaklandığını belirtmiş ve deformasyon hızına duyarlı malzemeleri viskoplastik malzemeler olarak tanımlamıştır.

Şekil 2.11. Akma zarfının elde edilişi (Wood 1990)

Şekil 2.12. Statik ve dinamik akma yüzeyleri kavramı (Adachi ve Oka 1982) 291

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

Bu bulgulardan hareketle elastik-viskoplastik bir malzeme olarak tanımlanması gereken ince taneli zemin ve özellikle kil için Cam kili modeli ile bulunan akma fonksiyonunun statik mi yoksa dinamik bir akma fonksiyonu mu olduğu sorgulanacak olursa; buna verilecek en uygun yanıt Cam kili modeli ile statik akma fonksiyonunun değil, kullanılan zemin parametrelerinin elde edilmesi için yapılan deneylerdeki hızı ifade eden bir ara (dinamik) duruma ait akma fonksiyonunun elde edildiğidir. Bilinçli olarak belli bir deformasyon hızına ait dinamik akma fonksiyonlarını elde etmek için deformasyon pekleşmesi parametresine deformasyon hızı etkisini katmak gerekir. Deformasyon hızının sınır gerilme yüzeyi üzerindeki etkisi Şekil 2.13’de görülmektedir.

Şekil 2.13. Deformasyon hızının sınır gerilme yüzeyi üzerindeki etkisi (Augustesen ve diğ. 2004) 2.3 YAPISAL MODELLEMEDE MĐKRO-MEKANĐK YAKLAŞIM Tüm taneli zeminler deformasyona uğradıkları zaman dokularını değiştirirler. Bu etkileşim makro ölçekte karmaşık zemin davranışının ana sebeplerindendir. Bu davranışın gözlenmesi ve incelenmesi için yeni ortaya çıkan ve sürekli gelişen • Görüntü işleme (image processing) • Ses işleme (crushing sound) • Foto-elastik malzeme kullanımı • Saydam test malzemeleri kullanımı gibi teknikler ve aynı zamanda ölçüm ve takip sistemlerinin (kameralar, transdüserler, mikrofonlar….) zamanla daha hassas modellerinin piyasaya sunulması, zeminlerin mikro ölçekteki davranışının ve fiziksel özelliklerinin (tane kırılması, ezilmesi veya tane oryantasyonunun sürekli yeniden düzenlenmesi) daha iyi incelenmesini ve anlaşılmasını mümkün kılmaktadır.

292

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Tanesel zeminin mikroskopik açıdan incelenmesi zemin davranışı hakkında makroskopik boyuttaki mevcut anlayışımızı geliştirmemizi sağlayabilir. Zeminin davranış biçimlerini ifade eden • sıkışma ve sıkışabilirlik • anizotropi • akma • krip • çevrimsel sıvılaşma • kesme ve kırılma gibi özelliklerin temel mekanizmasının anlaşılmasında mikro davranışın incelenmesi önemli katkılar getirebilir. Makro ölçekteki davranışı açıklayan teoriler genellikle kuvvet, gerilme ve bunların sonucu olarak deformasyonun elde edilmesi doğrultusunda gelişmektedir. Bu yaklaşım yapılacak uygulamayı ve uygulama sonucunda karşılaşılacak problemleri öngörmeyi esas alan ve uygulamadan önce gerçekleştirilen tasarım anlayışı ile uyumludur. Fakat, doğası gereği makro yaklaşım zeminin sürekli ortam olarak kabulünü gerekli kılar. Halbuki zemin, bilindiği üzere birbirleri ile faydalı etkileşim halinde bulunan tanelerden oluşur. Bu durumda makro yaklaşımın zemin davranışının izlenmesi, tanımlanması ve başka sürekli ortama sahip malzeme davranışlarının örnek olarak kullanılması gibi avantajlarının yanında granüler yapı sonucu ortaya çıkan dezavantajları da vardır. Bunlardan en önemlisi genişleme davranışı ve bu davranışı ortaya çıkaran granüler malzemeye özgü davranıştır. Sürekli ortam mekaniği, tanımı gereği malzemeyi bizi ilgilendiren boyutlarda sürekli kabul eder. Böylece sürekli ortam boyunca entegre edilebilen gerilmeler ve birim deformasyonlar ile çalışılır. Son dönemlerde fotoelastik diskler ve Ayrı Eleman Modelleme (Distinct Element Modelling DEM) ile yapılan zemin modelleme çalışmalarında tanesel dönme hareketlerinin, özellikle yuvarlak şekle sahip taneciklerden oluşan zeminlerde, davranış üzerinde tahmin edilenden daha çok etkisi olduğu anlaşılmıştır (Thornton 2000). Şekil 2.14’te gösterildiği gibi zemin taneleri, kesme kuvvetleri sonucu oluşan momentlerin etkisiyle, genişleme davranışı gösterebilir.

Şekil 2.14. Kayma gerilmeleri etkisinde tanelerde dönme ve dönme hareketleri sonucu genişleme.

Fakat dönme birimsel deformasyonun tanımı bakımından, geleneksel sürekli ortam mekaniği anlayışında, bir arazi değişkeni olarak kabul edilmemektedir. Ayrıca dönmenin denge dışı momentler etkisi altında oluştuğu bilinmektedir fakat bunlar da gerilmenin geleneksel 293

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

tanımına uygun değillerdir, çünkü sürekli ortam mekaniğine göre sadece normal gerilmeler ve kayma gerilmeleri sürekli ortam boyunca iletilebilir. Bunun sonucu olarak zemin içinde herhangi bir noktanın denge halindeki gerilme durumunu tanımlayan gerilme tensörleri, moment dengesinin sağlanabilmesi zorunluluğuyla, simetrik matris olmaktadırlar (Wood 2004).

rmax −in rmin −cir

Mikro boyuttaki davranışın incelenmesi malzeme özelliklerinin tanımlanması bakımından yeni yöntemlerin doğmasını sağlayabilecektir ve sağlamaktadır. Bu tip çalışmalara en yeni örnek Cho ve diğ. (2006)’nın tane şeklinin makro-mekanik etkilerini incelediği araştırmasıdır. Burada Cho ve diğ. (2006) tane şeklini küresellik (sphericity) ve yuvarlaklık (roundness) olarak iki sınıfa ayırmakta ve bunları Şekil 2.15’de gösterilen tabloya uygun olarak değerlendirmektedir.

∑ ri N rmax −in Şekil 2.15. Tane şeklinin belirlenmesi (Cho ve diğ. 2006).

Bu şekilde mikro yapının değerlendirilmesi ve tanımlanması ile daha sonra makro düzeyde elde edilen zemin davranışı arasında ilişki kurulmakta ve böylece mikro yaklaşım ile makro davranış arasında ilişki kurulmaktadır. Cho ve diğ. (2006) bu tip tane şekli tanımlamasının likit limit, plastik limit, su muhtevası, v.b. gibi standart zemin sınıflandırma tekniklerinden biri olarak kabul edilmesini önermektedir. Bunun için de genelde görsel yöntemler yeterli olmakla birlikte (Folk 1955, Barrett 1980) dijital görüntü analizi yöntemlerinin gelişmesi ile birlikte tane şekillerini Fourier analizi, fraktal analiz (klasik geometri ile tanımlanamayan fakat malzemede her ölçekte tekrarlanan şekillerin analizi), v.b. yöntemlerle tanımlamak mümkün olmaktadır (Bowman ve diğ. 2001, Sukumaran ve Ashmawy 2001, Cho ve diğ. 2006). Cho ve diğ. (2006)’nın çalışması sonucunda Şekil 2.15 ile değerlendirilmiş tane şekilleri ile kritik durum zemin parametreleri (φcs, λ, Γ, emax, emin, Cc) arasında ilişki kurulmuştur.

294

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Tabii verilen örnekteki sürekli ortam yaklaşımının eksikliklerini mikro-gözlemsel ilişkilerle kapamaya çalışan araştırmalar pratikte çeşitli zorluklarla karşılaşmaktadır. Örneğin arazide zemin birbirinden kesin olarak ayrılmış katmanlar şeklinde değil, birbirinin içine giren ve kalınlıkları değişken katmanlar halinde bulunur. Ayrıca zemin içindeki tanelerin şekilsel dağılımı tek bir şeklin davranışı kontrol etmesine izin vermeyebilir. Tüm bu kısıtlara rağmen sürekli ortam yaklaşımının eksikliklerini kapatan mikro gözlemsel inceleme gelecek vaat eden bir araştırma alanıdır. Makro-mekanizmanın tanımsal eksikliklerini mikro-yapısal gözlemlerle yamayan uygulamalardan farklı olarak yapısal davranışı sadece mikroskopik, tanesel etkileşimlerle açıklamaya çalışan yöntemler de bulunmaktadır. Buna örnek olarak Klastik (parçalanır, kırılır; parçalardan teşekkül etmiş) Mekanik verilebilir (McDowell ve Bolton 1999, Bolton 1999). Klastik mekanikte taneler plastik deformasyona uğramadan kırılır ve parçalanır. Buna göre taneler arası etkileşim üç temel mekanizmayla tanımlanır (Bolton 1999): • • •

temas elastisitesi tane sürtünmesi ve dönmesi tane kırılması ve ezilmesi

Bu mekanizmanın oluşturulmasındaki ana düşünce parçaların yükler altında parçalanması, kırılan parçaların taneler arası boşluklara yerleşmesi ve buna bağlı olarak sürekli ortam bakış açısıyla dönüşü olmayan deformasyonlar elde edilmesidir. Buna göre eğer zemin tanelerin kırılma gerilmesinin üstünde yüklerle yüklenirse plastik zemin sıkışması oluşur. Dolayısıyla zemin plastisitesi tane kırılmasına bağlıdır. Zemin tanelerinin akma gerilmesi değerinde kırılması daha önce de önerilmiş ve gözlenmiş bir davranıştır. Çeşitli araştırmacılar (Terzaghi ve Peck 1948, Hargerty ve diğ. 1993, Yamamuro ve diğ. 1996) zemin tanelerinin kırılmasının akma gerilmesi değerinde başladığını gözlemlemişler ve bunun tane boyutu, şekli, minerali ve yoğunluğuna bağlı olduğunu ifade etmişlerdir. Klastik yaklaşımın çeşitli eksiklikleri ve dezavantajları bulunmaktadır. Öncelikle Şekil 2.15’deki tabloda da görüldüğü gibi taneler çok çeşitli şekillerde olabilirler. Bu çok çeşitli şekiller arası temas noktaları ise tamamen rastgele olmakta ve bu rastgele temas noktalarının sayıları ve yüzeysel karakteristikleri her yükleme durumu değişimi ile farklılaşmaktadır. Bu da taneler üzerinden aktarılan yükün tane üzerinde oluşturduğu gerilmenin rastgele belirlendiği anlamına gelir. Bu noktada tanelerin elastik mi davrandıklarını, yoksa temas noktasında “tane kırılma gerilmesinin” aşılarak tanenin parçalanıp parçalanmadığı bilinememektedir. Buna ek olarak klastik mekanik teorilerine dayanak sağlamak amacıyla yapılan deneylerde kullanılan yükler (≥4Mpa) zemin mekaniğinin ilgilendiği gerilme değerlerinin çok üstündedir ve yüksek dolgu barajlarının altında bile bu yüksek gerilme değerlerine erişilememektedir. En önemli eksik ise sürekli ortam yaklaşımının kullanıldığı durumlarda bile yetersiz kalan zemin etütleri ile tanelerin zemin içinde dağılımlarını tanımlamak, doğal ortamdaki karışık zemin dokusunun mevcut durumunu ve oluşturduğu 295

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

iskeleti çözümlemek ve ölçebilmek mümkün değildir. Özellikle en son tanımladığımız kısıt nedeniyle klastik yaklaşımın pratikte yeterli çözüm sunan kullanımının yakın gelecekte vücut bulması mümkün görülmemektedir. Tüm eksiklik ve yetersizliklere rağmen mikro boyuttaki davranışın incelenmesi malzeme özelliklerinin tanımlanması için yeni yöntemlerin doğmasını sağlayabilecektir. Çalışılan malzemenin daha iyi tanımlanması daha anlamlı yeni fiziksel parametrelere dayanan yapısal modellerin ortaya çıkmasına yol açacaktır. Bu yaklaşımların gelişmesi dönüşüm geri dönüşüm malzemelerinin geoteknik uygulamalarında daha geniş kullanımı bakımından da önemlidir. Çünkü bu malzemelerin sıkışabilirlik veya pekleşme gibi davranışları tabii malzemelerden oldukça farklıdır ve tane boyutunda olayı incelemenin birlikte davranışı anlamak bakımından büyük katkıları olacaktır.

3. SAYISAL MODELLEME Teorik modeller veya yapısal modeller zeminlerin mekanik tepkilerini tanımlamak için kullanılır. Zorluk teorik modeli belli bir projeye uygularken ortaya çıkar. Farklı fiziksel ve geometrik özellikler sebebiyle idealleştirilmiş koşullar için geçerli olan yapısal modellerin kullanımı zorlaşır ve elde edilen sonuçlar problemin fiziksel şartlarını yansıtmayabilir. Sayısal modelleme teknikleri ile yapısal modeller problemin gerektirdiği fiziksel şartlar ve sınır şartları içinde tanımlanabilir. Bu yüzden bilgisayarların gelişimine paralel olarak yaygınlaşan ve gelişen sonlu elemanlar ve sonlu farklar programları gibi sayısal analiz yöntemleri eğer yapısal modeller konusundaki güvensizlikler ve yetersizlikler aşılabilirse, zemin modellemesi bakımından büyük imkanlar sunmaktadır. Sonlu elemanlar yöntemleri ile zemin ortamlarının davranışının modellenme kapasitesi oldukça iyidir ancak zorluk zemini karakterize etmektedir. Günümüzde nümerik modellemenin gerçek davranışı modelleme bakımından başarı derecesini değerlendirmek amacıyla LCPC (Laboratoires des Ponts et Chaussées)’nin Geoteknik Yapıları Hesaplama birimi bir teknoloji gözleme programı kurmuş ve nümerik hesaplama sonuçları ile tam boyutlu gerçek test dolgularındaki enstrümantasyondan elde edilen gözlem sonuçları karşılaştırmalarının envanterini yaparak model hatalarını tespit etmeye çalışmıştır (Mestat 2001). Mestat, nümerik modellerin mükemmel olmamakla birlikte çok değerli olduklarını ifade etmektedir ve hem mühendislik hem de araştırma bakımından nümerik hesaplama ile bulunanla, gerçekte oluşanın karşılaştırılması davranış hakkında bilgi kazanımı ve modellemenin giderek genişleştirilmesi bakımından büyük önem taşımaktadır.

296

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Bu karşılaştırmalar için yumuşak killer üzerinde dolgular özellikle uygundur. Çünkü kazık çalışmalarında ortaya çıkan delme veya kazık çakma gibi yapı tekniği ve ölçümleri etkileyen konstrüksiyon işlemleri, zemin–yapı etkileşimi problemleri (zemin donatılı değilse), şev stabilitesi problemlerinde olduğu gibi hidrolik şartları iyi tanımlayamama zorluğu, sınır şartları ve başlangıç şartlarını tanımlamadaki sorunlar yumuşak zemin üzerindeki yapay dolgu probleminde oldukça azdır. Böylece ölçüm sonuçlarının değerlendirmesi üzerindeki kontrolü kaybetme riski yoktur. Lambe (1973) nümerik ön hesaplama sonuçlarının gözlem sonuçları ile uyumunun tanımlanması bakımından 5 tip ön hesaplama sınıflandırması yapmıştır. Lambe sınıflandırması genel kabul görmüş bir sınıflandırmadır ve Tablo 3.1’de tanımlanmıştır.

Tablo 3.1. Lambe (1973) tarafından önerilen ön hesaplama sınıflaması Ön hesaplama sınıfı Ön hesaplama Model kurucuların ölçüm zamanı sonuçları hakkında bilgisi A Geoteknik yapının (kör ön hesaplama) yapılmasından önce B Yapım sırasında Yok B1 Yapım sırasında Var C Yapımdan sonra Yok C1 Yapımdan sonra Var Bu anlayışla LCPC’nin topladığı veritabanı için değerlendirme yapılırken dikkati çeken husus, A tipi ön hesaplama ile ölçüm karşılaştırmaya imkan verecek vakaların çok zor bulunduğudur. Nitekim, literatürde yaygın olarak bilinen test dolguları konusunda 4 adet test dolgusu için ön hesaplama yarışması vardır. Bunlar Boston, Gloucester, Muar ve Haarajoki deney dolgularıdır. Bu test dolgularından her biri için yapılan ön hesap yarışmalarında 4 ila 13 arasında uzman bu dolguların kısa ve uzun dönem davranışları hakkında ön hesaplama sonuçlarını sunmuşlardır. Karşılaştırmalar deplasmanların ve boşluk suyu basınçlarının zaman içindeki gelişimine dayandırılmıştır (Lepidas ve Magnan 1990, Magnan 1992, Aalto ve diğ. 1998). Bu dolgular için yapılan A tipi ön hesaplamalara ilave olarak literatürde yer alan C tipi ön hesaplamaya ait sonlu elemanlar hesaplamalarıyla arazi ölçümleri arasında karşılaştırma yapan çok sayıda tez, rapor, makale, konferans, yayın vs. LCPC’nin veritabanına dahil edilerek geniş bir karşılaştırma ortamı oluşturulmuştur. Öncelikle Muar test dolgusu için yapılan yarışmaya katılan uzmanların değerlendirmelerini bir arada sunan Şekil 3.1 ön hesaplama sonuçlarının gerçek arazi davranışını yansıtmak bakımından hassasiyet seviyesini betimlemektedir.

297

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

Şekil 3.1. Çeşitli araştırmacıların Muar test dolgusunda önceden tahmin ettikleri göçme yüksekliği ve gerçekte oluşan göçme yüksekliği değeri (Brand ve Premchitt 1989) MOMIS adıyla yapılan karşılaştırma çalışmasından çıkan belli başlı sonuçlar şunlardır: • yumuşak zeminleri modellemek için deformasyon pekleşmeli elastoplastik kanunlar en yaygın olarak kullanılanlardır. • Bu modellerde dolgu inşaatı sonu için yapılan oturma hesaplamalarında model hatası %50 iken daha uzun vadede %25’ten az seviyelerde kalmaktadır (Şekil 3.2). • Ancak yatay deplasmanlar için model hatası çok yüksektir ve %80’leri aşmaktadır (Şekil 3.3). • Kümülatif hata, yapım sonu için %75 civarındadır ve uzun vadede %60 civarındadır.

Şekil 3.2. Dolgu ekseni boyunca ölçülen düşey deplasmanların sM ve hesaplanan düşey deplasmanların sC kıyaslanması (Mestat 2001).

298

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 3.3. Dolgu topuğunda oluşan maksimum yatay deplasmana ait ölçülen ve hesaplanan değerlerin karşılaştırması (Mestat 2001).

Bu konuda, daha önce belirtildiği gibi, model hataları büyük ölçüde kullanılan malzeme parametrelerinin davranışı takip etmekteki güçlüğünden kaynaklanmaktadır. Zemin yapılarının veya zemin ortamlarının davranışını tayin etmek bakımından temel davranış bilgilerindeki yetersizlikler sebebiyle nümerik modelleme yöntemleri kullanılırken de çok sayıda kabuller yapılmakta ve problem karmaşıklığından uzaklaştırılarak idealleştirilmektedir. Bu da arazideki davranışı yansıtmaktan uzaklaşmaya sebep olur. Bilindiği üzere yapılan uygulamaların etkittiği yükler altında zemin uzun süreli bir denge arayışına girer ve bu süreç içerisinde zemin parametrelerinde sürekli bir değişim ortaya çıkar. Bu değişimi öngörmek oldukça zordur ve başlangıç parametreleri zemindeki değişim sürecini ifade etmekte yetersiz kalırlar. Zemin davranışını öngörmek ve hesaplamak bakımından karşılaşılan zorluklar söz konusu proje karmaşıklaştıkça artar. Özellikle zemin-yapı etkileşimi problemlerinde problemin fiziğini ifade eden temel davranış özellikleri bakımından bilinmezler daha da çoğalırlar. Herhangi bir proje tipi söz konusu olduğunda temel davranışı bakımından bilinmeyenlerin sayısı çoğaldıkça, amprisizmin -deneyime bağlı çözümünetkinliği artmaktadır. Aslında benzerliklerin sayısının çok az olabildiği zemin veya zeminyapı sistemlerinde geçmiş tecrübe ve deney sonuçlarının böylesine etkin bir geçerliliğinin olması henüz çözülememiş temel yapısal ilişkilerin var olduğunu gösterir. Bu da bizi zemin davranışını doğru modellemek bakımından araştırmalarımızı farklı yöntemlerle geliştirmeye yönlendiren bir olgudur.

4. FĐZĐKSEL MODELLEME

Teorik veya ampirik hipotezlerin doğrulanması için başvurulan modelleme yöntemi ise fiziksel modellemedir. Geoteknik anlayışın gelişmesi ve karmaşık zemin – yapı etkileşimi 299

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

probleminde davranış mekanizmasının anlaşılabilmesi bakımından fiziksel modellemenin yeri ve önemi büyüktür. Fiziksel modellemede amaç bire bir ya da daha küçük ölçekli modeller üzerinde yapılan kontrollü testlerle prototip davranışının araştırılmasıdır. Fakat fiziksel modellemede prototiple aynı boyutlara sahip modeller çok pahalıya mal olmakta, küçük ölçekli modeller ise, boyut, yük ve gerilme farkları sebebiyle, gerçek davranışı yansıtmamaktadır. Küçük ölçekli modellerde sağlanması beklenen benzerlik sorununun, zemin gibi davranışı yapısal yüklere yüksek oranda bağlı olan tanesel yapılarda daha da önemli olduğu bilinmektedir. Çünkü zemin ve zemin yapılarında, hemen her koşulda, zeminin kendi ağırlığı sonucu oluşan yükler ve gerilmeler davranışa egemen olmaktadır. Stabilite problemleri, konsolidasyon, dinamik sorunlar ve daha bir çok problem buna örnek gösterilebilir. Zeminlerin fiziksel modellemesinde bu engelin aşılması için santrifuj modellemesi kullanılmaktadır. Buna göre santrifuj aletinde yüksek hızlar altında sabit bir merkez çevresinde döndürülen model, merkezkaç ivmelerinin etkisi altında kalmaktadır. Bu halde zeminin ve tanelerinin maruz kaldıkları ivme Eşitlik 4.1’deki gibi verilebilir.

a = ω 2r

(4.1)

Burada a merkezkaç ivmesini, ω santrifüjün ve dolayısıyla modelin açısal hızını ve r dönüş merkezinin modele olan uzaklığını temsil etmektedir. Bu durumda her bir zemin tanesi merkezkaç ivmesinin yerçekimi ivmesine (g) oranı derecesinde (N) daha ağır olmaktadır.

2 N =ω r

g

(4.2)

Böylece 1/N ölçeğinde hazırlanan bir model santrifujda test edildiğinde, model ve prototipin birbirinin eşdeğeri noktalarında eşit gerilme ve yükler oluşmaktadır. Örnek olarak 10 metre kalınlığında bir kil katmanının 1/100 ölçeğinde 10 santimetrelik modeli yapılmakta ve santrifujda N değeri 100 olacak şekilde döndürülerek test edilmektedir. Böylece protipteki derinlikle gerilme artışı modelde de elde edilebilmektedir. Misal olarak her iki kil tabakasının tabanlarında eşit gerilmeler sonucu aynı boşluk oranları elde edilmektedir. Đnşaat Mühendisliğinde ilk santrifuj kullanım önerisi, Manş denizi üzerine kurulması düşünülen çelik bir köprünün model testlerinin yapılması için, 1869 yılında Phillipps’den gelmişti. Hayata geçirilmeyen bu öneriden sonra santrifujların zemin mekaniğinin hizmetine girmesi için 1930’lu yılların beklenmesi gerekti. Bu tarihlerde Pokrovskii SSCB’de, Bucky ise ABD’de birbirlerinden bağımsız olarak geoteknik santrifuj modelleme çalışmalarına başladılar. Bu tarihten itibaren SSCB’de ve devamı olan Rusya’da geoteknik santrifuj 300

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

çalışmaları sivil ve askeri alanlarda tüm hızıyla devam etti. ABD’de ise santrifuj yatırımının pahalı olması ve bilgisayar teknolojisinin gelişmesi sebebiyle zemin modellemesinde numerik yöntemler revaç buldu. Fakat 1960’ların ortalarından itibaren çok fazlı zemin davranışının matematiksel olarak tanımlanmasındaki zorluklar ve yetersizlikler nedeniyle batı dünyasında santrifuj modellenmesine dönüş başladı. Günümüze kadar artarak gelen bu ilginin sonucu artık fiziksel modelleme, özellikle de geoteknik santrifüj modelleme yöntemi zemin yapılarının tasarımında ve tasarım esaslarının kontrol ve geliştirilmesinde kullanılmaktadır (Ko 1988) . Artan ilginin sonucu kullanıma giren geoteknik santrifüj sayısı gün geçtikçe artmaktadır. Fakat nümerik yöntemlerde olduğu gibi yöntemin sınırları ve yetersiz yönleri bilinmeli ve çalışma sırasında göz önünde bulundurulmalıdır. Örneğin modeller sınırlı konteynerler içinde test edilmekte ve buna bağlı olarak sınır problemleri ortaya çıkmaktadır. Örnek olarak dinamik yükler altında kazık davranışının incelenmesi çalışmaları esnasında zeminin yatayda sonsuz düzlem olarak modellenmesi mümkün olmamakta ve zemin hareketleri konteyner tarafından sınırlanmaktadır. Ayrıca zemin taneleri merkezkaç ivmeleri altında daha büyük boyutlarda daneler gibi davranmaktadır. Örneğin eğimli bir kum yüzeyinin 1/200 modeli prototip kumu kullanılarak modellendiğinde kum danecikleri olduklarından 200 kat daha ağır olmakta ve dolayısıyla 200 kat büyük daneler gibi davranmaktadırlar. Bu sorunu çözmek için bu oranda küçük zemin daneleri kullanıldığında mikromekanik davranış dane şekillerine bağlı olarak farklı olmakta ve ayrıca hidrolik geçirgenlik gibi zemin özellikleri doğru olarak modellenememektedir. Diğer bir modelleme problemi ise zemin içindeki veya üstündeki yapıların modellenmesinde yaşanmaktadır. Örneğin çok büyük ölçekli yapılar olan emme kazıkların modellenmesinde yapı ağırlıklarını doğru olarak modellemek mümkün olmamaktadır (Çinicioğlu ve diğ. 2003). Bu kazıklar yaklaşık olarak 30m uzunluğunda, 6m çapa sahiptirler ve açık deniz platformlarının sabitlenmesinde kullanılırlar (Şekil 4.1a). Bu yapının et kalınlığı ise 20-30mm civarında olmaktadır. Bu yapının 1/100 oranında modellenmesi durumunda modelin boyu 30cm, çapı ise 6cm olmaktadır (Şekil 4.2b). Fakat et kalınlığı 1/100 oranında, yani 0.02mm olarak modellenememektedir. Bu derecede ince modellenmesi durumunda çelik, test sırasında oluşacak gerilmelere dayanamamakta ve formunu kaybetmektedir. Böylece 1/100 ölçeğinden çok daha büyük et kalınlıkları ile hazırlanan modeller çok ağır olmaktadır.

301

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

a)

b)

Şekil 4.1. a) Prototip emme kazık b) 1/N ölçeğinde model emme kazık

5. GÖZLEMSEL YÖNTEM Fiziksel modellemenin gerçek boyutlarda yapılabileceğinden, yani prototipin doğrudan fiziksel model olarak kullanılabileceğinden yukarıda söz edilmişti. Aletsel gözlemleme ve takip yapılan bir geoteknik prototipin kendisi aynı zamanda teorik veya analitik modelin kontrol edilmesi görevini gören bir fiziksel modeldir. Prototiplerin fiziksel model olarak kullanılmaları durumunda gerçek yükler gerçek zemin şartlarına gerçek zamanda uygulanacak ve elde edilen mekanik tepki de o ölçüde gerçek olacaktır. Diğer taraftan, gerçek boyutlu fiziksel model ile çalışmanın da dezavantajları vardır. Pahalılığın yanı sıra zemin davranışının gelişmesi çok uzun süre alır. Mesela yumuşak zemin üzerine dolgu inşası için bu süre birkaç yıl mertebesindedir. Bu yüzden prototipi fiziksel model olarak kullanmak yerine doğrudan yapılan konstrüksiyonu aletsel gözlemleme ile takip etmek ve başlangıç tasarımında öngörülen davranıştan sapma oldukça tasarımı ve tasarım parametrelerini düzeltmek 1940’larda Terzaghi’nin başlattığı ama önemi günümüzde giderek daha çok anlaşılmaya başlanan “gözlemsel yöntemdir”. Günümüz teknolojisi gözlemleme, ölçme ve bilgi aktarımı bakımından gözlemsel yöntemin işlevini ve felsefesini radikal biçimde genişletecek ve geoteknik tasarım anlayışını değiştirecek imkanlar sunmaktadır. Zemin problemlerinin çözüm felsefesi bakımından geçmişten bu yana belli başlı iki yaklaşım söz konusudur. 302

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

1. Bütünsel Yaklaşım: Herhangi bir sistemin toplam performansı üzerine konsantre olan ve performansı etkileyen mekanizmaları göz önüne almayan yaklaşım 2. Mekanik Yaklaşım: Sistemi, kendisini oluşturan alt parçalara bölerek davranışı oluşturan sebep ve etkileri ve bunların gelişimini anlamaya çalışan yaklaşım

Terzaghi öncülüğünde başlatılan geoteknikte gözlemsel yöntem uygulaması başlangıçta Bütünsel Yaklaşım anlayışı ile oluşturulmuştur. Terzaghi bu anlayışı aşağıda özetlendiği gibi ifade etmiştir. “Büyük geoteknik mühendisliği projelerinde çabanın çoğu problemin fiziğini tanımlayan formüllerdeki sabitlerin sadece yaklaşık tahminlerini yapmak için harcanır. Bu formüller idealize şartlar ve çok sayıda kabullerle çıkarılmış olup pek çok ilave değişkenin etkisi ihmal edilmiştir. Bu yüzden yapılan hesaplar sadece çalışma hipotezlerinden ibarettir ve konstrüksiyon sırasında doğrulanmalı veya düzeltilmelidir. Geçmişte, uygulama sırasında ortaya çıkabilecek ve tasarım sırasında öngörülemeyen belirsizliklerle baş etmek için belli başlı iki yöntem geçerli olmuştur. Bunlar; • gereğinden fazla güvenlik sayısı kullanmak • genel tecrübeye dayalı kabullerle karar vermek olarak özetlenebilir. Bu yöntemlerden birincisi gayri-ekonomik, ikincisi ise tehlikelidir. Gözlemsel yöntem bu ikisinden farklı olan üçüncü yöntemdir. Bu yöntem ‘yaparken öğren’ alternatifi olarak ta tanımlanabilir.” Arazide yapılan gözlemleme genel hatlarıyla oturma-ölçerler (ekstansometre ve/veya oturma halkaları), eğim-ölçerler (inklinometre) ve boşluk suyu basıncını ölçen piyezometreler kullanılarak yapılır. 1945’lerden bu yana teknoloji ve elektronik alanındaki gelişmeler bu aletlerin çalışma ve ölçüm özelliklerinde önemli gelişmelere yol açmıştır ve bunun yanı sıra arazi enstrümantasyonu bakımından yeni tekniklerin hızla devreye girmesi söz konusudur. Gerçek arazi davranışı konusunda anlayışımızı geliştirmek için arazi enstrümantasyonu ile davranışın sürekli takibinin yerine geçebilecek bir yöntem mevcut değildir, fakat anlayışın geliştirilebilmesi ancak ölçümlerden doğru ve yeterli olarak yararlanabilmeyi sağlayacak bilimsel yaklaşım ve tasarım sistemlerinin geliştirilmesi ile sağlanabilir. Uygulamada aletsel gözlemlemenin sınırlı ve kontrol amaçlı kullanımını, gerçek gözlemsel yöntem anlayışı ile karıştırmamak gerekir. 1945’te Terzaghi tarafından Gözlemsel Yöntemin tanımlanmasının ardından Peck 1969’da verdiği Rankine konferansında Gözlemsel Yöntemin temel felsefesini ve olmazsa olmaz gerekliliklerini tanımlayarak bu yöntemin temel ilkelerini kurallaştırmıştır.

303

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

Bu anlayış esas alınarak Klasik Gözlemsel Yöntemi oluşturan bileşenler ve aşamalar aşağıda özetlenerek tanımlanmaktadır. a) Zemin tabakalarının genel yapısını ve özelliklerini tanımlayacak zemin araştırması b) Zemin araştırma sonuçlarına göre oluşabilme ihtimali en yüksek olan şartların ve beklenen davranışa nazaran en istenmeyen şartların tahmini c) Olası şartlar altında beklenen davranışa göre bir çalışma hipotezine dayanan tasarım yapılması d) Konstrüksiyon devam ederken gözlenecek ve ölçülecek davranış göstergelerinin seçimi ve kullanılan çalışma hipotezine bağlı olarak bunlar için beklenen değerlerin hesaplanması e) Aynı davranış göstergeleri için mevcut arazi ve uygulama şartlarında karşılaşılabilecek en olumsuz değerlerin hesaplanması f) Çalışılan hipotez çerçevesinde öngörülen gözlemsel bulgulara nazaran ortaya çıkabilecek önemli sapmalar için yapılabilecek tasarım ve uyarlamaların ve alınabilecek önlemlerin önceden belirlenmesi g) Gözlemsel takibi yapılan ve ölçülen davranış göstergelerinin değerlerine bağlı olarak karşılaşılmakta olan gerçek durumun değerlendirilmesi h) Gerçek koşullara göre tasarım uyarlamalarının yapılması Gözlemsel Yöntem maliyet ve inşaat süresini azaltmak ve güvenlik seviyelerini korumak gibi belli amaçları ile aynı zamanda bir risk yöntemi projesidir. Peck (1969) gözlemsel yöntemin eksik ve kısıtlı yönlerini de dile getirmiştir. Öncelikle gözlemsel yöntemin gerçek amacıyla kullanılabilmesi için tasarımın konstrüksiyon sırasında yeni şartlara uyarlanabilir ve düzeltilebilir nitelikte olması gereklidir. Bu gereklilik kontrat aşamasında sıkıntılara yol açar. Eğer inşaat sözleşmesi Gözlemsel Yöntem uygulaması hesaba katılmadan yapılmışsa, Gözlemsel Yöntem iş sahibine maliyeti arttırıcı bir uygulama olarak görünebilir. Gözlemsel Yöntemin gerçek maliyeti düşürücü etkisi olsa bile bu baştan algılanamayacağından, iş sahibini bu konuda ikna imkanı kalmayabilir. Diğer taraftan ölçümlerin güvenilir olması önemli olayları açığa çıkaracak şekilde yorumlanabilmesi ve ona göre rapor edilmesi işin zorluklarındandır. Peck’in 1969’da gözlemsel yöntemi kurallı bir metodoloji haline getirmesinden sonra Powderham (1998) “sürekli uyarlama” tekniğini katarak yöntemi ilerletmiştir. Geleneksel tasarım yönteminde tek bir tasarıma göre uygulama yapılır. Peck’in önerdiği Gözlemsel Yönteme göre tasarımda ise bir ana tasarım bir de tasarım sırasında ortaya çıkabilecek değişiklikleri karşılamak için yapılacak ek tasarımlar söz konusudur. Peck’in ana tasarımı en olası şartlara göre hazırlanmış bir tasarımdır, yani başlangıçta tespit edilmiş şartlara göre hazırlanmıştır ve bu durumda inşaat süresince büyük farklılıkların oluşması kaçınılmazdır. Bu seviyede geleceğe yönelik tahmin yapmanın tek tasarım anlayışından çok büyük farklılığı yoktur. Powderham (1998) inşaat süresi boyunca ana tasarıma sürekli uyarlama getiren yaklaşımla Gözlemsel Yöntemin kısıtlılıklarını azaltıcı ve uygulama başarısını arttırıcı bir gelişme getirmiştir. 304

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Gözlemsel Yöntemin uygulanması sırasında güvenlik seviyesinde azalma; maliyetler konusunda belirsizlikler ve düzeltme için alınacak önlemlerin gecikmesi gibi sorunlar ortaya çıkabilir ve bunlar gözlemsel yöntemin kullanılma sıklığını azaltan endişelerdir. Powderham (1998) sürekli uyarlama tekniğinin bu sorunları gidermede etkili olduğunu belirtmektedir. Sürekli uyarlama yaklaşımında aletsel ölçümle elde edilen tüm bilgi bir geri besleme döngüsü ile sentezlenir. Böylece konstrüksiyon sırasında belli aralıklarla tasarımda yeni şartlara göre değişiklikler yapılır. Böylece maliyet ve sürede tasarruf sağlanır. Toplam proje yararlarını arttırmakla birlikte tasarım çalışmasını ve tasarım için harcanan emeği oldukça büyük boyutlarda arttıran bir yöntemdir. Aletsel gözlemleme yöntemi, konstrüksiyon sürecinin ve sonrasının performansını kontrol etmenin yanı sıra, gerçek zamanlı analiz ve esnek tasarım için kıymetli ve kapsamlı veri sağlar. Nümerik modelleme bölümünde tanımlandığı gibi nümerik modelleme sonuçları arazi ölçümleri veya vaka analizleri ile genellikle uyumsuzdur. Gözlemsel Yöntem mühendislerin arazi davranışı konusunda sürekli olarak öğrenmelerini sağlayan bir sistemdir, fakat yine de nümerik modelleme ve simülasyon bakımından mevcut yaklaşım arazi davranışından yeterli olarak yararlanabilecek bir sistematiğe sahip değildir. Diğer taraftan geleneksel yapısal modeller arazi ölçümlerinden ve vaka analizlerinden elde edilecek bilgilerle gelişecek şekilde tasarlanmamışlardır, böyle bir yetiye sahip değillerdir. Bilindiği gibi geoteknikte sayısal modelleme yöntemleri günümüzde sıklıkla kullanılmakla birlikte arazi davranışını doğru belirleme bakımından yetersizlikler vardır. Sorunları giderebilmek için arazi gözlemlerinden yeterli ölçüde yararlanarak model parametrelerinin sürekli düzeltilmesini sağlayabilecek esnek bir tasarım sürecinin oluşturulması gerekir. Bunun günümüzdeki en gelişmiş uygulamaları bazı önemli projelerde, gözlemsel yöntem ile sonlu elemanlar veya sonlu farklar yöntemlerini bir arada kullanan yaklaşımlardır. Yöntemin genel uygulanışı Hashash (2003)’te aşağıdaki gibi şemalaştırılmıştır.

305

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

Şekil 5.1. Geomekanik problemlerin modellenmesinde ortak yaklaşım (Hashash 2003)

Gözlemsel Yöntemin gelişmiş yapısal modellerle beslenen sonlu elemanlar programları ile birlikte kullanılması Gözlemsel Yöntemin bütünsel yaklaşım kapsamında kısıtlanmaktan kurtararak gerilme-deformasyon-mukavemet mekanizmasını noktasal veya eleman seviyesinde anlamaya fırsat verebilecek bir ortamı sağlar. Daha önce de anlatıldığı gibi sonlu elemanlarla birlikte kullanılan yapısal modeller giderek geliştirilmektedir ve geomalzemelerin doğrusal olmayan davranış, pekleşme ve yumuşama, anizotropi, deformasyon hızı bağımlılığı gibi karmaşık davranışları modele katılmaya çalışılmaktadır. Ancak yine daha önce de belirtildiği gibi esas sorun parametre belirlenmesi ile ilgilidir. Laboratuvar ve arazi deneyleri ile elde edilen parametreler ile kalibre edilen yapısal kanunlar homojen olmayan zemin ortamını tanımlamakta yetersiz kalmaktadır. Yapısal modellerin öğrenme kapasitesi sınırlıdır ve Şekil 5.1’de verilen şemada görüldüğü gibi herhangi bir aşama sonucunda yapılan parametre revizyonu ile elde edilen parametreler aslında revizyonun yapıldığı aşamaya aittir ve yeni başlamakta olan aşamayı temsil etmezler. Bu bakımdan en gelişmiş yöntemle bile aletsel gözlemlemenin doğrudan tasarım ve konstrüksiyonun bir parçası olarak kullanılmasını sağlayacak süreklilik sağlanabilmiş değildir. Aletsel gözlemlemeden gerekli faydayı sağlamak için aletsel gözlemlemenin hangi amaçla yapıldığının iyi tayin edilmesi gereklidir. Çoğu göçmeler aletsel gözlemleme sonuçlarının zamanında fark edilip doğru değerlendirilmemesi sonucunda oluşmaktadır. Bu konuda son 306

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

yıllara ait çarpıcı bir örnek 2004 yazında Singapur’da Nicoll Highway 30 metre derinliğindeki aç kapa tüneli diyafram duvarında oluşan ve 4 işçinin de ölümüne sebep olan büyük göçmedir.

Şekil 5.2. Nicoll Highway aç kapa tünelinde oluşan göçüğün yüzeyde oluşturduğu hasar (Mylius 2005) Göçme ile ilgili kurulan soruşturma komitesinin göçmenin oluşum sebepleri ile ilgili tespitlerinden bazıları şu şekildedir (Mylius 2005). • • •

Tasarım ve uygulama süreçleri arasında kopukluk Geçici sistemlerin inşasında kalıcı sistemlerin inşası için kullanılan güvenlik sayısından daha küçük güvenlik sayısı kullanılması Đşveren, müteahhit, firma ve alt yükleniciler arasında iletişim yetersizliği 307

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

•

•

•

•

• • •

Mühendislerin güvenlik anlayışındaki yetersizlik, mühendislerin düşük olasılıklı riskleri değerlendirememesi ve büyük göçüklerle daha önce karşılaşmadıkları için bu olasılığı algılayamamaları Projenin ilk aşamalarında, sonuçta ortaya çıkan göçmeye kadar süren dönemde önemsenmesi gereken küçük göçme, aşırı deformasyon gibi ikaz ifade eden göstergelerin doğru algılanmaması; bunda yüklenici ve alt yükleniciler tarafından uygulanan tasarım, uygulama, gözlemsel takip, yönetim ve organizasyon sistemlerinin hepsinin birden başarısızlığı rol oynamıştır. Tasarımda uygun olmayan bir zemin simülasyon modeli kullanıldı. Bu model zemin mukavemetini gereğinden fazla tahmin etti, buna karşılık kazıyı destekleyen duvarlara gelen yükleri gerçek değerinden küçük hesapladı. Aletsel gözlemleme ile bulunan zemin hareketleri veri tabanı, geri analizde kötü amaçlı kullanıldı ve böylece konstrüksiyona ara verilmesinin önüne geçilmesi amacı güvenliği koruma anlayışının önüne geçti. Gözlemsel takip sistemi düzenli, uygun tasarlanmış ve etkili değildi. Önemli pozisyonlardaki inklinometreler kritik dönemlerde bile günlük olarak okunmadı ve bu sebeple kötü gelişmeleri vaktinde fark edebilme şansı kaybedildi. Enstrümantasyon verilerinin yorumlanması rastgele ve baştan savma yapıldı.

Yukarıda sözü edilen hataların sonucunda göçmenin aşırı duvar hareketleri, çok yüksek değerlere fırlayan inklinometre okumaları, başlık kirişinde bükülme, bağlantılarda göçme, diyafram duvarda çatlakların oluşması, su ve zeminin kazı tabanına hücumu ve 6 saat devam eden gürültülerle oluştuğu belirtilmektedir (Mylius 2005). Yukarıda anlatılanların değerlendirilmesi göstermektedir ki göçmeye doğru gidilen evrede gözlemleme ile fark edilebilecek her türlü işaret mevcuttur ancak bu ikazları tasarımın bir parçası olarak sürekli algılayan ve keyfiliğe fırsat vermeden objektif olarak değerlendiren bir sistem yoktur. Böyle bir sistem yoksa ve böylesine büyük bir projenin güvenliği orada bulunanların yeterli derecede bilgili ve uyanık olmasına bırakılıyorsa yaklaşım bilimsel değildir ve iş büyük ölçüde şansa bırakılmıştır. Aletsel gözlemlemeyi Gözlemsel Yöntem anlayışıyla ve gerekli yarar sağlayacak şekilde kullanmak bakımından bazı kritik değerlendirmeleri doğru yapmak gerekir. • • • •

308

Bir aletsel gözlemleme projesinde her alet belli bir soruyu veya soruları cevaplandırmak için bilinçli olarak yerleştirilmelidir. Soru yoksa alet de olmamalıdır. Yaptığımız ölçümler ölçüm almaktaki amacımızı karşılamalıdır. Alınan verilerin projedeki hangi nokta, hangi alan, hangi hacim veya ara yüzey için geçerli olduğu önceden tanımlanmalıdır. Deplasmanlar ölçüm sisteminin en gerçek göstergeleridir. Tasarım gerilmelerle yapılır, ama zemin tepkileri ve göçmeler deplasmanlarla ortaya çıkar. Ancak deplasmanlar görecelidir ve büyük aralıklarla ölçülmesi ara değerler konusunda

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

şüpheli ve yanlış sonuçlar verebilir. Bu yüzden başlangıç değerleri ve sıfırlar dikkatli belirlenmelidir. Kısaca aletsel gözlemlemeden yararlanacak olanların • net amaçları • belirlenmiş beklentileri • değerlendirme yöntemleri olmalıdır. Aletsel gözlemlemeyi esnek tasarım sürecinin sürekli parametre sağlayıcısı olarak kullanacak yöntemlere ihtiyaç vardır. Aletsel gözlemlemenin bu işlemi gerçekleştirmek için çok yararlı olduğu, hatta mevcut tek yöntem olduğu 1940’larda gözlemsel yöntem fikri ilk ortaya çıktığından beri ve günümüzde artan bir şekilde bilinmekte, belki de hissedilmektedir. Çünkü mevcut modelleme yöntemlerinin arazideki davranışı belirlemekteki zorlukları her neyse, arazi ölçümlerinin zemin davranışını anlamakta kullanılmasında da aynı zorluklar söz konusudur. Çünkü arazi ölçümleri değerlendirilirken, arazi davranışını hesaplamakta kullanılan yöntem ve modellerin aynısı kullanılmaktadır. Tek fark geri analiz yapılmasıdır, öyleyse açıktır ki doğrudan analiz hangi kabul, idealizasyon ve eksikleri içeriyorsa, geri analizler de aynılarını içerecektir. Arazi davranışı anizotropi, doğrusal olmayan davranış, mikro mekanik etkiler, deformasyon hızı bağımlılığı, pekleşme, yumuşama ve başka ne varsa tüm davranış etkenlerinin ve oluşum mekanizmalarının toplam etkisi ile ortaya çıkar ve göstergesi deformasyonlar, ilave boşluk suyu basınçları ve mukavemet değişimleridir. Bundan sonraki bölümde yumuşak zeminler üzerine inşa edilen dolgular için geliştirilmiş yeni bir gözlemsel yöntem anlayışı ve uygulanışı anlatılmaktadır. Yeni yöntem ölçülen deformasyon ve ilave boşluk suyu basınçlarından hareketle gerçek zamanda gelişen ve etkili olan tüm mekanizmaların katkısını barındıran davranışı doğrudan “kayma gerilmesi-normal gerilme-özgül hacım” çerçevesi içinde takip etmektedir. Böyle ölçüm sonuçları, doğrudan yapısal zemin davranışı teorisi çerçevesinin içine yerleştirilerek geleneksel yöntemin en gelişmiş şeklinde bile söz konusu olan parametre uyuşmazlığı ve davranışı yakalamada gecikme sorunlarından kurtulunmaktadır. Modern gözlemsel yöntem olarak adlandırılabilecek bu yöntem ve yöntemle elde edilen zemin ve zemin yapısı davranışı Đstanbul Üniversitesi Geoteknik Anabilim Dalında Dr. Sadık Öztoprak’ın doktora çalışması kapsamında geliştirilmiş olup, takip eden yayınlarla ilerletilmiştir (Öztoprak ve Çinicioğlu, 2006; Çinicioğlu ve Öztoprak, 2003). Gözlemsel yöntemle arazide gerçek ortamında elde edilen ölçüm sonuçlarının zemin yapılarının ve temel –zemin etkileşimi problemlerinin gerçek mekanizmasının anlaşılması için en geçerli imkan olduğu anlayışı ile Dr. Kubilay Keleşoğlu’nun (2006) tez çalışmasında yatay yüklü gömülü kazıklar için geliştirilen tasarım yöntemi uygulamadaki davranışı yansıtmak bakımından son derece ümit vericidir. Yatay destek sistemlerinin tasarım ve performansının kontrolü amacıyla Dr. Đlknur Bozbey’le birlikte yürütülen çalışmalar literatürde rapor edilen bulgularla uyumlu sonuçlar vermektedir, fakat henüz geliştirilme aşamasındadır (Bozbey ve diğ. 2004). 309

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

Anabilim Dalımızda yapılan araştırma çalışmaları, geliştirilen yöntemler ve davranış bulguları bundan sonraki konuda sunulmaktadır.

6. ZEMĐN DAVRANIŞI VE ZEMĐN YAPILARI ĐÇĐN DEFORMASYON ESASLI YAKLAŞIM 6.1. YUMUŞAK ZEMĐNLER ÜZERĐNDE DOLGU PROBLEMĐ Yumuşak zeminler üzerine inşa edilen dolguların hesabı en karmaşık ve ilginç zemin mekaniği problemlerinden biridir. Zemin mekaniği teorilerinin ve tanımlanmış davranış mekanizmalarının çoğu dolgu altındaki yumuşak zeminin kısa ve uzun süreli davranışında etkilidir. Yüklemeyle hızlı ilave boşluk suyu basıncı artışı ve göçme riski, konsolidasyon devrelerinde pekleşme ve mukavemet kazancı davranışı bu dolguların istenilen yükseklikte güvenli olarak inşa edilebilmesi için aşamalı (kademeli) yükleme sisteminin uygulanmasını gerektirir. Ancak yükleme evrelerinde hangi miktarda yük eklenmesinin hesabı, göçmeye karşı güvenlik sayısının kabul edilebilir düzeyde muhafaza edilebilmesi, konsolidasyon evresinde mukavemet artışının hangi sürede ne düzeye geleceğinin öngörülebilmesi ve bu süreç içinde doğru bulunabilmesi problemin herkes tarafından bilinen zorluklarıdır. Bu zorlukların oluşmasında rol oynayan etkenlerin belli başlıları şöyle özetlenebilir: • • • • •

yüklenmiş zemin ortamının çok büyük olması ve zeminin değişken yapısı sebebiyle problemin fiziğinin doğru kurulabilmesindeki zorluklar anizotropi deformasyon hızı bağımlılığı, bunun akma davranışını ve takip eden tüm davranışı etkilemesi konsolidasyon sürecine eşlik eden ve sonrasında devam eden viskoz davranış (krip) etkili yüklemenin yüklenen zemin ortamında değişik bölgelerde farklı farklı algılanması ve bu durumu ifade eden gerilme ekseni dönüşleri

Burada tanımlanan karmaşık davranış göçmeye sebep verecek şekilde gelişirse yumuşak zeminler üzerindeki dolgular çoğunlukla dairesel düzlemleri boyunca oluşan kayma ve taban göçmesi ile göçerler. Bu yüzden de geleneksel tasarım yaklaşımı limit denge analizleri ile tasarım yapılmasıdır. Limit denge analizleri toplam gerilmelerle yapılabilir ama elde edilen çözümler çoğunlukla gayri ekonomiktir. Efektif gerilmelerle analiz yapılması ise düşük güvenlik sayıları ile yetersiz tasarım grubundadır ve özellikle yükleme aşaması risklerini göz ardı eden bir yaklaşımdır. 310

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Uygulamada yumuşak zemin üzerine dolgu inşası ile ilgili denge problemlerini şev stabilitesi hesap veya programları ile çözmeye çalışmak oldukça sık karşılaşılan bir yaklaşımdır. Gerek bu yolla, gerek taban göçmesi hesapları ile yumuşak zemin üzerindeki dolgu problemi farklı davranış mekanizmaları, farklı davranış bölgeleri, farklı süreçler, gerilme ekseni dönüşleri v.b. gibi bileşenlerine hiç ayrıştırmadan bütünsel bir anlayışla çözülmeye çalışılmaktadır ve bu ancak bir yaklaşımın kabulleri çerçevesinde geçerli olabilecek sınır değerler elde edilmesine yarar. Problemi limit denge problemi olarak korumakla birlikte farklı bölgelerdeki gerilme ekseni dönüşünü hesaba katarak geliştiren yöntem nihai dolgu geometrisini tayin bakımından probleme tam anlamıyla bütünsel bakan yöntemlerden çok daha gerçekçi sonuçlar vermektedir. Ayrıca bu yöntemin aşamalı yükleme sırasında yükleme miktarlarını kontrol eden gerilme izi davranışıyla birleştirilmesi dolgu inşaatı süresince güvenlik seviyesi değişiminin ön tasarıma katılmasını sağlamaktadır (Ünal 1994, Çinicioğlu ve diğ. 1999). Daha önce de ifade edildiği gibi problemi eleman seviyesinde ve hatta noktasal seviyedeki gerilme-deformasyon davranışına indirgemek için sonlu elemanlar yöntemleri önemli imkanlar sunmaktadır, fakat yapısal davranış modellerinin kısıtlılıkları arazi davranışını öngörmede sorunlar yaratmaktadır. Gerek dolgu problemi gerek diğer büyük altyapı projeleri ile bağlantılı geoteknik problemlerde karşılaşılan tüm bu zorluklar geoteknik camianın gündemini sıklıkla meşgul etmektedir. Bu bağlamda Đngiliz Đnşaat Mühendisleri Odasının çalışmalarında öne çıkan husus olarak konstrüksiyon projelerinin yararlılığını ve kalitesini arttırabilmek için konstrüksiyon kültüründe radikal değişiklikler yapılarak gözlemsel yöntemin ajandanın en tepesine yerleştirilmesi gerektiği ifade edilmektedir (Masurier 1999). Benzeri anlayışla aletsel gözlem ölçümlerini yapısal model içinde sürekli ve ölçümün alındığı anla eşzamanlı olarak yorumlayan ve dolgu altındaki her bölgedeki davranışı bu anlayışla sürekli takip eden bir yöntem geliştirilmiştir. Aletsel gözlemlemenin arazideki davranışı sürekli takip eden arazi gerilme izlerinin oluşturulması için kullanma fikrine dayanan ilk çalışmalar Cinicioğlu (1993), Toğrol ve Çinicioğlu (1994) ve Çinicioğlu ve Toğrol (1995) tir. Ancak yöntemin gerçek gelişimi Öztoprak (2002)’de sağlanmıştir. Yöntemin uygulanması için sağlanan çatı, kritik durum teorisinin idealleştirilmiş gerilme uzayıdır. Öztoprak (2002)’de kurulan çatıya davranışı analiz etmek ve ölçümler ile tasarım parametreleri arasındaki bağlantıyı sağlamak için Öztoprak ve Çinicioğlu (2005)’te yapısal anizotropik elastoplastik zemin modeli eklenmiştir. Yumuşak zeminlerin deformasyon hızına olan bağımlılığı da davranışın yorumlanmasına dahil edilmiştir.

311

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

6.2. ÖZTOPRAK-ÇĐNĐCĐOĞLU YÖNTEMĐ Öztoprak-Çinicioğlu yöntemi dolgu altındaki yumuşak zemin ortamının her bölgesindeki davranışı takip edebilmek için dolgu altında gerilme etkisi altındaki zemini bölgelere ayırmaktadır. Bölgelere ayırma işlemi sonlu elemanlar yöntemiyle karıştırılmamalıdır. Bu yöntem bir sonlu elemanlar yöntemi değildir. Yöntemin uygulama süreci içinde bölgeleri ifade eden elemanların düşey ve yatay deformasyon oranları en önemli etkenlerden birisi olduğu için bölgeler arası gerilme nakli takip edilebilmekte ve böylece aktif ve pasif bölgelerde gerilme ekseni dönüşü etkin olarak hesaba katılabilmektedir. Gözlemsel veriden doğru yararlanabilmek için yapılan ölçümün hangi zemin kütlesi veya hacmindeki davranışı tanımladığı belirlenmiş olmalıdır. Bu yüzden Öztoprak-Çinicioğlu yönteminden iyi yararlanabilmek için gözlem aletlerinin davranışa katılan tüm zemin bölgeleri hakkında bilgi verebilecek aralıkta ve sıklıkta tasarlanarak yerleştirilmiş olmaları gerekir. Yöntemin uygulanabilmesi için temel zemini Şekil 6.1’de bir örneği görüldüğü üzere bölgelere ayrılmalıdır. Bu bölgeleme sistemi zemin tabakalanması, özellikleri ve aletsel gözlem noktalarına (ve sıklığına) göre seçilmektedir. Temel zeminini 15 ila 25 eleman olacak şekilde bölgelere ayırmak yeterli olacaktır. Ancak bütün elemanların takip edilmesine gerek duyulmayabilir. Seçilen bazı elemanların takibi yeterli olabilmektedir. Đnklinometre ve ekstansometreler deformasyon ölçümleri için gereklidir ve deformasyon ölçümleri analiz yapılan her bölgede birim deformasyonları hesaplamak için kullanılacaktır. Piyezometreler kullanılarak boşluk suyu basıncının sürekli ölçümü yapılır ve böylece ilave boşluk suyu basınçları bulunarak efektif gerilmeler hesaplanır. Dolgu altındaki temel zeminini bölgelere ayırırken kaba bir öneri olarak eleman kalınlığı 1.0 metre – 2.0 metre arasında seçilebilir. Zeminin sıkışabilirliği ne kadar yüksekse eleman kalınlığının o kadar küçük olması önerilir. Bölge genişliği olarak ta 3.0 – 4.0 metre yeterli olabilir. Yöntemi yeterli hassasiyetle uygulayabilmek için en az 2 adet inklinometre, 3 adet ekstansometre ve 8 adet piyezometre kullanılması uygun olacaktır. Ancak ekonomik kaygılarla alet aralıkları bir miktar arttırılabilir.

312

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 6.1. Örnek bölgeleme ve buna bağlı olarak arazi ölçüm sonuçları için analiz ve enterpolasyon tekniği (Öztoprak ve Çinicioğlu 2005) Temel zeminini oluşturan her bölgenin köşe noktalarındaki deformasyon değerleri Şekil 6.1’de şematik olarak gösterilen ara değer bulma yöntemi uygulanarak bulunur. Yatay deplasmanların ve düşey deplasmanların derinlikle ve dolgu boyunca değişimi Şekil 6.1’de seçilmiş noktalar ve kesitler boyunca deformasyon eğrileri olarak verilmiştir. Buna göre ölçüm aleti bulunmayan noktalardaki deformasyon, ölçümler sonucu oluşturulan deformasyon eğrilerinde o noktaya karşılık gelen deformasyon olarak alınır. Đlave boşluk suyu basınçları için ara değer bulma yönteminin uygulanması pek uygun bir yaklaşım değildir, bu yüzden piyezometrelerin seçilen elemanların orta noktalarına rastlaması önerilir. Elemanların başlangıç koordinatları başlangıç zamanı t=t0 için kaydedilir ve konstrüksiyon sürecinin başlamasıyla birlikte herhangi bir t=ti zamanındaki deforme elemanlar ölçülen yatay ve düşey deformasyonların elemanın köşelerine tekabül eden değerleri bulunarak elde edilir. Herhangi bir elemanın t=t0 koordinatlarına karşılık t=ti koordinatlarının pozisyonları Şekil 6.2’te verilmektedir.

Şekil 6.2. Başlangıç durumundaki bir zemin elemanının deforme olduktan sonra köşe koordinatlarının durumu (Öztoprak ve Çinicioğlu 2005) 313

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

Söz konusu elemanın t=t0 anındaki (durgun şartlardaki) başlangıç hacmi V0 = dx.dz.dl olarak alınabilir. dl üçüncü boyutu temsil etmekte olup dl = 1 birim olarak tanımlanabilir. t = ti anındaki yeni hacim ise Vi =

(

)

(

)

(

)

(

)

1 xe zh − z f + x f ze − z g + xg z f − zh + xh z g − ze   2

(6.1)

olarak bulunabilir. Ortalama yatay ve düşey birim deformasyon artışları, ∆εx ve ∆εz düzlem deformasyon şartları için aşağıdaki formüllerde verildiği gibi bulunur.

(

) (

(

)

)

(

)

(

)

 x f − xb + xg − xc  −  xe − xa + ( xh − xd )     ∆ε x =  2dx  z f − zb + ( ze − za )  −  z g − zc + ( zh − zd )     ∆ε z =  2dz

(6.2)

(6.3)

Her eleman için ayrı ayrı birim deformasyon ve hacim değerleri ile birlikte başlangıç efektif düşey gerilme, ilave düşey gerilme, ilave boşluk suyu basıncı değerleri ve böylece t =ti zamanına ait efektif düşey gerilme değerleri sürekli olarak elde edilebilir. Amaç her bölgenin davranışını Kritik Durum Teorisinin q-p/-ν kayma gerilmesi – normal gerilme – özgül hacim uzayında gerilme izi halinde sürekli olarak takip edilebilmektedir. Bu amaçla herhangi bir zamanda herhangi bir elemana ait q-p/ ve ν değerleri 6.4, 6.5, 6.6 formülleri ile ve bu değerleri elde etmek için gereken bileşenler 6.7, 6.8, 6.9 ile elde edilebilir. q = σ v′ − σ h′ = σ v′ (1 − K ) p′ =

314

σ v′ + 2σ h′ 3

=

σ v′ (1 + 2 K ) 3

(6.4)

(6.5)

ν = 1+ e

(6.6)

′ + L − u′ σ v′ = σ vo

(6.7)

 εx  K= f  εz 

(6.8)

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

∆ν ∆V = ν V

(6.9)

Bu formüllerde L uygulanan ilave yük sebebiyle takip edilen elemana etki eden gerilme değeridir. K ise aktif ve pasif göçme durumları arasında göçmeye tekabül etmeyen tüm ara gerilme durumları için elemanda etkili olan birim deformasyon oranının fonksiyonu olarak bulunan yatay toprak basıncı katsayısı değerlerini ifade eder. K değerlerinin üç özel durumu, göçme durumlarına tekabül eden Ka ve Kp ile durgun şartlardaki K0’dır. Ka ve Kp değerlerine efektif kayma mukavemeti açısı φ′’nün tam mobilizasyonu, yani maksimum değerine ulaşması ile elde edilir. Ara durumlara ait yatay toprak basıncı değerleri Ka ≤ K ≤ Kp aralığındadır (Okochi ve Tatsuoka 1984, Zhang ve diğ. 1998).

6.2.1. Yatay Toprak Basıncı Katsayısı, K

Zhang ve diğ. (1998) farklı birim deformasyon artış oranlarında yaptıkları üç eksenli basınç deneyi sonuçlarını değerlendirerek yatay toprak basıncı katsayısının deformasyon artış oranı ile doğrudan bağlantılı olduğu belirlemişler ve buna bağlı olarak ta bir metodoloji geliştirmişlerdir. Bu metodolojinin uygulanması ile tüm birim deformasyon durumları için yatay toprak basıncı katsayısı problemi çözülebilmektedir. Zhang ve diğ. (1998)’in önerdiği metodoloji deformasyon esaslı yaklaşımlar ve deformasyon davranışına bağlı olarak gerilme durumunu tayin edebilmek için basit, geçerli ve çok kıymetli bir imkan sunmaktadır. Anizotropinin tespit edilmesinin mikro yapıdaki oluşum ve değişimleri yansıtmak bakımından da değerlendirilmesi ve önemsenmesi gerekir. Deneysel bulgular kilin anizotropisi ile dokusu arasında karşılıklı bir ilişki olduğuna dair önemli ipuçları vermektedir (Feda ve diğ. 1995, Kobayashi ve diğ. 2003). Bu anlayışla değerlendirildiğinde Zhang ve diğ. (1998)’in ulaştığı anizotropiyi gerilme cinsinden ifade eden K= σ′ h / σ′ v ile deformasyon artış oranı R ε = ∆ε 3 / ∆ε 1 arasında bir ilişki bulunması doğaldır, çünkü ∆ε 3 / ∆ε 1 ’de anizotropinin deformasyon cinsinden ifadesi demektir. Zhang ve diğ. (1998) yöntemi kullanılarak, K değerleri aşağıdaki gibi kullanılabilir. Bu yöntemde öncelikle zemin elamanında yatay ve düşey yönde oluşan birim deformasyonlar hesaplanır. Bu birim deformasyonlara bağlı olarak deformasyon artış oranı Rε (6.10) no’lu bağıntı ile belirlenir.

Rε =

∆ε yatay ∆ε 3 = ∆ε düşey ∆ε 1

(6.10)

Zhang ve diğ. (1998) düzlem deformasyon durumunda Rε ve K arasındaki sürekli değişimi Şekil 6.3 ile tanımlamışlardır. 315

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

K=

1 - Sinφ ′ 1 - Sinφ ′ ⋅ Rε

→ ∆ε1=∆εdüşey

(6.11)

K=

1 − Sinφ ′ ⋅ Rε 1 − Sinφ ′

→ ∆ε1=∆ε yatay

(6.12)

Rε’nun bulunduğu yatay eksendeki (Şekil 6.3) değerleri sürekli bir ilişkiye dönüştürebilmek için yeni bir yatay deformasyon katsayısı R tanımlanmıştır. Yatay deformasyon katsayısı R ile yatay toprak basıncı katsayısı K arasındaki ilişki yine Şekil 6.3’te verilmektedir. Şekil 6.3’ü kullanırken farklı bölgeleri tanımlayan deformasyon durumlarının şematik tanımlaması ise Şekil 6.4’te verilmektedir. Bu yöntemle bulunan K değerleri normal konsolide zeminler için geçerlidir. Aşırı konsolide zeminlerde Alpan (1967)’nin K0 için önerdiği K(AK)=K.(AKO)n ilişkisi kullanılarak normal konsolide K aşırı konsolide K(AK)’ya dönüştürülebilir.

Şekil 6.3. K ve R arasındaki ilişki (Zhang ve diğ. 1998).

316

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 6.4. Zhang ve diğ. (1998)’in sınır şartlarına göre yorumlanmış farklı deformasyon gelişim davranışları (Öztoprak ve Çinicioğlu 2005).

( K ≤ 1) ( K ≥ 1)

 R R=  ε  2 − Rε

(6.13)

Yatay deformasyon katsayısı R ile yatay toprak basıncı katsayısı K’nın değişimi R’nin 1.0’dan büyük veya küçük olması durumları için aşağıdaki iki denklem ile tanımlanmıştır. ( -1 ≤ R ≤ 1 ) → K =

( 1≤ R ≤ 3 ) → K = 1+

1 − Sinφ ′ 1 − Sinφ ′ ⋅ R

Sin φ ′ ( R −1) 1 − Sin φ ′

(6.14)

(6.15)

6.2.2. Yöntemin Uygulanışı Yöntemin uygulanışı Şekil 6.5’te şematik olarak verilmektedir. Bu şematik sunumu destekleyecek şekilde yöntemin hesap adımları Şekil 6.6’da sunulmaktadır.

317

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

Şekil 6.5. Yöntemin şematik sunumu. (a) Herhangi bir bölge için q-p′ ve v-p′ düzlemlerindeki gerilme izlerinin kurulması, (b) Dikkate alınan bölge için laboratuvar ve arazideki gerilme deformasyon davranışı, (c) Dolgunun inşaat programı (Öztoprak ve Çinicioğlu 2005). Yöntemi uygulamak için çok az sayıda laboratuvar parametresine ihtiyaç bulunmaktadır. Bu parametreler yöntemi sadece başlatmak içindir ve Şekil 6.6’da “3” no.lu adımdaki akma bilgisi geldiğinde görevlerini tamamlamış olacaklardır. Akma bilgisine bağlı olarak AKO değişince başlangıç noktasının (A noktasının) ve akma zarfı içindeki noktaların (B noktasının) yeri değişecektir (Şekil 6.5).

318

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

A. ÖN HAZIRLIKLAR A4 Bölgelere ve köşe noktalarına numara verilir ve

A1 Yapılacak dolgu için zemin araştırma sonuçları

koordinat sistemi belirlenir.

yardımıyla referans bir aletsel gözlemleme noktası seçilir.

A5 Her bölgenin ya da takip edilmesi düşünülen bölgelerin A2 Bölgeleme sistemindeki zemin tabakalarının eo, λ, κ, AKO, M, φ′ değerleri elde edilir.

köşe noktalarının yatay ve düşey deplasmanını elde edecek şekilde inklinometre ve ekstansometre yerleştirilir. Söz konusu bölgelerin ilave boşluk suyu basınçlarını elde edebilmek için bölgelerin merkezine piyezometre yerleştirilir. Şekil 1’de aletlerin yerleşimi ve verilerin elde edilmesi gösterilmektedir.

A3 Referans bölgedeki zemin özellikleri ve planlanan aletsel gözlemlemeye göre dolgu altındaki temel zemini bölgelere ayrılır

B. ALETSEL GÖZLEMLEME VERĐLERĐN YORUMLANMASI B2 εv ve εh

B1 Bölgelerin köşe noktalarının sürekli değişen deplas-

değerleri ile Rε, buradan da K değerleri (Zhang ve d., 1998) hesaplanır.

manları dikkate alınarak ortalama εv ve εh değerleri hesaplanır ve buradan v ve V değerleri elde edilir.

δ v = vo

R=

Vo − V ⇒ v = vo + δ v Vo

∆ε 3 ;  Rε R= ∆ε 1 2 − Rε

( K ≤ 1) ( K ≥ 1)

eğer (-1 ≤ Rt ≤ 1) ise K = 1 − sin φ′

1 − sin φ′ ⋅ R eğer (1 ≤ Rt ≤ 3) ise K = 1 + sin φ ′ ( R − 1) 1 − sin φ ′

Bölgelerin merkezinde sürekli elde edilen u’ değeri ve elastik teoriye dayanan L ile efektif gerilme değeri σ′v B3 hesaplanır.

σ v′ = σ vo′ + L − u′

HESAP ADIMLARI (1-Başlangıç durumları, 2-Akmadan önceki durumlar, 3-Akmadan sonraki durumlar) 1a q-p’ düzleminde csl ve Ko çizgisi çizilir.

ηα ( Ko ) =

(

3 1 − K o ( nc)

)

1 + 2 K o ( nc)

1c Başlangıç noktasının yeri belirlenir (Şekil 2,A noktası)

( ) ′ (1 + 2 K o (oc) ) σ vo =

′ 1 − K o(oc) q ( A) = σ vo p (′ A)

1b Başlangıç (laboratuvar) akma zarfı çizilir. Bu bir referans zarftır ve geçicidir.

f = (q − ηα ( Ko ) p ′)2 − ( M 2 − ηα2 ( Ko ) )( p′p ,conv − p ′) p ′ = 0

p′p,conv =

3a Akma kararının verilmesi u′ - logt, q - εq, σ′v - εv bağıntıları ile akma kararı verilir. Akma gerçekleşmişse ”3b” adımına geçilir. Ağer akma meydana gelmemişse “ 2” adımında devam edilir. 3b ve 3c’deki hesaplar C nok-tası içindir. Şekil 2’deki D-I noktaları için de hesaplar aynıdır.

)

3 2

1d v-p’ düzleminde url, csl ve ncl’nin çizimi için başlangıç ordinatlarının hesabı

ν κ ( A) = ν ( A) + κ ln p(′ A)

Γα ( A)

 2M = Nα ( A) − (λ − κ ) ln   M + ηα ( Ko ) 

3b Akmadan

sonraki (Şekil 2, C noktası)

ν (C ) = ν o −ν o

(

Vo − V(C ) Vo

q (C ) = σ v′ (C ) 1 − K (C ) p (′C ) =

durumların

(

)

σ v′ (C ) 1 + 2 K (C ) 3

ν κ (C ) = ν (C ) + κ ln p(′C )

Vo − V( B )

1

Vo

 ν κ ( C ) −ν ( B )  p(′B ) = exp   κ   q ( B ) = σ v′ ( B ) 1 − K ( B )

   

(

)

3c Şekil 2’deki C noktası ile ilgili q-p’ deki gerilme çizgilerinin ve v-p’ deki sıkışma çizgilerinin başlangıç ordinatlarının hesabı

η α (C ) =

)

Akmadan önceki durumların hesabı (Şekil 2, B noktası)

ν ( B ) = ν o −ν o

′ Nα ( A) = ν κ ( A) + (λ − κ ) ln pm

3

ν ( A) = 1 + eo

(

σ ′p ,conv 1 + 2 Ko (nc )

(

3 1 − K (C ) 1 + 2 K (C )

) ; FS = M

ηα

N α (C ) = ν (C ) + λ ln p (′C )  2M Γα (C ) = N α (C ) − (λ − κ ) ln  M + η α (C ) 

   

Şekil 6.6. Şekil 6.5’te sunumu yapılan yöntemin hazırlık ve hesap adımları için akış şeması (Yöntemin ayrıntıları ve teorik tabanı Öztoprak ve Çinicioğlu 2005’te görülebilir) 319

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

Kısaca özetlenecek olursa; önerilen metodolojide temel zemininde oluşturulan her bölgede veya herhangi birinde ölçüm sonuçlarından elde edilen εv ve εh ve u değerlerinden ν ve K değerleri hesaplanmaktadır. Böylece yöntem, sürekli değişen ν ve K değerlerini Kritik Durum Teorisinin q-p′-v uzayında bir araya getirerek ve buna yapısal anizotropik elastoplastik zemin modelini de bu çatıya ekleyerek gerilme izlerini elde etmektir.

6.2.3. Yöntemin Zemin Davranışını Yansıtma Kapasitesi 6.2.3.1. Arazideki Viskoplastik Davranışın Modellenmesi

Plastik killerin birincil konsolidasyon evresinde de viskoplastik (deformasyon hızına bağımlı) davranış gösterdikleri bugün genel kabul görmüş bir olgudur. Kalın numunelerle yapılan tek yönlü konsolidasyon laboratuvar deneyleri ile elde edilen ve arazide de gözlenen viskoplastik davranışa ait belli başlı göstergeler: • • • •

gerilme deformasyon eğrileri şekillerini deformasyon hızına bağlı olarak oluştururlar bunun sonucu olarak önkonsolidasyon basınçları da deformasyon hızına bağlı olarak değişkendir önkonsolidasyon basınç değeri aşıldıktan sonra ani bir boşluk suyu basıncı artışı ile efektif gerilmelerde azalma oluşur efektif gerilmelerdeki tedrici azalmanın ardından deformasyon hızı azalır ve deformasyonlar gelişir

Öztoprak ve Çinicioğlu (2005) viskoplastik davranışı Şekil 6.7’de görüldüğü gibi modellemektedir. Buradaki kuram kısaca q-p/-ν ile ifade edilen bir gerilme durumundan diğerine geçilirken deformasyon hızında meydana gelen değişim sebebiyle q-p/ düzleminde akma zarfının genişleme veya daralması ve bu davranışa paralel olarak ν-p/ düzleminde normal konsolidasyon eğrisi ile kritik durum eğrisinin izdüşümlerinin sağa veya sola doğru yer değiştirmesiyle davranışı desteklemesine dayanmaktadır. Şekilde tanımlanan kuram yöntemde otomatik olarak işletilmekte herhangi bir deformasyon oranında gözlemsel ölçüm sonuçları ile elde edilen K değeri ile uygulanan kayma gerilmesi değerinin kesişim noktasının izdüşümü o an için elde edilen özgül hacim ve o an için geçerli olduğu zannedilen deformasyon hızına gore bulunmuş olan normal konsolidasyon çizgisi ile çakışmıyorsa, bu deformasyon hızının değiştiğinin işaretidir. Bu durumda ν değeri ile q-p/ ’deki K-q kesişim noktasının izdüşümünün kesişiminden yeni normal konsolidasyon çizgisinin yeri elde edilir ve gerilme durumunun yeni noktaya taşınması ile viskoplastik etki sebebiyle akma eğrilerinin sürekli genişleyip daralması takip edilebilir.

320

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 6.7. Deformasyon hızı etkisini hesaba katmak için fazladan gerilme-eksik gerilme kuramı

Yöntemin uygulanışını gösteren Şekil 6.5’te ve bundan sonraki bölümde yöntemin gerçek dolgulara uygulanması ile elde edilen tüm şekillerde arazideki viskoplastik davranışın çok etkili bir biçimde yansıtılabildiği görülmektedir. Diğer taraftan yöntem hem gerilme anizotropisini hem de deformasyon anizotropisini yansıtabilmektedir. Deformasyon anizotropisi R ε = ∆ε 3 / ∆ε 1 ’e bağlı olarak elde edilen K değerleri, viskoplastik etkiyi de sorgulayan gerilme değişim noktalarının geçerliliğini kontrol eden yaklaşımla bir arada işletilerek gerilme anizotropisinin etkisiyle bağdaştırılmaktadır. Bunlara ilave olarak bölgelendirilen temel zeminindeki deformasyon oluşumları, gerilmeye dönüştürülürken gerilme ekseni dönüşleri de aktif ve pasif bölgeleri birbirinden ayıracak şekilde hesaba katılmaktadır. Toplam olarak ifade edilirse yöntem doğrudan doğruya arazideki davranışı eş zamanlı takip eden ve ölçüm sonuçlarını yapısal davranışın girdisi olarak tanımlayan yapısıyla belli sayısal parametrelere bağlı kalmamaktadır ve parametre revizyonu yöntemin içinde kendiliğinden yapılmaktadır. Elde edilen sonuçların başarısının temel sebebi tüm etkenlerin birleşik sonucu anlamına gelen arazi davranışını ana girdi olarak kullanmasıdır ve bu durum gözlemsel yöntemin bir kontrol sistemi değil tasarım ve uygulamanın ana parçası olarak kullanılmasının gerekliliğini vurgulamaktadır. 321

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

6.2.4. Yöntemin Gerçek Dolgulara Uygulanması Yöntemin uygulanabilmesi için sadece aletsel gözlemleme yapılması yetmemekte, bu işlemin bir bölgeleme sistemine uygun şekilde ve sayıda yapılması gerekmektedir. Buna ilaveten, oluşturulabilecek bölgeler dikkate alınacak şekilde ve sıklıkta sınıflandırma, sıkışabilirlik ve mukavemet deneyleri yapılmalıdır. Bu özellikleri sağlayacak şekilde inşa edilmiş dolguların sayısı çok fazla değildir. Fransa’da çok yüksek plastisiteli, viskoplastik davranış gösteren yumuşak-katı kıvam arasındaki killer üzerine inşa edilen Cubzac-les-Ponts dolgusu ve Đngiltere’de çok yumuşak turba ve yumuşak killerin bulunduğu alanda drenler oluşturularak inşa edilen Widows Plantation (Stanstead Abbotts) dolgusu gerek zemin verisi gerekse de ölçüm verisi sıklığı açısından yöntemi uygulamaya çok uygundur. 6.2.4.1. Cubzac-les-Ponts Dolgusu – Test Dolgusu B

Cubzac-les-Ponts test dolgusu B, 1972 yılında Fransa’da Dordogne nehrinin kenarında bulunan ve yüksek plastisiteli killerden oluşan alüvyonel sahada inşa edilmiştir. Bu test dolgusundan önce “A” test dolgusu göçecek şekilde yapılmış ve geri analizle zemin parametreleri kontrol edilmiştir. Zemin tabakalanması ve aletsel gözlemlemeye bağlı oluşturulan bölgeleme sistemi Şekil 6.8a’da, zemin parametreleri Tablo 6.1’de verilmiştir. Sahada zemin profili olarak en üstte yaklaşık 2.0 m kalınlığında yüksek derecede aşırı konsolide siltli kil tabakası (kil kabuk), altında ise yaklaşık 7.0 m kalınlığında değişken organik içeriği olan yumuşak kil tabakası yer almaktadır. Yumuşak kil tabakası sıkı çakıl tabakasına oturmaktadır. Buradaki killer yüksek plastisiteli (likit limit=100-200% ve plastisite indisi=20-120%) ve yapılanmış (structuralized) olup viskoplastik kil olarak adlandırılabilirler. Yeraltı suyu seviyesi yüzeyden itibaren 1.0-1.5 m derinliktedir. Şekil 6.8b’de görüldüğü üzere 2.3 m. yüksekliğe 6. günde çıkılan dolguda yaklaşık 1000 gün boyunca aletsel gözlemleme verisi kaydedilmiştir. 1.5 güvenlikle inşa edildiği rapor edilen “B” test dolgusunda göçme oluşmamıştır.

Şekil 6.9’te Cubzac-les-Ponts test dolgusu temel zemininin değişik bölgelerinde elde edilen qp′ gerilme düzleminde gerilme izleri gösterilmiştir. Gerilme izlerinden anlaşılacağı üzere yöntem ile zeminin deformasyon hızı etkisi, viskoplastik davranışı ve gerilme ekseni dönüşümü modellenebilmektedir. Elde edilen gerilme izleri ile ilgili davranış yorumları ve diğer bulgular Öztoprak (2002), Öztoprak ve Çinicioğlu (2003a, 2003b) ve Cinicioglu ve Oztoprak (2003)’ta bulunabilir. Şekil 6.10’da dolgusu inşaatının 8. ve 817. gününde zemin bölgelerindeki güvenlik sayıları verilmiştir. Şekil üzerindeki C-1, C-2, C-3 ve C-4 zemin kolonlarında güvenlik sayısının en düşük olduğu bölgeler boyalı gösterilmiştir. En riskli zemin çok yumuşak kil tabakasıdır. Dolgu inşaatı 6. günde tamamlanmasına karşılık en düşük güvenlik 6. ve 8. günler arasındadır. 817. günde temel zeminin dairesel bir kayma eğilimi yok olmakta ve güvenlik sayısı artmaktadır.

322

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

(a)

(b)

Şekil 6.8. (a) Cubzac-les-Ponts dolgusunda oluşturulan zonlama sistemi (b) Dolgunun inşaat programı (Magnan ve diğ. 1983)

Tablo 6.1. Cubzac-les-Ponts test dolgusu temel zeminindeki zemin özellikleri (Magnan ve diğ. 1983, Wood 1990) Zemin (1) Kil kabuk (2) Orta katı kil

Derinlik (m)

σ′vo

σ′vc

(kN/m2) (kN/m2) OCR

νo

κ

λ

M

φ′ (°)

0.0 - 1.0

8.5

75.0

8.82

2.00

0.017

0.12

1.29

32.0

1.0 - 2.0

20.1

50.0

2.49

3.60

0.022

0.53

1.16

29.0

(3) Çok yumuşak kil

2.0 - 4.0

27.4

40.0

1.46

4.20

0.085

0.75

1.03

26.0

(4) Çok yumuşak kil

4.0 - 6.0

36.8

45.0

1.22

3.25

0.048

0.53

1.03

26.0

60.0

1.20

3.30

0.043

0.52

1.03

26.0

(5) Yumuşak kil

6.0 - 9.0

50.0

323

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

Şekil 6.9. Cubzac-les-Ponts test dolgusu temel zemininin değişik bölgelerinde elde edilen gerilme izleri (Oztoprak ve Çinicioğlu 2005)

324

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 6.10. Cubzac-les-Ponts dolgusu inşaatının 8. ve 817. günlerinde bölgelerdeki güvenlik sayıları (C-1, C-2, C-3 ve C-4 zemin kolonlarında güvenlik sayısının en düşük olduğu bölgeler boyalı gösterilmiştir)

6.2.4.2. Widows Plantation Dolgusu - Stanstead Abbots Geçişi

Đngiltere’de Willow Plantation dolgusu olarak da bilinen Stanstead Abbotts dolgusu çok yumuşak alüvyonlar üzerine drenler yardımıyla inşa edilmiştir. Dolgu altına geogridler de yerleştirilmiştir. Drenlerin teşkil edilmesine Mayıs 1988’de, dolgunun oluşturulmasına Ağustos 1988’de başlanılmıştır. Dolgu inşaatı Mayıs 1989’da tamamlanmıştır. Zemin tabakalanması Şekil 6.11a’da, parametreler Tablo 6.2’de verilmiştir. Alanda zemin profili olarak en üstte yaklaşık 1.5 m. kalınlığında yüksek derecede aşırı konsolide siltli kil tabakası (kil kabuk), altında ise yaklaşık 3.0 m. kalınlığında sıkışabilirliği çok yüksek olan çok yumuşak turba tabakası yer almaktadır. Turba’nın altında bulunan yumuşak kil tabakası yaklaşık 7.0 m. kalınlığa sahiptir ve sıkı çakıl tabakası üzerinde yer almaktadır. Yeraltı suyu seviyesi yüzeyden itibaren 1.0-1.5 m. derinliktedir. Zeminlerin başlangıç gerilme durumları, sıkışabilirlik ve mukavemet parametreleri Tablo 6.2’de verilmiştir. Özellikle turba zeminin boşluk oranı çok fazladır. Bununla birlikte bu zeminde drenajlı davranış gerçekleşmektedir. Dolgu altı temel zeminin yanal ve düşey deplasmanları ile boşluk suyu basıncı ölçümleri yaklaşık 700 gün boyunca kaydedilmiştir. Dolgusunun inşaat kademeleri Şekil 6.11b’de görülmektedir. Stanstead Abbotts dolgusu 8.0 m. yüksekliğe 274 günde inşa edilmiş, daha sonra 1.0 m.’lik kısmı kaldırılmıştır. Nihai dolgu yüksekliği 7.0 m. olarak gerçekleştirilmiştir.

Şekil 6.12’de Stanstead Abbotts dolgusu temel zemininin değişik bölgelerinde elde edilen qp′ gerilme düzleminde gerilme izleri verilmiştir. Gerilme izlerine göre ilk 14 gündeki hızlı yükleme sonrasında hareket tamamen drenajlıdır. Bu durum drenlerin etkisini göstermektedir. Yöntem, zeminin deformasyon hızı etkisi tamamen ortaya koymaktadır. Elde edilen gerilme izleri ile ilgili davranış yorumları ve diğer bulgular Oztoprak ve Cinicioglu (2003b)’de bulunabilir. Şekil 6.13’de dolgusu inşaatının 11. ve 274. gününde zemin zonlarındaki güvenlik sayıları verilmiştir. Şekil üzerindeki C-1, C-2, ve C-3 zemin kolonlarında güvenlik sayısının en düşük olduğu bölgeler boyalı gösterilmiştir. 11. günde en riskli zemin turbanın altındaki yumuşak kil iken 274. günde en riskli zemin alt taraftaki turba tabakasıdır. Turba tabakalarının güvenlik sayıları zamanla çok değişmemektedir. Drenajın etkisi ve turbanın çok 325

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

boşluklu olmasından dolayı topuk altındaki güvenlik sayıları düşünüldüğünden daha düşük çıkmaktadır.

(a)

(b)

Şekil 6.11. (a) Widows Plantation (Stanstead Abbotts) dolgusunda oluşturulan zonlama sistemi (b) Dolgunun inşaat programı (Hird 1993)

Tablo 6.2. Widows Plantation (Stanstead Abbotts) dolgusu temel zeminindeki zemin özellikleri (Hird 1993, Hird ve diğ. 1995) Zemin

326

Derinlik (m)

σ′vo

σ′vc

(kN/m2) (kN/m2) OCR

νo

κ

λ

M

φ′ (°)

(1) Kil kabuk

0.0 - 1.5

12.0

91.0

7.58

1.80

0.035

0.190

1.16

29.0

(2) Çok yumuşak turba

1.5 - 3.0

25.0

55.0

2.20

8.30

0.450

2.290

1.38

34.0

(3) Çok yumuşak turba

3.0 - 4.5

27.5

36.0

1.31

9.20

0.470

2.390

1.38

34.0

(4) Yumuşak kil

4.5 - 6.5

35.0

38.0

1.09

2.50

0.045

0.220

1.12

28.0

2.45

0.039

0.205

1.12

28.0

2.40

0.035

0.190

1.12

28.0

(5) Yumuşak kil

6.5 - 8.5

48.0

49.0

1.02

(6) Yumuşak kil

8.5 - 11.5

64.0

65.0

1.02

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 6.12. Widows Plantation (Stanstead Abbotts) dolgusu temel zemininin değişik bölgelerinde elde edilen gerilme izleri

327

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

Şekil 6.13. Widows Plantation (Stanstead Abbotts) dolgusu inşaatının 11. ve 274. günlerinde bölgelerde güvenlik sayıları (C-1, C-2 ve C-3 zemin kolonlarında güvenlik sayısının en düşük olduğu bölgeler boyalı gösterilmiştir)

6.3. ZEMĐNE GÖMÜLÜ YATAY YÜKLÜ KAZIKLAR Otoyol veya köprü yaklaşım dolguları için yapılan kenar ayakları destekleyen kazıklar veya akan şevlerde oluşturulan pasif direnç kazıkları diğer yatay yüklü kazıklardan farklı olmak üzere kazığı çevreleyen zemin hareketleriyle yatay olarak yüklenirler ve davranış mekanizmalarının çözümüne dair araştırmalar geoteknik biliminin üzerinde en sık çalıştığı konulardandır. Uygulamada bu tür kazıklarda göçmeye sıklıkla rastlanır. Bu risk özellikle kazıkların yumuşak zemin içerisinde inşa edildiği uygulamalarda artmaktadır. Problem tipik bir zemin-yapı etkileşimi problemidir ve en önemli özellikleri düşük mukavemet, yüksek sıkışabilirlik ve çok düşük geçirgenlik olan yumuşak zeminlerde deplasmanlar büyük olacak ilave boşluk suyu basınçlarının sönümlenmesi uzun zaman alacak ve zemin-yapı etkileşiminden kaynaklanan belirsizlikler artacaktır. Yumuşak zeminlerin genelleştirilmiş profillerinde kurumuş ve oldukça sert bir kabuk tabakası en üstte yer alır. Bu kabuk tabakasının altında kalınlığı değişken olan yumuşak kil, silt ve gevşek alüvyon tabakaları bulunmaktadır. En altta ise çoğunlukla sıkı veya sert tabakalar bulunur. Bu zemin profili üzerinde yapılan dolgulardan kaynaklanan yükler aradaki yumuşak zemin tabakasının sıkışmasına ve büyük deformasyonların oluşmasına neden olur. Bu tip problemli zeminlerde oluşan büyük deformasyonlar yapılar bakımından izin verilebilir değerlerin üzerinde kalmaktadır. Aşırı zemin hareketleri nedeniyle oluşabilecek yapısal hasarları engellemek için dolgu yükleri kazıklarla daha yüksek mukavemetli sıkı tabakalara aktarılır ya da tipik bir çözüm olarak dolgu topuğundaki pasif direnci arttırmak amacıyla yaklaşım dolguları kazıklar üzerine inşa edilmiş köprü kenar ayakları ile sonlanır.

328

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 6.14. Yumuşak zeminler üzerinde inşa edilen farklı köprü yaklaşım dolgusu tipleri (a, b, c - Springman ve Bolton 1990, d – Keleşoğlu 2006)

Literatürde, Şekil 6.14 ile tanımlanmakta olan problemin çözümü için geliştirilmiş olan birçok yöntem bulunmaktadır. Bu yöntemler Stewart ve diğ. (1994) tarafından aşağıdaki gibi sınıflandırılmaktadır. Stewart ve diğ. (1994) tarafından yapılan sınıflama ile zemin içinde oluşan yatay yer değiştirmelerden dolayı kazıklar üzerinde oluşan moment ve deplasmanları hesaplayan yöntemler aşağıdaki gibi verilmektedir. • • • •

deplasmanlara dayalı yöntemler gerilmelere dayalı yöntemler sonlu elemanlar çalışmaları ampirik yöntemler

Gerilmelere dayalı ve ampirik yöntemler daha çok pratik amaçlar için geliştirilmişlerdir ve bu yöntemler ile elde edilen sonuçlar ile ölçüm sonuçları arasında ciddi farklar bulunabilir. Bunun yanında sonlu elemanlar ve sonlu farklar yöntemleri daha karmaşık problemlerin çözümünde (farklı zemin ve sınır koşulları, yükleme şartları altında) önemli bir çözüm aracı olarak günümüz literatüründe kullanılmaktadırlar. Ancak, Bölüm 3’te tanımlandığı gibi sayısal yöntemlerle birlikte kullanılan yapısal modellerin davranışı tanımlamaktaki yetersizlikleri ve aksaklıkları sebebiyle elde edilen sonuçlarla arazi davranışı arasında önemli farklar ortaya çıkabilmektedir. Arazideki davranışın en önemli göstergesi deplasmanlardır ve bilhassa yumuşak zemin deplasmanları ile yatay olarak yüklenen kazıklarda deplasmana dayalı olarak davranışın tanımlanması ve tasarım yapılmasının daha gerçekçi sonuçlar vereceği düşünülmüştür. Bu amaçla geliştirilen deplasmanlara dayalı yöntemlerde genel yaklaşım dolgu altındaki zeminde kazıksız durumda oluşan ve ölçülen deplasmanları kullanarak aynı dolgunun kazıklarla birlikte yapıldığı taktirde kazıklar üzerinde etkili olacak olan eğilme momenti ve deplasmanları hesaplamaktır. Kazıksız durumdaki deplasmanların bilinmesi durumunda bu hesap yöntemleri hemen her tür problemde kullanılabilir (Stewart ve diğ. 1994). Deplasmanlara dayalı yöntemlerin en önemli zorluğu ise kazığın yapılacağı kesitteki kazıksız 329

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

duruma ait yatay deplasmanların elde edilmesidir (Byrne ve diğ. 1984). Genel olarak düşey deplasmanların tahmin edilmesi nispeten daha kolay olmakla birlikte yatay deplasmanlar için aynı durum söz konusu değildir. Poulos (1971) bu zorlukları; poisson oranının belirlenmesindeki zorluklara, zeminin anizotropik ve heterojen yapısına, zeminin doğrusal olmayan yük-deformasyon davranışına ve her vaka için özel olan ve yapıdan zemine yük aktarımını tanımlayan rijitlik vb. faktörlerin ihmal edilmesine bağlamaktadır. Tavenas ve diğ. (1979) tarafından geliştirilen ampirik yöntem ve sonlu elemanlar analizleri yatay deplasmanların belirlenmesi amacıyla kullanılmakla birlikte bu konuda en güvenilir yöntem hiç şüphesiz araziden alınan inklinometre ölçümleridir. Bigot ve diğ. (1977, 1982) tarafından yapılan çalışmalar doğru yatay deplasmanların elde edilmesi durumunda deplasmanlara bağlı yöntemlerle hesaplanan eğilme momenti ve deplasmanların gerçeğe çok yakın sonuçlar verdiğini ortaya koymaktadır. Deplasmanlar, zemin davranışı üzerinde etkili olan tüm faktörlerin etkisi sonucunda oluştuğundan; zeminin anizotropisi, heterojen yapısı, sıkışabilirlik ve mukavemet özellikleri, deplasmana ve zamana bağlı doğrusal olmayan davranışı, vb. etkilerin hepsi doğrudan hesaba katılmış olacaktır. Yatay deplasmanların belirlenmesindeki zorluklar önemli olmakla birlikte deplasmanlara dayalı hesap yöntemlerinin diğer tüm hesap yöntemlerine göre zemin davranışını temsil etmekteki üstünlüğü bu hesap yöntemlerini vazgeçilmez hale getirmektedir. Yukarıdaki anlayışla deplasmana dayalı yöntemler yumuşak zeminlerin üzerine yapılan dolguların topuğuna yapılan kazıkların davranışının anlaşılması ve kazığa gelen yük ile kazıkta oluşan kesme kuvveti ve momentlerin hesaplanması bakımından etkin yer bulmuşlardır. Deplasmana dayalı yöntemler grubunda dikkate değer çalışmalar arasında Chow (1996), Leung ve Chow (1996), Wong ve Teh (1995), Goh ve diğ. (1997), Goh ve diğ. (2003) sayılabilir. Bu çalışmaların hepsinde kazığa deplasmanlarla yük aktarımı anlayışı Keleşoğlu (2006) da Şekil 6.15’te tanımlanan mekanizmaya dayandırılmaktadır. Buradaki mekanizmaya göre eğer bir zemin kesitinde kazıksız durumda ys yatay deplasmanı oluşuyor iken aynı kesitte kazıklı durumda yp deplasmanı oluşuyor ise iki deplasman arasındaki fark kuvvetlere dönüştürülerek kazık tarafından taşınan yükler bulunabilir.

Şekil 6.15. Kazıksız ve kazıklı durumda oluşan yatay deplasmanlar (Keleşoğlu 2006) 330

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Bu davranış mekanizmasına göre kazık zemin arasındaki yük paylaşımını ifade eden temel formül eşitliği ile verilmektedir.

([ K ] + [ K ]){ y } = [ K ]{ y } P

S

P

S

S

(6.16)

Bu denklemin sağ tarafındaki [KS]{ys} ifadesi kazıksız durumda yatay zemin hareketleri nedeniyle kazıklar üzerinde etkili olan yatay kuvvetleri tanımlamaktadır. Sol tarafındaki ([ K p ]+[ K s ]){ y p } ifadesi ise kazığa etki eden [ K S ]{ y s } kuvvetlerinin kazık ve zemin arasında rijitlikleri oranında paylaşıldığını göstermektedir. ([ K p ]+[ K s ]){ y p }=[ K S ]{ y s } ifadesi oldukça basit formda bir ifade olmakla birlikte zemin rijitliğini ifade eden [Ks] matrisinin bulunması problemin ana zorluğudur. Chow (1996) [Ks] rijitlik matrisini elastisite modülüne bağlı tek bir değer olarak kullanmaktadır. Bu ciddi bir kısıtlılık anlamına gelir çünkü problemin kazık ve zemin deplasman büyüklüğü hesaba katıldığında zeminde elastik davranışın geçerli olacağını ifade edebilmek pek mümkün değildir. Wong ve Teh (1995), Goh ve diğ. (1997),Goh ve diğ. (2003) gibi araştırmacılar ise rijitlik matrisinin hesabında plastik davranışı hesaba katabilmek için zemini temsil eden yayların kuvvet-deplasman ilişkisini hiperbolik eğrilerle temsil etmişlerdir. Düşük birim deformasyon seviyelerinde zemininin dış yüke tepkisi elastik kabul edilmekle birlikte hiperbolik yaklaşım, artan deformasyonla gerilme seviyesine bağlı olarak rijitliğin değiştirilmesini sağlar ve böylece plastik malzeme yaklaşımı uygulanmış olur. Ancak ne var ki hiperbolik ilişki ile bulunan rijitlik değerleri laboratuvar üç eksenli basınç deneyi ile elde edilen gerilme deformasyon eğrilerinden kullanılarak tespit edilir. Deplasmana dayalı yaklaşımın ana parametresinin laboratuvar deneyleri ile elde edilmesi arazideki ilgili zemin kütlesinin hacmi, hangi rijitliğin hangi zamanda geçerli olacağı, zeminin kendi içinde değişim süreci ve bunlarda zaman etkisi, konsolidasyon devresindeki davranış gibi bir çok etkenin birleşik etkinliğini aktarmaya uygun değildir ve de bu durum yöntemin en önemli sorunudur. Deplasmana dayalı yöntemler arasında kazık-zemin sisteminin üç boyutlu davranış mekanizmasını dikkate alan deformasyon kaması yöntemi de (Şekil 6.16) kabul görmüş yöntemlerdendir. Bu yöntem kazığın hareketi önünde deformasyona uğrayan zemin kütlesinde oluşan birim deformasyon seviyesinden hareketle mobilize olan kayma mukavemeti açısını ve gerilme değerlerini bulmaktadır. Yöntem farklı birim deformasyon değerlerinin üç boyutlu mekanizmanın davranışına etkisini küçük ve büyük deformasyon seviyeleri için bulmaktadır. Diğer mevcut deplasmana dayalı sistemlerin başlıca sorunu bu yöntem için de söz konusudur. Zemin rijitliği laboratuvar üç eksenli basınç deneyi sonuçlarına göre elde edilmekte ve ampirik bağıntılar kullanılmaktadır. Dr. Kubilay Keleşoğlu’nun doktora tez çalışması ile sunulan yöntem kendisinden önceki deplasmana dayalı yöntemlerin zemin rijitliği hesabında ampirik bağıntılara bağımlılığından veya küçük boyutlu numunelerle yapılan laboratuvar deneylerinin kısıtlarından arındırılmış ve sadece arazide ölçülen deplasmanlara ve boşluk suyu basınçlarına dayandırılmış bir 331

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

yöntemdir. Keleşoğlu (2006), Keleşoğlu ve Çinicioğlu (2006) ve Çinicioğlu ve Keleşoğlu (2006)’da tanımlandığı gibi kazıksız durumdaki zemin deplasmanları arazi gözlemsel yöntemleri ile elde edildikten sonra bu deformasyonlara sebep olan gerilmelerin elde edilmesi gerekir.

Şekil 6.16. Kazık önünde oluşan deformasyon kaması (Ashour ve diğ, 1998)

Bölüm 6.2.1’de tanıtıldığı gibi Zhang ve diğ. (1998) tarafından geliştirilen yöntem aktif ve pasif göçme durumları dışındaki ara gerilme durumlarında da deformasyonlar ile gerilmeler arasında ilişki kuran çok önemli bir olanak sunmaktadır. Keleşoğlu (2006)’nın doktora tez çalışmasında araştırılan zemin-kazık yük paylaşımı ve kazığın buna göre tasarımına ait problemde de Zhang ve diğ. (1998)’nin önerdiği metodoloji en önemli araçlardan biri olarak kullanılmıştır.

6.4. KELEŞOĞLU VE ÇĐNĐCĐOĞLU DEPLASMANA DAYALI KAZIK TASARIM YÖNTEMĐ Bu yöntemde dolgu topuğuna inşa edilen kazığın dolgu yükleri altında sıkışan yumuşak zeminin yaptığı yatay deplasmanlarla yüklenmesi esas alınmaktadır. Kazıksız durumda bu zemin hareketleri topuğa ve ilerisine doğru aktarılacak ve yine zemin tarafından karşılanacaktır. Dolgudan uzaklaşan tarafta yer alan bu bölge bu çalışmada yer yer pasif yüklenmiş bölge olarak tanımlanmaktadır. Burada pasif yüklenmiş ifadesi kazığın ön tarafında veya dolgu topuğunun önünde yer alan bu bölgede gerilme şartlarının gerçekten 332

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

pasif duruma tekabül ettiği anlamına gelmemektedir. Fakat bu bölgedeki zemini durgun şartlardan pasif duruma giden duruma karşı gelen ara bir gerilme durumu ile yükleneceği için davranışın yönünü ifade etmek bakımından pasif yüklenmiş bölge tanımlaması kullanılmaktadır. Bu çalışmada davranışa katılan zemin kütlesinin davranışını daha kapsamlı ve detaylı olarak tanımlayabilmek için kazık önündeki zemin bölgelere ayrılmıştır (Şekil 6.17b). Her bölgedeki deformasyon artış oranları elde edilerek ve Zhang ve diğ. (1998) yöntemi kullanılarak yatay toprak basıncı katsayısı K’nın dolgunun başlamasından itibaren tüm inşaat sürecinde ve sonrasında istenilen sıklıkta sürekli olarak elde edilebilmesi sağlanmıştır. Böylece ilave boşluk suyu basıncı ölçümleri de varsa geçerli efektif gerilme değerleri sürekli olarak elde edilebilir. Kazıksız duruma ait olan bu bilgi zeminin tepki karakteristiklerini tanımlamak için önemlidir. Zemin tepki karakteristikleri tanımlandıktan sonra bu aynen kazıklı durumda da geçerlidir. Fark, paylaşımın bileşenlerindedir, yani kazıksız durumda yük zemin-zemin arasında paylaşılırken, kazıklı durumda kazık ve zemin arasında paylaşılır (Şekil 6.15). Keleşoğlu (2006) doktora tez çalışması kapsamında geliştirilen bu yöntemin diğer deplasmana dayalı yöntemlerden en önemli farklılığı ve avantajı yatay toprak basıncı katsayısının (K) değişimi ile yatay yatak katsayısı (kh)arasında yapısal bir bağ kurmasıdır. Böylece kazıksız durumda serbest zemin ortam şartlarında elde edilen bilgi kazıklı duruma transfer edilebilmektedir. Bu çalışmada da Cubzac-les-Ponts test dolgusu ortamı ve burada yapılan aletsel gözlemleme sonuçları problemin çözümü için örnek durum olarak kullanılmışlardır. Bu seçimin sebebi Cubzac-les-Ponts test dolgusunun literatürde gerek zemin özelliklerinin tayin edilmesi gerek aletsel gözlemleme uygulamasının yeterliliği bakımından en gelişmiş birkaç örnekten birisi olmasıdır. Yeni geliştirilen yöntemlerin işbirliği sorgulanırken, iyi tanımlanmış verilerle çalışılmasının güveni arttırıcı bir unsur olacağı açıktır. Şekil 6.17’de daha önce de verildiği gibi Cubzac-les-Ponts deneyi sahası ve dolgusu, aletsel gözlemleme şeması, yükleme programı ve zemin tabakalanması ile birlikte verilmektedir.

Şekil 6.17. (a) Test sahası (b) aletsel ölçüm sistemi (c) inşaat ve ölçüm alınan günler

Cubzac-les-Ponts test dolgusu 2.3 metre yüksekliğinde 1.5 güvenlik sayısını koruyacak şekilde yapılmış fakat yaklaşık 2000 güne kadar ölçüm alınmıştır. Bu çalışmada 817. güne 333

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

kadar alınan ölçümler kullanılmıştır. Temel zemininin laboratuvar deneyleri ile elde edilen parametreleri Şekil 6.18’de sunulmaktadır.

Şekil 6.18. Cubzac-les-Ponts test sahasının yumuşak zeminlerine ait laboratuvar deneyi sonuçları (Magnan ve diğ. 1983)

Yapılan çalışmanın hedefi topukta yapılan kazık üzerinde etkili olan yatay yükleri bulmak olduğu için çalışmayı en çok ilgilendiren ölçüm serbest zemindeki yatay hareket verileridir ve dolgu topuğundaki inklinometre ile alınan ölçümlerin grafiksel ifadesi Şekil 6.19’da verilmektedir. Yatay deplasman (cm) 12,0

10,0

8,0

6,0

4,0

2,0

0,0 0,0 1,0 2,0

741

175

63

13

8 7

6

5

4,0

4 1

5,0 6,0

Derinlik (m)

3,0

15 817

7,0 8,0 9,0 10,0

Şekil 6.19. Kazığın yapıldığı kesitte kazıksız durumda oluşan yatay deplasmanlar

334

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Yöntemde zemin karakteristiklerini tanımlamak üzere kazık önüne rastlayan kesimde yapılan bölgelendirme Şekil 6.20’de ABCD bölgesi olarak gösterilmektedir. Bölgenin toplam kalınlığı gözlemsel verinin mevcut olduğu 9 metre olarak alınmıştır.

Şekil 6.20. Geliştirilen yöntemin uygulandığı bölgeler ve 1-5 no’lu bölgelerde dolgu inşaatıyla oluşan yatay toprak basıncı değerleri

Yöntemi etkin olarak kullanabilmek için deformasyon verisinin bulunmadığı ve eleman köşelerine rastlayan noktalarda ara değer bulma yöntemi uygulanmıştır. Burada tanımlanan beş eleman için ölçüm sonuçlarına göre herhangi bir t=ti zamanı için elemanın deformasyon artış oranına R ε = ∆ε 3 / ∆ε 1 bağlı olarak ve Zhang ve diğ. (1998) yöntemini uygulayarak geçerli yatay toprak basıncı K değerleri sürekli olarak elde edilmektedir. K değerlerinin zamana bağlı değişimi Şekil 6.20’de sunulmaktadır. Yöntemin uygulanış felsefesi Şekil 6.21’de şematik olarak tanımlanmaktadır.

335

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

Şekil 6.21. Kazıklı ve kazıksız durumlarda pasif olarak sıkışan zemin bölgeleri

Şekilde tanımlanan anlayışa paralel olarak Keleşoğlu (2006), Keleşoğlu ve Çinicioğlu (2006) ve Çinicioğlu ve Keleşoğlu (2006) yayınlarında da tanımlandığı gibi herhangi bir zaman için geçerli yatay toprak basıncı katsayısı K değerleri ile yatay yatak katsayısı, kh arasında k h . y = K .σ v′

(6.17)

k h =  K .σ v′  y 

(6.18)

ilişkisi kurulmuştur. Bu anlayışa göre yukarıdaki (6.17) nolu bağıntı serbest zemin deformasyon durumunu, zemin-kazık etkileşim durumuna dönüştürme işlevini görmektedir. (6.18) nolu bağıntı ile yatay yatak katsayısı üzerinde efektif jeolojik yükün etkisi ve dolayısıyla derinliğin etkisi de hesaba katılmaktadır. Kazıktaki deplasman arttıkça deformasyona zeminde ve buna bağlı olarak ta yatay yatak katsayısında azalım meydana gelir. Bu davranış zeminin gerilme-deformasyon eğrisinin hiperbolik yapısında artan gerilme değerlerinde azalan eğri eğimi olarak kendisini gösteren davranıştır. kh’ın kazık şekil değiştirmesine veya hareketine bağlı olarak nasıl değiştiği Prakash ve Kumar (1996) tarafından deneysel çalışmalarla Şekil 6.22’de görüldüğü gibi tanımlanmıştır.

336

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 6.22. Yatay yatak katsayısının deplasmana bağlı azalımının tipik gösterimi (Prakash ve Kumar, 1996)

Keleşoğlu ve Çinicioğlu (2006) yaklaşımı ile elde edilen rijitlik azalım eğrileri Şekil 6.23’de görüldüğü gibi tamamen aynı davranışı yansıtmaktadır. Azalım eğrileri ve deplasmana dayalı yöntemlerin rijitliğe göre yük paylaşım formülü

[ K P + K S ] {∆ yP }n = [ K S ] {∆ yS }n

(6.19)

bir arada kullanılarak yapılan hesaplar sonucunda elde edilen kazık yükü, kesme kuvveti, moment değişim diyagramları yöntemin son derece sağlıklı ve gerçekçi işlediğini gösterecek niteliktedir. Şekil 6.24 ve 6.25’de Yöntemle elde edilen sonuçları Crisp ve Plaxis sonlu elemanlar programları ile elde dilen sonuçlarla karşılaştırılan grafikler verilmektedir. Bu yöntemin diğer tüm deplasmana dayalı yöntemlerden ayıran bir diğer önemli özelliği ise davranışı takip etmek veya kesme kuvvetleri ve momentleri hesaplamak bakımından hiçbir zaman kısıtlamasının olmamasıdır. Yöntem hem kazıkların dolgu yapımından önce inşa edilmesi hem de dolgudan sonra inşa edilmesi durumu için çalışmaktadır.

337

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

Şekil 6.23. Hesaplar sonucunda elde edilen rijitlik azalım eğrileri

Kazık Başındaki Deplasman (cm)

7,00 6,00 5,00 4,00 3,00 2,00

YÖNTEM CRISP

1,00

PLAXIS

0,00 1

10

100 Zaman (gün)

Şekil 6.24. Kazık başında oluşan yatay deplasmanlar

338

1000

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

KAZIK EĞĐLME MOM ENTĐ [kNm ] ** 1.KADEME DOLGU ** (1.GÜN)

-200 -200

0

KAZIK EĞĐLM E MOM ENTĐ [kNm ] ** 5.KADEM E DOLGU KONSOLĐDASYON ** (7.GÜN)

KAZIK EĞĐLME MOMENTĐ [kNm ] ** 1.KADEME DOLGU KONSOLĐDASYON ** (4.GÜN)

200

400

0

200

400

-200

0,0

0,0

-2,0

-2,0

-4,0

-4,0

-6,0

-6,0

0

200

400

600

0,0 -2,0 -4,0 -6,0 -8,0 -10,0

-8,0

-8,0

-10,0

-10,0 -12,0

-12,0

-12,0 -14,0

-14,0

PLAXIS CRISP

-16,0

CRISP

-16,0

Y ÖNTEM -18,0

200

Y ÖNTEM

KAZIK EĞĐLM E MOMENTĐ [kNm ] ** 63.GÜN **

400

600

-200

0

200

400

KAZIK EĞĐLME MOMENTĐ [kNm ] ** 817.GÜN **

600

800

-200

0,0

0,0

0,0

-2,0

-2,0

-2,0

-4,0

-4,0

-4,0

-6,0

-6,0

-6,0

-8,0

-8,0

-8,0

-10,0

-10,0

-10,0

-12,0

-12,0 -14,0 -16,0

-14,0

PLAXIS CRISP

-16,0

0

200

400

600

-18,0

800

1000

1200

-12,0

PLAXIS CRISP

-14,0

PLAXIS -16,0

Y ÖNTEM

YÖNTEM -18,0

CRISP

-18,0

-18,0

0

PLAXIS

-16,0

Y ÖNTEM

KAZIK EĞĐLME MOMENTĐ [kNm ] ** 13.GÜN **

-200

-14,0

PLAXIS

CRISP YÖNTEM

-18,0

Şekil 6.25. Yöntem, Crisp ve Plaxis analizlerinden elde edilen kazık eğilme momentleri

6.5. ANKRAJLI DUVARLARDA DEFORMASYONA DAYALI YÖNTEM Bu konuda yapılan çalışmalar ilk olarak Koçyiğit (2003)’in yüksek lisans teziyle başlamıştır ve henüz gelişimini devam ettirmektedir. Burada geliştirilmekte olan yöntem özetlenecektir. Ankrajlı destek sistemlerinde, klasik aktif ve pasif yanal toprak basıncı formüllerinin kullanılması inşaatın bazı aşamalarındaki yapı-zemin etkileşimini yeterli seviyede yansıtmamaktadır. Bu nedenle, bu tür destek sistemlerinin tasarımında gerilme zarfları kullanılmaktadır. Bu zarflar imalat süresince iksa duvarına gelebilecek tüm gerilmeleri kapsayacak şekilde tanımlanmıştır ve inşaatın herhangi bir aşamasında etkili olan yüklerin bulunmasına yönelik değildir. Bu kapsamda yapılan çalışmada, ankrajlı bir iksa sisteminde, inşaatın her aşamasında zeminden iksa duvarına aktarılan gerçek yüklerin bulunması amaçlanmıştır. Geliştirilen özgün bir yöntem ile zeminde meydana gelen deformasyonlar zemin-yapı etkileşimi çerçevesinde kullanılarak iksa duvarına aktarılan yükler bulunmaktadır. Yöntem bir örnek bir ankrajlı ve kazıklı iksa sistemi üzerinde uygulanmış ve imalatın farklı aşamalarında iksa duvarına aktarılan yüklerin sabit olmadığı ve ankrajlara öngerilme yapılan aşamalarda bu değerlerin maksimuma ulaştığı görülmüştür. Elde edilen bulguların literatür ile uyumlu olduğu tespit edilmiştir. Çalışma kapsamında zemin-yapı sisteminde göçmeye ulaşıldığını kabul ederek çözüme giden limit denge yaklaşımı kullanılmamış, zeminde meydana gelen birim deformasyonların kullanılması ile gerçek zemin davranışı ve bunun yapı üzerindeki etkisi tanımlanmaya 339

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

çalışılmıştır. Bu yöntem geliştirilirken literatürde yer alan iki yöntem temel olarak alınmıştır. Bunlardan birisi, bir zemin elemanında oluşan asal birim deformasyonlara bağlı olarak o zemin elemanında mobilize olan içsel sürtünme açılarının belirlenmesine yönelik olarak geliştirilen Zhang ve diğ. (1998)’nin çalışması diğeri ise Norris (1986) ve Ashour ve diğ. (1998) tarafından geliştirilen ve yatay yüklü kazıklarda zemin-yapı etkileşimini üç boyutlu tanımlayan ve birim deformasyona bağlı olarak çözen “Deformasyon Kaması” yöntemidir. Bozbey, Çinicioğlu, Koçyiğit (Bozbey ve diğ. 2004) yönteminde iksa sistemindeki deformasyonlar kullanılarak zeminde mobilize olan içsel sürtünme açıları bulunmakta ve bu değerler “Deformasyon Kaması” yöntemi içerisinde değerlendirilerek iksa duvarına aktarılan yükler hesaplanmaktadır. Zeminde mobilize olan içsel sürtünme açılarının bulunması için daha önceki konularda da yararlanılan Zhang ve diğ. (1998)’nin yatay toprak basıncı katsayısını deformasyon artış oranı cinsinden bulan yöntemi kullanılmıştır.

Şekil 6.26. Deformasyon oranı (Rε)-Zemin elemanında mobilize olan içsel sürtünme açısı (φ’m) ilişkisi (Bozbey ve diğ. 2004)

6.5.1.Deformasyon Kaması Modeli Yöntem, zemin davranışının yapıya aktarılması bakımından “Deformasyon Kaması” modelini esas almaktadır. Bu modelde, esnek bir kazığın yatay yük altındaki davranışı incelenmekte ve zemin-kazık etkileşimi üç boyutlu olarak ele alınmaktadır (Norris 1986, Ashour ve diğ. 1998). Kazığın arka tarafında oluşan pasif kamayı temsil edecek şekilde bir “Deformasyon Kaması” bulunmaktadır. Kazık arkasında oluşan “Deformasyon Kaması” Şekil 6.27a’da, kama kesiti ise Şekil 6.27b’de görülmektedir. Kamadan herhangi bir derinlikte alınan bir dilim ise Şekil 6.27c’de sunulmaktadır. Θm ve βm kamaya ait açıları, φm zeminde mobilize olan içsel sürtünme açısını ve kamanın genişleme açısını, K ise deformasyon oluşmadan önceki yanal toprak basıncı katsayısını temsil etmekte ve bu model için K=1 olarak alınmaktadır. y ise 340

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

herhangi bir x derinliğinde meydana gelen yer değiştirmeyi temsil etmektedir. σ′vo kazığın ilgili derinliğindeki düşey efektif gerilme, D ise kazığın çapıdır. Pasif kamanın ön tarafında deformasyon nedeniyle oluşan yatay gerilme değişimi, ∆σ′h, kazık ve zemin arasında gelişen sürtünme, τ ve kamanın yan tarafında etkili olan kuvvetler F’dir.

Şekil 6.27. Deformasyon kaması (a) Kazıkta meydana gelen deformasyona bağlı olarak oluşan pasif kama ve geometrisi (b) Kama kesiti ve geometrisi (c) Kamadan herhangi bir derinlikte alınan dilimin geometrisi ve etkileyen kuvvetler (Ashour ve diğ. 1998)

Şekil 6.27a ve 6.27c’den de görülebileceği gibi, kamaya ait BC uzunluğu ve kazığın herhangi bir kesitinde kazığa etkiyen yük, P ise aşağıdaki bağıntılarla verilmektedir. BC = D + (h − x)2 tan β m tan φm

(6.20)

P = ( ∆ σ h ) BC S1 + 2τDS 2

(6.21)

Burada S1 ve S2 şekil faktörleri olup, dairesel kesitler için sırasıyla 0.75 ve 0.5 olarak alınmaktadır. Pasif kamanın ön tarafında herhangi bir derinlikte gelişen yatay gerilme değişimi, ∆σ′h ile kazık ve zemin arasında gelişen sürtünme, τ ise

(

)

∆σ h = σ vo tan 2 (45 + φm / 2) − 1

(6.22)

τ = σ tan(φs )

(6.23)

tan(φs ) = 2 tan(φm )

(6.24)

vo

341

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

formülleri ile bulunur. φs kazık ile zemin arasındaki sürtünme açısıdır. Yukarıda tanımlanan BC , ∆σ′h, τ ve P değerleri, zeminde mobilize olan içsel sürtünme açılarına ve efektif gerilmelere bağlı oldukları için derinlikle birlikte değişmektedir.

6.5.2. Geliştirilen Yöntem Anabilim dalımızda yapılan çalışma kapsamında, yukarıda tanıtılan deformasyon kaması modeli, destek sistemi olarak kazık kullanılan bir ankrajlı sisteme uyarlanmıştır. Kazığın deformasyonu sebebiyle komşu zeminde pasif kama oluşan kısımlar için model aynen uygulanmıştır. Ancak duvarın kazı tarafına doğru hareket ettiği durumlarda bu model kullanılamayacağı için deformasyon kaması modeli zeminde genişlemeyi modelleyebilen aktif kamaları içerecek şekilde geliştirilmiştir. Aktif kamaların geometrisini belirlemek üzere Θm, βm ve ∆σ′h için formüller geliştirilmiş ve aşağıda sunulmuştur. Θ m = 45 + φ m / 2

(6.25)

β m = 45 + φ m / 2

(6.26)

( (

))

∆σ h = σ vo 1 − tan 2 (45 − φ m / 2)

(6.27)

Bu çalışma kapsamında geliştirilen metodolojinin başlıca aşamaları şunlardır; 1. Ölçülen yatay ve düşey deformasyonlara bağlı olarak zeminde farklı derinliklerde mobilize olan içsel sürtünme açıları Zhang ve diğ. (1998)’de geliştirilen ve yukarıda kısaca özetlenen yöntem ile bulunmaktadır. 2. Daha sonra deformasyonlara bağlı olarak destek sistemi boyunca zeminin genişlemesi ve sıkışmasına bağlı olarak komşu zemin(ler)de oluşan aktif ve pasif deformasyon kamaları belirlenmektedir. 3. Her bir kama için derinliğe bağlı olarak P (bkz. Şekil 6.27c) hesaplanmakta ve böylece destekleme sistemi boyunca zeminden kazığa aktarılan yükler bulunmaktadır. 4. Kazığın gömülü olan kısımlarında, kazığın önünde ve arkasında zemin bulunmaktadır. Bu durumda her iki tarafta mobilize olan içsel sürtünme açıları hesaplanmaktadır. Ayrıca bir tarafta aktif, diğer tarafta pasif kama oluşacağı için iki farklı P yükü elde edilmektedir. Kazığa etkiyen net yük bu iki yükün farkıdır.

6.5.3. Yöntemin Uygulanabilirliğinin Đncelenmesi Yöntemin uygulanabilirliğini değerlendirmek için FHWA (1999)’da verilen bir örnek seçilmiştir. Örnekte içsel sürtünme açısı ilk on metrede orta sıkılıkta, daha aşağıda ise daha 342

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

yüksek sıkılıkta olan granüler bir zeminde, 60 cm çapında ve 3.0 metre aralıklarla yerleştirilmiş olan kazıklar ile desteklenmiş ankrajlı bir iksa sistemi verilmektedir. Final durumda kazı kotu 10.0 metreye inmekte ve sistem birincisi 3.0 metrede, ikinci ise 6.5 metrede olmak üzere iki adet ankraj ile desteklenmektedir. Bu tür bir destek sisteminin inşaası için kazıkların yapılmasını tabiken beş aşama seçilmiştir. Birinci aşama ilk ankraj kotuna kadar yapılan hafriyatı, ikinci aşama birinci ankrajın gerilmesini, üçüncü aşama ikinci ankraj kotuna kadar hafriyatı, dördüncü aşama ikinci ankrajın gerilmesini ve son aşama olan beşinci aşama final kotu olan 10.0 metre kotuna kadar kazıyı kapsamaktadır.

Đlk olarak inşaatın her aşaması için yatay ve düşey deformasyonlar tanımlanmıştır. Yatay deformasyonlar, FHWA (1999)’da verilen bir örnek için ölçülen deformasyonlar baz olarak alınarak Şekil 6.28’te verildiği gibi seçilmiştir. Yöntemin doğru işleyebilmesi için düşey deformasyon değerlerine ihtiyaç vardır. Fakat literatürde düşey deformasyonun da ölçüldüğü bu tür bir probleme ait aletsel gözlem verisi bulunamadığı için düşey deformasyon değerleri için kabul yapılmıştır. Zeminde mobilize olan içsel sürtünme açılarının değişimi ve kazığa aktarılan yükler Şekil 6.29 ve 6.30’da verilmektedir.

derinlik

-20

yatay deformasyon, mm -10 0

1

Farklı aşamalar

Kazı kotları

Şekil 6.28. Yatay deformasyonlar Şekil 6.29’da kazığın arka tarafında zeminde mobilize olan içsel sürtünme açıları (φ'm) verilmektedir. Görüldüğü gibi zeminde mobilize olan içsel sürtünme açıları her inşaat aşamasında değişmektedir. Bunun nedeni deformasyonların her aşamada değişmesidir. Bazı deformasyon durumlarında mobilize olan içsel sürtünme açısının limit değerine ulaştığı görülmektedir.

343

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

φ/m 0

20

40

0

derinlik (m)

3 5 8 10 13

Farklı aşamalar Şekil 6.29. Đnşaat süresince kazığın arka tarafındaki zeminde mobilize olan içsel sürtünme açıları, φ'm

Tüm inşaat aşamaları için destek sistemi olan kazığa aktarılan yükler Şekil 6.30, 6.31 ve 6.32’de verilmektedir. Birinci aşamada, kazığın arkasına aktarılan yükler kazı tabanına kadar yaklaşık olarak doğrusal bir artış göstermektedir (Şekil 6.30). Bu tip artış klasik yöntemlerle bulunan aktif toprak basıncını hatırlatmaktadır. Kazığın ön tarafında ise kazığa aktarılan yükler derinlikle birlikte doğrusal olarak artmamaktadır. Bu tür bir davranış çeşitli modeller üzerinde pasif gerilmeleri ölçmüş olan Lazebnik (1997) tarafından da gözlemlenmiştir.

-500

-250

0

250

500 -500

-250

0

0

0

3

3

5

5

8

8

10

10

13 Aktarılan yük (kN/m)

250

13 Aktarılan yük (kN/m)

Şekil 6.30. Birinci ve ikinci aşamada kazığa aktarılan yükler

344

500

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

-500

-250

0

250

500

-500

-250

0

0

0

3

3

5

5

8

8

10

10

13

13

250

500

Aktarılan yük (kN/m)

Aktarılan yük (kN/m)

Şekil 6.31. Üçüncü ve dördüncü aşamada kazığa aktarılan yükler

-500

-250

0

250

500

0 3 5 8 10 13 Aktarılan yük (kN/m)

Şekil 6.32. Beşinci aşamada kazığa aktarılan yükler

Đkinci aşamada kazı kotu üç metrede iken ankraj imal edilip gerilmiştir. Öngerilme sebebiyle kazığın zemine doğru hareket etmesi sonucunda bu noktada pasif davranış oluşmuş ve kazığa aktarılan yükler önemli ölçüde artmıştır (Şekil 6.30). Ankrajın gerildiği bu aşamada kazığa aktarılan yükler aktif toprak basıncı ile elde edilecek değerlerin çok üzerindeki büyüklüklere ulaşmaktadır. Üçüncü aşamada kazık önündeki kazıya devam edilmiştir. Bu kazı ile birlikte birinci ankrajın bulunduğu yerde gevşeme olmuş ve bu nedenle kazığa aktarılan yükler azalmıştır (Şekil 6.31). Dördüncü aşamada ikinci ankraj imal edilmekte ve gerilmektedir. Bu aşama ikinci aşama ile büyük benzerlikler taşımaktadır. Bu aşamada ankrajın gerildiği noktada lokal olarak kazığa aktarılan yükler artmaktadır (Şekil 6.31).

345

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

Beşinci aşamada duvar önü kazısı final kotu olan on metreye indirilerek inşaat tamamlanmıştır. Bu aşamada ikinci ankrajın olduğu bölgede kazık kazı tarafına doğru hareket ettiği için zeminde pasif davranış yerine aktif davranış gelişmiş ve bu bölgede kazığa aktarılan yükler azalmıştır (Şekil 6.32). Bu çalışma sonucunda kazık üzerine gelen yüklerin imalatın her aşamasında değiştiği görülmüştür. Özellikle ankraja öngerilme uygulanan aşamalarda ankrajın olduğu seviyelerde kazığa aktarılan yüklerin arttığı görülmüştür. Bu nedenle kazığa gelen yükler açısından ankrajların gerildiği ikinci ve dördüncü aşamalar en kritik aşamalardır. Tüm aşamalar için kazığa aktarılan yükler Şekil 6.33’de bir arada verilmiştir. Aktarılan yük (kN/m)

Derinlik (m)

0

250

500

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10

Şekil 6.33. Tüm aşamalarda kazığa etkiyen yükler

Bu çalışma kapsamında elde edilen değerler FHWA (1999)’da verilen model duvardan elde edilen sonuçlar ile uyumludur. Geliştirilen yöntemin örneğe uygulanması sırasında kullanılan deformasyonların seçiminde literatürde yer alan ölçümlerden yararlanılmıştır. Fakat eksik ölçüm değerleri için uygun atamalar yapılmıştır. Bu sebeple sonuçlar yaklaşık olmakla beraber, modelin gerçek davranışı temsil edebilme kabiliyeti görülmüştür. Geliştirilmiş olan yöntemin, derin kazı iksa sistemleri için tüm aşamaları kapsayan tek bir gerilme zarfı yerine, tüm aşamalarda meydana gelmesi beklenen yükleme durumlarını tanımlama kabiliyetine sahip olduğu düşünülmektedir. Yapılmış olan çalışma sonucunda, iksa sisteminin bir parçası olarak imal edilen kazığa gelen yüklerin imalatın her aşamasında değiştiği, özellikle öngerilme uygulanan aşamalarda ankrajın olduğu yerlerde lokal olarak arttığı görülmüştür. Kazığa gelen yükler açısından ankrajların gerildiği ikinci ve dördüncü aşamalar en kritik aşamalardır. 346

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Kazığa komşu zeminlerde mobilize olan içsel sürtünme açıları deformasyonlara bağlı olarak her aşamada değişmekte, bazı deformasyonlarda limit değere ulaşmaktadır. Bu yöntem çok kademeli bir çalışmanın ilk ve en önemli adımıdır. Çalışmanın devamında arazide gerçek destekleme sistemlerinden elde edilmiş olan deformasyon ve gerilme değerleri kullanılarak yöntem doğrulanacak ve geliştirilecektir. Ayrıca her aşamada yüklerde zamana bağlı olarak meydana gelen değişim de incelenecektir.

7. GENEL DEĞERLENDĐRME VE SONUÇ Bu çalışmada bilimsel bir disiplin olarak tanındığı 1920’lerden günümüze Zemin Mekaniği’nin gelişim sürecinin değerlendirmesi yapılmaya çalışılmıştır. Zemin Mekaniğinin ilk dönemlerinde genellikle belli idealize şartlar altında yapılan deneyler sonucunda çeşitli teoriler ve formüller elde edilmiştir. Bu dönemdeki gelişmeler uygulamadaki problemlerin anlaşılması için önemli katkılar getirmiştir. Fakat, zeminin ve doğanın değişken yapısı ve yapı tipi ile uygulama özelliklerindeki farklılıklar sebebiyle, zemin davranışı belli kabuller çerçevesinde idealize şartlar için geliştirilen kanunlarla tanımlanırken zorluklar ortaya çıkmaktadır. Zemin yapıları çeşitlendikçe ve karmaşıklaştıkça (temeller, yollar, köprüler, barajlar, limanlar, metrolar vs.) etkilenen zemin kütlesinin davranışını açıklamak zorlaşmaktadır. Buna bağlı olarak gerek doğrudan Zemin Mekaniği ve Temel Mühendisliği biliminin gelişmesi, gerek diğer disiplinlerdeki bilgi artışının bu alana bilgi aktarması sonucunda, zemin mekaniği problemlerinin çözümü için geliştirilen yöntemler, sayısal ve teknolojik olanaklar çeşitlenmiştir. Ancak bu gelişmelerin uygulamaya aktarılması son derece yavaş ve kısıtlıdır. John Atkinson (2006) bu durumu “konik penetrometre, presiyometre, efektif gerilme laboratuvar deneyi, küçük birim deformasyon rijitliğinin dinamik ölçümü gibi yeni ekipman ve tekniklerin hızlı gelişimine rağmen bugünün mühendisleri hala 50 yıllık yöntemleri rutin olarak kullanmaktadır” diye dillendirmekte ve günümüz mühendislerinin 50 yıl önceki meslektaşları kadar yeniliğe ve gelişmeye açık olmadığını düşündüğünü belirtmektedir. Elbette bu sorunun ortaya çıkışında artan bilgi birikimi ve gelişen teknik kullanımı sonucunda yeni ortaya çıkan yöntemlerin zemin problemlerini giderek daha çok parametreye gereksinim duyan karmaşık yöntemlerle çözmesi önemli rol oynamaktadır. Bunun yanı sıra yeni yöntemler arazi davranışını yansıtmak bakımından belli düzeyde başarı gösterebilmekle birlikte, hesaplanan davranışla gözlenen davranış arasında hala önemli sapmalar mevcuttur. Bu durum Terzaghi tarafından yıllar önce 1936’larda teşhis edilmiş ve çaresi de “Hiçbir analiz yöntemi, zemin oluşum ve yapısını anlayarak gözlemlemenin ve buna uygun uygulama yapmanın yerine geçemez” sözleriyle önerilmiştir. Elbette, zemin temel davranış mekanizmalarını anlamaya, yeni hesap yöntemleri, analiz tipleri ve modelleme ortamları 347

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

geliştirmeye yönelik çalışmalar devam etmelidir. Terzaghi’nin önemle önerdiği gözlemsel yöntem de bu çalışmalar kapsamında değerlendirilmelidir. Günümüz bilgisayar ve elektronik teknolojisindeki gelişmelerin gözlemsel yöntemin kapasitesini ve kullanım imkanlarını çok daha ileri boyutlara taşıyabileceği açıktır. Gözlemsel Yöntem’in sunduğu imkanları layıkıyla değerlendirebilmek için düşünce sistematiğimizi daha önce öğrendiğimiz kalıpların dışına taşımak ta önemlidir. Gözlemsel Yöntemi, öngörülen davranışın kontrolü olarak kullanmak son derece eksik bir yaklaşımdır. Gözlemsel Yöntemin imkanlarını gerçek anlamda değerlendirebilmek için gözlemsel ölçüm sonuçlarının tasarım ve inşaat süreçlerinin parametre sağlayıcısı olarak kullanılmaları önemlidir. Alıştığımız kuvvet-gerilme-deformasyon sistematiği ile tasarım yapmak yerine gözlemsel yöntemle ölçülen deformasyonları, gerilmeleri ve ilave boşluk suyu basınçlarını zemin ortamında sürekli değişen davranışın sürekli değişen parametreleri olarak kullanmak zeminin çok mekanizmalı gerçek davranışına uygun uygulamayı yapmak anlamına gelecek, aynı zamanda zemin davranışı konusundaki bilgimizi arttırarak ön hesap yöntemlerinin de gelişmesine katkı yapacaktır. Bu çalışmada bu değerlendirmelerin ışığı altında Đstanbul Üniversitesi Geoteknik Anabilim Dalında yapılan ve arazi ölçüm sonuçlarını doğrudan tasarım ve uygulamanın bir hesap bileşeni olarak kullanmayı amaçlayan yöntemler tanıtılmaktadır. Bu tür yaklaşım ve yöntemlerin mevcut sayısal analiz ortamlarına katılması ve yapısal teorideki gelişmelerle beslenmesi ile çok karmaşık olmayan ve uygulamanın da benimseyeceği gelişmelerin ortaya çıkacağı düşünülmektedir.

TEŞEKKÜR Türkiye’de zemin mekaniği bilimini kurumsallaştıran büyük hocamız Ord. Prof. Dr. Hamdi Peynircioğlu anısına iki yılda bir düzenlenen konferansların yedincisini verme şerefini bana tevdi eden Zemin Mekaniği ve Temel Mühendisliği Türk Milli Komitesine sonsuz şükranlarımı sunarım. Bu vesileyle takdim ettiğim kitapçığın ve yaptığım sunumun oluşturulmasında büyük özverileriyle her türlü yardım ve katkıyı sağlayan değerli meslektaşlarım Dr. M. Kubilay Keleşoğlu ve Dr. Özer Çinicioğlu’nun çabaları her türlü övgünün üzerindedir, kendilerine içtenlikle teşekkür ederim. Yazım çalısmalarında yardımcı olan Cihan Öser ve Özlem Üstündağ’ın katkılarını belirtir ve yapılan tüm çalışmaların anabilim dalımızın mensupları, değerli genç meslektaşlarımın istek heyecan ve paylaşımı sonucunda oluştuğunu ifade eder, hepsine teşekkürlerimi sunarım. 348

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

KAYNAKLAR Aalto, A., Rekonen, R. ve Lojander, M. (1998) “The Calculations On Haarajoki Test Embankment With The Finite Element Program PLAXIS V. 6.31. Application Of Numerical Methods To Geotechnical Problems,” Proc. of the 4th European Conference on Numerical Methods in Geotechnical Engineering (NUMGE), Udine, October 14-16. Adachi, T. ve Oka, F. (1982) “Constitutive Equations for Normally Consolidated Clay Based on Elasto-Viscoplasticity,” Soils and Foundations, 22(4) 57–70. Alpan, I. (1967) “The Empirical Evaluation of The Coefficient K0 And K0,OCR,” Soils and Foundations, Tokyo, 7(1), 31-40. Ashour, M., Norrıs, G. ve Pilling, P. (1998) “Lateral Loading of A Pile In Layered Soil Using The Strain Wedge Model,” Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Eng., ASCE, 124(4), 303315. Atkinson, J.H. (1981) Foundations and Slopes, Maidenhead, McGraw-Hill. Atkinson, J.H. (2006) Talkingpoint, Ground Enginnering, Vol.39, No.5. Augustesen, A., Liingaard, M. ve Lade, P.V. (2004) “Evaluation of Time-Dependent Behavior of Soils,” International Journal of Geomechanics, Vol. 4, No. 3, September 2004, pp. 137-156 Barrett, P.J. (1980) “The Shape of Rock Particles, A Critical Review,” Sedimentology, 27, 291-303. Bigot, G., Bourges, F., Frank, R. ve Guegan, Y. (1977) “Action Du Deplacement Lateral Du Sol Sur Un Pieu”, Proceedings of 9th Int.Conf.Soil Mech., Tokyo, 1, 407-410. Bigot, G., Bourges, F., ve Frank, R. (1982) “Etude Experimentaled’un Pieu Soimis Aux Poussees Laterales Du Sol,” Revue Francaise de Geotechnique, Paris, France, 18, 29-47. Bjerrum, L., (1967) “Engineering Geology of Norwegian Normally Consolidated Marine Clays as Related to the Settlement of Buildings,” Géotechnique, v.17, No.2, pp.83-119. Bolton, M.D. (1999) “The Role of Micro-Mechanics in Soil Mechanics.” International Workshop on Soil Crushibility, Yamaguchi University, Japan, July. Boudali, M., Leroueil, S. ve Sirinavasa Murthy, B.R. (1994) “Viscous Behaviour of Natural Clays”, Proc., 13th ICSMFE, 1, 411-416. Bowman, E.T, Soga, K. ve Drummnond, W. (2001) “Particle Shape Characterization Using Fourier Descriptor Analysis.” Géotechnique, 51(6), 545-554. Bozbey, Đ., Çinicioğlu, S.F. ve Koçyiğit, F. (2004) “Ankrajlı Duvarlara Etkiyen Yanal Toprak Basınçlarının Deformasyonlara Dayalı Bir Yöntemle Belirlenmesi,” Teknik Kongre, Đnşaat Mühendisleri Odası Đstanbul Şubesi, Yıldız Teknik Üniversitesi. Brand, E.W. ve Premchitt, J. (1989) “Comparison of the Predicted and Observed Performance of The Muar Test Embankment,” Int Symp. On Trial Embankments On Malaysian Marine Clays, November 6-8, Kuala Lumpur, (10) pp.1-28.

349

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

Byrne, P. M., Anderson, D.L., ve Janzen, W. (1984) “Response of Piles and Casings to Horizontal Free-Field Soil Displacements,” Canadian Geotechnical Journal, 21(4), 720–725. Cho, G.C., Dodds, J. ve Santamarina, J.C. (2006) “Particle Shape Effects on Packing Density, Stiffness, and Strength: Natural and Crushed Sands,” Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering, ASCE, Vol.132, No.5, 591-602. Chow, Y.K. (1996) “Analysis of Piles for Slope Stabilization,” International Journal for Numerical and Analytical Methods in Geomechanics, 20, 635-646. Çinicioğlu, Ö., Hwang, C., Ko, H.Y., ve Znidarcic, D. (2003) “Centrifuge Testing of Suction Anchors in Stiff Clays”, Report on Tests 1, 2, and 3, Prepared for BP America Inc.

Çinicioğlu, S.F., Toğrol, E. (1991) “Embankment Design on Soft Clays,” ASCE J. of Geotech. Eng. V.117, No.11. Çinicioğlu, S.F., Toğrol, E. (1995) “Analysis and Interpretation of Field Deformation of Embankments on Soft Clays,” Proc. of 10th European Conf. On Soil Mech. and Found. Eng., Danube. Çinicioğlu, S.F., Ünal, G.Y., Toğrol, E. (1999) “A Plastic Stability Solution for Embankment Design,” Geotechnical Engineering for Transportation Infrastructure, Barrends et al., Balkema, Rotterdam. Çinicioğlu, S.F. (1993) “Gerilme ve Zaman Kontrollü Yüklemeyle Aşamalı Toprak Dolgu Đnşaatı,” Đnşaat Mühendisliğinde gelişmeler, 1. Teknik Kongre, Gazimagusa, KKTC, Cilt 1, 312-321. Çinicioğlu, S.F. ve Keleşoğlu, M.K. (2006) “Strain Dependent Lateral Reaction Mechanism of Piles Beneath Embankments,” Proceedings of 6th Physical Modelling in Geotechnics Conference, Vol 2., Hong Kong. Çinicioğlu, S.F. ve Öztoprak, S. (2003) “Interpretation of Viscoplastic Behaviour of Clays in the Construction of Field Stress Paths. Proc. of International Workshop on Geotechnics of Soft SoilsTheory and Practice, Noordwijkerhout, The Netherlands, 511-516. Coulomb, C.A. (1776) “Sur Une Application Des Regles De Maximis Et De Minimis Q Quelques Problemes De Statique Relatifs Al’architecture,” Memories de l’Academie des Sciences presentes par des savants, 7, 343-382. Crawford, C.B. (1965) “The Resistance of Soil Structure to Consolidation,” Canadian Geotechnical Journal, V.2, No.2, pp.90-97. Feda, J., Bohac, J. ve Herle I. (1995) “Physical Similitude and Structural Collapse in Ko Compression on Soils,” Canadian Geotechnical Journal, V.121, No.2, 210-215. FHWA (1999) Geotechnical Engineering Circular No.4 - Ground Anchors and Anchored Systems, Federal Highway Administration. Folk, R.L. (1955) “Student Operator Error in Determination of Roundness, Spherity, and Grain Size.” Journal of Sediment. Petrol., 25(4), 297-301. Goh, A.T.C., Teh, C.I. ve Wong K.S. (1997) “Analysis of Piles Subjected to Embankment Induced Lateral Soil Movements,” Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Eng., ASCE, 123(9), 792-801

350

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Goh, A.T.C., Wong, K.S., Teh, C.I. ve Wen, D. (2003) “Pile Response Adjacent to Braced Excavations,” Journal of Geotech. and Geoenv. Engineering, ASCE, 129(4), 383-386. Hargerty, M.M., Hite, D.R., Ulrich, C.R. ve Hargerty D.J. (1993) “One-Dimensional High Pressure Compression of Granular Media,”Journal of Geotechnical Engineering, ASCE, Vol.119, No.1, 118. Hashash, Y.M.A., Marulanda, C., Ghaboussı, J. ve Jung, S. (2003) “Systematic Update of a Deep Excavation Model Using Field Performance Data,” Computers and Geotechnics, 30, 477- 488. Hight, D.W., Jardine, R.J. ve Gens, A. (1987) “The Behaviour of Soft Clays”, Embankments on soft clays. Special Publication, The Public Works Research Center of Greece, pp.33-159. Hird, C.C. (1993) “Numerical Modelling of the Willow Plantation Embankment (Stanstead Abbotts),” Research Report No: DCSE/93/G/1, Univ.of Sheffield. Hird, C.C., Pyrah, D., Russell, D. ve Çinicioglu, S.F. (1995) “Modelling The Effect of Vertical Drains in Two-Dimensional Finite Element Analyses of Embankments on Soft Ground,” Canadian Geotech. J., V.32, 795-807. Imai, G. ve Tang, Y. (1992) “A Constitutive Equation of One-Dimensional Consolidation Derived from Inter-Connected Tests,” Soils and Foundations, V.32, No.2, pp.83-96. Janbu, N. (1998) Sediment Deformations – A classical approach to stress-strain-time behaviour media as developed at NTH over a 50 year period. – Bulletin 35, Norwegian University of Science and Technology. Keedwell, M. (1998) Dont Use the Word Either, Ground Engineering, 01/09/1999, Record Number:398 Keleşoğlu, M.K. ve Çinicioğlu S.F. (2006) “Laterally Loaded Pile Analysis Due To Embankment Induced Soil Movements,” Proceeding of 13th European Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering, Ljublajana. Keleşoglu, M.K. (2006) Yumuşak ve Akan Zeminlerde Kazıklar Üzerindeki Yatay Yük Etkisinin Tanımlanması, Doktora Tezi, Đstanbul Üniversitesi. Ko, H.Y. (1988) “Summary of the State-of-the-Art in Centrifuge Model Testing,” Centrifuges in Soil Mechanics, Craig, James & Schofield (eds), Balkema, Rotterdam. Kobayashi, I., Soga, K., Iizuka, A. ve Ohta, H. (2003) “Numerical Interpretation of a Shape of Yield Surface Obtained from Stress Probe Tests,” Soils and Foundation, 43(3) 95-103. Koçyiğit, F. (2003) Kazı Duvarları ve Şevlerinin Ankraj Sistemleriyle Islahı, Yüksek Lisans Tezi, Đstanbul Üniversitesi, Fen Bilimleri Enstitüsü. Lambe, T.W. (1973) “Prediction in Soil Engineering,” Geotechnique. 23, 2, pp.149-202. Lazebnik, G.E. (1997) Monitoring of Soil-Structure Interaction, Instruments for Measuring Soil Pressures, Chapman&Hall. Lepidas, I. ve Magnan, J.P. (1990) Fluage et consolidation des sols argileux: modelisation numerique. Laboratoire Central des Ponts et Chaussees. Paris. Rapport de recherché LPC. No:57. 172 pages.

351

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

Leroueil, S. ve Marques, M.E.S. (1996) “Importance of Strain Rate and Temperature Effects in Geotechnical Engineering: State of the Art,” Proceedings of the ASCE Convention, Washington, D.C., ASCE Geotechnical Special Publication 61, pp.1-60. Leroueil, S. (1996) “Compressibility of Clay: Fundamental and Practical Aspects,” ASCE, J. of Geotech. Eng., V.122, pp.534-543. Leroueil, S., Kabbaj, M. ve Tavenas, F. (1988) “Study of Validity of a σ v′ − ε v − ε&v Model in In-Situ Conditions”, Soils and Foundations, V.28, No.3, pp.13-25. Leroueil, S., Kabbaj, M., Tavenas, F. ve Bouchard, R. (1985) “Stress - Strain - Strain Rate Relation for the Compressibility of Sensitive Natural Clays,” Géotechnique, V.35, No.2, 159-180. Leroueil, S., Kabbaj, M., Tavenas, F. ve Bouchard, R. (1986) “Closure to ‘Stress - Strain - Strain Rate Relation for the Compressibility of Sensitive Natural Clays’”, Géotechnique, V.36, No.2, 288-290. Leung, C.F. ve Chow, Y.K. (1987) “Response of Pile Groups Subjected to Lateral Loads,” International Journal for Numerical and Analytical Methods in Geomechanics, 11, 307-314. Magnan, J.P, Mieussens, C. ve Queyroi, D. (1983) Etude d’un remblai sur sols compressibles: Le remblai B du site experimental de Cubzac-lesPonts, Laboratoire Central Des Ponts Et Chaussees Rapport de recherche LPC No.127. Magnan, J.P. (1992) Les remblais d’essai sur argiles molles de Mura Flats (Malaisie). Etudes et Recherches des Laboratoires des Ponts et Chaussees, serie Geotechnique, GT 50 65 pages. Masurier, J.L. (1999) Talkingpoint, Ground Engineering, 01/03/1999, Record Number:686. McDowell, G.R. ve Bolton, M.D. (1999) “A Micro Mechanical Model for Isotropic Cyclic Loading of Isotropically Clastically Compressed Soil.” Granular Matter, 1, No.4, 183-193. Mesri, G. ve Choi, Y.K. (1985) “Settlement Analysis of Embankments on Soft Clays”, J. of Geotechnical Eng., ASCE, V.111, GT4, pp.441-464. Mesri, G., Lo, D.K. ve Feng, T.F. (1994) “Settlement of Embankments on Soft Clays”, Proc. of Conf. on vertical and horizontal deformations of foundations and embankments: Settlement ’94, Geotech. Spec. Publ., No.40, ASCE, pp.8-55. Mestat, P. (2001) MOMMIS: A database for the numerical modelling of embankments on soft soils and the comparison between computational computational results and in situ measurements. Bulletin Des Laboratoires Ponts et Chaussees. 232. May-June 2001, pp.45-60 Mylius A. (2005) “Four Face Gaol for Nicholl Highway Collapse Errors” European Foundations, Summer. Norris, G.M. (1986) “Theoretically Based BEF Laterally Loaded Piles,” Third International Conference on Numerical Methods in Offshore Piling, Paris, Fransa, 1986, pp 361-386. Okochi, Y. ve Tatsuoka, F. (1984) “Some Factors Affecting Ko-Values of Sand Measured in Triaxial Cell,” Soils and Foundations, 24(3), 52-68. Öztoprak, S. ve Çinicioğlu, S.F. (2003a) “Towards an On-Time Method of Interpretation of Field Instrumentation Data,” Proc. of 13th European Conf. on Soil Mech. and Geotech.Eng., 25-28 August, Prague, Chechz Republic.

352

VII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Öztoprak, S. ve Çinicioğlu, S.F. (2003b) “Stress-Strain Behaviour Of Soft Soils Under Embankment Loading,” Proceedings of International Conference on New Developments in Soil Mechanics and Geotechnical Engineering, 29-31 May, Turkish Republic of Northern Cyprus, 67-74. Öztoprak, S. ve Çinicioğlu, S.F. (2005a) “Soil Behaviour Through Field Instrumentation,” Canadian Geotechnical Journal, 42(2), 475-490. Öztoprak, S. ve Çinicioğlu, S.F. (2005b) “Arazideki dolgu tasarımı için yeni bir yöntem,” 1. Geoteknik Sempozyumu, Đnşaat Mühendisleri Odası, Adana, 151-170. Öztoprak, S. ve Çinicioğlu, S.F. (2006) “Lookıng Into an Appropriate Methodology for The Embankment Design and Construction on Soft Soils,” International Symposium of Lowland Technology, September 14-16 2006 in Saga, Japan. Öztoprak, S. (2002) Yüklenmiş Zeminlerde Gerilme-Deformasyon Davranışının Teorik Tanımlanması ve Modellenmesi, Doktora Tezi, Đstanbul Üniversitesi Fen Bilimleri Enstitüsü. Peck, B.B. (1969) “Advantages and Limitations of the Observational Method in Applied Soil Mechanics,” Geotechnique, 19, No.2. Perzyna, P. (1963) “The Constitutive Equations for Rate-Sensitive Plastic Materials,” Q. Appl. Math., Vol. 20, pp. 321-332. Poulos, H.G. (1971) “Difficulties in Prediction of Horizontal Deformations of Foundations,” Journal of Soil Mechanics and Found. Eng., ASCE, 98(8), 843-848. Powderham, A.J. (1998) “The Observational Method – Application Through Progressive Modification,” Civil Engineering Practice, Fall/Winter. Prakash, S. ve Kumar, S. (1996) “Nonlinear Lateral Pile Deflection Prediction in Sands,” Journal of Geot. and Geoenv. Engineering, ASCE, 122(2), 130-138. Rankine, W.J.M. (1857) “On the Stability of Loose Earth,” Philosophical Transactions of the Royal Society, 147, London. Schofield, A.N. (1998) Viscous circle, Ground Engineering, 01/11/1998, Record Number:538. Springman, S.M. ve Bolton, M.D. (1990) The effect of surcharge loading adjacent to piles. Final Contractor’s Report to Transport and Road Research Laboratory, TRL 196. University of Cambridge. Stewart, D. P., Jewell, R. J. ve Randolph, M. F. (1994) “Centrifuge Modelling of Piled Bridge Abutments on Soft Ground,” Soils and Foundations, Tokyo, 34(1), 41–51. Sukjle, L. (1957) “The Analysis of the Consolidation Process by the Isotache Method”, Proc., 4th ICSMFE, London, UK, 1, pp.200-206. Sukumaran, B. ve Ashmawy, A.K. (2001) “Quantitative Characterization of the Geometry of Discrete Particles.” Geotechnique, 51(7), 171-179. Tavenas, F., Mıeussens, C. ve Bourges, F. (1979) “Lateral Displacements in Clay Foundations Under Embankments,” Canadian Geot. Eng., 16(3), 532-550. Taylor, D.W. (1948) Fundamentals of Soil Mechanics, John Wiley, New York.

353

Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu

Taylor, D.W. (1942) Research on consolidation of clays. Series 92, Massachusetts Institute of Technology, Department of Civil and Sanitary Eng., Serial 92. Terzaghi, K. (1943) Theoretical Soil Mechanics, Wiley, New York. Terzaghi, K. ve Peck, R.B. (1948) Soil Mechanics in Engineering Practice, 1st Ed., John Wiley&Sons, Inc., New York, NY 61. Terzaghi, K. (1936) “The Shearing Resistance of Saturated Soils and the Angle between the Planes of Shear, Proc. 1st International Conf. On Soil Mechanics and Foundation Eng., Cambridge, Mass., 1, pp.54-56. Thornton, C. (2000) “Microscopic Approach Contributions to Constitutive Modelling,” Constitutive Modelling of Granular Materials (ed. D. Kolymbas) Springer-verlag, Berlin, 193-208. Toğrol, E. ve Çinicioğlu, S.F. (1994) “Staged Construction of Embankments on Soft Soils,” Proc. Sym. On Developments in Geotechnical Engineering, Bangkok, Thailand. Ünal, G.Y. (1994) Yumuşak Kil Temelli Toprak Dolguların Tasarımı, Doktora Tezi, Osmangazi Üniversitesi, Fen Bilimleri Enstitüsü. Wong, K.S. ve Teh, C.I. (1995) “Negative Skin Friction on Piles in Layered Soil Deposits, Journal of Geot. Geoenv. Engineering, ASCE, 121(6), 457-465. Wood D.M. (1990) Soil behaviour and critical state soil mechanics, Cambridge University Press, Cambridge Wood, D.M. (2004) Geotechnical Modelling, Spon Press, New York, USA. Yamamuro, J.A., Bopp, P.A. ve Lade, P.V. (1996) “One Dimensional Compression of Sands at High Pressures,” Journal of Geotech. Eng., ASCE, Vol.122, No.2, 147-154. Zhang, J., Shamoto, Y. ve Tokimatsu, K., (1998) “Evaluation of Earth Pressure Under any Lateral Deformation,” Soils and Foundations, 38(1), 15-33.

354

PROF. DR. UFUK ERGUN ORTADOĞU TEKNĐK ÜNĐVERSĐTESĐ Lisans eğitimine 1966 yılında Ortadoğu Teknik Üniversitesi’nde başlayan Ufuk Ergun 1967 yılında J.F.Kennedy bursunu almaya hak kazanmış ve 1970 yılında Đnşaat Mühendisi olarak mezun olmuştur.1970 yılında Ortadoğu Teknik Üniversitesi’nde yüksek lisans eğitimine başlamış, 1971 yılında Üniversitesinde asistanlık görevini üstlenmiş, 1972 yılında yüksek mühendis olarak mezun olmuş ve 1973 yılında asistanlık görevi son bularak 1973-1976 yılları arasında Imperial Collage’da Zemin Mekaniği A.B.D.’nda Doktora eğitimini tamamlamıştır. 1976-1978 yılları arasında ODTÜ’de Öğretim görevlisi, 1978-1982 yılları arasında Yardımcı Doçent 1982-1985 yılları arasında Doçent olarak görev yapmıştır. Dört yıl özel firmaların liman siloları, baraj inşasında çalışarak geoteknik danışmanlık ve genel müdürlük yapmış, 1989 yılında ise tekrar ODTÜ’ye dönerek 1995 yılında Profesörlük unvanını almıştır. Prof. Dr. Ufuk Ergun çok sayıda geoteknik rapor hazırlama, proje yapım ve uygulama konularında profesyonel tecrübeye sahiptir. Çok sayıda (70) yabancı ve yerli konferans ve dergi tebliği ile 250 civarı zemin ve temel rapor ve/veya projesi mevcuttur. Đnşaat mühendisliği ve geoteknik ile ilgili bir çok kuruluşa üye olup ilgi alanları Derin temeller, Kazıklı sistemler, Zemin iyileştirme yöntemleri ,Şehir içi derin kazılar ve destek sistemleri ,Heyelanlar ve stabilizasyon teknikleri şeklindedir.

357

358

VIII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

1. GĐRĐŞ Şehir merkezlerindeki derin kazıların sayısı her yıl artmaktadır. Kazı bölgelerindeki binalar ve sokaklar ve çok derin bodrumların tasarlanması kazı projelerini zor bir duruma sokmaktadır. Sunu tasarım aşamalarına ait sıra göz önüne alınarak derin kazı projelerine ilişkin altbaşlıkların özetlenmesi şeklinde düzenlenmiş ayrıca uygulama ile önemli hususlara da dikkat çekilmiştir. Bunlar özetle:
Yerinde yapılan dökme, yerleştirme, çakma duvar tipleri
Su basınçları, su problemleri ve su çekme-kontrolu
Kohezyonsuz ve kohezyonlu zeminlerde toprak basınçları
Destek elemanları: zemin ankrajları, iç kiriş destekler, zemin çivileri
Duvarların göçme (veya aşırı deplasman yapma) şekilleri
Dayanma duvar sistemlerinin stabilitesi (iç ve dış)
Duvar deplasmanları
Aletsel gözlem (enstrümentasyon)

2. YERĐNDE ĐNŞA EDĐLEN DAYANIM DUVARI TĐPLERĐ












Đç kiriş destekli duvarlar, destek kazıklı duvarlar Palplanj duvarlar Kazıklı duvarlar (aralıklı, teğet, kesişmeli) Diyafram duvarlar,yerinde /prefabrike (bulamaç hendekli) Betonarme (yerinde dökme /prefabrike) dayanma duvarları Zemin çivili/bulonlu duvarlar Şaftlar Kesonlar Jet enjeksiyonlu ve derin karıştırmalı duvarlar Yukarıdan aşağıya yapım yöntemi Kısmi kazı/destek ada yöntemi

Duvar tipinin seçimine ilişkin kriterler:
kazı boyutları
zemin koşulları 359

Prof. Dr. Ufuk Ergun









yeraltı su durumu çevre yapıların durumu ve düşey-yatay deplasmanlar yapım yöntemi uygulamasının bulunabilirliği maliyet diğerleri (yapım hızı vb.) Duvarın sızdırmaz olup olmaması ana kararlardan biri

Şekil 2.1. Đç atkı destekli iksa

Şekil 2.2. Berlin duvarı 360

VIII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 2.3. Đç atkı destekli iksa uygulaması

Şekil 2.4. Berlin duvarı uygulaması 361

Prof. Dr. Ufuk Ergun

Şekil 2.5. Palplanj tipleri

Şekil 2.6. Kiriş destekli palplanj uygulaması

362

VIII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 2.7. Ankraj destekli palplanj uygulaması

Şekil 2.8.Fore kazıklı dayanım duvarı tipleri 363

Prof. Dr. Ufuk Ergun

Şekil 2.9. Aralıklı fore kazıklı duvar uygulaması

Şekil 2.10. Aralıklı fore kazıklı duvar uygulaması

364

VIII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 2.11. Kazıklı metro iksa duvarı

Şekil 2.12. Kesişen fore kazıklı duvar uygulaması 365

Prof. Dr. Ufuk Ergun

Şekil 2.13. Aralıklı kazıklı dayanım duvarı

Şekil 2.14. Diyafram duvardaki paneller arasındaki bağlantı tipleri

366

VIII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 2.15. Diyafram duvar kepçesi

Şekil 2.16. Freze 367

Prof. Dr. Ufuk Ergun

Şekil 2.17. Freze kaseti

Şekil 2.18. Betonarme dayanma duvarları-aşamalı kazı işlemi

368

VIII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 2.19. Betonarme dayanma duvar uygulaması

Şekil 2.20. Zemin çivili dayanma duvar uygulaması 369

Prof. Dr. Ufuk Ergun

Şekil 2.21. Şaft iksa sistemi

Şekil 2.22. Derin karıştırma yöntemi ile dayanma duvar uygulaması

370

VIII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 2.23. Yukarıdan aşağı inşa metodu uygulaması

Şekil 2.24. Kısmi kazı veya ada yöntemi

371

Prof. Dr. Ufuk Ergun

3. DAYANMA SĐSTEMLERĐ ÜZERĐNE ETKĐ EDEN SU BASINÇLARI VE BUNLARA ĐLĐŞKĐN PROBLEMLER
Gerçekten su tablası var mı? Özel şartlar ? (artezyen vb.)
Su çekme ve yeraltısu seviyesi düşürmeye şehir içinde izin verilmemeli. Açık alanlarda su çekme ve şevli kazılar ile duvarlara gerek duyulmayabilir.
Duvar arkalarında su tutulmuyor ise hesaba katmaya gerek yok (drenaj önlemleri önemli)
Geçirimsiz duvarlarda alt akımlar yoksa hidrostatik dağılımlar kullanılır.Geçirimli zeminlerde penetrasyon boyunu çok uzatmamak ve daha ekonomik bir çözüm için borulanma güvenliğini sağlayacak bir penetrasyon derinliği ile kabul edilebilir bir akım olabilir.
Akımdan dolayı pasif tarafta (içeride) pasif basınçlar bir miktar düşmektedir. Bu durum konsol veya tek destekli duvarlarda önemlidir (kontrol edilmelidir).
Tekrar doldurma (şarj etme) gereken durumlar olabilir. (tabandan içeriye akım veya duvar bozuklukları ve ankraj deliklerinden boşalan sular)

Şekil 3.1. Yeraltı suyu-dayanım duvarı ilişkisi örnekleri

372

VIII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 3.2. Borulanma riski a)Terzaghi formülü veya b) kritik hidrolik eğim ifadesi ile belirlenebilir.

Şekil 3.3. Düzgün akım esnasında su basınçlarının yaklaşık olarak belirlenmesi

373

Prof. Dr. Ufuk Ergun

Şekil 3.4. Geçirgen zeminlerde kuyu ve nokta kuyu yöntemlerinin kullanılmasına ilişkin su boşaltma örnekleri Su boşaltma işlemine ilişkin yöntemler su basınçlarının ve/veya su akımının kontrol edilmesi gerektiği durumlarda uygulanmaktadır. Şekilde geçirgen zeminlerde kuyu ve nokta kuyu yöntemlerinin kullanılmasına ilişkin su boşaltma örneklerinden bazıları gösterilmektedir. Yaygın olarak kullanılan yöntemler şunlardır:
Sığ hendekler, su çevirme bentleri, kaptaj çukurları ve pompalar
Tek aşamalı veya çok aşamalı nokta kuyular
Sığ veya derin kuyular

4. YERĐNDE DÖKME DAYANMA DUVARLARI ÜZERĐNDEKĐ TOPRAK BASINÇLARI A.B.D. ve Avrupa şehirleri metro inşaatlarında 1910- 1980 senelerinde yoğun olarak sadece karşılıklı destek kiriş sistemleri ve geçirimli kazıklı/destekli duvarlar kullanılmış ve gerektiğinde su çekilmiş. Destek kiriş sistemlerindeki yükler ölçülerek geriye analiz edilmiş ve bugün yaygın olarak kullanılan dağılımlar elde edilmiş. Ancak bu dağılımlar gerçek

374

VIII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

dağılımlar değil. Kazı tabanına inilirken sürekli değişen itkileri bir zarfı (görünür-zahiri) (zarf muhafazakar). Günümüzde ankraj destekli duvarlarda da aynı dağılımlar kullanılıyor. Ancak teorik olarak bir fark olması da beklenebilir. Başta Japonya’da olmak üzere toplam basınçların ve su basınçlarının gerilme ve basınç hücreleri ile ölçümleri her geçen gün artış gösteriyor. Henüz açıklıkla iki grubu karşılaştıran bir istatistiksel çalışma yok ancak derin ankrajlı duvarlarda üçgensel dağılımların kullanılması yönünde tavsiyeler var.
Önkonsolidasyona uğramış katı/çok katı killerde Twine ve Roscoe (1999) rijit duvarlardaki ölçümlerine dayalı olarak Terzaghi ve Peck dağılımlarının iki misli basınç öneriyor.
Alüvyon profillerde yatay basınç dağılımı?
Kohezyonlu zeminlerde su tablası bulunduğunda basınç dağılımı-münakaşa konusu
Derin yumuşak kil profilleri: pTerzaghi&Peck=1xKATxgtxH cu=25 kPa H=17 m gt=17.50 kN/m3 pTerzaghi&Peck=0.87 g H pTwine & Roscoe : 1.15 γ H (min)

KAT=0.87


Zeminin yumuşaklığı ve derinlik arttıkça sorunlar hızla artıyor. Toprak basıncı hesaplarından ziyade genel stabilite ve deplasman hesaplarına detaylı girmek gerekiyor.

Şekil 4.1. Duvar Üzerindeki Zahiri(Görünürde)Toprak Basıncı Dağılımı, Granüler Zemin,Terzaghi ve Peck (1967) ve Peck (1969)

375

Prof. Dr. Ufuk Ergun

Şekil 4.2. Yumuşak ile Orta Sert ve Sert Killer için Zahiri(Görünürde) Basınç Dağılımları, Terzaghi ve Peck (1967) ve Peck (1969)

a)Fazla aşırı konsolide killi zeminler (sert ile çok sert killer)

b)Normal ve az aşırı konsolide killi zeminler (yumuşak ile orta sert killer) Şekil 4.3a-b. Killi zeminler için esnek ve rijit duvarlar üzerindeki toprak basıncı dağılımları (Twine ve Roscoe, 1999) 376

VIII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı


Katsura v.d. (1995) iç destek yük ölçümlerine ve toprak basıncı ölçümlerine bağlı olarak duvarlar üzerindeki yanal toprak basınçlarına ilişkin Japon kodlarını özetlemektedir. Ayrıca destekli duvarların yüksekliklerine ilişkin olarak dağılım tipinin seçimiyle ilgili önerilerde bulunmaktadır. Basınç ölçerlere bağlı dağılımlar tüm yükseklikler için önerilmekte fakat iç destek yük ölçümlerine bağlı dağılımlar 15 m’den daha yüksek duvarlar için uygun görülmemekte bu dağılımlar zemin ve yapım koşullarına bağlı olarak 10-15 m arasındaki duvarlar için kullanılabilmekle birlikte bunların kullanılması 10 m’den daha alçak duvarlar için önerilmektedir.
Sürşarj yükleri

5. DESTEK ELEMANLARI

• • •

Ankraj Destek (Atkı) Kirişi Çivi/bulon

5.1. ZEMĐN ANKRAJLARI

Zemin ankrajı yerinde yapılan istinad duvarlarının tasarım ve yapımında genellikle kullanılan bir destek elemanıdır. Uygulanan çekme kuvvetini duvar arkasında yük taşıyabilecek bir zemin veya kaya katmanına aktaran bir elemandır.Geçici ve kalıcı ankrajlar isimleri gibi geçici (en fazla iki yıl) ve yapı yaşı kadar kalıcı şekilde kullanılmaktadır. Đki tip arasında pasa karşı koruma önlemlerinde ve güvenlik sayılarında farklar vardır. Ankrajlı bir duvar kesiti ve ankraj detayları Şekil 5.1 de görülmektedir. Anraj donatısının serbestçe uzayabileceği serbest boy duvar yüksekliğine bağlıdır. Zemine tutunan sabit (veya kök) boyu ise zeminin tipine göre 3-10 m arasında değişmektedir. Zemine tutunma gerilmesi zemin tipine ve enjeksiyon prosedürüne bağlıdır. Özel genişletme, jet enjeksiyonu, şişirme alüminyum torba gibi özel yöntemler hariç tutulursa en yaygın sabit boy oluşumu su-çimento karışımı enjeksiyonudur. Bu karışım basınçlı veya basınçsız uygulanabilir. Kaya, sert ve katı zeminlerde basınçsız da olabilir. Daneli ve alüvyal zeminler ile zayıf kayalarda genellikle basınçlı enjeksiyonlama uygulaması yapılmakta ve delik çapı genişlemektedir. Bir ankrajın çıkması veya kopması olasılıkları esas olarak zemin ile enjeksiyon ara yüzeyindeki tutunma gerilmesinin aşılması, donatının kopması veya enjeksiyon ile donatı arayüzünün sıyrılmasıdır. Bu hususlarda tasarımda en az gerekli güvenlik sayıları Tablo 5.1 de özetlenmektedir (BS8081). 377

Prof. Dr. Ufuk Ergun

Tablo 5.1 Ankrajların tasarımı için tavsiye edilen en az güvenlik sayıları Ankrajların tipi Geçici ankrajlar Kalıcı ankrajlar

Zemin/enjeksiyon arayüzü 2.0* 3.0

Enjeksiyon/donatı arayüzü 2.0* 2.0#

Donatı 1.6 2.0

Not: * 2.5 deneyler yoksa #

3.0 deneyler yoksa

Kesit A-A

Kesit B-B

Şekil 5.1. Çelik halat donatılı ankraj, farklı korozyon önleme örnekleri 378

VIII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Kohezyonsuz zeminlerde ankrajların kapasitesi averaj dane çapı (D50), üniformluluk katsayısı(CU), relatif sıkılık(RD), geçirgenlik, sabit boy uzunluğu, delik çapı, enjeksiyon yöntemi ve basıncı gibi faktörlere bağlıdır. Daha yüksek D50, CU, RD ve enjeksiyon basıncı daha yüksek kapasitelere sebep olmaktadır. 400-1700 kN gibi çok geniş aralıktaki kapasiteler hesapla açıklanamadığı için tasarım ankrajı üzerinde deneyler en iyi yoldur. Killi zeminlerde ankraj kapasitesi daneli zeminlere göre daha düşüktür. Sabit boylar genellikle 7-8 m ‘dir. Sulu bantlar veya ara su taşıyan katmanlar bulunan hallerde muhafaza borusu kullanımı yumuşama ve delik içinde yoğrulmuş film oluşumunu azalttığından düşük kapasitelerin önünü kesebilir. Katı killerde yüksek basınçlar ve ard-enjeksiyon kapasiteyi artırmaktadır. Çevre sürtünmesi veya tutunma gerilmesi 50-400 kPa arası geniş bantta değişmektedir. Serbest boylar duvar yüksekliği boyunca değişirken sabit boylar aynı kalmaktadır ve aktif kamanın gerisinde yer almaktadır. Serbest boyları birkaç metre ekstra uzatmak tavsiye edilmektedir (Şekil 5.2). Duvar üzerindeki ankraj kafa ara mesafeleri 1.5-2 m ‘den daha yakın ve sabit (kök) boyları arası mesafeleri ise 2-3 m’den daha yakın tavsiye edilmemektedir. Zemin tipi, su basıncı, duvar yüksekliği gibi faktörlere bağlı olarak ankraj yoğunluğu genellikle zeminlerde 3-8 m2/ankraj arasındadır. Daha sıklaştırılmış ankraj kullanımı gerekiyorsa yanyana ankrajların yatayla yaptıkları açılar farklı tasarlanır ve şaşırtmalı yerleşim kullanılır (Şek.5.3). Yatayla yapılan özel bir durum olmadıkça 50-250 arası değişmektedir. Serbest boyları yükseklik boyunca şaşıtmak da tavsiye edilen bir husustur (Şek.5.4). Diğer değinilmeye değer hususlar ankraj kök boyunun tek tabaka içinde kalması, altyapı ve temellere 3m’den daha fazla yaklaşmamasıdır. Konveks köşeler özel yerleştirme gerektirmektedir(Şek.5.5).

x: ekstra uzatma

x

x: Extra distance allowed miktarı

45-ø’/2

d

Şekil 5.2. Aktif kamanın dışında serbest boya ekstra uzunluk eklenmesi

379

Prof. Dr. Ufuk Ergun

Ön görünüş Front view

Şekil 5.3. Sık yerleştirilmiş ankraj sıralarının şaşırtılması

Kesit Section view

Şekil 5.4. Sabit boyların yükseklik boyunca şaşırtılması

Plan Top görünüş view

Şekil 5.5. Konveks köşelerde ankrajların yerleşimi

380

VIII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Adi Portland çimentosu enjeksiyon işlerinde genel olarak kullanılmakta (PC42) ve taze ve nem almamış olmalıdır. Sülfat içeren zeminlerde özel dayanıklı çimento kullanılmalıdır. 0.40.5 su-çimento oranını karıştırıcılarda elde edebilmek için akışkanlaştırıcı vb. katkılar gerekmektedir. Enjeksiyon priz süresinde 30 MPa’lık dayanım için 8-10 gün gerekmektedir. Yedi sarmalı 12.7 mm (0.5 ”) ve 15.7 mm (0.6”) çaplı çelik halatlar yaygın olarak kullanılmaktadır. 26-50 mm çaplı tekli donatılar 6-12 m parçalar ile eklenmektedir. Delme çapları 133 mm civarındadır ve zemin ve su durumuna göre özel uzmanlık gerektirmektedir. Ankraj asamblesi içinde iç dış ortalayıcı, sabit-serbest boy ayırıcı tıpa, kafa kısmında trampet vb. çok sayıda detay bulunmakta ve farklı firmalarca farklı tasarımlar yapılmaktadır. Enjeksiyon yüksek hızda mikserler ile karıştırılmakta ve dinlendirme tankından pompaya verilerek istenen basınçta basılmaktadır. Đdeal olarak akışkanlık, dansite, çökme standart deneyler ile kontrol edilmelidir (akış konisi, çamur terazisi, dereceli kab vb.). Ankrajlar ile ilgili deneme çalışmaları, sahaya uygunluk deneyleri ve kabul deneyleri gibi farklı deney programları bulunmaktadır. Ancak projelerde her ankraj servise sokulmadan önce yaklaşık 40 dakika alan kabul deneyine tabi tutulmaktadır.

Şekil 5.6. Geçici ankraj halat hazırlığı

381

Prof. Dr. Ufuk Ergun

Şekil 5.7. Kalıcı ankraj halat hazırlığı

Şekil 5.8. Kalıcı ankraj halat hazırlığı

382

VIII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

5.2. DESTEK (ATKI) KĐRĐŞLERĐ

Diğer bir destek elemanı basınca çalışan ve karşıdan karşıya kazıyı destekleyen atkı kirişidir. Genellikle çelik profiller veya boru kullanılmaktadır. 20-25 m’den uzun desteklerde düşey destek (kolon) gerekmektedir. Yerleştirilmesi ve geri sökülmesi zahmetli olan bu sistem çok uzun seneler (1975 ten önce) kullanılmış ve hala kullanılmaktadır. A.B.D. ve Avrupa metro inşaatlarında 1970’lere kadar atkı destek kirişlerinde yapılan ölçümler sonucu Terzaghi ve Peck(1967) ve Peck(1969) da özetlenen toprak basıncı zarfları tasarımda halen kullanılmaktadır. Yurdumuzda yukarıdan tek seviye destekli metro iksa sistemi olarak yaygın kullanılmaktadır. Kirişli destek sistemi tasarımı, geometrik şekil (Şekil 4.6), yatayda ve düşeyde aralıklar, yük dağılımı, kirişlerin kesiti, boyutları, kirişlerin göğüsleme kirişi ile bağlantı detayları, göğüsleme kiriş tipi vb. çok sayıda konuyu kapsamaktadır. Kötü detaylar, kirişlerin sökülmesindeki hatalar, ilk sıra destek derinliği, ekstra taban kazısı, destek kirişinin geç konması, gevşek kiriş yerleştirme gibi hususlar projelerde hasara neden olmaktadır.

Şekil 5.9. Kirişli destek sistemleri geometrilerine örnekler

383

Prof. Dr. Ufuk Ergun

Şekil 5.10. Kirişli destek uygulaması 5.3. ÇĐVĐ VE BULONLAR

Çivi ve bulonlar ankrajlara benzer şekilde destek elemanları olarak kullanılmaktadırlar. Çivi ve bulon zemin ve kayada kullanılmak üzere eleman olarak aynıdır. Ankrajlardan farkları öngerme çeliği yerine inşaat demiri kullanılması, enjeksiyonun deliğe basınçsız doldurulması, ön germe yapılmaması, boylar ve kapasitelerin düşüklüğü(6-16 ton ,StIII), ara mesafelerin azlığıdır(1-2m). Donatı çubukları, ortalayıcılar ve enjeksiyon tübü asamble olarak deliğe indirilir. Kalıcı olarak tasarlanıyorsa tam boy koruge boru ile pasa karşı ankrajlar gibi korunmaktadırlar. Çivi ve bulonlu duvarların deplasmanları ankrajlı duvarlarınkine benzerdir.Hasır çelik ve püskürtme beton duvarlarda sık kullanılmaktadırlar.

6. DUVAR HASAR VE GÖÇMELERĐNĐN NEDENLERĐ

1.Ankraj boyu ve duvar penetrasyon derinliği kısa, duvar genel (toptan) stabilite eksikliği varmış gibi ankrajların arkasından, duvar dibinden kama hareketi şeklinde göçüyor. 2.Yukarıda tarif edilen göçmeninin daha geniş boyutlusu, kayma yüzeyi ankrajların arkasında, genellikle zayıf zeminlerde ve eğimli geometrilerde daha çok görülüyor. 3.Duvar yapısal olarak limite erişiyor, ankrajlar da zarar görüyor. 4.Yetersiz ankraj sayısı ankrajlarda birer birer aşırı yüklenme sonucu kopma-çıkmaya neden olarak yıkılmaya yol açıyor. 384

VIII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

5.Esnek duvarlarda aşırı deplasman ankraj ve göğüsleme kirişlerinde sorun yaratıyor. 6.Taban kabarması toplu halde göçmeye gidiyor. Yumuşak zeminlerin problemi 7.Ankraj kuvvetlerinin düşey bileşenleri duvar tabanında taşıma gücü sorunu yaratıyor ve düşey deplasmanlar ankrajlara zarar veriyor. 8.Kohezyonsuz zeminlerde önlenmez ise duvar penetrasyon derinliğinde su akımı sonucu borulanma ve kaynama nedeniyle pasif destek kaybı ve içeri aşırı miktarda su ve malzeme girişi 9.Belirlenmemiş artezyen basınçları kazı tabanında ani patlama, kabarmalara yol açıp kazı alanının su altında kalmasına yol açıyor.

7. DESTEKLĐ KAZI DUVARLARININ ANALĐZĐ


Đç stabilite i. Destek yükleri ii. Duvar deplasmanları iii. Kesme kuvveti ve moment dağılımı
Dış (genel-topyekun) stabilite i. Genel stabilite;(dairesel,logaritmik,kama) ,taban stabilitesi ii. Borulanma, kritik hidrolik eğim
Konsol ve tek destekli duvarlar geleneksel hesaplar ile (limit denge-aktif/pasif dağılımlar) çözülebilir.
Çok seviyede destekli duvarlar yaklaşık yöntemlerden gelişmişlerine kadar farklı yöntemler ile çözülebilir.
Basit mesnetli veya sürekli kiriş üzerine etkiyen toprak basıncı diyagramı (penetrasyon derinliği içinde sanal bir reaksiyon)
Elastik zemin üzerine oturan kiriş çözümleri (zemin-yapı etkileşimi)
Kiriş (duvar) tamamen yaylar ile destekleniyor (zemin, ankraj)
Zemin ve ankrajlar yaylar ile, toprak basınçları sonlu elemanlar ile temsil edilen kirişe etkiyor
Sonlu elemanlar, sonlu farklar, sınır elemanlar tekniği v.b. nümerik teknikler
Son yıllarda yukarıda belirtilen farklı yöntemlerin yazılımları geliştiriliyor. Aşağıdaki duvar kesitinde farklı iki yazılım ile bulgular karşılaştırılmıştır.

385

Prof. Dr. Ufuk Ergun

Şekil 7.1. Örnek çözüm kesiti








Zemin özellikleri: E’=30 MPa, c’=20 kPa, φ’=24o, ν’=0.3 Yatay yatak katsayısı: 10 MN/m3 2.4 m aralıklı delme b.a. kazıklar 0.80m çaplı kazı derinliği: 19m penetrasyon derinliği: 5m düşey, yatay ankraj aralıkları 2.5m ve 2.4m 7 sıra ankraj Tablo 7.1. Örnek problem analiz sonuçları

386

Program

Duvarın Yatay Deplasmanı, dh (mm)

Duvardaki Maksimum Kesme Kuvveti, (kN/m)

Duvardaki Maksimum Eğilme Momenti, (kN.m/m)

PLAXIS

59

281

367.5

SAP 2000

55

158

339

VIII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Tablo 7.2. Örnek problem ankraj yükleri

Ankraj Yükleri (kN) Program En üst

En alt

PLAXIS

318

320

368

380

406

392

370

SAP 2000

229

387

305

420

368

501

333

8. DERĐN KAZILARDAN KAYNAKLANAN DEPLASMANLAR
Kazı duvarları ve arkasında yatay deplasmanlar kaçınılmazdır ve bunun sonucu oturmalar da ortaya çıkar.
Deplasmanları etkileyen birçok faktör vardır (duvar tipi, destek sistemi, yapım yöntemi, zemin şartları v.b.)
Aletsel gözlem yapılmış birçok kazı bütün özellikleri ve deplasmanları ile birlikte istatistiksel olarak sınıflandırılmıştır. Ortalama değerler aşağıdaki tablodadır. Tablo 8.1. Değişik zemin tiplerine göre kazı sonrası yatay ve düşey deplasman sınırları

387

Prof. Dr. Ufuk Ergun

Çivili/bulonlu duvarlarda benzer deplasmanlar gözlenmektedir.

9. GÖZLEM ALETLERĐ

Çok çeşitli aletler mevcut olmakla birlikte derin kazı projelerinde en sık kullanılan gözlemler ve aletler şunlardır:
Đnklinometre (duvar ve/veya zemin)
Yatay/düşey ekstansometre
Topoğrafik kot kontrolü
Piyezometre
Elektronik mesafe ölçerler
Yük hücresi Gerekenden fazla konmalı!

10. BĐR DERĐN KAZI PROJESĐNDE TASARIM ADIMLARININ ÖZETĐ Derin Kazılar bölümünü sonlandırırken alt bölüm başlıklarının konusunu oluşturan tasarım adımlarının üzerinden gitmek yararlı olabilir: 1. Özellikle ankraj ve çivilerin komşu temeller ve yapılar ile girişim ihtimali olduğundan kazı alanının etrafındaki binalar ve yer altı yapıları ile ilgili ofis ve saha çalışmaları gereklidir. 2.Kazılara başlamadan önce komşu binaların, sokakların ve diğer detayların fotoğraf ve videoları çekilmelidir. Đleride bina sahipleri ve belediyelerle çıkabilecek anlaşmazlıklara karşı, her türlü çatlak ve benzeri sıkıntılı durumlar kaydedilmelidir. 3.Kullanılması planlanan her türlü ölçüm cihazları kazılar başlamadan önce planlanmalı ve yerleştirilmelidir. 4. Duvar ve destek tipinin seçiminde; zemin profili, zemin özellikleri, yer altı su durumu, kazı derinliği, belirli duvar tiplerinin inşa edilip edilemeyeceği ve yapının inşa detayları hep birlikte düşünülmelidir. 5. Varsa su çekme ve drenaj işleri planlanmalıdır. 388

VIII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

6. Analiz yöntemine göre zemin özellikleri ve su seviyesi belirlenmeli veya toprak itki ve su basınç dağılımları tespit edilmelidir. Eğer zemin yaylarla temsil ediliyorsa zemin yatak katsayıları belirlenmelidir. 7. Destek seviyeleri, yatay aralıkları ile destek ve duvar özellikleri belirlenmelidir.

ilk çözümler için

8.Đlk çözüm sonrası kesme kuvvetleri, eğilme mometleri, destek reaksiyon kuvvetleri ve deplasmanlar elde edilir ve ikinci çözüm için gerekli değişiklikler yapılır. 9. Duvar, destekler ve aralıklar sonlandırılana kadar bir çok aşamalı çözümler yapılır. 10. Genel-Dış stabilite hesaplamaları gerçekleştirilir. 11.Ankraj veya iç desteklerin göğüsleme kirişleri ile bağlantı detayları tasarlanır. 12.Đnşa sırasında herhangi beklenmeyen aşırı yatay ve düşey deplasman veya destek reaksiyonları kaydedilirse, problem teşhis edilerek projede ve/veya inşa yönteminde gerekli değişiklikler veya revizyonlar yapılır.

11. UYGULAMA PROBLEMLERĐ

A.Dayanma Duvarları • En yaygın yöntem yerinde dökme B.A. delme kazıklı aralıklı duvarlar. Yoğun olarak projelerin gerçekleştirildiği Đstanbul, Ankara gibi illerde genellikle sert killer, grovaklar gibi yüksek dayanımlı formasyonlar bulunmaktadır. Aralıklı duvarlarda aralar fazla açılıca iri parça-blok dökülmeleri aşağıda ankraj vb. çalışmaları yapan ekipleri tehdit ediyor ve proje yönetimi sonradan ilave masraf yaparak ve zaman harcayarak araları hasır çelik, püskürtme beton gibi önlemlerle kapatmaya çalışıyor. • Küçük çaplı delme kazıkların (18-30 cm) betonlanması genelde klasik beton dökümünden ziyade küçük çaplı agreganın kuru olarak yukarıdan donatı indirdikten sonra yerleştirilmesi ve dibe bırakılan borudan enjeksiyonla doldurulması şeklinde. Ancak uzun kazıklarda agrega donatı ve etriyelere takılıp köprü kurarak yerleşmiyor ve kazı çukuru açılınca çıplak demirler ortaya çıkıyor. • Palplanj çakılması mümkün olmayan bir zeminde palplanj duvarlı iksa tasarımı yapılıyor ve uygulamada sorun çıkıyor. 389

Prof. Dr. Ufuk Ergun

•

Đç destekli sistemler yöntemin uygulamasında tecrübeli olan gruplar tarafından tercih edilebilir. Aksi halde sökülme seviyeleri ve inşaat yapım programı sorun olabilir.

Şekil 11.1. Kazıklar arasından malzeme dökülmesine karşı alınan önlemlere ilişkin bir uygulama

Şekil 11.2. Kötü betonlanmış mini kazık uygulaması 390

VIII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

Şekil 11.3. Kötü işçilikli betonarme dayanım duvarı uygulaması

Şekil 11.4. Bir kanal kazısında su kontrolu problemi

391

Prof. Dr. Ufuk Ergun

Şekil 11.5. Kesişen kazıklı bir iksa projesinde sızdırmazlık problemi

Şekil 11.6. Teğet kazıklar arası boşluklar 392

VIII. Ord. Prof. Dr. A. Hamdi Peynircioğlu Konferansı

B.Destek Elemanları:Ankraj
çamur üzerinde hazırlık/sürüme
düşük enjeksiyon basınçları (1-5 bar)
sonradan enjeksiyon yaygın değil
sabit boyda enjeksiyon çıkış düzeni kötü
serbest/sabit boy geçiş izolasyonu kötü (silikon+bant)
başlık detayları özensiz, vasıfsız döküm, açılı kesilmiş silindirik kafa
ortalayıcılar yok veya yetersiz
prizi tehlikeye sokacak az zamanda germe
kabul deneyi genellikle yok
trampet detayı yok
Geçici ankrajlarda süre uzama potansiyeli varsa tek kademeli koruma yapılmalı

Şekil 11.7. Kalitesiz ankraj hazırlığı

Şekil 11.8. Kötü ankraj plakası imalatları

C.Enstrümantasyon
genelde yok! 393

Prof. Dr. Ufuk Ergun

KAYNAKLAR Bjerrum, L. And Eide, O. (1956), ‘Stability of Strutted Excavations in Clay’, Geotechnique, 6, 32-47. BS 8081, 1989, British Standard Code of Practice for Ground Anchorages. CIRIA (1993), Special Pub. No. 95 ‘The Design and Construction of Sheet-Piled Cofferdams’, B.P. Williams, D. Waite. CIRIA (1986), Report No. 113, ‘Control of Groundwater for Temporary Works’ S.H. Somer ville. Clough, G.W. and O’Rourke, T.D. (1990), ‘Construction Induced Movements of In-situ Walls’, Proc., ASCE Conf. on Des. And Perf. of Earth Retaining Struct., Geotech. Spec. Publ. No. 25, ASCE, New York, 439-470. FIP, State of the Art Report, Corrosion and Corrosion Protection of Prestressed Ground Anchorages, Thomas Telford, 1986. Katsura, Y., Kohsaka, N., Ishizuka, K., ‘External Forces Acting on Walls during Deep Excavations- A Survey on Japanese Codes, 1995, Underground Construction in Soft Ground, Proc. Of the Inter. Symposium on Underground Construction in Soft Ground. Long, M. (2001), ‘Database for Retaining Wall and Ground Movements due to Deep Excavations’, Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering, ASCE. NAVFAC, 1982, ‘Foundations and Earth Structures’, Design Manual 7.2, Department of the Navy Naval Facilities Engineering Command. Padfield, C.J and Mair, R.J., ‘Design of Retaining Walls Embedded in Stiff Clay’, CIRIA Report 104, 1984. Peck, R.B., 1969, ‘Deep Excavations and Tunneling in Soft Ground’, Proc., 7th Int. Conf. Soil Mech. Found. Engrg., 225-281. Power, J.P., ‘Construction Dewatering, New Methods and Applications’, 1992, John Wiley & Sons, Inc. The German Society for Geotechnics, Recommendations on Excavations, 2003, Ernst and Sohn. Terzaghi, K. and Peck, R.B., Soil Mechanics in Engineering Practice, Wiley, New York, 1967, 2nd edn. Terzaghi, K. (1943), Theoretical Soil Mechanics, John Wiley and Sons, New York. Twine, D. And Roscoe, H.Ç., ‘Temporary Propping of Deep Excavations-Guidance on Design’, CIRIA, C517 (1999). 394

ZEMĐN MEKANĐĞĐ VE TEMEL MÜHENDĐSLĐĞĐ TÜRK MĐLLĐ KOMĐTESĐ'NĐN KISA TARĐHÇESĐ

“Zemin Mekaniği ve Temel Mühendisliği’nin ilk uluslararası Kongresi 1936 yılında Cambridge’te (Massachusetts, Amerika) toplanmıştır. Bu kongrede bir sonraki kongrenin Rotterdam şehrinde, Mass tünelinin açılması münasebeti ile yapılması kararlaştırılmıştı. Fakat ikinci dünya harbi yüzünden bu toplantı yapılamamıştır. Kongre, harpten sonra, 1948 yılı Haziran ayında Rotterdam’da toplanmıştır. Birinci Kongre’de kararlaştırılmış olduğu üzere müteakip kongrelere tebliğ yollamak ve temsilciler ile katılmak isteyen memleketlerin Milli Komiteler kurması gerekmekte idi. Bu milli komitelerin görevi, kongrelere gönderilecek tebliğleri ve temsilcileri seçmek, Zemin Mekaniği ve tatbikatı ile uğraşan veya ilgilenen bilim ve meslek adamlarına gereken bilgileri vermektir. Bu şekil örgütlenmenin amacı, Uluslararası Zemin Mekaniği Cemiyetinin işlerinin makul bir sınırın altında kalması, tebliğlerin seçimi işlerinin Milli Komitelerce yapılarak çok zor ve nazik bir işteki sorumluluktan kurtulmak ve nihayet Uluslararası Cemiyete yapılacak mali katkı (aidat toplama, yollama) işlerini kolaylaştırmaktır.”[1,2]

25 Mart 1947’de Profesör Karl Terzaghi’nin isteği üzerine, 1948 tarihinde toplanacak Kongre’nin Genel Sekreteri Ir.T.K.Huizinga, Prof.Dr.-Ing. Hamdi Peynircioğlu’na bir mektup göndererek ülkemizde kurulacak milli komitenin uluslararası kongrenin çalışmalarına yardımcı olmasını dilemiştir. Bu talep üzerine Prof.Dr.-Ing Hamdi Peynircioğlu ilgililer ile görüşerek “Milli Komite yerine önce Đstanbul Teknik Üniversitesi’nde bir Komite kurulmasını ve Türk Zemin Mekaniği Grubu olarak kabul edilmesini” önermiş. Bu öneri uygun görülünce 26 Haziran 1947 tarihinde Đ.T.Ü. Zemin Mekaniği Araştırma Kurumu kurulmuştur. Kuruluş, Milli Eğitim Bakanlığı tarafından onaylanarak Resmi Gazete’nin 25 Aralık 1947 günlü 6789 sayılı sayısında yayınlanmıştır. Böylece, 1948 Rotterdam, 1953 Zurich, 1957 Londra, 1961 Paris, 1965 Montreal, 1969 Mexico, 1973 Moskova Uluslar Arası Zemin Mekaniği ve Temel Mühendisliği Kongreleri’ne katılmak ve tebliğ vermek mümkün olmuştur.

1973 de çıkan Üniversiteler Kanunu çerçevesinde Milli Komitelerin kurulması olanağı ortaya çıkınca, Araştırma Kurumu olarak, o tarihte üniversitelerimizde zemin mekaniği ve uygulamaları ile ilgilenenlerin katılımı ile Milli Komite kurulması için teşebbüste bulunulmuş ve H.Peynircioğlu, E. Toğrol, Đ. Ordemir, N. Acun, V. Kumbasar, F.Umar, K. Erguvanlı, H. 397

Dönmezer, I. Alyanak, B. Alpman, Ç Soydemir, Ş. Yalçın, A. Birand, R. Ülker, A. Önalp, M. Tümay, A. Sağlamer, T. Durgunoğlu tarafından hazırlanan yönetmelik Milli Eğitim Bakanlığınca kabul edilerek 8/9 Ağustos 1975 tarihinde Zemin Mekaniği ve Temel Mühendisliği Türk Milli Komitesi kurulmuştur.

Kuruluşta Đ.T.Ü. Araştırma Kurumu’nun Başkanı, kısa bir süre Ord. Prof. Đhsan Đnan olmuş, daha sonra Ord.Prof.Dr-Ing Hamdi Peynircioğlu tarafından yüklenilmiştir. Asistan olarak göreve başladığı 1961’de itibaren fiilen 1965’ten sonra da resmen Kurum Sekreterliği Dr. Ergün Toğrol tarafından yürütülmüştür.

Milli Komite’nin Başkanlığı 1975 – 1980 yılları arasında Ord.Prof.Dr-Ing. Hamdi Peynircioğlu, 1982 -1994 tarihleri arasında Prof. Vahit Kumbasar, 1994-2004 tarihleri arasında Prof. Dr. Ergün Toğrol tarafından yüklenilmiştir. 2004’ten günümüze kadar Milli Komite Yönetim Kurulu Başkanlığı’nı Prof. Dr. Ahmet Sağlamer, Genel Sekreterlik görevini de Prof. Dr. S. Feyza Çinicioğlu yürütmüştür.

2004 yılında gerek genel sekreterliği gerek başkanlığı döneminde ülkemizi komitemiz aracılığı ile uluslar arası zemin mekaniği ve temel mühendisliği camiasında büyük başarı ile temsil eden ve ulusal düzeyde zemin mekaniği ve temel mühendisliği alanındaki bilgi birikiminin yayılması konusunda büyük emekleri olan Prof Dr. Ergün Toğrol’a Milli Komite tarafından Onursal Başkan ünvanı verilmiştir. Zemin Mekaniği ve Temel Mühendisliği Türk Milli Komitesi olarak 1977 Tokyo, 1981 Stokholm, 1985 San Francisco, 1989 Rio De Janiero, 1993 Yeni Delhi, 1995 Hamburg, 2005 Osaka, 2009 Đskenderiye Kongrelerine tebliğ verdik, katıldık.

2001 yılında 15. Uluslarası Zemin Mekaniği ve Geoteknik Mühendisliği Kongresinin Đstanbul’da ve gerçekten büyük başarı ile düzenlenmiş olması Türk Milli Komitesi’nin en önemli başarılarındandır. ZMTM ülkemizde ve KKTC’de genişleyen meslektaş kitlesinin önemli katkılarıyla himayesinde veya doğrudan düzenlenen konferans, sempozyum ve benzeri faaliyetlerle etkinliğini sürdürmektedir. [1] Dr.-Ing. Hamdi Peynircioğlu (1978) “Đ.T.Ü. Zemin Mekaniği Araştırma Kurumunu Tarihçesi – Kuruluş 1947” ,ĐTÜ Zemin Mekaniği Araştırma Kurumu yayını No.1, Đ.T.Ü. Đnşaat Fakültesi Matbaası, 28 sf. [2]Prof. Dr. Ergün Toğrol tarafından gönderilen yazılı bilgi

398