Nghiên cứu nguyên nhân và định hướng biện pháp phòng ngừa

Trượt đất tại các điểm dân cư vùng núi Việt Nam

Doãn Minh Tâm*

Study on causes of landslide and prevention solutions at mountainous at resident areas in Vietnam

Abstract: According to collected data, over the past 15 years in Vietnam, there have been many landslides causing serious damages to people and assets of many houses at the mountain foot. The dominated characteristic of al landslides is that they are caused by the combination between human activities and natural disasters. Study results showed that all landslides stemmed from human activities such as cultivation, urbanization, road widening,.. in mountainous towns. In geo- technical point of view, the residents are found to be illiterate about mountain – side and slope stability. Once the natural stability of mountain-side and slope is destroyed, a fatal consequence may happen. The article is to present an initial step of ITST in studying the landslide situation of rural houses settling in mountain foots since 1992. The study is also to state some results and recommendations in contribution to diminish and to prevent landslide in mountainous resident areas in Vietnam.

Giới thiệu chung

Như Báo Lao Động ngày 17/ 9/ 2004 đã đưa một tin thật sự gây bất ngờ và đau xót cho tất cả mọi người : trận lở núi kinh hoàng ở thôn Sùng Hoàng, xã Phìn Ngan, huyện Bat Xát (Lao Cai) vào hồi 21h ngày 13,9 với trên một vạn mét khối đất đá từ trên cao đổ ập xuống tạo ra chiều rộng vết trượt 100m, dài 400m đã vùi lấp hoàn toàn 4 ngôi nhà của đồng bào dân tộc Dao, 23 người chết và mất tích cùng với trâu bò, lợn, gà, thóc lúa, đồ đạc… đều bị chôn vùi trong tích tắc. Gia đình ông Chảo Sình Kinh có 6 người thì cả 6 người đều không còn ai sống sót. Gia đình Chảo Láo Lù có 7 người thì chết 4. Gia đình Chảo Láo Sử có 4 người thì chết

2. Gia đình Chảo Díu Ngan chết 2 con nhỏ, vợ chồng lên nương thảo quả thì còn sống. Ngoài ra, nhiều người từ nơi khác đến, tại thời điểm xảy ra tai hoạ đang có mặt trong 4 ngôi nhà này, đều đã trở thành nạn nhân bị đất vuì lấp và thiệt mạng.

Trước đó, trong tháng 7/2004, tại Km 119+100, Quốc lộ 4D (từ Sa Pa đi Lao Cai), giữa ban ngày trong khi trời đang nắng, đất sụt lở từ sườn núi đã đổ ập xuống một dãy nhà lán trại tại

• Viện Khoa học Công nghệ GTVT No.1252 Đường Láng, Đ.Đa, Hà Nội Tel:

công trường của một Công ty xây dựng cầu đường, làm chết 2 người và hất xuống suối Móng Sến làm cuốn trôi 1 xe ôtô tải và vùi lấp, làm hư hại một số xe khác.

Cũng trên tuyến đường QL4D này nhưng tại Km 119+300, vào tháng 7/ 1998, vào khoảng 10h sáng, trong lúc trời hửng nắng sau nhiều ngày mưa, đất sụt lở dạng dòng bùn đá từ trên sườn núi cao 120m, đã bất thần đổ ập xuống làm chết 4 người đang sinh sống trong 2 căn nhà tạm dưới chân núi và vùi lấp làm chết 8 người khác đi qua đường trong khi họ đang cố gắng vượt qua đống đất sụt ngổn ngang của đợt sụt đất đầu tiên thì bất chợt đợt sụt tiếp sau ập đến.

Vào giữa tháng 7/1995, tại khu vực Km 125 – Km 126, Quốc lộ 37, trên đoạn đường đi qua chân 2 quả đồi lớn tại trung tâm thị xã Yên Bái, khối đất sườn đồi từ độ cao 60-70m, do bị mất ổn định đã trượt xuống, phá huỷ 24 ngôi nhà xây dựng kiên cố dưới chân đồi, làm thiệt mạng 1 người. Khối đất trượt đã tạo nên một vách trượt phía đỉnh đồi cao 8m và làm trồi mặt đường nhựa lên cao 1,50m như một con đê.

Tại tỉnh Sơn La, sau đợt lũ quét lịch sử xảy ra vào tháng 9/ 1991, trên đoạn Km 324, Quốc lộ 6, mặt đường đã bị trượt xuống 0,50m về phía taluy

âm. Khối đất trượt đã phá huỷ toàn bộ 20 dãy nhà xây vừa mới hoàn thành của Khu tập thể ngân hàng nằm phía dưới taluy âm. Rất may, do thời điểm đó chưa có gia đình nào dọn đến ở, cho nên đã không xảy ra thiệt mạng về người.

Đồng thời cũng vào thời điểm đó, tại khu vực thị xã Sơn La nhưng trên đường Tô Hiệu – một trong những tuyến phố chính thuộc trung tâm thị xã, đã xuất hiện một khối đất mất ổn định trên sườn đồi Khau Cả từ độ cao 70m, trên chiều dài 120m, trượt xuống phá huỷ 12 ngôi nhà dưới chân đồi, làm đổ vỡ 2 tường chắn và một trạm bán xăng. Khối đất trượt đã gây nên nhiều vách trượt và vết nứt chạy ngang trên sườn đồi, làm trồi đất nền lên cao 0,50m và cắt đứt tất cả các móng nhà xây nhưng không gây thiệt hại về người.

Như vậy theo thống kê, cứ về mùa mưa bão hàng năm, đất trượt xảy ra ở vùng núi năm nào cũng gây nên một vài vụ vùi lấp nhà cửa và làm thiệt mạng một số hộ dân sinh sống dưới chân đồi. Từ hầu hết các vụ tai hoạ đó, các nhà nghiên cứu đất sụt của Viện Khoa học Công nghệ GTVT đã đúc kết ra được 2 dạng trượt đất cơ bản thường xảy ra tại một số điểm dân cư vùng núi như sau :

Dạng 1: Trượt đất do mất ổn định cục bộ thường xảy ra tại các khu vực dân cư sinh sống ven đường, những nơi mà người dân đã tự tổ chức khoét sâu chân đồi, bạt taluy rất dốc để tạo ra một diện tích mặt bằng cần thiết đủ để làm nhà mặt đường dưói chân đồi. Những nơi như vậy đã trở thành chỗ làm ăn, người dân sinh sống chủ yếu bằng nghề buôn bán nhỏ theo trào lưu đô thị hoá đang ngày càng tăng tại các vùng ven thị trấn, thị xã miền núi hiện nay. Do sườn đồi bị đào cắt mất khối chân tỳ, toàn bộ sườn đồi sẽ ở trạng thái mất ổn định cơ học. Trong điều kiện bất lợi nhất, khi mưa kéo dài và nước ngầm hoạt động mạnh, trượt đất sẽ xảy ra và khối đất trượt sẽ vùi lấp các hộ dân làm nhà sống dưới chân đồi.

• Dạng 2: Trượt đất xảy ra do đất sườn đồi bị bão hoà nước, thường xảy ra tại các khu vực dân cư sống chủ yếu bằng nghề nông, họ làm nhà trên sườn đồi hoặc dưới chân đồi nhưng lại có ruộng nương canh tác ở phía trên. Các ruộng nương này thường xuyên được dẫn nước lấy từ khe suối về để phục vụ tưới tiêu trồng trọt. Khi khối đất sườn đồi bị bão hoà nước, khối trượt sẽ phát sinh và trượt xuống sẽ vùi lấp các hộ dân sống ở phía dưới.

Theo thống kê, khoảng 70% các vị trí trượt đất đã xảy ra trên các tuyến đường bộ có nguyên nhân giống dạng 1, đó là sườn đồi bị mất khối chân tỳ lâm vào trạng thái mất ổn định cơ học cục bộ và khoảng 25% giống dạng 2 chịu tác động trực tiếp từ nguồn cấp nước, 5% ở các dạng khác.

Phân tích và xác định các nguyên nhân gây trƣợt đất

Về mặt lý thuyết, trượt đất là hiện tượng di chuyển các khối đất đá theo một mặt trượt nào đó thuận theo hướng dốc của địa hình. Quá trình trượt đất có thể diễn ra nhanh hay chậm, tuỳ thuộc vào điều kiện cụ thể về cấu trúc địa chất, địa hình và chỉ tiêu cơ-lý của đất đá. Dưới đây tiến hành phân tích và xác định nguyên nhân của 2 dạng trượt đất cơ bản nói trên thường xảy ra tại các điểm dân cư sống ở vùng núi:

Phân tích và xác định nguyên nhân

Dạng 1 của trượt đất vùng núi

Như đã nói ở trên, Dạng 1 của trượt đất vùng núi có nguồn gốc bắt nguồn từ sự mất ổn định cục bộ của khối đất chân taluy hay sườn đồi. Theo thống kê theo dõi của Viện Khoa học Công nghệ GTVT, từ những năm 1990 trở lại đây, làn sóng di dân từ các vùng nông thôn và rừng núi về tập trung làm ăn sinh sống dọc theo hai bên những tuyến đường bộ ngày càng có xu hướng tăng mạnh. Xu hướng đô thị hoá các vùng ven của thị xã, thị trấn và thị tứ vùng núi này ngày càng mở rộng và phát triển. Để có thể tạo ra

được một mảnh đất làm nhà ven đường, hầu hết các hộ dân từ nơi khác chuyển đến, đã tự làm hoặc thuê thợ đấu, bằng công cụ thủ công họ tiến hành một cách tự phát việc đào chân đồi, chân núi, bạt taluy với độ dốc tuỳ ý, miễn sao có đựơc một diện tích mặt bằng nhất định đủ để dựng nhà, làm ăn, sinh sống lâu dài. Phương kế bám mặt đường để làm ăn sinh sống, buôn bán nhỏ hoặc mở quán ăn, dịch vụ, … nhiều năm qua đã cho thấy hiệu quả rõ rệt đối với đa số người dân. Vì vậy, họ theo nhau, cứ như một sự truyền bá kinh nghiệm, các điểm dân cư tự phát xẻ chân đồi, chân núi để làm nhà bám mặt đường cứ ngày một mọc lên.

Tại các ngôi nhà này, đa số người dân chỉ quan tâm đến mặt trước nhà quay ra mặt đường, còn lưng ngôi nhà họ tựa vào vách núi ra sao thì ít người quan tâm để ý tới. Ví dụ như tại thị xã Sơn La, vào năm 1984, đường Tô Hiệu đi dưới chân đồi Khau-Cả, lúc đó chỉ như một con đường mòn, xe ôtô không qua lại được, ít người để ý tới. Nhưng đến năm 1988-1989, con đường mòn này được thiết kế mở rộng và nâng cấp thành đường đô thị rộng 12m. Khi đó các nhà thầu đã phải hạ sâu nền đường mòn xuống 8-10m để vừa đủ khuôn đường.

Thế là trong năm 1990-1991, nhiều hộ dân từ nơi khác đến đã tự ý và tuỳ tiện đào sâu thêm vào chân taluy đường từ 15-20m để nhằm tạo ra một dải đất dài 120m bằng phẳng ven đường để làm nhà mặt đường. Như vậy, một cách ngẫu nhiên, họ đã tạo nên một vách taluy dựng đứng tại chân đồi, cao tới 15m, tiềm ẩn thế mất ổn định cơ học của cả khối đất sườn đồi. Tháng 7/ 1991, mùa mưa lũ đã diễn ra khốc liệt ở Sơn La, mực nước sông Nậm La gần đó dâng cao làm ngập mặt đường và khu vực lân cận chân đồi. Sau 3 ngày mưa tầm tã, độ ẩm của đất

tăng vọt, sức kháng cắt của đất giảm mạnh, cộng với thế mất ổn định cơ học ban đầu, cho nên cả khối đất sườn đồi Khau Cả cao tới 70m đã bị mất ổn định và trượt xuống, làm phá huỷ toàn bộ hệ thống tường chắn và nhà cửa dưới chân đồi. Sơ đồ mô tả cấu trúc địa chất và diễn biến quá trình trượt đất của sườn đồi Khau Cả (thị xã Sơn La) năm 1991, được thể hiện trên Hình 1.

Tương tự như trường hợp trên, vào tháng 7/1995 trên QL37, đoạn cắt qua chân 2 quả đồi cao nằm trong trung tâm thị xã Yên Bái, đã xảy ra hiện tượng trượt đất lớn. Hiện tượng trượt đất tại khu vực này được xếp vào loại trượt cổ, đã xuất hiện ngay từ khi làm đường vào hồi đầu thế kỷ 20 và đến năm 1990 khi mở rộng và nâng cấp tuyến QL37 thành đường đô thị qua đây người ta còn phát hiện và lưu giữ được cột mốc quan trắc đất trượt được xây dưng từ trước năm 1954 do người Pháp để lại.

Sau năm 1992, nhiều hộ dân từ nơi khác đến cũng đã tự ý san bạt, cắt chân đồi vào sâu từ 10-15m để tạo mặt bằng làm nhà mặt phố. Chẳng mấy chốc cả đoạn chân đồi dài 300m chạy dọc theo Quốc lộ 37 đã trở thành một dẫy phố khá sầm uất với hàng trăm hộ dân sinh sống bằng nghề mở quán ăn, buôn bán nhỏ ở hai bên đường. Đến năm 1995, các hộ dân cư nơi đây lại tuỳ tiện bảo nhau đào sâu thêm vào phía chân đồi để tạo ra một dải đất rộng tới 20- 25m để cơi nới làm nhà. Mặt trước của các ngôi nhà đều quay ra mặt phố, còn lưng nhà đều tựa vào vách núi có độ dốc 1/ 0,50 – 1/ 0,75 và vách núi bị san bạt cao từ 15-20m. Theo số liệu khảo sát ĐCCT tại thời điểm mùa khô của Viện Khoa học Công nghệ GTVT, một số chỉ tiêu cơ-lý cơ bản của đất sườn đồi được tổng hợp và nêu trong Bảng 1 và mặt cắt ĐCCT được nêu trên Hình 2.

Bảng 1. Chỉ tiêu cơ-lý cơ bản của đất sườn đồi khu vực thị xã Yên Bái năm 1995 (Số liệu khảo sát ĐCCT của Viện Khoa học Công nghệ GTVT)

TT	Chỉ tiêu thí nghiệm	Đơn vị	Lớp 1	Lớp 1a	Lớp 1b	Lớp 2
1	Độ ẩm tự nhiên, W		26,8	26,3	24,7	23,60
2	Khối lượng thể tích tự	g/ cm3	1,75	1,68	1,58	1,71
	nhiên
3	Khối lượng thể tích khô	g/ cm3	1,37	1,33	1,30	1,39
4	Hệ số rỗng, e	–	0,942	0,992	1,083	0,910
5	Giới hạn chảy, We	%	36,7	33,0	27,8	34,4
6	Giới hạn dẻo, Wp	%	21,7	22,1	21,5	21,4
7	Chỉ số dẻo, Ic	%	15,0	10,9	6,30	13,0
8	Độ sệt, Ie	kG	0,34	0,40	0,55	0,25
9	Lực dính kết, c	cm2	0,34/0,25	0,32/ 0,29	0,28/ 0,11	0,32/0,28
10	Góc nội ma sát	độ	13o48/12o1 8	13o15/ 8o32	15o08/ 12o10	17o48/ 8o32
11	Hệ số nén lún	cm2/kG	0,029	0,004	0,033	0,041

Hình 2. Mặt cắt ĐCCT khu vực trượt đất tại thị xã Yên Bái, 1995

(Số liệu khảo sát của Viện Khoa học Công nghệ GTVT)

 

Phân tích và xác định nguyên nhân Dạng 2 của trượt đất vùng núi

Dạng 2 của trượt đất vùng núi có nguồn gốc từ sự mất ổn định của chính bản thân khối đất sườn đồi do đất đá đạt đến trạng thái gần bão hoà hoặc bão hoà và khi đó sức kháng cắt của đất bị giảm xuống một cách đột ngột làm cho đất đá sườn đồi ở trạng thái sệt và sau đó đổ ập xuống dưới chân đồi như một dòng bùn đá. Nguyên nhân chính của tình trạng này là do hệ thống tưới tiêu của người dân quá thô sơ, nước từ suối lớn đổ vào ruộng nương của dân theo hệ thống rãnh tưới một cách tự do, không hề có hệ thống điều khiển van đóng mở. Cho nên, về mùa nước suối cạn, lượng nước từ suối lớn đổ vào các rãnh đất để tưới cho ruộng nương thường rất ít, đủ để làm ẩm đất, thích hợp cho trồng trọt.

Tuy nhiên, về mùa mưa bão, nhất là khi có lũ tràn về, mực nước dòng suối lớn dâng cao đột ngột và chảy với lưu tốc mạnh, dẫn đến lưu lượng nước đổ từ suối lớn vào rãnh tưới tăng vọt và nước chảy xiết trong hệ thống rãnh đất. Hậu quả này đã làm cho thành rãnh đất bị vỡ tại vị trí xung yếu nhất và do đó toàn bộ dòng chảy tự do từ suối lớn theo rãnh đất sẽ đổ trực tiếp xuống sườn đồi qua đoạn thành rãnh vỡ, tạo nên một bể chứa nước lớn trên sườn đồi. Trong thực tế, thông thường đất đá vùng núi có cấu trúc phân lớp. Trong đó, các lớp thấm nước và không thấm nước cũng thường xen kẽ nhau. Do quá trình vận động uốn nếp của kiến tạo, làm cho các lớp đất đá có thế nằm nghiêng. Hướng dốc của các lớp cùng chiều với hướng dốc của địa hình và sự phân lớp xen kẽ nhau

là điều kiện thuận lợi để xảy ra hiện tượng trượt đất. Ngoài ra, hiện tượng nước thấm qua mặt đất vào lớp đất thấm nước, khi lớp đất thấm nước đã đạt đến bão hoà, nước sẽ tiếp tục ngấm xuống sẽ vượt quá bão hoà. Phần nước thừa tích đọng lại ở phần dưới của lớp thấm nước tạo thành dòng chảy ngầm trên mặt lớp không thấm nước để thoát ra ngoài. Chính dòng chảy ngầm này làm giảm ma sát và phá vỡ lực liên kết giưa hai lớp thấm nước và không thấm nước.

Dưới tác dụng cuả trọng lực, khối lượng đất đá nằm trên lớp không thấm nước sẽ di chuyển trên bề mặt và tạo thành hiện tượng trượt đất. Hình loại trượt đất này bắt gặp tại Km 119+110 và Km 119+300 thuộc QL4D; tại Km 127+900 và Km 145+900 thuộc QL279; tại thôn Sùng Hoàng, xã Phìn Ngan, huyện Bat Xát (Lao Cai) và một số nơi khác. Để minh hoạ cho dạng 2 của trượt đất vùng núi, có thể tham khảo bình đồ của khu vực trượt đất tại Km 119 + 300, QL4D (Sa Pa – Lao Cai), được Viện Khoa học Công nghệ GTVT lập năm 1998, nơi chịu ảnh hưởng trực tiếp của 2 hệ thống mương tưới dạng rãnh đất thiếu an toàn do dân tạo ra trên sườn đồi, đã làm phát sinh trượt đất, thể hiện trên Hình 3

Xử lý định hƣớng các biện pháp phòng và ngừa trƣợt đất tại các điểm dân cƣ

Việt Nam là một trong những quốc gia có lượng mưa trung bình hàng năm tương đối cao so với các nước trên thế giới. Trong đó, tại khu vực Tây – Bắc và khu vực miền Trung – là những khu vực thường xảy ra hiện tượng sụt trượt nặng nề nhất trên các tuyến đường giao thông, thì lượng mưa trung bình hàng năm đạt từ 3000 – 4500 mm/ năm, thuộc hàng cao nhất so với các địa phương trong cả nước.

Về điều kiện tự nhiên, khu vực Tây – Bắc và miền Trung cũng lại là những vùng chịu tác động mãnh liệt của hoạt động kiến tạo cổ, với sự hình thành và tồn tại của cả một hệ thống các đứt gẫy theo hướng Tây Bắc – Đông Nam và Đông Bắc – Tây Nam. Các đứt gãy có quy mô lớn ảnh hưởng đến cấu trúc địa chất của cả một vùng rộng lớn. Đất đá nằm trong cá c đới phá huỷ kiến tạo này chịu tác động của quá trình phong hoá vật lý và phong hoá hoá học diễn ra mạnh mẽ, do đó đất đá có tính chất bở rời, vò nhàu, vỡ vụn và điều kiện thuận lợi cho sụt trượt đất phát sinh và phát triển.

Trong khi đó, bằng chủ trương chỉ đạo của Chính Phủ Việt Nam lấy phát triển sơ sở hạ tầng đi trước một bước làm một trong những động lực thúc đẩy sự phát triển kinh tế – xã hội cho từng vùng, từng địa phương, thời gian qua đã chứng tỏ hiệu quả của sự chỉ đạo đúng đắn đó. Chỉ tính trong năm 2003, ngành GTVT đã hoàn thành làm mới, nâng cấp cải tạo trên 2100 km đường bộ, 19 500 m cầu đường bộ, đại tu nâng cấp 215 km đường sắt, 2 272 m dài cầu đường sắt, 1 610 m cầu cảng biển, nạo vét 960 nghìn m3 luồng lạch, xây dựng được 2 672 km đường tỉ nh, 351m cầu, mở mới 6 651 km, nâng cấp 25 383 km đường giao thông nội tỉnh, giảm số xã còn chưa có đường xuống còn 220 xã (trong tổng số 10 477 xã trong phạm vi cả nước). Đi kèm theo quá trình này là xu thế đô thị hoá các vùng lân cận các thị tứ, thị trấn và thị xã vùng núi đã và đang phát triển nhanh chóng.

Đứng trước những điều kiện tự nhiên – xã hội và những đòi hỏi bức thiết của quá trình phát triển kinh tế – xã hội của từng vùng, từng địa phương, nhất là đối với các tỉnh miền núi và để góp phần đảm bảo an toàn cho các điểm dân cư sinh sống tại vùng núi, đề phòng hiểm hoạ sụt trượt đất tại các điểm dân cư sinh sống dưới chân núi, chân đồi, dưới đây xin đề xuất một số kiến nghị mang tính nguyên tắc như sau:

• 1. Tổ chức giáo dục tuyên truyền kiến thức về ổn định mái dốc và các hiểm hoạ trượt đất dọc theo các tuyến đường bộ trên các phương tiện thông tin rộng rãi để người dân được biết và chủ động có biện pháp phòng ngừa.
  2. Các Viện nghiên cứu và các trường Đại học chuyên ngành tham gia vào việc đào tạo, hướng dẫn và phổ biến các kiến thức cơ bản cần thiết về ổn định mái dốc và đề phòng hiểm hoạ trượt đất có thể xảy ra dọc theo các tuyến đường bộ và tại các khu vực nương rẫy canh tác cho đối tượng là các cán bộ quản lý đất đai, quản lý xây dựng và quản lý sản xuất nông nghiệp ở các địa phương vùng núi.
  3. Tại những khu dân cư đang sinh sống dưới các chân đồi, chân núi ở các địa phương hiện nay, chính quyền các cấp có trách nhiệm tổ chức trên cơ sở phối hợp với các chuyên gia để kiểm tra điều kiện tự nhiên và đánh giá tiềm năng sụt trượt đất có thể xảy ra để chủ động thông báo cho dân các biện pháp phòng ngừa cần thiết, kể cả biện pháp chủ động di dời dân ra khỏi các khu vực nguy hiểm.
  4. Các cấp chính quyền của các địa phương vùng núi nên chủ động chuẩn bị tốt các phương án cứu sập, các phương tiện tìm kiếm, đào bới, cấp cứu để đề phòng và xử lý kịp thời đối phó với các nguy cơ trượt đất có thể xảy ra vào bất kỳ lúc nào trong mùa mưa bão hàng năm.
  5. Việc tổ chức thực hiện nghiên cứu, điều tra, khảo sát và thiết kế xử lý đất trượt tại các điểm dân cư sống dọc theo các tuyến quốc lộ quan trọng, nói chung, đòi hỏi kinh phí và thời gian. Trong đó, công tác khảo sát và thiết kế xử lý đất sụt là một lĩnh vực đặc biệt đòi hỏi có sự phối hợp và hiểu biết của nhiều chuyên ngành khoa học như : Địa kỹ thuật, địa chất cấu tạo, ĐCCT, ĐCTV, chuyên môn đường bộ, kết cấu, môi trường và cũng rất cần những hiểu biết về chính sách xã hội liên quan đến người dân, đến đền bù, giải toả và vấn đề định cư, di cư, … Để lựa chọn được giải pháp hợp lý và phát huy hiệu quả của các biện pháp xử lý đất sụt, có thể tham khảo kiến nghị của Viện Khoa học Công nghệ GTVT về trình tự 4 bước cần tiến hành trong khảo sát – thiết kế xử lý đất sụt [2].
  6. Phương châm chỉ đạo lấy phòng ngừa là chính. Do đó, đối với các điểm dân cư đã và đang xây dựng, các cấp chính quyền nên có chương trình phối hợp với các Hội chuyên ngành tổ chức đánh giá mức độ ổn định của điều kiện tự nhiên, môi trường. Từ đó chủ động trong việc đề xuất các biện pháp phòng ngừa.
  7. Các đơn vị duy tu – bảo dưỡng đường bộ thuộc ngành GTVT cần tạo ra sự phối hợp chặt chẽ với các cấp chính quyền địa phương để tuyên truyền, hướng dẫn người dân trong việc bảo vệ các công trình phòng chống đất sụt, bảo vệ môi trường. Đồng thời định kỳ tổ chức kiểm tra để kịp thời phát hiện sớm và xử lý các dấu hiệu ảnh hưởng đến sự ổn định bền vững của các công trình.

Kết luận

Vấn đề trượt đất là một trong những hiện tượng mang tính quy luật thiên nhiên nhưng nếu như nó lại diễn ra tại các điểm dân cư đang sinh sống, gây nên những thiệt hại về người và của cho nhân dân, thì nó lại trở thành một trong những vấn đề mang tính xã hội, thu hút sự quan tâm của các cấp, các ngành. Hy vọng rằng, bằng những thực tế về các hiện tượng trượt đất đã xảy ra trê n các tuyến đường bộ và tại các điểm dân cư vùng núi, các cấp chính quyền địa phương cần có sự phối hợp chặt chẽ hơn nữa với các nhà khoa học, với các Hội chuyên ngành để cùng nhau tuyên truyền, phổ biến KHKT trong dân, cùng bàn bạc và thực thi các biện pháp hữu hiệu nhằm bảo vệ cuộc sống bình yên cho dân trước hiểm hoạ trượt đất, góp phần gìn giữ và phát triển kinh tế – xã hội tại các địa phương.

Tài liệu tham khảo:

1. Kỷ yếu hội nghị triển khai nhiệm vụ năm 2004 của Bộ GTVT NXB GTVT, Hà Nội, 2004
2. Doãn Minh Tâm

Trao đổi kinh nghiệm về công tác KS-TK xử lý đất sụt trên đường giao thông Báo cáo tuyển tập Hội nghị KH-CN VIện KHCN GTVT, Hà Nội, ngày 29/ 4/ 2003.

1. Doãn Minh Tâm

Tổng kết 5 năm (1999-2004) về ứng dụng KH-CN trong lĩnh vực xử lý đất yếu và phòng chống đất sụt trên các tuyến đường bộ ở Việt Nam Báo cáo tuyển tập Hội nghị KH -CN ngành GTVT, Hà Nội, 2004

1. Afillia Aydin, Valley Bum, Gary Holzáuen Landsslides, Flowslidess and Mudflows

 

———————————————–

Độ lún từ biến của đất và phƣơng pháp dự báo chúng

Đoàn Thế Tƣờng*

Creep of soil and calculation of settlement due to creep

Abstract: The paper deals with the creep of soil and the proposed procedure for determining creep parameters of soil in laboratory (the coefficient of creep consolidation, the starting creep time). the procedure for calculation of settlement due creep is proposed also based on the assumption of successive two stage consolidation process- permeability consolidation at first and then successively creep consolidation.

Đặt vấn đề

Từ biến (Creep) là quá trình biến dạng phát triển kéo dài theo thời gian dưới tải trọng không đổi. Khả năng này có sẵn ở hầu hết các vật chất từ hệ keo đến kim loại, từ hệ huyền phù đến các đá cứng, song mức độ thể hiện tuỳ thuộc vào khoảng thời gian quan trắc, vào trị số của tải trọng tác dụng và vào nhiệt độ.

Từ biến của đất nền liên quan đến các công trình xây dựng biểu hiện trong nhiều hiện tượng như lún kéo dài của nhà và công trình, chuyển vị các tường chắn, mất ổn định các sườn dốc, lún bề mặt đất liên quan đến xây dựng và khai thác các công trình ngầm,…và có thể quan sát thấy trong

* Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng Nghĩa Tân-Cầu Giấy-Hà Nội

Tel. 7562158

Email: gttuong.ibst@fpt.vn

khoảng thời gian cỡ tuổi thọ của công trình.

Cho đến hiện nay, các kỹ thuật tính toán dự báo độ lún của nhà và công trình hoàn toàn dựa trên lý thuyết cố kết thấm của Terzaghi và độ lún của nhà và công trình như vậy chỉ được dự báo với độ lớn của quá trình cố kết thấm. Các quan trắc lâu dài toàn diện trên mô hình thật cũng như trên bản thân công trình xây dựng đã cho thấy, trong nhiều trường hợp, ví dụ, đất nền là đất yếu, tải trọng phụ thêm có giá trị lớn,.., độ lún thực tế của công trình thường lớn hơn dự báo và sai khác càng lớn theo thời gian quan trắc. Một trong các nguyên nhân gây sai khác trên có thể là do độ lún từ biến đã chưa được kể đến. Một số nghiên cứu trên mô hình thực tại Pháp và Thuỵ Điển [4] cho thấy kết quả đo lún thực tế khá trùng với giá trị dự báo lún có kể đến lún từ biến

(hình 1).

Tại Việt Nam, tính chất từ biến cũng đã được đề cập tới [1,2] cho một trong các đất yếu tầng Hải Hưng phổ biến ở đồng bằng phía Bắc, nhưng phương pháp thí nghiệm xác định đặc trưng lún từ biến và sử dụng chúng cho các tính toán độ lún nhà và công trình còn chưa được quy định cụ thể. Bài này trình bày một số kết quả nghiên cứu độ lún từ biến của đất tầng Hải Hưng và kiến nghị phương pháp thí nghiệm xác định đặc trưng nén lún từ biến của đất cũng như phương pháp tính toán dự báo độ lún từ biến của đất.

Dự báo có kể từ biến

Dự báo không kể từ biến

Đo đạc

Thời gian, ngày

Biến dạng tương đôi, %

Hình 1. Biến dạng tương đối theo dự báo và đo đạc thực tế, Mellosa

Từ biến của đất và phƣơng pháp thí nghiệm trong phòng xác định đặc trƣng từ biến

Từ biến của đất

Các số liệu thí nghiệm đều chứng tỏ rằng, tất cả các loại đất từ đất loại sét yếu đến đá cứng đều có các biểu hiện biến dạng theo các quy luật chung của từ biến. Dạng từ biến và vai trò của chúng trong tổng biến dạng từ biến được quyết định bởi loại đất, chính xác hơn là bởi bản chất liên kết kiến trúc của đất.

( Dƣới tác dụng của tải trọng nén, đất chịu biến dạng thể tích. Biến dạng thể tích của đất dƣới tải trọng có thể phân biệt thành hai dạng: biến dạng thể tích do giảm thể tích lỗ rỗng của đất khi nƣớc lỗ rỗng bị ép thoát ra ngoài dƣới tác dụng của áp lực nƣớc lỗ rỗng và biến dạng

thể tích do sự trƣợt khung đất dƣới tác dụng của áp lực hữu hiệu. Dạng biến dạng đầu đƣợc gọi là biến dạng thấm vì liên quan đến quá trình thấm thoát nƣớc lỗ rỗng ra khỏi đất và quá trình biến dạng này đƣợc gọi là cố kết thấm. Dạng biến dạng thứ hai liên quan đến quá trình biến dạng của khung đất, sự trƣợt cắt của mối liên kết giữa các hạt đất, cụ thể là sự biến dạng của màng nƣớc liên kết chặt trên bề mặt các hạt khoáng tạo đất.

Có thể thấy ngay rằng, ở đất loại sét với mức độ nén chặt bình thƣờng hoặc chƣa bị nén chặt, biến dạng thấm chiếm ƣu thế, vƣợt trội hơn biến dạng khung đất vì độ lỗ rỗng của chúng là lớn. Đất càng bị nén chặt, càng có kết cấu chặt xít, biến dạng thấm càng nhỏ đi và thay thế bằng biến dạng trƣợt khung. Quá trình biến dạng thấm được nghiên cứu và mô hình hoá đầu tiên bằng lý thuyết cố kết thấm của Terzaghi trong đất bão hoà nước với giả thuyết rằng, cố kết thấm xảy ra do sự thoát nước lỗ rỗng ra khỏi các lỗ rỗng của đất dưới tác dụng của áp lực nước lỗ rỗng và quá trình thoát nước lỗ rỗng tuân theo định luật thấm Darcy.

Lý thuyết cố kết thấm về sau đã được nhiều nhà khoa học Nga tiếp tục phát triển thêm với nhiều điều kiện biên khác nhau. Ví dụ, theo một số tác giả, tải trọng ngoài ngay trong thời điểm ban đầu đã có thể không hoàn toàn chỉ truyền vào nước lỗ rỗng mà có thể phân bố cả trong khung đất nữa, vì các số liệu thực nghiệm đã thấy tồn tại một độ bền cấu trúc (ct và đất chỉ biến dạng khi tải trọng ngoài vượt quá áp lực này.

Một yếu tố khác cũng ảnh hưởng đến quá trình cố kết là khái niệm gradien áp lực ban đầu io tương đương với sức căng bề mặt của màng nước liên kết trên bề mặt hạt đất và quá trình thấm thoát nước lỗ rỗng chỉ xảy ra khi gradien thuỷ lực của nước lỗ rỗng vượt quá giá trị này. Biến dạng khung đất phát triển theo thời gian do sức kháng nhớt của mối liên kết giữa các hạt khoáng tạo đất, không liên quan gì đến quá trình thoát nước lỗ rỗng và chỉ liên quan

với nước liên kết phân bố trên bề mặt hạt.

( Về tƣơng quan giữa biến dạng thấm và

biến dạng khung đất trong quá trình cố kết của đất, tồn tại hai quan điểm.

Quan điểm thứ nhất cho rằng hai dạng biến dạng này xảy ra đồng thời trong suốt quá trình cố kết ngay từ khi bắt đầu tác dụng tải trọng. Nhiều tác giả đã theo hướng này đưa ra các mô hình cơ học phức tạp nhằm mô hình hoá quá trình cố kết và lập ra các phương trình miêu tả quá trình cố kết có kể đến biến dạng thấm và trượt khung (Vialov X.X, Tsưtovits N.A. và Ter-Martiroxian

• 1. , Zaretskii Iu.K. ). Quan điểm này về nguyên tắc là đúng đắn, song lời giải là phức tạp và thường chỉ mang ý nghĩa lý thuyết, ít có ý nghĩa thực tế và không được áp dụng rộng rãi trong các dự báo lún cho các công trình xây dựng.

Quan điểm thứ hai cho rằng quá trình biến dạng thể tích của đất dưới tải trọng bắt đầu bằng quá trình cố kết thấm và quá trình biến dạng trượt khung đất chỉ xảy ra sau khi cố kết thấm đã kết thúc tức là khi áp lực nước lỗ rỗng tiêu tán hết và toàn bộ tải trọng ngoài chuyển thành áp lực hữu hiệu. Do có sự kế tiếp như vậy, nên quá trình cố kết thấm được gọi là cố kết nguyên sinh (cố kết thứ nhất) và quá trình biến dạng sau chúng là cố kết thứ sinh (thứ hai) và cũng thường được gọi là quá trình từ biến. Quan điểm này là thực tế vì các lý do sau:

• • • Trong thực tế, cố kết thấm và cố kết từ biến có

thể xảy ra đồng thời, song hiển nhiên là, trong giai đoạn cố kết đầu, cố kết thấm là chiếm ưu thế và chủ yếu. Khi đất bị nén chặt đáng kể, nước trọng lực đã bị ép hết ra ngoài, nước trong đất chỉ còn lại là nước liên kết và từ đây quá trình trượt khung đất diến ra thay thế hoàn toàn cố kết thấm và quá trình từ biến bắt đầu.

• • • Từ biến theo định nghĩa là quá trình biến dạng của vật liệu theo thời gian đươi tải trọng tác dụng không đổi. Trong quá trình cố kết thấm, áp lực hữi hiệu tác dụng lên khung đất không phải là cố định mà tăng lên theo thời gian và chỉ ổn định bằng tải trọng ngoài khi giai đoạn cố kết thấm kết thúc. Do vậy, quá trình từ biến của đất chỉ thể hiện rõ rệt và chính tắc đúng bản chất

trong giai đoạn cố kết thứ sinh. Nghiên cứu từ biến của đất, đúng hơn, là nghiên cứu bắt đầu từ giai đoạn này.

-Phân biệt quá trình biến dạng của đất thành hai giai đoạn liên tục, kế tiếp nhau làm thuận tiện hơn cho công tác mô hình hoá mô phỏng chúng, xác định các đặc trưng biến dạng của từng giai đoạn trình cố kết và áp dụng cho các tính toán nền móng, dự báo độ lún của công trình.

Dấu hiệu xác nhận thời điểm chuyển tiếp từ cố kết thấm sang cố kết từ biến là sự phân tán áp lực nước lỗ rỗng tới 0. Thời điểm này dễ dàng nhận thấy khi thí nghiệm cố kết có đo áp lực nước lỗ rỗng. Nhiều tác giả như Casagrande, Taylor cũng đã tìm kiếm phương pháp xác định thời điểm này khi xử lý mối quan hệ giữa biến dạng lún theo thời gian trong quá trình cố kết như các quan hệ S – t1/2 và S – lgt. Một đặc điểm khác biệt nữa giữa hai giai đoạn cố kết thấm và từ biến cũng có thể sử dụng để phân biệt hai quá trình này. Đó là, thời gian cố kết thấm phụ thuộc vào chiều dài đường thấm. Tiến hành trong phòng thí nghiệm các thí nghiệm cố kết trên các mẫu đất có chiều cao khác nhau, nếu kết quả thí nghiệm phụ thuộc vào chiều cao mẫu thí nghiệm, có nghĩa là cố kết thấm đang diễn biến và nếu không phụ thuộc, ta đang làm việc với cố kết từ biến. Một cách tổng quát, nếu có thời gian cố kết t1 và t2 tương ứng với độ dài đường thấm (chiều cao mẫu thí nghiệm) h1 và h2 ta có:

t1 / t2 = (h1/ h2)n với 0 ( n ( 2

Với cố kết thấm n = 2, còn với cố kết từ biến n

= 0.

Đặc trƣng tính chất từ biến của đất

( Từ biến của đất được nghiên cứu thông qua mối quan hệ giữa biến dạng và thời gian ở các cấp tải trọng khác nhau. Đường cong biểu diễn quá trình cố kết từ biến là một đoạn trên đường cong biến dạng cố kết bắt đầu từ khi cố kết thấm đạt 100%. Thông thường, biến dạng cố kết theo thời gian được biểu diễn bằng mối quan hệ Biến dạng (Tỷ lỗ rỗng) – Logt) và độ dốc của tiếp tuyến với đường cong này trong đoạn từ biến được sử

dụng để đánh giá khả năng biến dạng từ biến của đất tại một áp lực xác định (hình 2). Đó là hệ số cố kết từ biến, được tính theo biểu thức sau:

(S = d(/dlogt hoặc C( = de/dlogt

Nếu xem đoạn đường cong từ biến là đường thẳng trong khoảng thời gian từ t1 đến t2 thì:

(S = (2 – (1 / log t2 – log t1 hoặc C( = e2 – e1 / log t2 – log t1

ở đây (S hoặc C( là hệ số cố kết từ biến;

( và e tương ứng là biến dạng lún tương đối và tỷ lỗ rỗng.

Thời gian, Logt

Biến dạng tương đối

Hình2 Quan hệ biến dạng – thời gian tại một bậc tải trọng

( Hệ số cố kết từ biến (S (C() không phải là hằng số, mà thay đổi tuỳ thuộc vào giá trị tải trọng tác dụng và cũng thay đổi ngay trong thời gian tác dụng của một bậc tải. Kết quả thí nghiệm nén không nở hông cho thấy rõ điều này. Giá trị (S (C() là rất nhỏ khi ( (( (c và tăng lên với ( ( (c. Khi ( ( (c, (S (C() tiếp tục tăng theo thời gian cố kết và khi ( ( (c, (S (C() theo thời gian giảm dần.

Phƣơng pháp thí nghiệm trong phòng xác định hệ số cố kết từ biến của đất

Phương pháp thí nghiệm này bao gồm các điểm chính như sau.

( Về nguyên tắc chung

-Bản chất của phương pháp dựa trên giả thiết về qúa trình cố kết hai giai đoạn: giai đoạn cố kết thấm và giai đoạn cố kết từ biến.

-Thí nghiệm nén xác định hệ số cố kết từ biến C( ((c) nên được tiến hành song song đồng thời

với thí nghiệm xác định các thông số cố kết thấm trên cùng một mẫu đất sử dụng cho thí nghiệm.

– Khi nền đất gồm nhiều lớp, nên chọn lựa để thí nghiệm cố kết từ biến cho các lớp được dự đoán là có lượng lún từ biến là lớn.

( Về phương pháp: Phương pháp thí nghiệm trong phòng xác định hệ số cố kết từ biến là phương pháp nén một trục không nở hông có hoặc không đo áp lực nước lỗ rỗng.

( Về trang thiết bị: Đối với thí nghiệm không đo áp lực lỗ rỗng, thiết bị và dụng cụ thí nghiệm tuân thủ các yêu cầu kỹ thuật quy định trong tiêu chuẩn TCVN 4200:1995 Đất xây dựng – Phương pháp xác định tính nén lún của đất ở trong phòng thí nghiệm. Đối với thí nghiệm có đo áp lực nước lỗ rỗng, thiết bị, dụng cụ thí nghiệm ngoài các yêu cầu kỹ thuật như ở TCVN 4200:1995 cần thêm các yêu cầu sau: Hộp nén phải có cấu tạo đặc biệt tạo thành một hệ kín tránh tổn hao áp lực, cho phép đo được áp lực nước lỗ rỗng với độ chính xác chấp nhận được và có bộ phận đo áp lực nước lỗ rỗng với cơ cấu thích hợp.

( Về mẫu đất thí nghiệm: Mẫu đất thí nghiệm

xác định hệ số cố kết từ biến phải là mẫu nguyên trạng, có thành phần, tính chất, trạng thái và quy cách lắp đặt như mẫu đất được sử dụng trong thí nghiệm song song xác định các thông số cố kết thấm.

( Về quy trình thí nghiệm

– Mẫu đất thí nghiệm xác định hệ số cố kết từ biến được nén ở cấp tải trọng nén tương đương với phụ tải phát sinh trong đất trong quá trình chịu tải lâu dài, thường bằng giá trị phụ tải tại giữa lớp đất gây lún cần dự báo độ lún cố kết từ biến.

-Dữ liệu đo ghi trong quá trình thí nghiệm là biến dạng lún của mẫu đất tương ứng với thời gian. Thời điểm đo ghi cần tính toán như thế nào để có thể xử lý số liệu cố kết thấm theo cả hai phương pháp Taylor và Casagrande.

Đối với các thí nghiệm có đo áp lực nước lỗ rỗng, áp lực nước lỗ rỗng cũng được đo ghi đồng thời với biến dạng lún cho đến khi triệt tiêu

hoàn toàn.

Thời điểm đo ghi có thể như sau: 15”-30”-45”- 1′-1.5′-2′-2.5′-3′-3.5′-4′-5′-6′-7′-8′-9′-10′-12′-14′-

16′-18′-20′-25′-30′-40′-50′-1g-1.5g-2g-2.5g-3g-

3.5g-4g và sau đó qua mỗi một giờ cho đến khi hết giờ làm việc. Các ngày tiếp theo đo ghi tiến hành tại đầu và cuối giờ làm việc cho đến khi độ lún được xem là ổn định.

-Điều kiện ổn định lún cho thí nghiệm xác định thông số biến dạng từ biến là biến dạng lún của mẫu đất thí nghiệm không quá 0,001 mm trong 96 giờ (4 ngày đêm).

( Về chỉnh lý các dữ liệu thí nghịêm

-Các thông số cơ bản cần được xác định và được xem là kết quả thí nghiệm xác định tính từ biến của đất bao gồm: các thông số cố kết thấm và thông số cố kết từ biến.

Các thông số đặc trưng cho quá trình cố kết

từ biến là Thời gian kết thúc cố kết thấm (hoặc thời gian bắt đầu cố kết từ biến) tth và Hệ số cố kết từ biến C( hoặc (c.

– Thời gian kết thúc cố kết thấm hoặc thời gian bắt đầu cố kết từ biến (tth) được xác định theo 3 cách sau đây (Hình 3):

1. Cách thứ 1: Tại thời điểm giá trị áp lực nước lỗ rỗng U giảm đến 0 trên đồ thị biểu diễn áp lực nước lỗ rỗng theo thời gian U = f(t).
2. Cách thứ 2: theo phương pháp Taylor hoặc theo phương pháp Casagrande (TCVN 4200:1995). Thuận tiện hơn là phương pháp Casagrand S = f(logt) vì cho phép xác định trực tiếp t100, tại đó mẫu đất đã cố kết được 100%.
3. Cách thứ ba: xem như cố kết thấm hoàn toàn kết thúc sau 24 giờ kể từ thời điểm tác dụng áp lực nén.

– Hệ số cố kết từ biến C( ((c) được xác định trên đồ thị biểu diễn quan hệ Hệ số rỗng (Biến dạng lún ) – Logt với giả thiết cho rằng quan hệ này trong khoảng thời gian (t đang xét là tuyến tính và được tính theo công thức:

C( = (e/ (logt và (c = ((/(logt

C( = (e/ (logt

(c = ((/(logt

Hệ síô rông e,

Biến dạng lún, (

Hình 4 Tính toán hệ số cố kết từ biến

Trong đó (e, (( là gia số của hệ số rỗng và biến dạng tương đối trong khoảng thời gian (t kể từ kh i cố kết thấm kết thúc.

Một cách tổng quát, hệ số cố kết từ biến chính là độ dốc của tiếp tuyến với đường cong quan hệ e (() = f(logt) trong đoạn cố kết từ biến. Quan hệ giữa hệ số cố kết từ biến C( và (c như sau: (c = C(

/(1+e0) với e0 là hệ số rỗng ban đầu.

Để thuận tiện cho tính toán, nên chọn khoảng thời gian (t = t2 – t1 với t2 gấp 10 lần t1 vì khi ấy logt2 – logt1 = log(t2/ t1) = log10 = 1 (Hình 4).

Tính toán Dự báo độ lún từ biến

( Độ lún của đất nền dưới tải trọng sẽ là :

S = Stt + St + Stb

trong đó: S – độ lún của nền đất dưới tải trọng; Stt – độ lún tức thời;

St – độ lún cố kết thấm; Stb – độ lún cố kết từ biến.

Độ lún tức thời và độ lún cố kết thấm được tính toán theo những công thức đã biết. ( Độ lún do cố kết từ biến được dự báo theo công thức sau:

Stb = C( H log(t/tth)/(1+eth) Trong đó: Stb – độ lún từ biến; C( – hệ số cố kết từ biến;

H – bề dày lớp gây lún cần tính toán độ lún từ biến; t – thời gian cần tính toán độ lún có kể đến từ biến, tth – thời gian kết thúc cố kết thấm;

eth – hệ số rỗng của đất tại thời điểm kết thúc cố kết thấm.

Đối với nền có nhiều lớp, độ lún do từ biến của nền đất dưới tải trọng là tổng của các độ lún từ biến của từng lớp được quan tâm.

Thời gian kết thúc cố kết thấm tth tính toán được cho từng lớp đất gây lún, khi độ cố kết thấm đạt 100% theo phương pháp tính toán độ lún cố kết thấm theo thời gian.

Thời gian cần thiết t để tính toán dự báo độ lún từ biến được chọn xuất phát từ yêu cầu sử dụng công trình, thường là tuổi thọ của chúng, ví dụ cho nhà dân dụng trong khoảng 50-100 năm.

Tài liệu tham khảo chính

1. Bùi Đức Hải. Đặc điểm từ biến của đất yếu tầng Hải Hưng dưới và ứng dụng kết quả nghiên

cứu trong bài toán dự báo lún. Luận án Tiến sỹ địa chất, Hà Nội 2003.

1. Đoàn Thế Tường và nnk Tính chất lưu biến của đất. Báo cáo tổng kết đề tài, 2004.

4. Larsson R. Consolidation of soft soil. Linkoping, 1986.

1. Goldstein M.N. Mekhanhitsexkiie xvoixtva gruntov. Moxkva 1977.
2. Mextsian X.R. Mekhanhitsexkiie xvoixtva gruntov i laboratornưie metodư ikh opredelenhiie. Moxkva 1974.
3. Pekomendatsiii po opredelenhiiu parametrov polzutsexti i konxolidatsii gruntov laboratornưmi metodami. PNIIIX Goxxtroia XXXR, Moxkva 1989.

—————————————————-

25 năm cơ học đất và địa kỹ thuật công trình

Nguyễn Trƣờng Tiến*

Phó Chủ tịch kiêm Tổng thư ký Hội cơ học đất và ĐKT Tel:090.3405769; Email: truongtien@gmail.com

25 years of soil mechanics and geotechnical engineering (SMGE) Abstract: This paper make the summary of experiences and analysis on achievements, weakness, challenges, and opportunities of SMGE in Vietnam during last 25 years. Proposals for new model and activities to develop Vietnam society of SMGE as well as lesson learned are presented. The role of soil mechanics, geotechnical engineering for planning, design, implementation, maintenance of projects, protection of environment, prevention and mitigation of natural disasters are discussed.

Mở đầu

Cơ học đất và Địa kỹ thuật công trình là một chuyên ngành kỹ thuật, áp dụng những kiến thức, định nghĩa, khái niệm của toán học, vật lý, hoá học, cơ học, động lực học, thuỷ lực, dao động, môi trường, sinh vật học … vào kỹ thuật xây dựng. Cơ học đất vốn được xây dựng trên kinh nghiệm, nghệ thuật và trở thành một môn kỹ thuật với sự đóng góp của Terzaghi cách đây hơn 70 năm. Đối tượng nghiên cứu, các lời giải kỹ thuật và giải pháp công nghệ của cơ học đất và địa kỹ thuật công trình là Đất, đá, nước, khí với tác động của tải trọng, lực, năng lượng, dòng chảy, áp lực do con người và thiên nhiên tạo nên.

Con người xây dựng nhà, trường, văn phòng, bệnh viện, cầu đường, bến cảng, nhà máy, sân bay, đập chứa nước, đường hầm, khai thác mỏ … đều cần đến cơ học đất và địa kỹ thuật. Con người chôn lấp phế thải, nạo vét sông ngòi, biển cả, lấn biển, tôn nền, làm sạch đất, nước, không khí, đều cần có các kiến thức và kinh nghiệm về Địa kỹ thuật và Địa kỹ thuật công trình. Trượt lở đất tự nhiên, trượt lở bờ sông, bờ biển, xây dựng đê điều, đào kênh mương thuỷ lợi, phòng chống bão lụt, động đất, sóng thần … với mục đích giảm nhẹ thiên tai đều cần các lời giải Địa kỹ thuật và kiến thức về cơ học đất.

Ngành cơ học đất, nền móng, Địa kỹ thuật công trình, Địa kỹ thuật môi trường của thế giới và Việt Nam đã có những bước tiến vượt bậc trong 25 năm qua. Lấy mốc 25 năm vì vào thời điểm 1980 – 1981 Việt Nam tiếp nhận nhiều thiết bị khảo sát hiện trường, phòng thí nghiệm, quy trình, quy phạm, sách, tạp chí, thông tin, từ chương trình UNDP của Liên hiệp

quốc dành cho Liên hiệp khảo sát Bộ xây dựng và chương trình hợp tác giữa Viện KHCN xây dựng với Viện Địa kỹ thuật Thuỵ Điển. Mặt khác sau 5 năm giải phóng miền Nam, nhiều phương pháp thí nghiệm (thí dụ SPT), quy trình quy phạm và sách giáo khoa của các nước phương Tây bắt đầu có sự giao lưu với nền cơ học đất và địa kỹ thuật của miền Bắc, vốn là kiến thức và kinh nghiệm của Liên Xô cũ, Trung Quốc và các nước XHCN khác. Báo cáo trình bày những thành tựu đạt được trong lĩnh vực Cơ học đất và Địa kỹ thuật, một số tồn tại, thách thức và cơ hội cho sự phát triển.

Thành tựu

• 1. Khảo sát đất nền và quan trắc Địa kỹ thuật

Với sự giúp đỡ của Viện SGI, Thuỵ Điển, EU từ những năm 1979 – 1980 nhiều thiết bị thí nghiệm trong phòng và hiện trường đã được nhập sang Việt Nam. Việt Nam cũng tự chế ra xuyên tĩnh XT80 để khảo sát đất nền. Một số kết luận chính là:

• Có thể lấy mẫu đất sét yếu nguyên trạng tại hiện trường bằng các kỹ thuật và công nghệ của Thuỵ Điển, Canada, Nhật, Anh, Pháp.
• Có thể xác định khá chính xác độ lún của nền, sức kháng cắt của nền đất yếu, dự tính lún theo thời gian, độ lún thứ phát … bằng thí nghiệm nén cố kết trong phòng thí nghiệm, xuyên côn và nén ba trục.

Xuyên tĩnh là thiết bị thích hợp để xác định địa tầng, sức kháng xuyên đầu mũi và ma sát

• bên thích hợp để dự tính sức chịu tải của cọc, của nền và dự tính độ lún của móng trên nền cát.
• Xuyên tĩnh có đo áp lực nước lỗ rỗng cho phép xác định được khả năng thoát nước, hệ số thấm và tiện ích cho thiết kế các loại cọc cát, bản nhựa, tầng hầm, và độ cố kết.
• Cắt cánh là thiết bị thích hợp để xác định sức kháng cắt không thoát nước của nền sét yếu.
• Xuyên động (SPT) có thể dùng để phân tầng, xác định sức chịu tải của nền, của cọc
• Nén ngang trong hố khoan cho phép xác định môđun biến dạng, cường độ, sức chịu tải của nền và của cọc.
• Thí nghiệm xác định sức chịu tải của cọc, của nền bằng nén tĩnh cho phép đánh giá chính xác hơn khả năng chịu lực của cọc và của nền.
• Thí nghiệm thử đóng cọc bằng lý thuyết truyền sóng CAPWAP cho phép xác định khá chính xác sức chịu tải của cọc, phân bổ ma sát bên, phản lực mũi cọc và quan hệ Tải trọng – Độ lún.
• Các thiết bị quan trắc lún, quan trắc nghiêng, đo áp lực, biến dạng, chuyển vị … đo cho phép hiển thị đúng đắn sự làm việc của nền, móng, tầng hầm, tường chịu lực …

Xử lý nền đất yếu

Nền đất yếu có thể xử lý bằng các phương pháp:

• Bản nhựa thoát nước và gia tải trước bằng đất đắp hoặc hút chân không.
• Cọc vôi đất, cọc xi măng đất (cường độ thấp).
• Cọc cát đầm chặt theo công nghệ của Nhật Bản.
• Đất có cốt, vải địa kỹ thuật nhằm phân bổ ứng xuất đều hơn, ngăn cản sự trộn lẫn giữa đất cát và bùn, đồng thời tăng khả năng chịu lực kéo.
• Các loại cọc tre, cọc tràm, cọc bê tông ngắn, cọc ống nhựa, ống thép, ống bê tông … được sử dụng để xử lý nền đất yếu. Các loại cọc ngắn (khoảng 3 – 4m) được thiết kế như nhóm cọc và khối móng quy ước. Các loại cọc nhỏ (có tiết diện nhỏ hơn 25cm) được thiết kế như các loại cọc truyền thống.
• Thay thế đất xấu bằng đất tốt hơn và được đầm chặt.
• Cố kết động: (Sử dụng quả nặng rơi từ độ cao lớn) cho phép tăng quá trình cố kết, giảm độ lún và tăng khả năng chịu tải của nền thích hợp cho các dự án lấn biển, xây dựng cụm, tuyến dân cư.

Nền móng

• Các loại móng băng giao nhau, móng đơn, móng vỏ nón, móng bè … được sử dụng khá thành thạo để làm móng cho các công trình nhà ở và hạ tầng kỹ thuật, xã hội.
• Cọc đóng, cọc ép, cọc khoan nhồi, cọc khoan đóng tường móng, tường trong đất, neo đất … đã trở thành giải pháp kỹ thuật và công nghệ phổ biến.
• Cọc bê tông kết hợp với cọc thép (đóng và khoan) đã được sử dụng để xử lý hang động kast.
• Cọc đường kính nhỏ (( < 25cm) bằng bê tông, thép, ống nhựa, luồng … phục vụ cho việc xây chen trong thành phố, chống lún, gia cường … đã thực sự trở thành một giải pháp kỹ thuật và công nghệ có nhiều ưu điểm:

( Tiết kiệm vật liệu và năng lượng;

( ít gây chấn động.

( Sử dụng vật liệu tối ưu. Tăng ma sát bên;

( Thiết kế, thi công và kiểm tra hết sức dễ dàng.

( Phù hợp với điều kiện kỹ thuật – công nghệ – kinh tế – xã hội Việt Nam.

Địa kỹ thuật môi trƣờng

Từ thập kỷ 90, chúng ta đã bắt đầu quan tâm đến lĩnh vực này và thu được những bài học kinh nghiệm quý về:

• Nhiễm bẩn đất, nước, khí và các giải pháp phòng ngừa.
• Nhiễm bẩn nguồn nước uống do amoniac.
• Nhiễm bẩn đất và nước do tro xỉ.
• Giải pháp ngăn ngừa và bảo vệ ảnh hưởng của các bãi rác và phế thải công nghiệp.
• Kinh nghiệm và kỹ thuật sử lý phế thải, rác thải.
• Lún sụt đất do khai thác nước ngầm.
• Nền móng cho vùng có lún sụt mặt đất.

Địa kỹ thuật với bảo vệ, phòng chống và giảm thiểu thiên tai.

Các chuyên gia cơ học đất, địa kỹ thuật đã nghiên cứu, đề xuất nhiều giải pháp

• Cơ chế trượt lở mái dốc, bờ sông, bờ biển, hầm lò, đất đắp …
• Giải pháp chống trượt lở.
• Kỹ thuật và công nghệ làm nhà trong vùng ngập lụt, lũ quét và động đất.
• Nền móng các công trình chịu tả i trọng lớn.

Hạn chế và yếu kém

• Thiếu các sách giáo khoa mới, thiếu thông tin, chậm đổi mới giáo trình và chương trình giảng dạy.
• Chất lượng đào tạo chuyên gia cơ học đất, Địa kỹ thuật còn thấp. Thiếu hụt đội ngũ kế cận. Trình độ các Tiến sĩ, Thạc sĩ chuyên gia còn hạn chế. Các luận án cao học và Tiến sĩ còn ít gắn với thực tiễn và nhu cầu phát triển.
• ít các công trình về cơ học đất và địa kỹ thuật được công bố.
• Thiếu cơ hội học tập, thực tập, tham dự Hội nghị quốc tế và đào tạo ở trình độ cao hơn.
• Thiếu tiêu chuẩn chuyên ngành.
• Thiếu thư viện Địa kỹ thuật được cập nhật.
• Chưa phát huy được vai trò của Hội nghề nghiệp. Thiếu kinh phí hoạt động.
• Thiếu sự hợp tác giữa các Trường – Viện – Doanh nghiệp.
• Năng lực chuyên môn, trình độ ngoại ngữ, khả năng sử dụng máy tính, giao lưu quốc tế còn nhiều hạn chế. Cản trở sự hội nhập.

Thách thức

• Thất thoát, lãng phí, tham nhũng trong xây dựng do thiếu chuyên nghiệp, đạo đức nghề nghiệp (lương tâm nghề nghiệp) thiếu trách nhiệm với xã hội, nhà dân, đồng nghiệp và sự an toàn.
• Tụt hậu, thiếu khả năng cập nhật, thiếu sự sáng tạo và động năng để phát triển.
• Kiến thức và kinh nghiệm nghèo nàn, không thường xuyên học tập, nghiên cứu, trao đổi thông tin.
• Thiếu sự quan tâm của xã hội, của Nhà nước… về sự cần thiết và vai trò của kỹ thuật và kỹ sư.
• Chưa hình thành được thị trường cho Khoa học – Kỹ thuật – Công nghệ, tư vấn, giáo dục đào tạo. Không tạo được động lực cho sự tự nguyện cá nhân.
• Chủ nghĩa bằng cấp, chủ nghĩa quyền lực, chủ nghĩa cá nhân, chủ nghĩa cầu danh, cầu lợi, suy thoái đạo đức, coi trọng đồng tiền đã cản trở sự phát triển của KHKT, giáo dục đào tạo, kinh tế, nói chung và chuyên ngành Cơ học đất và Địa kỹ thuật công trình nói riêng.
• Thoả mãn, bằng lòng với kiến thức, kinh nghiệm, thiếu ý chí học tập vươn lên.
• Thiếu tính cộng đồng để chia sẻ thông tin, kiến thức, kinh nghiệm. Thiếu sự hợp tác.
• Chất lượng con người, chất lượng công trình và sản phẩm còn thấp. Các giá trị không được đề cao.

Cơ hội

Chuyên ngành Cơ học đất và Địa kỹ thuật là nền móng cho một công trình, đồng thời cũng là nền tảng cho sự phát triển. Cơ học đất và Địa kỹ thuật làm việc với đất (Mẹ) với không khí, trời (Cha) với nước (Anh em, bạn bè). Vì vậy chúng ta phải tôn trọng và bảo vệ tự nhiên, môi trường và đa dạng sinh học. Vì sự nghiệp xoá đói giảm nghèo, phát triển bền vững và Hội nhập kinh tế quốc tế.

Đất nước là cả một công trường lớn, tìm được sự cân bằng giữa Phát triển và Bảo vệ môi trường cần có các lời giải thông minh của kỹ sư địa kỹ thuật.

Phát triển bền vững được hiểu là thế hệ hôm nay phải sử dụng hợp lý tài nguyên thiên nhiên để có thể dành quyền lợi cho các thế hệ tương lai. Đất, nước, không khí đa dạng sinh học, tài nguyên thiên nhiên … phải được sử dụng một cách thông minh, khôn khéo trên cơ sở các kiến thức Khoa học – Kỹ thuật – Công nghệ – Văn hoá vững vàng và có trách nhiệm.

Cơ hội đặt ra cho các nhà Cơ học đất và Địa kỹ thuật là:

• Có hiểu biết sâu sắc hơn và ứng xử đúng đắn hơn với các loại đất nền Việt Nam. Đặc biệt là đất sét yếu.
• Tham gia vào công tác quy hoạch sử dụng đất và nước.
• Tư vấn kỹ thuật các giải pháp xử lý đất yếu, chống trượt lở mái dốc, bờ sông, bờ biển, đê điều …
• Tư vấn kỹ thuật cho các giải pháp nền móng tiết kiệm, giảm chi phí và tăng hiệu quả.
• Thiết kế và thi công công trình ngầm.
• Thiết kế và thi công công trình ven biển, trên hải đảo, vùng sâu vùng xa.
• Bảo vệ môi trường.
• Phòng chống và giảm nhẹ thiên tai.
• Giải pháp phòng chống động đất.
• Kỹ thuật mới, công nghệ mới, vật liệu mới trong ngành địa kỹ thuật.
• Phương pháp tính, phần mềm, MTĐT, công nghệ thông tin… để đẩy nhanh quá trình nghiên cứu.
• Nâng cao trình độ đào tạo. Xuất bản sách, tạp chí, báo chí.
• Xây dựng phòng thí nghiệm hợp chuẩn, phòng thử ly tâm, phòng thí nghiệm môi trường … để có thể hiểu biết sâu hơn về các giải pháp kỹ thuật.
• Phát triển các thiết bị đo, quan trắc, định vị (GPS) nhằm cung cấp các thông tin kịp thời, chính xác phục vụ cho lời giải kỹ thuật và giải pháp công nghệ.
• Phòng chống nhiễm bẩn, làm sạch đất và nước bị nhiễm bẩn, bảo vệ sự lan toả, phân bón trong đất và nước của đioxin …
• Lập quy trình quy phạm về Địa kỹ thuật.
• Viết sách, đổi mới giáo trình, chương trình học tập.
• Tranh thủ sự giúp đỡ quốc tế.
• Tham gia vào chương trình đào tạo.

Đề xuất về mô hình tổ chức và nội dung hoạt động của Hội cơ học đất và Địa kỹ thuật công trình (2006 – 2009)

• 1. Hội cơ học đất và Địa kỹ thuật công trình Việt Nam (VSSMGE) tiếp tục duy trì là thành viên chính thức của Hội cơ học đất và Địa kỹ thuật công trình quốc tế (ISSMGE). Tích cực tham gia hoạt động của ISSMGE. Mở rộng quan hệ quốc tế với Hội cơ học đất và Địa kỹ thuật công trình của các nước thành viên.
  2. Ban chấp hành Hội tập hợp đủ đại diện các Trường, Viện, Doanh nghiệp … đảm bảo có đủ mạng lưới các chi hội và các chuyên gia.
  3. Thường trực của Ban chấp hành có 15 người để kịp thời đưa ra các quyết đ ịnh đúng đắn.
  4. Quỹ của các thành viên đóng góp là nguồn chính cho hoạt động. Vận động cac nhà tài trợ giúp đỡ.
  5. Tổ chức hoạt động nghiên cứu, dịch vụ tư vấn, đào tạo, chuyển giao công nghệ … để phát huy được năng lực của đông đảo hội viên và có Quỹ cho hoạt động của Hội.
  6. Bảo trợ và giúp đỡ các hoạt động của Công ty AA – Corp., Viện Địa kỹ thuật và một số đơn vị khác trong công tác tư vấn, đào tạo, nghiên cứu khoa học, xuất bản phẩm và phát triển công nghệ. Hoạt động của các đơn vị trên góp phần cho sự phát triển của Hội.
  7. Hội sẽ thành lập các Tiểu ban kỹ thuật để phối hợp các Hội viên giải quyết một nội dung cụ thể. Thí dụ xây dựng một tiêu chuẩn.
  8. Hội sẽ tiếp tục tham gia nghiên cứu khoa học, chuyển giao công nghệ, tư vấn, phản biện xã hội, đào tạo, giáo dục, phổ biến kiến thức, tham gia chương trình đăng bạ kỹ sư.
  9. Hội sẽ tiếp tục phát triển các chương trình, các đề tài Hợp tác quốc tế. Tranh thủ cao nhất sự giúp đỡ của bạn bè, đồng nghiệp nhằm nâng cao kiến thức trình độ, kỹ năng và cơ hội học tập, nghiên cứu.
  10. Hội sẽ xây dựng chương trình đào tạo và nâng cao trình độ cho kỹ sư Địa kỹ thuật. Tham gia xây dựng chương trình đào tạo Cao học và Tiến sĩ về Địa kỹ thuật.

Bài học kinh nghiệm

• 1. Sự phát triển của chuyên ngành cơ học đất và Địa kỹ thuật trong 25 năm qua là nhờ có sự cố gắng nhiệt tình, yêu nghề, yêu đất nước của một thế hệ của một số bộ môn, một số cá nhân. Thiếu những người chủ chốt, các sáng kiến và sự năng động sẽ bỏ qua cơ hội.
  2. Phải tôn trọng các chữ sau đây trong quan hệ hợp tác và hoạt động nghề nghiệp: Tôn trọng (Respect), Kết hợp (Combination), Trao đổi thông tin (Communication), Nâng cao năng lực (Competence), Cam kết (Commitment), Có đạo đức nghề nghiệp (Ethics), Trách nhiệm (Responsibility), Tường minh (Trasparency), Dân chủ (Democracy) và Chủ nghĩa nghề nghiệp, Tính chuyên nghiệp (Professionalism).
  3. Biết kết hợp khai thác các giá trị của Văn hoá Đông phương với Văn minh phương Tây. Khai thác triệt để mối quan hệ và hợp tác Đông – Tây, tìm kiếm và khai thác được các mối quan hệ trên. Hình thành được chương trình hợp tác quốc tế với Thuỵ Điển, Canada, Mỹ, Pháp, Đức, Anh … Quan hệ giữa các cá nhân các nhà địa kỹ thuật Việt Nam và quốc tế là hết sức quan trọng.
  4. Lựa chọn được những cán bộ chủ chốt hoạt động cho các chương trình hợp tác, nghiên cứu và đóng góp cho Hội. Họ phải là những người:
• Có năng lực chuyên môn, tình yêu nghề nghiệp, có khả năng hợp tác và tổ chức thực hiện.
• Có tầm nhìn lâu đài cho sự phát triển.
• Có tính mục tiêu và xác định được nhu cầu phát triển.
• Biết Quản lý điều hành, lập kế hoạch và chương trình hoạt động.
• Nhạy cảm, hiểu biết, cởi mở, chân thành, trong sáng, có độ linh động cao. Biết mình là Ai? Và có thể làm được gì. Sống đạo đức, khiêm tốn, tín, nghĩa …
• Có tính chuyên nghiệp cao, có chuyên môn sâu giao tiếp tốt bằng tiếng Anh, sử dụng thành thạo Máy tính điện tử, internet … cho các mục đích học tập, giảng dạy, nghiên cứu khoa học.
• Đóng góp tự nguyện cho sự phát triển của Hội, của chuyên ngành.
• Dễ dàng hợp tác với tất cả.
• Có hiểu biết về lịch sử, văn hoá và giá trị (Giá trị = chất lượng/giá thành)
  1. Những yếu tố quan trọng đã phát triển
• Phải có con người có chất lượng – Man MAN
• Phải có kinh phí để hoạt động – Money MONEY
• Phải có thiết bị – Machinery MACHINERY
• Phải có phương pháp hoạt động – Methods METHODS
• Phải biết quản lý điều hành – Management MANAGEMENT
• Phải biết tiết kiệm từng phút – Minnocite MINUTE Tức là nguyên lý 6M

Yếu tố con người là quan trọng nhất, theo nguyên lý thiên địa nhân. Kỹ sư Địa kỹ thuật phải có hiểu biết về triết học, văn hoá đông phương, phong thuỷ, dịch lý, ngũ hành, âm dương … Vì họ phải ứng xử hành ngày với đất, nước, khí.

• 1. Phải hình thành được các mô hình tổ chức, hoạt động kết hợp hài hoà các mục tiêu. Nghiên cứu (Viện) + học tập giảng dạy (Trường) + sản xuất kinh doanh, tư vấn (Công ty)

Phát triển các Công ty – các doanh nghiệp khoa học kỹ thuật – Công nghệ để cung cấp các dịch vụ kỹ thuật, công nghệ, giáo dục đào tạo, chuyển công nghệ, tư vấn đầu tư, xuất nhập khẩu kỹ thuật, công nghệ với chât lượng cao.

• 1. Đặc biệt quan tâm tới tổ chức Hội thảo, lớp học, xuất bản, thông tin trên trang web. áp dụng công nghệ tin học để giao lưu trực tuyến, xuất bản tuyển tập dưới dạng CD.
  2. Trang thủ sự giúp đỡ của báo chí, cơ quan ngôn luận … để định hướng đúng đến dư luận xã hội và hiểu biết về nghề nghiệp.

Kết luận và kiến nghị

• 1. Vai trò của cơ học đất và Địa kỹ thuật công trình là hết sức quan trọng trong quy hoạch, thiết kế xây dựng khai thác, bảo dưỡng, sử dụng công trình.
  2. Cơ học đất và Địa kỹ thuật là chuyên ngành quan trọng để bảo vệ, giữ gìn, khai thác hợp lý đất, nước, khí môi trường và tài nguyên thiên nhiên.
  3. Cơ học đất và địa kỹ thuật công trình cung cấp các lời giải kỹ thuật và công nghệ để phòng chống và giảm thiểu thiên tai: Trượt lở đất, lũ lụt, bão, động đất, lũ quét.
  4. Thành tựu, hạn chế, thách thức, cơ hội, nội dung và tổ chức hoạt động, bài học kinh nghiệm đã được phân tích, kiến nghị để các hội viên đóng góp.

Cần thiết tổ chức lại Hội cơ học đất và Địa kỹ thuật công trình Việt Nam, lựa chọn được ban chấp hành mới thông qua điều lệ mới và định hướng cho sự phát triển.

Đƣờng cong ứng suất biến dạng của đá

và ứng dụng để lựa chọn các điều kiện giới hạn

Nghiêm Hữu Hạnh*

The stress-strain curve of rock and applications for choosing the limit conditions

Abstract: In this paper the author analyzes the relationships of stress and strain state of rock on stress-strain curve, remarks on some limit conditions, as: elastic limit point, long-term strength, peak strength and ultimate strength. Different chooses of limit conditions for estimate of stability of constructions are recommended.

Đặt vấn đề

Mối quan hệ ứng suất biến dạng của đá phản ánh sự ứng xử của đá dưới tác dụng của tải trọng. Đây thường là mối quan hệ phi tuyến. Tuy nhiên, trong nhiều bài toán kỹ thuật thường giới hạn ở vùng biến dạng tuyến tính của đá để áp dụng các lời giải của lý thuyết đàn hồi. Trong khi đó, kết quả nghiên cứu của rất nhiều tác giả ở trong và ngoài nước [1, 2, 3, 6, 9, 10] đều thấy rằng đối với nhiều loại đá, đặc biệt đá trầm tích, giới hạn đàn hồi chỉ chiếm khoảng 40-50% độ bền của đá.

Điều này có nghĩa là khả năng chịu tải của đá đã không được sử dụng được hết. Đối với nhiều công trình có thời gian sử dụng ngắn hạn, như các đường hầm khảo sát, các bờ dốc của các mỏ khai thác khoáng sản, các lò chợ trong khai thác than bằng phương pháp hầm lò…khi lấy giới hạn đàn hồi làm căn cứ để đánh giá sự ổn định thì sẽ “bỏ phí” sức chịu tải của đá, lúc đó, bờ dốc có thể là qua thấp hoặc hầm lò được chèn chống quá nhiều. Bởi vậy, sử dụng hợp lý sức chịu tải của đá là một câu chuyện rất đáng được quan tâm. Khi nói đến sức chịu tải, độ ổn định…người ta thường chú ý ngay đến trạng thái ứng suất và các điều kiện giới hạn của chúng. Vậy thì, trong các bài toán thực tế có thể có bao nhiêu điều kiện giới hạn và nên chọn điều kiện nào cho từng lời giảI cụ thể. Tác giả của bài này trình bầy về mối quan hệ giữa đường cong

* Viện Địa kỹ thuật

169 Nguyễn Ngọc Vũ – Hà Nội Tel: 5564524, 0913554386

Email: nghiemhuuhanh@yahoo.com

ứng suất biến dạng và các điều kiện đặc trưng của nó, từ đó trao đổi về việc lựa chọn điều kiện giới hạn trong tính toán ổn định công trình.

Đặc điểm đƣờng cong ứng suất-biến dạng của đá

Đường cong ứng suất – biến dạng được xác định bằng thí nghiệm nén các mẫu đá, thường là hình trụ có chiều cao bằng 2 lần đường kính. Trong quá trình thí nghiệm người ta ghi được tải trọng nén và tương ứng với nó là biến dạng tuyệt đối theo phương dọc và ngang của mẫu, từ đó xác lập được biểu đồ “ứng suất: (-biến dạng tương đối: (” có trục tung thể hiện ( và trục hoành – ( để đơn giản từ đây gọi ( là biến dạng. Vật thể được gọi là đàn hồi nếu khi dỡ tải về không biến dạng cũng quay trở về không. Trong thực tế hầu như hiếm có loại đá nào thoả mãn điều kiện đàn hồi lý tưởng đó.

Hình 1. Đường cong ứng suất-biến dạng của đá: OA: biến dạng do khép kín các khe nứt,

AB: Biến dạng tuyến tính, BC: Biến dạng đàn

dẻo, CD: Biến dạng sau giới hạn bền

Đường cong “(-(” trong thí nghiệm nén ba trục (Hình 2) của Hallbauer và nnk [5] cho thấy sự hình thành các mặt nứt vỡ trong mẫu đá quartzit hạt mịn chứa sét kết. Tại đó, ở điểm B trong đoạn AB, những rạn nứt lẻ loi đầu tiên đã xuất hiện rời rạc, chủ yếu ở phần giữa của mẫu. Chiều dài của chúng có xu hướng chạy song song với trục ứng suất chính lớn nhất. Như vậy, tại đây đã xuất hiện các biến dạng không thuận nghịch biểu hiện cho sự bắt đầu phát triển các vi khe nứt và phá vỡ cấu trúc của đá. Nhiều nghiên cứu lý thuyết và thực nghiệm cho thấy quá trình này diễn ra ngay cả khi lực nén tác dụng lên mẫu thí nghiệm là không đổi [1, 4].

Có thể đây là nguyên nhân cho sự hình thành biến dạng dẻo và biến dạng theo thời gian. Đến cuối đoạn BC đã có sự gia tăng vi khe nứt hợp sinh theo một mặt ở phần giữa của mẫu. Tại điểm ứng suất lớn nhất, C, mặt vỡ vi khe nứt phát triển ở phần giữa của mẫu, lớn dần, tiến đến hai đầu của mẫu do sự nối tiếp các vi khe nứt với nhau. Cuối cùng, trong đoạn CD, mặt vỡ phát triển đến hai đầu mẫu; hướng của nó thay đổi, có xu hướng chạy chéo ra mép mẫu, chia mẫu làm hai phần, giảm nhanh sức kháng của mẫu. Thể tích vi khe nứt, được đo ở trạng thái không tải sau đó, vào khoảng 16-19%, được coi là đáng kể.

Hình 2. Sự phát triển vi khe nứt trong quá trình thí nghiệm nén ba trục (Theo Hallbauer và nnk,1973)

Trên đường cong ứng suất biến dạng, nhiều tác giả [1, 2, 4, 7, 9] chia ra các vùng đặc trưng như vùng biến dạng tuyến tính, vùng biến dạng phi tuyến và vùng biến dạng phá huỷ. Một số nét đặc trưng của các vùng đó như sau:

Vùng biến dạng tuyến tính, môdun đàn hồi E, hệ số Poisson ( và giới hạn đàn hồi (e

Các đoạn OA và AB rất gần với đường thẳng, nhưng khi tăng và giảm tải sự thay đổi cấu trúc hoặc tính chất của đá là không thuận nghịch. Tuy vậy, trong thực tế ứng dụng, vùng AB được xem như vùng biến dạng đàn hồi. Tại đây, biến dạng đàn hồi trong các tinh thể phát sinh do sự biến hình của các mạng tinh thể mà không phá huỷ cấu tạo chung của chúng. Đất đá nằm trong trạng thái đàn hồi nếu ứng suất trong nó chưa đạt đến một giới hạn được gọi là giới hạn đàn hồi (elastic limit) (e. Quan hệ giữa ứng suất – biến dạng tuyến tính (đoạn AB), biểu diễn trên hệ toạ độ Descartes, được thể hiện bởi định luật Hooke mở rộng:

 x

	1			0	0	0		 x
		1		0	0	0		 y
1 E	 0	 0	1 0	0 21  	0 0	0 0		 z 
0		0	0	0	21 	 0	 xz
0		0	0	0	0	21  	 yz

 y

 z 

 xy

(1)

xy

 xz

 yz

trong đó: (x, (y, (z, (xy, (xz, (zy (x, (y, (z -các ứng suất pháp tuyến, tiếp tuyến và biến dạng dài tương đối thành phần; (xy, (xz, (zy- các biến dạng trượt tương đối, E, (- môđun Young và hệ số Poisson, được coi là những hằng số.

Vùng biến dạng phi tuyến, môdun dẻo D và độ bền nén

Vùng BC, thường bắt đầu ở khoảng 2/3 của giá trị cực đại ở đá giòn và khoảng 1/3 – ở đá

dẻo[2, 6, 7, 9], có độ dốc của đường cong giảm

Trong đoạn BC, đá ứng xử như một vật thể đàn-dẻo [1, 8], E và ( không còn là hằng số nữa mà thay đổi phụ thuộc vào trạng thái của ứng suất. Có nhiều phương pháp để mô phỏng quan hệ ứng suất biến dạng trong đoạn phi tuyến này. Kuzneshov [11] mô hình hoá biến dạng phi tuyến e của đoạn BC gồm hai thành phần: biến dạng đàn hồi ( và biến dạng dẻo (. Ông và thể hiện chúng như sau:

dần đến không tương ứng với sự gia tăng ứng suất. Trong vùng này sự biến đổi tính chất và

ex   x  x

ey   y  y

exy exz

  xy  xy

  xz  xz

(2)

cấu trúc đá là không thuận nghịch và các chu kỳ

tăng và giảm tải kế tiếp nhau vẽ nên các đường

ez   z  z

ezy   zy  zy

cong hoàn toàn khác nhau [3, 4, 58]. Một chu kỳ dỡ tải PQ (Hình 1) cho một giá trị biến dạng dư (o. Nếu tiếp tục tăng tải, thì đường cong ứng suất biến dạng QR của chu kỳ này không trùng với đường OABP, điểm R nằm cao hơn điểm P.

Các thành phần (x, (y, (z, (xy, (xz, (zy- được xác định theo công thức (1), các thành phần tương ứng của ( được xác định theo công thức, như sau:

 x

 y

 z

 xy

 xz

 yz

 1

D

1

 

 

0

0

0

 

1

 

0

0

0

 

 

1

0

0

0

0

0

0

21   

0

0

0

0

0

0

21   

0

0

0

0

0

0

21   

• x
• y
•  z

 xy

 xz

 yz

(3)

trong đó, theo Rose, D- môdun dẻo, (*

=0,5

Chấp nhận (* =0,5, theo chúng tôi, có thể hợp lý hơn cho trường hợp cận kề với vùng phá huỷ mẫu tại điểm C trên đường cong “(-(”, còn khi ứng suất chưa đạt được giới hạn phá

huỷ, sử dụng giá trị này có thể là gượng ép. Mối quan hệ giữa môdun đàn hồi và môdun dẻo được xác định theo kết quả thí nghiệm nén, được [1] xác định như sau:

D = E/P (4)

trong đó: P – chỉ số dẻo xác định được từ

đường cong “(-(”.

Khi tiếp tục tăng tải, đường cong “(-(” tiến đến điểm C, điểm cực đại của đường cong ứng suất biến dạng và tương ứng với độ bền nén của đá. Đúng ra, đây là độ bền nén tạm thời, thu nhận được trong thí nghiệm nén thông thường.

Vùng sau giới hạn bền, độ bền tới hạn

Đoạn CD đặc trưng bởi đường cong có góc dốc âm, tg của góc này được gọi là mođun độ cứng [10]. Một chu kỳ dỡ tải ST thường dẫn đến giá trị biến dạng dư rất lớn và sự tăng tải kế tiếp sẽ vẽ nên đường cong ứng suất biến dạng TU tiến tới đường cong CD tại điểm U nằm thấp hơn điểm S. Vùng CD là đặc thù của trạng thái giòn. Khi đường cong tiến tới D biến

dạng tăng nhanh đột biến, đá bị phá huỷ. ứng

ứng suất thấp hơn ứng suất khi dỡ tải. Trong trường hợp nén ba trục đối xứng trục, theo kết quả nghiên cứu của nhiều tác giả [4, 5, 10], chúng tôi thấy khi ứng suất (3 nhỏ (thường dưới 100MPa), quan hệ giữa biến dạng và ứng suất có dạng gần giống với thí nghiệm nén đơn trục. Trong tường hợp này tổng của ba biến dạng thành phần bằng biến dạng thể tích.

5. Tính từ biến và độ bền lâu dài

Như ở trên đã đề cập, tại đoạn BC ngoài biến dạng đàn hồi, còn có biến dạng dẻo phụ thuộc vào thời gian, nghĩa là trong đoạn này xẩy ra quá trình từ biến. Theo thuyết từ biến di truyền, dựa vào phương trình từ biến phức hợp, hàm biến dạng theo thời gian được [1]

xác định như sau:

suất tại điểm D được gọi là ứng suất tới hạn (confining stress) [5], giá trị ứng suất được

(t =

 i Pi

E

0[

 + (/)*(p – e-t)], (5)

gọi là độ bền tới hạn (ultimate strength) (ult[4]. Trong các thí nghiệm nén thông thường, độ cứng của hệ máy thí nghiệm-mẫu không đủ để phản ánh vùng CD, các mẫu thường bị vỡ ngay ở đoạn lân cận với điểm C.

4. Tính dẻo và tính giòn

Đá được coi là có đặc tính “dẻo” (ductile) khi nó có thể chịu được các biến dạng thông thường mà không mất khả năng chịu tải của mình, hoặc có đặc tính “giòn” (brittleness) khi khả năng chịu tải của nó giảm đi theo sự gia tăng biến dạng [4, 5] (không nên nhầm với vật liệu dẻo và giòn). Như vậy, ở vùng BC đá nằm ở trạng thái dẻo, còn ở vùng CD – trạng thái giòn. Độ dẻo hoặc độ giòn của vật liệu đá được xác định bởi độ dốc của đường cong ứng suất biến dạng tương ứng. Trong trạng thái dẻo, sau khi dỡ tải, nếu tăng tải nó có thể chịu được ứng suất lớn hơn ứng suất đã có khi dỡ tải. Ngược lại ở trạng thái giòn, sau khi dỡ tải, nếu tăng tải thì nó chỉ có thể chịu được

trong đó:

Pi –chỉ số dẻo tương ứng với giá trị ứng suất (i, trên đường cong “(-(”;

E/Pi = Di – môđun dẻo ứng với ứng suất

(i;

 = 1+ [/(1-)]*t1(1-) ; p = e-t1. Thời gian t1 được xác định theo công thức:

[/(1-)]*t1(1-) = (/)*(1- e-t1);

(, (, (, (, là các thông số từ biến, được xác định bằng thực nghiệm.

Nếu thay cho môdun đàn hồi E, môđun dẻo D, ta sử dụng môdun từ biến MCR Modulus of creep, thì môdun này có thể được thể hiện như sau:

MCR = E/PA (6)

trong đó: A=  + (/)*(p – e-t).

Hệ số poisson (t phụ thuộc vào ứng suất và thời gian, có thể lấy trong khoảng (((0,5).

Lúc này phương trình trạng thái tổng quát của đá được thể hiện bởi công thức sau:

txz tyz

 tx		1	 t	 t	0	0	0		 x
 ty		 t	1	 t	0	0	0		 y
 tz  1  t			 t	1	0	0	0   z
 txy MCR 0			0	0	21  t 	0	0  xy
 0			0	0	0 21  t		 0  xz
 0			0	0	0	0	21  t   yz

(7)

Phân tích họ các đường từ biến của đá, nhiều nhà nghiên cứu nhận định rằng khi ứng suất trong đá chưa đạt được một giới hạn nào đó, được gọi là độ bền lâu dài (( biến dạng theo thời gian giảm dần, đá sẽ không bị phá huỷ [1]. Khi khi ứng suất trong đá bằng hoặc lớn hơn độ bền lâu dài (( biến dạng của đá tăng theo thời gian và khi đạt được giá trị giới hạn đá bị phá huỷ. Theo [1], độ bền lâu dài của đá được xác định theo công thức:

  1 (8)

chuẩn đánh giá nó luôn là vấn đề được quan tâm hàng đầu. Từ đường cong ứng suất-biến dạng có thể nhận ra 4 điểm đặc trưng có liên quan chặt chẽ với việc đánh giá ổn định công trình, đó là: giới hạn đàn hồi, độ bền tức thời (thường gọi là độ bền), độ bền lâu dài và độ bền tới hạn.

Như đã biết, sự phá huỷ đá xẩy ra theo cơ chế kéo và trượt. Trong trường hợp chịu tác dụng nén, điều kiện xuất hiện trạng thái ứng

suất giới hạn phụ thuộc vào sức kháng cắt

    

p



 et 

giới hạn ứng suất tác dụng. Đối với đá chúng ta đã rất quen thuộc với lý thuyết bền Mohr

Kết quả thí nghiệm nén đơn trục trên mẫu bột kết ở mỏ than Cọc 6 (Quảng Ninh) cho các thông số sau: ( = 0,37.10-6s-1; ( = 0,516. 10-6s-1; ( = 0,0043-(1-(); ( = 0,73; ( = 1,104,

t1 = 12.104s. Các điểm giới hạn: (c

=13,5Mpa; (( =7,7 Mpa; (e =4,0 MPa,

E=2,07.103 MPa, ( = 0,31. Phương trình từ biến có dạng sau:

  P 1,104  0,7170,855  e0,516.106 t 

t 4

2,07.10

Lựa chọn điều kiện tính toán thích hợp

Vấn đề quan trọng bậc nhất trong xây dựng là công trình cần được ổn định trong suốt thời gian khai thác, vận hành. Sự ổn định này thường được đánh giá theo trạng thái ứng suất, do đó, độ bền và các tiêu

cho điểm C trên biểu đồ đường cong ứng suất biến dạng:

(s = (tg( + c, (9) trong đó:

c và ( là các thông số của sức kháng trượt, phụ thuộc vào trạng thái ứng suất, được xác định bằng thực nghiệm, thường được gọi là lực liên kết và góc nội ma sát của đá.

Tương tự như công thức (9), chúng ta có thể thiết lập được tiêu chuẩn đàn hồi dưới dạng đường bao các vòng tròn Mohr ứng suât tương ứng với các trạng thái ứng suất ở điều kiện giới hạn đàn hồi và độ bền lâu dài của đá. Điều kiện đàn hồi có thể đươc xác đinh theo công thức sau:

(e = (tg(e + ce, (10)

trong đó:

Điều kiện bền lâu dài của đá có thể được xác định như sau:

(( = (tg(( + c(, (11)

trong đó: (e, ((, C( là những thông học phụ thuộc vào trạng thái ứng suất và được xác định bằng thực nghiệm.

Hình 3. Các đường bao các vòng tròn Mohr giới hạn:

9-Đường bao các vòng tròn Mohr ở trạng thái giới hạn bền,

11 – ở trạng thái giới hạn bền lâu dài, 10- ở trạng thái giới hạn đàn hồi

Các đường biểu diễn các công thức (9),

(10) và (11) được thể hiện trên hình 3. Từ đó có thể nhận xét như sau:

( Khi (  (e, đá ở trạng thái biến dạng đàn

hồi.

( Khi (e  ( < (( đá ở trạng thái biến dạng đàn dẻo, từ biến với biến dạng giảm dần theo thời gian và không gây nên sự phá huỷ đá,

( Khi ((  (  < (s đá ở trạng thái biến

dạng đàn dẻo, từ biến với biến dạng tăng theo thời gian và cuối cùng đá bị phá huỷ.

Thông thường, các nhà thiết kế thường tính toán sao cho trong đá không xuất hiện vùng biến dạng dẻo, nghĩa là ứng suất thường không lớn hơn giới hạn đàn hồi. Giới hạn này, theo kết quả thí nghiệm của nhiều phòng thí nghiệm, chỉ bằng 30% – 70% độ bền phụ thuộc vào từng loại đá. Chấp nhận điều này đồng nghĩa với việc không tận dụng hết độ bền của đá, không phù hợp với những quan niệm tiên tiến.

Vấn đề đặt ra là sử dụng tối đa độ bền của đá như thế nào. Điều này phụ thuộc trước hết vào mục đích, thời gian sử dụng công trình và vào điều kiện cụ thể của đất đá cũng như trạng thái ứng suất trong nó. Khi công trình là vĩnh cửu, chúng tôi thấy rằng hoàn toàn có thể sử dụng độ bền lâu dài làm điều kiện giới hạn thay cho giới hạn đàn hồi. Nếu vậy độ bền của đá sẽ được phát huy thêm khoảng 15-20%. Khi công trình là bán vĩnh cửu hoặc sử dụng ngắn hạn, phụ thuộc vào thời gian công tác và tính chất từ biến có thể sử dụng độ bền lâu dài tương ứng với thời gian công tác làm điều kiện giới hạn thay cho giới hạn đàn hồi. Lúc này độ bền của đá sẽ được phát huy thêm khoảng 20-60% so với khi dùng điều kiện đàn hồi. Thậm chí, trong một số trường hợp, như ở các mỏ khai thác ngắn hạn, có thể dùng biến dạng sau giới hạn , nghĩa là tận dụng toàn bộ độ bền của đá

Hình 4 cho thấy mối quan hệ “( – (” của đá

hoa [5]. Trên hình này chúng ta thấy rằng nếu ứng suất (3 càng lớn thì độ bền của đá càng cao. Điều đó có nghĩa là trong trường hợp có thể nên tạo ra ứng suất (3 để tăng sức chịu tải của nền đá. Điều này phù hợp với công nghệ đào hầm kiểu NATM.

nghiên cứu phát triển.

5000

4000

845

3000

685

2000

0

1000

500

–

3 , bar

1

Hình 4. Đường cong ứng suất – biến dạng của đá trong trường hợp nén ba trục đối xứng trục đối với đá ở Carrara [5]

Nhận xét và kết luận

• 1. Đường cong ứng suất-biến dạng của đá phản ánh ứng xử của nó dưới tác dụng của tải trọng. Giới hạn đàn hồi, độ bền lâu dài, độ bền và độ bền tới hạn là các điểm đặc trưng có ý nghĩa quan trọng khi thiết kế và đánh giá ổn định công trình, cần được xác định trong quá trình khảo sát.
  2. Sử dụng hợp lý, sáng tạo đường cong ứng suất biến dạng giúp xác định được cá c điều kiện giới hạn thích hợp, phát huy tối đa độ bền, tạo dựng và điều khiển ứng xử của đá sao cho công trình ổn định trong quá trình khai thác, vận hành là một nghệ thuật biểu hiện cho một xu hướng tiến bộ, nên được

Tài liệu tham khảo

1. Nghiêm Hữu Hạnh. Cơ học đá. Nhà xuất bản Giáo Dục. Hà Nội, 2001.
2. Nguyễn Sỹ Ngọc. Cơ học đá. Trường Đại học giao thông đường sắt đường bộ. Hà Nội, 2005
3. Doãn Kim Thuyên, nnk., Nghiên cứu trạng thái cơ học của khối đá và sự tập trung ứng suất biến dạng ở nền và xung quanh công trình ngầm cho xây dựng thuỷ điện. Báo cáo tổng kết đề tài. Cong ty tư vấn xây dựng điện 1. Hà Nội, 2000.
4. Franklin J.A., Dusseeault M.B., Rock Engineering. McGraw-Hill Publ. Comp. Singapore, 1989
5. Jeager J.C., Cook N.G.W., Fundamentals of Rock mechanics. A Halsted book. New York, 1976
6. Manual on Rock Mechanics. Central Board of irrigation and power. New Delhi, 1988
7. Baklashov. IC. Kartozia B.A. Các quá trình cơ học trong khối đá. M. Nedra, 1986 (tiếng Nga)
8. Bulưshev N.X. Cơ học công trình ngầm. M, Nedra,1989 (Tiếng Nga)
9. Ilnisaja E.I., nnk. Tính chất của đá và phương pháp xác định chúng. M, Nedra, 1969 (tiếng Nga)
10. Kartashev Iu.M., nnk. Độ bền và biến dạng của đá. M. Nedra, 1979
11. Kuzneshov G.N. Tính chất cơ học của đá. M. Ugletechzidat, 1948

ĐỘNG ĐấT VÁ SÓNG THẦN NGÀY 26 THáNG 12 NĂM 2004 Tại ẤN ĐỘ DƢƠNG VÀ KINH NGHIỆM RÚT RA ĐỐI VỚI VIỆT NAM

Phan Trọng Trịnh*

LTS. Động đất và sóng thần Sumatra là một thảm họa lịch sử đối với nhân loại. Nguy cơ của loại thiên tai này đối với Việt Nam là vấn đề đang được nghiên cứu. Bài viết của TSKH. Phan Trọng Trịnh đã được PGS.TSKH Phan Văn Quynh đọc phản biện. Giữa 2 nhà khoa học còn có những ý kiến chưa thống nhất. Tuy nhiên, để rộng đường trao đổi Tạp chí Địa kỹ thuật xin giới thiệu cùng Bạn đọc bài viết này.

Earthquake and tsunami on 26 December 2004 in Indian Ocean and experiences for Vietnam Abstract: The great earthquake on 26 December 2004 is result of stress release caused by the subduction of Indian plate under Burma plate. With maximum displacement of 13.9 m along thrust fault zone and sallow hypocenter of 30 km, the earthquake provoked the tsunami with 15 m high at Sumatra and 10 m at Sri Lanka. On 28 March 2005, a massive earthquake with magnitude 8.7 struck off at 150 km southeast of the last earthquake, which generated the devastating tsunami. However, this earthquake did not generate the widely destructive tsunami. This is a result of transferred stress to another part triggered by last great earthquake on 26 December 2004. Although with low probability, Vietnam is faced to tsunami hazard due to the active subduction zone of Manila trench, west Philippine. It is necessary and urgent to study recent and active tectonics with the application of high technology like GPS measurement, Coulomb stress modeling before the installation of tsunami warning stations.

Giới thiệu

Trận động đất tại Sumatra ngày 26 tháng 12 năm 2004 vào hồi 00:58:53 tính theo giờ quốc tế có toạ độ chấn tâm là 3.307 N 95.947 E, độ sâu chấn tiêu 30 km. Theo tài liệu của Cục Địa chất Mỹ, magnitude động đất 9.0 độ richter. Chấn tâm cách thành phố Banda Aceh, Sumatra, lndonesia 250 km về phía nam đông nam. Đây là một trong 6 trận động đất lớn nhất trên thế giới tính từ năm 1900 và là trận động đất lớn nhất từ 40 năm trở lại đây, kể từ sau trận động đất xảy ra năm 1964 tại Alaska. Sóng thần sinh ra từ động đất đã gây ra thảm hoạ chưa từng có trong lịch sử. Ngày 28 tháng 3, 16.09 giờ lại tiếp tục xảy ra một trận động đất magnitude 8.7 cách trận động đất trước 150 km về phía đông nam, trùng với đới cuốn chìm Sunda. Độ sâu chấn tiêu 30-32 km. Mặc dù cùng một cơ chế,

* Viện Địa chất, Viện Khoa học và Công nghệ Việt Nam.

Tel: 0904350034

E-mail: pttrinh@ncst.ac.vn ,

nhưng trận động đất này không gây ra sóng thần. Bài viết này có mục đích cung cấp cho đọc giả những thông tin về nguyên nhân của trận động đất và sóng thần xảy ra ngày 26 tháng 12 năm 2004 và trận động đất ngày 28 tháng 3 năm 2005 từ đó có thế rút ra một số bài học đối với Việt Nam.

Động Đất tại ranh giới xiết ép của hai mảng kiến tạo

Hình 1: Vị trí trận động đất gây sóng thần ngày 26 tháng 12 năm 2004 và trận động đất kích thích ngày 28 tháng 3 năm 2005. Mũi tên thể hiện hướng và tốc độ chuyển dịch của mảng ấn Độ so với mảng Burma (theo cục địachats Hoa Kỳ, có sửa đổi).

Trận động đất ngày 26 tháng 12 năm 2004 xảy ra trong đới động đất đã được biết đến. Đây là dải động đất kéo dài hơn nghìn km từ phía nam đảo Sumatra, lndonesia tới Myanma, ấn Độ. Đây là ranh giới giữa mảng ấn Độ và mảng Burma, trong đó mảng ấn Độ cắm dưới mảng Burma. Các đảo Sumatra của lndonesia được là hệ thống vòng cung đảo, bị mảng ấn Độ cắm xuống dưới. Hệ thống núi lửa phân bố có qui luật thành một dải ở phía Đông Bắc của các chấn tâm động đất chính. Theo mặt cắt thẳng đứng, địa hình đáy biển thay đổi khá đột ngột, từ độ cao hơn 1700 mét ứng với đỉnh núi trên đảo Sumatra, chuyển nhanh chóng sang độ sâu gần – 4800 mét sau đó kéo dài hầu như không đổi. Phân bố chấn tiêu động đất chính và dư chấn theo mặt cắt cũng phản ánh hưởng cắm của mảng ấn Độ chúi xuống dưới mảng Châu á. Trận động đất là kết quả giải phóng ứng suất do mảng ấn Độ cắm chìm xuống dưới mảng Burma dọc theo máng nước sâu Sunda. Khung cảnh kiến tạo chung của khu vực khá phức tạp với sự tác động tương hỗ giữa các mảng ấn Độ, mảng Burma cùng với các mảng úc, mảng Sunda và mảng Châu á. Mảng ấn Độ và mảng úc chuyển

dịch về phía Đông Bắc với tốc độ 6 cm/năm. Hướng chuyển dịch lệch chéo so với phương của máng sâu Sunda. Một phần chuyển dịch này được điều chỉnh bới các đứt gãy trượt bằng và riftơ giữa mảng Sunda và mảng Burma. Vị trí của một loạt các dư chấn tiếp theo sau động đất chính cho thấy gần 1000 km của ranh giới giữa hai mảng đã chuyển dịch khi xảy ra trận động đất ngày 26 tháng 12 năm 2004. Các hoạt động dư chấn phân bố ở phần trên của ranh giới mảng và kéo dài tới quần đảo Andaman.

Hình 2: Mặt cắt địa hình và chấn tiêu động đất theo phương ĐB-TN

Hình 3: Cơ cấu chấn tiêu động đất và kết quả tính chuyển dịch dọc đứt gãy bằng nghịch đảo tensơ moment động đất ( theo Yamanaka, Viện Nghiên cứu Động đất Tokyo, 2004)

Hình 4: Từ phân ích ảnh RADAR, có thể xác định được độ cao và vùng lan truyền sóng thần. Thời điểm chụp vào lúc 2 giời 05 phút sau khi động đất xảy ra, sóng đã vượt qua Sri Lanka

(theo cơ quan khí tượng thuỷ văn Mỹ).

Hình 5: ảnh quickbirth phân giải 60 cm

thể hiện nước biển rút ra trước khi sóng thần ập tới ở Siri Lanka

Theo kết quả của viện nghiên cứu động đất thuộc trường đại học tổng hợp Tokyo, cơ cấu chấn tiêu động đất có mặt có hướng cắm 30o, góc cắm 8 o và góc chuyển dịch so với phương nằm ngang là 90 o. Moment động đất bằng 1,8×10**22 Nm. Biên độ chuyển dịch lớn nhất theo mặt đứt gãy đạt tới 13,9 m. Các phân tích chi tiết về cơ chế nguồn và giải bài toán ngược về moment động đất cho thấy chuyển dịch theo mặt đứt gãy khá phức tạp với 4 miền riêng biệt có biên độ chuyển dịch khác nhau (hình 3). Những trận động đất lớn nhất trên thế giới thướng xảy ra tại ranh giới hội tụ của hai mảng , nơi có sự xiết ép mạnh mẽ. Dọc đới cuốn chìm (subduction) ở bờ Đông và bờ Tây Thái Bình Dương đã từng xảy ra nhiều trận động đất lớn. Chẳng hạn động đất năm 1960 với magnitude 9,4 – 9,5 ở Chi Lê. Động đất xảy ra năm 1964 ở Alaska có magnitude 9,1 – 9,2. Một trận động đất khác cũng xảy ra ở Alaska xảy ra năm 1957 có magnitude 9,0 – 9,1. Trong 10 trận động đất lớn nhất trong thời gian gần đây, 9 trận động đất trước đều gắn liền với hoạt động xiết ép của đới cuốn chìm ở rìa biển Thái Bình Dương. Trận động đất tại Sumatra cũng không ngoài ngoại lệ là liên quan đới hoạt động xiết ép của đới hút chìm Sunda giữa mảng ấn Độ và mảng Burma. Sóng thần hầu như không được biết đến ở biển ở bờ biển Tây ấn Độ Dương do tần xuất xảy ra rất thấp. Trận sóng thần xảy ra năm 1883 do hoạt động núi lửa Krakatoa gây ra sóng 1 m ở Sri Lanka không gây ra thiệt hại đáng kể. Tuy nhiên người dân lndonesia đã gặp một số sóng thần trong quá khứ. Chẳng hạn các trận sóng thần liên quan tới động đất xảy ra vào các năm 1833, 1843 và 1861 , dịch về phía đông nam so với trận động đất xảy ra năm 2004 (hình 5).

Sóng thần gây ra do động đất tại Sumatra

Với biên độ chuyển dịch cực đại dọc theo mặt đứt gãy tới 13,9 m, và độ sâu chấn tiêu rất nông 30 km nên trận động đất ngày 26 tháng 12 đã gây ra sóng thần với biên độ cao. ở nơi nước sâu, sóng truyền với tốc độ cao xấp xỉ 800 km/giờ. Chỉ sau chưa đầy 2 giờ, sóng thần đã tới Sri Lanka. ở vùng biển nông, tốc độ truyền sóng nhỏ hơn nhiều. Đo đạc tại các trạm ở Sumatra cho thấy sóng cao tới 15 mét và tại Sri Lanka độ cao của sóng đạt tới 10 mét. ở quần đảo Andaman sóng cao hơn 5 mét, bờ đông của ấn Độ cao tới 6 mét, ở Phú Kẹt Thái Lan, sóng cao tới 5 mét. Độ cao của sóng có thể quan sát trên diện rộng nhờ ảnh RADAR . Trên hình 4 thể hiện độ cao và phân bố của mặt sóng chụp tại thời điểm 2 giờ 02 phút sau khi trận động đất xảy ra. Đây là những quan sát cụ thể và chính xác mà không có bất cứ mô hình nào có được. Các quan sát từ viễn thám, đo đạc tại các trạm và khảo sát thực địa chi tiết cho thấy độ cao của sóng nhiều nơi cao hơn rất nhiều so với mô hình. Điều đó chứng tỏ các mô hình chưa hoàn thiện và cần phải hiệu chỉnh. Những quan sát của ảnh vệ tinh phân giải cao như IKONOS, SPOT, QUICKBIRD đã cho thấy hình ảnh cụ thể của sóng, cảnh rút nước ra xa bờ trước khi sóng thần ập đến và đối sánh trước và sau khi xảy ra sóng thần từ đó vẽ lại bản đồ địa hình cũng như đánh giá thiệt hại, định hướng cho việc tìm kiếm, khắc phục hậu quả (Hình 5).

Động đất kích thích ngày 28 tháng 3 năm 2005

Ngày 28 tháng 3, 16,09 giờ GMT lại tiếp tục xảy ra một trận động đất magnitude 8,7 cách trận động đất trước 150 km về phía động nam, trùng với đới cuốn chìm Sunda (hình 1). Cơ cấu chấn tiêu động đất xấp xỉ trận động đất trước với góc cắm gần 10 độ nghiêng về Đông Bắc. Trận động đất này hoàn toàn liên quan tới chuyển dịch của mảng ấn Độ cắm xuống dưới mảng Sunda. Tuy nhiên trận động đất này không gây ra sóng thần. Lý giải điều này quả không dễ dàng. Có nhiều nguyên nhân có thể như trận động đất này nhỏ hơn trận động đất trước, độ sâu chấn tiêu sâu hơn trận động đất trước một chút, đới đứt gãy phá huỷ lan truyền theo các hướng khác nhau, tốc độ lan truyền phá huỷ cũng khác nhau. Chúng ta hy vọng vấn đề sẽ được sáng tỏ khi các nhà khoa học có đầy đủ số liệu. Một vấn đề lý thú rút ra từ trận động đất này là kiểm chứng mô hình biến đổi ứng suất Coulomb. Trận động đất mới có thể xem là động đất kích thích của trận động đất gây ra sóng thần ngày 26 tháng 12 năm 2004. Khi trận động lớn xảy ra ở một đoạn nào đó của đới cuốn chìm của ranh giới mảng ấn Độ và Burma, ứng suất sẽ tăng cường ở một vùng khác mà ở đó chưa xảy ra phá huỷ tại thời điểm đó. Điều này làm tăng khả năng phát sinh trận động đất mới trong thời điểm sau đó. Vấn đề này đã được nhiều nhà khoa học kiểm chứng sự lan truyền của đứt gãy San Andres ở Thổ Nhĩ Kỳ. McCloskey và cộng sự tại trường đại học Ulster đã dựa trên mô hình, xác định được vùng có ứng suất tăng lên 0,1 bar từ đó dự báo sẽ có một trận động đất lớn sẽ xảy ra và có khả năng sóng thần xẩy ra trong tương lai gần dọc theo đới cuốn chìm Sunda. Dự báo này được đăng trên tạp chí Nature, chỉ vài ngày sau khi công bố bài báo trên, trận động đất đã xảy ra [7]. Một câu hỏi đặt ra là liệu với trận động đất gây ra sóng thần và trận động đất kích thích xảy ra tháng 3 năm 2005, liệu còn có trận động đất lớn nào xảy ra trong tương lai hay không và xảy ra ở đâu, độ lớn như thế nào? Những kết quả nghiên cứu cổ động đất và đứt gãy đang hoạt động cho thấy dịch về Đông Nam của trận động đất mới có dấu hiệu của đoạn đứt gãy Mentawai đang hoạt động và có thể xuất hiện động đất mới trong tương lai [10].

Hình 6: Kết quả mô hình biến đổi ứng suất Coulomb dự báo về trận động đất kích thích và thực tế đã xảy ra ngày 26 tháng 3 năm 2005. (Theo McCloskey, 2005)

Bài học từ Động đất và sóng thần đối với Việt nam

Bài học rút ra từ trận động đất và sóng thần tại ấn Độ Dương là động đất gây ra sóng thần liên quan tới đới cuốn chìm với cơ chế chuyển dịch xiết ép biên độ và qui mô chuyển dịch lớn, chấn tiêu động đất nông và magnitude đủ lớn. Trận động đất xảy ra sau đó 3 tháng cho thấy ngay cả các điều kiện như trên thoả mãn vẫn có thể không có sóng thần. Các chuyển trượt bằng dọc theo đứt gãy không gây ra sóng thần. Hai trận động đất lớn xảy ra liên tiếp ở hai thời điểm gần nhau cũng như không gian gần nhau cho thấy ứng suất đã đạt tới điều kiện tới hạn ở những đới chuyển dịch nhanh. Chỉ cần một sự tăng lên ứng suất rất nhỏ 0.5 bar cũng đủ làm phát sinh một trận động đất mới.

Việt nam luôn được xem là khá bình ổn, cách xa những vùng có động đất lớn. Một số nhà khoa học cho rằng Việt nam không có nguy cơ sóng thần. Tuy nhiên từ những số liệu mà chúng ta hiện có, chúng tôi nhận thấy mặc dù xác xuất xuất hiện sóng thần cực kỳ thấp nhưng Việt nam vẫn tiềm ẩn nguy cơ sóng thần vì những lý do sau đây:

Hình 7: Cấu trúc kiến tạo Đông nam á. Mũi tên đen chỉ hướng chuyển dịch trong Miocen. (Hiệu chỉnh

theo Leloup và nnk., 1995)

Ranh giới giữa mảng Philipin và mảng châu á được vẽ thay đổi theo các tác giả khác nhau. Chẳng hạn theo Tapponier và nnk [5]; thì ranh giới trên chạy từ Đài Loan theo trũng Malila về phía Tây của Philippin (hình 7). Một số tác giả khác lại vẽ ranh giới mảng chạy ở bờ Đông Philippin và cắm về phía Tây. Trên sơ đồ phân bố động đất, nhiều trận động đất lớn đã xảy ra dọc theo cả hai đới giả định trên. Với số liệu đo GPS hiện nay[1,3,4,6,8,9], chúng ta có cơ sở để chấp nhận về sự tồn tại của một đới cuốn chìm lớn lớn chạy theo trũng Manila, ở bờ Tây của Philipin. Đới cuốn chìm này cắm về phía Đông. Ngoài ra cũng tồn tại một đới cuốn chìm ở rìa Đông Philipin, cắm về phía Tây.

Hình 8: Sơ đồ phân bố chấn tâm động đất và núi lửa khu vực châu á. Các chấn tâm phân bố dày đặc dọc đới cuốn chìm Philipin. (theo trung tâm động đất quốc tế)

Hình 9: Sơ đồ phân bố tốc độ chuyển dịch của các mảng theo số đo GPS (theo Chen, Kato, Michel, King, Lwakuni)

Hình 10: Mô hình biến đổi ứng suất Coulomb tại tuyến đập thuỷ điện Sơn La (Theo Phan Trọng Trịnh, 2004).

Các số liệu đo GPS đo chuyển dịch tuyệt đối ở Đà nẵng, Việt Nam và Thái Lan cho thấy chuyển dịch của Đông Dương về phía Đông với tốc độ 3 cm năm ± 0.2cm. Chuyển dịch tuyệt đối của Philipin về phía Tây không dưới 8 cm/năm. Như vậy tốc độ chuyển dịch tương đối giữa hai mảng không dưới 10cm/năm. Tốc độ này là rất lớn nếu so với tốc độ 5-6 cm/năm của mảng ấn Độ cuốn chìm dưới mảng Burma. Theo thống kê, phần lớn các trận động đất lớn và sóng thần đều xảy ra dọc gianh giới mảng Thái Bình Dương vì vây tiềm năng phát sinh sóng thần ở vành đai Thái Bình Dương là cao hơn. Khoảng cách từ Việt nam tới máng nước sâu Malila xấp xỉ khoảng cách từ máng nước sâu Sunda tới Sri Lanka. Hướng cắm của đới cuốn chìm cả hai nơi đều nghiêng về phía Đông – Đông Bắc. Như vậy, nếu động đất xảy ra tại ranh giới mảng Philippin và mảng Chấu á thì trong vòng 2 giờ, sóng thần sẽ lan truyền tới bờ biển Việt Nam. Việt Nam cũng giống như Sri Lanka không có hệ thống cảnh báo sớm và người dân không có tập huấn về sơ tán trong trường hợp cần thiết. Phương án xây dựng đê kè chống sóng thần là không khả thi mà phải chú ý tới hệ thống cảnh báo sớm để giảm thiểu thiệt hại về người. Hệ thống này giống như của Nhật, Mỹ, Đài Loan đang sử dụng gồm bộ phận cảm biến dưới đáy biển được truyền lên mặt biển bằng cáp sau đó chuyển về trung tâm qua vệ tinh. Đồng thời phải có hợp tác quốc tế, nhận trực tiếp thông tin cảnh báo từ Philipin thông qua vệ tinh. Tuy nhiên, trước khi quyết định đặt các trạm cảnh báo ở đâu, vấn đề cấp thiết phải hiểu được các nguồn phát sinh động đất và sóng thần. Khi đó nghiên cứu động đất lịch sử hay động đất từ các trạm quan sát hoàn toàn chưa đủ mà cần thiết nhìn sâu hơn vào lịch sử bằng nghiên cứu chuyển động kiến tạo trẻ và kiến tạo hiện đại, xác định với độ tin cây cao chuyển dịch của các mảng và vi mảng. Việc phân tích đặc điểm kiến tạo trẻ không chỉ hạn chế trong lãnh thổ Việt Nam mà cần thiết phải nhìn toàn bộ biển Đông, bao gồm cả mảng Philippin và Thái Bình Dương. Nếu như trên đất liền của lãnh thổ Việt Nam đã tiến hành một số đề tài nghiên cứu tai biến như động đất, nứt trượt đất và các tai biến địa chất thì trên biển hầu như chưa được nghiên cứu mối quan hệ giữa kiến tạo trẻ và kiến tạo hiện đại. Các nhà dầu khí không quan tâm tới hoạt động kiến tạo trẻ, còn các nhà địa chất thuộc cục địa chất Việt Nam chỉ quan tâm tới độ sâu 30 mét nước. Trong khi đó, hoạt động kiến tạo trẻ quyết định tới một loạt các tai biến về động đất, hoạt động núi lửa, xói lở bờ biển. Nghiên cứu xói lở bờ biển hiện nay chỉ tập trung tới các quá trình ngoại sinh mà không xem xét mối tương tác nội sinh và ngoại sinh.

Trong thời gian gần đây đã có một số tiến bộ vượt bậc về công nghệ cho phép nghiên cứu kiến tạo trẻ và kiến tạo hiện đại ở vùng biển với độ chính xác cao. Ví dụ đo GPS cho phép liên kết các số liệu cách xa hàng nghìn km với độ chính xác cao, cho phép xác định được chuyển dịch tuyệt đối của các mảng. Các công nghệ mô hình hoá biến đổi ứng suất từ các dữ liệu chuyển dịch, biến dạng kiến tạo, các công nghệ phân tích trọng lực vệ tinh phân giải cao, địa chấn tomography. Việc xác định được chuyển dịch kiến tạo trẻ và kiến tạo hiện đại cho phép đánh giá định lượng các dạng tai biến nội sinh như động đất, sóng thần, sụt lở ven bờ từ đó đặt cơ sở cho những biện pháp hữu hiệu cảnh báo hoặc giảm nhẹ ảnh hưởng của các dạng tai biến trên. Những công nghệ trên thực tế đã được các nhà khoa học Việt Nam làm chủ. Chẳng hạn, Viện Địa chất thuộc Viện Khoa học và Công nghệ Việt nam đã tiến hành đo GPS để xác định chuyển dịch tương đối dọc đới đứt gãy Sông Hồng, đứt gãy Điện Biên – Lai Châu với độ chính xác vài mm [2]. Trong khuôn khổ hợp tác với Đại học Tokyo, Viện cũng đang tiến hành đo liên tục GPS từ 3 năm nay, cho phép liên kết với các trạm tại Philipin, Vân Nam, Vũ Hán, Nhật, Đài loan, Thái Lan để xác định được toạ độ và chuyển dịch tuyệt đối của điểm đo. Viện cũng tham gia đề án GEODESY, hợp tác với các nhà khoa học Đức xác định vec tơ chuyển dịch tại Đà Nẵng [8]. Viện Địa chất cũng đã sử dụng mô hình biến đổi ứng suất Coulomb trong việc đánh giá nguy hiểm động đất cho các đập thuỷ điện Sơn La [10], Bản Uôn trên sông Mã (Hình 10), cũng như đề xuất phương pháp mới và phần mềm xác định tensơ ứng suất từ cơ cấu chấn tiêu động đất [11] .

Kết luận

Từ thảm hoạ động đất và sóng thần ở ấn Độ Dương, các nhà khoa học Việt nam có thể rút ra một số bài học cho mình trong việc phát triển nghiên cứu nhằm giảm nhẹ thiên tai động đất và sóng thần, trong đó vấn đề nghiên cứu kiến tạo hiện đại Biển Đông cần được đảy mạnh trước một bước, trước khi quyết định đặt các trạm cảnh báo hết sức tốn kém.

Bài viết được hoàn thành với sự trợ giúp của chưưong trình nghiên cứu cơ bản.

Tài liệu tham khảo

• 1. Chen, Z., B. C. Burchfiel, Y. Liu et al. (2000), Global Positioning System measurements from eastern Tibet and their implications for lndia/eurasia intercontinental deformation, J. Geophys. Res., 105(B7), 16,215 – 16,227.
  2. Dương Chi Công, J. Feigle, 1999. Geodetic measurement of Horiontal Strain accros the Red River fault near Thac Ba, Vietnam, 1963-1994, Journal of Geodesy, 73,298-310, 1999.
  3. Kato, T., et al. (1998), lnitial results from WLNG, the continuous GPS network in the western Pacific area, Geophys. Res. Lett., 25, 369- 372.
  4. King, R. W., F. Shen, B. C. Burchfiel et al. (1997), Geodetic measurement of crustal motion in southwest China, Geology, 25(2), 179-182.
  5. Leloup H. Ph., R. Lacassin, P. Tapponnier, U. Scharer, Zhong Dalai, Liu Xaohan, Zhangshan, Ji Shaocheng and Phan Trong Trinh, 1995. The Ailao Shan – Red river shear zone ( Yunnan, China), Tertiary transform boundary of Indochina, Tectonopysics, V.251, P.3 -84.
  6. Makiko lwakuni and Teruyuki Kato, 2004. Crustal deformation in Thailand and tectonics of lndochina peninsula as seen from GPS observations. Geophysical Reseach letters, Vol. 31, L11612,
  7. McCloskey, J., S.S. Nalbant, and S. Steacy, Earthquake risk from co-seismic stress, Nature, 434, 291, 2005.
  8. Michel, G. W., D. Angermann, P. Wilson et al. (1998), Transient versus secular motion: The possible impact of earthquakes and interseismic loading on the GEODYSSEA site motions, in The Geodynamics of S and SE Asia (GEODYSSEA) Project, eđited by P. Wilson and G. W. Michel, Sci. Tech. Rep. STR 98/14, pp. 75 97, Geoforschungszentrum, Potsdam, Germany.
  9. Michel, G. W., et al. (2001), Crustal motion and block behaviour in SE Asia from GPS measurements, Earth Planet. Sci. Lett., 187, 239- 24.
  10. Nalbant, S.S., Steacy, S., Sieh, K., Natawidjaja, D., and J. McCloskey, 2005. Updated earthquake hazard in Sumatra, Nature, 435, 756-757.
  11. Phan Trong Trinh, 1993. An inverse problem for the determination of the stress tensor from polyphased fault sets and earthquake focal mechanisms, Tectonophysics, V.224, p.393-411.
  12. Phan Trong Trinh, Hoang Quang Vinh, 2004. Active tectonics, seismotectonics and Coulomb stress change modelling in Sonla Hydropower dam. Proceeding of International symposium on shallow geology and geophysics, p. 116-127.

————————————————

Mô hình Địa kỹ thuật có xét đến sự tƣơng thích của lực tƣơng tác và phƣơng pháp cân bằng giới hạn “thực” của mảnh

Phan Trƣờng Phiệt*

Đại học Thuỷ lợi

Nhóm NCS. Trường Giang, Xuân An Viện Khoa học Thuỷ lợi

Tel: 8537264

A geotechnical model stresssing the compatibily of the interslice forces and the “true” limit equilibrium method (TLE method)piêc.

Abstract: The geotechnical engineer frequently uses limit equilibrium of analysis when studying slopes stability problems. Up to now, one dozen methods of slices have been developped. They differ in the assumption used to render the problem determinate

This paper presents a physic- model taking into account the compatibility of the active forces to the resistance forces of the two parts of the sliding mass, on the upper side and lower side of any cross- section .

The numeral method and mathematical solution presented herein, may be easily adapted for a computer The theoritical and pratical significance is that the indeterminate of the stability problem have been eliminated and any assumption is not necessary.

Mở đầu

Đến nay phương pháp phân mảnh (thỏi) được công nhận là phương pháp số để tính toán phân tích trượt đất. Bài toán phân tích trượt đất theo lý thuyết phân mảnh là siêu tĩnh, thiếu hai phương trình. Do vậy để giải bài toán, các nhà khoa học phải vận dụng các thủ thuật: 1) Bỏ lực tương tác giữa các mảnh khi tách riêng từng mảnh ; 2) Giả thiết đường tương tác-quỹ tích của các điểm đặt lực tương tác; 3) Giả thiết góc nghiêng của các lực tương tác.

Thọat đầu, khi công cụ tính toán chỉ là thước tính, việc bỏ lực tương tác là thủ thuật cần thiết đặng có lời giải dùng cho thiết kế. Thuộc loại này có các phương pháp: Fellenius, Terzaghi, Tsugaev, Krey, Bishop…

Khi công cụ tính toán là máy tính điện tử, việc xét đầy đủ lực tương tác giữa các mảnh là yêu cầ u phát triển lý thuyết Cơ học đất và nhiều phương pháp tính đã được đề xuất. Trong số các phương pháp này, phương pháp Janbu dùng thủ thuật giả thiết đường đặt lực tương tác, các phương pháp khác, như pp Spencer, Mogenstern-Price, GLE Canada.. giả thiết góc nghiêng của lực tương tác.

Điểm chung nhất của các phương pháp dùng trong Địa kỹ thuật hiện nay là không xét

sự tương thich về lực đẩy trượt và lực chống trượt của hai phần khối đất trượt do một lát cắt đứng phân chia trong hoàn cảnh cả hai phần đều ở trạng thái cân bằng trên cùng một mặt trượt.

Hai phần đất hai bên lát cắt ứng xử như môt hệ thống đẩy – chống tương tự như hệ thống “tường chắn- đất đắp sau tường” ở trạng thái cân bằng giới hạn mà A,A Gvozdev, với định lý Gvozdev, đã nêu : Dạng phá hoại thực của hệ thống ứng với trị số nhỏ nhất của tải trọng phụ phá hoại.

Theo nguyên lý cực trị Coulomb, đối với trường hợp đất đẩy tường, lực đẩy là lớn nhất ứng với đất ở trạng thái cân bằng chủ động; đối với trường hợp tường đẩy đất, lưcđẩy phải là trị số nhỏ nhất ứng với đất ở trạng thái cân bằng giới hạn bị động. Có thể coi nguyên lý cực trị của Coulomb (1776) trong lý thuyết áp lực đất là dạng sơ khai của định lý Gvozdev (1949)

Trong công trình này chúng tôi trình bày một mô hình vật lý có xét đến cách ứng xử Đẩy – Chống của hai phần khối đất trượt ở hai bên lát cắt với mục đích đề xuất phương pháp lát cắt đứng để phân tích tính toán trượt đất.

mảnh ở biên trên, ký hiệu số 1 đến mảnh biên dưới, ký hiệu mảnh n. Lát cắt thứ 1 tách mảnh số 1 ra khỏi khối đất trượt. Mảnh số 1 gây lực đẩy R1 lên phần còn lại của khối đất trượt. Trong hệ thống này, mảnh 1 gây lực đẩy trong trạng thái cân bằng giới hạn và phần đất còn lại, ở trạng thái cân bằng giới hạn, chống lại sự đẩy ấy với mức huy động cường độ chống cắt lớn nhất.

Cần lưu ý rằng, nếu phần đất chống lại sự đẩy ở trạng thái cân bằng bền (cân bằng đàn hồi) hoặc cân bằng động học thì bài toán phải không còn ở trạng thái cân bằng giới hạn theo đúng nghĩa. Các phương pháp phân mảnh hiện nay đã bỏ qua sự khác biệt này. Lát căt thứ 2 tách mảnh số 2; mảnh số 1 cùng với mảnh số 2 đẩy phần đất còn lại của khối đất trượt ở trạng thái cân bằng giới hạn. Cứ cắt lát như vậy cho đến hết khối đất trượt để có n mảnh và sự việc lại diễn ra cùng kịch bản.

Gọi Ra là lực ngoài đã biết ở biên đỉnh của khối đất trượt và (R là số gia của lực đẩy khi tăng thêm một lát cắt, lực đẩy R1 của mảnh số 1 lên phần còn lại của khối đất trượt xác định theo biểu thức :

Khái niệm về lực đẩy và lực chống của

 

R1  Ra



  R1

(1)

đất hai bên lát cắt

Thuật toán truyền thống là tính từng mảnh, từ

R1 đã được xác định, lực đẩy R2 của mảnh số 2 lên phần còn lại của khối đất trượt sẽ là:

  

R2  R1   R2

Suy rộng cho mảnh số i

  

Ri  Ri 1   Ri

ứng với một lát cắt có vô số trị số của lực đẩy R thoả mãn điều kiện cân bằng giới hạn. Điều này phản ánh đúng tính siêu tĩnh của bài toán theo quan điểm về mô hình vật lý hiện dùng. Chính để gỡ sự vô định của lực đẩy R mà các phương pháp hiện nay phải dùng các thủ thuật đã nêu ở trên.

Lực chống của phần còn lại của khối đất trượt: Lực chống Rc được hình thành tối đa vì cường độ chống cắt của đất trên phần mặt trượt còn lại đã huy động hết mức. ứng với một lát cắt và một mặt trượt, có một lực chống giới hạn xác định. Hiện chưa tính toán được trị số ấy nhưng

lực đẩt R1j ( j = 1, 2, 3,. .n), với lát cắt số 2 có tâp hợp lực đẩy R2j…với lát cắt thứ i có tập hợp lực đẩy Rịj . Vậy ứng với mỗi lát cắt, lực đẩy R nào là đúng?

Về triết học khoa học, chỉ có duy nhất một lực đẩy Ri ứng với lát cắt thư i vừa thoả mãn điều kiện cân bằng giới hạn của các mảnh trước lát cắt và các mảnh sau lát cắt. Tham khảo nguyên lý cực trị của Coulomb trong lý thuyết áp lực đất và theo ý nghĩa vật lý của định lý Gvozdev, lực đẩy duy nhất ấy phải là lực đẩy cực tiểu trong tập hợp lực đẩy Rịj

Tóm lại, sự tương thích Đẩy-Chống của hai phần khối đất trượt do một lát cắt được biểu thị bằng điều kiện toán học sau:

Ri = min(Ri1 , Ri2 ,Ri3..) = min Rij (9)

Nếu biểu thị lực Ri theo số gia (Ri , có

về mô hình vật lý, lực chống giới hạn ấy tồn tại

Rij  Ri 1, j  Rij

(10)

và nếu tải trọng ngoài (đối với phần khối đất trượt bên phải lát cắt) tác dụng vượt quá giới hạn này, khối đất sẽ bị phá hoại ở dạng động

học.

trong đó Ri-1 là trị số không đổi ứng với lát cắt

i. Do đó, điều kiện tương thích được viết lại như sau:

R  min(R ,R ,R ..)  min R (11)

Sự tƣơng thích giữã lực đẩy và lực i

i1 i 2 i3 ij

chống hai bên lát cắt

6

Trạng thái cân bằng của hai phần khối đất trượt hai bên một lát cắt bất kỳ là trạng thái cân bằng giới hạn trên một mặt trượt xác định. Sự tương quan giữa lực đẩy trượt Ri và lực chống trượt Rci (cùng phương tác dụng) trong trường hợp tổng quát như sau :

Ri ( Rci (7)

Ri ( Rci (8)

Mặc dù chưa xác định được trị số và phương của Ri và Rci nhưng về mặt vật lý có thể loại bỏ trường hợp Ri ( Rci vì theo bài toán, các mảnh thuộc phần phải lát cắt ở trạng thái cân bằng giới hạn và do đó chỉ cần xét tương quan Ri ( Rci.

Theo thuật toán thường dùng, khi tính toán cho mảnh đứng trước lát cắt đã mặc nhiên không xét đến sự tồn tại vật lý của các mảnh đứng sau. Do vậy có vô số lực đẩy R của mảnh đứng trước buộc phần còn lại của khối đất trượt hứng chịu. Ví dụ ứng với lát cắt số 1, có tập hợp

Vấn đề lý thuyết còn lại là: Liệu có thể lập được hàm Rij, hoặc hàm (Rij không, nếu lập được, hàm Rij, hoặc hàm (Rij có cực trị không và cực trị ấy là max hay min.

Thuật toán giải theo mô hình vật lý có xét đến điều kiện tƣơng thích

Rất khó giải bài toán theo phương pháp truyền thống khi xét đến điều kiện tương thích cho từng lát cắt. Sau đây sẽ trình bày cách giải theo tam giác đặc trưng. Trước hết vẽ đa giác lực cân bằng cho mảnh thứ i theo thứ tự vectơ W, (R, T, N (hình 1) và chú ý đến các điểm đỉnh của đa giac lực IKLMH, trong đó đỉnh I, K, M nằm trên trục đứng chứa vectơ W; điểm M nằm trên đường Coulomb có phương trình T = Ntg( + cl vẽ trong hệ trục vuông góc TIN. Trục đứng IZ cắt đường Coulomb tại điểm S.

Từ tam giác đặc trưng SKM0 xác định được điều kiện tương thích (11)

Ri  min(Ri1,Ri2 ,Ri3..)  min Rij  E0 cos 

17)

trong đó E0 xác định theo công thức (14) và ( = ( – ( (18)

Từ tam giác đặc trưng và biểu thức (17) lập

được điều kiện tương thích ứng với từng mảnh

Theo thuật toán, tam giác vuông SKM0 được lấy làm tam giác đặc trưng của mảnh đang xét.

X  tg (  )

E

(19)

Tam giác đặc trưng có hai đặc điểm, một là trong mặt phẳng toạ độ, đỉnh K và cạnh huyền SMo của tam giác (một đoạn của đường Coulomb) là không đổi ứng với một mảnh, hai là tập hợp vectơ số gia của lực đẩy (Rij đều có gốc tại đỉnh K và

Vậy bài toán phân tích ổn định trượt đất theo lời giải tĩnh định của phương pháp cân bằng giới hạn có hệ phương trình cơ bản gồm hai phương trình để xác định hai đại lượng (E và (X

1. Phương trình cân bằng giới hạn

ngọn nằm trên cạnh huyền SM.

Xét một vectơ (R bất kỳ có gốc tại K, có ngọn tại M. Từ hai tam giác SMoK và MM0M1 dễ dàng chứng minh được quan hệ elliptic giữa hai thành

phần (Eij và (Xij của lực (Rij

Ei  X  1

E0 W0

1. Phương trình tương thích

X  tg (  )

E

(20)

(21)

Ei j  Xi j  1

(12)

Cuối cùng có các công thức tính (X và (E

E0 W0

E  E0

cos2 (  )

(22)

trong đó E0 và W0 là hai cạnh của tam giác

X  E.tg ( )

(23)

đặc trưng

W  W  cl

sin

(13)

Các công thức trên suy diễn từ ( > 0, vẫn đúng cho trường hợp ( < 0 nhưng khi tính toán

0 tg sin(  )

cần chú ý đến tác dụng của số âm

E0  W0tg( )

(14)

Phương trình (12), đóng vai trò điều kiện cân bằng giới hạn của mảnh, cho phép giải bài toán theo phương pháp cân bằng giớí hạn bằng lối giải tĩnh định.

Gọi ( là góc ( 90 độ, kẹp giữa vectơ KM và cạnh huyền SM0, từ tam giác KMM0 lập được

biểu thức tính trị số (R :

R  E

sin(90   )  E

cos 

 R()

(15)

0 sin  0 sin 

Để xác định cực trị của (R, lấy đạo hàm theo biến (

dR  E cos  d ( 1 )  E cos  cos  (16)

d 0 d sin  0 sin² 

Hình 2

(R đạt cực trị khi cos( = 0, tức khi ( = 900 . Điều này phù hợp với trường hợp vectơ KM

Đặc biệt khi ( = (, có

X  0

(24)

vuông góc vớí cạnh huyền của tam giác đặc trưng SKM0 và KM là trị số cực tiểu

E  

cl

tg

sin

(25)

Trong trường hợp này (hình 3) đường Coulomb và trục của W song song với nhau và điểm S ở tận vô cùng. Cũng như các trường hợp khác, vẫn có (R = min KM nằm ngang nên (X = 0, (E = (R = khoảng cách hai đường sông song.

Hình 3

Tài liệu tham khảo

1. D.G.Fredlund. The Analysis of Slopes Hanoi, Vietnam, 1997
2. A.A. Gvozdev. Tính toán sức chịu tải của công trình theo phương pháp cân bằng giới hạn (tiếng Nga). NXB Xây dựng Matxcơva 1949
3. L.M. Kachanov. Cơ sở Lý thuyết dẻo (tiếng Nga) NXB Khoa học, Matxcơva 1969
4. Đ.X. Bảng, N.T.Cường, P.T. Phiệt. Tính toán áp lực đất đá lên công trình. NXB Khoa học và Kỹ thuật. Hà nội 1973
5. Phan trường Phiệt. áp lực đất và Tường chắn đất. NXB Xây dựng. Hà nội 2001
6. Phan Truong Phiet. Landslide analyis by method of slides. A.A.Balkema. Rotterdam. The Netherlands 1996
7. Phan Trường Giang. Tính hệ số an toàn ổn định công trình thuỷ trên nền không đồng chất theo phương pháp phân tích hệ thống. Báo cáo khoa học Hội nghị CHTQ lần 7. Hanoi 2002.

Nghiên cứu áp dụng phƣơng pháp phân tích ngƣợc để nâng cao độ chính xác dự báo sụt lún mặt đất

do khai thác nƣớc ngầm ở Hà Nội

Nguyễn Huy Phƣơng1, Tạ Đức Thịnh1 Nguyễn Huy Quang2, Nguyễn Sinh Minh3 Nguyễn Văn Hƣng3

Application the back analysis method for prediction of land subsidence caused by ground water withdrawal in Hanoi

Abstract: Prediction of land subsidence caused by ground is difficult and complicated because it has been affected by many factors and they are always changed by time so we are not able to control them. This method of land subsidence prediction are used in practice now, by application the given value Cv, we obtain the results different with the dates given by observation stations.

By back analysis method, we found the changing rule of Cv by time and it has been used in predict land subsidence to give more accurate results.

Đặt vấn đề

Sụt lún mặt đất do khai thác nước ngầm xảy ra mạnh mẽ ở nhiều thành phố lớn của các nước trên thế giới như ở Mexicô, Italia, Mỹ, Nhật Bản, Trung Quốc, Thái Lan,… ở Hà Nội sự sụt lún mặt đất do khai thác nước ngầm cũng đã xẩy ra và được khẳng định qua tài liệu nhận được ở các trạm đo lún. Sự sụt lún mặt đất gây ra hiện tượng úng ngập, gây biến dạng công trình, làm ô nhiễm nguồn nước ngầm,… Công tác dự báo sụt lún hiện nay còn cho kết quả chưa có độ chính xác, độ tin cậy cao. Vì vậy cần phải nghiên cứu để nâng cao độ chính xác của phương pháp dự báo.

Nội dung của phƣơng pháp

Dự báo lún mặt đất hiện nay thường áp dụng các phương pháp khác nhau như phương pháp giải phương trình vi phân áp lực thuỷ động bằng cách phân tích thành chuỗi số Furie, phương pháp sai phân hữu hạn, phương pháp phần tử hữu hạn. Điều kiện áp dụng thường xem các thông số a, k, Cv là không đổi. Chính vì vậy kết quả dự báo nhận được thường sai lệch với thực tế và sự sai lệch đó càng tăng lên theo thời gian.

Qua nghiên cứu tài liệu thí nghiệm nén cố kết trong phòng cho thấy các thông số quan trọng tham gia vào quá trình tính lún như hệ số nén lún a, hệ số thấm k, và hệ số cố kết Cv đều biến đổi theo thời gian. Đó chính là nguyên nhân cần được xem xét đến khi dự báo lún mặt đất.

Chúng tôi tiến hành dự báo sự sụt lún mặt đất theo phương pháp sử dụng lời giải bằng thuật toán phân tích thành chuỗi số Furie với điều kiện thường dùng là các hệ số a, k và Cv không đổi theo thời gian. Sau đó kết hợp với các tài liệu quan trắc lún trên các trạm đo lún được xử lý bằng mô hình toán thông kê tìm ra hàm số Cv biến đổi theo thời gian t. Hàm số nhận được lại được đưa vào để dự báo lún theo thuật toán trên. Công tác dự báo lún được tiến hành theo trình tự sau:

Trong quá trình tính toán chúng tôi đã tính theo biểu đồ tổng ứng suất và biểu đồ phân cấp tải trọng ứng với các mức của sự hạ thấp mực nước với các điều kiện Cv không đổi và Cv biến đổi theo thời gian. Qua tính toán có thể kết luận rằng, kết quả dự báo theo hai sơ đồ trên với điều kiện Cv không đổi đều sai lệch nhiều so với thực tế và sự sai lệch đó càng tăng lên theo thời gian, còn với điều kiện Cv = a x t +b gần với số liệu lún quan trắc được.

Kết quả tính toán dự báo.

Dưới đây chúng tôi đưa ra kết quả tính toán của trạm Pháp Vân làm ví dụ.

Dự báo theo phương pháp theo biểu đồ tổng ứng suất

Nhà máy nước Pháp Vân xây dựng năm 1988, qua tham khảo tài liệu ĐCTV khu vực Hà Nội trước đây, mực nước ở đây có độ sâu 5 m cách mặt đất. Nhà máy nước bắt đầu khai thác năm 1989. Theo tài liệu quan trắc năm 1996 mực nước ngầm ở đây có độ sâu 20 m cách mặt đất. Tức là khoảng hạ thấp mực nước ngầm từ năm 1988 đến năm 1996 (H = 15 m. Trạm đolún được xây dựng từ năm 1996 và bắt đầu quan trắc từ năm 1997. Kết quả quan trắc được thể hiện trong hình 1.

Hình 1: Biều đồ lún bề mặt và mực nước đo được theo thời gian trạm Pháp Vân

Bảng 1. Tính chất cơ lý của các lớp đất được trình bày trong bảng 1

Tên lớp	Lớp 2a	Lớp 2b	Lớp 3a	Lớp 3b	Lớp 4a	Lớp 4b
Hệ số rỗng e0.5-2.0	1.556	1.507	1.731	1.292	1.265	1.141
Hệ số nén lún a0.5-2.0 (cm2/kG)	0.092	0.127	0.166	0.114	0.106	0.097
Hệ số nén lún tương đối ao (cm2/kG)	0.036	0.051	0.061	0.049	0.047	0.045
Hệ số thấm K0.5-2.0 x10-7(cm/s)	0.178	0.635	0.658	0.530	0.494	0.365

* Địa tầng và sơ đồ ứng suất.

§Þa tÇng

ChiÒu

dµy hi t m

S¬ ®å tÝnh lón

p1=0.56 (kG/cm

2a

SÐt mµu n©u vµng, tr¹ng th¸i

dÎo mÒm – dÎo cøng

3.0

6.3

2b 7 0.7

1.7

1.3

0.7

0.56

0.69

0.76

5.0 m

3a

3b

13

20.0 m

p1=2.06 (kG/cm²)

5 15

SÐt pha mµu n©u, vµng, ®á

loang læ, tr¹ng th¸i dÎo cøng – nöa cøng.

7.00

40

2.06

13.0

13.0

33.0

SÐt pha mµu x¸m n©u, tr¹ng th¸i ch¶y, xen kÑp c¸c líp máng c¸t h¹t nhá

4b

2.06

6.0

6.0

20.0

SÐt pha mµu x¸m n©u, tr¹ng th¸i ch¶y.

4a

SÐt pha mµu x¸m ®en, tr¹ng th¸i ch¶y

1.46

4.0

4.0

14

Bïn sÐt mµu x¸m ®en lÉn h÷u c¬

1.06

3.0

3.0

10.0

SÐt mµu x¸m xanh, tr¹ng th¸i

ch¶y

5

3.30

3.30

§Êt lÊp thµnh phÇn hçn t¹p.

1

1

T¶i

räng pi kG/cm²

Ò dµy

íp ®Êt (m)

ChiÒu B

©u ®¸y l íp (m)

s

l

M« t¶

Sè

líp

®Êt

STT

líp

®Êt

Hình 2: Sơ đồ tính lún trạm Pháp Vân

Chúng tôi đã thay mô hình nền nhiều lớp thành nền đồng nhất giả định với hệ số Km = 0.41 10-7 cm/s, Cvm = 26215 cm2/năm.

12

14

16

§é lón

quan tr¾c

4

6

8

10

§é lón

dù b¸o

2

2004

2003

2002

2001

2000

1999

1998

1997

1996

0

Thêi gian t(n¨m)

Nhà máy nước Pháp Vân bắt đầu khai thác năm 1989, và chúng tôi chọn mốc t0 là năm 1988, sử dụng các số liệu quan trắc từ năm 1997 đến năm 2003 tìm được hàm Cv biến đổi theo thời gian có

§é lón St(cm)

dạng Cv = -300,47 t + 29088, với R = 0.95.

Hình 4 : Biểu đồ tính lún theo thời gian tại trạm Pháp Vân

20

15

10

thêi gian t(n¨m)

5

0

25500

25000

24500

24000

Cv= -300.47 t + 29088

R = 0.95

26500

26000

Bảng 2 trình bày kết quả so sánh độ lún mặt đất tại trạm Pháp Vân giữa độ lún mặt đất theo kết quả tính toán (dự báo) và độ lún mặt đất theo kết quả quan trắc

HÖ sè cè kÕt Cv

Còn khi coi Cv là hằng số nhận được kết quả dưới đây:

Hình 3: Biểu đồ quan hệ giữa hệ số cố kết Cv và thời gian t trạm Pháp Vân

16

§é

lón quan tr¾c

10

12

14

§é

lón dù b¸o

2

4

6

8

2004

2003

2002

2001

2000

1999

1998

1997

1996

0

Thêi gian t(n¨m)

§é lón St(cm)

Kết quả dự báo độ lún khi sử dụng hàm Cv nhận được ở trên cho kết quả như sau:

Hình 5 : Biểu đồ tính lún theo thời gian tại trạm Pháp Vân

Bảng 2

Năm	1997	1998	1999	2000	2001	2002	2003
Độ lún dự báo (Sdb,cm)	2.94	5.00	6.92	8.71	10.40	11.98	13.48
Độ lún quan, trắc (Sqt,cm)	2.2	4.6	6.6	8.5	10.0	11.8	13.6
| Sqt -Sdb |	0.74	0.40	0.32	0.21	0.40	0.18	0.12

Bảng 3 trình bày kết quả so sánh độ lún mặt đất tại trạm Pháp Vân giữa độ lún mặt đất theo kết quả tính toán(dự báo ) và độ lún mặt đất theo kết quả quan trắc

Bảng 3

Năm	1997	1998	1999	2000	2001	2002	2003
Độ lún dự báo (Sdb,cm)	2.80	5.10	7.30	9.40	11.41	13.35	15.21
Độ lún quan,trắc(Sqt,cm)	2.2	4.622	6.613	8.537	10.04	11.87	13.63
Sqt  Sdb	0.60	0.48	0.69	0.86	1.37	1.48	1.58

Dự báo lún theo phương pháp phân cấp tải trọng tương ứng với sự hạ thấp mực

nước.

Như đã nêu ra ở trên khoảng hạ thấp mực nước (H = 15 m. Để tính toán và dự báo lún do hạ thấp mực nước và san lấp, căn cứ vào các tài

liệu quan trắc địa chất thuỷ văn cho thấy mực nước được hạ thấp dần và ở đây chúng được chia thành các khoảng hạ thấp mực nước (H1, (H2,…

Bảng 4

Năm	1988	1991	1992	1993	1994	1995	1996
H(m)	5	10	12	14	16	18	20
(H(m)		5	2	2	2	2	2

Trong bảng 6: Hi là độ sâu mực nước ngầm

(H khoảng hạ thấp mực nước ngầm

Líp

®Êt

Mæ t¶

BÒ Ký BÒ Thêi N¨m ChiÒu s©u Kho¶ng h¹ Gia t¨ng Gia t¨ng ¸p lùc ¸p lùc

dÇy hiÖu dÇy gian t

mùc nø¬c thÊp mùc ¸p lùc P®l

pi (kG/cm)

g©y lón

BiÓu ®å øng Su©t

m líp m n¨m ngÇm H(m) nø¬ch(m) (do ®Êt lÊp) (do kh¶i th¸c nø¬c) Pi (kG/cm)

1

§Êt lÊp thµnh phÇn

hçn t¹p

3.3

2a

2b

SÐt mÇu n©u vµng,

tr¹ng th¸i dÎo mÒm – dÎo cøng

SÐt mµu x¸m xanh, tr¹ng th¸i ch¶y

Bïn sÐt mµu x¸m

®en, lÉn h÷u c¬

3

0 1988 5

0.56

0.7 1

3

5

3a

3

IIa

1991

10

5

0.56

0.5

1.06

IIIa

3b

SÐt pha mµu x¸m

®en, tr¹ng th¸i ch¶y

2 2

4 1992 12

2

0.56

0.2

1.26

4

3 2

IVa

Va

4 2

4a

SÐt pha mµu x¸m

n©u, tr¹ng th¸i ch¶y

6

5

2

VIa

7 1995 18 2 0.56 0.2 1.86

VIIa

6 2

8 1996 20

2

0.56

0.2

2.06

I IIb

IIIb

4b

SÐt pha mµu x¸m

n©u, tr¹ng th¸i ch¶y, xen kÑp c¸c líp máng c¸t h¹t nhá

IVb

Vb

13

7 13

VIa

VIIa

5	1993	14	2	0.56	0.2	1.46
6	1994	16	2	0.56	0.2	1.66

Hình 6: Sơ đồ tính lún trạm Pháp Vân

chỉ tiêu cơ lý của các lớp đất nền được trình bày trong bảng 5

Bảng 5

Chỉ tiêu cơ lý	Lớp 1	Lớp 2	Lớp 3	Lớp 4	Lớp 5	Lớp 6	Lớp 7
Bề dầy	5	2	2	2	2	2	13
Hệ số nén lún tương đối(cm2/kG)	0.053	0.049	0.049	0.047	0.047	0.047	0.045
Hế số thấm K (cm/s)	0.529	0.530	0.53	0.494	0.494	0.494	0.365

Qua các tài liệu quan trắc tìm được hàm Cv =

20

25

§é lón

quan tr¾c

10

15

§é lón dù

b¸o

5

N¨m

2004

2003

2002

2001

2000

1999

1998

1997

1996

0

-244.75 t + 27969 với R = 0.92. Sử dụng hàm Cv trên để tính toán dự báo độ lún cho kết quả dưới đây.

§é lón St(cm)

Hình 7: Biểu đồ tính lún theo thời gian tại trạm Pháp Vân

§é lón St(cm)

Hình 8: Biểu đồ tính lún theo thời gian tại trạm Pháp Vân

Bảng 6 trình bày kết quả so sánh độ lún mặt đất tại trạm Pháp Vân giữa độ lún mặt đất theo kết quả tính toán (dự báo) và độ lún mặt đất theo kết quả quan trắc

14

16

§é lón

quan tr¾c

12

 

8

10

§é

lón dù b¸o

2

4

6

2004

2003

2002

2001

2000

1999

1998

1997

1996

0

Thêi gian t(n¨m)

Bảng 6

Năm	1997	1998	1999	2000	2001	2002	2003
Độ lún dự báo (Sdb,cm)	2.92	4.98	6.90	8.71	10.42	12.03	13.56
Độ lún quan, trắc (Sqt,cm)	2.20	4.62	6.61	8.54	10.04	11.87	13.63
| Sqt -Sdb |	0,72	0,36	0,29	0,17	0,38	0,16	0,07

Tiếp theo là kết quả dự báo khi coi Cv không đổi theo thời gian ta được kết quả

Bảng 7 trình bày kết quả so sánh độ lún mặt đất tại trạm Pháp Vân giữa độ lún mặt đất theo kết quả tính toán(dự báo ) và độ lún mặt đất theo kết quả quan trắc

Bảng 7

Năm	1997	1998	1999	2000	2001	2002	2003
Độ lún dự báo (Sdb,cm)	3.8	7.1	10.2	13.1	15.8	18.4	20.8
Độ lún quan,trắc(Sqt,cm)	2.20	4.62	6.61	8.54	10.04	11.87	13.63
| Sqt -Sdb |	1.55	2.49	3.59	4.53	5.75	6.49	7.18

Tính toán dự báo các trạm còn lại như Hạ Đình, Lương Yên, Thành Công, Mai Dịch cũng cho kết quả tương tự.

1. Kết luận
   • Phương pháp dự báo độ lún theo điều kiện a, k, Cv không đổi cho kết quả lớn hơn thực tế và độ sai lệch càng lớn theo thời gian.
   • Tài liệu quan trắc cho phép tìm được hàm Cv phụ thuộc tuyến tính và giảm dần theo thời gian
   • Sử dụng hàm Cv hợp lý nhất để đưa vào công thức tính toán dự báo độ lún cho kết quả chính xác hơn, khá gần với số liệu quan trắc. Tuy nhiên, trong tính toán dự báo đã bỏ qua một số lớp đất như : Cát, sét, sét pha quá cố kết.
   • Có thể hàm Cv biến đổi theo quy luật nhận được chỉ trong khoảng thời gian nào đó, cho nên công tác dự báo luôn luôn cần kiểm tra lại sự diễn biến của hàm Cv ở các thời gian tiếp theo để điều chỉnh dự báo cho phù hợp với thực tế.

Tài liệu tham khảo

1. Shen Xiao Yu, Sun Su Wen, Zhon Guo Yun, Lin Dan and Zhang Rong Tang. Wuhan College of Geology. “Mathematical Model and Prediction of Subsidence in Ningbo City.”
2. hozer, thomas L, Dr, Johnso, A.Ivan “Land Subsidence Caused by Ground Water Withdrawal in Urban Areas“. jeojournal 11.3245-255.1985.
3. Chiang-Huai chen, Richasd Hwang, Mon & Associates. Inc Taipei. Taiwan. Roc. “Badc analysis of Subsidence due to filling and ground water loverring.”

Một phƣơng pháp mới xác định hệ số độ cứng của cọc ở trạng thái làm việc

Trần Hữu Hà*

A new method to determine the stiffness coefficient of pile at service stage

Abstract: Determination the stiffness coefficient of pile and pile groups subject to static or dynamic loads in complicated. It is usually solved by some different methods. Here, the author presents the new method to determine the stiffness coefficient of pile and pile group, subject to static loads at service stage based on the Gauss principle of extreme method, which was introduced by Prof.Dr. Ha Huy Cuong. This paper also introduces calculation results for static stiffness coefficient of single pile, and how it is affected by piles in the group.

I – Đặt vấn đề

Trong tính toán công trình hiện nay, đặc biệt trong trường hợp chịu tải trọng động đất, phương pháp hệ số độ cứng động được sử dụng khá nhiều [3]. Độ cứng động được hiểu như sau:

P(() = S(() . U(() (1)

trong đó:

P(() – Tải trọng tác dụng ứng với tần số (.

S(() – Độ cứng động của cọc. S(() là đại lượng phức, trong đó phần thực là độ cứng tĩnh và lực quán tính, còn phần ảo đặc trưng cho tính nhớt của môi trường, đặc biệt là xét được sự

truyền sóng ra vô hạn.

U(() – Chuyển vị của hệ cọc. Với trường hợp bài toán tĩnh:

S(() = K ; P(() = P ; U(()= U

Trong đó:

K – Hệ số. Còn được gọi là độ cứng tĩnh P – Tải trọng tác dụng .

U – Chuyển vị hoặc góc xoay .

Trong trường hợp cọc đơn chịu tải trọng tĩnh, Gazetas (1984) có đưa ra công thức gần đúng xác định độ cứng tĩnh của cọc. Trong trường hợp hệ số Poisson của đất (s = 0,48 thì ta có [5]:

 E 0.21

hợp chịu tải trọng tĩnh, đối với tải trọng động có Kania và Kausel (1982), Sanchez- Sanlino(1983), Roesset(1984). Các hệ số ảnh hưởng của nhóm cọc cho các dạng tải trọng khác nhau có thể xác định được nhờ các biểu đồ có sẵn của Gazetas (1991), hoặc thông qua các biểu thức đơn giản từ mô hình nền đàn hồi Winkler với sự đơn giản hoá lý thuyết truyền sóng của Markis và Gazetas (1992) [5].

Trong các nghiên cứu trên, các tác giả giả thiết rằng sóng dao động trong môi trường nhiều cọc truyền từ cọc này sang cọc khác

cũng giống như khi sóng truyền trong môi

K  E . P 

S E

X

 S 

2

 

(2)

trường đất chỉ có một cọc [5, 6]. Điều này không hoàn toàn chính xác, dẫn đến lời giải

K Z  1.9.GS

.d. L  3

d

(3)

gần đúng trong bài toán tương tác cọc- đất-

 

 E 0.75

cọc. Trên thực tế, sóng dao động truyền trong

K  0.15E

d 3  P 

(4)

R S  

E

 S 

 E 0.5

nền sẽ khác đi khi trong môi trường đất xuất hiện nhiều cọc .

K XR

 0.22E d ²  P 

 S 

S E

(5)

Trong bài này, tác giả giới thiệu phương

pháp mới xác định độ cứng của cọc đơn và hệ

trong đó:

KX – Độ cứng tĩnh của cọc khi chịu tải trọng ngang (MN/m)

KZ – Độ cứng tĩnh của cọc khi chịu tải trọng thẳng đứng (MN/m);

KR – Độ cứng tĩnh của cọc khi chịu uốn (MNm/rad);

KXR – Độ cứng tĩnh của cọc khi chịu uốn và chịu tải trọng ngang (MN/rad);

ES – Môđun đàn hồi của đất (MPa); d – Đường kính cọc (m);

EP – Môđun đàn hồi của cọc (MPa); GS – Môđun trượt của đất (MPa);

L – Chiều dài cọc (m).

Độ cứng động của nhóm cọc trong dạng dao động nào đó có thể tính được bằmg cách sử dụng độ cứng động của cọc đơn và các hệ số ảnh hưởng của nhóm cọc. Phương pháp này được Poulos(1968) nghiên cứu đối với trường

* Đại học Kiến trúc Hà Nội Tel:

số tương tác khi làm việc trong nhóm cọc.

II. Xây dựng bài toán theo phƣơng pháp nguyên lý cực trị Gauss

Bài toán xác định hệ số độ cứng động của cọc phức tạp và thường giải quyết bằng các phương pháp khác nhau[6]. ở đây, trong bài báo này tác giả trình bày phương pháp xác định hệ số độ cứng của cọc ở trạng thái làm việc theo phương pháp nguyên lí cực trị Gauss của GS. TSKH. Hà Huy Cương [1]. (Thuật ngữ: “Trạng thái làm việc” trong bài là để phân biệt với trạng thái khi đóng cọc).

Bài toán đặt ra là tìm độ cứng của cọc nằm trong nền đất khi chịu tác dụng của tải trọng thẳng đứng, nằm ngang và mômen uốn đặt tại đầu cọc.

Xem đất là nửa không gian vô hạn đàn hồi (Hình 1a) được đặc trưng bời các thông số mô đun đàn hồi ES, hệ số Poisson (S. Đối với vật liệu làm cọc được đặc trưng bởi Môđun đàn hồi EP và hệ số Poisson (P. Đối với nửa không gian đàn hồi vô hạn (Hình.1b) khi chịu lực tác

dụng tập trung nằm trong môi trường ta có lời giải của Mindlin với cả phân bố ứng suất và chuyển vị [4].

trong đó:

( – Biến dạng thể tích.

  u  v  w

 

x y z

v0

  

1  2

z.

;u, v, w – chuyển vị theo trục x, y,

Hình1a. Hệ chưa biết

v

Hình1b. Hệ so sánh (đã biết).

Theo [4] lời giải Mindlin đối với nửa không

(0x , (0y , (0z , (0xy , (0xz , (0yz – ứng suất đã biết của hệ so sánh (được xác định theo lời giải Mindlin)

Miền V trong tích phân trên là nửa không gian vô hạn. Tuy nhiên trong tính toán chỉ xét miền hữu hạn V0. Ngoài miền V0 thì trạng thái ứng suất của hệ chưa biết và hệ so sánh phải giống nhau. Do vậy, dùng phương pháp nguyên lý cực trị Gauss chúng ta không cần xét điều kiện biên của miền tính toán (miền V0). Đây cũng là điều khác biệt của phương pháp nguyên lý cực trị

Gauss so với các phương pháp khác.

gian vô hạn bằng tổng cộng của lời giải Kelvin đối với không gian vô hạn và lời giải phụ thêm

Phiếm hàm z đạt cực trị khi

z

z  0 ,

u

z  0 ,

v

xét ảnh hưởng của mặt tự do. Khi có tải tập trung thẳng đứng đặt trên mặt bán không gian đàn hồi vô hạn thì từ lời giải Mindlin lại nhận được lời giải Boussinesq.

Phương pháp nguyên lí cực trị Gauss cho phép so sánh hệ chưa biết (trong trường hợp này là nửa không gian đàn hồi có cọc, Hình.1a) với hệ đã biết (Hình.1b) là nửa không gian với lời giải Mindlin (lời giải cơ bản -foundamental

w  0 sẽ cho ta hệ phương trình đại số để xác

định các ẩn chuyền vị chưa biết là u, v, w và từ đó tính ra các ứng suất.

Khó có thể tìm được lời giải giải tích của bài toán trên cho nên ta phải rời rạc hoá bằng phương pháp phần tử hữu hạn. Tác giả dùng phần tử khối chữ nhật (8 nút) với hàm toạ độ tổng quát (Hình.2).

solution) với lượng ràng buộc z phải là tối thiểu.

Lượng ràng buộc z được viết như sau:

1(-1,-1,-1)

4(1,-1,-1)

z  1   [ E

( u   )   0 ]2 dv

(-1,1,-1)



V

1  



E 1   x x 2

E v 0 2

(1,1,-1)3

O

X

5(-1,-1,1) 8

(1,-1,1)

Y

Z 7(1,1,1)

 [

V E 1  

(y

  )   y ] dv

 1 [ E

E

V

( w   )   0 ]2 dv

 1  z z

(-1,1,1) 6

 2(1  )[



V E

E

2(1  )

(u

y

• v

x

)   0 ]2 dv

Hình 2

xy

 2(1 )[ E

E

V

( u  w)  0 ]2 dv 8

 2(1 ) z x xz

[u] 

 Ni

[ui ]

(7)

 2(1 )[ E

(w  v )  0 ]2 dv

 

(6)

i1

 2(1 ) y z yz

E

V

trong đó:

[u] = [u,v,w]T

[ui] = [u1… u8,v1… v8,w1… w8]T

Ni= (1+x xpi) (1+y ypi) (1+z zpi);

x, y, z – Toạ độ của điểm nằm trong phần tử. xpi, ypi, zpi – Toạ độ của điểm tại các nút.

Tác giả đã viết chương trình của bài toán trên rời rạc theo phần tử khối trên cơ sở sử dụng ngôn ngữ Visual Basic 6.0.

Các tính toán kiểm tra khi so sánh hai mô hình không gian có môđun đàn hồi khác nhau cùng chịu lực giống nhau cho ta kết quả đúng như tính với lời giải giải tích đối với không gian cần tìm. Điều đó

chứng tỏ tính đúng đắn của phương pháp cũng như

180

160

140

120

Stiffness Kz(MN/m)

100

80

60

40

20

0

Es-Kz Relation (Pile length is constanti)

Lc=1m Lc=2m Lc=3m Lc=4m Lc=5m Lc=6m Lc=7m

8 10 13 19 24 28 37

Elastic modulus of soilt Es(MN/m2)

chương trình tính của tác giả.

Hệ số độ cứng tĩnh của cọc đơn

Sử dụng chương trình tính tác giả xác định hệ số độ cứng của cọc dưới tác dụng của lực phân bố thẳng đứng, nằm ngang và mô men phân bố ở trạng thái tĩnh.

Một cọc đơn nằm trong nền đất là bán không gian vô hạn với các dữ liệu sau: Mô đun đàn hồi của đất: Es (MN/m2); Hệ số Poisson của đất: (đ

Mô đun đàn hồi của vật liệu cọc: Ep (MN/m2); Hệ số Poisson của cọc: (p

Chiều dài cọc: L (m); Bề rộng tiết diện cọc d (m); Tải trọng phân bố đặt tại đầu cọc. Các kết quả được biểu diền dưới dạng các biểu đồ sau:

L-Kz relation

(Elastic modulus is constant)

160

E®=8

E®=10

E®=13

E®=19

E®=24

E®=28

E®=37

Hình 4: Quan hệ giữa hệ số độ cứng Kz và môdun đàn hồi của đất Es

d-Kz Relation

(Pile length is constant)

100

5Rc

10Rc

15Rc

20Rc

25Rc

30Rc

35Rc

90

80

Stiffness Kz(MN/m)

70

60

50

40

30

20

10

0

0.200 0.225 0.250 0.275 0.300 0.325 0.350

Width of pile section d(m)

Hình 5: Quan hệ giữa hệ số độ cứng Kz và bề rộng tiết diện cọc d

Ep-Kz Relation

(Pile length is constant)

140 60

Rc=1m

Rc=2m

Rc=3m

Rc=4m

Rc=5m

Rc=6m

Rc=7m

120

Stiffness Kz(MN/m)

50

100

Stiffness Kz(MN/m)

40

80

30

60

40 20

20

0

1m 2m 3m 4m 5m 6m 7m Pile length L(m)

Hình 3: Quan hệ giữa hệ số độ cứng Kz và chiều dài cọc L

10

0

21000 24000 26500 29000 31000 33000 36000

Elastic modulus of pile Ep(MN/m2)

Hình 6: Quan hệ giữa hệ số độ cứng Kz và môđun đàn hồi của cọc Ep

180

160

140

Stiffness Kx(MN/m)

120

L-Kx Relation

(Elastic modulus of soil is constant)

Ep-Kx Relation (Pile length is constant)

80

E®=28

E®=37

E®=19

 

E®=24

E®=13

E®=8

E®=10

Lc=1m

Lc=2m

Lc=3m

Lc=4m

Lc=5m

Lc=6m

Lc=7m

70

60

Stiffness Kx(MN/m)

50

100 40

80

60

40

20

0

1m 2m 3m 4m 5m 6m 7m

Pile length L(m)

Hình 7: Quan hệ giữa hệ số độ cứng Kx và chiều dài cọc L

Es-Kx Relation (Pile length is constant)

30

20

10

0

21000 24000 26500 29000 31000 33000 36000

Elastic modulus of pile Ep(MN/m2)

Hình 10: Quan hệ giữa hệ số độ cứng Kx và môđun đàn hồi của cọc Ep

L-KR Relation (Elastic Modulus is constant)

870

E®=8

E®=10

E®=13

E®=19

E®=24

E®=28

E®=37

180

160

 

Lc=1m

140

Stiffness Kx(MN/m)

120

100

80

60

40

20

0

Lc=2m Lc=3m Lc=4m Lc=5m Lc=6m Lc=7m

8 10 13 19 24 28 37

Elastic modulus of soil Es(MN/m2)

860

850

Stiffness KR(MN/rad)

840

830

820

810

800

790

780

770

1m 2m 3m 4m 5m 6m 7m Pile length L(m)

Hình 8: Quan hệ giữa hệ số độ cứng Kx và môđun đàn hồi của đất Es

d-Kx relation

(Pile length is conctant)

880

Hình 11: Quan hệ giữa KR ~ L

Es-Kr relation

(Pile length is constanti)

140

5Rc

10Rc

15Rc

20Rc

25Rc

30Rc

35Rc

120

860

100

Stiffness Kx(MN/m)

80

60

40

20

0

0.200 0.225 0.250 0.275 0.300 0.325 0.350

Width of pile section d(m)

840

820

Stiffness Kr(MN/rad)

800

780

760

8 10 13 19 24 28 37

Elastic modulus of soil Es(MN/m2)

Hình 9: Quan hệ giữa hệ số độ cứng Kx và bề rộng tiết diện cọc d

Hình 12: Quan hệ giữa hệ số độ cứng KR và môdun đàn hồi của đất Es

d-Kr relation

( 2) , ở đầu cọc bị động W ⁽²⁾ . Ký hiệu (2) chỉ số

(Pile length is constanti)

act

pas

790

780

Stiffness Kr(MN/rad)

lượng cọc trong nhóm. Hệ số ảnh hưởng của nhóm cọc  có thể xác định như sau:

W (1)  W (2)

 

770

760

act act

(1)

W

act

(8)

750

740

ở đây W ⁽¹⁾ là hệ số độ cứng của cọc đơn. Do

730

act

có thêm cọc nên W ⁽²⁾  W (1) . Hệ số

  1. Kết

720

act

act

710

700

0.200 0.225 0.250 0.275 0.300 0.325 0.350

Width of pile section d(m)

Hình 13: Quan hệ hệ số độ cứng KR và bề rông tiết diện cọc d

quả tính trình bày ở bảng 1.

Bảng 1: Giá trị hệ số α, phụ thuộc chiều dài và khoảng cách giữa hai cọc

1400

Stiffness Kr(MN/rad)

1200

1000

800

600

400

200

Ep-Kr relation

(Pile length is constant)

Khoảng cách giữa hai cọc	Chiều dài cọc (m)
	2m	3m	5m	7m
2d	0,0222	0,0228	0,0266	0,0350
3d	0,0138	0,0162	0,0204	0,0280
4d	0,0094	0,0120	0,0163	0,0230
5d	0,0063	0,0091	0,0133	0,0192
6d	0,0042	0,0070	0,0111	0,0165
7d	0,0029	0,0055	0,0097	0,0148

0

21 24 26.5 29 31 33 36

Elastic modulus of pile Epx10E+3(MN/m2)

Hình 14: Quan hệ hệ số độ cứng KR và môdun đàn hồi cọc Ep

Từ các kết quả tính với tải trọng đứng (hình 3,4,5,6), với tải trọng ngang (hình 7,8,9,10), với momen uốn tại đầu cọc (hình 11,12,13,14), cho thấy độ cứng của cọc đơn là một hàm phụ thộc vào các

thông số môi trường, chiều dài cọc và tiết diện cọc.

Ta thấy hệ số  thay đổi phụ thuộc vào khoảng cách giữa hai cọc. Khi hai cọc càng xa nhau, hệ số  có xu hướng tiến tới bằng 0.

Trong trường hợp nhóm cọc có nhiều cọc (4 cọc, 6 cọc, 9 cọc), kết quả tính được thể hiện ở các hình 15, 16, 17 (đường liền nét) với hệ số độ cứng phụ thuộc vào chiều dài cọc. Kết quả hệ số ảnh hưởng của nhóm nhiều cọc cũng tính theo công thức (8). Tuy nhiên theo tác giả, có thể sử

dụng kết quả với nhóm hai cọc để tính hệ số ảnh hưởng  cho nhóm nhiều cọc:

n

Trên cơ sở đó, có thể đưa ra các công thức gần

 (n) =  (2) (R )

(9)

đúng xác định hệ số độ cứng tĩnh của cọc đơn.

Hệ số tƣơng tác của nhóm cọc khi chịu tải trọng tĩnh theo phƣơng thẳng đứng

Trước tiên ta xét trường hợp nhóm cọc gồm hai cọc: một cọc chịu tải gọi là cọc chủ động, cọc không chịu tải gọi là cọc bị động, khoảng cách giữa hai cọc thay đổi. Sử dụng chương trình của tác giả xác định chuyển vị ở đầu cọc chủ động W

i i

i1

n – Số cọc bị động

R i -Khoảng cách từ cọc chủ động tới cọc bị động thứ i

Kết quả tính theo công thức 9 được biểu diễn

dưới dạng nét đứt trên các hình 15, 16, 17.

0.018

End pile displacement W(m)

W-L relation

(In case of 2×2 piles)

hợp cọc chịu tải thẳng đứng là hoàn toàn hợp lý.

Độ cứng của cọc trong nhóm cọc có thể dễ dàng xác định được theo công thức sau:

Theo lÝ thuyÕt

Theo tÝnh to¸n

 

 K

0.016

0.014

0.012

0.010

(n)

K (1)

(1)

(1)

(1

(n) )

(10)

0.008

0.006

0.004

0.002

0.000

2m 3m 5m 7m

Pile length L(m)

Trong đó:

(1)

K (1) – Độ cứng của cọc đơn.

K ⁽ⁿ⁾ – Độ cứng cọc chủ động khi có n cọc bị động trong nhóm

(1)

Hình15. Quan hệ chuyển vị (W)- Chiều dài cọc (L) trường hợp 4 cọc

W-L relation

(In case of 2×3 piles)

0.016

End pile displacement W(m)

		Theo tÝnh to¸n   Theo lÝ thuyÕt

0.014

0.012

0.010

0.008

0.006

0.004

0.002

0.000

Kết luận

Phương pháp xác định hệ số độ cứng mà tác giả trình bày ở trên là đúng đắn và mới mẻ. Từ đó kiến nghị công thức xác định hệ số ảnh hưởng độ cứng của nhóm cọc. Khi tính độ cứng của cọc có xét đến ảnh hưởng của nhóm cọc theo phương pháp này sẽ chính xác và đơn giản hơn nhiều.

Tài liệu tham khảo

2m 3m 5m 7m

Pile length L(m)

Hình16: Quan hệ chuyển vị(W)- Chiều dài (L) Trường hợp 6 cọc.

W-L relation

(In case of 3×3 piles)

0.016

 

Theo lÝ thuyÕt

 

Theo tÝnh to¸n

0.014

End pile displacement W(m)

0.012

0.010

0.008

0.006

0.004

0.002

0.000

[5]. Deepak Barion and Nicos Makis (1997). Analysis of the nonlinear response of structures supported on pile foundations. College of engineering, University of California at Berkely.

[7].Ray W.Clough and Joseph Penzien (1993). Dynamics of structures . International Editions.

[6].John P. Wolf (1985). Dynamic Soil- Structure Interaction. Prentice Hall, Englewood Cliffs, New Jersey.

[1].Hà Huy Cương (1984). Luận án tiến sĩ KHKT – Sử dụng nguyên lý cực trị Gauss vào các bài toán mặt đường cứng sân bay và đường ôtô.

2m 3m 5m 7m

Pile length L(m)

Hình 17: Quan hệ chuyển vị(W)

– chiều dài cọc(L) – Trường hợp 9 cọc

Khi so sánh với các kết quả tính theo chương trình tính, ta thấy các giá tính theo công thức 9 có thể chấp nhận được, điều đó có thể khẳng định khi xét ảnh hưởng của nhóm cọc ta sử dụng nguyên lý cộng tác dụng trong trường

Đại học Mađi, Mosscow.

[3].Shamsher Prakash – Hari D. Sharma (1999). Móng cọc trong thực tế xây dựng. Dịch sang tiếng Việt. Nhà xuất bản Xây dựng.

[4]. C.A. Brebbia-J.C.F.Telles -L.C.Wrobel (1984). Boundary element techniques. Dịch sang Tiếng Nga, Nhà xuất bản Mir (1987)

[2].Trần Hữu Hà (2004). Phương pháp xác định hệ số độ cứng của cọc ở trạng thái làm việc. Hội nghị cơ học VRBD lần thứ 7 – Đồ Sơn.

Một phƣơng pháp mới xác định hệ số độ cứng của cọc ở trạng thái làm việc

Trần Hữu Hà*

I – Đặt vấn đề

A new method to determine the stiffness coefficient of pile at service stage

Abstract: Determination the stiffness coefficient of pile and pile groups subject to static or dynamic loads in complicated. It is usually solved by some different methods. Here, the author presents the new method to determine the stiffness coefficient of pile and pile group, subject to static loads at service stage based on the Gauss principle of extreme method, which was introduced by Prof.Dr. Ha Huy Cuong. This paper also introduces calculation results for static stiffness coefficient of single pile, and how it is affected by piles in the group.

2

 L 

K  1.9.G

3

.d. 

(3)

Trong tính toán công trình hiện nay, đặc biệt

trong trường hợp chịu tải trọng động đất, phương

Z S  d 

 E

0.75

pháp hệ số độ cứng động được sử dụng khá nhiều [3]. Độ cứng động được hiểu như sau:

K  0.15E d ³  P 

 S 

R S E

 E

0.5

(4)

K  0.22E

E

d 2  P 

(5)

P(() = S(() . U(() (1)

trong đó:

XR

trong đó:

S  

 S 

P(() – Tải trọng tác dụng ứng với tần số (.

S(() – Độ cứng động của cọc. S(() là đại lượng phức, trong đó phần thực là độ cứng tĩnh và lực quán tính, còn phần ảo đặc trưng cho tính nhớt của môi trường, đặc biệt là xét được sự truyền sóng ra vô hạn.

U(() – Chuyển vị của hệ cọc. Với trường hợp bài toán tĩnh:

S(() = K ; P(() = P ; U(()= U

Trong đó:

K – Hệ số. Còn được gọi là độ cứng tĩnh P – Tải trọng tác dụng .

U – Chuyển vị hoặc góc xoay .

Trong trường hợp cọc đơn chịu tải trọng tĩnh, Gazetas (1984) có đưa ra công thức gần đúng xác định độ cứng tĩnh của cọc. Trong trường hợp hệ số Poisson của đất (s = 0,48 thì ta có [5]:

KX – Độ cứng tĩnh của cọc khi chịu tải trọng ngang (MN/m)

KZ – Độ cứng tĩnh của cọc khi chịu tải trọng thẳng đứng (MN/m);

KR – Độ cứng tĩnh của cọc khi chịu uốn (MNm/rad);

KXR – Độ cứng tĩnh của cọc khi chịu uốn và chịu tải trọng ngang (MN/rad);

ES – Môđun đàn hồi của đất (MPa); d – Đường kính cọc (m);

EP – Môđun đàn hồi của cọc (MPa); GS – Môđun trượt của đất (MPa);

L – Chiều dài cọc (m).

Độ cứng động của nhóm cọc trong dạng dao động nào đó có thể tính được bằmg cách sử dụng độ cứng động của cọc đơn và các hệ số

ảnh hưởng của nhóm cọc. Phương pháp này

 E 0.21

K  E . P 

S E

X

 S 

(2)

được Poulos(1968) nghiên cứu đối với trường hợp chịu tải trọng tĩnh, đối với tải trọng động có Kania và Kausel (1982), Sanchez-

* Đại học Kiến trúc Hà Nội

Tel:

Sanlino(1983), Roesset(1984). Các hệ số ảnh

hưởng của nhóm cọc cho các dạng tải trọng khác nhau có thể xác định được nhờ các biểu đồ có sẵn của Gazetas (1991), hoặc thông qua các biểu thức đơn giản từ mô hình nền đàn hồi Winkler với sự đơn giản hoá lý thuyết truyền sóng của Markis và Gazetas (1992) [5].

Trong các nghiên cứu trên, các tác giả giả thiết rằng sóng dao động trong môi trường nhiều cọc truyền từ cọc này sang cọc khác cũng giống như khi sóng truyền trong môi trường đất chỉ có một cọc [5, 6]. Điều này không hoàn toàn chính xác, dẫn đến lời giải gần đúng trong bài toán tương tác cọc- đất- cọc. Trên thực tế, sóng dao động truyền trong nền sẽ khác đi khi trong môi trường đất xuất hiện nhiều cọc .

Trong bài này, tác giả giới thiệu phương pháp mới xác định độ cứng của cọc đơn và hệ số tương tác khi làm việc trong nhóm cọc.

II. Xây dựng bài toán theo phƣơng pháp nguyên lý cực trị Gauss

Bài toán xác định hệ số độ cứng động của cọc phức tạp và thường giải quyết bằng các phương pháp khác nhau[6]. ở đây, trong bài báo này tác giả trình bày phương pháp xác định hệ số độ cứng của cọc ở trạng thái làm việc theo phương pháp nguyên lí cực trị Gauss của GS. TSKH. Hà Huy Cương [1]. (Thuật ngữ:

“Trạng thái làm việc” trong bài là để phân biệt

E

v0

Hình1a. Hệ chưa biết

v

Hình1b. Hệ so sánh (đã biết).

Theo [4] lời giải Mindlin đối với nửa không gian vô hạn bằng tổng cộng của lời giải Kelvin đối với không gian vô hạn và lời giải phụ thêm xét ảnh hưởng của mặt tự do. Khi có tải tập trung thẳng đứng đặt trên mặt bán không gian đàn hồi vô hạn thì từ lời giải Mindlin lại nhận được lời giải Boussinesq.

Phương pháp nguyên lí cực trị Gauss cho phép so sánh hệ chưa biết (trong trường hợp này là nửa không gian đàn hồi có cọc, Hình.1a) với hệ đã biết (Hình.1b) là nửa không gian với lời giải Mindlin (lời giải cơ bản -foundamental solution) với lượng ràng buộc z phải là tối thiểu.

Lượng ràng buộc z được viết như sau:

với trạng thái khi đóng cọc).

V

z  1   [ E

( u   )   0 ]2 dv

Bài toán đặt ra là tìm độ cứng của cọc nằm

 1   x x

trong nền đất khi chịu tác dụng của tải trọng

 1  [ E

( v   )   0 ]2 dv

thẳng đứng, nằm ngang và mômen uốn đặt tại

E

 1   y y

 1 [ E

V

E

( w   )   0 ]2 dv

đầu cọc.

Xem đất là nửa không gian vô hạn đàn hồi (Hình 1a) được đặc trưng bời các thông số mô đun đàn hồi ES, hệ số Poisson (S. Đối với vật liệu làm cọc được đặc trưng bởi Môđun đàn

 1  z z

 2(1  )[ E (u  v )   0 ]2 dv

V

E



2(1  ) y x xy

V

 2(1 )[ E ( u  w)  0 ]2 dv

E



2(1 ) z x xz

V

hồi EP và hệ số Poisson (P. Đối với nửa không

E

 2(1 )[ E

(w  v )  0 ]2 dv

 

(6)

gian đàn hồi vô hạn (Hình.1b) khi chịu lực tác dụng tập trung nằm trong môi trường ta có lời giải của Mindlin với cả phân bố ứng suất và chuyển vị [4].

 2(1 ) y z yz

trong đó:

V

( – Biến dạng thể tích.

  u  v  w

x y z

Ni= (1+x xpi) (1+y ypi) (1+z zpi);

x, y, z – Toạ độ của điểm nằm trong phần tử.

  

1  2

z.

;u, v, w – chuyển vị theo trục x, y,

xpi, ypi, zpi – Toạ độ của điểm tại các nút.

Tác giả đã viết chương trình của bài toán trên rời rạc theo phần tử khối trên cơ sở sử dụng

(0x , (0y , (0z , (0xy , (0xz , (0yz – ứng suất đã

biết của hệ so sánh (được xác định theo lời giải Mindlin)

Miền V trong tích phân trên là nửa không gian vô hạn. Tuy nhiên trong tính toán chỉ xét miền hữu hạn V0. Ngoài miền V0 thì trạng thái ứng suất của hệ chưa biết và hệ so sánh phải giống nhau. Do vậy, dùng phương pháp nguyên lý cực trị Gauss chúng ta không cần xét điều kiện biên của miền tính toán (miền V0). Đây cũng là điều khác biệt của phương pháp nguyên lý cực trị

Gauss so với các phương pháp khác.

ngôn ngữ Visual Basic 6.0.

Các tính toán kiểm tra khi so sánh hai mô hình không gian có môđun đàn hồi khác nhau cùng chịu lực giống nhau cho ta kết quả đúng như tính với lời giải giải tích đối với không gian cần tìm. Điều đó chứng tỏ tính đúng đắn của phương pháp cũng như chương trình tính của tác giả.

III. Hệ số độ cứng tĩnh của cọc đơn

Sử dụng chương trình tính tác giả xác định hệ số độ cứng của cọc dưới tác dụng của lực phân bố thẳng đứng, nằm ngang và mô men phân bố

ở trạng thái tĩnh.

Phiếm hàm z đạt cực trị khi



z  0 ,

u

z  0 ,

v

Một cọc đơn nằm trong nền đất là bán không gian vô hạn với các dữ liệu sau: Mô đun đàn hồi

z  0

w

sẽ cho ta hệ phương trình đại số để xác

của đất: Es (MN/m2); Hệ số Poisson của đất: (đ

định các ẩn chuyền vị chưa biết là u, v, w và từ đó tính ra các ứng suất.

Khó có thể tìm được lời giải giải tích của bài toán trên cho nên ta phải rời rạc hoá bằng phương pháp phần tử hữu hạn. Tác giả dùng phần tử khối chữ nhật (8 nút) với hàm toạ độ tổng quát (Hình.2).

Mô đun đàn hồi của vật liệu cọc: Ep (MN/m2); Hệ số Poisson của cọc: (p

Chiều dài cọc: L (m); Bề rộng tiết diện cọc d (m); Tải trọng phân bố đặt tại đầu cọc. Các kết quả được biểu diền dưới dạng các biểu đồ sau:

L-Kz relation

(Elastic modulus is constant)

160

E®=8

E®=10

E®=13

E®=19

E®=24

E®=28

E®=37

(-1,1,-1) 2

1(-1,-1,-1)

4(1,-1,-1)

140

120

Stiffness Kz(MN/m)

100

(-1,1,1) 6

(1,1,-1)3

O

X

5(-1,-1,1)

8

(1,-1,1)

Y

Z 7(1,1,1)

8

Hình 2

80

60

40

20

0

1m 2m 3m 4m 5m 6m 7m

Pile length L(m)

[u]   Ni [ui ]

i1

trong đó:

[u] = [u,v,w]T

[ui] = [u1… u8,v1… v8,w1… w8]T

(7)

Hình 3: Quan hệ giữa hệ số độ cứng Kz và chiều dài cọc L

180

160

140

120

Stiffness Kz(MN/m)

100

80

60

40

20

0

Es-Kz Relation (Pile length is constanti)

Lc=1m Lc=2m Lc=3m Lc=4m Lc=5m Lc=6m Lc=7m

8 10 13 19 24 28 37

Elastic modulus of soilt Es(MN/m2)

180

160

140

Stiffness Kx(MN/m)

120

100

80

60

40

20

0

L-Kx Relation

(Elastic modulus of soil is constant)

E®=19

E®=24

E®=28

E®=37

E®=13

E®=8

E®=10

1m 2m 3m 4m 5m 6m 7m Pile length L(m)

Hình 4: Quan hệ giữa hệ số độ cứng

Kz và môdun đàn hồi của đất Es

d-Kz Relation

(Pile length is constant)

100

5Rc

10Rc

15Rc

20Rc

25Rc

30Rc

35Rc

90

80

Stiffness Kz(MN/m)

70

60

50

40

30

20

10

0

0.200 0.225 0.250 0.275 0.300 0.325 0.350

Width of pile section d(m)

Hình 5: Quan hệ giữa hệ số độ cứng Kz và bề rộng tiết diện cọc d

Ep-Kz Relation

(Pile length is constant)

Hình 7: Quan hệ giữa hệ số độ cứng Kx và chiều dài cọc L

Es-Kx Relation (Pile length is constant)

180

Lc=1m Lc=2m Lc=3m Lc=4m Lc=5m Lc=6m Lc=7m

160

140

Stiffness Kx(MN/m)

120

100

80

60

40

20

0

8 10 13 19 24 28 37

Elastic modulus of soil Es(MN/m2)

Hình 8: Quan hệ giữa hệ số độ cứng Kx và môđun đàn hồi của đất Es

d-Kx relation

60

Rc=1m

Rc=2m Rc=3m

Rc=4m

Rc=5m

Rc=6m

Rc=7m

140

(Pile length is conctant)

50 120

5Rc

10Rc

15Rc

20Rc

25Rc

 

30Rc

35Rc

100

Stiffness Kz(MN/m)

Stiffness Kx(MN/m)

40

80

30

60

20 40

10

0

21000 24000 26500 29000 31000 33000 36000

Elastic modulus of pile Ep(MN/m2)

20

0

0.200 0.225 0.250 0.275 0.300 0.325 0.350

Width of pile section d(m)

Hình 6: Quan hệ giữa hệ số độ cứng Kz và môđun đàn hồi của cọc Ep

Hình 9: Quan hệ giữa hệ số độ cứng Kx và bề rộng tiết diện cọc d

Ep-Kx Relation (Pile length is constant)

80

Lc=1m

Lc=2m

Lc=3m

Lc=4m

Lc=5m

Lc=6m

Lc=7m

d-Kr relation

(Pile length is constanti)

70

60

50

Stiffness Kx(MN/m)

40

30

20

10

0

21000 24000 26500 29000 31000 33000 36000

Elastic modulus of pile Ep(MN/m2)

Hình 10: Quan hệ giữa hệ số độ cứng Kx và môđun đàn hồi của cọc Ep

L-KR Relation (Elastic Modulus is constant)

870

E®=37

 

E®=28

E®=8

E®=10

E®=13

E®=19

E®=24

860

850

Stiffness KR(MN/rad)

840

830

820

810

800

790

780

770

790

780

Stiffness Kr(MN/rad)

770

760

750

740

730

720

710

700

0.200 0.225 0.250 0.275 0.300 0.325 0.350

Width of pile section d(m)

Hình 13: Quan hệ hệ số độ cứng KR và bề rông tiết diện cọc d

Ep-Kr relation

(Pile length is constant)

1400

Stiffness Kr(MN/rad)

1200

1000

800

600

400

200

0

21 24 26.5 29 31 33 36

Elastic modulus of pile Epx10E+3(MN/m2)

880

860

Stiffness Kr(MN/rad)

840

820

800

780

760

1m 2m 3m 4m 5m 6m 7m Pile length L(m)

Hình 11: Quan hệ giữa KR ~ L

Es-Kr relation

(Pile length is constanti)

8 10 13 19 24 28 37

Elastic modulus of soil Es(MN/m2)

Hình 14: Quan hệ hệ số độ cứng KR và môdun đàn hồi cọc Ep

Từ các kết quả tính với tải trọng đứng (hình 3,4,5,6), với tải trọng ngang (hình 7,8,9,10), với momen uốn tại đầu cọc (hình 11,12,13,14), cho thấy độ cứng của cọc đơn là một hàm phụ thộc vào các thông số môi trường, chiều dài cọc và tiết diện cọc. Trên cơ sở đó, có thể đưa ra các công thức gần đúng xác định hệ số độ cứng tĩnh của cọc đơn.

Hệ số tƣơng tác của nhóm cọc khi chịu tải trọng tĩnh theo phƣơng thẳng đứng

Trước tiên ta xét trường hợp nhóm cọc gồm hai cọc: một cọc chịu tải gọi là cọc chủ động, cọc không chịu tải gọi là cọc bị động, khoảng cách

Hình 12: Quan hệ giữa hệ số độ cứng

KR và môdun đàn hồi của đất Es

giữa hai cọc thay đổi. Sử dụng chương trình của tác giả xác định chuyển vị ở đầu cọc chủ động W

( 2) , ở đầu cọc bị động W ⁽²⁾ . Ký hiệu (2) chỉ số

W-L relation

act

pas

(In case of 2×2 piles)

lượng cọc trong nhóm. Hệ số ảnh hưởng của nhóm cọc  có thể xác định như sau:

0.018

Theo tÝnh to¸n

Theo lÝ thuyÕt

End pile displacement W(m)

(1)

W

  act

W

(2)

act

 W

(8)

0.016

0.014

0.012

(1)

act

ở đây W ⁽¹⁾ là hệ số độ cứng của cọc đơn. Do

act

có thêm cọc nên W ⁽²⁾  W (1) . Hệ số   1. Kết

0.010

0.008

0.006

0.004

0.002

0.000

act

act

2m 3m 5m 7m

quả tính trình bày ở bảng 1.

Bảng 1: Giá trị hệ số α, phụ thuộc chiều dài và khoảng cách giữa hai cọc

Pile length L(m)

Hình15. Quan hệ chuyển vị (W)- Chiều dài cọc (L) trường hợp 4 cọc

W-L relation

Khoảng cách giữa hai cọc	Chiều dài cọc (m)
	2m	3m	5m	7m
2d	0,0222	0,0228	0,0266	0,0350
3d	0,0138	0,0162	0,0204	0,0280
4d	0,0094	0,0120	0,0163	0,0230
5d	0,0063	0,0091	0,0133	0,0192
6d	0,0042	0,0070	0,0111	0,0165
7d	0,0029	0,0055	0,0097	0,0148

(In case of 2×3 piles)

0.016

End pile displacement W(m)

		Theo tÝnh to¸n Theo lÝ thuyÕt

0.014

0.012

0.010

0.008

0.006

0.004

0.002

0.000

2m 3m 5m 7m

Pile length L(m)

Ta thấy hệ số  thay đổi phụ thuộc vào khoảng cách giữa hai cọc. Khi hai cọc càng xa nhau, hệ số  có xu hướng tiến tới bằng 0.

Trong trường hợp nhóm cọc có nhiều cọc (4 cọc, 6 cọc, 9 cọc), kết quả tính được thể hiện ở các hình 15, 16, 17 (đường liền nét) với hệ số độ cứng phụ thuộc vào chiều dài cọc. Kết quả hệ số ảnh hưởng của nhóm nhiều cọc cũng tính theo công thức (8). Tuy nhiên theo tác giả, có thể sử

dụng kết quả với nhóm hai cọc để tính hệ số ảnh hưởng  cho nhóm nhiều cọc:

n

Hình16: Quan hệ chuyển vị(W)- Chiều dài (L) Trường hợp 6 cọc.

W-L relation

(In case of 3×3 piles)

0.016

Theo tÝnh to¸n

Theo lÝ thuyÕt

0.014

End pile displacement W(m)

0.012

0.010

0.008

0.006

0.004

0.002

0.000

2m 3m 5m 7m

Pile length L(m)

 (n) =  (2) (R )

(9)

i i

i1

n – Số cọc bị động

R i -Khoảng cách từ cọc chủ động tới cọc bị động thứ i

Kết quả tính theo công thức 9 được biểu diễn

dưới dạng nét đứt trên các hình 15, 16, 17.

Hình 17: Quan hệ chuyển vị(W)

– chiều dài cọc(L) – Trường hợp 9 cọc

Khi so sánh với các kết quả tính theo chương trình tính, ta thấy các giá tính theo công thức 9 có thể chấp nhận được, điều đó có thể khẳng định khi xét ảnh hưởng của nhóm cọc ta sử dụng nguyên lý cộng tác dụng trong trường

hợp cọc chịu tải thẳng đứng là hoàn toàn hợp lý.

Độ cứng của cọc trong nhóm cọc có thể dễ dàng xác định được theo công thức sau:

K (n)  K (1) (1 (n) )

(10)

(1) (1)

Trong đó:

(1)

K (1) – Độ cứng của cọc đơn.

K ⁽ⁿ⁾ – Độ cứng cọc chủ động khi có n cọc bị động trong nhóm

(1)

V. Kết luận

Phương pháp xác định hệ số độ cứng mà tác giả trình bày ở trên là đúng đắn và mới mẻ. Từ đó kiến nghị công thức xác định hệ số ảnh hưởng độ cứng của nhóm cọc. Khi tính độ cứng của cọc có xét đến ảnh hưởng của nhóm cọc theo phương pháp này sẽ chính xác và đơn giản hơn nhiều.

Tài liệu tham khảo

[5]. Deepak Barion and Nicos Makis (1997). Analysis of the nonlinear response of structures supported on pile foundations. College of engineering, University of California at Berkely.

[7].Ray W.Clough and Joseph Penzien (1993). Dynamics of structures . International Editions.

[6].John P. Wolf (1985). Dynamic Soil- Structure Interaction. Prentice Hall, Englewood Cliffs, New Jersey.

[1].Hà Huy Cương (1984). Luận án tiến sĩ KHKT – Sử dụng nguyên lý cực trị Gauss vào các bài toán mặt đường cứng sân bay và đường ôtô. Đại học Mađi, Mosscow.

[3].Shamsher Prakash – Hari D. Sharma (1999). Móng cọc trong thực tế xây dựng. Dịch sang tiếng Việt. Nhà xuất bản Xây dựng.

[4]. C.A. Brebbia-J.C.F.Telles -L.C.Wrobel (1984). Boundary element techniques. Dịch sang Tiếng Nga, Nhà xuất bản Mir (1987)

[2].Trần Hữu Hà (2004). Phương pháp xác định hệ số độ cứng của cọc ở trạng thái làm việc. Hội nghị cơ học VRBD lần thứ 7 – Đồ Sơn.

Đ6 ịa kỹ thuật số 3-2005