ứu nguyên nhân và định hƣớng biện pháp phòng ngừa trƣợt ... · Nghiên cứu...
Transcript of ứu nguyên nhân và định hƣớng biện pháp phòng ngừa trƣợt ... · Nghiên cứu...
Nghiên cứu nguyên nhân và định hƣớng biện pháp phòng ngừa
trƣợt đất tại các điểm dân cƣ 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.
I. 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
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
* Viện Khoa học Công nghệ GTVT No.1252 Đường Láng, Đ.Đa, Hà Nội Tel:
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.
II. 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:
2.1 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)
2.2 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
III. 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 các 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 tỉnh, 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:
3.1 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.
3.2 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.
3.3 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.
3.4 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.
3.5 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].
3.6 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.
3.7 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.
IV. 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 trên
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.
3. 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
4. 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.
I. 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
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
* Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng Nghĩa Tân-Cầu Giấy-Hà Nội Tel. 7562158 Email: [email protected]
(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.
Hình 1. Biến dạng tương đối theo dự báo
và đo đạc thực tế, Mellosa
II. 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
Biế
n d
ạng t
ươ
ng đ
ôi, %
Dự báo không kể từ biến
Dự báo có kể từ biến
Đo đạc
Thời gian, ngày
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
Z.G. , 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.
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
Thời gian, Logt
B
iến d
ạng t
ươ
ng đ
ối
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):
a) 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).
b) 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%.
c) 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
Hệ
síô
rôn
g e
,
Biế
n d
ạng
lún
, (
C( = (e/ (logt (c = ((/(logt
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).
III. 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.
2. 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.
6. Goldstein M.N. Mekhanhitsexkiie xvoixtva gruntov. Moxkva 1977.
7. Mextsian X.R. Mekhanhitsexkiie xvoixtva gruntov i laboratornưie metodư ikh opredelenhiie.
Moxkva 1974.
8. 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: [email protected]
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.
1. 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
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
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.
2. Thành tựu
2.1 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 …
2.2 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.
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
- 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.
2.3 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;
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
( 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.
2.4. 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.
2.5. 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.
3. 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.
4. 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.
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
- 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.
5. 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.
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
6. 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)
6.1 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.
6.2 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.
6.3 Thường trực của Ban chấp hành có 15 người để kịp thời đưa ra các quyết đ ịnh đúng đắn.
6.4 Quỹ của các thành viên đóng góp là nguồn chính cho hoạt động. Vận động cac nhà tài trợ
giúp đỡ.
6.5 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.
6.6 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.
6.7 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.
6.8 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.
6.9 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.
6.10 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.
7. Bài học kinh nghiệm
7.1 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.
7.2 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).
7.3 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.
7.4 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.
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
- 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)
7.5 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.
7.6 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.
7.7 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.
7.8 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.
8. Kết luận và kiến nghị
8.1 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.
8.2 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.
8.3 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.
8.4 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.
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
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.
1. 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
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.
2. 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
* Viện Địa kỹ thuật 169 Nguyễn Ngọc Vũ - Hà Nội Tel: 5564524, 0913554386 Email: [email protected]
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
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:
1. 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:
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
yz
xz
xy
z
y
x
yz
xz
xy
z
y
x
E
1200000
0120000
0012000
0001
0001
0001
1 (1)
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.
2. 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
dần đến không tương ứng với sự gia tăng ứng
suất. Trong vùng này sự biến đổi tính chất và
cấu trúc đá là không thuận nghịch và các chu kỳ
tăng và giảm tải kế tiếp nhau vẽ nên các đường
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.
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:
zzz
yyy
xxx
e
e
e
zyzyzy
xzxzxz
xyxyxy
e
e
e
(2)
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:
yz
xz
xy
z
y
x
yz
xz
xy
z
y
x
D
1200000
0120000
0012000
0001
0001
0001
1 (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
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
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.
3. 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
suất tại điểm D được gọi là ứng suất tới hạn
(confining stress) [5], giá trị ứng suất được
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
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:
(t = E
Pii0[ + (/)*(p - e-t)], (5)
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:
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
yz
xz
xy
z
y
x
t
t
t
tt
tt
tt
tyz
txz
txy
tz
ty
tx
MCR
1200000
0120000
0012000
0001
0001
0001
1
(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:
tep
1
(8)
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:
t
t eP 610.516,0
4855,0717,0104,1
10.07,2
iii. 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
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
giới hạn ứng suất tác dụng. Đối với đá chúng
ta đã rất quen thuộc với lý thuyết bền Mohr
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)
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
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.
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
2000
1000
0235
3000
4000
845
685
500
13
-
, b
ar
5000
3260
2904
1650
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]
iv. 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 các
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
nghiên cứu phát triển.
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
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
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,
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
* Viện Địa chất, Viện Khoa học và Công nghệ Việt
Nam.
Tel: 0904350034
E-mail: [email protected] ,
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
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
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
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 1,8x10**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
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
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].
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
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
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
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)
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
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.
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
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.
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
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.
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
1. 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 cầu
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.
2. Khái niệm về lực đẩy và lực chống của
đất hai bên lát cắt
Thuật toán truyền thống là tính từng mảnh, từ
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 :
11
RRR a (1)
R1 đã được xác định, lực đẩy R2 của mảnh
số 2 lên phần còn lại của khối đất trượt sẽ là:
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
212
RRR
Suy rộng cho mảnh số i
iii RRR
1
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
về mô hình vật lý, lực chống giới hạn ấy tồn tại
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.
3. Sự tƣơng thích giữã lực đẩy và lực
chống hai bên lát cắt
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
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
ijjiij RRR ,1 (10)
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:
ijiiii RRRRR min..),,min( 321 (11)
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.
4. 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.
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
Theo thuật toán, tam giác vuông SKM0 được
lấy làm tam giác đặc trưng của mảnh đang xét.
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
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
100
W
X
E
Ejiji
(12)
trong đó E0 và W0 là hai cạnh của tam giác
đặc trưng
)sin(
sin0
tg
clWW (13)
)(00 tgWE (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 :
)(sin
cos
sin
)90sin(00
REER
(15)
Để xác định cực trị của (R, lấy đạo hàm theo
biến (
200sin
coscos)
sin
1(cos E
d
dE
d
Rd
(16)
(R đạt cực trị khi cos( = 0, tức khi ( = 900 .
Điều này phù hợp với trường hợp vectơ KM
vuông góc vớí cạnh huyền của tam giác đặc
trưng SKM0 và KM là trị số cực tiểu
Từ tam giác đặc trưng SKM0 xác định được
điều kiện tương thích (11)
cosmin..),,min( 0321 ERRRRR ijiiii 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
)(
tg
E
X (19)
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
100
W
X
E
Ei (20)
2. Phương trình tương thích
)(
tg
E
X (21)
Cuối cùng có các công thức tính (X và (E
)(cos2
0 EE (22)
)(. tgEX (23)
Các công thức trên suy diễn từ ( > 0, vẫn
đúng cho trường hợp ( < 0 nhưng khi tính toán
cần chú ý đến tác dụng của số âm
Hình 2
Đặc biệt khi ( = (, có
0X (24)
sintg
clE (25)
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
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.
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
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.
1. 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.
2.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:
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
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.
3.Kết quả tính toán dự báo.
Dưới đây chúng tôi đưa ra kết quả tính toán
của trạm Pháp Vân làm ví dụ.
a. 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
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
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.
3.30
§Êt lÊp thµnh phÇn hçn t¹p. 3.301
6.3
SÐt mµu n©u vµng, tr¹ng th¸i
dÎo mÒm - dÎo cøng 3.05
7SÐt mµu x¸m xanh, tr¹ng th¸i
ch¶y
0.7
13
14
Bïn sÐt mµu x¸m ®en lÉn h÷u c¬
3.0
20.0
SÐt pha mµu x¸m n©u, tr¹ng
th¸i ch¶y.6.0
40
SÐt pha mµu n©u, vµng, ®á
loang læ, tr¹ng th¸i dÎo cøng -
nöa cøng.
7.0015
10.0
4.0
33.0
13.0
M« t¶Sè
líp
®Êt
ChiÒu
s©u ®¸y
líp (m)
BÒ dµy
líp ®Êt
(m)
§Þa tÇng S¬ ®å tÝnh lón
p1=0.56 (kG/cm)2
p1=2.06 (kG/cm)2
SÐt pha mµu x¸m ®en, tr¹ng
th¸i ch¶y
SÐt pha mµu x¸m n©u, tr¹ng
th¸i ch¶y, xen kÑp c¸c líp
máng c¸t h¹t nhá
ChiÒu
dµy hi
m
T¶i
träng pi
kG/cm 2
20.0 m
5.0 m1.7
1.30.7
3.0
4.0
6.0
13.0
0.56
0.690.76
1.06
1.46
2.06
2.06
STT
líp
®Êt
3a
4a
3b
2b
2a
1
4b
5
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
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.
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
dạng Cv = -300,47 t + 29088, với R = 0.95.
Hình 3: Biểu đồ quan hệ giữa hệ số cố kết Cv
và thời gian t trạm Pháp Vân
Kết quả dự báo độ lún khi sử dụng hàm Cv
nhận được ở trên cho kết quả như sau:
Hình 4 : Biểu đồ tính lún theo thời gian tại trạm
Pháp Vân
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
Còn khi coi Cv là hằng số nhận được kết quả
dưới đây:
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
SdbSqt 0.60 0.48 0.69 0.86 1.37 1.48 1.58
b. Dự báo lún theo phương pháp phân cấp tải trọng tương ứng với sự hạ thấp mực
Cv= -300.47 t + 29088
R = 0.95
24000
24500
25000
25500
26000
26500
0 5 10 15 20
thêi gian t(n¨m)
HÖ s
è c
è k
Õt
Cv
0
2
4
6
8
10
12
14
16
1996 1997 1998 1999 2000 2001 2002 2003 2004
Thêi gian t(n¨m)
§é l
ón
St(
cm)
§é lón
dù b¸o
§é lón
quan tr¾c
0
2
4
6
8
10
12
14
16
1996 1997 1998 1999 2000 2001 2002 2003 2004
Thêi gian t(n¨m)§
é l
ón
St(
cm
)
§é
lón
dù
b¸o
§é
lón
quan
tr¾c
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
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
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
Líp
®Êt
BÒ
dÇy
m
ChiÒu s©u
mùc nø¬c
ngÇm H(m)
2a
2b
3a
3b
4a
4b
Ký
hiÖu
líp
§Êt lÊp thµnh phÇn
hçn t¹p
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¬
SÐt pha mµu x¸m
®en, tr¹ng th¸i
ch¶y
SÐt pha mµu x¸m
n©u, tr¹ng th¸i
ch¶y
SÐt pha mµu x¸m
n©u, tr¹ng th¸i
ch¶y, xen kÑp c¸c
líp máng c¸t h¹t
nhá
1
Mæ t¶ BÒ
dÇy
m
3.3
3
0.7
3
4
6
13
1
2
5
7
2
2
13
Thêi
gian t
n¨m
0
Kho¶ng h¹
thÊp mùc
nø¬ch(m)
Gia t¨ng
¸p lùc P®l
(do ®Êt lÊp)
Gia t¨ng ¸p lùc
pi (kG/cm)(do kh¶i th¸c nø¬c)
3
4
5
2
2
6 2
3
4
5
6
7
8
N¨m
1988
1991
1992
1993
1994
1995
1996
5
10
12
14
16
18
20
5
2
2
2
2
2
0.56
0.56
0.56
0.56
0.56
0.56
0.5
0.2
0.2
0.2
0.2
0.2
¸p lùc
g©y lón
Pi (kG/cm)
1.06
1.26
1.46
1.66
1.86
2.06
BiÓu ®å øng Su©t
0.56
I
IIa
IIb
IIIa
IVa
Va
VIa
VIIa
IIIb
IVb
Vb
VIa
VIIa
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
Qua các tài liệu quan trắc tìm được hàm Cv =
-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.
Hình 7: Biểu đồ tính lún theo thời gian
tại trạm Pháp Vân
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
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
0
2
4
6
8
10
12
14
16
1996 1997 1998 1999 2000 2001 2002 2003 2004
Thêi gian t(n¨m)
§é
ló
n S
t(cm
)
§é
lón dù
b¸o
§é lón
quan
tr¾c
0
5
10
15
20
25
1996 1997 1998 1999 2000 2001 2002 2003 2004
N¨m
§é
ló
n S
t(cm
)
§é lón dù
b¸o
§é lón
quan tr¾c
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
Tính toán dự báo các trạm còn lại như Hạ Đình, Lương Yên, Thành Công, Mai Dịch cũng cho kết quả
tương tự.
4.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
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
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]: 21.0
.
S
PSX
E
EEK (2)
3
2
...9.1
d
LdGK SZ
(3)
75.0
315.0
S
PSR
E
EdEK (4)
5.0
222.0
S
PSXR
E
EdEK (5)
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
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
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
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
* Đại học Kiến trúc Hà Nội Tel:
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
dụng tập trung nằm trong môi trường ta có lời
giải của Mindlin với cả phân bố ứng suất và
chuyển vị [4].
Hình1a. Hệ chưa biết
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:
dvx
uE
Ez x
V
20 ])(1
[1
dvy
vE
Ey
V
20 ])(1
[1
dvz
wE
Ez
V
20 ])(1
[1
dvx
v
y
uE
Exy
V
20 ])()1(2
[)1(2
dvx
w
z
uE
Exz
V
20 ])()1(2
[)1(2
dvz
v
y
wE
Eyz
V
20 ])()1(2
[)1(2
(6)
trong đó:
( - Biến dạng thể tích.
z
w
y
v
x
u
21 ;u, v, w - chuyển vị theo trục x, y,
z.
(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.
Phiếm hàm z đạt cực trị khi 0
u
z, 0
v
z,
0
w
z 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).
Hình 2
8
1
][][i
ii uNu (7)
trong đó:
v0
v
1(-1,-1,-1)
2
4
3
6
X
Z
O
(1,-1,-1)
(-1,1,-1)
7
8 (1,-1,1)(-1,-1,1)
Y
5
(-1,1,1)
(1,1,1)
(1,1,-1)
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
[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
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.
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:
Hình 3: Quan hệ giữa hệ số độ cứng Kz
và chiều dài cọc L
Hình 4: Quan hệ giữa hệ số độ cứng
Kz và môdun đàn hồi của đất Es
Hình 5: Quan hệ giữa hệ số độ cứng
Kz và bề rộng tiết diện cọc d
Hình 6: Quan hệ giữa hệ số độ cứng
Kz và môđun đàn hồi của cọc Ep
0
20
40
60
80
100
120
140
160
1m 2m 3m 4m 5m 6m 7m
Sti
ffn
ess
Kz(
MN
/m)
Pile length L(m)
L-Kz relation (Elastic modulus is constant)
E®=8
E®=10
E®=13
E®=19
E®=24
E®=28
E®=37
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
8 10 13 19 24 28 37
Stiff
ne
ss K
z(M
N/m
)
Elastic modulus of soilt Es(MN/m2)
Es-Kz Relation (Pile length is constanti)
Lc=1m
Lc=2m
Lc=3m
Lc=4m
Lc=5m
Lc=6m
Lc=7m
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
0.200 0.225 0.250 0.275 0.300 0.325 0.350
Stiffness
Kz(M
N/m
)
Width of pile section d(m)
d-Kz Relation
(Pile length is constant)
5Rc
10Rc
15Rc
20Rc
25Rc
30Rc
35Rc
0
10
20
30
40
50
60
21000 24000 26500 29000 31000 33000 36000
Stiffness K
z(M
N/m
)
Elastic modulus of pile Ep(MN/m2)
Ep-Kz Relation
(Pile length is constant)
Rc=1m
Rc=2m
Rc=3m
Rc=4m
Rc=5m
Rc=6m
Rc=7m
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
Hình 7: Quan hệ giữa hệ số độ cứng
Kx và chiều dài cọc L
Hình 8: Quan hệ giữa hệ số độ cứng
Kx và môđun đàn hồi của đất Es
Hình 9: Quan hệ giữa hệ số độ cứng
Kx và bề rộng tiết diện cọc d
Hình 10: Quan hệ giữa hệ số độ cứng
Kx và môđun đàn hồi của cọc Ep
Hình 11: Quan hệ giữa KR ~ L
Hình 12: Quan hệ giữa hệ số độ cứng
KR và môdun đàn hồi của đất Es
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
1m 2m 3m 4m 5m 6m 7m
Stiffness K
x(M
N/m
)
Pile length L(m)
L-Kx Relation
(Elastic modulus of soil is constant)
E®=8
E®=10
E®=13
E®=19
E®=24
E®=28
E®=37
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
8 10 13 19 24 28 37
Stiffness K
x(M
N/m
)
Elastic modulus of soil Es(MN/m2)
Es-Kx Relation
(Pile length is constant)
Lc=1m
Lc=2m
Lc=3m
Lc=4m
Lc=5m
Lc=6m
Lc=7m
0
20
40
60
80
100
120
140
0.200 0.225 0.250 0.275 0.300 0.325 0.350
Stiffness K
x(M
N/m
)
Width of pile section d(m)
d-Kx relation
(Pile length is conctant)
5Rc
10Rc
15Rc
20Rc
25Rc
30Rc
35Rc
0
10
20
30
40
50
60
70
80
21000 24000 26500 29000 31000 33000 36000
Stiff
ne
ss K
x(M
N/m
)
Elastic modulus of pile Ep(MN/m2)
Ep-Kx Relation
(Pile length is constant)
Lc=1m
Lc=2m
Lc=3m
Lc=4m
Lc=5m
Lc=6m
Lc=7m
770
780
790
800
810
820
830
840
850
860
870
1m 2m 3m 4m 5m 6m 7m
Stiffness K
R(M
N/r
ad)
Pile length L(m)
L-KR Relation
(Elastic Modulus is constant)
E®=8
E®=10
E®=13
E®=19
E®=24
E®=28
E®=37
760
780
800
820
840
860
880
8 10 13 19 24 28 37
Stiffness K
r(M
N/r
ad)
Elastic modulus of soil Es(MN/m2)
Es-Kr relation
(Pile length is constanti)
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
Hình 13: Quan hệ hệ số độ cứng
KR và bề rông tiết diện cọc d
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.
IV. 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
)2(
act , ở đầu cọc bị động W)2(
pas . Ký hiệu (2) chỉ số
lượng cọc trong nhóm. Hệ số ảnh hưởng của
nhóm cọc có thể xác định như sau:
)1(
)2()1(
act
actact
W
WW (8)
ở đây W)1(
act là hệ số độ cứng của cọc đơn. Do
có thêm cọc nên W)1()2(
actact W . Hệ số 1 . Kết
quả tính trình bày ở bảng 1.
Bảng 1: Giá trị hệ số α, phụ thuộc chiều dài
và khoảng cách giữa hai cọc
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
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= )(
1
)2(
i
n
i
i R
(9)
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.
700
710
720
730
740
750
760
770
780
790
0.200 0.225 0.250 0.275 0.300 0.325 0.350
Stiffness K
r(M
N/r
ad)
Width of pile section d(m)
d-Kr relation
(Pile length is constanti)
0
200
400
600
800
1000
1200
1400
21 24 26.5 29 31 33 36
Stiffness K
r(M
N/r
ad)
Elastic modulus of pile
Epx10E+3(MN/m2)
Ep-Kr relation
(Pile length is constant)
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
Hình15. Quan hệ chuyển vị (W)-
Chiều dài cọc (L) trường hợp 4 cọc
Hình16: Quan hệ chuyển vị(W)-
Chiều dài (L) Trường hợp 6 cọc.
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 )1( )()1(
)1(
)(
)1(
nn K (10)
Trong đó:
K)1(
)1( - Độ cứng của cọc đơn.
K)(
)1(
n- Độ cứng cọc chủ động khi có n cọc bị
động trong nhóm
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.
0.0000.0020.0040.0060.0080.0100.0120.0140.0160.018
2m 3m 5m 7m
End p
ile d
ispla
cem
ent
W(m
)
Pile length L(m)
W-L relation
(In case of 2x2 piles)
Theo tÝnh to¸n
Theo lÝ thuyÕt
0.000
0.002
0.004
0.006
0.008
0.010
0.012
0.014
0.016
2m 3m 5m 7m
End p
ile d
ispla
cem
ent
W(m
)
Pile length L(m)
W-L relation
(In case of 2x3 piles)
Theo tÝnh to¸n
Theo lÝ thuyÕt
0.000
0.002
0.004
0.006
0.008
0.010
0.012
0.014
0.016
2m 3m 5m 7m
End p
ile d
ispla
cem
ent
W(m
)
Pile length L(m)
W-L relation
(In case of 3x3 piles)
Theo tÝnh to¸n
Theo lÝ thuyÕt
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
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]: 21.0
.
S
PSX
E
EEK (2)
3
2
...9.1
d
LdGK SZ
(3)
75.0
315.0
S
PSR
E
EdEK (4)
5.0
222.0
S
PSXR
E
EdEK (5)
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
hợp chịu tải trọng tĩnh, đối với tải trọng động có
Kania và Kausel (1982), Sanchez-
Sanlino(1983), Roesset(1984). Các hệ số ảnh
* Đại học Kiến trúc Hà Nội Tel:
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
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
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].
Hình1a. Hệ chưa biết
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:
dvx
uE
Ez x
V
20 ])(1
[1
dvy
vE
Ey
V
20 ])(1
[1
dvz
wE
Ez
V
20 ])(1
[1
dvx
v
y
uE
Exy
V
20 ])()1(2
[)1(2
dvx
w
z
uE
Exz
V
20 ])()1(2
[)1(2
dvz
v
y
wE
Eyz
V
20 ])()1(2
[)1(2
(6)
trong đó:
( - Biến dạng thể tích.
v0
v
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
z
w
y
v
x
u
21 ;u, v, w - chuyển vị theo trục x, y,
z.
(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.
Phiếm hàm z đạt cực trị khi 0
u
z, 0
v
z,
0
w
z 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).
Hình 2
8
1
][][i
ii uNu (7)
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
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.
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:
Hình 3: Quan hệ giữa hệ số độ cứng Kz
và chiều dài cọc L
1(-1,-1,-1)
2
4
3
6
X
Z
O
(1,-1,-1)
(-1,1,-1)
7
8 (1,-1,1)(-1,-1,1)
Y
5
(-1,1,1)
(1,1,1)
(1,1,-1)
0
20
40
60
80
100
120
140
160
1m 2m 3m 4m 5m 6m 7m
Sti
ffn
ess
Kz(
MN
/m)
Pile length L(m)
L-Kz relation (Elastic modulus is constant)
E®=8
E®=10
E®=13
E®=19
E®=24
E®=28
E®=37
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
Hình 4: Quan hệ giữa hệ số độ cứng
Kz và môdun đàn hồi của đất Es
Hình 5: Quan hệ giữa hệ số độ cứng
Kz và bề rộng tiết diện cọc d
Hình 6: Quan hệ giữa hệ số độ cứng
Kz và môđun đàn hồi của cọc Ep
Hình 7: Quan hệ giữa hệ số độ cứng
Kx và chiều dài cọc L
Hình 8: Quan hệ giữa hệ số độ cứng
Kx và môđun đàn hồi của đất Es
Hình 9: Quan hệ giữa hệ số độ cứng
Kx và bề rộng tiết diện cọc d
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
8 10 13 19 24 28 37
Stiff
ne
ss K
z(M
N/m
)
Elastic modulus of soilt Es(MN/m2)
Es-Kz Relation (Pile length is constanti)
Lc=1m
Lc=2m
Lc=3m
Lc=4m
Lc=5m
Lc=6m
Lc=7m
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
0.200 0.225 0.250 0.275 0.300 0.325 0.350
Stiffness
Kz(M
N/m
)
Width of pile section d(m)
d-Kz Relation
(Pile length is constant)
5Rc
10Rc
15Rc
20Rc
25Rc
30Rc
35Rc
0
10
20
30
40
50
60
21000 24000 26500 29000 31000 33000 36000
Stiffness K
z(M
N/m
)
Elastic modulus of pile Ep(MN/m2)
Ep-Kz Relation
(Pile length is constant)
Rc=1m
Rc=2m
Rc=3m
Rc=4m
Rc=5m
Rc=6m
Rc=7m
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
1m 2m 3m 4m 5m 6m 7m
Stiffness K
x(M
N/m
)
Pile length L(m)
L-Kx Relation
(Elastic modulus of soil is constant)
E®=8
E®=10
E®=13
E®=19
E®=24
E®=28
E®=37
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
8 10 13 19 24 28 37
Stiffness K
x(M
N/m
)
Elastic modulus of soil Es(MN/m2)
Es-Kx Relation
(Pile length is constant)
Lc=1m
Lc=2m
Lc=3m
Lc=4m
Lc=5m
Lc=6m
Lc=7m
0
20
40
60
80
100
120
140
0.200 0.225 0.250 0.275 0.300 0.325 0.350
Stiffness K
x(M
N/m
)
Width of pile section d(m)
d-Kx relation
(Pile length is conctant)
5Rc
10Rc
15Rc
20Rc
25Rc
30Rc
35Rc
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
Hình 10: Quan hệ giữa hệ số độ cứng
Kx và môđun đàn hồi của cọc Ep
Hình 11: Quan hệ giữa KR ~ L
Hình 12: Quan hệ giữa hệ số độ cứng
KR và môdun đàn hồi của đất Es
Hình 13: Quan hệ hệ số độ cứng
KR và bề rông tiết diện cọc d
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.
IV. 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
0
10
20
30
40
50
60
70
80
21000 24000 26500 29000 31000 33000 36000
Stiff
ne
ss K
x(M
N/m
)
Elastic modulus of pile Ep(MN/m2)
Ep-Kx Relation
(Pile length is constant)
Lc=1m
Lc=2m
Lc=3m
Lc=4m
Lc=5m
Lc=6m
Lc=7m
770
780
790
800
810
820
830
840
850
860
870
1m 2m 3m 4m 5m 6m 7m
Stiffness K
R(M
N/r
ad)
Pile length L(m)
L-KR Relation
(Elastic Modulus is constant)
E®=8
E®=10
E®=13
E®=19
E®=24
E®=28
E®=37
760
780
800
820
840
860
880
8 10 13 19 24 28 37
Stiffness K
r(M
N/r
ad)
Elastic modulus of soil Es(MN/m2)
Es-Kr relation
(Pile length is constanti)
700
710
720
730
740
750
760
770
780
790
0.200 0.225 0.250 0.275 0.300 0.325 0.350
Stiffness K
r(M
N/r
ad)
Width of pile section d(m)
d-Kr relation
(Pile length is constanti)
0
200
400
600
800
1000
1200
1400
21 24 26.5 29 31 33 36
Stiffness K
r(M
N/r
ad)
Elastic modulus of pile
Epx10E+3(MN/m2)
Ep-Kr relation
(Pile length is constant)
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
)2(
act , ở đầu cọc bị động W)2(
pas . Ký hiệu (2) chỉ số
lượng cọc trong nhóm. Hệ số ảnh hưởng của
nhóm cọc có thể xác định như sau:
)1(
)2()1(
act
actact
W
WW (8)
ở đây W)1(
act là hệ số độ cứng của cọc đơn. Do
có thêm cọc nên W)1()2(
actact W . Hệ số 1 . Kết
quả tính trình bày ở bảng 1.
Bảng 1: Giá trị hệ số α, phụ thuộc chiều dài
và khoảng cách giữa hai cọc
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
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= )(
1
)2(
i
n
i
i R
(9)
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.
Hình15. Quan hệ chuyển vị (W)-
Chiều dài cọc (L) trường hợp 4 cọc
Hình16: Quan hệ chuyển vị(W)-
Chiều dài (L) Trường hợp 6 cọc.
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
0.0000.0020.0040.0060.0080.0100.0120.0140.0160.018
2m 3m 5m 7m
End p
ile d
ispla
cem
ent
W(m
)
Pile length L(m)
W-L relation
(In case of 2x2 piles)
Theo tÝnh to¸n
Theo lÝ thuyÕt
0.000
0.002
0.004
0.006
0.008
0.010
0.012
0.014
0.016
2m 3m 5m 7m
End p
ile d
ispla
cem
ent
W(m
)
Pile length L(m)
W-L relation
(In case of 2x3 piles)
Theo tÝnh to¸n
Theo lÝ thuyÕt
0.000
0.002
0.004
0.006
0.008
0.010
0.012
0.014
0.016
2m 3m 5m 7m
End p
ile d
ispla
cem
ent
W(m
)
Pile length L(m)
W-L relation
(In case of 3x3 piles)
Theo tÝnh to¸n
Theo lÝ thuyÕt
Địa kỹ thuật số 3-2005 6
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 )1( )()1(
)1(
)(
)1(
nn K (10)
Trong đó:
K)1(
)1( - Độ cứng của cọc đơn.
K)(
)1(
n- Độ cứng cọc chủ động khi có n cọc bị
động trong nhóm
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.
Địa kỹ thuật số 3-2005 6