Hội nghị khoa học kỷ niệm 50 năm thành lập viện khcn xây dựng 1 địa kỹ thuật by ELEARNING SOS

ĐƠN VỊ TỔ CHỨC

Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng

Chịu trách nhiệm xuất bản: Trịnh Xuân Sơn Chịu trách nhiệm nội dung: Trần Bá Việt Biên tập: Trương Thị Hồng Thúy, Hoàng Mạnh, Nguyễn Thị Thu Hà, Nguyễn Mạnh Cường, Lê Quốc Anh, Nguyễn Công Kiên, Nguyễn Thị Kiều Oanh, Lại Vi Bình Ta Nhi, Lê Thanh Nam, Nguyễn Thị Hải Yến, Phan Văn Chương, Hà Việt Phương, Nguyễn Đình Dinh Sửa bản in: Hoàng Mạnh, Lê Quốc Anh Chế bản điện tử: Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng Phòng Chế bản - Nhà xuất bản Xây dựng Sáng tác bìa: Lê Quốc Anh Được xuất bản bởi: Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng, 81 Trần Cung, Nghĩa Tân, Cầu Giấy, Hà Nội Tel: 84.4.37544196; Fax: 84.4.38361197; Website: www.ibst.vn và Nhà xuất bản Xây dựng, 37 Lê Đại Hành, Hà Nội Tel: 04 3 9741416; Fax: 04 3 9741416; Website: www.nxbxaydung.com.vn ISBN 978-604-82-0021-3 KHXB: 805-2013/CXB/07-30/XD ngày 20 tháng 6 năm 2013, in tại Xưởng in Nhà xuất bản Xây dựng, 37 Lê Đại Hành, Hà Nội

LỜI BAN KHOA HỌC Nhân dịp kỷ niệm lần thứ 50 ngày thành lập Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng (1963 – 2013), Ban Khoa học xin giới thiệu cuốn tuyển tập chọn lọc các Báo cáo khoa học trong quá trình nghiên cứu và ứng dụng khoa học công nghệ xây dựng của Viện KHCN Xây dựng 50 năm qua, đặc biệt là những năm gần đây. Tuyển tập cũng giới thiệu một số báo cáo của các nhà nghiên cứu trong và ngoài nước về lĩnh vực khoa học công nghệ xây dựng. Tuyển tập bao gồm 114 báo cáo khoa học đã đuợc công bố. Các báo cáo khoa học phản ảnh sinh động kết quả nghiên cứu, hợp tác nghiên cứu, tổng kết khoa học tiến bộ kỹ thuật đã áp dụng thành công trong thực tiễn xây dựng những năm qua. Những kết quả nghiên cứu này không chỉ là sản phẩm Nhà nước đặt hàng mà còn là kết quả của sự hợp tác hiệu quả giữa Viện Khoa học với các đối tác trong và ngoài nước. Các báo cáo còn phản ảnh xu hướng và định hướng nghiên cứu hiện nay cũng như phản ảnh kết quả nghiên cứu tập trung vào các lĩnh vực khoa học và công nghệ thuộc chức năng của Viện, đồng thời cũng là phục vụ sự phát triển Ngành Xây dựng. Mỗi báo cáo đăng trong tuyển tập này đã được nhận xét của 2 chuyên gia và sự nhất trí của Tiểu ban chuyên ngành thuộc Ban Khoa học. Song do Hội nghị chỉ giới hạn trong thời gian 01 ngày, Ban Khoa học đã rất khó khăn để chọn ra mỗi tiểu ban 9 báo cáo để trình bày tại Hội nghị. Các báo cáo toàn văn sẽ được in trong 3 quyển tuyển tập với 4 Tiểu ban: -

Lĩnh vực Địa kỹ thuật - Trắc địa công trình;

Lĩnh vực Vật liệu xây dựng - Bảo vệ công trình;

Lĩnh vực Kết cấu công trình - Công nghệ xây dựng;

Lĩnh vực Kiến trúc - Tu bổ di tích, Kỹ thuật môi trường.

Ban Khoa học xin cảm ơn các cán bộ khoa học trong và ngoài Viện, các nhà khoa học Quốc tế đã gửi bài tham gia Hội nghị; Cám ơn các chuyên gia tham gia các tiểu ban, các chuyên gia nhận xét báo cáo, đã làm việc với tinh thần trách nhiệm, khoa học và tích cực góp phần nâng cao chất lượng Hội nghị và Tuyển tập. Hà Nội ngày 01 tháng 11 năm 2013.

TM. BAN KHOA HỌC

GS.TS. Nguyễn Mạnh Kiểm

MỤC LỤC

Trang

Lời nói đầu

Ban khoa học

BÁO CÁO TẠI PHIÊN TOÀN THỂ

Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng với 50 năm xây dựng và phát triển TS. Trịnh Việt Cường, TS. Vũ Thị Ngọc Vân

Nghiên cứu ứng dụng Khoa học kỹ thuật tiên tiến phục vụ xây dựng Lăng Chủ tịch Hồ Chí Minh GS. TS Nguyễn Mạnh Kiểm

Construction Cost and Technology Choice: an International Comparison Toong Khuan CHAN

Ứng dụng khối đất gia cố trong xây dựng Phạm Quyết Thắng

Study on Behavior of High-Strength CFT Columns Takayuki NANBA, Hisaya KAMURA

ĐịA KỸ THUẬT – TRẮC ĐỊA CÔNG TRÌNH

Thiết kế tuyến ống cấp nước đường kính lớn trên nền đất yếu dọc đại lộ Thăng Long Trịnh Việt Cường, Trần Huy Tấn, Đinh Quốc Dân, Trần Toàn Thắng

Bình sai kết hợp trị đo GPS và trị đo toàn đạc điện tử trong hệ tọa độ vuông góc không gian địa diện chân trời Đặng Nam Chinh, Nguyễn Quang Phúc , Lê Văn Hùng

Cường độ kéo tách và phát triển vết nứt của đá đồng nhất theo lớp trong thí nghiệm Brazilian Đinh Quốc Dân

Một số quy định mới về thiết kế móng cọc trong các tiêu chuẩn quốc tế và việc áp dụng thiết kế móng cho các nhà và công trình ở Việt Nam Nguyễn Văn Dũng

109

Về thí nghiệm quan trắc sự phân bố ứng suất trong cọc khoan nhồi Nguyễn Anh Dũng, Nguyễn Trung Nghĩa

113

Đặc điểm địa tầng và tính chất cơ lý của các trầm tích san hô trên một số đảo thuộc quần đảo Trường Sa. Đề xuất các giải pháp nền móng cho các dạng công trình xây dựng Nguyễn Quý Đạt, Đỗ Minh Toàn

118

Nghiên cứu ứng dụng người máy trắc địa và phần mềm Goca để quan trắc chuyển dịch công trình ở Việt Nam Trần Ngọc Đông, Trần Mạnh Nhất

127

So sánh một số tiêu chuẩn thí nghiệm siêu âm xác định chất lượng cọc khoan nhồi hiện áp dụng ở nước ta Phạm Hồng Dương

138

Nghiên cứu xác định biến dạng ngang của đất bằng thí nghiệm ba trục Hoàng Thị Bích Hằng, Trần Thương Bình

145

Ứng dụng mô hình toán để tính toán và dự báo diỄn biến nước ngầm trên đảo Trường Sa lớn Thái Doãn Hoa, Nguyễn Huy Phương

156

Đề xuất sử dụng hệ tọa độ Quốc gia VN-2000 múi 1º trong xây dựng Ngô Văn Hợi

166

Khảo sát phương pháp xử lý lưới khống chế cơ sở trong quan trắc chuyển dịch ngang công trình Hoàng Thị Minh Hương, Nguyễn Thị Kim Thanh, Nguyễn Văn Linh

174

Nghiên cứu phương pháp định vị lưới trắc địa chuyên dụng bằng công nghệ GPS kết hợp trị đo mặt đất khi thi công công trình có chiều cao lớn Diêm Công Huy

184

Nghiên cứu hệ số biến dạng ngang một số loại đất nền khu vực Hà Nội cho bài toán hố đào sâu Nguyễn Trường Huy, Trần Thương Bình

190

Dự báo chuyển dịch công trình theo số liệu quan trắc trắc địa Trần Khánh, Lê Đức Tình

200

Một phương pháp xác định độ ổn định của điểm lưới cơ sở trong quan trắc biến dạng công trình đường hầm Phạm Quốc Khánh, Zhang Zhenglu

207

Nghiên cứu về khả năng chịu tải trọng ngang của cọc vít ATT Phạm Hoàng Kiên, Daisuke Ito, Phạm Quyết Thắng

213

Dự báo nguy cơ và đánh giá rủi ro trượt lở khu vực thị xã Bắc Kạn Trần Mạnh Liểu, Nguyễn Quang Huy, Nguyễn Thị Khang, Hoàng Đình Thiện, Vũ Quốc Huy, Đỗ Minh Đức, Bùi Bảo Trung

225

Về lưới tự do và áp dụng lưới tự do trong trắc địa công trình Đào Xuân Lộc , Lê Hoàng Huy

237

Piled raft Foundations for High-rise Buildings Dr. Phung Duc Long,

247

Dự báo những vấn đề địa kỹ thuật bất lợi khi xây dựng tầng hầm nhà cao tầng trong trầm tích Q, bão hòa nước thuộc lãnh thổ đồng bằng thành phố Đà Nẵng Lương Tấn Lực, Đoàn Thế Tường, Nguyễn Thanh

258

Một số vấn đề về biến dạng dư của nền đất khi động đất mạnh ở Hà Nội Nguyễn Đức Mạnh

269

Xác định độ lún của cọc có xét đến tính chất phi tuyến của lớp đất nằm dưới mũi cọc Nguyễn Giang Nam

279

Sự cố dịch chuyển cọc tại trạm nghiền xi măng Thăng Long - nguyên nhân và biện pháp ngăn chặn Trần Đình Ngọc

286

Một số ý kiến và giải pháp kỹ thuật cho đường hầm giao thông cơ giới đô thị Nguyễn Đức Nguôn

295

Yêu cầu đối với công tác thăm do nhằm giảm thiểu tai biến địa chất trong xây dựng công trình ngầm thành phố Nguyễn Quang Phích, Đoàn Hữu Trắc, Ngô Công Danh, Nguyễn Minh Hải

301

Nghiên cứu sử dụng hệ tọa độ vuông góc không gian địa diện chân trời trong trắc địa công trình Nguyễn Quang Phúc, Bùi Hữu Tuấn, Lê Trung Hiếu

312

Đánh giá sức chịu tải của cọc khoan nhồi qua kết quả thí nghiệm nén tĩnh cọc Nguyễn Hồng Sinh

322

Phương pháp mới 3d phân thỏi qua tâm đánh giá ổn định mái dốc – trường hợp khối trượt hình Ellipsoid Phạm Hữu Sy, Phạm Phú Vinh, Vũ Lê Minh

332

Xác định giá trị gia tăng độ nghiêng công trình cao dạng tháp dưới tác động của trọng lượng bản thân Nguyễn Quang Tác

340

Một số vấn đề về đánh giá đặc tính biến dạng của đất nền để dự báo độ lún công trình Trần Huy Tấn, Bùi Đức Hải

349

Phân tích, đánh giá chất lượng xử lý nền đất yếu theo phương pháp cố kết hút chân không tại các dự án xây dựng trên vùng ven biển và châu thổ sông Hồng, sông Cửu Long của Việt Nam Trần Huy Tấn*, Phạm Quyết Thắng, Trần Quốc Hoàn, Vũ Chí Cường

357

vii

Bước đầu nghiên cứu thông số động học của đất nền Hà Nội bằng thí nghiệm ba trục động Lê Trọng Thắng, Nguyễn Văn Phóng Xây dựng mô hình đô thị 3D trên ngôn ngữ tiêu chuẩn Citygml Phạm Thanh Thạo, Nguyễn Quang Minh, Nguyễn Thị Thu Hương, Nguyễn Đăng Hiếu

372

Nghiên cứu sự biến đổi áp lực nước lỗ rỗng của đất sét bão hòa chịu tải trọng động chu kỲ đơn và đa phương trong điều kiện không thoát nước Đỗ Quang Thiên, Trần Thanh Nhàn, Nguyễn Hoàng Giang, Nguyễn Thị Ngọc Yến

390

Tiêu chuẩn đánh giá mới về sức kháng hóa lỏng của đất cát bão hòa chịu cắt trượt động chu kỳ và không chu kỳ Đỗ Quang Thiên, Trần Thanh Nhàn, Nguyễn Thị Ngọc Yến

404

Phân tích và đánh giá kết quả quan trắc trong thi công xử lý nền đắp trên đất yếu từ thực tế gói thầu EX-9, km91+300-km96+300 dự án xây dựng đường ô tô cao tốc Hà Nội - Hải Phòng Nguyễn Đinh Thứ, Phạm Văn Lương , Nguyễn Trọng Quang

417

Nghiên cứu xác định hệ số cố kết theo phương ngang CH của đất bùn sét (AMQ22-3) phân bố ở các tỉnh ven biển đồng bằng sông Cửu Long Đỗ Minh Toàn, ThS.Nguyễn Thị Nụ, TS.Nguyễn Viết Tình

427

Biện pháp gia cố cho cọc khoan nhồi khi có lớp thấu kính cát yếu ở mũi cọc Nguyễn Anh Tuấn, Nguyễn Tiến Quyết

437

Các cơ sở khoa học thiết lập hệ thống quan trắc địa kỹ thuật môi trường khu vực đới động ven sông Hồng trên địa bàn Hà Nội Đoàn Thế Tường, Trần Mạnh Liểu, Nguyễn Công Kiên

445

Nghiên cứu kiểm tra nền đất-đá phục vụ thi công móng cọc khoan nhồi nhà máy nhiệt điện Quảng Ninh Trần Văn Việt, Đỗ Anh Tuấn

458

ABSTRACT

470

viii

382

LỜI NÓI ĐẦU Ngày 18/11/2013, Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng kỷ niệm 50 năm ngày thành lập (18/11/1963 – 18/11/2013), với mong muốn kỷ niệm sự kiện không chỉ có ý nghĩa với tất cả những cán bộ công nhân viên của Viện mà còn là dịp giới thiệu những thành tựu khoa học công nghệ trong xây dựng đã đạt được trong những năm qua, đặc biệt là trong 05 năm gần đây. Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng (1963 - 2013) được tổ chức tại Viện vào ngày 15 tháng 11 năm 2013. Tại hội nghị, những kết quả nghiên cứu mới nhất sẽ được đăng tải và trình bày để tổng kết các nghiên cứu và ứng dụng khoa học và khẳng định bề dày lịch sử, truyền thống nghiên cứu khoa học, những đóng góp của Viện và các nhà nghiên cứu trong nước, ngoài nước. Ngoài ra, Hội nghị còn là nơi thúc đẩy sự hợp tác trong triển khai ứng dụng trong lĩnh vực xây dựng, là diễn đàn cho các nhà khoa học, chuyên gia, đối tác trao đổi chuyên môn, kinh nghiệm, chất xám vì mục tiêu xây dựng Viện nói riêng và ngành Xây dựng nói chung ngày một phát triển vững mạnh, bền vững và hội nhập Quốc tế. Các báo cáo được đăng trong Tuyển tập Hội nghị Khoa học đã được Ban Khoa học nhận xét, lựa chọn trên cơ sở các chủ đề và nội dung báo cáo phù hợp với các yêu cầu của Hội nghị. Song vì thời gian có hạn, Ban khoa học cũng chỉ lựa chọn 9 báo cáo tiêu biểu của mỗi Tiểu ban để trình bày. Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng đã nhận được sự hưởng ứng, tham gia nhiệt tình của đông đảo cán bộ nghiên cứu đang công tác trong Viện và ngoài Viện như: Tập đoàn Thép JFE - Nhật Bản; Trường ĐH Melbourne - Australia; Viện Vật liệu Xây dựng; Viện Kiến trúc, Quy hoạch Đô thị và Nông thôn; Trường ĐH Kiến trúc Hà Nội; Trường Đại Học Bách Khoa Hà Nội và Đại Học Bách Khoa TP. HCM; Trường Đại học Vinh; Trường Đại học Xây dựng Miền Trung, Công ty CP Tư vấn đầu tư và Thiết kế Xây Dựng Việt Nam và các Công ty hoạt động trong lĩnh vực xây dựng…với các bài viết trong các lĩnh vực như kiến trúc, kết cấu công trình, vật liệu xây dựng, môi trường, nền móng và trắc địa… Các báo cáo của Hội nghị được tập hợp thành 3 quyển, đăng toàn văn 114 báo cáo khoa học của hơn 150 tác giả và đồng tác giả. Trong đó có 4 báo cáo trình bày tại phiên toàn thể và 9 báo cáo tiêu biểu của mỗi Tiểu ban được trình bày tại Hội nghị và được chia thành 4 Tiểu ban: • • • •

Phiên toàn thể: 5 báo cáo; Quyển 1: Tiểu ban 1: Địa kỹ thuật – Trắc địa công trình; Quyển 2: Tiểu ban 2: Vật liệu xây dựng – Bảo vệ công trình; Tiểu ban 4: Kiến trúc, Tu bổ di tích – Kỹ thuật môi trường; Quyển 3: Tiểu ban 3: Kết cấu công trình – Công nghệ xây dựng.

Để có được Tuyển tập và tổ chức Hội nghị thành công, Ban tổ chức Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm thành lập Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng (1963 – 2013) xin chân thành cảm ơn các tác giả đã tham gia viết bài cho Hội nghị; Xin cám ơn những nỗ lực đóng góp của các thành viên Ban tổ chức, Ban khoa học, Ban thư ký. Cảm ơn Nhà Xuất bản Xây dựng - Bộ Xây dựng đã kịp thời xuất bản tuyển tập phục vụ tại Hội nghị. Trong quá trình biên tập tuyển tập và in ấn, có thể còn một số hạn chế, khuyết điểm không tránh khỏi, Ban Tổ chức Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm thành lập Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng (1963 – 2013) mong nhận được ý kiến góp ý và sự cảm thông của bạn đọc. Hà Nội, ngày 01 tháng 11 năm 2013.

BAN TỔ CHỨC HỘI NGHỊ

Trưởng ban

TS. Trần Bá Việt

BAN KHOA HỌC Trưởng ban: o GS.TS. Nguyễn Mạnh Kiểm Đồng Trưởng ban: o PGS.TS. Trần Chủng Phó trưởng ban: o TS. Trần Bá Việt Tiểu ban Kết cấu công trình và Công nghệ xây dựng o Trưởng Tiểu ban: PGS.TS. Nguyễn Xuân Chính o Phó Trưởng Tiểu ban: PGS.TS. Nguyễn Võ Thông o o o o

GS. TSKH. Nguyễn Đăng Bích PGS. TS. Võ Văn Thảo TS. Nguyễn Đại Minh TS. Lê Minh Long

o TS. Nguyễn Cao Dương o TS. Nguyễn Anh Tuấn o TS. Vũ Thành Trung

Tiểu ban Vật liệu xây dựng và Bảo vệ công trình o Trưởng Tiểu ban: PGS. TS. Cao Duy Tiến o Phó Trưởng Tiểu ban: TS. Nguyễn Đức Thắng o o o o

GS. TS. Nguyễn Tiến Đích TS. Phạm Văn Khoan TS. Nguyễn Hùng Minh TS. Nguyễn Thanh Bình

o TS. Hoàng Minh Đức o TS. Nguyễn Quang Hiệp o TS. Nguyễn Nam Thắng

Tiểu ban Địa Kỹ thuật và Trắc địa công trình o Trưởng Tiểu ban: PGS. TS. Đoàn Thế Tường o Phó Trưởng Tiểu ban: TS. Phạm Quyết Thắng o o o o

TS. Trịnh Việt Cường PGS. TS. Nguyễn Bá Kế TS. Nguyễn Hồng Sinh TS. Ngô Văn Hợi

o TS. Đinh Quốc Dân o TS. Nguyễn Việt Tuấn o TS. Nguyễn Giang Nam

Tiểu ban Kiến trúc,Tu bổ di tích và Kỹ thuật môi trường o Trưởng Tiểu ban: TS. Trần Minh Đức o Phó Trưởng Tiểu ban: TS. KTS. Nguyễn Huyên o o o o

PGS. TS. KTS. Lê Thị Bích Thuận TS. Nguyễn Văn Muôn TS. KTS. Nguyễn Dũng TS. Vũ Văn Đại

o TS. KTS. Hồ Hải Nam o ThS. KTS. Đỗ Thị Thanh Mai o ThS. Nguyễn Sơn Lâm

BAN THƯ KÝ Trưởng ban: o ThS. Trương Thị Hồng Thúy Phó trưởng ban: o KS. Hoàng Mạnh Các ủy viên: o o o o o o

CN. Nguyễn Thị Thu Hà ThS. Nguyễn Công Kiên KS. Nguyễn Thị Kiều Oanh CN. Lại Vi Bình Ta Nhi CN. Lê Thanh Nam KS. Hà Việt Phương

o o o o o

ThS. Nguyễn Mạnh Cường KTS. Lê Quốc Anh ThS. Phan Văn Chương CN. Nguyễn Thị Hải Yến KS. Nguyễn Đình Dinh

BÁO CÁO TẠI PHIÊN TOÀN THỂ

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

VIỆN KHOA HỌC CÔNG NGHỆ XÂY DỰNG VỚI 50 NĂM XÂY DỰNG VÀ PHÁT TRIỂN TS. Trịnh Việt Cường*, TS. Vũ Thị Ngọc Vân TÓM TẮT: Trải qua 50 năm kể từ ngày được thành lập, Viện Khoa học công nghệ xây dựng xây dựng đã thực hiện tốt các nhiệm vụ nghiên cứu khoa học và công nghệ, phục vụ công tác quản lý Nhà nước, đào tạo và triển khai các tiến bộ khoa học công nghệ vào thực tế. Viện cũng đã có những đóng góp quan trọng trong việc giải quyết những vấn đề kỹ thuật phức tạp tại nhiều dự án xây dựng quan trọng. Báo cáo này tóm tắt một số thành tựu đã đạt được và thế mạnh của Viện trong một số lĩnh vực hoạt động.

Viện Khoa học công nghệ xây dựng là đơn vị nghiên cứu khoa học hàng đầu thuộc Bộ Xây dựng. Viện được thành lập vào năm 1963 với tên gọi ban đầu là Viện Thí nghiệm Vật liệu Xây dựng, sau đó tới năm 1974 đổi tên thành Viện Khoa học Kỹ thuật Xây dựng và từ năm 1996 đến nay được mang tên Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng. Từ khi thành lập đến nay, Viện đã đã từng bước đi lên cùng với sự phát triển chung của đất nước và 55 năm phát triển của Ngành Xây dựng. Viện hoạt động theo mô hình của Tổ chức Khoa học và Công nghệ tự trang trải kinh phí với chức năng và nhiệm vụ của Viện được Nhà nước giao theo quyết định số 789/QĐ-BXD ngày 23/5/2008 của Bộ trưởng Bộ Xây dựng là: Nghiên cứu khoa học, ứng dụng tiến bộ kỹ thuật công nghệ trong xây dựng; xây dựng hệ thống cơ sở dữ liệu, tổ chức nghiên cứu, ứng dụng, phổ biến thông tin về lĩnh vực tiêu chuẩn hoá xây dựng; đào tạo, bồi dưỡng cán bộ, hợp tác quốc tế và thông tin về khoa học công nghệ xây dựng; chuyển giao công nghệ trong lĩnh vực xây dựng; xuất nhập khẩu thiết bị và vật tư xây dựng, kinh doanh và thực hiện các dịch vụ trong lĩnh vực xây dựng. Trong thời kỳ đổi mới và sự nghiệp công nghiệp hoá - hiện đại hoá đất nước, công tác nghiên cứu khoa học, phục vụ quản lý Nhà nước của Ngành, được xác định là nhiệm vụ then chốt và trọng tâm của Viện. Những lĩnh vực như: Địa kỹ thuật, Bê tông và vật liệu, Kết cấu và công nghệ xây dựng, chống ăn mòn và bảo vệ công trình xây dựng ... đã có những đóng góp nổi bật cho Ngành. Có thể kể ra một số kết quả như sau: 1 LĨNH VỰC ĐỊA KỸ THUẬT - Chuyển giao công nghệ: Lĩnh vực địa kỹ thuật là một trong những lĩnh vực Viện có thế mạnh và đã đạt được nhiều thành tựu trong 50 năm qua. Viện đã nghiên cứu, tiếp nhận và chuyển giao nhiều phương pháp khảo sát tiên tiến, công nghệ xử lý nền và móng công trình. Các công nghệ đã được chuyển giao gồm: Khảo sát địa kỹ thuật bằng phương pháp tiên tiến trong phòng và hiện trường; Xử lý nền đất yếu bằng trụ đất-xi măng, bấc thấm; Công nghệ cọc trong điều kiện đặc biệt *

TS. Trịnh Việt Cường, Viện trưởng Viện KHCN Xây dựng, geotech.ibst@fpt.vn, +84 913 088 153

(hang động karst, sườn dốc, nền đang cố kết, …); Cọc ép phục vụ gia cường nền móng hoặc xây mới công trình; Cọc tiết diện nhỏ; Cọc khoan nhổi, Kiểm tra chất lượng thi công móng cọc, đặc biệt là kiểm tra cọc thi công tại chỗ và các phương pháp kiểm tra sức chịu tải bằng động lực; Thi công hố đào trong đất yếu và trong đô thị; Móng nổi; Kích đẩy tuyến ống; Kích nâng cân bằng công trình bị lún lệch; Quan trắc địa kỹ thuật; … Các công nghệ kể trên đã được áp dụng trong thực tế, phục vụ tốt cho việc xây dựng công trình trong điều kiện đất nền đa dạng ở Việt Nam. - Biên soạn tiêu chuẩn, qui chuẩn và quy trình kỹ thuật: Các số liệu về địa chất công trình, điạ chất thuỷ văn phục vụ cho Quy chuẩn số liệu điều kiện tự nhiên dùng trong xây dựng; Các tiêu chuẩn về khảo sát xây dựng; Thí nghiệm đất trong phòng và hiện trường; Các tiêu chuẩn về thiết kế, thi công và nghiệm thu công tác đất và móng cọc; Thí nghiệm kiểm tra sức chịu tải và phát hiện khuyết tật của cọc; Hướng dẫn kỹ thuật phòng ngừa sự cố thi công hố đào trong vùng đất yếu; Gia cố nền đất yếu; Thi công và nghiệm thu đường ống ngầm bằng phương pháp kích đẩy. - Công trình trọng điểm hỗ trợ trong lĩnh vực Địa kỹ thuật: Giải pháp nền móng trong vùng có hang động karst tại Nhà máy xi măng Hoàng Thạch, Bỉm Sơn; Đánh giá nguyên nhân sự cố và xử lý chống lún các hạng mục công trình của Kho - cảng khí Thị Vải, Cầu Cần Thơ, Hầm dìm Thủ Thiêm, hầm chui Văn Thánh, một số hạng mục thuộc Nhà máy xi măng Nghi Sơn, … - Thế mạnh trong lĩnh vực Địa kỹ thuật: Khảo sát địa kỹ thuật phục vụ xây dựng công trình; Kiểm tra và đánh giá chất lượng thi công móng sâu; Các giải pháp nền móng công trình xây dựng trên nền đất yếu, xây chen, nhà cao tầng, xử lý sự cố công trình do nguyên nhân nền móng,… - Hợp tác quốc tế trong đào tạo và chuyển giao công nghệ: với Viện Địa kỹ thuật của Thụy Điển về lĩnh vực địa kỹ thuật (gia cố nền bằng cọc đất-vôi, cọc đất xi măng và băng nhựa; các kỹ thuật mới về đóng cọc; sửa chữa móng các công trình bị hư hỏng do nghiêng lún; ứng dụng các thiết bị thí nghiệm trong phòng và hiện trường, khảo sát nền đất; kỹ thuật đo sóng ứng suất trong cọc; một số kỹ thuật mới sử dụng thiết bị và vật tư có sẵn trong nước như kỹ thuật gia cường móng bằng cọc ép mê-ga, cọc tiết diện nhỏ, ...); với Liên bang Nga đào tạo NCS về lĩnh vực Địa kỹ thuật; với Úc: các vấn đề về công nghệ xây dựng nền móng nhà cao tầng, công trình ngầm; với Trung Quốc: các vấn đề về xây dựng công trình ngầm đô thị; Với Hàn Quốc và Đài Loan trong một số công nghệ nâng cao sức chịu tải của cọc khoan nhồi và kiểm tra khả năng chịu tải của cọc. 2 LĨNH VỰC BÊ TÔNG VÀ VẬT LIỆU XÂY DỰNG - Các công nghệ được chuyển giao: Lĩnh vực bê tông và vật liệu xây dựng đã có những thành tựu nổi bật trong nghiên cứu và chuyển giao công nghệ về bê tông và hóa phẩm xây dựng. Nhiều sản phẩm và hóa phẩm xây dựng do Viện sản xuất đã được phân phối rộng rãi trên thị trường, được tín nhiệm và có khả năng cạnh tranh tốt đối với các sản phẩm ngoại nhập. Một số công nghệ và sản phẩm tiêu biểu: 14

+ Các phụ gia: Phụ gia hóa dẻo, siêu dẻo, chậm đông kết dùng cho hỗn hợp bê tông (LK-1, LK1G, LK-RD, COSU, ICT super-N, IBST-D, IBST-G, IBST-GS, SCC, EX-10); Phụ gia trợ bơm VICTA-PP; Phụ gia hóa dẻo, ức chế ăn mòn cốt thép trong bê tông Plasbitor-NN; Phụ gia hóa dẻo ức chế ăn mòn cốt thép trong Bê tông (Plasbitor-CN); Phụ gia ức chế ăn mòn CNCI -01; + Các lọai vữa: Vữa tự chảy không co GM-F; Vữa bơm không co GM - P; Vữa dán ốp lát GMA; Vữa chèn ống cáp dự ứng lực GM –C; Vữa bơm sửa chữa VICTA Mortar-P; Vữa sửa chữa VICTA-RP; Vữa bơm sửa chữa Victamortar RW; Vữa tự chảy Victa-Grout; Vữa tự san phẳng (Grout-S, Victagrout-SL); Vữa sửa chữa xi măng - Polyme hai thành phần Mortar R; Vữa xây bloc bê tông nhẹ Block-Mortar; Vữa xây mạch mỏng Victa -TW12; Vữa trát tường bê tông nhẹ Block-Plaster; Lớp lót trát tường bê tông nhẹ Block-Bond; Vữa dán gạch ốp lát IBST-AFT; Vữa rót tự chảy không co ngót, chống thấm và chống ăn mòn cao AC Grout 102S + Các loại sơn: Sơn bitum cao su BCSH; Sơn epoxy chất lượng cao VICTA-EP; Sơn Epoxy biến tính Victa-EP(M); Sơn chống thấm xi măng – polyme VICTALASTIC; Sơn chống thấm xi măng Polyme Victalstic HQ; Chất biến đổi gỉ B-05; Chất bảo dưỡng bê tông VICTASEAL; ...; + Công nghệ Bê tông: Công nghệ bê tông đầm lăn; Công nghệ bê tông cốt sợi phân tán; Công nghệ chế tạo BT cường độ cao; Công nghệ chế tạo bê tông nhẹ; Công nghệ BT khối lớn; Công nghệ BT trong điều kiện khí hậu nóng ẩm VN; Công nghệ đổ bê tông mở rộng tiết diện nhằm sửa chữa và gia cường kết cấu; Công nghệ chế tạo các loại bê tông đặc biệt; + Các loại khác: Công nghệ chế tạo bột tăng cứng mặt sàn bê tông VICTATOP; Bột tăng cứng mặt sàn cho bê tông GM-TOP; Bột tăng cứng mặt sàn gốc xi măng Flortop; Băng cản nước PVC; Matit chèn khe VICTA-BS; Keo trám gốc Epoxy 2 thanh phần VICTA-EP 134; Keo bơm Epoxy 2 thành phần có độ nhớt thấp Victa - EP 144; - Biên soạn tiêu chuẩn, qui chuẩn và quy trình kỹ thuật: Viện đã biên soạn và soát xét các tiêu chuẩn về yêu cầu kỹ thuật và phương pháp thử đối với vữa, hỗn hợp vữa xây, bê tông, cốt liệu, phụ gia ...: Phân tích thành phần hỗn hợp bê tông bê tông; Phương pháp thử xi măng; Hướng dẫn sử dụng cát mịn để làm bê tông và vữa xây dựng; Yêu cầu kỹ thuật đối với các thành phần bê tông; Một số loại bê tông cường độ cao; bê tông nhẹ; bê tông đầm lăn; Kỹ thuật về bê tông bơm; Chọn thành phần BT các loại; Hỗn hợp vữa xi măng không co; Phương pháp thử nghiệm bê tông; Yêu cầu kỹ thuật đối với phụ gia hoá học cho bê tông; Thi công và nghiệm thu bê tông khối lớn; Hướng dẫn công tác bảo trì kết cấu bê tông và bê tông cốt thép; Các tiêu chuẩn thí nghiệm xác định thành phần hoá học, tính chất cơ lý của vật liệu thành phần và của bê tông và vữa ... - Công trình trọng điểm hỗ trợ trong lĩnh vực bê tông và vật liệu xây dựng: Nhiều công trình thuỷ điện; Nhiều công trình có ý nghĩa chính trị quan trọng như Lăng Chủ tịch Hồ Chí Minh, Nhà Quốc hội mới, Văn phòng Chính phủ, Bảo tàng Hồ Chí Minh, Di tích chủ tịch Hồ Chí Minh tại Phủ Chủ tịch; Trung tâm Hội nghị Quốc gia; Khu liên hợp thể thao quốc gia; Các công trình 15

di tích ở miền Trung ; nhiều công trình xây dựng công nghiệp như các nhà máy xi măng, nhiệt điện, dầu khí; một số lượng lớn công trình xây dựng nhà cao tầng, …; - Thế mạnh dịch vụ trong lĩnh vực bê tông và vật liệu xây dựng: Cung cấp các loại bê tông và vữa cường độ cao, tính năng đặc biệt; Các loại hoá phẩm xây dựng nhằm cải thiện tính năng của bê tông; Sử dụng các vật liệu và công nghệ bê tông tiên tiến trong sửa chữa và gia cường kết cấu công trình; Thử nghiệm và kiểm định chất lượng bê tông. - Hợp tác quốc tế trong lĩnh vực bê tông và vật liệu xây dựng, đào tạo, khai thác phòng thí nghiệm: Với Ba Lan về các loại bê tông đặc biệt và tính năng cao và thí nghiệm công trình qua việc đào tạo cán bộ và trao đôi thông tin; Với Nhật Bản: các vấn đề sử dụng tro xỉ nhiệt điện; Với Liên Bang Nga trong đào tạo nghiên cứu sinh ... 3 LĨNH VỰC KẾT CẤU VÀ CÔNG NGHỆ XÂY DỰNG - Các công nghệ đã được chuyển giao: Lĩnh vực kết cấu và công nghệ xây dựng giữ vai trò then chốt trong các hoạt động nghiên cứu và chuyển giao công nghệ của Viện. Một số công nghệ đã được chuyển giao là: Công nghệ bê tông ứng lực trước; Sửa chữa và gia cường kết cấu công trình; Công nghệ sửa chữa công trình nhà dân sau động đất; Công nghệ giàn lưới không gian nhịp lớn; Công nghệ phòng chống cháy; Công nghệ giảm thiểu thiệt hại công trình do gió bão, lốc tố; Kỹ thuật thử nghiệm gối cầu chịu tải trọng lớn; Phần mềm thiết kế; Công nghệ nâng vật nặng lên cao. - Biên soạn tiêu chuẩn, qui chuẩn và quy trình kỹ thuật: Một số lượng lớn các tiêu chuẩn trong lĩnh vực kết cấu công trình đã được ban hành, gồm: Các tiêu chuẩn thiết kế kết cấu công trình; Thi công và nghiệm thu kết cấu thép và bê tông cốt thép; Thiết kế và thi công nhà cao tầng; Thiết kế và thi công kết cấu chuyên biệt; Công tác hoàn thiện; Thí nghiệm kiểm tra chất lượng thép, mối nối thép, công tác hàn; Thiết kế công trình chống động đất; Chống sét cho công trình xây dựng; Đánh giá mức độ nguy hiểm của kết cấu nhà chung cư; Hướng dẫn bảo trì công trình xây dựng. - Công trình trọng điểm hỗ trợ trong lĩnh vực kết cấu và công nghệ xây dựng : Trung tâm HN Quốc gia ; Toà nhà Phủ Chủ Tịch; Các nhà máy xi măng ; Một số lượng lớn các nhà cao tầng và siêu cao tầng; Giàn không gian nhịp lớn công trình công nghiệp, thể thao, văn hóa (Nhà máy xi măng Sông Thao, Sân vận động Đông Hà - Quảng Trị, Nhà hát Ca múa nhạc Huỳnh Thúc Kháng – Hà Nội, nhà thi đấu Bắc Ninh, Cụm công trình Đa năng - Bắc Ninh ... ; Các khu chung cư cũ nhiều tầng ; Đường dây 500 KV thuộc lưới điện Quốc gia, v.v.; - Thế mạnh của Viện trong lĩnh vực kết cấu và công nghệ xây dựng: Thiết kế nhà cao tầng; Thiết kế sửa chữa, gia cường nhà và và công trình bị hư hỏng dưới tác động của động đất; Ứng dụng các kết cấu và công nghệ mới trong thi công xây lắp: công nghệ ứng lực trước; Giàn lưới không gian nhịp lớn; Thí nghiệm kết cấu chịu tác động của gió bão, động đất, cháy; Thử nghiệm các gối đỡ có tải trọng lớn; Nâng vật nặng lên cao ... 16

- Hợp tác quốc tế trong NCKH, chuyển giao công nghệ, đào tạo và khai thác phòng thí nghiệm: Viện có quan hệ với Viện Hàn lâm khoa học xây dựng Trung Quốc (CABR) về chuyển giao công nghệ ƯLT, nối cốt thép, phần mềm tính toán thiết kế, giàn lưới không gian; Với Mỹ, , Nhật Bản, Đài Loan: về khai thác phòng thí nghiệm phòng chống cháy, gió bão và động đất, các vấn đề về biên soạn tiêu chuẩn, qui chuẩn; Với Nhật bản – Các vấn đề về gío bão, động đất và sử dụng thép trong xây dựng; Với Vương quốc Anh – các vấn đề về tiêu chuẩn, qui chuẩn trong thiết kế, thi công nhà cao tầng; Với Hàn Quốc – Các vấn đề về thiết kế các công trình có kết cấu đặc biệt; Với Úc – Các vấn đề về xây dựng nhà cao tầng, gió bão, động đất, phòng chống cháy; Với Đức – các vấn đề về công nghệ xây dựng hiện đại, đặc biệt là trong lĩnh vực xây dựng các nhà máy xi măng; Với Bỉ – Vận hành và khai thác phòng thí nghiệm phòng chống cháy ... 4 LĨNH VỰC NGHIÊN CỨU CHỐNG ĂN MÒN VÀ BẢO VỆ CÔNG TRÌNH - Các công nghệ được chuyển giao: Công nghệ thi công mới và sửa chữa các kết cấu bê tông chịu tác động ăn mòn trong môi trường công nghiệp và ở vùng ven biển; Sơn chống ăn mòn và chịu nhiệt; Chế tạo sơn chống thấm và sơn trang trí: Các công nghệ chống thấm các công trình; Công nghệ chống ăn mòn cốt thép; Phụ gia chống thấm MICROS-T; Phụ gia ức chế ăn mòn ...; - Biên soạn tiêu chuẩn, qui chuẩn và quy trình kỹ thuật: các tiêu chuẩn đã được ban hành gồm: Thi công và nghiệm thu bê tông phun khô; Chỉ dẫn kỹ thuật thi công xử lý các vết nứt, rỗ thấm nước bằng công nghệ bơm ép hồ, vữa xi măng; Phương pháp hoá học xác định khả năng phản ứng kiềm silic của cốt liệu bê tông; Bảo vệ chống ăn mòn trong môi trường biển; Thí nghiệm xác định tính chất cơ học của màng sơn, … - Công trình trọng điểm hỗ trợ trong lĩnh vực chống ăn mòn và bảo vệ công trình: Chống thấm nhiều công trình xây dựng mới và công trình sửa chữa: Nhà họp Ban chấp hành Trung ương Đảng, nhà làm việc các Ban Đảng; thi công các công trình vùng biển và các công trình chịu ăn mòn hoá chất: NM Nhiệt điện Uông Bí, NM Đạm Phú Mỹ ...; bơm chèn các vết nứt hoặc xử lý các khu vực bị rỗ của bê tông của các công trình dân dụng và công nghiệp: Các nhà máy xi măng Sông Gianh và Hải Phòng, ...; Công nghệ sử dụng chất tẩy gỉ, sơn chống ăn mòn cốt thép, phun khô lấp đầy các vị trí hư hỏng đã được sử dụng hiệu quả tại: Nhà máy Nhiệt điện Uông Bí, Nhiệt điện Phả Lại, Thủy điện Thác Mơ ...; Công nghệ chống gỉ bảo quản thép đã được áp dụng tại các công trình của Đà Nẵng, Vũng Tầu, Nha Trang; Công nghệ Sơn chống ăn mòn và chịu nhiệt áp dụng cho đường ống công nghệ chịu nhiệt cao của NM Đạm Phú Mỹ ... ; Công nghệ chống thấm công trình ngầm tại: công trình Trung tâm Hội nghị Quốc gia, bể nước ngầm Nhà Chính phủ tại 37 Hùng Vương, Ba Đình HÀ NộI; tầng hầm, bể nước ngầm công trình CT 21 Khu đô thị Ciputra; sàn đáy tầng hầm HH4 Sông Đà; Công trình Trung tâm thương mại Tràng Tiền và nhiều công trình khác; Công nghệ sơn chống thấm gốc Polyurea chống thấm mái, đập thuỷ điện Sông Trạnh 2, bể bơi, bể nước, ống dẫn nước, kết cấu chịu dầu, kết cấu tiếp xúc với hoá chất; … - Thế mạnh dịch vụ trong lĩnh vực chống ăn mòn và bảo vệ công trình: Cung cấp các giải pháp công nghệ, vật liệu chống ăn mòn hoá chất và ăn mòn vùng biển; chống thấm công trình, đặc biệt 17

là các công trình ngầm và đập thủy điện; các loại sơn chịu nhiệt, các chất tẩy gỉ thép; các loại sơn trang trí chống thấm, mốc ...; - Hợp tác quốc tế trong lĩnh vực chống ăn mòn và bảo vệ công trình, đào tạo, khai thác phòng thí nghiệm: Với Ba Lan về các vấn đề về nghiên cứu chống ăn mòn và bảo vệ công trình vùng biển; Với Nhật Bản: các vấn đề về ăn mòn vùng biển; Với Hàn quốc về công nghệ vật liệu... 5 LĨNH VỰC TRẮC ĐỊA CÔNG TRÌNH - Các công nghệ được chuyển giao: Kết hợp công nghệ GPS và toàn đạc điện tử để lập lưới khống chế thi công và quan trắc chuyển dịch công trình (nhà cao tầng, công trình có hình dạng đặc biệt, diện tích mặt bằng lớn, công trình ngầm,…); công nghệ tự động quan trắc chuyển dịch của công trình. - Biên soạn tiêu chuẩn, qui chuẩn và quy trình kỹ thuật: Kỹ thuật đo đạc phục vụ công tác thi công nhà cao tầng; Xác định độ lún công trình dân dụng và công nghiệp bằng phương pháp đo cao hình học; Quan trắc chuyển dịch ngang nhà và công trình; Quan trắc độ nghiêng nhà và công trình dạng tháp; Đo và xử lý số liệu GPS trong trắc địa công trình; … - Công trình trọng điểm hỗ trợ trong lĩnh vực trắc địa công trình: Kho Cảng Thị Vải; Nhà máy lọc dầu Dung Quất; Hầm chui Văn Thánh; Trung tâm Hội nghị Quốc gia; nhiều tòa nhà cao tầng và siêu cao tầng ở Hà Nội và Thành phố Hồ Chí Minh; hầm nhà máy thủy điện A Vương; các nhà máy xi măng Cẩm Phả, Thăng Long, Hoàng Thạch;… - Thế mạnh dịch vụ trong lĩnh vực trắc địa công trình: Các dịch vụ kỹ thuật trắc đạc phục vụ xây dựng nhà cao tầng (lập lưới khống chế, chuyển trục công trình lên cao, quan trắc độ lún, độ nghiêng); trắc đạc cho các dạng công trình quy mô lớn, hình dạng đặc biệt, đòi hỏi độ chính xác cao; trắc đạc phục vụ thi công công trình ngầm, quan trắc tự động …. 6 LĨNH VỰC MÔI TRƯỜNG VÀ PHÒNG CHỐNG CHÁY - Các công nghệ được chuyển giao: Các công nghệ tàng trữ và tái sử dụng tro xỉ nhiệt điện; Công nghệ giảm thiểu ô nhiễm môi trường trong sản xuất vật liệu xây dựng; xử lý rác thải đô thị; sử dụng nguồn năng lượng tự nhiên để tiết kiệm năng lượng; vật liệu xây dựng trong phòng chống cháy cho nhà và công trình ... - Biên soạn tiêu chuẩn, qui chuẩn và quy trình kỹ thuật: Chế tạo, lắp đặt và nghiệm thu hệ thống thông gió điều hoà không khí và cấp lạnh, Thiết kế, thi công và nghiệm thu hệ thống cấp khí đốt trung tâm trong nhà ở; Thử nghiệm khả năng chịu lửa của cửa đi và cửa chắn ngăn cháy; Qui chuẩn an toàn sinh mạng trong xây dựng; … - Công trình trọng điểm hỗ trợ trong lĩnh vực: Công tác phòng chống cháy ở Trung tâm Hội nghị quốc gia, Văn phòng Quốc Hội, nhiều công trình dân dụng và công nghiệp; Khu chôn lấp chất 18

thải rắn cho 5 đô thị ở khu vực miền Trung và một số bãi rác thải tại Hà Nội; Một số cơ sở sản xuất vật liệu xây dựng có khả năng gây ô nhiễm cao; - Thế mạnh dịch vụ trong lĩnh vực: Công nghệ và giải pháp kỹ thuật tiết kiệm năng lượng; Giải pháp giảm thiểu ô nhiễm ở các cơ sở sản xuất vật liệu xây dựng, Công nghệ xử lý rác thải đô thị. - Hợp tác quốc tế trong lĩnh vực môi trường, phòng chống cháy, đào tạo, khai thác phòng thí nghiệm: Với Thuỵ Điển – các vấn đề về ô nhiễm môi trường Địa kỹ thuật; Với Đan Mạch – các vấn đề về xử lý và hạn chế ô nhiễm môi trường trong sản xuất vật liệu xây dựng và các giải pháp kỹ thuật nhằm sản xuất sạch hơn; Với Bỉ – nhằm khai thác phòng thí nghiệm phòng chống cháy phục vụ biên soạn tiêu chuẩn, qui chuẩn và quản lý NN trong lĩnh vực này; Với Đức – Khai thác và vận hành phòng thí nghiệm phòng chống cháy ... 7 LĨNH VỰC TRÙNG TU DI TÍCH - Các công nghệ được chuyển giao: Công nghệ trùng tu tháp Chămpa; công nghệ khôi phục trang trí họa tiết; công nghệ phục hồi gia cường kết cấu gỗ và phục hồi chi tiết trang trí gỗ; công nghệ gia cường khối xây gạch; công nghệ chống thấm cho mái và dàn mái; Kỹ thuật phục hồi khảm sứ thuỷ tinh màu; Các giải pháp tôn tạo phần hạ tầng, cảnh quan sân vườn, bảo vệ các phế tích đảm bảo nguyên tắc bảo tồn tối đa di tích gốc, không ảnh hưởng đến màu sắc, kiến trúc, công năng vốn có của di tích ... - Biên soạn tiêu chuẩn, qui chuẩn và quy trình kỹ thuật: Các tiêu chuẩn và hướng dẫn kỹ thuật trong lĩnh vực trùng tu di tích. - Công trình trọng điểm hỗ trợ trong lĩnh vực: Các công trình thuộc cụm di tích Cố đô Huế như Ngọ Môn và các cổng thành khác, Chùa Thiên Mụ, Trường Lang - Tử Cấm Thành, Điện Biểu Đức - Lang Thiệu Trị, Cung An Định; Các di tích khác như tháp Mỹ Khánh (Huế), cụm tháp Hòa Lai (Ninh Thuận), tháp cổ Vĩnh Hưng (Bạc Liêu) ...; các công trình có ý nghĩa chính trị quan trọng như: Lăng Chủ tịch Hồ Chí Minh, Phủ Chủ tịch, … - Thế mạnh dịch vụ trong lĩnh vực: Trùng tu di tích trên khắp cả nước. 8 HỆ THỐNG HOÁ VÀ THÔNG TIN TRONG LĨNH VỰC QUI CHUẨN, TIÊU CHUẨN XÂY DỰNG Công tác biên soạn tiêu chuẩn, qui chuẩn là một trong những lĩnh vực trung tâm của Viện. Mọi lĩnh vực hoạt động của Viện đều có các đề tài nghiên cứu và đưa ra các sản phẩm là các tiêu chuẩn, quy trình kỹ thuật, công nghệ. Các tiêu chuẩn được biên sọan thuộc các lĩnh vực kết cấu công trình, công nghệ xây dựng, vật liệu và hóa phẩm xây dựng, sửa chữa và bảo trì công trình, hệ thống kỹ thuật và tiêu chuẩn phục vụ chương trình tiết kiệm năng lượng và nhiều tiêu chuẩn khác được chuyển dịch và biên soạn theo hướng đồng bộ hóa với hệ thống Eurocode. Các Quy chuẩn được Viện đã và đang biên soạn gồm: 19

1. Quy chuẩn hệ thống cấp thoát nước trong nhà và công trình; 2. Nhà ở và công trình công cộng – An toàn sinh mạng và sức khoẻ; 3. Quy chuẩn số liệu điều kiện tự nhiên dùng trong xây dựng; 4. Quy chuẩn kỹ thuật quốc gia về Phân loại, phân cấp công trình xây dựng dân dụng, công nghiệp và hạ tầng kỹ thuật đô thị; 5. Quy chuẩn công trình ngầm đô thị. Phần I - Tàu điện ngầm; Phần II - Gara ô tô; 6. Quy chuẩn An toàn cháy cho nhà và công trình; 7. Quy chuẩn kỹ thuật quốc gia - Nhà và công trình. Phần 1. Nhà chung cư; Phần 2. Nhà văn phòng; Phần 3. Nhà thương mại; 8. An toàn trong xây dựng; 9. Phòng thí nghiệm chuyên ngành xây dựng; 10. An toàn điện trong xây dựng. Những thành tích đã đạt được trong 50 năm qua và uy tín của IBST trong lĩnh vực xây dựng ở trong và ngoài nước là kết quả của sự chỉ đạo sáng suốt của Bộ Xây dựng và các cơ quan Nhà nước; là sự đoàn kết, nhất trí của toàn thể cán bộ công nhân viên; Là sự phối hợp trong nghiên cứu và triển khai của các chuyên gia trong và ngoài Ngành. Viện xin trân trọng cám ơn mọi sự giúp đỡ và hợp tác trên và hy vọng trong tương lai các mối quan hệ trên tiếp tục được củng cố và phát huy trên tầm cao mới để uy tín và thương hiệu của IBST ngày một rạng rỡ và hữu ích hơn cho sự phát triển của đất nước Việt Nam.

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

NGHIÊN CỨU ỨNG DỤNG KHOA HỌC KỸ THUẬT TIÊN TIẾN PHỤC VỤ XÂY DỰNG LĂNG CHỦ TỊCH HỒ CHÍ MINH GS. TS Nguyễn Mạnh Kiểm*

1 SƠ LƯỢC ĐẶC ĐIỂM VÀ TÍNH CHẤT CỦA CÔNG TRÌNH VỀ MẶT KHOA HỌC KỸ THUẬT Công trình Lăng Hồ Chủ tịch là một công trình đặc biệt, mang tính chất chính trị và lịch sử vô cùng to lớn với chúng ta. Là một công trình kiến trúc vĩ đại, có một không hai trong lịch sử dân tộc. Nó được xây lên không phải chỉ bằng bàn tay khối óc của những người trực tiếp tham gia xây dựng mà là cả trái tim tình cảm và công sức của cả nước ta. Lăng Hồ Chủ tịch còn mang một ý nghĩa quốc tế. Là một công trình của tình hữu nghị, bè bạn khắp năm Châu mong chờ để có dịp được đến viếng thăm Người. Lăng Hồ Chủ tịch cùng với các công trình phục vụ và quảng trường Ba Đình là một công trình hoàn chỉnh, là bộ mặt kiến trúc văn hóa, khoa học kỹ thuật của quốc gia. Về mặt kiến trúc nó mang đầy đủ tính chất dân tộc và hiện đại. Công trình Lăng gồm có 3 khu: khu trái, khu giữa (đặc biệt) và khu phải; diện tích toàn bộ vào khoảng 4000 m2. Khu trái và phải là những công trình ngầm dùng làm phòng khách, triển lãm và các phòng thiết bị máy móc hiện đại điều khiển mọi hoạt động của Lăng sau này. Phía trên không có mái, là những bậc bê tông trát granito để các quan khách đứng trong các dịp lễ trên đỉnh là vườn hoa trang trí. Khu giữa và đặc biệt là phần chính của Lăng gồm phần ngầm có kiến trúc đặc biệt và phức tạp, nơi đặt thi hài Bác với những hệ thống thiết bị bảo vệ, điều khiển tự động tinh vi, phía trên là phần kiến trúc có tính chất dân tộc cao. Độ cao so với mặt đất khoảng 26 m, có cột xung quanh, có sê nô và mái bê tông cốt thép. Trên mái được bọc lớp đồng hàn kín vừa chống thấm và chống sét. Công trình thuộc loại phức tạp cả về xây và lắp, đòi hỏi thời gian thi công gấp, trong vòng 2 năm phải xong toàn bộ công trình với một khối lượng bê tông cốt thép, vữa, ốp đá, sơn, mastit, lấp cát, gratino,… rất lớn và yêu cầu chất lượng rất cao. Công trình được nằm sâu so với mặt đất từ 6 m đến 8 m trong phạm vi ảnh hưởng của mực nước ngầm. Đây là một công trình vĩnh cửu ngoại hạng bằng bê tông cốt thép với nhiều loại vật liệu, thiết bị. Đặc biệt cần thiết cho việc chống thấm, chống ẩm, thông hơi, thông gió, chống âm, chống mốc, chống cháy,… và bền vững trong những điều kiện và môi trường sử dụng khác nhau ở trong và ngoài công trình. Vì vậy, phương châm chỉ đạo trong việc xây dựng Lăng là: Chất lượng hàng đầu, bảo đảm tiến độ, tiết kiệm, an toàn và bí mật. Một công trình mà trong lịch sử xây dựng Việt Nam chưa bao giờ có, nó đòi hỏi chất lượng tuyệt đối cao, sử dụng nhiều loại vật liệu hiếm và mới; thi công nhanh chóng và dứt điểm. Thời gian về phần xây dựng, khối lượng bê tông cốt thép tương đối lớn vào khoảng 20.000 m3 có mác 300 và 400, mức chống thấm > B6 và B ≥ B8 (đối với tường bảo vệ). Khối lượng cát lấp khoảng 50.000 m3 với yêu cầu dung trọng khô

Gs. Ts. Nguyễn Mạnh Kiểm, nguyên Bộ trưởng Bộ xây dựng. Trong thời gian thi công Lăng Hồ Chủ tịch và quảng trường Ba Đình, ông là Phó Viện trưởng Viện KHKT Xây dựng - Bộ xây dựng, đặc trách phòng thí nghiệm 75808.

γc = 1,65 ± 0,02; hàng vạn mét dài mối hàn,… Hàng vạn m2 tôn cách nước và lớp bê tông chống thấm bảo vệ. Ngoài ra, xung quanh công trình được cải tạo lại theo thiết kế chủ yếu của Việt Nam như: đường Hùng Vương bằng bê tông cốt thép mác 400, vỉa hè lát bằng tấm lát bê tông có sỏi và không sỏi trang trí mác 300 đến 400; quảng trường có hệ thống lọc và thoát nước tốt, trồng cỏ thành những ô vuông và đường đi bằng tấm lát bê tông mác cao 400 có sỏi trang trí bề mặt. Tóm lại, công trình Lăng nơi đặt thi hài Hồ Chủ tịch được bảo quản với một kỹ thuật hiện đại lưu truyền lại cho con cháu và bè bạn khắp năm Châu đến ngưỡng mộ và thăm viếng Người. Một công trình kiến trúc lịch sử mang đầy đủ các tính chất hiện đại và dân tộc, trang nghiêm và giản dị. Một công trình có yêu cầu kỹ thuật, mỹ thuật với chất lượng cao nhất. Tất cả những gì đã xây dựng vào Lăng cũng đều phải dựa trên cơ sở của khoa học kỹ thuật, dùng khoa học kỹ thuật để kiểm tra và làm thước đo đánh giá chất lượng công trình. Dưới sự chỉ đạo trực tiếp của Trung ương Đảng và Chính phủ, công trình Lăng Hồ Chủ tịch được xây dựng với một chất lượng rất tốt với một thời gian nhanh nhất trong lịch sử xây dựng Việt Nam. Cũng lần đầu tiên trên công trình này các công tác khoa học kỹ thuật đã được vận dụng một cách toàn diện và chặt chẽ, tất cả nguyên vật liệu và sản phẩm thi công đều được qua thí nghiệm kiểm tra, các quy trình quy phạm, các nguyên tắc nghiệm thu giám định… đều được tuân thủ nghiêm khắc. 2 SƠ LƯỢC TRÌNH TỰ VÀ NỘI DUNG CÔNG VIỆC TRONG THI CÔNG Đặc điểm của công trình là nằm ngầm trong đất 6 m đến 8 m trong phạm vi ảnh hưởng của nước ngầm. Do đó trong thi công và xây dựng công trình, vấn đề chống nước ngầm, chống thấm, chống ẩm là một khâu kỹ thuật rất then chốt. Trình tự công việc được tiến hành như sau: 2.1 Khoan thăm dò, đánh giá chất lượng đất nền để thiết kế Khu vực xây dựng nằm ở trung tâm thành phố Hà Nội tại quảng trường Ba Đình. Địa hình bằng phẳng, độ cao tuyệt đối của mặt đất là 7,26 m đến 8,57 m. Việc khảo sát địa chất công trình được tiến hành năm 1970 và bổ sung năm 1971. Theo số liệu khảo sát, đất của vùng xây dựng là trầm tích và trầm tích ao hồ thuộc thời kỳ Đệ tứ. Phân bố các lớp đất từ trên xuống dưới như sau: 1

Lớp đất cỏ dày

0 đến 0,3 m

Lớp đất đắp dày

0 đến 3,5 m

Lớp đất sét màu có chiều dày

1,5 đến 3,2 m

Sét cao lanh dày

3,5 đến 8,5 m

Á sét

0 đến 4,5 m

Á sét và á cát

Á cát có lẫn mica và sét

Cường độ tính toán của đất theo các lớp như sau Lớp thứ 3

R = 1,9 kG/cm2 22

Lớp thứ 4

R = 2,35 kG/cm2

Lớp thứ 5

R = 1,85 kG/cm2

Lớp thứ 6

R = 1,54 kG/cm2

Mực nước ngầm trong lớp đất đắp, ở độ sâu 1 m đến 2 m nước không có tác dụng xâm thực đến bê tông trong phạm vi 40 m chiều sâu. Nền của khu trái là lớp thứ ba, nền của khu giữa và khu phải là lớp đất thứ tư. Các chỉ tiêu tính toán của các lớp đất như sau: Bảng 1. Chỉ tiêu các lớp đất Lớp đất

γ0

ε0

Sét màu IIIabc

1,92

1,10

1,41

0,19

0,04

1,90

Sét cao lanh

1,99

0,85

0,40

0,23

0,019

2,35

Các lớp phía dưới Lớp thứ 5

R = 1,85 kG/cm2

Lớp thứ 6

R = 1,54 kG/cm2

2.2 Đào móng Móng công trình: móng bè bằng bê tông cốt thép. Móng sâu dưới mặt đất 6 m đến 8 m nằm sâu dưới mực nước ngầm nên vấn đề thi công công trình cần phải tiến hành trong điều kiện hạ thấp mực nước ngầm. Biện pháp đào móng như sau: - Đóng cọc vây bằng thép dài 10 m đến 15 m, rộng 0,3 m (cọc bơm) xung quanh hố móng từ tháng 6/1973 đến tháng 9/1973. - Ngày 2/9/1973 khởi công đào móng bằng cơ giới (máy ủi, xúc, ngoạm) và vận chuyển đất bằng ô tô ra khu Giảng Võ. Đào không có taluy, thành hố đào tường cọc vây, cách chân móng công trình từ 2 m đến 6 m (phía trước cách 6 m để làm đường cầu trục thi công). Móng được đào đến độ cao hơn nền thiết kế khoảng 20 cm, sửa phẳng nền đến cao độ thiết kế. Những nơi gặp bùn hoặc đất xấu thì được đào bỏ và thay bằng lớp cát đầm chặt (nơi có diện tích rộng) hoặc bằng bê tông mác 100. Để hạ mực nước ngầm dự định làm hệ thống giếng bơm kim. Song thi công đào móng đúng vào thời kỳ mực nước ngầm thấp đồng thời nhờ tác dụng của hệ thống cọc vây nên nước ngầm chảy ra ít, nên chỉ cần các hệ thống rãnh, giếng bơm thường xung quanh hố móng. Biện pháp xử lý trên bảo đảm hố móng khô ráo. 2.3 Công tác bê tông và bê tông cốt thép a. Vật liệu dùng cho bê tông - Xi măng Pooc lăng mác ≥ 400, lượng xi măng trong 1 m3 bê tông ≥ 400 đến 450 kg. Đặc biệt đối với công trình chính (Lăng), bê tông mác 400 dùng xi măng PC600 và bê tông mác 300 dùng xi măng PC500 (XM P600, P500 do Nhà máy Xi măng Hải Phòng lần đầu tiên sản xuất theo yêu cầu của mác bê tông chất lượng cao). - Cát modun độ lớn ≥ 2,5 và độ bẩn ≤ 1 %; cấp phối hạt nằm trong vùng quy định; lượng mica < 1 %; lượng SO3 < 0,1 %; tạp chất hữu cơ thí nghiệm so sánh màu tương đương hoặc nhạt hơn màu chuẩn. 23

Với những điều kiện kỹ thuật trên, dùng cát xây dựng Lăng là cát Kim Bôi – Hòa Bình. - Đá dăm granit có cường độ kháng nén ở trạng thái bão hòa nước lớn hơn 2 lần cường độ bê tông tức là yêu cầu khoảng 800 kG/cm2 trở lên. Riêng ở các nóc hào 5 và hào 6 yêu cầu cường độ đá cơ bản lớn hơn 1000 kG/cm2. Chất lượng của đá dăm lượng thoi dẹt < 15 %, cấp phối nằm trong vùng quy định gồm có 2 cỡ 5 ÷ 20 và 20 ÷ 40 mm. Độ bẩn của đá < 1 %; hàm lượng hạt yếu < 10 %; các hạt quá cỡ theo đúng quy phạm 5 đến 10 %. Đá Thác Bà (mỏ Hoàng Thi) có đủ những điều kiện trên, đặc biết là tính phóng xạ không ảnh hưởng đến chất lượng công trình nên được dùng làm vật liệu bê tông Lăng và đường Hùng Vương. - Nước đổ bê tông có độ pH ≥ 4 với tổng lượng muối < 5 g/L và lượng Sulphat SO4 < 2,7 g/L. Nước máy Hà Nội – Ngọc Hà, nước hồ Trúc Bạch và nước ở các giếng bơm hố móng thường có pH ≥ 7, chứa muối và Sulphat rất ít không đáng kể so với yêu cầu trên nên đã được dùng để làm nước trộn bê tông và vữa cho công trình. - Cốt thép dùng cho tất cả các kết cấu bê tông là loại thép AI, AII (CT3, CT5). Các mối hàn chủ yếu là hàn đối đầu, được kiểm tra chất lượng từng ca bảo đảm đúng yêu cầu kỹ thuật. b. Bê tông nền lót móng bè Bê tông nền lót mác 200 có lưới thép Ø8, dày 20 cm, bằng đá dăm hỗn hợp 5 ÷ 20, 20 ÷ 40 mm và có độ sụt 2 đến 3 cm. Liều lượng trong 1 m3 bê tông lót mác 200 đối với xi măng P400 như sau: Xi măng 307 đến 335 kg Cát 0,471 đến 0,485 m3 Đá dăm 5 ÷ 20 mm: 0,331 đến 0,343 m3 Đá dăm 20 ÷ 40 mm: 0,405 đến 0,515 m3 Trước khi đổ bê tông nền có rải một lớp cát bảo vệ dày từ 3 cm đến 5 cm. c. Lớp tôn cách nước Tôn tấm dày 8 mm được hàn kín đặt lên trên lớp bê tông lót nhờ những sắt góc đỡ phía dưới. Giữa lớp bê tông lót và thép tấm có khe hở 3 cm được phun vữa có độ sụt 9 đến 11 cm theo tỷ lệ 1:1,2 (mác 200 với xi măng P400). Tôn cách nước được dựng và hàn lên ở xung quanh đến cao độ trên mặt đất. Để kiểm tra chất lượng và độ kín mối hàn, các thợ hàn phải được kiểm tra hợp cách và các mối hàn được lấy mẫu thí nghiệm cơ học. Độ kín mối hàn kiểm tra bằng phương pháp hút chân không hoặc dầu hỏa tại chỗ. d. Bê tông móng bè Móng là móng bè toàn khối (3 khu riêng biệt). Mác bê tông của các khu là 300, riêng khu đặc biệt (1/2 phía sau khu chính) là mác 400. Móng dày không đều nhau, có nơi 0,8 m ở khu phải và trái, có nơi 1,5 đến 2,5 m ở khu giữa và khu đặc biệt. Độ sụt của bê tông ở nơi mỏng, cốt thép thưa vào khoảng 2 đến 3 cm, nơi dày và cốt thép nhiều bê tông có độ sụt 4 đến 5 cm. Mức độ chống thấm của bê tông yêu cầu B6. Cấp phối bê tông (Xi măng P500): - Bê tông có độ sụt từ 2 đến 3 cm: 24

Xi măng 370 đến 355 kg Cát 0,450 đến 0,464 m3 Đá dăm 5 ÷ 20 mm: 0,340 đến 0,341 m3 Đá dăm 20 ÷ 40 mm: 0,510 m3 - Bê tông có độ sụt từ 4 đến 5 cm: Xi măng 400 kg Cát 0,435 m3 Đá dăm 5 ÷ 20 mm: 0,336 m3 Đá dăm 20 ÷ 40 mm: 0,505 m3 e. Bê tông công trình Bê tông tường trong dày từ 30 đến 40 cm mác 300 B6 nằm phía trong lớp tôn cách nước. Ngoài lớp tôn cách nước được bọc một lớp tường bê tông bảo vệ mác 300, mác chống thấm B8. Các loại bê tông sàn, dầm, cầu thang, côn sơn,… khu trái, giữa, phải là mác 300 với mức chống thấm B6. Riêng bê tông khu đặc biệt là mác 400, chống thấm B6 có độ sụt từ 2 ÷ 3 và 5 ÷ 6 cm với loại xi măng P600. Khối lượng bê tông cốt thép có mác cao vào khoảng 18.000 m3, tất cả liều lượng đều do phòng thí nghiệm 75808 thuộc Viện KHKT xây dựng nghiên cứu và cung cấp. f. Lớp bitum chống thấm Ngoài lớp tường bảo vệ được quét bitum mác 4 bằng phương pháp nguội làm 3 lần theo liều lượng nghiên cứu của phòng thí nghiệm 75808. g. Lớp cát lấp móng Phần móng đào xung quanh công trình sau khi thi công xong các tường ngoài đến cao độ mặt đất được lấp bằng cát vàng Phổ Yên modun từ 2 đến 2,5 có dung trọng khô đầm chặt tối ưu γ = 1,68 T/m3 ở độ ẩm 12 đến 16 %. Dưới lớp cát có hệ thống tầng lọc, rãnh và hệ thống bơm thoát nước. Cát vàng lấp xung quanh công trình được đầm chặt bảo đảm dung trọng khô từ 1,58 đến 1,63 T/m3 bằng cơ giới (bánh xích) và được kiểm tra theo từng lớp dày 25 đến 30 cm. Những nơi không đầm được bằng bánh xích hoặc bánh hơi như các khu gần tường, các hành lang, xung quanh các giếng,… được tiến hành đầm bằng máy đầm rung. h. Sàn của khu phải và khu trái Là bê tông cốt thép (B6), phía trên được quét mastit bitum chống thấm, mái được thi công làm 4 lớp, giữa mỗi lớp có vải sợi thủy tinh. Trên lớp mastit chống thấm được láng lớp vữa xi măng và sau đó tiếp tục đổ bê tông thành bậc thang (mác 300 với đá nhỏ cỡ 5 ÷ 20 mm). i. Khu giữa và khu đặc biệt Là phần kiến trúc nổi mang tính chất dân tộc có giật cấp và ốp đá màu. 25

Phần chính của Lăng (trên phòng thi hài) cao hơn mặt đất khoảng 26 m, có cột xung quanh và trên cùng là sê nô, lớp mái bê tong có dán mastit bitum chống thấm và lớp đồng 1 mm cách nước kiêm thu lôi. Giữa các khu được nối liền bởi các hành lang ngầm bằng bê tông cốt thép có tôn cách nước. Xung quanh phần ngầm khu đặc biệt có những khối bê tông dày làm tường chắn chống bom lớn trong tình trạng chiến tranh. 2.4 Công tác trang trí Công tác quan trọng và có khối lượng lớn thứ hai là công tác trang trí. Một công tác phức tạp, đòi hỏi về chất lượng và mỹ thuật cao. Chủ yếu gồm các công việc sau: - Trát tường trần bên trong các phòng: tường trần được trát với vữa xi măng mác 80 đến 100, có độ sụt 5 ÷ 7 cm. Lớp trát dày 5 đến 7 cm. Có lưới thép Ø1,4 mm có lỗ ô 7 cm x 7 cm và vữa được trát làm 5 lần. Các lần trát đầu dùng loại vữa lót cát modun 2 đến 2,5; lần sau cùng được xoa phẳng bằng vữa mặt cát nhỏ < 2,0. Các lớp trát đầu thi công dùng phương pháp vảy vữa vào lưới thép, khi vữa vừa se vảy lượt thứ hai và tiếp tục như thế đến lớp xoa mặt cuối cùng. Trần, trên lưới thép là một lớp thủy tinh bọt dày khoảng 20 cm (được xếp bởi những viên thủy tinh bọt sản xuất từ Liên Xô) để cách âm và nhiệt. Dưới cũng là lớp vữa mịn xoa phẳng. - Ốp đá tường ngoài và một số phòng quan trọng: Khu giữa và khu đặc biệt được ốp đá granit cẩm thạch các mầu (hồng, đen, xám…) và đá hoa cương (trắng) dày 4 cm có kích thước khác nhau từ 0,5 m đến 1 m mỗi cạnh, sản xuất từ Liên Xô. Đặc biệt bức tường trước phòng thi hài ốp đá màu đỏ làm thành hai lá cờ Đảng và cờ Tổ quốc khai thác từ Thanh Hóa và do nhà máy An Dương cưa ghép từng mảnh nhỏ. Các bậc cầu thang là những tảng đá ghép bóng bẩy. Các tấm đá được néo vào một lưới thép xung quanh tường. Ở phần sê nô, sắt néo là loại thép không gỉ Ø8, các neo khác là loại thép CT3. Giữa tường bê tông và tấm đá được chèn chặt một lớp vữa xi măng dày 5 cm đến 7 cm, mác 100 đến 150 và có độ sụt 10 ÷ 15 cm. Những mảnh đá như đá cờ được dán chèn bởi một loại keo hỗn hợp đặc biệt từ epoxy do phòng thí nghiệm nghiên cứu. - Sơn: tường các phòng được sơn bởi loại sơn trang trí khác nhau: sơn dầu, sơn keo, sơn vinylaxita, sơn nước BA. Đây là những loại sơn trang trí cao cấp do phòng thí nghiệm nghiên cứu và pha chế thích hợp bảo đảm màu sắc theo thiết kế và chống mốc meo trong điều kiện công trình vận hành. - Sơn epoxy: dùng để quét các mối hàn tôn cách nước để làm lớp bảo vệ chống rỉ. Ngoài ra, một số vật liệu khác cũng được nghiên cứu sử dụng trong công trình như: keo dán đồng, keo dán cao su, các loại mastit, tất cả đều do phòng thí nghiệm nghiên cứu chế tạo ra. - Granitô: các khán đài trái và phải được trát granitô tại chỗ màu xám. Nền các phòng được đổ bê tông lót đá dăm mác 75 đến 100 và lát bằng những tấm granitô 40 cm x 40 cm được sản xuất tại nhà máy An Dương. Các chỉ tiêu kỹ thuật của các loại granitô được quy định như sau: Rnén = 200 kG/cm2 ; độ mài mòn: 0,7 đến 0,8 g/c; uốn: 189 kG/cm2; độ hút nước < 8 %. 26

2.5 Công tác cải tạo quảng trường Đường Hùng Vương được làm bằng bê tông cốt thép mác 400 dày 22 cm. Các vỉa hè được lát tấm bê tông mác 300 cỡ 300 x 300 x 40 cm. Quảng trường trồng cỏ có hệ thống lọc thoát nước và hệ thống đường lát kẻ ô vuông. Hệ thống lọc thoát nước cấu tạo từ dưới lên trên như sau: đất nền; sỏi cỡ lớn 20 ÷ 40 mm; sỏi nhỏ 3 ÷ 20 mm; cát vàng; đất phù sa để trồng cỏ. Các đường trong sân Ba Đình được lát bằng tấm lát bê tông mác 400 có sỏi trang trí bề mặt cỡ 600 x 600 x 60 mm và 400 x 400 x 60 mm. Ở đây có khác là trên lớp sỏi là lớp cát thô d50 = 1,5 mm, được đầm chặt đến dung trọng khô là 1,75 T/m3, xung quanh có ô cỏ có tấm bê tông “viền ô cỏ”. Nền tấm lát vỉa hè dọc đường Hùng Vương – Bắc Sơn và một số nơi khác được đầm chặt cát vàng dung trọng khô 1,58 kG/cm3 và sau đó có một lớp vữa gia cố bằng xi măng cát ở độ ẩm thiên nhiên 9 % có cường độ 40 đến 60 kG/cm2, ở độ đầm chặt γk = 1,68 T/m3. Tất cả những vật liệu và các loại sản phẩm bê tông nói trên đều được Viện KHKT Xây dựng nghiên cứu kiểm tra và hướng dẫn sản xuất tại các nhà máy đúc sẵn. 3 MỘT SỐ VẤN ĐỀ KHOA HỌC KỸ THUẬT ĐÃ ĐƯỢC NGHIÊN CỨU VÀ ÁP DỤNG VÀO CÔNG TRÌNH 3.1 Vận dụng các tiêu chuẩn đánh giá chất lượng vật liệu bê tông Viện KHKT Xây dựng đã căn cứ vào những điều kiện kỹ thuật của công trình, dựa vào các quy trình quy phạm đề ra một số tiêu chuẩn chất lượng cơ bản. Trong quá trình khai thác và thi công, căn cứ vào những tiêu chuẩn này mà đánh giá chất lượng vật liệu, đồng thời dựa vào các kết quả thí nghiệm kiểm tra mà ra quyết định sử dụng hoặc yêu cầu xử lý trước khi dùng. Các chỉ tiêu chất lượng đó là: - Đối với đá dăm: + Cấp phối nằm trong vùng quy định của đường chuẩn theo quy phạm nhà nước; + Hàm lượng thoi dẹt ≤ 15 % trọng lượng; + Độ bẩn (bụi, bùn, đất sét) ≤ 1 %; + Cường độ nén của đá bão hòa ≥ 2Rb; + Độ phóng xạ không đáng kể. Loại hạt đá quá cỡ trong mỗi nhóm ≤ 5 % và nhỏ hơn cỡ quy định trong nhóm ≤ 10 %. Nếu vượt quá quy định này phải sàng bỏ hoặc chỉnh liều lượng cấp phối. Hàm lượng hạt yếu kém phẩm chất ≤ 5 % đến 7 %. - Đối với cát: + Cấp phối nằm trong vùng quy định của quy phạm nhà nước. + Mô đun độ lớn > 2,5. + Độ bẩn (bụi, bùn, đất sét) ≤ 1 %. + Hàm lượng lưu huỳnh (quy ra SO3) ≤ 1 %. + Tạp chất hữu cơ không thấp hơn màu chuẩn. 27

Đối với các công trình thuộc K75 (quảng trường), các yêu cầu chất lượng vật liệu trình bày ở trên có thể thay đổi phù hợp với tính chất công trình và yêu cầu thiết kế. - Đá dăm có thể dùng đá vôi có cường độ nén bão hòa lớn hơn 2 lần cường độ bê tông. Cát, mô đun độ lớn M ≥ 2 và độ bẩn ≤ 2 %. Để xử lý lượng thoi dẹt quá quy định trong đá dăm sản xuất ra từ Thác Bà đưa về công trường sử dụng, phòng thí nghiệm 75808 thuộc Viện KHKT Xây dựng đã nghiên cứu chế tạo một loại “sàng thoi dẹt” cấu tạo bởi những thanh sắt góc ghép song song theo chiều dọc có khe hở 7 mm đối với cỡ đá 5 ÷ 20 mm và khe hở 22 mm đối với cỡ đá 20 ÷ 40 mm để nghiêng với những góc độ thích ứng 30o đến 60o. Khi sàng các loại hạt dẹt < 7 mm và < 22 mm (thường chiếm nhiều trong các cỡ đá dăm) sẽ theo các khe hở rơi xuống phía bên kia sàng và được loại bỏ ra. Nhờ đó công trường đã xử lý hàng ngàn mét khối đá dăm có hàm lượng thoi dẹt > 15 ÷ 25 %, giảm xuống còn 10 ÷ 14 %. Chỉ tính riêng khi xử lý đợt đầu khoảng 2000 m3 đá dăm, sáng kiến này đã làm lợi cho Nhà nước gần 3000 công, đó là chưa kể đã đẩy nhanh tiến độ thi công và giải quyết khó khăn trong vấn đề xử lý vật liệu đá dăm (“sàng thoi dẹt” là sáng kiến của PTS. Nguyễn Mạnh Kiểm). 3.2 Thiết kế thành phần bê tông và vữa các loại Căn cứ vào yêu cầu kỹ thuật thiết kế và thi công, trên cơ sở của các nguồn vật liệu cho phép dùng vào công trình, phòng thí nghiệm 75808 thuộc Viện KHKT Xây dựng đã nghiên cứu thí nghiệm và thiết kế hàng loạt cấp phối bê tông, vữa ứng với các loại vật liệu khác nhau. Nguyên tắc thiết kế được chú ý đến sự thay đổi độ sụt của hỗn hợp bê tông, vữa, đến độ rỗng của cấp phối đá tối ưu, của chất lượng xi măng và lượng xi măng khống chế để khỏi ảnh hưởng tới hiện tượng tỏa nhiệt gây rạn nứt, đảm bảo các yêu cầu về cường độ và mức chống thấm B6, B8. Bảng 2. Liều lượng vật liệu cho 1 m3 bê tông STT

Mác bê tông

Loại xi măng

Độ sụt (cm)

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13

400 400 400 300 300 300 300 300 300 300 200 200 200

P600 P600 P600 P600 P600 P500 P500 P500 P500 P500 P400 P400 P400

5÷6 2÷3 >4 2÷3 4÷5 2÷3 2÷3 4÷5 2÷3 4÷5 2÷3 2÷3 2÷3

Liều lượng vật liệu cho 1 m3 bê tông Xi măng Cát Đá dăm Đá dăm 3 (kg) (m ) 5 ÷ 20 mm 20 ÷ 40 mm (m3) (m3) 450 0,431 0,334 0,500 420 0,445 0,341 0,500 450 0,438 0,848 345 0,471 0,344 0,514 410 0,457 0,855 355 0,464 0,341 0,511 370 0,450 0,340 0,510 400 0,435 0,336 0,505 380 0,453 0,835 430 0,460 0,830 307 0,471 0,343 0,515 325 0,457 0,342 0,514 335 0,485 0,331 0,405 28

Ghi chú

B6 B6 B6 B6 B8 B6 B8 B6 B8 B8

14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25

200 200 200 200 200 150 100 100 100 100 70 50

P400 P400 P400 P500 P500 P500 P400 P400 P500 P500 P400 P400

0÷2 2÷3 2÷3 2÷3 2÷3 0÷2 2÷3 2÷3 2÷3 2÷3 2÷3 2÷3

400 340 350 260 290 210 230 250 200 210 205 175

0,459 0,500 0,506 0,496 0,522 0,515 0,500 0,482 0,515 0,582 0,515 0,533

0,848 0,845 0,845 0,370 0,870 0,370 0,360 0,900 0,370 0,915 0,915 0,372

0,540 0,550 0,538 0,550 0,556

Bảng 3. Liều lượng vật liệu cho 1 m3 vữa xi măng cát STT

Mác vữa

Loại xi măng

Tỷ lệ theo thể tích

Độ sụt (cm)

Liều lượng vật liệu cho 1 m3 vữa Cát (m3) 0,90

Cát 1,3

10 ÷ 12

Xi măng (kg) 700

200

P400

Xi măng 1

50 ÷ 80

P400

3,0

7÷8

350

1,00

50 ÷ 80

P500

3,5

7÷8

300

1,00

100 ÷ 150

P400

2,0

8 ÷ 12

610

0,93

100 ÷ 150

P400

2,5

6÷8

400

1,00

100 ÷ 150

P500

2,5

8 ÷ 10

400

1,00

100

P400

1,5

12 ÷ 15

620

0,93

300

P500

1,3

700

0,90

400

P600

1,5

620

0,93

Bảng 4. Liều lượng vật liệu cho 1 m3 vữa tam hợp STT

Mác vữa

Loại xi măng

Tỷ lệ theo thể tích Xi măng

Vôi

Cát

Độ sụt (cm)

Liều lượng vật liệu cho 1 m3 vữa Xi măng (kg)

Vôi tôi (m3)

Cát (m3)

P400

0,7

5,0

210

0,14

1,05

P400

0,28

3,5

300

0,08

1,00

Theo yêu cầu của thi công, căn cứ vào đặc điểm của kết cấu, phòng thí nghiệm nghiên cứu và cung cấp liều lượng cho từng khối đổ cụ thể. Bê tông có mác 400 thường đạt 450 kG/cm3 ; bê tông có mác 300 thường đạt 370 đến 400 kG/cm3. Các loại bê tông mác thấp khác thường đạt cao hơn thiết kế 25 đến 50 %. Các loại vữa đều đạt cao hơn thiết kế từ 40 đến 60 %. Bê tông mác 300, 400 thường đạt độ chống thấm B > 8. Nguyên nhân chủ yếu là do: - Xi măng mới sản xuất được dùng trong thi công có cường độ thực tế cao hơn mác sản phẩm. 29

- Độ sụt hỗn hợp bê tông – vữa trong thi công được khống chế ở giới hạn thấp hơn khi thiết kế. - Chất lượng vật liệu cát, đá và điều kiện tạo mẫu thí nghiệm khi thi công tại hiện trường có thể tốt hơn điều kiện khi thiết kế trong phòng. Kết quả của việc nghiên cứu và kiểm nghiệm lại của phòng thí nghiệm 75808 đã là căn cứ khoa học và thực tiễn khách quan để Hội đồng Giám định và Nghiệm thu TW cũng như các chuyên gia đánh giá chất lượng bê tông và vữa của công trình Lăng Hồ Chủ tịch là rất tốt. 3.3 Bê tông tiêu âm Trong công trình Lăng cần có một loại vật liệu để làm giảm hoặc tiêu hẳn tiếng động của máy móc tại khu phải theo hào 3 và 4 thoát ra ngoài. Theo yêu cầu của thiết kế, phòng thí nghiệm 75808, Viện KHKT Xây dựng đã nghiên cứu và thiết kế một loại bê tông tiêu âm để đúc thành những viên gạch xây tường ngăn phần phát tiếng động nói trên. Yêu cầu chất lượng của loại bê tông này phải đạt cường độ nén tuổi 28 ngày là 40 kG/cm2 ở dung trọng khô 1600 đến 1700 kG/m3. Bảng 5. Liều lượng cấp phối cho 1 m3 bê tông STT

Điều kiện áp dụng vật liệu

Đơn vị

Số lượng

Tỷ lệ theo trọng lượng

Xi măng P600 Mạt đá cỡ 1,5 đến 5 mm Nước

kg kg lít

365 1275 127

1 3,5 0,35

Xi măng P600 Mạt đá cỡ 2,5 đến 5 mm

kg kg

405 1215

1 3

Nước

lít

121

0,3

Bê tông sản xuất thành gạch 180 x 180 x 360 mm và 180 x 1000 x 100 mm tại nhà máy bê tông Hà Nội, dùng phương pháp hấp hơi nóng trong lồng phủ bạt (ứng dụng kết quả nghiên cứu năm 1972 của PTS. Nguyễn Mạnh Kiểm). Cường độ thực tế trung bình là 50 kG/cm2 ở tuổi 28 ngày, dung trọng 1650 đến 1700 kG/m3. Hệ số hút âm 67 đến 84 % ở tần số 500 đến 800 Hz. Thực tế sử dụng cho thấy tác dụng tiêu âm của loại bê tông này rất tốt, đứng ngoài hào 3 không nghe tiếng động của máy móc vận hành từ bên trong khu phải phát ra. 3.4 Vữa nở chống thấm Theo yêu cầu của công trường, phòng thí nghiệm 75808 đã nghiên cứu và áp dụng kết quả nghiên cứu của Viện (đề tài của PTS. Nguyễn Mạnh Kiểm) trước đây, cung cấp cho thi công một thành phần vữa xi măng có chất phụ gia dùng để chèn đường ống, chân bu lông móng máy và chống thấm công trình. Thành phần vữa này có khả năng trương nở trong môi trường nước, môi trường ẩm và có cường độ thấm khá cao B6. Đây là một loại vữa nở gồm có xi măng, cát và một số chất phụ gia như CCБ và bột nhôm Al2O3.

Bảng 6. Thành phần vữa và hàm lượng chất phụ gia Thành phần vữa tỷ lệ theo

Độ sụt

trọng lượng XM/cát 1 : 1,5

Nước/XM 0,45

1 : 1 (thể tích)

Hàm lượng chất phụ gia

Độ nở

Khả năng

Cường độ

(tỷ lệ trọng lượng so với xi măng)

(mm/m)

chống thấm (kG/cm2)

(kG/cm2)

> 300

CCБ (%) 6

0,1

Al2O3 (%) 0,02

0,01

300

Kết quả thực nghiệm cho thấy loại vữa và bê tông này chống được hiện tượng co ngót của bê tông, bảo đảm mức độ chống thấm theo yêu cầu và đặc biệt là cường độ tăng lên (phát triển) nhanh trong những ngày đầu (R3) so với các loại bê tông vữa thường khác. 3.5 Mastit chống thấm Theo yêu cầu của thiết kế, phòng thí nghiệm 75808 đã nghiên cứu một loại mastit bitum dùng để quét và dán cùng với vải thủy tinh trên các mái của các khu phải, trái. Loại mastit bitum này có khả năng bền nhiệt với độ hóa mềm 600 đến 950, có khả năng chống thấm, chống uốn và dãn tốt. Vật liệu dùng để pha chế là bitum III và chất độn phụ gia ở hai dạng xi măng và sợi amiăng (asbet). Kết quả thực tế cho thấy dùng tỷ lệ chất độn 20 % (dạng bột amiăng 1, bột xi măng 1,5) cho nhiệt độ hóa mềm 85 0C dễ thi công và đảm bảo dán vải thủy tinh tốt. Chất độn nhiều rắn cứng khó thi công, mặc dù độ hóa mềm có cao hơn (đến 93 0C). Trong chất độn không có amiăng hoặc tỷ lệ xi măng nhiều cũng không nâng cao được nhiệt độ hóa mềm của mastit bitum. Trong thi công khe biến dạng, khe lún cũng dùng loại mastit bitum (gồm bitum 4 trong đó trộn nóng 20 % xi măng) để nhét vào các khe có tác dụng chống thấm. 3.6 Vữa chịu axit và mastit chịu axit Theo yêu cầu của thiết kế, phòng thí nghiệm đã tiến hành nghiên cứu xác định thành phần vữa chịu axit để dùng trong các buồng có thiết bị đựng axit. Vật liệu dùng là cát thạch anh Quảng Bình sàng qua sàng 1,6 mm; chất độn mịn nghiền từ cát thạch anh đến độ mịn cho phép. Chất kết dính là thủy tinh lỏng (TTL) modun bằng 2,4 đến 2,6. Chất đóng rắn là Fluosilicat Natri thuần khiết (90 %). Có thể dùng một trong hai đơn dưới đây để thi công. Bàng 7. Cấp phối vữa chịu axit STT

Thành phần định lượng cho 1 m3 (kg) Cát

Phụ gia mịn

T.T.L

Na2SiF6

Độ sụt (cm)

1320

440

52,8

1320

396

47,5

Thời gian thi công

Trước khi thử axit

Sau khi thử axit

Hệ số bền axit (%)

130

115

88,5

140

127

Cường độ kháng ép (kG/cm2)

Kết quả thực tế cho thấy, modun thủy tinh lỏng ảnh hưởng đến cường độ và thời gian thi công. Modun cao, cường độ cao, song thời gian ninh kết quá nhanh không thích hợp. Tỷ trọng của thủy

tinh lỏng 1,36 đến 1,38 và modun 2,4 đến 2,6 có thể đảm bảo cường độ kháng ép của vữa sau khi chịu axit: R28 > 100 kG/cm3. Trong thi công, để làm phẳng lớp sơn của tường phòng chịu axit, phòng thí nghiệm cũng đã nghiên cứu một loại mastit chịu axit để làm nền lót. Loại mastit này chế tạo từ thủy tinh lỏng và Sulphat Bari được pha trộn với tỷ lệ thích hợp. 3.7 Mastit cho sơn tường trang trí Để tạo nền trước khi sơn tường cần dùng một loại mastit có độ công tác, thời gian thi công và độ tróc thích hợp. Trên cơ sở thí nghiệm đã chọn được hai loại: mastit trên cơ sở sơn lót và mastit hỗn hợp. Mastit hỗn hợp là loại mastit dùng chung cho các loại sơn kể cả sơn nước cũng như sơn dầu. Thành phần gồm: bột độn và vật liệu kết dính (keo và dầu pha sơn). Loại mastit keo dầu này có nhược điểm là: chất lượng không ổn định, phụ thuộc vào lượng keo: khi ẩm và yếm khí có mùi khó chịu, dễ mốc, sản xuất phức tạp. Sau khi nghiên cứu, Viện KHKT Xây dựng đã kiến nghị thay bằng loại mastit trên cơ sở sơn vinylacrylic. 3.8 Các loại sơn trang trí và sơn kỹ thuật 3.8.1 Sơn keo Dưới sự hướng dẫn của chuyên gia Liên Xô, phòng thí nghiệm đã nghiên cứu chọn được thành phần sơn thích hợp gồm các loại vật liệu sau: - Chất kết dính là keo da, có độ kết dính > 6E và tạo màng. - Chất độn là bột phấn. - Sắc tố. Yêu cầu chất lượng của loại sơn này phụ thuộc vào chất lượng của keo và thành phần lớp nền lót. Sơn keo chỉ dùng trên nền lót Al-K, không dùng trên nền lót Sunphat Đồng. 3.8.2 Sơn vinylaxetat (VA) Đây là loại sơn thành phần nước trên cơ sở Poli tổng hợp. Bằng cách Polyme hóa Vinylaxetat ở nhiệt độ 1800C trong sự có mặt của chất xúc tác, nhận được - Polivinyl axefát. Sau đó đưa vào chất tạo nhũ (Proexanol) và chất tạo dẻo (Libutyl ftalat) thu được chất kết dính cho sơn PVA. Phòng thí nghiệm C75 đã tiến hành thí nghiệm độ bám dính đạt 98 %, đạt yêu cầu uốn trên nền vữa. Căn cứ vào số liệu thí nghiệm, lập ra quy trình thi công chi tiết cho sơn và các phương pháp bảo vệ sơn khỏi mốc, đồng thời xác định được khả năng và mức độ chống mốc của Pentaclofenslat Natri. 3.8.3 Sơn dầu Thành phần gồm dầu pha sơn (olif), sắc tố và bột độn. Ngoài ra còn có chất làm khô (dung dịch Chì Mangan). Sơn dầu được sơn chủ yếu ở khu vực đặc biệt của công trình, các phòng vệ sinh (trần) và một số phòng kỹ thuật. Song, với quy trình thi công và nguyên vật liệu của sơn do thiết kế của bạn quy định đã làm cho một số nơi sơn dầu bị rỉ vàng và bong lớp. Qua nghiên cứu thực tế, phòng thí 32

nghiệm đã phân tích những nguyên nhân gây hỏng lớp sơn do tường thấp ẩm đọng nước nên phân hủy và cản trở sự đóng rắn của dầu Olifa và không gian buồng tạo điều kiện rỉ phát triển, đồng thời tiến hành làm thí nghiệm để rút ra quy trình thi công và vật liệu pha chế thích hợp. Quy trình đó gồm: - Xử lý mặt trước sơn: cọ, đánh bóng. - Sấy và thông gió mặt sơn cục bộ. - Sơn lót bằng sơn chịu ẩm và chống rỉ (thay cho lớp dầu olif theo quy trình của bạn). - Sơn lớp sơn trang trí. Trong thành phần sơn lót bổ sung vào hai loại chất mới là Monoxit Chì và Axetát Chì. Đã thi công phần ngầm nhưng không thấy hiện tượng rỉ. 3.8.4 Sơn Epoxy Để tiến hành chống rỉ, chống thấm và chống xâm thực axit vào những mối hàn của lớp tôn cách nước, những thanh thép trong phòng chịu axit… Đã nghiên cứu thí nghiệm dùng sơn Epoxy. Sơn Epoxy được nghiên cứu dùng ở hai dạng: - Dạng (Rak) lắc dùng để làm màng bảo vệ mối hàn. - Dạng sơn có pha thêm sắc tố (Oxit Sắt, Al…) để sơn thép nơi chịu axit. Thành phần sơn gồm: - Chất kết dính: Epooxi. - Chất tạo dẻo: Đibutyl Phtalat. - Chất đóng rắn: Polyetylen poliarin. - Dung môi Axeton. - Chất độn: Các Oxit và sắc tố bền. Thành phần này được pha chế theo những tỷ lệ thích hợp và được hướng dẫn sử dụng, thi công theo những quy trình cụ thể do phòng thí nghiệm ban hành trong công trường. Căn cứ vào quy trình này, đã hướng dẫn quét 12 000 m đường hàn tôn cách nước và sơn hàng nghìn mét thép chống axit. 3.9 Các loại keo dán a. Keo dán đá Keo được nghiên cứu chế tạo từ loại epoxy, thành phần gồm có: Epoxy

: 100

Polyetylen Polyamin

: 15

Đibutylfalat

: 10

Bột độn

: 70

Keo có cường độ bền ép trượt ~ 100 kG/m2 được dùng để dán đá, dán đá với bê tông và gắn xử lý đá sứt mẻ ở dạng mastit. 33

b. Keo dán đồng Nghiên cứu từ Epoxy biến tính bằng nhựa Furfurol axeton, có khả năng dán đồng tốt. Cường độ bền kéo đứt khoảng 30 kG/cm2. Thành phần keo gồm: Epooxi ED-5, Furfurol axeton, Stinol polyetylepolyamin. Keo này đã được áp dụng dán đồng với đồng trong các khe biến dạng công trình. c. Keo dán cao su Cao su Liên Xô là loại cao su tổng hợp, biến cứng có bề dày lớn khó dán. Để dán loại cao su này khi thi công khe biến dạng công trình và các cửa C5, phòng thí nghiệm đã chế tạo một loại keo dán gồm: cao su, policloropren, stirol, chất trùng hợp peoxitbenzoila. Loại keo này hòa tan trong dung môi hỗn hợp Toluenbenzen. Keo có đặc điểm tự lưu hóa, bền nhiệt bền nước (mẫu thí nghiệm 5 tháng không hỏng). Độ bền xé đạt 1,8 đến 3,8 kG/cm. Keo dán ở thể lỏng được cho vào những lọ nhỏ kín để dùng. Keo dễ đóng rắn và giòn khi tiếp xúc với không khí. Vì vậy khi bôi keo lên hai mặt cao su đã được cọ xát sạch vào khoảng 5 đến 10’ là dán ép chặt ngay, nếu để lâu, mặt dán khô giòn không còn tác dụng dính nữa. d. Sơn keo chịu nhiệt và chống nắng Sơn keo chịu nhiệt có công dụng đặc biệt dựa trên cơ sở nhựa Melamin biến tính với các chất độn và phụ gia bền nhiệt như bột nhôm, oxit nhôm và oxit titan công nghiệp. Loại sơn này dùng để bảo vệ các chi tiết máy nén khi làm việc nhiệt độ bề mặt vỏ máy khoảng 700C. Để chống nắng ở các cửa gỗ, phòng thí nghiệm đã nghiên cứu dùng loại Vecni Melamin được sản xuất từ nhựa melamin biến tính Formalin và Alkyd; so với chịu nhiệt, hàm lượng dung dịch Alkyd trong vecni ít hơn. Loại vecni này có khả năng bền dưới tác dụng của bức xạ mặt trời và thay đổi nhiệt độ. 3.10 Công tác nền móng và đất lấp a. Nền móng Sau khi cơ giới đào móng đến cốt yêu cầu, việc tiến hành kiểm tra chất lượng nền móng là cần thiết. Việc xử lý các vùng đất xấu và các hố đào được thực hiện thận trọng, những nơi có diện tích rộng thường thay bằng cát, còn nơi sâu và hẹp như hố đào thường đổ bê tông. Để kiểm tra chất lượng nền, phòng thí nghiệm đã tiến hành lấy mẫu không phá hoại tại hiện trường đưa về Viện xác định các chỉ tiêu cơ lý cơ bản. Việc lấy mẫu được tổ chức theo mạng lưới 15-20 m x 5-7 m bằng hố đào sâu từ 0,5 đến 1 m và khoan tay Ø 60 mm đến độ sâu 1,5-2,5 m. Mẫu nguyên dạng được bọc sáp và bảo quản cẩn thận để trong quá trình vận chuyển đất vẫn ở trạng thái thiên nhiên. Khi lấy mẫu cũng cần phải mô tả tình hình địa chất của hố đào và hố khoan theo độ sâu, với mỗi loại và lớp đất phải bảo đảm tối thiểu là 3 mẫu thí nghiệm. Các mẫu thí nghiệm này được tiến hành thí nghiệm xác định dung trọng, độ ẩm, hệ số rỗng tự nhiên, chỉ số dẻo, độ sệt, sức chống cắt, hệ số nén, phân tích hạt. Việc đánh giá chất lượng nền đất được dựa trên cơ sở so sánh kết quả thiết kế (kết quả khảo sát) và kết quả kiểm tra (thí nghiệm của phòng thí nghiệm). Cường độ của đất (sức chịu) R theo tài liệu khảo sát được tính toán dựa trên các bảng tra từ các chỉ tiêu cơ lý, được kiểm tra lại bởi công 34

thức H.P Pyzoipebekau theo các số liệu thí nghiệm. Sự so sánh cho thấy, đất nền thực tế phù hợp với những số liệu thiết kế đã cho và do đó kết luận rằng công trình được xây dựng trên lớp đất nền tốt, đảm bảo yêu cầu của thiết kế. b. Lấp cát và đất Xung quanh hố móng công trình lăng được lấp bằng cát vàng, sạch, có chất lượng tốt. Phòng thí nghiệm 75808 đã nghiên cứu yêu cầu của thiết kế và đề nghị dùng cát Phổ Yên để lấp vào hố móng. Cát Phổ Yên có độ bẩn khoảng 2 %, modun độ lớn 2 đến 2,8 trung bình là 2,5. Các tiêu chuẩn khác đạt yêu cầu như dùng cho bê tông. Với loại cát dùng cho lấp công trình chịu lực, cát Phổ Yên đạt yêu cầu thuộc vào loại tốt. Qua thí nghiệm đầm chặt tiêu chuẩn, cát có dung trọng khô tối ưu γc = 1,68 T/m3 ở nơi chịu lực quan trọng và γc = 1,58 T/m3 ở nơi ít chịu lực phía trên. Muốn đạt yêu cầu dung trọng trên, trong quá trình thi công phải bảo quản độ ẩm của cát từ 12 đến 16 %, tức là phải phun thêm nước trước khi đầm và chiều dày rải đất chỉ cho phép 25 đến 30 cm. Biện pháp đầm dùng xe ủi bánh xích hoặc bánh hơi đi lại nhiều lần (trung bình 1,5 đến 2 ca) ở nơi diện tích rộng, các nơi vướng cột, giếng và các mép sát tường được đầm bằng đầm rung (đầm bê tông). Để kiểm tra chất lượng đầm chặt của cát, trước hết phải kiểm tra chất lượng vật liệu (cát), độ dày san đầm và độ ẩm cần thiết của cát. Trong quá trình thi công, phòng thí nghiệm đã bố trí tổ thí nghiệm theo dõi lấy mẫu kiểm tra độ chặt (dung trọng khô của cát đầm). Vị trí lấy mẫu kiểm tra theo mạng lưới kẻ ô 3 x 5 m. Chúng tôi đã áp dụng các phương pháp và dụng cụ tiên tiến để kiểm tra dung trọng khô của đất đầm trong điều kiện thi công của hiện trường vừa bảo đảm chính xác vừa phải nhanh gọn. Ở đây, phương pháp đo dung trọng khô bằng phao Côvaliép được áp dụng như là phương pháp chuẩn dùng để làm số liệu nghiệm thu ở các lớp 3, 6, 9,… ở các lớp 1, 2, 4, 5,… được kiểm tra bằng phương pháp chùy xuyên. Phương pháp chùy xuyên dựa trên quan hệ giữa độ cắm sâu của thanh sắt nhọn tiêu chuẩn dưới tác dụng của lực đóng (quả tạ rơi tự do một số lần) và dung trọng khô của vật liệu (đất, cát) được chỉnh lý bằng phương pháp thống kê toán học qua kết quả thí nghiệm riêng biệt đối với từng loại vật liệu. Trên cơ sở thực nghiệm, với dụng cụ chùy xuyên của Viện KHKT Xây dựng chúng tôi đã lập được những đường biểu diễn quan hệ nói trên đối với một số loại đất, cát. Ở đây, đối với cát Phổ Yên có modun khoảng 2,5 khi độ lún sâu của chùy 11,5 m thì dung trọng khô của cát tương ứng ≥ 1,63 T/m3. Dung trọng khô của cát ≥ 1,58 T/m3 khi ở độ lún sâu của chùy 13 cm dưới tác dụng của quả tạ rơi tự do 6 lần. Áp dụng phương pháp này đã đẩy nhanh tốc độ kiểm tra và thi công, bảo đảm yêu cầu kỹ thuật và tiết kiệm nhân lực thí nghiệm. c. Lớp gia cố nền đường vỉa hè (cát + xi măng) Sau khi san đắp nền các vỉa hè đến cốt thiết kế với độ chặt của đất theo quy định, cần tiến hành thi công một lớp vữa gia cố nền dày từ 20 đến 25 cm. Yêu cầu của lớp gia cố này phải đạt cường độ từ 40 đến 60 kG/cm2. Với yêu cầu trên, phòng thí nghiệm đã tiến hành nghiên cứu xây dựng quy trình thi công và kiểm tra chất lượng. Vật liệu dùng là 150 kG xi măng Pooc lăng Hải Phòng trong một mét khối cát vàng có modun độ lớn 2 đến 2,5 ở độ ẩm 8 đến 10 %. Hỗn hợp vữa xi măng được trộn đều ở độ 35

ẩm của cát nói trên và rải lên nền đường tổng số chiều dày H = 1,3 x h (trong đó h là chiều dày lớp gia cố sau khi đã đầm đạt cốt thiết kế). Rải xong sau thời gian 60 phút kể từ lúc trộn vật liệu mới được tiến hành đầm để xi măng có điều kiện hút ẩm. Nếu thi công cơ giãn đầu tiên nên dùng đầm bàn đầm sơ bộ, sau đó dùng đầm lăn đầm tới khi đạt dung trọng khô cho phép. Thời gian thi công không quá 3 giờ kể từ khi trộn vật liệu đến khi đầm đạt yêu cầu. Nếu quá thời gian quy định trên, việc tiến hành đầm tiếp tục sẽ không đem lại kết quả mà ngược lại sẽ làm rạn nứt và hạ thấp dung trọng đất đầm do bị phá vỡ kết cấu liên kết giữa xi măng và cát. Qua thực tế thi công cho phép đầm tay và đầm bàn. Đầu tiên có thể rải từng lớp mỏng 7 đến 8 cm rồi đầm tay sơ bộ, sau đó dùng máy đầm bàn đầm chặt đến dung trọng γk = 1,70 T/m3. Ở dung trọng này, theo kết quả thí nghiệm cường độ của vữa gia cố đạt trên 50 kG/cm2, hệ số đầm chặt k > 0,85. Sau khi đầm xong cần bảo dưỡng bằng nước trong 7 ngày (có thể rải lớp cát ướt dày 3 cm hoặc đậy bao tải ướt), sau đó mới được tiến hành lát tấm bê tông. 3.11 Tấm lót có sỏi trang trí Để lát xung quanh Lăng Bác, các đường vỉa hè và đường ô cỏ trong quảng trường sân Ba Đình yêu cầu thiết kế dùng tấm lát bê tông có sỏi trang trí bề mặt mác 400, có lưới thép Ø 6. Kích thước tấm lát có hai loại 40 x 40 x 6 cm và 60 x 60 x 6 cm, trên mặt được trang trí bằng sỏi thạch anh Ø 10 ÷ 30 - 35 mm. Viện KHKT Xây dựng đã tiến hành nghiên cứu, thực nghiệm chế tạo tại Viện và lập quy trình hướng dẫn sản xuất hai loại tấm lát nói trên tại các nhà máy. Từ số liệu thí nghiệm, sản xuất thử và so sánh các phương án, chúng tôi đã nghiên cứu hoàn chỉnh các loại tấm lát nói trên thỏa mãn mọi yêu cầu chất lượng kỹ thuật và kiến trúc. Cường độ nén 28 ngày đạt > 400 kG/cm. Độ hút nước của bê tông < 6 %. Hệ số mài mòn k < 0,6 g/cm2. Độ liên kết giữa bê tông và cốt thép > 24 kG/cm2. Thực tế sản xuất tại các nhà máy với liều lượng đã được nghiên cứu: - Xi măng P500

: 430 kG

- Cát vàng 0,15 ÷ 2 mm

: 380 kG

- Sỏi 5 ÷ 20

: 1500 kG

- Tỷ lệ N/X

: 0,38

- Độ sụt

: 0 ÷ 0,5 mm

Trên bề mặt trang trí sỏi thạch anh đối với tấm cỡ lớn từ 8 đến 8,2 kG, đối với tấm nhỏ 3,4 đến 3,5 kG. Quy trình thi công chủ yếu theo những bước sau đây: - Để cốt thép vào khuôn, cho bê tông vào đầm phẳng cách mép trên khuôn 4 đến 5 mm thì xếp sỏi trang trí, sau đó tiếp tục đầm cho sỏi chìm xuống bằng với mặt khuôn (mặt đầm máy ép sát vào mặt trên của thành khuôn). - Đầm xong xoa phẳng và đợi xử lý bề mặt, thời gian không bé hơn thời gian minh kết (sơ ninh) của xi măng. - Dùng tia nước nhỏ, áp suất 3 đến 4 at để phun trôi lớp vữa phía trên. Vị trí vòi phun cách mặt sản phẩm 60 đến 70 cm, ở độ nghiêng 7 đến 100 tạo thành với mặt sản phẩm. Có thể thay thế bằng cách dội nước và cho chổi đót cho trôi hết màng vữa lô sỏi trang trí từ 2 đến 4 mm. Chỗ nào bị xói mòn nhiều hoặc gặp sỏi nhỏ nổi lên phải cậy, xử lý bằng lớp vữa cát xi măng 1,3:1. 36

- Cho bê tông dưỡng hộ, tháo khuôn và sau khi đạt cường độ khoảng 70 %, tiến hành cọ rửa bề mặt sỏi cho sạch. Lúc đầu có tiến hành rửa bề mặt tấm bê tông bằng dung dịch axit loãng. Sau khi nghiên cứu và thực nghiệm, Viện KHKT Xây dựng đã đề nghị thay bằng rửa nước thường và cọ bằng bàn chải sắt. Quy trình kiểm tra và thí nghiệm được xây dựng trên cơ sở đối với sản xuất bê tông đúc sẵn. Ở đây ngoài việc xác định cường độ nén và độ liên kết của bê tông - cốt thép còn tiến hành xác định độ hút nước và hệ số mài mòn. Thí nghiệm mài mòn được tiến hành với mẫu TN 5 x 5 x 3 cm trên máy quay 330 vòng (như thí nghiệm gạch lát). Kết quả thí nghiệm sản phẩm sản xuất tại các nhà máy theo liều lượng bê tông và quy trình sản xuất của Viện cho thấy chất lượng tấm lát tốt, cường độ trung bình đạt 420 kG/cm2 đến 440 kG/cm2, độ liên kết vượt yêu cầu. Đặc biệt độ hút nước và hệ số mài mòn quá nhỏ (hút nước 3 đến 4 %, mài mòn < 0,1 g/cm2). 3.12 Ngâm tẩm gỗ chống cháy Trong công trình dùng nhiều loại gỗ quý và cần được chống cháy. Việc chống cháy cho gỗ hoặc làm cho các cấu kiện bằng gỗ có khả năng chịu lửa đến các bậc chịu lửa nhất định được tiến hành bằng phương pháp ngâm tẩm gỗ với những hóa chất sau đây: - Amôni Phốt phát: (NH4)3PO4 - Amôni Sun phát : (NH4)2SO4 - Natri Florua

: NaF hoặc Florua Silicat Natri Na2SiF6

- Kali Đicromat

: K2Cr2O7 hoặc K2CrO4

- Phụ gia giảm sức căng bề mặt: BH70 hoặc T70 hoặc L40 Dựa vào kết quả thí nghiệm của phòng thí nghiệm 75808 kết hợp với Cục phòng cháy chữa cháy đối với 3 loại gỗ sến, lim, gụ, chúng tôi đã nghiên cứu và chọn dung dịch hóa chất sau đây để dùng vào việc ngâm tẩm chống cháy các cấu kiện gỗ trong công trường. (NH4)3PO4

10 % (theo trọng lượng)

(NH4)2SO4

10 %

Na2SiF6

K2CrO4

Nước

77 %

Thời gian ngâm gỗ khoảng 5 đến 7 ngày, nhiệt độ của dung dịch 60 đến 800 thì kết quả thí nghiệm cho thấy thời gian có thể giảm ngắn hơn. Ngâm tẩm gỗ theo quy trình và liều lượng nói trên do Viện KHKT Xây dựng đề nghị đạt kết quả tốt. Đối với loại gỗ lim, sến, gụ sau khi được tẩm đem đốt với ngọn lửa 530 0C trong 2 phút thì nhận thấy khó cháy (khó bắt lửa, khi không tiếp xúc với lửa, tắt lửa ngay không cháy âm ỉ, hao hụt trọng lượng khi cháy 3 đến 4 %). Có thể thay đổi tỷ lệ dung dịch: (NH4)2SO4

20 % (theo trọng lượng)

Na2SiF6

H2O

78 % 37

Việc ngâm tẩm gỗ cần phải được tiến hành thận trọng, cấu kiện phải được gia công tương đối hoàn chỉnh, gỗ càng khô càng tốt, độ ẩm cho phép < 15 – 20 % đối với các loại gỗ sến, gụ và lim. 4 SÁNG KIẾN CẢI TIẾN KỸ THUẬT CÓ GIÁ TRỊ Để khắc phục khó khăn trong sản xuất thi công, tăng nhanh tiến độ thi công, hạ giá thành công trình, đồng thời bảo đảm tốt chất lượng và kỹ thuật, cán bộ và công nhân của Viện tham gia phục vụ xây dựng Lăng Hồ Chủ tịch đã nghiên cứu tìm tòi và áp dụng nhiều biện pháp kỹ thuật tiên tiến trong đó có nhiều sáng kiến cải tiến có giá trị. Dưới đây là một số sáng kiến cải tiến đã được áp dụng có hiệu quả tốt trong khi thi công và sản xuất vật liệu tại công trường 75808. 4.1 Dùng “sàng thoi dẹt” Để xử lý giảm bớt hàm lượng hạt thoi dẹt trong đá dăm đúng quy định để sản xuất bê tông. Sàng được cấu tạo theo nguyên tắc ghép song song các thanh sắt góc nhỏ, có khe hở cách nhau bằng kích thước của hạt bé nhất trong nhóm cốt liệu. Khi sang, các hạt dẹt có bề dày nhỏ hơn hoặc bằng khe hở sẽ lọt ra ngoài. Cách xử lý này có thể làm giảm hàm lượng hạt dẹt từ 25 xuống 13 %, tiết kiệm cho công quỹ hàng nghìn công, tăng năng suất 6 đến 7 lần so với phương pháp nhặt bằng tay. 4.2 Chọn tỷ lệ phối hợp thành phần bê tông thích hợp Chọn tỷ lệ phối hợp thành phần bê tông thích hợp theo độ sụt tối ưu của bê tông (xác định căn cứ vào điều kiện thi công và kết cấu công trình). Việc nghiên cứu hợp lý hóa này được tiến hành qua các kết quả thực nghiệm của hàng loạt mẫu thí nghiệm tính toán theo các mác bê tông phụ thuộc vào độ sụt ứng với các loại vật liệu, cát, đá dăm, sỏi. Tiến hành thành lập các bảng, biểu đồ liều lượng theo mác bê tông phụ thuộc vào độ sụt cho các vật liệu khác nhau. Khi chọn liều lượng, căn cứ vào hình dáng quy cách, cấu tạo cốt thép… và các điều kiện thi công khác để chọn độ sụt thích hợp nhất, đồng thời tra bảng (hoặc biểu đồ) chọn lượng xi măng thích ứng trong 1 m3 bê tông đối với các loại vật liệu đã định trước. Kết quả áp dụng phương pháp này đã tiết kiệm được nhiều xi măng cho công trường. Chỉ tính riêng cho khối lượng 4 000 m3 bê tông được chọn thay đổi độ sụt đã tiết kiệm được 160 000 kG xi măng, đồng thời chất lượng công trình vẫn bảo đảm tốt. 4.3 Dùng chùy xuyên kiểm tra độ chặt của đất đắp Dựa trên nguyên tắc chung, Viện KHKT Xây dựng đã sản xuất chùy xuyên là một thanh thép tròn khắc vạch (cm) có đầu nhọn 600 và một quả tạ có lỗ xuyên tâm được nâng lên thả xuống rơi tự do theo thanh thép đến mốc định vị để đóng thanh thép lún sâu vào trong đất. Đối với mỗi loại đất hoặc cát, chùy được tiến hành thí nghiệm hiệu chỉnh lập đồ thị quan hệ giữa độ lún sâu của chùy vào đất đầm chặt và dung trọng khô của đất ấy ứng với số lần nào đó của quả tạ rơi tự do cho chùy lún vào đất. Khi kiểm tra độ chặt của đất đắp, cho đóng chùy lún xuống theo số lần đã hiệu chỉnh và quan sát độ lún sâu của chùy có thể tìm được dung trọng khô (hoặc hệ số đầm chặt k) tương ứng. Dùng phương pháp này xác định độ chặt của đất chỉ mất 1 đến 1,5 phút nhanh hơn rất nhiều so với phương pháp phao côva-liep (phải tốn từ 10 đến 12 phút cho một mẫu thí nghiệm). Đặc biệt khi diện thi công rộng, điểm kiểm tra nhiều dùng phương pháp chùy xuyên tiết kiệm được nhiều công sức và thời gian. Trong quá trình thi công lấp xung quanh Lăng Bác, phòng thí nghiệm 75808 đã 38

tiết kiệm được hơn 1000 công thí nghiệm. Đấy là chưa kể tiết kiệm được công chờ đợi của máy móc và công nhân trong thi công do việc xác định dung trọng bằng phao côva-liep. 4.4 Làm giá định vị để giữ các thanh thép khi hàn đính lưới thép của tấm lát bê tông Các thanh thép lớp dưới được đặt trong các rãnh định vị (theo kích thước thiết kế) trên một tấm gỗ bằng kích thước lưới thép. Lớp thép phía trên đặt theo khoảng cách quy định và nơi giao nhau giữa hai lớp thép ở phía dưới miếng gỗ được đục thủng để mỏ hàn đính của máy có thể tiếp xúc với lưới thép. Nhờ định vị trước, lưới thép được hàn rất phẳng và năng suất tăng hơn hai lần so với kiểu hàn cầm tay. Chỉ tính riêng khi hàn 5 vạn tấm lưới thép tại nhà máy bê tông Chèm, hàn theo giá định vị đã lợi cho nhà nước hàng nghìn đồng, đảm bảo quy cách kích thước chính xác. 4.5 Thử độ ẩm của tường bê tông - vữa bằng chất chỉ thị màu Phenolstalin Thử độ ẩm của tường bê tông - vữa bằng chất chỉ thị màu Phenolstalin. Ứng dụng nguyên tắc chất chỉ thị màu Phenolstalin gặp kiềm sẽ biến thành màu hồng đỏ (mà trong bê tông - vữa có chất kiềm, nhất là khi có độ ẩm tính kiềm sẽ thể hiện rõ ràng), tiến hành xác định quan hệ giữa nồng độ của Phenolstalin và độ ẩm tối thiểu của vữa, bê tông để xuất hiện màu. Lập biểu đồ hiệu chỉnh, khi cần xác định độ ẩm cho phép của tường để thi công sơn ta dùng Phenolstalin có nồng độ tương ứng khi hiệu chỉnh nỏ lên tường, nếu nơi đó không xuất hiện màu hồng thì chứng tỏ tường đã khô và có độ ẩm bé hơn độ ẩm cho phép để thi công, ngược lại thì phải xử lý. Áp dụng phương pháp này rất có lợi, không phải đục phá kết cấu, tiết kiệm được rất nhiều công, đảm bảo thi công nhanh chính xác. 4.6 Cải tiến quy trình bỏ khâu rửa dung dịch axit Cải tiến quy trình bỏ khâu rửa dung dịch axit trên bề mặt tấm lát có sỏi trang trí (yêu cầu của chuyên gia thiết kế). Chất axit làm ảnh hưởng đến cường độ bê tông và độ bám dính của sỏi bề mặt với bê tông. Bỏ khâu rửa dung dịch axit và thay bằng cọ rửa nước thường bằng bàn chải sắt chẳng những bảo đảm yêu cầu mỹ thuật mà còn bảo đảm được yêu cầu về chất lượng. Sáng kiến này đã làm lợi cho công quỹ hàng vạn đồng khi sản xuất một khối lượng rất lớn tấm lát. 4.7 Thay mastit keo dầu bằng mastit Thay mastit keo dầu bằng mastit trên cơ sở sơn Vinylacrilic trong công tác sơn chất lượng cao. Mastit kéo dầu sản xuất và thi công phức tạp, tốn nhiều thời gian, đồng thời khi khô có mùi hôi, dễ mốc. Thay mastit Vinylacrilic sản xuất từ hai nguyên liệu chính: nhũ tương Vinylacrilic và bột phấn, thời gian thi công nhanh tăng năng suất 23 lần so với trước. Khi khô loại mastit này có mùi nhẹ, dễ chịu, màu đồng nhất, khó mốc và có thể xử lý bằng chất chống mốc pentaclophenol. Dùng loại mastit VA tiết kiệm được 1 đồng trên mỗi mét vuông tường, tính ra lợi khoảng 4 000 đồng khi thi công khu giữa Lăng Bác. 4.8 Dùng vecni chịu nhiệt Melamin thay vecni cánh kiến trong trang trí đồ gỗ Việc đánh bóng các cửa gỗ bằng vecni cánh kiến tốn nhiều thời gian và công sức, đặc biệt đối với các cửa chịu nắng gió không bảo vệ được và thường bị nứt nẻ. Dùng vecni Melamin phun lên cửa gỗ thành màng bảo vệ, có độ bóng đạt yêu cầu thẩm mỹ, đồng thời có khả năng chịu nhiệt độ cao tới 100 đến 150 0C. Do đó, việc áp dụng vecni chịu nhiệt Melamin thay cho vecni cánh kiến chống 39

được nứt nẻ, tiết kiệm công và vật liệu, thời gian thi công nhanh gấp trăm lần. Tính riêng, khi dùng thi công 8 cửa gỗ trong Lăng Bác đã tiết kiệm hàng vạn đồng cho nhà nước. 5 KẾT LUẬN Quán triệt chủ trương chung của Đảng và Nhà nước về việc xây dựng Lăng Hồ Chủ tịch, dưới sự chỉ đạo trực tiếp của Bộ trưởng - Trưởng ban chỉ đạo nhà nước - Viện KHKT Xây dựng đã có nhiều cố gắng để thực hiện tốt những nhiệm vụ được giao với tình cảm và lòng biết ơn sâu sắc, lòng tôn kính vô hạn với Bác Hồ kính yêu, với tinh thần sẵn sàng dùng khoa học kỹ thuật phục vụ thi công sản xuất, bảo đảm chất lượng tốt nhất, thời gian nhanh, tiết kiệm nhiều. Được sự quan tâm chú ý của Ban phụ trách xây dựng Lăng, của đồng chí Bộ trưởng và Đảng đoàn Bộ. Dưới sự chỉ đạo trực tiếp của lãnh đạo Viện và Ban chỉ huy công trường 75808, Viện đã nghiên cứu thí nghiệm và đưa vào sản xuất thi công trên 20 vấn đề về KHKT Xây dựng đồng thời cũng đã phát huy hàng chục sáng kiến cải tiến, trong đó có 8 sáng kiến cải tiến có giá trị KHKT và kinh tế cao góp phần đẩy nhanh tiến độ thi công và tiết kiệm cho công quỹ hàng chục vạn đồng. Bảo đảm đến mức cao nhất về mặt chất lượng. Rút bài học kinh nghiệm đưa đến những kết quả đáng kể nói trên về mặt KHKT là sự mạnh dạn dám nghĩ dám làm trên cơ sở vận dụng có căn cứ phân tích khoa học những thành tựu KHKT tiên tiến và thực tiễn thi công sản xuất của cán bộ lãnh đạo cũng như của các kỹ sư, công nhân tham gia phục vụ xây dựng Lăng, sự thống nhất và hợp tác chặt chẽ trong công tác nghiên cứu thí nghiệm, đồng thời biết tổ chức tốt, kết hợp chặt chẽ giữa công tác nghiên cứu và phục vụ sản xuất thi công. Trong xây dựng công trình Lăng Bác, khoa học kỹ thuật xây dựng đã được ứng dụng và được chú ý đặc biệt. Nhờ đó, công trình đã được thi công chẳng những với tốc độ rất nhanh mà còn với chất lượng và kỹ thuật tốt, bảo đảm công trình tồn tại lâu dài. Viện KHKT Xây dựng cũng đã đóng góp một phần đáng kể vào việc xây dựng và bảo đảm chất lượng công trình tốt mà trong lịch sử xây dựng Việt Nam chỉ có một không hai. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Hồ sơ xây dựng Lăng Chủ tịch Hồ Chí Minh; 2. Các đề tài nghiên cứu của Viện KHKT Xây dựng giai đoạn từ năm 1960 đến năm 1975.

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

CONSTRUCTION COST AND TECHNOLOGY CHOICE: AN INTERNATIONAL COMPARISON Toong Khuan CHAN* ABSRACT: Building economists have produced construction cost indices to allow for a comparison of building construction costs for many countries but these indices do not take into account or optimizes the choice of materials or technology used in the construction process. The aim of this project is therefore to develop new construction cost indices which are linked to the various methods of building construction. The differences in local practices, availability of local resources (raw materials, land, labour, capital and technology), domestic building materials industries, and local regulations all combine to influence the construction cost of a building. These new indices are derived from a global survey of the costs of building material, construction costs for various building elements, labour costs, capital costs together with the choice of construction method and technology employed. The findings will inform on many current research and policy initiatives: to manage the exploitation of indigenous resources, to develop domestic building materials industries, to improve construction methods, modernise and upgrade the construction sector in developing countries.

1 INTRODUCTION Construction technology is commonly understood as the choice of construction materials and the processes through which these are assembled to produce a building or a structure. The use of locally grown timber or stone quarried from a nearby location for residential housing is one example of material selection through the utilisation of native materials. Very often the skills of the local labour are closely matched with the type of material that is most commonly available. This simple and efficient selection of materials and construction technology has served to provide buildings for many centuries. Modern construction methods now offer the builder a number of options for a building system with a wider selection of materials, some of which may be procured from overseas. The choice of construction technology is influenced by many factors but from a building economist’s point of view the total cost is the most rational criteria for evaluating alternatives. Other factors that may influence the choice of material and technology include design preferences, availability of construction materials, exposure to hazards and risks, speed of construction, climate, indoor comfort and energy efficiency, social cultural acceptance and appropriateness, environmental impact (demolition, recycling, etc.), availability of local skills and opportunities for participation of livelihoods. It may be argued that these other factors will ultimately translate into costs in one form or the other in the market.

Toong Khuan CHAN, Faculty of Architecture, Building and Planning, The University of Melbourne, Victoria 3010, AUSTRALIA 41

Fundamentally, the construction cost will comprise the cost of the raw materials, the labour to shape and assemble these materials, the purchase (or rental) of tools, machineries and other construction equipment, overheads (management, head office, compliance with all regulations, fees, and insurances) and finally the builderâ&#x20AC;&#x2122;s profit. Builders may choose to adopt local construction methods and materials that are durable and inexpensive to maintain reduce the maintenance and life cycle cost of buildings. However, it is also possible that investments in new technologies may reduce the costs of construction in the long run when the technology becomes widely accepted locally. Modern construction methods employ various elements or subassemblies that may be fabricated elsewhere to reduce the physical work at the construction site. For example, prefabricated building has become the least expensive and widely used technique in the public housing sector of many developing countries while in other countries in-situ construction remains the cheapest and most widely used (Warszawski, 1999). Multi-storey buildings in Australia are predominantly constructed with concrete framed structures whereas the US has a greater proportion of steel framed buildings. Many developing economies, faced with increasing demand for building products and services, are faced with challenges to formulate policies to advance their local construction industries in the most appropriate directions with regards to construction materials and technologies. A careful choice of technology will have both economic and social consequences. Building economists have produced construction cost indices to allow for a comparison of building construction costs for a wide range of locations, usually at major urban areas in developed and developing countries. These indices are updated regularly to enable building owners, contractors and investors to estimate the cost of an equivalent building on a per square meter basis. This method of computing construction costs, either in local currency (Davis Langdon, 2010), or adjusted using a purchasing power parity approach provides a reasonably accurate description of the cost relativities between countries (McCarthy, 2011). Existing indices often do not link cost with other important local conditions such as dominant technology used locally. In effect, the sole focus on per square meter building costs ignores the different construction methods or technologies employed to construct these buildings. Thus, the use of these indices does not provide a complete insight into the reasons for the differences in construction costs observed across countries and localities. While many previous studies (Davis Langdon 2010, Stapel 2002, Walsh and Sawhney 2004) have made cost comparisons between countries, relatively little or no study has linked total cost comparison to choice of construction technology and industry specific conditions. Existing location indices are often constructed and are specified without any indication of what construction technology is referred to for each location represented by the indices. Stakeholders in multinational projects need to understand the total cost of projects at the feasibility stage and prior to bidding and construction. They require sufficient information that can help them choose different construction technologies when planning projects in different locations. Knowledge of differences in costs between locations accounted for by differences in 42

technology can help stakeholders choose the most appropriate construction. On top of that, the choice and investment in appropriate technology can facilitate and advance the development of the local construction industry. The aim of this project is therefore to develop a series of construction cost indices which are linked to basic inputs that are available locally for the construction of a building. The differences in local practices, availability of native resources (raw materials, land, labour, capital and technology), domestic building materials industries, and local regulations all combine to influence the construction cost of a building. These indices will be derived from a compilation of the costs of building material, construction costs for various building elements, labour costs, together with the choice of construction method and technology employed. The findings will inform on many current research and policy initiatives: to manage the exploitation of indigenous resources, to develop domestic building materials industries, to improve construction methods, modernise and upgrade the construction sector in different countries. The findings should provide a rational method for selecting an appropriate building technology to suit the conditions of the construction industry in different countries. This is important as developing countries continue to seek for ways of making construction products affordable as well as seek to encourage the development of domestic construction industry. 2 BACKGROUNDS AND LITERATURE REVIEW International construction economists (Stapel 2002, Walsh and Sawhney 2004, Best et.al 2010, McCarthy 2011) are focused mainly on gathering data on construction costs in major cities around the globe and conducting research to explain observed differences in these indices based on the type of building; whether the building is to be used as a hotel, premium office tower, or an industrial or manufacturing facility. The demand for these indices are driven mainly by investors from developed countries looking to invest in major growth areas, or by manufacturers seeking to relocate their operations to less expensive locations. On the other hand, local construction activities are organised by managers sourcing building materials locally, employing local or migrant labour, and selecting a method of construction that reflects the ability of the local industry aim to achieve a lowest cost solution. Sultan and Kajewski (2006) indicated that in some developing countries, the construction industry is very dependent on the import of construction components and materials combined with issues of high unemployment leading to high construction costs from imported materials, inflation and an unstable economy. Thus policies put forward by various countries to improve the economic performance of their respective construction industries need to be informed by a precise economic model that illustrates the link between the cost of inputs to the construction industry to the price of its outputs and its follow-on benefits to the national economy. The insistence by many developing countries seeking to import expensive construction technologies or use advanced products from overseas in their local construction sectors to improve productivity or quality of their products may be misguided. Ganesan (2000) suggested 43

that construction methods that provide greater employment be adopted in Sri Lanka to cater for the under-employment of the labour force. Moavenzadeh (1978) found that designs by expatriate professionals are often poorly suited to locally available labour, materials, equipment and construction methods. Developing nations thus tend to rely rather heavily on aid from developed countries in the professional sector of the industry. In the developed countries, increase in the cost of labour relative to other inputs have led contractors to search for labour substitutes, perhaps through the use of more productive equipment or a more capital-intensive method of construction which reduces on-site labour requirements. It is very likely that the techniques currently being developed in the industrialised countries may not be especially suitable for use in developing countries due to their incompatibility with local conditions. Some older techniques relying less on capital-intensive methods and more on labour, particularly unskilled and semiskilled labour, might be more appropriate. 3 METHODOLOGY This project explores the use of basic construction material and labour cost indices to develop a framework for evaluating the choice of construction technology. The proposed approach is based on the structure of construction inputs and applied to evaluate the impact of changes in inputs on the key trades of the building industry. The framework is used to map the technology choices to various combinations of input cost indices in a number of developed and emerging economies. The approach is to examine a number of countries with the availability of indigenous raw materials, high and low labour costs, and to show the price developments of production factors used in their respective construction industries. Data for gross domestic product (GDP) per capita based on purchasing power parity (PPP) was obtained from the World Bankâ&#x20AC;&#x2122;s world development indicators database for 2011 to correspond with the year the cost survey was carried out (World Bank, 2013). GDP PPP is gross domestic product converted to international dollars using purchasing power parity rates. The World Bank defines an international dollar to have the same purchasing power over GDP as the U.S. dollar has in the United States. 3.1 Compilation of Basic Prices Construction cost data from sixteen countries (Australia, Canada, China, Germany, India, Ireland, Japan, Malaysia, Russia, South Africa, South Korea, Singapore, United Arab Emirates, United Kingdom, United States and Vietnam) was obtained from an international construction cost survey conducted by Turner and Townsend (2012). This survey reported on materials and labour costs across the many countries that the company operates in and includes a disclaimer to point out that these prices are indicative and are dependent on building design, site conditions, and may be subject to different interpretations, building methods and standards for costing and measurement. However, this set of data provides useful and readily accessible prices for this preliminary study. 44

Although the survey included a large number of building materials and wide range of building elements, the cost components studied were limited to skilled labour cost (calculated as an average of skilled workers in three groups of trades), five basic material cost items (concrete, reinforcing bars, standard bricks, steel sections and softwood timber for framing) and five key elements in the building trades (concrete in slabs, reinforcement in beams, formwork to soffit of slabs, structural steel beams, and precast concrete walls). These basic prices were converted to ratios or indices by dividing the cost of each material with the hourly rate for skilled labour or the cost of one cubic metre of concrete. In this preliminary study, the investigation was limited to four concrete/steel construction systems: cast-in-place reinforced concrete, precast concrete, pre-stressed concrete and structural steel frame with a composite concrete-steel deck, to validate the research approach. Selecting a range of developed and emerging economics will allow a comparative analysis of the differences among and between groups of countries in terms of technology choice and its relationship with regards to construction costs. 3.2 Case studies of construction systems Three case studies were identified from existing literature to represent the various different framing options for multi-storey construction: cast-in-place reinforced concrete, precast concrete, prestressed concrete and structural steel frame with composite concrete-steel deck systems. The purpose of these case studies was to demonstrate the use of these indices to rationalise the choice of structural system in each location based on the cost of inputs. The first case study conducted by Yong (2010) costed a cast-in-place reinforced concrete 2,405 square metre double-storey (and a single level basement) retail and office building, a precast concrete 1,154 square metre double storey residential apartment, and a single post-tensioned concrete slab in the upper floor of 1,122 square metres for an industrial building, all in Melbourne, Australia. The analyses that were conducted by Yong include an estimation of builderâ&#x20AC;&#x2122;s costs for the reinforced concrete, precast concrete and post-tensioned systems based on cost data in Australia, UK, Malaysia and US. The second case study referred to a comparative study by Mills (2009) who conducted cost comparisons on six designs for a 10-storey building. A comparative evaluation of UK, German and French builders by Proverbs et al (1999) provides data for the third case study. Using questionnaire surveys of 31 UK, 13 French and 10 German builders, 4 ANALYSIS OF RESULTS For operational and analytical purposes, the World Bank classifies economies based on gross national income per capita into low income, middle income (subdivided into lower middle and upper middle), or high income. Of the 16 countries examined, Singapore, US, UAE, Ireland, Canada, Australia, Germany, UK, Japan, and South Korea were classified as high income with 45

Russia, Malaysia and South Africa in the upper middle income category, and China, India, Vietnam in the lower middle income category. In an international comparison, the single most important factor is usually the difference in labour cost across different countries. Figure 1 shows the hourly wage rate for skilled workers in these countries in US dollars plotted together with descending GDP per capital (PPP adjusted) for these 16 countries. As expected, the hourly wages for skilled workers are significantly higher for the high income countries but lower for the middle income countries. As the construction sector in Singapore and the UAE are heavily reliant on the employment of migrant workers, the wage levels in these two countries are depressed by the lower wages paid to these transient workers compared to the local nationals. A similar depression of wage is evident in Malaysia where a large proportion of the construction labour is from either Indonesia or Bangladesh. As a country with the lowest GDP per capita, Vietnam exhibits a much higher wage level compared to other lower middle income (LMI) countries indicating that construction wage levels are rising faster than the economy in general. The cost of one cubic metre of 30MPa concrete ranges from a low of US$55 in Vietnam to a maximum of US$191 in Australia. A plot of the concrete costs against the level of economic development in Figure 2 does not indicate that concrete is cheaper in a middle income economy. The effect of different currencies can be eliminated if basic materials such as concrete, brick, timber, reinforcements and structural are divided by the hour wage of the skilled workers (see Table 1, Figures 3 and 4). A cubic metre of concrete is now equivalent to 2.8 hours of wages in the high income countries if we disregard Singapore and UAE. Concrete is valued at between 7 to 8 hours of wages for Singapore and UAE, but increases rapidly as GDP per capita reduces. Indian concrete is very expensive at 104 times the hourly wage. Similar trends can be seen for bricks and timber. Reinforcing bars and structural steel are equivalent to 21 hours and 40 hours of wages respectively for high income countries. The lower cost of labour in Singapore and UAE distorts the relative cost of steel in these two countries leading to ratios more aligned to the middle income countries. Steel is relatively expensive in the upper middle and lower middle income countries. The extremely low wage in India leads to very high relative cost of both reinforcing bars and structural steel there with ratios exceeding 800 for a tonne of reinforcing bars and 1000 for a tonne of structural steel. The ratios for Vietnam clearly indicate that its higher wage level has reduced the relative cost of construction materials to the same order as higher middle income nations. Similarly, the cost of basic construction materials is divided by the cost of one cubic metre of concrete Table 1. Bricks are generally more expensive relative to concrete in the high income countries but cheaper in the middle income countries. This observation may lend itself to the wider use of brick in buildings in the middle income countries where the cost 1000 bricks is one or two times more than one cubic metre of concrete. The cost relativities of reinforcing bars and structural steel with concrete are shown in Table 1. The cost for one tonne of reinforcing steel is between 5 to 15 times the costs of one cubic metre concrete for all the countries examined. No clear trend was observed relative to the level of 46

income for these countries. But the examination of the cost of structural steel, countries such as the US, Japan, Russia and India have very low cost relative to concrete. This observation may account for the higher prevalence of steel structures in these countries compared to reinforced concrete frames. The cost of a cubic metre of concrete in a reinforced concrete slab is the sum of the material and labour costs plus an allowance for wastage. A comparison of the total concrete element cost and formwork cost in terms of equivalent labour is also tabulated. One cubic metre of concrete in a slab is equivalent to approximately 3.4 hours of wages in the high income economies (excluding Singapore and the UAE) whilst the ratio increases to 16 for the upper middle income and 57 for the lower middle income countries. This observation reinforces the earlier finding that concrete as a material is cheap relative to labour in high income countries but significantly more expensive in lower wage economies. The utilisation of timber formwork is examined next. One square metre of timber formwork to the soffit of a slab is equivalent to 1.3 hours wages in the high income nations, but increased to 5.5 for the lower middle income nations. This small increase in the relative cost of timber formwork seems to suggest that formwork, although more expensive in the middle income nations, is not as prohibitively expensive as other materials. 4.1 Case Studies for Construction Systems Yong (2010) determined that when the projects were priced with local Melbourne rates, the materials consist of 50% of the total structural costs with labour and plant at 45% and 5%, respectively. The material, labour and plant split for the UK and the US remained at approximately 43%-46%-11% and 45%-54%-1%, respectively. Pricing the same project in upper middle income Malaysia with rates obtained from a builder resulted in a lower proportion for labour at 22% with a corresponding material component at 72%. A detailed examination of these labour components indicates that labour intensive activities such as the installation and dismantling of formwork comprise a large proportion of the labour costs. It is not surprising that numerous innovative systems of precast concrete elements or lost formwork systems have been developed to reduce the utilisation of timber forms in reinforced concrete works in high income countries. Given that labour constitutes only 22% of the total structure works there is little incentive to employ more productive methods of construction. A comparison of cast-in-place reinforced concrete with a precast concrete system in Australia is shown in Table 2. The cost for the cast-in-place system was the more economical compared to the precast system which was 9% more expensive. The precast material cost had increased to AUD 207 due to higher manufacturing and transportation costs for the precast elements, but there was a consequential reduction in onsite labour costs for the assembly of these elements. The need for a larger capacity crane for the assembly of the precast elements increased the equipment cost. 47

Table 2: Unit cost (per square metre) of concrete systems in Australia and Malaysia (Yong 2010) Total

Material

Labour

Plant

Australia (in AUD) Cast-in-place Reinforced Concrete Precast planks, beams and columns

309 336

154 (50%) 207 (62%)

138 (45%) 85 (25%)

17 (5%) 44 (13%)

Malaysia (in MYR) Cast-in-place Reinforced Concrete Precast planks, beams and columns

146 384

105 (72%) 336 (88%)

32 (22%) 21 (6%)

9 (6%) 26 (7%)

There is an analogous increase in total cost when a precast system in utilised in place of the conventional reinforced concrete system in middle income Malaysia. This is to be expected as the cost of precast elements are higher than cast-in-place elements due to additional connectors and increased cost of transportation and handling. A comparable decrease in site labour is observed. The remarkable difference is in the sizeable increase in material cost for precast elements in Malaysia where the precast was shown to be three times the cost of cast-in-place materials whereas the precast elements in Australia were only 34% more expensive. This resulted in a total system cost for precast that was 163% higher than the conventional system, negating any obvious advantages in speedier construction, increased productivity or improved quality. The cost ratios for concrete/skilled worker and reinforcement/skilled worker indicate clearly that concrete and steel reinforcements are relatively cheap compared to the cost of labour in both the US and Australia. It is apparent that with a concrete/skilled worker index of 12.6, and steel reinforcement/skilled worker index of 176, it is more economical to adopt conventional cast-inplace concrete practices instead of precast systems in Malaysia. This study has also shown that analogous ratios of 3.1 and 20.8, respectively, will lead to a precast system cost that is only marginally higher than cast-in-place systems, and the additional benefits of quicker construction, better control over quality, and reduced exposure to weather risk can be achieved. Mills (2009) analysed a range of construction designs that were applicable to commercial buildings in Australia. Costs were worked out to include all work necessary to complete the item fixed in place in its final position. The objective was to compare the cost relativities between five Australian cities; Adelaide, Brisbane, Melbourne, Perth Sydney; but the data can be easily averaged to provide a comparison of the different building systems instead. Six different systems were computed by Mills although only four are discussed here as shown in Table 3 below. The model was based on a ten-storey building with an 8.40m x 8.40m grid.

Table 3: Comparison of per square metre cost for framing systems in Australia (Mills 2009) Framing System

Cost (sq.m)

RC frame with timber formwork RC frame with metal deck formwork Steel frame concrete slab with metal deck formwork Precast concrete frame

AUD 499 AUD 477 AUD 769 AUD 348

The steel frame solution was significantly more expensive than all other options in this study. Only about 10% of multi-storey buildings in Australia use this system due to the higher cost of steel elements and the additional requirement for fire protection. The structural steel/concrete index of 16 for Australia is significantly higher than the 6.7, 7.8 and 8.5 reported for Japan, Russia and the US, respectively. The higher relative cost of structural steel may account for fewer steel buildings in Australia compared to these countries. Additionally, builders in Australia have a long culture of using concrete in multi-rise buildings, and have invested time and technology to achieve a high level of cost performance. Precast appears to be the most cost efficient design based on lower relative cost of concrete compared to skilled labour as discussed in the earlier section. With the cost of formwork/reinforcement at 0.10 in Australia it makes economic sense to utilise metal decks to substitute for timber forms. Middle income countries with a formwork index of 0.1 to 0.2 would find it prohibitively expensive to adopt a similar product. On a similar track, Proverbs et al (1999) examined the mean productivity rate in man-hours per square metre for formwork for beams for UK, French and German builders. Their findings indicate that the apparent differences were due to significantly more productive prefabricated formwork systems used in France and the proprietary formwork system preferred by German builders. The mean productivity rate for traditional timber formwork in the UK was 2.45 manhours per m2 whereas the best productivity rate for the Germans using proprietary forms was 1.25 man-hours per m2 followed by the French using prefabricated forms at 1.34 man-hours per m2. Where German construction workers were the most very highly paid by in Europe, builders were inclined to invest more into mechanizing production processes; thereby counteracting the impact of such high wage rates. The economics of each nation are likely to have some influence on preferred systems. 6 DISCUSSION The above three case studies have shown how these indices can be utilised to justify the decision to adopt more prefabrication in high income, high wage country like Australia while more labour intensive construction processes are preferred in upper middle income, low wage Malaysia. Many other examples of these options can be found if comparisons are made between systems used in high income and middle income countries. Taking all basic construction materials 49

together in this comparison indicate that at locations where labour is relatively cheap, it will certainly be worthwhile to adopt more labour intensive construction processes to reduce material utilisation. The higher wage costs in a high income economy will evidently motivate builders to reduce their dependence on labour by adopting labour saving options such as standardisation, prefabrication or pre-casting even though these options may result in a greater quantity of materials. The indices can also inform on choice of materials to be used in the construction. At locations where one material is cheap relative to another (eg. in Australia where one tonne of structural steel is 16 times more costly than a cubic metre of concrete), one will observe a naturally higher utilisation of one material relative to the other (more concrete relative to steel framed buildings). This is also borne out by the anecdotal evidence of a greater number of structural steel buildings in the US and Japan as compared to these countries where there is a stronger tradition of concrete construction. At locations where timber formwork is expensive due to the high wages, metal decking is more widely used. In countries where formwork/reinforcement ratio was 0.05 or lower, timber, prefabricated or proprietary formwork systems remain viable. It is interesting to note that Vietnam, although belonging to the lower middle income category in PPP terms has skilled worker wages in the upper middle income range leading to technology choices that reduces the reliance on manual labour. With a cubic metre of concrete equivalent to 6 man-hours, it may be prudent to explore some form of prefabrication or standardisation of concrete elements to reduce labour costs. Structural steel is also a feasible building system with a cost index of 25 relative to concrete. 7 CONCLUSIONS AND FURTHER WORK A preliminary set of cost indices have been derived from a data for construction material and building elements in 16 countries ranging from high income, upper middle income and lower middle income economies. The selection of preferred construction material, structural system, and construction processes described in the three case studies can be rationalised by the use of these indices. The small set of derived ratios based on skilled worker wages, and basic construction materials such as concrete, steel reinforcements and structural steel is able to adequately rationalise the choice between cast-in-place, metal decking systems, precast methods of construction and structural steel framing systems. While the focus of this paper is initially concerned with reinforced concrete methods of construction, the derived ratios may be extend to inform on a wide range of construction choices, either locally developed or imported from overseas, available to developing economies. An indexed cost-technology model will provide the construction industry with a practical and informative tool to evaluate the most appropriate options to deliver residential, commercial and

institutional buildings, especially for rapidly developing economies facing constraints of labour, capital or resources. Future work will focus on obtaining additional project cost data for the different structural systems in various locations of interest to enable a further comparison to be made. This research project is part of a broader study to exploit these indices to analyse a wider range of construction technologies globally. REFERENCES 1.

Best, R., Meike, J. and Thomas, P. “A new approach to international construction price comparisons”, Report to the World Bank – International Comparison Program, 2010.

Davis Langdon, “Spon's Asia-Pacific Construction Costs Handbook”, Fourth Edition, Taylor & Francis Group, US, 2010. Ganesan, S. “Employment, technology and construction development: with case studies in Asia and China”, Ashgate Publishing Limited, England, 2010. McCarthy, P., “Construction – Chapter 13, in Measuring the Size of the World Economy, International Comparison Program”, The World Bank Group, 2011. Mills, A. “Cost performance of multi-rise structures in Australia”, Building Economist, The, (Sept 2009), 10, 2009. Moavenzadeh, F. “Construction industry in developing countries”, World Development, 6(1), 97116, 1978. Proverbs, D. G., Holt, G. D., & Olomolaiye, P. O. “A method for estimating labour requirements and costs for international construction projects at inception”, Building and environment, 34(1), 43-48, 1999. Stapel, S., “The Eurostat Construction Price Surveys: History, Current Methodology and New Ways for the Future”, International Conference on ICP, World Bank, Washington, 11-13 March 2002. Sultan, B. and Kajewski, S., “Requirements for economic sustainability in the Yemen construction industry, in Serpell, A. Ed., Proceedings International Symposium on Construction in Developing Economies: New Issues and Challenges”, Santiago, Chile, 2006. Turner and Townsend, International Construction Cost Survey 2012, Walsh, K. and Sawhney, A., “Process for implementation of the basket of construction components approach, International Comparison of Cost for the Construction Sector”, The World Bank Group, 2004 Warszawski, A. “Industrialized and Automated Building Systems”, E&FN Spon, London, 1999. Yong, T.N. “Feasibility of precast concrete construction system in Malaysia: A comparative study between Australia and Malaysia”, Research project report, The University of Melbourne, October 2010. World Bank, GDP per capita (current US$), Available from http://data.worldbank.org/indicator/NY.GDP.PCAP.CD , Accessed 15 August 2013.

3. 4. 5. 6. 7.

8. 9.

10. 11.

12. 13.

14.

80,000 70,000

10,000

1.03

Viet.

India

China

Figure 1 Hourly wage for skilled workers in US$

Figure 3 Concrete/Brick/Timber cost indexed to skilled worker

90,000

109.00

100

40,000 83.00 75.00

68.00

30,000

66.00

60.00

55.00

20,000 10,000

500

50,000

400

40,000

300

30,000

200

20,000

100

10,000 -

S'pore

Viet.

India

China

S.Africa

M'sia

Russia

S.Korea

Japan

Ger.

Can.

Ire.

Aust.

UAE

60,000

600

Figure 2 Supply rate of 1 cubic metre of 30MPa concrete in US$

Viet.

50,000

117.00

70,000

India

60,000

133.00

700

China

135.00 121.00

80,000 World Bank 2011

S.Africa

150

800

M'sia

70,000 153.00

148.00

S'pore

Concrete (cu.m - USD)

167.00 170.00

GDP per capital (PPP) 2011

80,000

90,000

Structural steel (tonne)

Russia

World Bank 2011

191.00

100,000 Reinforcement (tonne)

900

Reinforcement/Structural Steel Indexed to Labour

Concrete (cu.m) USD 200

1000

GDP (PPP) per capita 2011

100,000

S.Korea

250

Japan

S.Africa

M'sia

Russia

S.Korea

Japan

Ger.

Can.

Ire.

Aust.

UAE

S'pore

Viet.

3.00

India

9.00

6.67

6.33

Ger.

8.00

China

20,000

S.Africa

20,000

17.00

Can.

17.67

Ire.

M'sia

30,000

Russia

30,000

S.Korea

28.00

40,000

Japan

40,000

Ger.

50,000

Can.

50,000

40.00

Ire.

60,000

Aust.

48.00

S'pore

49.67

80,000

World Bank 2011 70,000

60,000

56.00

Softwood timber (m)

40 35

62.00

90,000

Bricks (1,000)

UAE

65.67

Concrete/Brick/Timber Indexed to Labour

90,000

UAE

World Bank 2011

Skilled worker average (hr) USD

100,000 Concrete (cu.m)

GDP (PPP) per capita 2011

100,000

94.67

GDP per capital (PPP) 2011

Average Skilled Worker Wages (hour - USD)

100

Figure 4 Reinforcing bars/Structural Steel costs indexed to labour 52

Table 1: Indexed ratios for 16 countries in local currencies S'pore

UAE

Aust.

Ire.

Can.

Ger.

65.67

29.33

60.00

29.00

55.00

35.67

30.00

2250

105k

500

18.33

46.67

20.67

48.00

184k

Concrete (cu.m)

6.91

2.06

8.52

3.10

2.07

3.00

3.42

2.77

5.29

0.63

9.00

12.55

17.87

20.81

104.17

6.12

Reinforcement (tonne)

80.45

15.11

98.86

20.83

24.14

24.55

22.04

24.80

29.33

7.93

54.00

175.6

173.57

217.74

843.75

94.08

Structural steel (tonne)

236.4

17.51

187.5

49.25

35.17

38.18

82.68

59.53

35.56

10.92

70.00

241.1

428.57

416.13

1041.7

109.66

Reinforcement (tonne)

11.64

7.35

11.60

6.72

11.67

8.18

6.44

8.96

5.55

12.66

6.00

14.00

9.71

10.47

8.10

15.38

Structural steel (tonne)

34.21

8.52

22.00

15.89

17.00

12.73

24.17

21.52

6.72

17.44

7.78

19.22

23.98

20.00

10.00

17.92

Concrete in slab (cu.m)

11.00

2.60

15.68

4.27

2.48

3.45

3.84

3.57

6.09

0.74

10.00

18.49

19.65

27.10

135.42

7.83

Reinforcement in beams (tonne)

80.45

31.98

136.36

40.70

31.03

34.55

51.93

33.67

43.11

11.54

92.00

195.16

190.93

314.52

1166.67

119.77

Skilled worker average (hr)

Japan

SKor

Russia

M'sia

SAfr

China

India

Viet.

Indexed on Labour

Indexed on Concrete

Indexed on Labour

Formwork to soffit of slab (sq.m)

1.41

1.08

3.41

2.00

0.97

2.55

1.01

1.20

1.19

0.21

1.80

2.78

2.70

4.35

10.94

1.13

236.36

43.48

340.91

104.97

65.52

59.09

87.08

70.67

51.09

18.52

170.00

361.75

525.00

474.19

1718.75

155.72

Concrete in slab (cu.m)

1.59

1.27

1.84

1.38

1.20

1.15

1.12

1.29

1.15

1.18

1.11

1.47

1.10

1.30

1.28

Reinforcement in beams (tonne)

11.64

15.56

16.00

13.13

15.00

11.52

15.18

12.17

8.15

18.43

10.22

15.56

10.68

15.12

11.20

19.58

Formwork to soffit of slab (sq.m)

0.20

0.53

0.40

0.65

0.47

0.85

0.30

0.43

0.23

0.34

0.20

0.22

0.15

0.21

0.11

0.18

Structural steel beams (tonne)

34.21

21.15

40.00

33.86

31.67

19.70

25.46

25.54

9.66

29.57

18.89

28.83

29.38

22.79

16.50

25.45

Concrete in slab (cu.m)

0.14

0.17

0.16

0.20

0.10

0.14

0.17

0.14

0.21

0.09

0.19

0.11

0.12

0.16

0.08

Reinforcement in beams (tonne)

1.00

2.12

1.38

1.95

1.29

1.41

2.36

1.36

1.47

1.46

1.70

1.11

1.10

1.44

1.38

1.27

Formwork to soffit of slab (sq.m)

0.02

0.07

0.03

0.10

0.04

0.10

0.05

0.04

0.03

0.02

0.01

Structural steel beams (tonne)

2.94

2.88

3.45

5.04

2.71

2.41

3.95

2.85

1.74

2.34

3.15

2.06

3.02

2.18

2.04

1.66

Structural steel beams (tonne) Indexed on Concrete

Indexed on Reinforcement

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

ỨNG DỤNG KHỐI ĐẤT GIA CỐ TRONG XÂY DỰNG Phạm Quyết Thắng* TÓM TẮT: Kết cấu đất gia cố vải/lưới địa kỹ thuật ngày càng được sử dụng rộng rãi trong các công trình giao thông và xây dựng như nền đất đắp, nền đường, khối đất/đá gia cố và tường chắn đất. Một số đặc tính kỹ thuật cơ bản của khối gia cố được đề cập đến như trạng thái ứng suất và biến dạng của khối gia cố, ngoài ra một số thí nghiệm kích thước lớn cũng được đề cập. Một số công thức xác định cường độ của khối gia cố cũng như cường độ yêu cầu của lớp gia cố đã được thiết lập và kiểm chứng.

TỪ KHÓA: đất gia cố, vải/lưới địa kỹ thuật, thí nghiệm kích thước lớn. 1 GI I THI Trong nhiều thập kỷ qua, GRS đã được ứng dụng vào nhiều kết cấu như tường chắn đất, mố cầu, đê, mái dốc, đường xe lửa, đường dẫn lên cầu, móng nông,… ([1, 2]; [7, 8, 11]). Thực tế cho thấy kết cấu GRS có nhiều ưu điểm so với kết cấu thông thường như khả năng chịu biến dạng cao (chịu được lún lệch lớn), mềm dẻo, có thể sử dụng được nhiều loại đất có chất lượng thấp, dễ thi công, và hiệu quả kinh tế cao [10, 15]. Cấu tạo của một tường chắn điển hình thể hiện ở hình 1.

Hình 1. Mặt cắt tường gia cố điển hình với bề mặt tường bằng gạch/đá

Phạm Quyết Thắng, Viện KHCN Xây dựng, viencndkt@gmail.com, +84 989 611 800 54

Dưới đây là một số hình ảnh sử dụng khối đất gia cố bằng vải/lưới địa kỹ thuật cho trụ cầu, mố cầu, tường chắn và đường dẫn.

Hình 2. Trụ cầu tại Turner-Fairbanks Highway Research Center (TFHWC), FHWA, VA, USA

Hình 3. Trụ cầu và mố cầu do CDOT xây tại Denver, CO, USA

Hình 4. Mố cầu tại TFHRC

Hình 5. Mố cầu và đường dẫn tại Denver, CO, USA

Hình 6. Mố cầu tại OH, USA

Hình 7. Tường chắn cao 55 feet (17 m) tại CO, USA 55

I C C A K T CẤ ĐẤT GIA CỐ

Trong các tiêu chuẩn thiêt kế hiện hành, lớp gia cố được coi là neo, tức là, quan hệ giữa khoảng cách và cường độ lớp gia cố là tuyến tính. Điều này không phản ánh đúng ứng xử của khối gia cố đặc biệt khi có khoảng cách lớp gia cố nhỏ (dưới 30 cm) với cường độ vải/lưới thấp hiện đang được xử dụng rộng rãi. Khi lớp gia cố được đưa vào trong đất, khả năng chịu lực của khối đất tăng lên đáng kể. Cơ chế làm việc của lớp gia cố trong khối đất gia cố đã và đang được nhiều tác giả nghiên cứu ([3,4, 5, 6, 8, 9, 11, 12, 13, 14). Hình 8 thể hiện sơ đồ thí nghiệm mẫu 3 trục của đất gia cố và vòng tròn Morh ứng suất tương đương của đất gia cố được thể hiện ở hình 9.

Hình 9. Vòng tròn Morh ứng suất tương đương của đất gia cố theo [14] và [23]

Hình 8. Thí nghiệm 3 trục [5]

Từ hình 8 và 9 cho thấy, khi có mặt lớp gia cố, cường độ của đất gia cố tăng thể hiện ở: (1) tăng áp lực hông  3 R hoặc (2) tăng lực dính của đất cR,. Theo [24],  3 

và c R 

 3 R K P 2

c

(1)

Tf KP 2S v

c

(2)

Trong đó: Tf = cường độ lớp gia cố; Sv = khoảng cách lớp gia cố; CR = lực dính tương đương của đất gia cố; c = lực dính của đất; và KP = hệ số áp lực đất bị động. Sức chịu tải của đất gia cố theo [14] và [23] sẽ là:

qult   1R   3 K p  2cR K p  ( c  56

Tf Sv

) K p  2c K p

(3)

Trong đó: σc - áp lực hông thực tác dụng lên đất chưa kể đến ảnh hưởng của lớp gia cố. Từ phương trình (1) và (3) cho thấy vai trò của cường độ lớp gia cố và khoảng cách của chúng là tương đương hay nói cách khác là khi tỷ số

không đổi thì cường độ của khối gia cố không

đổi. Trên thực tế, nhiều thực nghiệm đã chỉ ra rằng khoảng cách lớp gia cố đóng vai trò quan trọng hơn cường độ của nó [1, 2, 6, 13, 20, 21, 22, 24]. Để đi tìm lời giải sát thực về mối quan hệ này và xác định cường độ thực của khối gia cố, hàng loạt các thí nghiệm kích thước lớn đã được thực hiện. 3 TH NGHI

K CH TH

N (FULL-SCALE)

Các thí nghiệm kích thước lớn bằng kích thước thực tế, thể hiện được rõ ràng mối quan hệ giữa cường độ và khoảng cách lớp gia cố, được trình bày trong bài báo này gồm thí nghiệm trụ cầu kích thước nhỏ của Adams và cộng sự [1], nén 3 trục không hạn chế nở hông của Elton và Patawaran [6], và một loạt thí nghiệm Generic Soil-Geosynthetic Composite gần đây của Pham [13]. 3.1 Thí nghiệm 3 trục của Elton và Patawaran (2005) Elton và Patawaran [6] đã thực hiện 7 mẫu thí nghiệm nén 3 trục không hạn chế nở hông với đường kính 0.76 m và chiều cao 1.5 m (xem hình 10). Đất sử dụng là loại cát với kích thước cỡ hạt lớn nhất là 12.7 mm; góc nội ma sát  = 400, lực dính c = 27.6 kPa. Biểu đồ quan hệ giữa ứng suất-biến dạng và thông số của các mẫu thí nghiệm thể hiện trên hình 11. Kết quả cho thấy khoảng cách lớp gia cố đóng vai trò quan trọng hơn so với cường độ lớp gia cố (so sánh hai mẫu có độ ổn định cao là TG700 và TG028).

(b)

(a)

Hình 10. Mẫu thí nghiệm (a) trước và (b) sau khi thí nghiệm (Elton và Patawaran [6])

Hình 11. Quan hệ ứng suất – biến dạng (Elton và Patawaran [6]) 3.2 Thí nghiệm khối đất gia cố (GSGC) của Pham (2009) Pham [13] đã tiến hành 5 mẫu thí nghiệm biến dạng phẳng GSGC (hình 12) để khảo sát ứng xử của khối đất gia cố khi khoảng cách và cường độ của lớp gia cố bằng vải địa kỹ thuật biến đổi. Sau khi phân tích dựa trên phương pháp phần tử hữu hạn, kích thước thí nghiệm (thích hợp nhất với tường chắn và mố cầu tại hiện trường xây dựng thực tế cao 7 m) là cao 2,0 m, rộng 1,4 m và dài 1,2 m (chiều mô phỏng dọc theo phương của bài toán phẳng). Trong 5 mẫu thí nghiệm, có 4 mẫu sử dụng áp lực hông 3 = 34 kPa bằng phương pháp hút chân không. Các thí nghiệm trước đó hầu hết không sử dụng áp lực hông cho mẫu có kích thước lớn vì quá phức tạp để khả thi. Các thông số về khoảng cách và cường độ lớp vải địa kỹ thuật (ĐKT) khác nhau được thể hiện ở bảng 1. Bảng 1. Các thông số thí nghiệm mẫu kích thước lớn [13] Tên thí nghiệm

Áp lực hông

Cường độ vải ĐKT, Tf

3 (kPa)

(kN/m)

Khoảng cách, Sv (m)

Mẫu 1

Mẫu 2

0.2

Mẫu 3

140

0.4

Mẫu 4

0.4

Mẫu 5

0.2

Đất sử dụng trong thí nghiệm là loại đá nghiền có cấp phối tốt thường được sử dụng làm nền đường khu vực xung quanh Washington DC với chỉ tiêu trong thí nghiệm 3 trục như sau: khi 3 = 0 đến 200 kPa góc ma sát  = 500 và lực dính c = 71 kPa; khi 3 = 200 kPa đến 750 kPa thì  = 380 và c = 242 kPa. Các chi tiết về thí nghiệm được mô tả trong [13]. Tóm tắt kết quả thí nghiệm thể 58

hiện ở bảng 2. Toàn bộ các mẫu thí nghiệm đều được quan trắc chuyển vị đứng và ngang tại bề mặt trên đỉnh và xung quanh của mẫu sử dụng thiết bị đo chuyển vị LVDT; đối với các điểm bên trong mẫu cũng được đo chuyển vị với khoảng cách lưới 5 cm x 5 cm; và biến dạng của các lớp vải ĐKT cũng được đo bằng đầu đo chuyển vị. Biến dạng thể tích của mẫu cũng được đo trong quá trình gia tải để xác định góc giãn của khối đất gia cố (composite).

Hình 12. Mẫu điển hình được thí nghiệm đến phá hoại của Pham [9])

Hình 13. Lớp vải ĐKT bị rách sau khi thí nghiệm và biểu đồ ứng suất – biến dạng (Pham [9]) Kết quả cụ thể của thí nghiệm đến phá hoại này được thể hiện ở hình 13 và bảng 3. Hình dạng mẫu điển hình (mẫu 2) sau khi bị phá hoại thể hiện trên hình 13. Từ kết quả thí nghiệm có thể dẫn tới các nhận xét quan trọng sau (sử dụng mẫu 2 làm chuẩn): 59

Mẫu 1 (không gia cố) bị phá hoại khi chuyển vị đứng nhỏ hơn nhiều so với các mẫu khác. Khi có mặt lớp vải ĐKT, khối đất gia cố chịu được chuyển vị lớn hơn trước khi bị phá hoại và có thể coi là vải ĐKT làm tăng khả năng chịu biến dạng lớn của khối đất; -

Khối đất gia cố (mẫu 2 đến 5) có khả năng chịu tải trọng cao hơn nhiều so với đất không gia cố. Ứng suất phá hoại của mẫu 2 cao gấp 3,5 lần so với mẫu 1; -

Theo chỉ dẫn thiết kế hiện hành mẫu 2 và 3 có cùng tỷ số Tf /Sv nên sẽ có cùng ứng suất phá hoại (theo phương trình 3), nhưng theo kết quả thí nghiệm thì khả năng chịu tải thực tế của mẫu 3 chỉ bằng 65% của mẫu 2. Như vậy, rõ ràng khoảng cách lớp gia cố đóng vai trò quan trọng hơn so với cường độ lớp gia cố; -

So sánh mẫu 2 và 4 (cùng cường độ lớp gia cố, khoảng cách mẫu 4 bằng 2 lần mẫu 2) cho thấy

khả năng chịu tải của mẫu 4 chỉ bằng 50% của mẫu 2 và khả năng chịu biến dạng đứng giảm mạnh khi tăng khoảng cách gia cố; Khi giảm cường độ lớp gia cố còn 50% (mẫu 3 và 4), theo lý thuyết hiện tại khả năng chịu tải phải giảm 50% nhưng thực tế cho thấy chỉ giảm 25%. Kết hợp với việc so sánh ứng xử của mẫu 2 và 4 ở trên, một lần nữa lại cho thấy rằng khoảng cách lớp gia cố ảnh hưởng nhiều hơn đến ứng xử của khối gia cố so với cường độ của lớp gia cố; -

Ứng suất hông (3) ảnh hưởng đáng kể đến sự làm việc của khối gia cố. Kết quả thí nghiệm chỉ

ra rằng sức chịu tải của mẫu 5 với 3 = 0 chỉ bằng 30% của mẫu 2 tương tự về cấu tạo nhưng khác biệt là có tác dụng 3 = 34 kPa. 4 C NG THỨC KI N NGH Công thức kiến nghị sử dụng thay thế công thức (1) và (3) như sau:   Sv    T f 6d  3  0.7  max       Sv   qult   1R

  

 Sv      T 6d f     c  0.7  max  Kp  2 c Kp  Sv   

(4)

(5)

Trong đó: dmax = đường kính hạt đất lớn nhất, nếu sử dụng phân tích thành phần hạt bằng sàng thì có thể sử dụng 6dmax = 20D85, với D85 là đường kính hạt ứng với 85% trọng lượng đất có hạt nhỏ hơn). Từ công thức trên, trong thiết kế cường độ của lớp gia cố yêu cầu (Trequired) ứng với hệ số an toàn (Fs) được xác định như công thức 6.

Trequired

   qult K a   c   * S v * Fs  Sv        0.7  6 d max    

(6)

Từ các công thức (4), (5) và (6) có thể nhận thấy rằng cường độ và khoảng cách lớp gia cố không đóng vai trò như nhau trong ứng xử của khối gia cố, trong đó khoảng cách giữa các lớp gia cố đóng vai trò quan trọng hơn. Ngoài ra, đường kính của hạt đất cũng là một yếu tố ảnh hường đến cường độ của khối gia cố. 5 KI CHỨNG C NG THỨC KI N NGH ĐẤT GIA CỐ

– X C Đ NH SỨC CH

T I C A KHỐI

Để kiểm chứng công thức tính toán sức chịu tải của khối đất gia cố (công thức 5), các số liệu từ kết quả đo được từ thí nghiệm lớn và các công trình thực tế có số liệu đo: (1) thí nghiệm khối đất gia cố của Pham (2009) [9], (2) thí nghiệm ba trục không hạn chế nở hông của Elton và Patawaran (2004) [6], và (3) các thí nghiệm hiện trường khác[1, 2, 3, 24]. Trong các thí nghiệm lớn này, hầu hết vật liệu thành phần được thí nghiệm trong phòng thí nghiệm: thí nghiệm vật liệu của lớp gia cố được thực hiện theo ASTM D4595 để xác định Tf; các thông số của đất thu được từ thí nghiệm 3 trục; đặc trưng liên kết giữa đất và lớp gia cố được thí nghiệm từ thí nghiệm cắt phẳng. Các tính toán cho thấy công thức 5 cho kết quả rất gần với các số liệu đo hiện trường và có thể coi là phương tiện hiệu quả để thiết kế. Nhiều tác giả đã sử dụng công thức 5 để kiểm tra với các số liệu đo thực tế. Hình 14 thể hiện kết quả tính toán của công thức 5 so sánh với các số liệu đo của 6 công trình thực tế và thí nghiệm kích thước thực [3]. Kết quả cho thấy công thức 5 cho kết quả rất phù hợp với số liệu đo và có độ chính xác cao hơn so với công thức tính toán hiện tại - công thức 3 (xem bảng 2 và 3). Công thức này có thể dùng trong thiết kế tường và mố cầu khi xác định khả năng chịu tải của khối gia cố, cường độ và độ cứng yêu cầu của lớp gia cố ứng với biến dạng của nó hay chuyển vị ngang cho phép của khối gia cố. 5.1. Kiểm chứng công thức 5 với các số liệu đo hiện trường và thí nghiệm lớn So sánh kết quả tính toán từ công thức 5 với các số liệu đo thực tế thể hiện trên hình 14.

Hình 14. Dự báo sức chịu tải của khối gia cố theo công thức 5 và so sánh với kết quả thực nghiệm (Nicks và Adams [8]; Adams và cộng sự [3]) 5.2. Kiểm chứng công thức 5 với kết quả thí nghiệm của Elton và Patawaran (2006) [6] Kết quả so sánh được thể hiện trên bảng 2. Bảng 2. So sánh kết quả tính toán theo công thức hiện hành, công thức đề nghị 5 với kết quả thí nghiệm của Elton và Patawaran (2005) [6] (  = 40o; c = 27.6 kPa; backfill = 18.8 kN/m3;  3 = 0; dmax=12.7 mm) Loại vải ĐKT

500

600

700

800

1000

028

Tf (kN/m)

Sv (m)

0.15

0.30

0.15

) (kN/m2) từ kết quả thí 230

129

306

292

402

397

459

) (kN/m2) từ phương trình 2 390

254

541

557

678

726

868

) (kN/m2) từ phương trình 5 256

153

333

341

402

426

498

nghiệm

Sai số PT 2 và thí nghiệm (%)

Sai số PT 5 và thí nghiệm (%)

5.3. Kiểm chứng công thức 5 với kết quả thí nghiệm của Pham (2009) Kết quả so sánh được thể hiện trên bảng 3. Bảng 3. So sánh kết quả tính toán theo công thức hiện hành, công thức đề nghị 5 với kết quả thí nghiệm GSGC của Pham [13] (  = 50o; c = 70 kPa; backfill = 24 kN/m3; d max  33 mm ) ẫu 2 (T, S) Mẫu 3 (2T, 2S)

Thông số thí nghiệm Tf (kN/m)

Sv (m)

0.2

ẫu 4 (T, 2S)

140

0.4

) (kN/m2) từ kết quả thí nghiệm

2700

1750

2 ) (kN/m 2 ) từ phương trình 2

3250

) (kN/m2) từ phương trình 5

2460

1900

1930 1250

+ 20 %

+ 86 %

+ 48 %

Sai số PT 2 và thí nghiệm Sai số PT 5 và thí nghiệm

-9%

+8%

1300

-4%

Kết quả thực nghiệm cho thấy công thức 5 phù hợp với số liệu đo thực tế. Đồng thời công thức 5 cho thấy rõ ràng rằng khoảng cách lớp gia cố (Sv) đóng vai trò quan trọng hơn cường độ lớp gia cố (Tf) và quan hệ là phi tuyến khác với công thức hiện hành (công thức 2). Điều này có thể giải thích một cách đầy đủ và bổ sung được những thiếu sót trong tiêu chuẩn và hướng dẫn hiện hành, đồng thời khi so sánh với các kết quả đo tại hiện trường công thức kiến nghị 5 cho kết quả chính xác hơn nhiều so với công thức hiện hành. 6K T

Kết cấu đất gia cố phục vụ cho tường chắn, mố cầu, mái dốc, …, đã được sử dụng rộng rãi trên thế giới và một số công trình tại Việt Nam. Nó có ưu điểm thi công nhanh, giá thành hạ, dễ thực hiện, có thể sử dụng hầu hết các loại vật liệu đất đắp địa phương sẵn có do vậy nên áp dụng rộng rãi trong nước ta. Tùy theo yêu cầu điều kiện cụ thể của kết cấu đất gia cố, mà lựa chọn vật liệu lớp gia cố cho phù hợp. Cường độ lớp gia cố trong nhiều trường hợp nên sử dụng loại có cường độ thấp và giữ khoảng cách lớp hợp lý không quá lớn để tận dụng hết khả năng làm việc của nó, tăng ổn định và giảm giá thành. Khoảng cách của lớp gia cố đóng vai trò quan trọng hơn so với cường độ của nó đến ứng xử của kết cấu đất gia cố. Các công thức kiến nghị trong bài báo này có độ tin cậy cao hơn so với công thức truyền thống. Từ công thức này có thể xác định được độ cứng yêu cầu của lớp gia cố ứng với yêu cầu biến dạng của kết cấu đất gia cố. Công thức 5 và 6 cho phép xác định trực tiếp khả năng chịu tải của khối gia cố và cường độ yêu cầu của lớp gia cố với độ tin cậy cao.

T I I

THA

KH O

1. Adams, M.T., Lillis, C.P., Wu, J.T.H., and Ketchart, K. (2002).“Vegas Mini Pier Experiment and Postulate of Zero Volume Change.”Proceedings, Seventh International Conference on Geosynthetics, Nice, France, 389-394. 2. Adams, M.T., Schlatter, W., and Stabile, T. (2007). “Geosynthetic-Reinforced Soil Integrated Abutments at the Bowman Road Bridge in Defiance County, Ohio.” Proceedings, Geo-Denver 2007, ASCE, Denver. 3. Athanasopoulos, G.A. (1993). “Effect of Particle Size on the Mechanical Behavior of Sand-Geotextile Composite.”Geotextiles and Geomembranes, 12, 255-273. 4. Bassett, A.K. and Last, N.C. (1978).“Reinforcing Earth below Footings and Embankments.”Proc. of the ASCE Spring Convention and Exhibit, Pittsburgh, PA. 5. Broms, B. (1977). “Triaxial Tests with Fabric-Reinforced Soil.” Proc. of the International Conference on the use of Fabric in Geotechnics, Paris, 3, 129-134. 6. Elton, D. J. and Patawaran, M. A. B. (2004)."Mechanically Stabilized Earth Reinforcement Tensile Strength from Tests of Geotextile-Reinforced Soil."Journal of the Transportation Research Board, No. 1868, TRB, National Research Council, Washington, D.C., 81-88. 7. Gray, D.H. and Ohashi, H. (1983).“Mechanics of fiber reinforcement in sand.”ASCE, Journal of Geotechnical Engineering, 109, 335-353. 8. Hausmann, M.R. (1976). “Strength of Reinforced Earth.”ARRBProc., Vol. 8. 9. Hermann, L.R. and Al-Yassin, Z. (1978).“Numerical Analysis of Reinforced Soil Systems.”ASCE Proc. Sym. On Earth Reinforcement, Pittsburg, PA, 428-457. 10. Holtz, R. D., Christopher, B. R., and Berg, R. (1997).Geosynthetic Engineering, BiTech Publishers, Vancouver, Canada. 11. Ingold, T.S. (1982).“Reinforced Earth.” Thomas Telford Ltd, London. 12. Ketchart, K., and Wu, J. T. H. (2001). "Performance Test for Geosynthetic Reinforced Soil Including Effects of Preloading", Report FHWA-RD-01-018, Federal Highway Administration, Washington, D.C. 13. Pham, T. Q. (2009). “Investigating Composite behavior of Geosynthetic-Reinforced Soil (GRS) Mass.” Ph.D. Dissertation, University of Colorado Denver. 14. Schlosser, F. and Long, N.C. (1972).“La Terre ArmeedansL’Echageur de Sete.” Revue Generale des Rates et des Aerodromes, No. 480. 15. Wu, J.T.H. (1994). “Design and Construction of Low Cost Retaining Walls: The Next Generation in Technology.” Publication No. CTI-UCD-1-94,Colorado Transportation Institute, Denver, Colorado, USA. 16. Wu, J.T.H. 2001.Revising the AASHTO Guidelines for Design and Construction of GRS Walls. Colorado Department of Transportation, Report No. CDOT-DTD-R-2001-16.148 pp. 17. Wu, J.T.H., Lee, K.Z.Z., Helwany, S.B., and Ketchart, K. (2006)."Design and Construction Guidelines for GRS Bridge Abutment with a Flexible Facing."Report 556, National Cooperative Highway Research Program (NCHRP), Washington, D.C. 18. Wu, J.T.H., Ketchart, K., and Adams, M.T. (2008).“Two Full-Scale Loading Experiments of Geosynthetic-Reinforced Soil (GRS) Abutment Wall.”International Journal of Geotechnical Engineering, Vol. 2, No. 4, 303-316. 64

19. Wu, J.T.H., Ma, C.Y., Pham, T.Q., and Adams, M.T. (2011).“Required minimum reinforcement stiffness

20. 21. 22. 23.

and strength in geosynthetic-reinforced soil (GRS) walls and abutments.”International Journal of Geotechnical Engineering, Vol. 5, No. 4, 395-404. Wu, J.T.H., Adams, M.T., Pham, T.Q., Lee, S.H., and Ma, C.Y. (2012).“A Generic Soil-Geosynthetic Composite Test.”International Journal of Geotechnical Engineering, Vol. 6, No. 1, 103-116. Wu, J.T.H., Pham, T.Q., Adams, M.T.“Composite Behavior of Geosynthetic-Reinforced Soil (GRS) Mass”. Federal Highway Administration Report, No. FHWA-HRT-10-077, July 2013, 214 pp. Yang, Z. (1972).“Strength and Deformation Characteristics of Reinforced Sand.”Ph.D. Dissertation, University of California at Los Angeles. Ziegler, M., Heerten, G., and Ruiken.G. (2008). “Progress in the Understanding of Geosynthetic/Soil Composite Material Behaviour in Geosynthetic Reinforced Earth Structures.” First Pan American Geosynthetics Conference & Exhibition, Cancun, Mexico.

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

STUDY ON BEHAVIOR OF HIGH-STRENGTH CFT COLUMNS Takayuki NANBA, Hisaya KAMURA* ABSRACT: The objective of this study is to elucidate the properties of high-strength CFT columns under external force. From many results of past research, it is known that the ultimate strength and ductility of a concrete filled steel tube (CFT) structure increase due to the effect of mutual confinement between the concrete and the steel tube. CFT structures are adopted in many buildings that use an improved design method. On the other hand, high-strength materials have been developed to enable construction of more spacious buildings and reduce manufacturing work. In this study, compressive tests of high strength CFT columns were carried out to determine their ultimate resistance and to clarify the mechanism of the confinement effect. Compressive and bending tests were also carried out to demonstrate the high performance of high strength CFT columns against seismic force. This research clarified the fact that high strength CFT columns also have excellent structural characteristics, such as ultimate resistance and deformation capacity.

1 INTRODUCTION From many results of past research, it is known that the ultimate strength and ductility of a concrete filled steel tube (CFT) structure increase due to the effect of mutual confinement between the concrete and the steel tube. CFT technology has gained acceptance in Japan since the Kobe Earthquake in 1995 because CFT columns were not damaged severely in that disaster. Although high-strength materials have been developed to enable construction of more spacious buildings and reduce manufacturing work, the prescriptive design rules for ultra-high strength CFT are less established due to the lack of a laboratory database. Therefore, this paper examines the behavior of ultra-high strength CFT in uni-axial compression. A compressive bending test of high strength CFT columns was also carried out to demonstrate their high performance against seismic force. 2 SHORT COLUMN COMPRESSIVE TEST 2.1 Experimental Details Compressive tests on circular high-strength CFT short columns were carried out (Fig. 1) in a structural testing machine (30 MN loading capacity) at the College of Science & Technology, Nihon University [3]. Steel tube columns and plain concrete columns were also tested individually to characterize the behavior of the CFT columns. Table 1 shows a summary of the specimens with three test parameters: 1) material strength of the steel tube, 2) diameter-thickness ratio of the steel tube, and 3) diameter of the tube. The specimen height was three times the diameter. Steel tubes of 550 and 780 N/mm2 strength class were made by cold forming without

Takayuki NANBA, Hisaya KAMURA, Civil Engineering Research Department, JFE Steel Corporation, 1-1 Minamiwataridamachi, Kawasaki-ku, Kawasaki, Japan, t-namba@jfe-steel.co.jp 66

annealing. The concrete was 100 N/mm2 strength class. The dimensions and mechanical properties of the specimens and the mechanical properties of the concrete are shown in Table 1 and 2, respectively. The specimens were loaded statically. The relative displacements between the loading plates were measured at a position 100 mm from the specimen at intervals of 90° (Fig. 1). The longitudinal and lateral strain of the surface of the specimen was measured at the upper, middle, and lower height of the specimen at intervals of 90° using strain gauges (Fig. 2). Table 1. Specimen list

plain concrete

steel tube

CFT

No. CFTC10-III-30 CFTC10-II-23 CFTC10-II-30 CFTC10-II-45 CFTC10-I-30 CFTC11-IV-23 CFTC11-II-23 SC11-IV-23 SC11-II-23 CC10-III CC10-II CC10-I CC11-IV CC11-II

D (mm) 359 269 269 269 180 427 268 427 269 350 250 175 400 250

t (mm) 12.1 12.1 9.1 6.2 6.2 18.6 11.6 18.6 11.6

－

D/t 29.6 22.3 29.7 43.6 29.2 22.9 23.2 22.9 23.2

－

σy

σu

σB

(N/mm2)

(%)

(N/mm2)

843 839 791 772 782 426 458 426 458

892 895 852 835 841 567 595 567 595

94.4 93.8 92.8 92.5 93 75.1 76.9 75.1 76.9

24.2 23.8 22 17.9 18.8 43.7 35.8 43.7 35.8

117 117 117 117 117 116 116

－

－ 117 117 117 116 116

－

D : diameter, t : thickness of steel tube σ y : yield stress of steel tube, σ u : ultimate stress, YR: yield ratio, EL: elongation, σ B : concrete strength,

Table 2. Mechanical properties of types of concrete series 10 11

σB

εu

(N/mm2)

(μ)

(cm)

117 116

43800 43300

3145 3156

60.5 63.5

testing piece cylinder mm mm D :100 H :200

σ B : concrete strength, E : secant modulus ε u : strain at peak stress, SF : slump flow, H : height

D/2 D/2

Specimen

Biaxial strain gauge

Displacement meter

H/2

Specimen

Displacement meter

Specimen

Welding seam 45°

100[mm] *

Figure 1. Test setting and displacement measurement

Figure 2. Strain measurement 67

2.2 Test Results Table 3 shows the CFT test results. The strength of the corresponding concrete short column is also shown. The results of the steel tube test are presented in the following. The stress-strain curves of the CFT specimens are shown in Fig. 3. The load on the CFT specimens continued to increase after exceeding the collapse strain of plain concrete, and the load then decreased gradually after peaking out. The first peak load is considered to be the maximum load of the specimen, in the case that the load increases during the post-peak period due to an increase in the loading velocity. Fig. 4 indicates that a larger steel contribution ratio (Ny/N0) shows a slower lateral strain (εθ) increase of the CFT. Accordingly, failure of the in-filled concrete is delayed, and higher ductility and strength are obtained (Fig. 5). In this research, no clear difference was seen among CFT specimens with different diameters (Fig. 6). Table 3. CFT test results No. CFTC10-III-30 CFTC10-II-23 CFTC10-II-30 CFTC10-II-45 CFTC10-I-30 CFTC11-IV-23 CFTC11-II-23

D 359 269 269 269 180 427 268

t 12.1 12.1 9.1 6.2 6.2 18.6 11.6

σy 843 839 791 772 782 426 458

D/t 29.6 22.3 29.7 43.6 29.2 22.9 23.2

σB 116 116 116 116 116 117 117

σB' 96 94 94 94 95 102 113

Nm N m /N 0 σ r 8.1 20,865 0.98 14,530* 1.06 17.4 8.0 11,782* 1.02 5.5 9,294 0.93 5,267 1.01 12.8 1.02 10.7 24,551 1.00 8.5 9,802

N 0 N y /N 0 21,332 0.52 13,669 0.60 11,593 0.50 9,961 0.40 5,192 0.51 24,097 0.42 9,807 0.44

σ cu 114 135 120 106 124 136 132

σ B ' : concrete strength of short column (N/mm2), N 0 : calculated strength of CFT (kN), N y : calculated yield load of steel tube (kN) N m : peak load of CFT (kN), σ r : lateral concrete stress at peak (N/mm2), σ cu : longitudinal concrete stress at peak (N/mm2)

1.2

-1000

lateral strain εθ (μ)

load ratio N /N0

*: first peak load

0.8 CFTC10-Ⅲ-30 CFTC10-Ⅱ-23 CFTC10-Ⅱ-30 CFTC10-Ⅱ-45 CFTC10-Ⅰ-30 CFTC11-Ⅳ-23 CFTC11-Ⅱ-23

0.6 0.4 0.2 0 0

10000 20000 longitudinal strain ε z (μ)

-2000 -3000 -4000 -5000

+ compression - tension 0

30000

2000

4000

6000

8000

10000

longitudinal strain ε z (μ)

Figure 3. Results for CFT

Figure 4. Lateral strain up to peak load 1.2

maximum load ratio Nm /N0

1.2

maximum load ratio Nm /N0

CFTC10-Ⅲ-30 CFTC10-Ⅱ-23 CFTC10-Ⅱ-30 CFTC10-Ⅱ-45 CFTC10-Ⅰ-30 CFTC11-Ⅳ-23 CFTC11-Ⅱ-23

1.1 1.0 0.9

780,D180 780,D360 550,D270

0.8 0.3

780,D270 550,D428

1.1 1.0 0.9

780 class steel tube 550 class steel tube

0.8 100

0.4 0.5 0.6 0.7 tube share of proof strength N y /N 0

Figure 5. Effect of Ny/N0 on Nm/N0 of CFT

200 300 400 Diameter D (mm)

Figure 6. Effect of D on Nm/N0 of CFT 68

500

2.3 Behavior of Steel Tube and In-filled Concrete The longitudinal stress (σz) and lateral stress (σθ) in a steel tube of a CFT column are calculated by the incremental method [4] until the load acting on the CFT specimens reaches the maximum using the von Mises yield criterion. With the 780 N/mm2 class steel tube, document [5] is used as a reference, and Poisson’s ratio ν is considered to be 0.3. The longitudinal stress in concrete (σc) is calculated by σz and the experimental load on the CFT column. The calculation results are shown in Fig. 7 to Fig. 13. The behavior of in-filled concrete is similar to that of plain concrete in the range below the collapse strain of plain concrete. Since concrete starts collapsing partially, σθ occurs as a reaction to an apparent expansion of the concrete and σc continues to increase. This is called the confinement effect. σcu-σc* (σc*: σc at occurrence of σr) is proportional to Ny/N0 (Fig. 14). This relationship is one reason why CFT columns with a large Ny/N0 have a higher peak load than N0.

infilled concrete plain concrete test

400 200

80 40

tube, lateral

-200

-40 0

2000 4000 6000 8000 longitudinal strain (μ)

160

600

120

400

200

-200

-40 0

10000

Figure 7. Analyzed data of CFT test

160

600

120

400

200

-200

-40 2000 4000 6000 8000 longitudinal strain (μ)

CFTC10-I-30

200 160

600

120

400

200

0 -40 0

2000 4000 6000 8000 longitudinal strain (μ)

600

120

400

200

0 -40 2000 4000 6000 8000 longitudinal strain (μ)

10000

Figure 10. Analyzed data of CFT test

800

-200

160

-200

concrete stress σc (N/mm2)

1000

800

Figure 9. Analyzed data of CFT test

200

CFTC10-II-45

10000

1000

steel tube stress (N/mm2)

steel tube stress (N/mm )

steel tube stress (N/mm2)

800

10000

1000

200

CFTC10-II-30

2000 4000 6000 8000 longitudinal strain (μ)

Figure 8. Analyzed data of CFT test

concrete stress σc (N/mm2)

steel tube stress (N/mm )

1000

concrete stress σc (N/mm2)

120

800

concrete stress σc (N/mm2)

600

160

200

CFTC10-II-23

steel tube stress (N/mm2)

tube, longitudinal

concrete stress σc (N/mm2)

steel tube stress (N/mm2)

800

1000

200

CFTC10-III-30

CFTC11-IV-23

Figure 11. Analyzed data of CFT test

200

800

160

600

120

400

200

0 -40

-200 0

10000

concrete stress σc (N/mm2)

steel tube test

1000

2000 4000 6000 8000 longitudinal strain (μ)

10000

Figure 12. Analyzed data of CFT test 69

160

600

120

400

200

-200

-40 0

2000 4000 6000 8000 longitudinal strain (μ)

780,D180 780,D360 550,D270

30 20 10 σc *:σc at occurrence of σr

0 0.3

10000

Figure 13. Analyzed data of CFT test

780,D270 550,D428

(N/mm2)

800

200

stress increment σcu -σc *

CFTC11-II-23

concrete stress cσ (N/mm2)

steel tube stress (N/mm2)

1000

0.4 0.5 0.6 0.7 tube share of proof strength N y /N 0

Figure 14. Increment of concrete stress

3 COMPRESSIVE BENDING TEST 3.1 Experimental Details The compressive bending tests on circular high-strength CFT columns were performed within a structural testing frame, which has a vertical loading capacity of 10 MN and a horizontal loading capacity of 5 MN, at Fukuyama University [6]. Table 6 shows the details of the CFT column specimens with 3 test parameters: 1) diameter of the column, 2) diameter-thickness ratio of the steel tube, and 3) ratio of axial force to resistance. Steel tubes of 550MPa class strength were made by cold forming without annealing. There were no attachments to the inside of the steel tubes. Concrete of 100MPa class strength was placed in the steel tubes by drop casting. The ends of the test columns were reinforced with steel plates resembling outer diaphragms. These plates and web plates fix the ends of the CFT column as a rigid beam. The specimens are connected to the testing frame through a rigid beam. First, a specimen is loaded vertically, and then a cyclic horizontal load is given to the top end (Fig. 15) following the loading pattern shown in Fig. 16. In specimen CFTC-III-25-7, the vertical load varied by turns according to the target axial force ratio (n) in Table 6. The bottom of the specimen was fixed in all directions, and the top of the specimen was free in only the vertical and horizontal loading directions. The relative displacements between the two ends of the columns were measured in the vertical and lateral directions. The local displacement at the column end connected to the rigid beam was also measured for accuracy of column deformation. The vertical and horizontal loads were obtained by load cells at the loading points.

CFTC-IV-34-4 CFTC-IV-25-4 CFTC-III-25-4 CFTC-III-25-7

circular

Table 6. Specimen list D

[mm]

D/t

H/D

399.3 11.6 34.3 399.2 15.6 25.5 300.4 11.7 25.8

5.3 5.3 5.2

300.4 11.7 25.8

5.2

σy

σu

σB

[MPa] [MPa] [MPa]

433 580 108.8 429 577 107.8 105.0 447 585 105.4

eMu

cMu

eRu

cRu

[kN･m] [kN･m] c M u

0.38 1,390 1,231 1.13 3.06 0.39 1,738 1,410 1.23 3.65 0.38 756 609 1.24 3.94 0.70 429 411 1.04 1.85 -0.30 -605 -410 1.48

3.54 3.90 3.93 1.82

D : diameter, t: thickness of steel tube, H : height of column σ y : yield stress of steel tube, σ u : ultimate stress of steel tube, σ B : concrete strength n : ratio of axis force to capacity, e M u : maximum moment in experiment, c M u : calculated moment resistance e R u : limit of deformation angle in experiment, c R u : calculated limit of deformation angle * resistance of only steel tube is taken into account when tension

vertical load cyclic horizontal load

deformation amplitude

6.0% 4%

4.0% 2.0%

increacing by 0.5% to 4% 1/800 0.5%

0.0% 1/400

-2.0% -4.0%

* 2 cycles in each amplitude on and after 0.5%

-6.0% 0

Figure 15. Specimen

Figure 16. Loading process

3.2 Test Results The test results are shown in Table 6. In this test, the moment distribution in the columns is antisymmetric because of rotational fixing at both ends. The experimental maximum moment (eMu) is the moment at the end of the column including the P-δ effect. This value is the average of positive loading and negative loading. The moment resistance (cMu) is calculated according to the referenced standard [1], using coefficient 1 as the concrete reduction factor. The maximum moment in this experiment exceeded the calculated resistance in all cases, in spite of the use of ultra-high strength concrete of 100 MPa (Fig. 17). The limit of the deformation angle (Ru) means the deformation angle within which the column can resist up to 95% of maximum horizontal force (Fig. 18). In Japan, the value of the deformation angle generally must be equal to or greater than 1% so that the whole structure can absorb huge seismic energy. In all cases, the experimental value (eRu) exceeded 1%. Fig. 18 shows the relationship between eRu and the calculated limit of the deformation angle [2] (cRu). Data for specimens under similar conditions (σB: 85 to 95 MPa, σy: 285 to 504 MPa) from past research [7] to [9] are also shown for comparison. Those data display a similar tendency to the present results. However, cRu tends to give slightly over-estimated results for CFT columns with high strength material. 71

It is considered that this high structural performance of high strength CFT columns under axial and bending force was the result of the confinement effect demonstrated in the previous chapter. 1.5

4.0 3.0 eRu

/ cMu

eMu

CFTC-IV-34-4

0.5

2.0

CFTC-IV-25-4

1.0

CFTC-III-25-4 CFTC-III-25-7

0 0.00

0.01 0.02 0.03 0.04 deformation angle R (rad)

Cir.σB: 85 to 95 Cir.σB: 105 to 109

0.0 0.0

0.05

Figure 17. Envelope curve

1.0

2.0 cR u

3.0

4.0

Figure 18. Limit of deformation angle

2000

moment in the column end (kN･m)

Details of the test results are shown in Fig. 19 to Fig. 22. The upper graph shows the momentdeformation curve and the lower shows column shrinkage. After the deformation angle exceed 2% and the moment approached its peak, local buckling occurred at the ends of the column and the shrinkage of the CFT columns accelerated. max 1370▼

1500 cM u

1000 500

eR u

3.06%

-500 -1000 c R u 3.54%

▲ min = -1411

-1500 -2000 -0.06

-0.04

-0.02

0.02

0.04

2000

max 1,738▼

1500

cMu

eRu

0 -500 -1000 -1500 -2000

cRu

-0.04

column shrinkage ratio

▼max

-0.03 -0.04

-0.02

0.02

0.04

-0.02

0.02

0.04

0.06

deformation angle (rad)

-0.02

-0.06

3.90%

min -1,737▲

-0.06

0.06

0 -0.01

3.65%

500

deformation angle (rad)

min▼

1410

1000

0.06

deformation angle (rad)

0.00

min ▼ ▼max

-0.01 -0.02 -0.03 -0.06

-0.04

-0.02

0.02

0.04

0.06

deformation angle (rad)

Figure 19. Test result (CFTC-IV-34-4)

Figure 20. Test result (CFTC-IV-25-4)

1500 1000 cM u

500

max 770 ▼ eR u

3.94%

-500 ▲ min -742

-1000

cR u

-1500 -2000 -0.06

-0.04

-0.02

0.02

0.04

moment in the column end (kN･m)

2000

0.06

2000 1500 1000

eRu

500

cMu

-500

▲min -605

-1000

cRu

-1500 -0.04

column shrinkage ratio

▼max

-0.03 -0.04

-0.02

0.02

-0.02

0.02

0.04

0.06

deformation angle (rad)

-0.02

-0.06

1.82%

-2000 -0.06

0 min▼

1.85% ▼max 429

deformation angle (rad)

-0.01

411

0.04

0.06

min ▼

0.00

▼max

-0.01 -0.02 -0.03 -0.06

-0.04

-0.02

0.02

0.04

0.06

deformation angle (rad)

Figure 21. Test result (CFTC-III-25-4)

Figure 22. Test result (CFTC-III-25-7)

4 CONCLUSION The results of an experimental study of the behavior of high strength CFT columns were presented. The main conclusions may be summarized as follows. A compressive test of high strength CFT columns was performed. The load on the CFT specimens increased after exceeding the collapse strain of plain concrete, and the load decreased gradually after peaking out. The increment of stress in the in-filled concrete due to constraint by a steel tube, a phenomenon which is termed the confinement effect, was demonstrated in high strength CFT columns, and was proportional to the proof strength ratio of the steel tube, this being the ratio of the load capacity of the steel tube to that of the total CFT. A compressive bending test of high strength CFT columns was performed. The maximum moment in the columns under cyclic loading exceeded the calculated superposed resistance. The deformation limit of the columns reached at least 1% of column height. This high structural performance of high strength CFT columns under axial and bending force is thought to be caused by confinement effect. REFERENCES [1] AIJ, “Standard for Structural Calculation of Steel Reinforced Concrete Structures”, Japan, The 5th Edition, 2001. [2] AIJ, “Recommendations for design and construction of concrete filled steel tubular structures”, Japan, 2008. 73

[3] Kurihara S et al., “Study on Structural Performance of High-Strength CFT Column: Part 3 to Part 5, Summaries of Technical Papers of Annual Meeting (AIJ)”, Japan, C-1, 2012, pp. 1355-1360. [4] Yamada Y et al., “Plastic stress-strain matrix and its application for the solution of elastic-plastic problems by the finite element method, International Journal of Mechanical Sciences”, Vol. 10-5, 1968, pp343-354, UK. [5] Nanba T et al., “Study on 800N/mm2 High strength steel members - Part 1, Summaries of Technical Papers of Annual Meeting(AIJ)”, Japan , C-1, AIJ, 2008, pp551-552. [6] Nanba T et al., “Experimental Study on Structural Performance of Concrete Filled Tubes Using High Strength Steel Pipe, Summaries of Technical Papers of Annual Meeting (AIJ)”, Japan, C-1, 2011, pp. 1183-1184. [7] The Building Center of Japan, “Report – The Committee of Structure Quality Assessment for Concrete Filled Steel Tube Column”, Japan, 1991. [8] Fujimoto T et al., “Shear-Flexural Behavior of Concrete Filled Steel Tubular Beam-Columns using High Strength Materials, Journal of Structural and Construction Engineering”, Japan, Vol. 509, 1998, pp. 167-174. [9] Mori O et al., “U.S.-Japan Cooperative Structural Research Project on Composite and Hybrid Structures (CFT-23): Deformation Capacity of Concrete-Filled Steel Tubular Columns Part 1 Circular CFT, Summaries of Technical Papers of Annual Meeting (AIJ)”, Japan, C-1. 1997, pp. 929-930.

ĐỊA KỸ THUẬT – TRẮC ĐỊA CÔNG TRÌNH

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

THIẾT KẾ TUYẾN ỐNG CẤP NƯỚC ĐƯỜNG KÍNH LỚN TRÊN NỀN ĐẤT YẾU DỌC ĐẠI LỘ THĂNG LONG Trịnh Việt Cường*, Trần Huy Tấn, Đinh Quốc Dân, Trần Toàn Thắng TÓM TẮT: Dự án cấp nước khai thác từ nguồn nước Sông Đà do VINACONEX đầu tư đã được triển khai nhằm mục tiêu đa dạng hóa nguồn cung cấp nước cho Hà Nội và hạn chế khai thác nước ngầm quá mức. Khó khăn gặp phải khi triển khai dự án là tiến độ thi công không đảm bảo do thời gian thi công móng cọc đỡ các đoạn ống dẫn nước đường kính lớn đi qua vùng đất yếu bị kéo dài. Để đảm bảo tiến độ thực hiện dự án, Viện KHCN xây dựng đã đề xuất giải pháp điều chỉnh thiết kế đường ống theo hướng giảm thiểu khối lượng thi công móng cọc. Việc thực thi thiết kế điều chỉnh đã cho phép đẩy nhanh tiến độ thi công và giảm chi phí, góp phần vào việc hòa mạng nguồn nước mới vào hệ thống của thành phố vào giữa năm 2008.

1 MỞ ĐẦU Việc cung cấp nước sạch cho thành phố Hà Nội cho đến gần đây phụ thuộc hoàn toàn vào khai thác nước ngầm. Theo số liệu của Sở Tài nguyên và Môi trường Hà Nội, vào năm 2012 tổng mức khai thác nước ngầm của toàn thành phố khoảng 700.000m3/ngày đêm và dự báo mức khai thác sẽ tăng gấp đôi vào năm 2020. Quá trình khai thác trong nhiều thập kỷ đã làm mực ngầm bị hạ thấp hàng chục mét dẫn đến hiện tượng lún nền và công trình ở nhiều khu vực trong thành phố [1]. Theo kết quả quan trắc đến 2007, tốc độ lún nền ở Thành Công là 41,42mm/năm, Ngô Sỹ Liên 31,52mm/năm, Pháp Vân 22,16 mm/năm. Dự án cấp nước khai thác nguồn nước Sông Đà để cung cấp do VINACONEX đầu tư đã được triển khai nhằm mục tiêu đa dạng hóa nguồn cung cấp nước cho thành phố. Trong quá trình thực thi công đường ống cấp nước đã gặp một số trở ngại nên Viện KHCN xây dựng đã đề xuất giải pháp điều chỉnh thiết kế nhằm đảm bảo tiến độ thực hiện dự án. Thiết kế mới theo hướng tăng khả năng chịu lún lệch của tuyến ống đã cho phép loại bỏ hệ thống móng cọc dưới các đoạn tuyến ống trên nền đất yếu, qua đó đẩy nhanh tiến độ thi công và giảm chi phí đầu tư. 2 GIỚI THIỆU DỰ ÁN 2.1 Thông tin chung Dự án nước sạch sông Đà bao gồm các hạng mục chủ yếu là: kênh lấy nước thô, nhà máy xử lý và tuyến ống truyền tải nước sạch. Nhà máy xử lý nước được xây dựng tại Lương Sơn (Hòa Bình). Sau khi nước được xử lý sẽ được chuyển qua tuyến ống dài 47,5 km về các trạm phân phối tại Hà Nội. Toàn bộ thiết kế phần xây dựng của dự án đã được một công ty tư vấn Vinaconex thực hiện.

TS. Trịnh Việt Cường, Viện KHCN Xây dựng, trinhvietcuong57@gmail.com

2.2. Thiết kế ban đầu cho tuyến ống truyền tải nước - Lần đầu tiên ống dẫn nước đường kính lớn, làm bằng nhựa cốt sợi thuỷ tinh đã được chế tạo và sử dụng ở Việt Nam. Đây là loại ống nhẹ, độ bền hợp lý, dễ lắp ráp, chi phí thấp hơn so với các loại ống thép. Chiều dài đoạn ống tiêu chuẩn L=11,7 m và đường kính 1,5÷1,8 m. Bề dày thành ống 4 cm, gồm 3 lớp: 1 lớp cốt tăng cứng xen giữa 2 lớp nhựa cốt sợi thủy tinh (Hình 1). Các đoạn ống được nối bằng các mối nối dạng âm-dương có các gioăng cao su, cho phép chịu áp lực tới 9 atm. Ống được chôn sâu 2÷4 m, có chỗ sâu tới 7 m. Theo qui định của nhà sản xuất, góc xoay tối đa tại mối nối là α=1° (Hình 2) và chuyển vị tương đối giữa 2 đoạn ống theo phương dọc trục s≤4 mm.

(a) Ống thành phẩm

(b) Mẫu thí nghiệm lấy từ thân ống Hình 1. Ống nhựa cốt sợi thuỷ tinh đường kính lớn

Hình 2. Góc xoay cho phép tại mối nối giữa 2 đoạn ống Tuyến ống được bố trí đi dọc theo nhánh trái của đại lộ Thăng Long, dưới chân ta-luy và cách tâm đường khoảng 10-15 m (Hình 3), tuy nhiên có chỗ khoảng cách này chỉ còn 6 m. Ống nước được lắp đặt ngay trong quá trình gia tải xử lý nền đất yếu nên sẽ phải chịu ảnh hưởng của độ lún nền đường (dự kiến độ lún ở trong khoảng 0,2-0,5 m, riêng ở một số đoạn đắp cao thì độ lún dự kiến lên tới trên 1 m).

Hình 3. Sơ đồ bố trí nền đường và đường ống [2] Theo thiết kế ban đầu, ống được đặt trên các gối BTCT đúc sẵn và cát đệm đầm chặt. Riêng đối với các đoạn tuyến qua vùng đất yếu, ống được đặt trên hệ móng cọc tiết diện 30x30 cm đóng cách quãng 6 m. Tổng chiều dài các đoạn tuyến cần sử dụng móng cọc vào khoảng 5 km và chi phí cho móng cọc khoảng 22 tỷ đồng. 2.3. Điều kiện địa chất công trình Công tác khảo sát địa chất dọc tuyến đường đã được thực hiện qua nhiều giai đoạn. Các phương pháp khảo sát bao gồm khoan lấy mẫu, SPT và xuyên tĩnh [3]. Mật độ khảo sát tương đối thưa, với khoảng cách giữa các điểm khảo sát 100÷400 m. Đất yếu đã được phát hiện ở 31 đoạn dọc theo tuyến ống, nhiều nhất ở địa bàn các huyện Từ Liêm, Hoài Đức và Quốc Oai. Vị trí xa nhất có gặp đất yếu là ở Km 27+010 đến Km 27+157 của đại lộ Thăng Long. Tổng chiều dài các đoạn tuyến nằm trên đất yếu vào khoảng 5 km, chiếm 10,5% tổng chiều dài tuyến ống. Bề dày đất yếu ở một số đoạn chỉ bằng 2-3 m nhưng ở nhiều đoạn trên địa bàn huyện Từ Liêm và Hoài Đức lên đến trên 20 m và dày nhất bằng 34,5 m ở Km 10+090. Sự biến động mạnh của điều kiện đất nền từ Km 20+300 đến Km 22+510 được thể hiện trên Hình 4. Một số chỉ tiêu cơ lý của lớp đất yếu ở đoạn trên là: Hệ số rỗng e0= 1,683; góc ma sát trong φ = 4°; lực dính c = 11 kPa, độ ẩm w = 30,37 %, khối lượng thể tích tự nhiên γ =1,61 g/cm3. Đối với tuyến ống, điều kiện ĐCCT như trình bày ở trên là bất lợi vì độ lún tuyệt đối và độ lún lệch của ống khá cao do đắp nền đường trên đất yếu.

Hình 4. Mặt cắt địa chất dọc đoạn Km 20+300 đến Km 22+510 [4] 2.4. Hiện trạng lún mặt đường nhánh phải trên tuyến đường Láng – Hòa Lạc Tuyến đường Láng – Hòa Lạc được xây dựng vào giữa những năm 1990. Ở vào giai đoạn đó việc xử lý đất yếu dưới nền đường được thực hiện bằng các phương pháp tương đối đơn giản như đệm cát, cọc cát, v.v. Trong dự án đại lộ Thăng Long, tuyến đường cũ đã được nâng cấp thành nhánh bên phải của đại lộ. Sau khoảng 15 năm kể từ khi được đưa vào khai thác, độ lún của nền đã thể hiện trên bề mặt đường ở những mức độ khác nhau. Ở một số nơi có độ lún biến động mạnh đã quan sát được các phễu lún hoặc rãnh lún trên mặt đường như ở Km 20+300, Km 21+210, Km 22+420 và Km 22+880. Vùng lún giáp cống ngầm tại Km 20+300 kéo dài hơn 100 m, với độ lún tuyệt đối lớn nhất khoảng 60 cm (Hình 5). Mức độ lún lệch nhiều nhất đã quan sát được tại Km 21+210, với chênh lệch độ lún tới 50 cm trong khoảng 20 m, góc dốc trung bình 1°26’ và góc dốc lớn nhất 2°11’ (Hình 6). Có thể thấy nếu không có biện pháp xử lý thích hợp thì ống đi qua khu vực này có thể bị hỏng do góc xoay ở mối nối vượt quá mức cho phép.

Hình 5. Lún mặt đường khu vực Km 20+300

Hình 6. Biến động của cao độ mặt đường khu vực Km 21+210 3 THIẾT KẾ ĐIỀU CHỈNH CHO CÁC ĐOẠN TUYẾN QUA VÙNG ĐẤT YẾU 3.1 Lựa chọn giải pháp Viện chuyên ngành Địa kỹ thuật thuộc Viện KHCN xây dựng đã nghiên cứu giải pháp thiết kế thay thế cho giải pháp đặt ống trên móng cọc nhằm đáp ứng yêu cầu về tiến độ của dự án, hạn chế ảnh hưởng đến công trình lân cận và kinh tế hơn. Hai hướng xử lý chủ yếu đã được nghiên cứu là: - Hướng 1: Cứng hóa nền để kiểm soát độ lún của ống. Việc sử dụng móng cọc trong thiết kế ban đầu là giải pháp điển hình để kiểm soát chặt chẽ độ lún của ống. Ngoài ra một số giải pháp xử lý theo hướng tăng độ cứng của nền như trụ đất-xi măng, trụ vật liệu rời hoặc cọc cát đầm chặt cũng đã được nghiên cứu. Các giải pháp xử lý nền vừa nêu tỏ ra không hiệu quả vì có thể gây chấn động mạnh (trụ vật liệu rời, cọc cát đầm chặt), hoặc khó thi công khi gặp đất cứng xen kẹp (trụ đất-xi măng) và những khó khăn về kiểm tra chất lượng thi công. Các tính toán kiểm tra cũng cho thấy hiệu quả gia cố nền trong phạm vi hẹp dọc theo tuyến ông có thể bị triệt tiêu do tác động của độ lún xảy ra khi đắp và xử lý nền đường (Hiện tượng tương tự ma sát âm tác dụng lên cọc); - Hướng 2: “Mềm hóa” tuyến ống, tăng khả năng thích nghi của ống với độ lún nền sao cho chuyển vị ở mối nối không vượt quá giới hạn cho phép, qua đó giảm thiểu yêu cầu gia cố nền và hướng tới việc đặt đường ống trên nền không gia cố. Các phân tích cho thấy giải pháp mềm hoá tuyến ống phù hợp với điều kiện cụ thể của công trình vì hiện tượng lún lệch đáng kể chỉ xảy ra ở 5 đoạn ngắn trên tuyến đường và mức độ lún lệch tuy cao nhưng có thể áp dụng biện pháp thích hợp để khắc phục. Vì vậy hướng mềm hóa tuyến ống đã được lựa chọn áp dụng. 3.2 Tóm tắt nội dung của giải pháp “mềm hóa” tuyến ống Xét một đọan ống có chiều dài L nối 2 điểm A và B (Hình 7). Do đất bị lún, chênh lệch về cao độ giữa A và B bằng h tạo thành góc dốc β. Trường hợp β>1° thì mối nối tại A không đảm bảo yêu cầu. Cũng từ A đến B, nếu sử dụng những đoạn ống có chiều dài nhỏ hơn để nối 2 điểm thì góc xoay được phân chia trên nhiều mối nối, với α<β, và đoạn ống càng được chia nhỏ (số lượng phân đoạn n càng lớn) thì góc α càng nhỏ. Số lượng đoạn ống phân tố (n) đáp ứng qui định α<1° được lấy làm

cơ sở xác định chiều dài đoạn ống sử dụng ở từng đoạn tuyến trên đất yếu. Quan hệ giữa α, β và n như sau: n

L. sin( β ) = ∑ ∆. sin(i.α )

(1)

i =1 n

L. cos( β ) = ∑ ∆. cos(i.α )

(2)

i =1

từ đó: n

sin( β ) = cos( β )

∑ ∆ sin(iα ) i =1 n

∑ ∆ cos(iα )

(3)

i =1

tg ( β ) =

∑ sin(iα ) i =1 n

∑ cos(iα )

(4)

i =1

Hình 7. Kiểm tra chuyển vị của các đọan ống 3.3 Thiết kế điều chỉnh Thiết kế điều chỉnh do Viện KHCN xây dựng thực hiện [3] cho các đoạn tuyến ống nước trên nền đất yếu bao gồm các nội dung: - Đánh giá khả năng kéo tụt mối nối khi ống bị lún; - Dự báo mức độ lún và độ lún lệch ở các đoạn tuyến trên nền đất yếu; - Lựa chọn chiều dài ống;

- Bố trí ống.

3.3.1 Kiểm tra khả năng kéo tụt ở mối nối ống Độ lún của nền đất có thể gây biến hình tuyến ống và nếu mức độ biến hình quá lớn thì mối nối có thể bị hư hại do bị kéo tụt. Việc kiểm tra khả năng kéo tụt được thực hiện cho sơ đồ đơn giản hóa, trong đó một đọan tuyến có chiều dài L bị lún một khoảng Smax theo dạng cung tròn (Hình 8). Vì chiều dài của cung lớn hơn đoạn AB nên ống bị kéo giãn. Độ giãn dài ∆L của đoạn ống chiều dài L khi điểm giữa bị lún một khoảng Smax được xác định theo quan hệ ∆L = L’ – L, trong đó:

⎛ L ⎡ L ⎤ ⎧⎪ ⎡ ⎜⎜ − π L′ = ⎢ . 2 2 arctg ⎨ ⎢ ⎣ 2 sin α ⎥⎦ ⎪⎩ ⎣ ⎝ 2S max

⎞⎤ ⎫⎪ ⎟⎟⎥ ⎬ ⎠⎦ ⎪⎭

(5)

Theo tính toán, với L=24 m thì ∆L tương đối nhỏ, ví dụ khi Smax=0,2 m thì ∆L=4,4 mm và khi Smax=0,3 m thì ∆L=10 mm. Mức độ giãn dài này được coi là không dẫn đến nguy cơ kéo tụt mối nối vì khi chia đều cho khoảng 4-6 mối nối thì chuyển dịch ở mối nối chỉ là một vài mm.

Hình 8. Sơ đồ biến hình của 1 đọan tuyến ống 3.3.2 Dự báo độ lún của ống

Các tính chất cơ lý của các lớp đất được xác định bằng cách xử lý thống kê các kết quả thí nghiệm mẫu trong phòng. Tính toán độ lún được thực hiện trên cơ sở cột địa tầng xác định theo kết quả khoan và tải trọng đắp và gia tải nền đường ở lý trình tương ứng. Phần mềm địa kỹ thuật PLAXIS (Hà Lan) đã được sử dụng để dự báo độ lún của nền đường và ảnh hưởng của nó đối với tuyến ống. Độ lún tính toán của ống phổ biến trong khoảng 100-300 mm. Trên Hình 9 thể hiện sự biến đổi của độ lún trên mặt cắt qua tuyến đường, trong đó độ lún của ống chỉ bằng khoảng 35% so với độ lún ở tâm đường. Kết quả tính toán độ lún như trên cho phép đánh giá độ lún tuyệt đối có thể xảy ra trên đoạn tuyến nhưng không cho phép dự báo độ lún lệch của ống vì khoảng cách giữa các hố khoan quá lớn (tới hàng trăm mét). Vì vậy việc xác định độ lún lệch của các đoạn tuyến ống được dựa trên quan trắc độ

lún của nhánh phải tuyến đường (để xác định qui luật lún dọc tuyến) và độ lún tính toán (để dự báo độ lún lớn nhất của ống). Ví dụ từ quan trắc hiện trạng mặt đường xác định được khoảng cách D giữa điểm bắt đầu xuất hiện lún và điểm lún mạnh nhất, khi đó góc dốc β của ống xác định theo quan hệ β=arctg(Smax/D), trong đó Smax là độ lún lệch tính toán ở tâm tuyến đường. Việc sử dụng Smax để xác định góc dốc của ống là thiên về an toàn, vì Smax cao gấp 2÷2,5 lần độ lún của ống.

Hình 9. Độ lún của nền đường và tuyến ống 3.3.3 Tính toán chiều dài đoạn ống

Chiều dài đoạn ống sử dụng cho từng phân đoạn của tuyến được xác định theo mức độ lún lệch dự báo sẽ xảy ra kể từ khi lắp đặt ống. Với góc dốc dọc tuyến β do lún lệch có thể xác định góc xoay giữa các đoạn ống α bằng cách áp dụng công thức (1) và kết quả tính toán được thể hiện trong Bảng 1. Chiều dài đoạn ống được coi là có thể chấp nhận được khi góc xoay tính toán không vượt quá góc xoay cho phép, tức là α≤1°. Ví dụ đối với lý trình Km 21+210 thì các đoạn ống dài hơn 3 m không đáp ứng yêu cầu trong khi ở lý trình Km 20+300 có thể sử dụng những đoạn ống dài tới 6 m. Bảng 1. Góc xoay tính toán theo mức độ lún lệch và chiều dài đoạn ống

Góc dốc xoay, (độ), tương ứng với chiều dài đoạn ống Lý trình ∆=12m

∆=6m

∆=4m

∆=3m

∆=2m

Km 21+210

2°11’ (*)

1°28’ (*)

1°06’ (*)

0°53’

0°32’

Km 20+300

1°19’ (*)

0°53’

0°40’

0°32’

0°23’

Ghi chú: Dấu (*) chỉ những trường hợp góc xoay vượt quá trị số cho phép α=1°.

3.3.4 Bố trí ống

Chiều dài của đoạn ống được xác định ở Bảng 1 là chiểu dài tối đa có thể sử dụng cho mỗi đoạn tuyến. Tuy vậy trong thiết kế đã có những điều chỉnh nhằm phòng ngừa những điều kiện bất lợi mà công tác khảo sát chưa thể bao quát hết. Xuất phát từ nhận xét là sự biến đổi của độ lún nền đường cũ (nhánh phải của đại lộ Thăng Long) thường xảy ra đột ngột và có sự chuyển tiếp rất nhanh từ vị trí lún rất ít sang vị trí lún mạnh nhất, trong thiết kế điều chỉnh đã lựa chọn biện pháp thiên về an toàn là bố trí các đoạn chuyển tiếp (Hình 10). Bằng cách sử dụng các đoạn ống ngắn hơn so với yêu cầu, khả năng chịu lún lệch của đoạn chuyển tiếp được tăng cao hơn so với các đoạn tuyến khác, kể cả đoạn chịu lún mạnh. Ví dụ tại Km 21+210 đã bố trí đoạn chuyển tiếp dài 12 m với các ống L=2m trong khi các ống L=3 m được sử dụng cho phần còn lại của đoạn tuyến trên đất yếu. Tương tự như vậy, tại Km 20+300 đã sử dụng các ống dài 4 m cho đoạn chuyển tiếp trong khi ở phần còn lại bố trí ống dài 6m.

Hình 10. Sơ đồ bố trí tuyến ống (∆1<∆2<LO) 4 MỘT SỐ SỰ CỐ TRONG VẬN HÀNH TUYẾN ỐNG

Phần lớn tuyến ống dẫn nước dài 47,5 km sử dụng ống nhựa cốt sợi thủy tinh đã được lắp đặt và thử áp xong từ cuối tháng 6/2008 và nhà máy đã bắt đầu cấp nước cho thành phố Hà Nội từ năm 2009. Đến nay các đoạn tuyến trên nền đất yếu được xử lý bằng giải pháp ”mềm hóa” đều làm việc bình thường. Trên các đoạn còn lại, nơi ống được đặt trên nền đất tốt, đã xảy ra 2 sự cố vỡ đường ống (Ngày 4/2/2012 ống bị vỡ tại Km 10+900 (khu vực xã An Khánh, Hoài Đức) và ngày 23/3/2013 sự cố xảy ra ở Km 27 (cách Hòa Lạc khoảng 1 km). Nguyên nhân của hai sự cố nêu trên được cho là do nền lún không đều, ảnh hưởng của xe tải trọng lớn hoạt động ở khu vực lân cận, qui trình vận hành chưa hợp lý … 5 KẾT LUẬN VÀ KIẾN NGHỊ

- Khi xây dựng một số dạng công trình trên nền đất yếu, ngoài các giải pháp nền móng truyền thống như xử lý nền hoặc móng cọc còn có thể áp dụng một cách có hiệu quả những giải pháp khác.

Đối với trường hợp đường ống truyền tải nước Sông Đà, giải pháp “mềm hóa” kết cấu tuyến ống ở những đoạn đi qua vùng đất yếu đã đồng thời cho phép đẩy nhanh tiến độ thi công và giảm chi phí đầu tư do không cần xử lý nền. Thực tế đã cho thấy các đoạn tuyến ống đặt trên nền đất yếu đã làm việc an toàn sau gần 5 năm được đưa vào khai thác. - Việc xác định chiều dài các đoạn ống phải dựa trên dự báo mức độ lún lệch, đặc biệt là lún lệch ở phần chuyển tiếp từ vùng đất tốt sang đất yếu. - Giải pháp này cũng có thể được áp dụng cho các loại ống cấp, thoát nước làm bằng vật liệu khác trong điều kiện tuyến ống chịu lún lệch. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Phạm Thị Hải Yến, Lún mặt đất do hạ thấp mực nước ngầm tại các đô thị lớn, Tạp chí Khoa học Công nghệ Hàng hải, 23, 8/2010 2. Hồ sơ thiết kế tuyến ống nước sạch trên đường cao tốc Láng - Hoà Lạc thuộc DA nước sạch sông Đà do VINACONSULT thực hiện, 4/2007 3. Báo cáo khảo sát địa chất công trình phục vụ thiết kế tuyến ống do USCo thực hiện, 4/2007 4. Báo cáo khảo sát địa chất công trình phục vụ thiết kế tuyến ống do TEDI thực hiện, 3/2004

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

BÌNH SAI KẾT HỢP TRỊ ĐO GPS VÀ TRỊ ĐO TOÀN ĐẠC ĐIỆN TỬ TRONG HỆ TỌA ĐỘ VUÔNG GÓC KHÔNG GIAN ĐỊA DIỆN CHÂN TRỜI Đặng Nam Chinh*, Nguyễn Quang Phúc , Lê Văn Hùng TÓM TẮT: Công nghệ định vị vệ tinh (GPS) và toàn đạc điện tử là những công nghệ đo đạc hiện đại, đã được ứng dụng rộng rãi trong công tác trắc địa công trình. Vấn đề bình sai kết hợp các trị đo GPS và các trị đo bằng toàn đạc điện tử trong xây dựng các mạng lưới trắc địa công trình là một nhiệm vụ thiết thực và cần được giải quyết chặt chẽ. Nhiệm vụ này được giải quyết khá đơn giản trong hệ tọa độ địa diện chân trời. Hệ tọa độ này có thể sử dụng làm hệ tọa độ cơ sở cho công tác trắc địa công trình dân dụng và công nghiệp.

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Khi ứng dụng công nghệ GPS để đo đạc thành lập lưới trắc địa công trình (TĐCT), trong một số trường hợp, do điều kiện thu tín hiệu vệ tinh GPS bị hạn chế cho nên một số điểm lưới không thể kết nối đầy đủ bằng trị đo GPS mà phải kết nối bằng các trị đo toàn đạc điện tử (TĐĐT) như trị đo góc ngang hoặc trị đo chiều dài cạnh. Trong xây dựng lưới TĐCT độ chính xác cao phục vụ quan trắc chuyển dịch, biến dạng công trình, lưới khống chế phục vụ thi công lắp đặt các kết cấu công trình vv... thường phải phối hợp các trị đo GPS với các trị đo bằng TĐĐT trên các cạnh thông hướng để tăng cường độ chính xác và nâng cao tin cậy của mạng lưới. Như vậy, vấn đề bình sai kết hợp các trị đo GPS với các trị đo TĐĐT được thực tiễn đặt ra và cần được giải quyết theo thuật toán bình sai chặt chẽ. Vấn đề bình sai lưới GPS trong hệ tọa độ vuông góc không gian địa diện chân trời địa phương (gọi tắt là hệ địa diện) đã được đề cập đến trong một số tài liệu trong và ngoài nước [3,4,5], nhưng trong đó vấn đề bình sai lưới GPS kết hợp với các trị đo góc bằng chưa được đề cập một cách đầy đủ và chưa đưa ra một quy trình xử lý chặt chẽ. Phạm vi sử dụng hệ địa diện được xác định dựa trên yêu cầu biến dạng chiều dài và biến dạng góc bằng khi sử dụng phép chiếu trực giao phần mặt Ellipsoid lên mặt phẳng chân trời thiết lập tại điểm gốc của hệ địa diện [2]. 2 LÝ THUYẾTBÌNH SAI LƯỚI GPS KẾT HỢP TRỊ ĐO MẶT ĐẤT TRONG HỆ ĐỊA DIỆN: Để bình sai các trị đo GPS kết hợp với các trị đo góc-cạnh theo phương pháp bình sai gián tiếp trong hệ địa diện, chúng ta xét các trị đo, dạng phương trình số hiệu chỉnh và trọng số của chúng. 2.1. Các trị đo GPS Như đã biết, các trị đo trong lưới GPS là các thành phần của các véc tơ cạnh ∆X, ∆Y, ∆Z xác định trong hệ tọa độ vuông góc không gian địa tâm (gọi tắt là hệ địa tâm) kèm theo ma trận hiệp phương *

Đặng Nam Chinh, Trường Đại học Mỏ Địa chất, namchinh50@yahoo.com, 0912460420, Nguyễn Quang Phúc, Trường Đại học Mỏ Địa chất, phuctdct@gmail.com, 01698395725, Lê Văn Hùng, Viện KHCN Xây dựng, Hungleibst@gmail.com, 0983605788

sai C XYZ của chúng [1]. Chúng ta sẽ thiết lập một hệ tọa độ địa diện với điểm gốc được ký hiệu là G, có tọa độ trắc địa trong hệ quy chiếu quốc gia là BG, LG, HG. Các giá trị đo ∆X, ∆Y, ∆Z được tính chuyển về hệ địa diện theo công thức: ⎡ ∆X ⎤ ⎡∆N ⎤ ⎢ ∆E ⎥ = R T ⎢∆Y ⎥ ⎢ ⎥ ⎢ ⎥ ⎣⎢ ∆Z ⎦⎥ ⎣⎢∆U ⎦⎥

(1)

trong đó: R là ma trận xoay, được xác định theo tọa độ BG, LG của điểm gốc G: ⎡− sin B G cos L G − sin B G sin L G cos B G ⎤ ⎥ R =⎢ cos L G 0 − sin L G ⎢ ⎥ sin B G ⎦⎥ ⎣⎢cos B G cos L G cos B G sin L G T

(2)

Trong hệ tọa độ địa diện, giá trị tọa độ N,E,U của điểm gốc có giá trị bằng 0, tức là: (3) NG=0; EG=0; UG=0 Dựa vào tọa độ điểm gốc NG , EG , UG và các số gia tọa độ địa diện đã tính chuyển theo (1), sẽ tính chuyền tọa độ để xác định toạ độ địa diện N, E, U gần đúng cho tất cả các điểm lưới GPS. Điểm gốc G sẽ là điểm kết nối tọa độ giữa hệ địa diện với tọa độ trắc địa hoặc tọa độ vuông góc phẳng UTM trong hệ quy chiếu quốc gia. Để gắn giá trị tọa độ quốc gia vào hệ tọa độ địa diện, tọa độ N,E của điểm gốc G trên mặt phẳng địa diện sẽ được lấy đúng bằng tọa độ vuông góc phẳng UTM, ký hiệu là x G , y G , được tính trên múi chiếu theo quy định sử dụng hệ quy chiếu quốc gia, còn thành phần tọa độ U được lấy bằng độ cao trắc địa HG của điểm gốc. Như vậy ta sử dụng ký hiệu mới là x, y, z thay cho ký hiệu truyền thống N, E, U của hệ địa diện. Chúng có mối quan hệ như sau:

x i = N i + x G ; y i = E i + y G ; zi = U i + H G

(4)

Với ký hiệu mới của hệ địa diện, ta có:

∆x i ,k = ∆N i ,k ; ∆y i ,k = ∆E i ,k ; ∆z i ,k = ∆U i ,k

(5)

Các phương trình số hiệu chỉnh trị đo GPS của một véc tơ cạnh GPS trong hệ địa diện có dạng như sau: v ∆xi ,k = x k − x i − ∆x i ,k v ∆yi ,k = y k − yi − ∆yi ,k

(6)

v ∆zi ,k = z k − z i − ∆z i ,k

trong đó: x i , y i , z i , x k , y k , z k là tọa độ bình sai của các điểm cần xác định và là ẩn số của bài toán bình sai. Mỗi điểm cần xác định trong mạng lưới có 3 ẩn số. Các phương trình số hiệu chỉnh (6) có ma trận hiệp phương sai là Mxyz được xác định theo công thức: (7) Mxyz =RT.CXYZ.R trong đó: R là ma trận xoay (2) và CXYZ là ma trận hiệp phương sai của véc tơ cạnh GPS trong hệ địa tâm.

Ma trận hiệp phương sai M xyz sẽ là ma trận hiệp phương sai tiên nghiệm, được sử dụng tính trọng

số của véc tơ cạnh GPS trong hệ địa diện: 1 Pxyz = M −xyz

(8)

Lưu ý rằng, theo công thức (8), về thực chất đã lấy giá trị hằng số C=1 để tính trọng số. 2.2. Các trị đo góc bằng

Trong một phạm vi nhất định, góc bằng (góc ngang) sau bình sai β có mối liên hệ với tọa độ bình sai x, y trong hệ địa diện như sau: β = arctan

yp − ym

− arctan

xp − xm

yt − ym xt − xm

(9)

trong đó: x m , y m , x p , y p , x t , y t là tọa độ của các điểm đặt máy, điểm ngắm phải, và điểm ngắm trái. Từ phương trình trị bình sai (9), sẽ dẫn đến phương trình số hiệu chỉnh góc dạng tuyến tính như sau: (10) vβ = (a m,p − a m,t )dxm + (bm,p − bm,t )dym − a m,pdxp − bm,pdyp + a m,t dxt + bm,t dyt + lβ trong đó, số hạng tự do được tính theo tọa độ gần đúng x , y và giá trị góc đo β' o

l β = (arctan

y op − y om x op − x om

− arctan

y ot − y om ) − (β'+ ∆ β ) x ot − x om

(11)

trong đó: ∆ β là số cải chính do ảnh hưởng của chênh cao các điểm làm biến dạng góc bằng trên mặt phẳng địa diện chân trời. Độ lớn của số cải chính ∆ β tỷ lệ thuận với chênh cao giữa các điểm và tỷ lệ nghịch với chiều dài tia ngắm, công thức tính ∆ β đã được nêu trong [2]. Dựa vào sai số trung phương đo góc m β và lấy C=1, sẽ tính được trọng số góc theo công thức: Pβ = 1 / m β2

(12)

2.3. Các trị đo chiều dài cạnh Chiều dài cạnh đo bằng TĐĐT đưa vào bình sai có thể là chiều dài nằm ngang (D) hoặc có thể là chiều dài nghiêng (S). Nếu sử dụng chiều dài ngang, phương trình số hiệu chỉnh của chiều dài đo giữa hai điểm cần xác định i và k như sau: v i ,k = −

( x ok − x io ) ( y ok − y io ) ( x ok − x io ) ( y ok − y io ) − + + dx dy dx dy k + l i ,k k i i D io,k D io,k D io,k D io,k

(13)

Số hạng tự đo l i ,k trong (13) được tính dựa vào tọa độ gần đúng x o , y o và trị đo D i' ,k :

l i ,k = ( x ok − x io ) 2 + ( y ok − y io ) 2 − D i' ,k = D io,k − D i' ,k

(14)

Trọng số của chiều dài cạnh được tính dựa vào sai số trung phương đo cạnh m D và lấy C=1: PDi = 1 / m 2Di

(15)

Nếu sử dụng chiều dài nghiêng (S), trong phương trình số hiệu chỉnh (13) sẽ có thêm các số

hạng của các ẩn số dz i và dz k .

2.4. Các bước tính toán bình sai và đánh giá độ chính xác Theo nguyên lý bình sai kết hợp, các phương trình trị đo GPS và các phương trình trị đo mặt đất (gồm trị đo góc, trị đo cạnh) sẽ được sử dụng để lập hệ phương trình chuẩn chung theo công thức: A T PA.X + A T PL = 0

(16)

Giải hệ phương trình chuẩn (16) sẽ nhận được ẩn số của bài toán bình sai kết hợp.

X = −(A T PA ) −1 A T PL

(17)

Nhưng trên thực tế, ma trận hiệp phương sai của các trị đo GPS là CXYZ chỉ phản ánh đặc tính sai số của từng véc tơ cạnh riêng rẽ mà không thể hiện được chất lượng đo tổng thể mạng lưới GPS. Chính vì thế khi bình sai riêng lưới GPS chúng ta nhận được sai số trung phương đơn vị trọng số µ GPS thường có giá trị lớn hơn 1 nhiều lần và kết quả kiểm định Chi-bình phương ( χ 2 ) không đạt. Giá trị µ GPS nhận được từ kết quả bình sai riêng lưới GPS cần được xác định để nhân với ma trận MXYZ (7) nhằm chuẩn hóa trọng số trị đo GPS khi kết hợp với các trị đo góc và cạnh. Có như vậy, các trị đo góc-cạnh mới có tác dụng trong bình sai kết hợp. Từ lý thuyết bình sai và tính toán thực tế chúng tôi đưa ra quy trình bình sai lưới GPS kết hợp với các trị đo TĐĐT gồm hai bước như sau: Bước 1. Sử dụng các phương trình số hiệu chỉnh trị đo GPS (6), ma trận hiệp phương sai tiên nghiệm MXYZ (7) và tọa độ khởi tính của điểm gốc G, tiến hành bình sai riêng lưới GPS trong hệ địa diện để nhận được tọa độ bình sai lần 1 của các điểm và sai số trung phương đơn vị trọng số µ GPS . Bước 2. Bình sai các trị đo GPS kết hợp với các trị đo góc và cạnh. Trọng số của các véc tơ cạnh GPS trong bước này phải được tính theo công thức:

(

' 2 Pxyz M xyz = µ GPS

)

−1

1 µ

2 GPS

1 M −xyz

(18)

Nhờ có giá trị µ GPS để ước lượng lại ma trận hiệp phương sai tiên nghiệm (7), khi đó trọng số trị đo GPS tính theo (18) mới phù hợp với trọng số góc, cạnh tính theo các công thức (12) và (15). Việc đánh giá độ chính xác kết quả bình sai lưới được thực hiện trong bước hai, bao gồm: 2.4.1. Tính sai số trung phương đơn vị trọng số

µ= trong đó:

V T PV 3n + n 1 + n 2 − t

(19)

n là số véc tơ cạnh GPS ; n 1 là số góc bằng đo ;

n 2 là số cạnh đo ; t là số ẩn số cần xác định trong lưới; 2.4.2. Đánh giá độ chính xác vị trí điểm Sai số trung phương các thành phần tọa độ trong hệ địa diện của điểm được tính: m x = µ Q xx ; m y = µ Q yy ; m H = m z = µ Q zz

(20)

Sai số trung phương vị trí mặt bằng của điểm được tính: m p = m 2x + m 2y = µ Q xx + Q yy

(21)

2.4.3. Đánh giá độ chính xác chiều dài và phương vị cạnh Sau bình sai cần đánh giá độ chính xác các yếu tố trong lưới như xác định sai số trung phương tương đối chiều dài cạnh, sai số phương vị cạnh vv... Sai số trung phương chiều dài cạnh ngang được tính:

mD = µ QD

với

Q D = FDT Q 4 x 4 FD

(22)

Sai số trung phương phương vị cạnh được tính:

mα = µ Qα

T với Q α = Fα Q 4 x 4 Fα

(23)

trong đó : FD , Fα là các véc tơ hệ số hàm trọng số chiều dài cạnh và phương vị cạnh. Q 4 , 4 là ma trận hiệp trọng số đảo của các ẩn số x,y liên quan đến 2 điểm đầu cạnh cần đánh giá. Từ sai số trung phương chiều dài cạnh m D và sai số phương vị cạnh m α chúng ta có thể tính được sai số trung phương tương đối chiều dài cạnh m D / D và sai số trung phương tương hỗ vị trí hai điểm đầu và cuối cạnh theo các công thức đã biết.

3 BÌNH SAI KẾT HỢP LƯỚI KHÔNG GIAN VÀ LƯỚI MẶT ĐẤT Ở trên ta mới chỉ xét đến trường hợp tất cả các điểm đo đều đặt được máy thu GPS và bổ sung thêm trị đo bằng máy TĐĐT trên các cạnh thông hướng. Nhưng trong thực tế không phải mọi điểm lưới TĐCT đều có điều kiện thuận lợi cho việc thu tín hiệu GPS, như các điểm nằm gần chân núi, gần các công trình cao tầng hoặc dưới các tán cây to vv.... Trường hợp này, buộc phải xây dựng lưới TĐCT ở dạng lưới không gian (3D) kết hợp lưới mặt bằng truyền thống (2D). Trong mạng lưới kết hợp này, có một số điểm (đặt được máy thu GPS) sẽ có 3 ẩn số cần xác định (x,y,z), còn một số ít điểm không đặt được máy thu GPS mà chỉ đặt được máy TĐĐT thì chỉ có 2 ẩn số cần xác định (x,y) (hình 1). Cần lưu ý rằng điểm gốc của lưới phải chọn là điểm đặt được máy thu GPS. GPS2

GPS3

MD1

GPS4

GPS1

GPS6

GPS5

MD2

C¹nh ®o GPS

§iÓm ®Æt m¸y thu GPS

C¹nh ®o toµn ®¹c

§iÓm kh«ng ®Æt m¸y thu GPS

Hình 2. Sơ đồ mạng lưới GPS khu công nghiệp Dung Quất

Hình 1. Sơ đồ lưới không gian 3D kết hợp với lưới mặt đất 2D

Với mạng lưới như trên, chúng ta phải bình sai trong hệ địa diện theo phương pháp bình sai kết hợp lưới 3D và lưới 2D. Quy trình bình sai cũng gồm 2 bước như sau: Bước 1: Dựa vào các trị đo GPS tiến hành bình sai lần thứ nhất trong hệ địa diện để xác định tọa độ sơ bộ (tọa độ gần đúng) x, y, z cho các điểm đặt được máy thu GPS. Xác định sai số trung phương đơn vị trọng số µ GPS để chuẩn hóa trọng số cho bước bình sai kết hợp với lưới mặt đất. Dùng tọa độ gần đúng (x, y) của điểm liên kết và trị đo mặt đất để tính tọa độ gần đúng cho các điểm lưới mặt đất. Bước 2: Lập phương trình số hiệu chỉnh cho các trị đo mặt đất như đã trình bày trong mục 2. Để ' bình sai kết hợp với các trị đo GPS. Trọng số Pxyz các trị đo GPS được tính dựa vào ma trận hiệp 2 được xác định ở bước trước. Lưu ý, đối với phần lưới mặt đất phương sai CXYZ đã nhân với µ GPS

chỉ sử dụng chiều dài cạnh ngang, không sử dụng cạnh nghiêng. Việc giải hệ phương trình chuẩn và các bước tính toán số hiệu chỉnh, trị bình sai và đánh giá độ chính xác được thực hiện theo trình tự thông thường.

4 TÍNH TOÁN THỰC NGHIỆM Để tính toán thực nghiệm. Ở đây sử dụng số liệu đo mạng lưới GPS được thành lập năm 2001 trên khu công nghiệp Dung Quất (hình 2). Mạng lưới gồm 15 điểm, trong đó điểm GPS-06 nằm gần trung tâm lưới nên được chọn làm điểm gốc của hệ địa diện, còn lại là 14 điểm cần xác định. Trong lưới có 34 cạnh GPS (baselines) được đo bằng máy thu Trimble 4600LS, trong lưới đo thêm 4 góc và 8 cạnh bằng máy TĐĐT. Điểm gốc GPS-06 có tọa độ trắc địa: B = 15o22’19.91538”, L = 108o49’9.83878”, H = 21.747m Tọa độ trắc địa điểm gốc GPS-06 được tính đổi về tọa độ vuông góc UTM ở múi chiếu 3o, kinh tuyến trung ương Lo=108o, cũng chính là tọa độ của điểm gốc hệ địa diện với giá trị như sau: xG=1700170.304m , yG=587966.345m, xG=21.474m Từ cơ sở lý thuyết đã nêu trên trong mục 2, chúng tôi tính chuyển các trị đo GPS sang hệ địa diện chân trời và bình sai kết hợp với các trị đo góc-cạnh. Công việc tính toán bình sai lưới được thực hiện theo trình tự 2 bước như sau: Bước 1. 1. Từ tọa độ trắc địa B, L của điểm GPS-06, xác định ma trận xoay R như sau: ⎡ 0,08551382 − 0,25091669 0,96422414⎤ ⎥ R = ⎢− 0,94654009 − 0,32258620 0 ⎢ ⎥ ⎢⎣− 0,31104540 0,91267681 0,26508828⎥⎦ T

2. Tính chuyển trị đo ∆X, ∆Y, ∆Z và ma trận hiệp phương sai CXYZ từ hệ địa tâm về hệ địa diện. 3. Tiến hành bình sai riêng mạng lưới GPS trong hệ địa diện để xác định tọa độ lần 1 của các điểm lưới và sai số trung phương đơn vị trọng số µ GPS . Tọa độ bình sai lần 1 được thể hiện trong bảng 1.

Bảng 1. Tọa độ bình sai và sai số vị trí điểm chỉ sử dụng thuần túy các trị đo GPS TT 1 2

Diem GPS-01 GPS-02

x(m) 1697252.7961 1697863.9427

y(m) 588931.0296 590073.7757

z(m) 10.8403 6.7794

mx 0.0025 0.0023

my 0.0027 0.0024

mp 0.0037 0.0033

mz 0.0080 0.0073

3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14

GPS-03 GPS-04 GPS-05 GPS-07 GPS-07A GPS-08 GPS-09 GPS-09A GPS-10 81424 82622 81449

1698737.3814 1698355.4863 1698355.1888 1701974.5587 1700850.9607 1703777.0834 1704686.8025 1704124.9681 1705468.2444 1704675.1089 1695774.2115 1701925.7635

589554.9508 589025.6092 588335.4772 587875.7540 588809.2504 587587.3798 586625.0485 586281.8764 585441.8730 587915.6800 584882.3015 583566.0205

10.0265 87.0854 11.4121 8.0859 8.0873 42.2269 14.7635 3.9204 4.2386 135.7799 51.6253 35.8244

0.0025 0.0024 0.0023 0.0019 0.0018 0.0020 0.0021 0.0019 0.0024 0.0022 0.0027 0.0022

0.0025 0.0024 0.0024 0.0023 0.0021 0.0025 0.0026 0.0026 0.0030 0.0025 0.0028 0.0025

0.0035 0.0034 0.0033 0.0030 0.0028 0.0032 0.0033 0.0032 0.0038 0.0033 0.0039 0.0034

0.0079 0.0075 0.0074 0.0056 0.0055 0.0061 0.0067 0.0061 0.0074 0.0064 0.0088 0.0069

Giá trị sai số trung phương đơn vị trọng số nhận được sau bình sai bước 1 là: µ GPS = 3.8962 ( µ GPS >> 1 ). Kết quả đánh giá độ chính xác chiều dài và phương vị cạnh sau bình sai lưới GPS thuần túy (trong bảng 2) sẽ được so sánh với kết quả đánh giá độ chính xác bình sai lưới GPS có kết hợp trị đo góc - cạnh. Bảng 2. Đánh giá độ chính xác tương đối cạnh và phương vị cạnh TT 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25 26 27 28 29 30 31 32 33 34

Dau 81424 81424 81424 81449 81449 82622 82622 82622 82622 GPS-01 GPS-01 GPS-02 GPS-03 GPS-03 GPS-03 GPS-03 GPS-04 GPS-04 GPS-05 GPS-06 GPS-06 GPS-06 GPS-07A GPS-07A GPS-07A GPS-08 GPS-08 GPS-08 GPS-09 GPS-09A GPS-09A GPS-09A GPS-09A GPS-10

Cuoi GPS-07A GPS-08 GPS-09 GPS-09A GPS-10 81449 GPS-01 GPS-05 GPS-06 GPS-04 GPS-05 GPS-01 GPS-02 GPS-04 GPS-05 GPS-06 GPS-02 GPS-05 GPS-06 81449 GPS-07 GPS-07A GPS-02 GPS-03 GPS-07 GPS-07 GPS-07A GPS-09 GPS-09A GPS-06 GPS-07 GPS-08 GPS-10 GPS-09

D(m) 3927.159 956.154 1290.684 3494.621 4008.490 6290.802 4310.268 4311.133 5370.005 1106.739 1252.977 1295.905 1015.911 652.722 1277.962 2139.377 1157.699 690.132 1852.269 4737.562 1806.528 1083.413 3243.655 2241.269 1460.783 1825.447 3170.987 1324.262 658.350 4298.465 2676.697 1351.060 1584.297 1417.941

mD(m) 0.0017 0.0011 0.0012 0.0019 0.0021 0.0027 0.0029 0.0027 0.0028 0.0017 0.0018 0.0021 0.0022 0.0024 0.0024 0.0022 0.0016 0.0018 0.0022 0.0024 0.0019 0.0021 0.0017 0.0022 0.0013 0.0015 0.0015 0.0011 0.0016 0.0019 0.0018 0.0021 0.0017 0.0024

mD/D 1:2354436 1:890853 1:1073088 1:1863752 1:1931815 1:2297205 1:1486228 1:1625535 1:1919330 1:658278 1:679982 1:627425 1:455800 1:272606 1:524800 1:958117 1:735573 1:390172 1:834052 1:1951072 1:971469 1:514576 1:1939505 1:1026880 1:1095344 1:1248919 1:2116161 1:1236332 1:423117 1:2221449 1:1490892 1:634587 1:932746 1:581399

Fvi (o ‘ “) 166 50 52.6 200 4 53.05 270 31 8.79 51 0 2.39 27 54 9.34 347 55 20.07 69 56 16.59 53 13 29.19 35 03 04.58 4 54 08.49 331 37 13.72 241 51 42.82 149 17 22.47 234 11 28.77 252 35 54.97 312 3 01.67 115 7 28.17 269 58 31.09 348 30 17.15 291 44 56.28 357 7 32.21 51 4 43.28 157 3 18.35 160 33 59.20 320 16 47.50 170 54 38.32 157 20 09.20 313 23 24.66 211 25 00.69 156 55 43.22 143 27 15.33 104 55 16.30 327 58 50.30 123 26 35.60

mfv(") 0.09 0.22 0.19 0.10 0.10 0.09 0.12 0.12 0.10 0.29 0.32 0.33 0.47 0.70 0.37 0.26 0.32 0.54 0.28 0.10 0.26 0.35 0.11 0.21 0.21 0.24 0.11 0.17 0.63 0.12 0.18 0.20 0.25 0.31

Bước 2: 4. Sau khi xác định được µ GPS , tiến hành bình sai lần hai mạng lưới GPS có kết hợp với các trị đo góc-cạnh trong hệ địa diện. Để tính trọng số trị đo góc-cạnh, đã lấy sai số trung phương đo góc là: m β = ±2" ,5 ; sai số trung phương đo cạnh là: m D = 4mm + 2ppm.D . Kết quả bình sai kết hợp được trình bày trong bảng 3. Bảng 3. Tọa độ và sai số vị trí điểm sau bình sai kết hợp GPS với các trị đo góc cạnh TT

DIEM

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14

GPS-01 GPS-02 GPS-03 GPS-04 GPS-05 GPS-07 GPS-07A GPS-08 GPS-09 GPS-09A GPS-10 81424 82622 81449

x(m)

y(m)

z(m)

1697252.7965 1697863.9430 1698737.3805 1698355.4876 1698355.1893 1701974.5587 1700850.9607 1703777.0834 1704686.8026 1704124.9682 1705468.2444 1704675.1089 1695774.2118 1701925.7636

588931.0292 590073.7761 589554.9497 589025.6087 588335.4778 587875.7541 588809.2505 587587.3799 586625.0486 586281.8765 585441.873 587915.6801 584882.3016 583566.0206

10.8402 6.7793 10.0268 87.0849 11.4121 8.0859 8.0873 42.2269 14.7634 3.9204 4.2386 135.7799 51.6253 35.8244

0.0024 0.0022 0.0023 0.0023 0.0023 0.0019 0.0018 0.0020 0.0021 0.0019 0.0024 0.0022 0.0026 0.0022

0.0026 0.0023 0.0024 0.0023 0.0023 0.0023 0.0021 0.0025 0.0025 0.0026 0.0029 0.0025 0.0028 0.0025

0.0035 0.0032 0.0033 0.0033 0.0032 0.0030 0.0028 0.0032 0.0033 0.0032 0.0038 0.0033 0.0039 0.0034

0.0079 0.0072 0.0079 0.0074 0.0073 0.0056 0.0055 0.0061 0.0067 0.0061 0.0073 0.0064 0.0088 0.0069

0.0026 0.0024 0.0025 0.0025 0.0025 0.0023 0.0021 0.0025 0.0026 0.0026 0.0030 0.0025 0.0028 0.0026

0.0023 0.0021 0.0021 0.0022 0.0021 0.0018 0.0018 0.0020 0.0021 0.0019 0.0024 0.0021 0.0026 0.0022

fi 61 55 46 46 50 74 69 76 78 79 78 74 68 73

Sau bình sai lần 2, nhận được sai số trung phương đơn vị trọng số là: µ GPS+MĐ = 0,9962 ≈ 1

Bảng 4. Trị đo góc bằng, số cải chính góc bằng, góc cải chính, số hiệu chỉnh và trị bình sai TT 1 2 3 4

TRAI GPS-05 GPS-01 GPS-04 GPS-03

MAY GPS-01 GPS-04 GPS-05 GPS-04

PHAI GPS-04 GPS-05 GPS-01 GPS-02

33 85 61 60

GOC DO 16 52.10 4 18.53 38 49.37 55 52.24

∆β (“) 2.71 3.74 -6.45 5.31

GOC H/C 33 16 54.81 85 4 22.27 61 38 42.92 60 55 57.55

V(") -0.22 0.11 0.12 1.52

33 85 61 60

GOC BS 16 54.59 4 22.38 38 43.04 55 59.07

Bảng 5. Trị đo cạnh, số hiệu chỉnh và trị bình sai TT 1 2 3 4 5 6 7 8

C.DAU GPS-02 GPS-01 GPS-04 GPS-04 GPS-03 GPS-01 GPS-03 GPS-03

C.CUOI GPS-01 GPS-04 GPS-02 GPS-05 GPS-04 GPS-05 GPS-05 GPS-02

CANH DO (m) 1295.9070 1106.7450 1157.7100 690.1260 652.7150 1252.9760 1277.9570 1015.9110

V(m) -0.0017 -0.0052 -0.0093 0.0050 0.0055 0.0010 0.0030 -0.0006

CANH BS (m) 1295.9053 1106.7398 1157.7007 690.1310 652.7205 1252.9770 1277.9600 1015.9104

Bảng 6. Đánh giá độ chính xác tương đối cạnh và phương vị cạnh TT 1 2 3 4 5 6

Dau 81424 81424 81424 81449 81449 82622

Cuoi GPS-07A GPS-08 GPS-09 GPS-09A GPS-10 81449

D(m) 3927.159 956.154 1290.684 3494.621 4008.490 6290.802

mD(m) 0.0017 0.0011 0.0012 0.0019 0.0021 0.0027

mD/D 1:2364284 1:894245 1:1077238 1:1872088 1:1939706 1:2313191

Fvi (o ‘ “) 166 50 52.6 200 4 53.05 270 31 8.79 51 0 2.39 27 54 9.34 347 55 20.07

mfv(") 0.09 0.22 0.19 0.10 0.10 0.09

18 40 42 59 04 50 09 10 59 57 50 36 57 44

7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25 26 27 28 29 30 31 32 33 34

82622 82622 82622 GPS-01 GPS-01 GPS-02 GPS-03 GPS-03 GPS-03 GPS-03 GPS-04 GPS-04 GPS-05 GPS-06 GPS-06 GPS-06 GPS-07A GPS-07A GPS-07A GPS-08 GPS-08 GPS-08 GPS-09 GPS-09A GPS-09A GPS-09A GPS-09A GPS-10

GPS-01 GPS-05 GPS-06 GPS-04 GPS-05 GPS-01 GPS-02 GPS-04 GPS-05 GPS-06 GPS-02 GPS-05 GPS-06 81449 GPS-07 GPS-07A GPS-02 GPS-03 GPS-07 GPS-07 GPS-07A GPS-09 GPS-09A GPS-06 GPS-07 GPS-08 GPS-10 GPS-09

4310.268 4311.133 5370.005 1106.740 1252.977 1295.905 1015.910 652.720 1277.960 2139.377 1157.701 690.131 1852.269 4737.562 1806.528 1083.413 3243.655 2241.269 1460.783 1825.447 3170.988 1324.262 658.350 4298.465 2676.697 1351.060 1584.297 1417.941

0.0028 0.0026 0.0028 0.0015 0.0017 0.0018 0.0019 0.0020 0.0020 0.0021 0.0014 0.0016 0.0022 0.0024 0.0018 0.0021 0.0016 0.0020 0.0013 0.0015 0.0015 0.0011 0.0015 0.0019 0.0018 0.0021 0.0017 0.0024

1:1516365 1:1650204 1:1941116 1:727059 1:757598 1:703558 1:526476 1:332146 1:636246 1:995259 1:802214 1:444321 1:848526 1:1959962 1:977435 1:518687 1:1995752 1:1105707 1:1100149 1:1253702 1:2125309 1:1241044 1:424859 1:2234104 1:1497094 1:637434 1:936307 1:583844

69 53 35 4 331 241 149 234 252 312 115 269 348 291 357 51 157 160 320 170 157 313 211 156 143 104 327 123

56 13 03 54 37 51 17 11 35 3 7 58 30 44 7 4 3 33 16 54 20 23 25 55 27 55 58 26

16.58 29.20 04.58 08.45 13.87 42.89 22.08 29.20 55.09 01.81 28.27 30.84 17.07 56.29 32.21 43.29 18.33 59.33 47.50 38.32 09.20 24.66 00.69 43.23 15.33 16.30 50.30 35.60

0.12 0.12 0.10 0.28 0.30 0.31 0.42 0.63 0.35 0.24 0.31 0.50 0.27 0.10 0.26 0.34 0.11 0.19 0.21 0.24 0.11 0.17 0.62 0.12 0.18 0.20 0.25 0.31

5 KẾT LUẬN 1. Sau tính toán thực nghiệm lưới GPS Dung Quất cho thấy, các trị đo góc-cạnh có tác dụng tốt đối với khu vực có trị đo bổ sung, tuy nhiên do số lượng trị đo bổ sung ít cho nên độ chính xác tăng không nhiều, tuy vậy đã khẳng định được sự phù hợp kết quả đo giữa hai công nghệ và nâng cao độ tin cậy của kết quả bình sai mạng lưới. 2. Ma trận hiệp phương sai của các véc tơ cạnh GPS nhận được từ lời giải cạnh chỉ phản ánh đặc tính sai số của từng véc tơ cạnh riêng rẽ mà không thể hiện được chất lượng đo tổng thể mạng lưới GPS do đó khi bình sai kết hợp trị đo GPS và trị đo góc-cạnh cần thực hiện theo quy trình xử lý hai bước. Sau bước thứ nhất sẽ xác định được sai số trung phương đơn vị trọng số µ GPS , đó là cơ sở để ước lượng lại ma trận hiệp phương sai tiên nghiệm nhằm chuẩn hóa trọng số trị đo GPS trong bước thứ hai. Sau bình sai bước hai, nếu giá trị µGPS+MĐ không đạt tiêu chuẩn kiểm định Chi-bình phương thì phải ước lượng lại sai số đo góc mβ và sai số đo cạnh m D để tính lại trọng số góc-cạnh rồi tiếp tục bình sai lưới một lần nữa. 3. Bình sai kết hợp trị đo GPS với các trị đo góc-cạnh trong hệ tọa độ địa diện chân trời có gốc tọa độ thiết lập tại trung tâm của mạng lưới với phạm vi khống chế thích hợp sẽ làm đơn giản các bước tính toán bình sai mà vẫn đảm bảo tính chặt chẽ và đáp ứng được mức độ biến dạng mạng lưới theo yêu cầu. Các yếu tố (kích thước) của mạng lưới sau bình sai bảo đảm sự phù hợp tốt nhất với yếu tố thực địa. Điều này rất cần thiết đối với công tác thiết kế, thi công các công trình dân dụng và công nghiệp yêu cầu độ chính xác cao.

4. Trong hệ tọa độ địa diện chân trời có thể bình sai lưới GPS (3D) kết hợp lưới mặt đất (2D) trong những trường hợp có các điểm lưới không thể đặt máy thu tín hiệu GPS mà chỉ có các tri đo góc cạnh theo công nghệ truyền thống. 5. Trong thực tế, có thể sử dụng hệ địa diện chân trời làm hệ tọa độ cơ sở cho công tác trắc địa công trình dân dụng và công nghiệp với kích thước khu vực xây dựng lưới không quá lớn, phạm vi sử dụng hệ tọa độ địa diện được xác định theo yêu cầu biến dạng. Việc tính đổi tọa độ giữa hệ địa diện chân trời với hệ tọa độ nhà nước được thực hiện theo các công thức hoàn toàn chặt chẽ. Cũng cần lưu ý rằng các góc bằng bị biến dạng do phép chiếu trực giao, đo đó cần xét tới số cải chỉnh ∆ β khi bình sai góc bằng trên mặt phẳng địa diện chân trời. Không nên sử dụng các cặp điểm có chênh cao lớn hoặc có khoảng cách ngắn để định hướng khi bố trí công trình.

TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Đặng Nam Chinh, Đỗ Ngọc Đường (2012), Định vị vệ tinh. Nhà xuất bản Khoa học và Kỹ thuật, Hà Nội. 2. Đặng Nam Chinh, Lê Văn Hùng (2013), “Xác định giới hạn sử dụng hệ tọa độ địa diện chân trời địa phương trong trắc địa công trình”, Tạp chí Khoa học kỹ thuật Mỏ- Địa chất, (số 41), số chuyên đề Kỷ niệm 40 năm thành lập bộ môn Trắc địa cao cấp, Trường Đại học Mỏ địa chất, Hà Nội. 3. Đặng Nam Chinh, Trần Đình Trọng (2010),“ Bình sai lưới GPS trong hệ tọa độ vuông góc không gian địa diện chân trời”, Tạp chí Khoa học công nghệ xây dựng, (số 2), Hà Nội. 4. Nguyễn Quang Phúc, Hoàng Thị Minh Hương, Khuất Minh Hằng (2011), “Nghiên cứu phương pháp tính chuyển tọa độ lưới GPS về hệ tọa độ thi công công trình”, Tạp chí Khoa học kỹ thuật Mỏ- Địa chất, (Số 35) Hà Nội. 5. Slawomir Celimer, Zofia Rzepecka. Common adjustment of GPS baselines with classical measurements. Olstyn University of Warmia and Mazury, Institute of Geodesy (2008).

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

CƯỜNG ĐỘ KÉO TÁCH VÀ PHÁT TRIỂN VẾT NỨT CỦA ĐÁ ĐỒNG NHẤT THEO LỚP TRONG THÍ NGHIỆM BRAZILIAN Đinh Quốc Dân* TÓM TẮT: Cường độ kéo tách và phát triển vết nứt của đá đồng nhất theo lớp được nghiên cứu bằng thí nghiệm Brazilian trên đá gneiss và slate, 2 mẫu đá đặc trưng có tính dị hướng theo lớp của đá. Với 332 mẫu thí nghiệm tương ứng với ma trận {7x7} các trường hợp khác nhau thể hiện tính dị hướng thông qua thế nằm của mặt yếu và phương của tải trọng tác dụng. Kết hợp mô phỏng số các trường hợp đã cho kết quả ảnh hưởng của tính dị hướng tới kết quả cường độ kéo tách và sự hình thành phát triển vết nứt của đá trong không gian 3 chiều. Đồng thời, kết quả mô phỏng số đã làm sáng tỏ tính phức tạp của cơ chế phá hoại trong từng mẫu đá, sự phát triển vết nứt trong mẫu tương ứng với mức độ thay đổi đặc trưng tính dị hướng của đá. TỪ KHOÁ: thí nghiệm Brazilian; cường độ kéo tách; đá dị hướng; mặt phân lớp; hệ số dị hướng

1 GIỚI THIỆU Thí nghiệm Brazilian hay còn gọi thí nghiệm kéo tách là phương pháp gián tiếp xác định cường độ kéo cho đá và các vật liệu dòn khác. Thí nghiệm này được sử dụng rộng rãi trong cơ học đá nhờ việc chuẩn bị mẫu đơn giản, thiết bị thí nghiệm trên máy chuyên dụng hoặc đơn giản trên máy nén một trục sử dụng mẫu đĩa tròn hay trụ tròn chịu nén xuyên tâm. Dưới lực nén đối xứng phân bố đều trên 2 cung tròn của ngàm gia tải, theo lý thuyết, mẫu thí nghiệm bị phá hoại theo trạng thái ứng suất 2 trục (nén theo phương thẳng đứng và kéo theo phương ngang) phát triển từ tâm mẫu. Cường độ kéo lớn nhất khi phá hoại xảy ra tại tâm mẫu và kết quả mẫu bị tách thành 2 nửa [1]. Thí nghiệm Brazilian được phát triển từ năm 1943 [2]. Những nghiên cứu liên quan đến cường độ kéo cho đá đồng nhất đã được nghiên cứu nhiều, tuy nhiên những nghiên cứu trên đá dị hướng cho đến giờ còn hạn chế [3-5]. Việc diễn giải kết quả thí nghiệm cho đá dị hướng còn giới hạn do phương trình đầy đủ trường ứng suất-biến dạng và cơ chế phá hoại cơ học chưa thoả đáng [1, 6-12]. Rất ít những nghiên cứu có tính hệ thống kể đến ảnh hưởng của cấu trúc phân lớp (thế nằm, mặt yếu) đến cường độ kéo cho tới thời điểm hiện nay [5, 7, 13]. Kết quả nghiên cứu thực nghiệm bằng thí nghiệm Brazilian cho các mẫu có hướng khác nhau theo mặt yếu và hướng tải trọng tác dụng lại càng giới hạn, dẫn đến diễn giải kết quả thí nghiệm cường độ kéo trong nhiều trường hợp chưa chính xác.

Đinh Quốc Dân, Viện CN Địa kỹ thuật – Viện KHCN Xây dựng, dinhdan@yahoo.com

(a) Mô hình thí nghiệm

(b) Mẫu cát kết bị tách thành 2 nửa

Hình 1. Thí nghiệm Brazilian theo đề xuất của ISRM [14]. 2 LỰA CHỌN MẪU THÍ NGHIỆM Mẫu đá được lựa chọn có đặc trưng mức độ đồng nhất khoáng vật và tính dị hướng của cấu trúc khác nhau phụ thuộc vào mức độ phong hoá của đá và nguồn gốc thành tạo từ macma, trầm tích hay biến chất. Mức độ dị hướng của một loại đá cụ thể được định nghĩa bởi sự hiện diện của cấu trúc phần tử về mặt tổng thể như là thế nằm, mức độ phân tầng, phân lớp, nhỏ hơn là cấu trúc phân phiến, khe nứt, dứt gẫy hay rạn nứt hoặc liên kết. Đồng nhất theo lớp cũng là đặc trưng phổ biến được biết đến trong khối đá biến chất theo lớp như đá phiến sét (slate), gneiss, filit (phyllites) hoặc đá phiến (schists). Điểm đáng chú ý của các đá này là đã trải qua quá trình thành tạo có thể đã bộ lộ tính dị hướng theo một hay nhiều hướng như trong mặt phân lớp và thế nằm như đá phiến sét. Những hướng này nhiều khi không song song với nhau dẫn đến đặc trưng tuyến tính theo lớp có thể không trùng với đặc trưng phân lớp. Do tính đặc trưng dị hướng riêng biệt nên đá biến chất được lựa chọn nghiên cứu, cụ thể: mẫu đá Leubsdorfer Gneiss (Le.Gs) lấy từ mỏ đá thung lũng Flöha (Germany) and Mosel Slate (My.Sc) lấy từ vùng Mayen-Koblenz (Germany). Các đá biến chất này có tính dị hướng đặc trưng bởi tầng, lớp hoặc thế nằm giống như đá phiến dầu (shales), cát kết, sét kết, đá vôi hoặc than đá. Trong những loại đá này, đặc trưng dị hướng là kết quả kết hợp phức tạp của quá trình lý hoá kết hợp với sự chuyển dời, ngưng tụ, nén chặt, xi măng hoá.... Ứng xử cơ học của đá theo trạng thái cấu trúc phân tử thường được biết đến như thế nằm, phân tầng, phân lớp thể hiện tính dị hướng của đá [3, 17]. Thí nghiệm trong phòng và mô phỏng từng trường hợp thí nghiệm được tiến hành trên vật liệu đá đồng nhất theo lớp Le.Gs Gneiss và My.Sc Slate được tiến hành bởi Dinh [15] bao gồm cả các thí nghiệm xác định thông số vật liệu khác của 2 loại mẫu đá này như kết quả thí nghiệm nén 1, 3 trục, thí nghiệm âm học sử dụng vận tốc truyền sống xác định khối lượng thể tích … theo các hướng chính của vật liệu. Kết quả mô phỏng số cho các trường hợp của từng loại mẫu được so sánh với kết quả thu được từ các thí nghiệm trong phòng tương ứng cho phép diễn giải và đánh giá cường độ kéo theo tính dị hướng của 2 loại vật liệu trên.

3 QUY TRÌNH THÍ NGHIỆM Thí nghiệm Brazilian được tiến hành theo đề xuất phương pháp thử của ISRM và DGGT [14, 18]. Đĩa tròn được nén tới khi phá hoại theo phương pháp tốc độ gia tải không đổi 200 N/s. Các mẫu trụ tròn đường kính D = 50 mm, với tỉ lệ chiều cao trên đường kính h/D = 0,5. Ban đầu, khối đá lấy từ mỏ được khoan lõi trụ đường kính 50 mm và đảm bảo chính xác góc giữa trục của lõi khoan và mặt phân lớp định trước các góc: ψ = 0°, 15°, 30°, 45°, 60°, 75° và 90°. Lõi khoan sau đó được cắt thành các mẫu thí nghiệm có chiều dài phù hợp và đảm bảo vuông góc với trục lõi. Mặt mẫu được mài và đánh bóng. Mẫu được kiểm tra kích thước và độ thẳng trục thoả mãn các quy định chặt chẽ trong tiêu chuẩn và được lưu giữ trong môi trường ẩm với nhiệt độ trong phòng.

Hình 2. Thiết bị thí nghiệm MTS 20/M (*). Thí nghiệm được thực hiện trên máy MTS 20/M với lực nén tối đa ±100 kN và độ chính xác 0,01%. Sử dụng phầm mềm TestWorks4-System cho phép điểu kiển tự động quá trình gia tải và lưu số liệu. Tải trọng nén được đo bằng cảm biến lực, chuyển dịch được đo bởi cảm biến chuyển dịch vi sai tuyến tính (LVDT) và biến dạng đo bởi giãn kế với độ chính xác tới 0,0002%. Quy trình thí nghiệm được thể hiện trong Hình 3 tương ứng với việc sắp xếp mẫu thí nghiệm theo các góc khác nhau của mặt phân lớp và tải trọng tác dụng. Mặt phân lớp thường là mặt yếu do cường độ kéo và lực dính trên mặt này giảm. Theo quy trình này 2 giá trị góc được định nghĩa, góc phân lớp (ψ) là góc giữa trục mẫu và mặt cấu trúc phân lớp; góc gia tải (β) là góc hợp bởi hướng gia tải và mặt cấu trúc phân lớp. Các góc ψ và β được xoay từ 0° đến 90°, điều này tương ứng với việc xoay mẫu theo 2 phương trực giao. Kết hợp với tính chất đối xứng theo trục của mẫu trụ tròn cho phép hình thành không gian khảo sát 3 chiều cho toàn bộ mẫu. Với mô hình này, lần đầu tiên mẫu thí nghiệm được nghiên cứu một cách hệ thống trong không gian 3D. Các giá trị góc ψ và β được thay đổi với khoảng tăng 15° tạo ra ma trận góc kết hợp {7 × 7} bao trùm tất cả các tập hợp có thể của hướng cấu trúc mặt yếu và hướng gia tải. (*)

Thiết bị thí nghiệm tại phòng thí nghiệm cơ học đá, Viện Địa kỹ thuật, TU Bergakademie Freiberg

Hình 3. Quy trình thí nghiệm 4 KẾT QUẢ THÍ NGHIỆM Tổng số 332 thí nghiệm đã được tiến hành trên 2 loại mẫu đá gồm 160 mẫu Le.Gs Gneiss và 172 mẫu My.Sc slate với các nhóm gồm 3 đến 5 mẫu ứng với mỗi tổ hợp góc ψ và β. Kết quả thí nghiệm cho các mẫu đá được trình bày dưới đây: Loại đá

Le.Gs

My.Sc

Số lượng mẫu

160

172

Giá trị trung bình

16,244

9,408

Độ lệch chuẩn

4,231

5,692

Khoảng lệch

17,905 32,401

Sai số chuẩn

0,335

0,434

Le.Gs

Hệ số phân tán

26 %

61 %

My.Sc

Bảng 1. Giá trị thống kê cường độ kéo

Le.Gs

My.Sc

1,000

-0,053

0,602

0,792

1,00

0,286

0,046

0,602

0,2 6

1,000

0,663

0,792

0,046

0,663

1,000

0,053

Bảng 2. Hệ số tương quan cường độ kéo

Kết quả (Bảng 1) cho thấy đá phiến sét My.Sc có mực độ ảnh hưởng của dị hướng lớn thông qua giá trị hệ số phân tán cao (61 %). Có thể thấy với các đá có tính phân lớp mạnh cường độ kéo khi phá hoại phụ thuộc rất lớn vào góc phân lớp ψ và góc gia tải β. Hệ số tương quan cường độ kéo (Bảng 2) tương ứng với góc ψ và β lần lượt là 0,602 và 0,286 cho Le.Gs (gneiss); 0,792 và 0,046 cho My.Sc (slate) thấy rõ ảnh hưởng của góc phân lớp (ψ) đến cường độ kéo lớn hơn ảnh hưởng của góc gia tải (β) lên giá trị cường độ kéo tách.

100

Hình 4. Kết quả cường độ kéo trung Hình 5. Kết quả cường độ kéo của Le.Gs với mặt hồi bình của Le.Gs trong toạ độ cực quy đa biến

Hình 6. Kết quả cường độ kéo trung Hình 7. Kết quả cường độ kéo của My.Sc với mặt hồi bình của My.Sc trong toạ độ cực quy đa biến

(a) Le.Gs Gneiss

(b) My.Sc Slate

Hình 8. Tương quan kết quả thí nghiệm cường độ kéo xác định hệ số mức độ dị hướng 101

Kết quả cường độ chuẩn hoá (Hình 8) lấy giá trị cường độ kéo ứng với ψ = 0° và β = 0° là 1 để xây dựng hệ số dị hướng dựa trên độ lệch cường độ kéo. Ở đây, khái niệm cường độ kéo được hiểu là giá trị cường độ lớn nhất theo lý thuyết tại tâm mẫu khi phá hoại. Thực tế, cơ chế phá hoại trong mẫu không hoàn toàn giống như lý thuyết với trạng thái biến dạng 2 trục kéo-nén dọc theo đường kính đi qua tâm mẫu. Cơ chế phá hoại chiếm ưu thế gây ra vùng biến dạng dẻo quyết định mô hình phá hoại. Mô hình phá hoại trong mẫu thường phức tạp giao thoa giữa cơ chế phá hoại nén-kéo-cắt phụ thuộc vào góc ψ và β. Hệ số dị hướng xác định tương ứng với độ lệch của cường độ đỉnh có thể đạt lần lượt tới 2,65 và 5,24 lần đối với đá gneiss và đá phiến sét. Giá trị này tương ứng với mức độ biến động kết quả thí nghiệm cường độ kéo lên tới 2,65 và 5,24 lần trong đá dị hướng khi xét đến ảnh hưởng của mặt phân lớp và thế nằm. 5 MÔ PHỎNG MÔ HÌNH SỐ Thiết lập mô hình số: Phần mềm chuyên dụng FLAC3D (Fast Lagrangian Analysis of Continua in Three Dimensions) với các hàm FISH thiết lập mô hình thí nghiệm Brazilian bằng hệ lưới dạng khối tứ diện với mật độ cao đặc biệt tại những khu vực tập trung ứng suất trên mẫu mô phỏng. Trình tự mô phỏng thực hiện đúng trình tự thí nghiệm mẫu trong phòng có kể đến tác động của ma sát mặt tiếp xúc giữa mẫu và ngàm nén. Mô hình cho phép mô phỏng quá trình truyền tải trọng thực và ứng xử xẩy ra trong mẫu sát thực nhất có thể so với thí nghiệm thực tế.

Hình 9. Mô phỏng mặt tiếp xúc giữa ngàm nén và mặt mẫu Mô hình vật liệu liên tục: Đối với việc mô phỏng thí nghiệm Brazilian cho đá dị hướng sử dụng mô hình bilinear strain-softening ubiquitous-joint [19]. Đây là mô hình cho phép mô phỏng ma trận hoá mềm và hoá cứng của cường độ đá cũng như sự hình thành mặt yếu ngẫu nhiên thông qua các hàm biến thiên của thuộc tính vật liệu như lực dính, góc ma sát, giãn nở, cường độ kéo cắt (cohesion, friction, dilation, tensile “cut-off” strength) như là hàm của tổng biến dạng cắt và biến dạng kéo. Thông qua mô hình thể hiện tác động dị hướng đến cường độ một cách chính xác và chi tiết, tiềm năng dị hướng trong độ cứng được bỏ qua. Mô hình ubiquitous-joint: Mô hình cho phép tự sinh mô hình dẻo dị hướng chứa mặt yếu theo thế nằm trong khối vật liệu Mohr-Coulomb. Trong mô hình phi tuyến, đường phá hoại của mặt chính và mặt yếu được kết hợp bởi 2 tiêu chuẩn phá hoại Mohr-Coulomb do cắt cho đoạn A-B và B-C và do kéo

= 0 và

= 0 cho đoạn C-D kết hợp với cường độ kéo “cut-off” cho 102

phép phù hợp với ứng xử cứng hoá hoặc mềm hoá của vật liệu. Sự hình thành dòng cắt-dẻo và kéo-dẻo được áp dụng tuần tự với quy luật dòng không kết hợp (non-associated flow rule) và dòng kết hợp (associated flow rule).

Hình 10. FLAC3D – Tiêu chuẩn phá hoại phi tuyến mặt chính và mặt yếu [19] Ứng xử mềm hoá trên mặt chính và dọc theo mặt yếu được quy định liên quan đến 4 thông số cứng hoá độc lập (hai cho mặt chính và hai cho mặt yếu) được xác định bằng tổng biến dạng cắtdẻo và kéo-kéo. Trong mô hình, phá hoại đầu tiên được phát hiện ứng với vòng chạy liên quan việc tạo ra điểm dẻo, trạng thái ứng suất mới được phân tích trên mặt yếu và sau đó cập nhật cho phù hợp. Các thông số cứng hoá được tăng lên nơi dòng dẻo xuất hiện và các thông số lực dính, góc ma sát, độ giãn nở và cường độ kéo được điều chỉnh cho mặt chính và mặt yếu. 6 KẾT QUẢ MÔ PHỎNG MÔ HÌNH SỐ FLAC3D sử dụng mô hình liên tục, dựa trên mẫu của việc hình thành các điểm dẻo biểu diễn cơ chế phá hoại. Theo từng bước chạy của mô hình vị trí xuất hiện vết nứt ban đầu và miền phá hoại với đặc trưng cơ chế phá hoại được quan sát. Trên nguyên tắc, 4 cơ chế phá hoại cơ bản có thể phân biệt gồm: phá hoại cắt, kéo thuần tuý trên mặt chính và dọng theo mặt yếu. Trong Hình 11 và Hình 12 chỉ ra các phần tử hiện đang trên mặt chảy (-n) và các phần tử đã bị phá hoại trong quá khứ (-p) khi đã vượt qua mặt chảy do việc phân bố lại ứng suất. Kết quả mô phỏng kết hợp với hình ảnh mẫu khi phá hoại đặc trưng vết nứt và ứng suất trên 2 mẫu có hướng mặt yếu khác nhau của cùng loại đá Le.Gs Gneiss sau khi đạt tới giá trị cường độ lớn nhất. Kiểu phá hoại đặc trưng từ thí nghiệm được so sánh với kết quả mô phỏng số có thể tham khảo thêm trong [15].

Hình 11. Kiểu vết nứt và thành phần ứng suất ngang [MPa] của mẫu Le.Gs Gneiss 103

(ψ = 0°, β = 0°) ngay khi đạt giá trị cường độ lớn nhất Trường hợp β = 0°, miền dẻo phát triển dọc theo đường trục của mẫu trên mặt yếu. Trường hợp này cơ chế phá hoại phát triển nứt do kéo thuần tuý.

Hình 12. Kiểu vết nứt và thành phần ứng suất ngang [MPa] của mẫu Le.Gs Gneiss (ψ = 0°, β = 90°) ngay khi đạt giá trị cường độ lớn nhất Trường hợp β = 90°, miền dẻo đầu tiên xuất hiện tại rìa của mẫu dọc theo mặt yếu, sau đó phát triển phía dưới ngàm nén và cuối cùng chuyển dịch theo hướng vuông góc với mặt yếu dọc theo đường trục mẫu. Kết quả cho thấy phá hoại kéo xẩy ra trêm mặt chính ngự trị nhưng kiểu phá hoại phức tạp hơn trong trường hợp này.

(a) Phát triển vùng biến dạng dẻo

(b) Phát triển ứng suất chính

104

(d) Phát triển ứng suất theo phương thẳng đứng

(e) Phát triển ứng suất theo phương ngang

(f) Phát tiển cường độ kéo tách tại tâm mẫu

Hình 13. Phát triển ứng suất-biến dạng trong mẫu Le.Gs.0.0 Nhìn chung, kết quả mô phỏng sử dụng giá trị khác nhau của thế nằm của mặt yếu (ψ) và góc tải trọng tác dụng so với mặt yếu (β) cho thấy cường độ kéo phụ thuộc rất lớn vào hướng của mặt yếu và phụ thuộc tương đối vào hướng của lực tác dụng. Hình 14 đưa ra phân loại của 3 kiểu phá hoại cơ bản được quan sát từ thí nghiệm trong phòng cũng như mô phỏng. Phụ thuộc cơ chế phá hoại cụ thể có thể phân ra kiểu phá hoại kéo thuần tuý và kiểu phá hoại hỗn hợp.

105

Hình 14. Cơ chế phá hoại của mẫu (xem thêm Dinh, Konietzky and Herbst [20]. 7 HỆ SỐ CƯỜNG ĐỘ KÉO DỊ HƯỚNG Để có thể đánh giá được ảnh hưởng của yếu tố dị hướng đến cường độ kéo của đá phiến sét, mà cụ thể là gneiss hoặc slate, kết quả mô phỏng thí nghiệm trong phòng thông qua hướng gia tải và phương của mặt yếu của đá phiến sét được làm chuẩn hoá. Giá trị cường độ kéo trong trường hợp ψ = 0° và β = 0° được lấy bằng 1. Hệ số cường độ kéo dị hướng có thể giao động lần lượt tới giá trị 2,75 và 4,50 cho gneiss và slate. 90

4.50 4.25 4.00 3.75 3.50 3.25 3.00 2.75 2.50 2.25 2.00 1.75 1.50 1.25 1.00

2.25

2.75 2.50

2.75

2.00

2.50 2.25 1.75

1.50

2.25

1.75

2.00

1.50 1.25

1.25

Foliation-loading angle β ( )

3.50

75 60 2.50

2.00

4.50

3.00

4.00

1.50

3.50

1.00 0

60 o Orientation angle ψ ( )

Orientation angle ψ ( )

(a) Le.Gs Gneiss

(b) My.Sc Slate

Hình 15. Hệ số cường độ kéo dị hướng 106

Trong Hình 15(b) cho thấy hệ số cường độ kéo dị hướng cho My.Sc slate biến động trong biên độ lớn 4,5 lần và khi ψ > 45° cường độ kéo dường như không phụ thuộc vào phương gia tải. Khuynh hướng này cũng thấy trong Le.Gs Gneiss. 8 KẾT LUẬN VÀ KIẾN NGHỊ ¾ Cường độ kéo tách trong thí nghiệm Brazilian ảnh hưởng rất lớn bởi đặc tính phân lớp của đá dị hướng nhưng ít ảnh hưởng đối với vật liệu gần đồng nhất. ¾ Cấu trúc mặt phân lớp ảnh hưởng lớn đến cường độ kéo tách hơn thế nằm đối với đá phiến sét. ¾ Trong thí nghiệm Brazilian vết nứt xuất hiện đầu tiên có thể ngay dưới ngàm nén do tập trung ứng suất, có nghĩa là vết nứt đầu tiên có thể phát triển tại khu vực này thay vì tại tâm mẫu như lý thuyết. Điều này cũng được xác nhận bởi nhiều tác giả khác [21-23]. ¾ Đặc trưng di hướng và hướng gia tải ảnh hưởng mạnh đến cơ chế phá hoại của mẫu. Phá hoại do cắt thuần tuý dọc theo mặt yếu chỉ xẩy ra với ψ ≤ 15° cho Gneiss và ψ ≤ 30° cho Slate. Trong các trường hợp khác, miền phá hoại dẻo đặc trưng bởi giao thao giữa cơ chế phá hoại hỗn hợp do ứng suất cắt-kéo. Khái niệm “cường độ kéo tách” nên được dùng cận trọng đối với đánh giá thí nghiệm Brazilian do sự hình thành và phát triển ứng suất cắt có thể chi phối đến quá trình phát triển vết nứt. ¾ Khác biệt trong kết quả thí nghiệm cường độ kéo cho đá dị hướng có thể lên tới 2,65 đến 5,24 lần đối với đá gneiss và đá phiến sét phụ thuộc vào cấu trúc phân lớp và thế nằm. ¾ Từ kết quả nghiên cứu khuyến nghị tiến hành thí nghiệm Brazilian cho các mẫu đá có tính dị hướng cao cần lưu ý đến cấu trúc phân lớp và thế nằm thực tế của mẫu đá. Từ đó có thể diễn giải kết quả thí nghiệm chính xác. Thông qua biểu đồ tương quan hệ số mức độ dị hướng cho phép xây dựng hệ số chuẩn dùng làm tham chiếu đối với các kết quả ở các góc phân lớp và góc gia tải khác từ kết quả thí nghiệm đối với các góc cơ bản thường theo phương trực giao hay song song. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Fairhurst C., "On the validity of the 'Brazilian' test for brittle materials", International Journal of Rock Mechanics and Mining Sciences & Geomechanics, 1964, 1:535-46.

2. Carneiro F., "Une novelle methode d’sssai pour determiner la resistance a la traction du beton", Paris: Reunion des Laboratoires d’ Essai de Materiaux, 1947.

3. Amadei B., "Importance of anisotropy when estimating and measuring in situ stresses in rock", International Journal of Rock Mechanics and Mining Science & Geomechanics, 1996, 33:293-325.

4. Tavallali A., Vervoort A., "Effect of layer orientation on the failure of layered sandstone under Brazilian test conditions", International Journal of Rock Mechanics and Mining Sciences, 2010, 47:31322.

5. Kwaśniewski M., "Testing and modeling of the anisotropy of tensile strength of rocks", Proceedings of the International Conference on Rock Joints and Jointed Rock Masses, Tucson, Arizona, USA, 2009.

107

6. Hondros G., "The evaluation of poisson's ratio and the modulus of materials of a low tensile resistance by the Brazilian (indirect tensile) test with particular reference to concrete", G Aust J appl Sci. 1959, 3:243-68.

7. Hobbs DW., "The tensile strength of rocks", International Journal of Rock Mechanics and Mining Sciences & Geomechanics, 1964, 1:385-8.

8. Barla G, Innaurato N., "Indirect tensile testing of anisotropic rocks", Rock Mech, 1973, 5:215-30. 9. Andreev GE., "A review of the Brazilian test for rock tensile strength determination", Part II: contact conditions, Mining Science and Technology, 1991, 13:457-65.

10. Chen C, Pan E, Amadei B., "Evaluation of properties of anisotropic rocks using Brazilian tests", Proc 2nd NAMS, Montreal, 1996.

11. Ma C, Hung K., "Exact full-field analysis of strain and displacement for circular disks subjected to partially distributed compressions", International Journal of Mechanical Sciences, 2008, 50:275-92.

12. Andreev GE., "A review of the Brazilian test for rock tensile strength determination", Part I: calculation formula, Mining Science and Technology, 1991, 13:445-56.

13. Karakul H, Ulusay R, Isik NS., "Empirical models and numerical analysis for assessing strength anisotropy based on block punch index and uniaxial compression tests", International Journal of Rock Mechanics and Mining Sciences, 2010, 47:657-65.

14. ISRM., "Suggested methods for determining tensile strength of rock materials", International Journal of Rock Mechanics and Mining Sciences & Geomechanics, 1978, p. 99-103.

15. Dinh QD., "Brazilian Test on Anisotropic Rocks â&#x20AC;&#x201C; Laboratory Experiment, Numerical Simulation and Interpretation", TU Bergakademie Freiberg, 2011.

16. Colback PSB., "An Analysis of Britlle Fracture Initiation and Propagation in the Brazilian test", Proc 1st Cong Int Soc of Rock Mechanics, 1967.

17. Tavallali A, Vervoort A., "Effect of layer orientation on the failure of layered sandtsone under Brazilian test conditions", Int J Rock Mechn Min Sci, 2010, 47:313-22.

18. DGGT., "lndirekter Zugversuch an Gesteinsproben - Spaltzugversuch", Deutschen Gesellschaft fĂźr Geotechnik - Bautechnik, 8-b: Ernst & Sohn Verlag; 2008, p. 623-7.

19. Itasca Consulting Group Inc. FLAC3D, "Fast Lagrangian Analysis of Continua in 3 Dimensions", User's Guide, Minneapolis, USA, 2009.

20. Dinh QD, Konietzky H, Herbst M., "Brazilian tensile strength tests on some anisotropic rocks", Int J Rock Mech Min Sci Geomech, 2013, 58:1-7.

21. Hooper JA., "The failure of glass cylinders in diametral compression", Journal of the Mechanics and Physics of Solids, 1971, 19:179-88.

22. Lanaro F, Sato T, Stephansson O., "Microcrack modelling of Brazilian tensile tests with the boundary element method", International Journal of Rock Mechanics & Mining Sciences, 2009, 46:450-61.

108

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây Dựng

MỘT SỐ QUY ĐỊNH MỚI VỀ THIẾT KẾ MÓNG CỌC TRONG CÁC TIÊU CHUẨN QUỐC TẾ VÀ VIỆC ÁP DỤNG THIẾT KẾ MÓNG CHO CÁC NHÀ VÀ CÔNG TRÌNH Ở VIỆT NAM” Nguyễn Văn Dũng* TÓM TẮT: Các tiêu chuẩn xây dựng Việt Nam chủ yếu được biên soạn theo các tiêu chuẩn nước ngoài. Tuy nhiên các tiêu chuẩn nước ngoài mà ở Việt Nam ta hay dùng như International Building Code IBC hay SNiP 2.02.03.85 được soát xét liên tục và bổ sung, thay đổi nhiều điều khoản quan trọng liên quan đến việc tính toán kết cấu cọc hay sức kháng của đất đối với cọc trong điều kiện bình thường và điều kiện động đất. Báo cáo đề cập đến những thay đổi này và kiến nghị áp dụng vào thiết kế móng cọc của công trình, đặc biệt là móng các nhà siêu cao tầng. TỪ KHÓA : Quy định mới Móng cọc được dùng rộng rãi trong các lĩnh vực xây dựng dân dụng, công nghiệp, cầu đường, cảng biển … Công nghệ móng cọc không ngừng phát triển. Chất lượng thi công móng cọc ngày càng được nâng cao, các phương tiện giám sát, quản lý chất lượng móng cọc cũng hiện đại hơn. Chính vì vậy tiêu chuẩn về thiết kế móng cọc thời gian qua đã có nhiều bước cải tiến, điều chỉnh. Chúng ta hãy điểm qua các tiêu chuẩn thiết kế có ảnh hưởng nhiều nhất đến hoạt động tư vấn và thi công móng cọc ở nước ta.

1 TIÊU CHUẨN MÓNG CỌC SNIP 2.02.03-85 của Nga kế thừa Tiêu chuẩn móng cọc của Liên xô cũ, trong đó việc tính toán móng cọc được thực hiện theo trạng thái giới hạn với việc sử dung các trị số tính toán của tải trọng, sức kháng của đất và vật liệu cọc. Tiêu chuẩn này đã từng được dịch toàn bộ hoặc trích dẫn từng phần trong tiêu chuẩn móng cọc Việt nam hiện hành TCVN 205 : 1998. Sức chịu tải của cọc theo đất được tính toán dựa vào các chỉ tiêu cơ lý của đất. Sức chịu tải cực hạn quy ước từ thí nghiệm thử tải được định nghĩa là giá trị cấp trước của tải trọng phá hoại hoặc giá trị tải trọng gây nên độ lún bằng 20% độ lún giới hạn của công trình. Kết cấu cọc được tính toán theo trạng thái giới hạn cực hạn. Tại Nga Tiêu chuẩn SNIP 2.02.0385 đã được soát xét nhiều lần: năm 2003 có phiên bản SNIP 2.02.03-85 -SP 52-102-2003, năm 2011 có phiên bản SNIP 2.02.03-85-SP 24.13330.2011 là phiên bản mới nhất đến thời điểm này có nhiều thay đổi về lượng cũng như về chất, cụ thể là: Tại điều 7.1.11. Cọc nằm trong móng hoặc cọc đơn đều phải tính theo sức chịu tải của đất nền với điều kiện: N ≤

γ 0 Fd , γ nγ k

(1)

Trong đó : N – tải trọng tính toán truyền vào cọc (lực dọc phát sinh do tải trọng tính toán tác dụng *

Nguyễn Văn Dũng, Trường Đại Học Xây Dựng, drdzung@vistacorp.vn, 0903409705

109

vào móng tính với tổ hợp tải trọng bất lợi nhất) xác định theo điều 7.1.12; Fd - sức chịu tải cực hạn của đất nền cho cọc đơn, sau đây gọi tắt là “sức chịu tải của cọc” và được xác định theo chỉ dẫn ở trong các điều 7.2 và 7.3; γ0 - hệ số điều kiện làm việc, kể đến yếu tố tăng mức độ đồng nhất của nền đất khi sử dụng móng cọc, lấy bằng 1 đối với cọc đơn và lấy bằng 1.15 trong móng nhiều cọc; γn - hệ số tin cậy về tầm quan trọng của công trình, lấy bằng 1.2; 1.15 và 1.1 tương ứng với tầm quan trọng của công trình cấp I, II và III. γk - hệ số tin cậy lấy bằng 1.2 – 1.75 tùy theo tong trường hợp cụ thể. Hệ số γn kể đến tầm quan trọng của công trình mới được đưa thêm vào, các phiên bản cũ không có. Hệ số γ0 kÓ đến tương tác của các cọc trong móng. Nếu để ý chúng ta sẽ thấy ý nghĩa triết học của hệ số này khác hẳn “Group effect” trong một số tiêu chuẩn khác: ở đây tải trọng tác dụng lên cọc trong móng nhiều cọc cho phép tăng lên còn nếu sử dụng “group effect” thì phải giảm đi. Ví dụ tính toán: Nhà ở có tầm quan trọng cấp I. Cọc treo chịu nén, đài cọc nằm trong lớp đất yếu. Sức chịu tải tính toán của cọc xác định theo các chỉ tiêu vật lý của đất Fd = 800 kN. Hãy xác định giá trị tải trọng tính toán giới hạn tác dụng lên cọc cho các trường hợp móng 1 cọc, móng 5 cọc và móng 25 cọc. Kết quả tính toán theo điều kiện (1) cho trong bảng dưới đây.

γ 0 Fd γ nγ k

Móng

Mãng

γ0

γn

γk

1 cọc

1 cäc

1.0

1.2

1.75

380.9

5 cọc

5 cäc

1.15

1.2

1.65

464.6

25 cọc

25 cäc

1.15

1.2

1.40

547.6

N≤

Giá trị sức chịu tải tính toán của cọc Fd theo kết quả thí nghiệm thử tải hiện nay cũng đã được tăng lên do giá trị độ lún giới hạn của công trình cũng đã được quy định lại theo xu hướng tăng, thí dụ đối với nhà kết cấu khung, theo quy định cũ thì độ lún giới hạn của công trình là [s]= 8 cm, thì nay đã tăng lên thành 10 cm. Trong trường hợp có động đất sức kháng của đất trên thân cọc được cho là giảm đi, phụ thuộc tính chất của đất và cấp động đất. Trong các phiên bản cũ mức độ giảm sức kháng của đất trên thân cọc cho một số trường hợp như cọc khoan nhồi chưa được quy định thì trong phiên bản mới nhất đã được cập nhật đầy đủ. 110

Việc tính toán móng bè cọc, tính toán móng cọc - bè hỗn hợp và một số nội dung quan trọng khác cũng đã được cập nhật. 2 TIÊU CHUẨN XÂY DỰNG QUỐC TẾ - INTERNATIONAL BUILDING CODE IBC Tiêu chuẩn IBC (International Building Code) 2003: trong phần móng cọc quy định giá trị sức chịu tải cực hạn theo thí nghiệm thử tải có thể xác định theo phương pháp thông dụng nào đó tùy theo Nhà tư vấn. Tuy nhiên, dù xác định sức chịu tải cực hạn bằng cách nào thì cũng không được lớn hơn hai lần giá trị tải trọng gây nên độ lún của cọc bằng 0.3 in (7.6 mm). Kết cấu cọc chịu nén được thiết kế theo ứng suất cho phép. Ứng suất cho phép trong bê tông quy định bằng 0.25 fc’. Trong trường hợp có động đất, sức kháng cho phép của đất đối với cọc được tăng lên 1/3. Trong IBC 2009 có một số thay đổi so với IBC 2003, thí dụ: bỏ quy định, theo kết quả thí nghiệm thử tải cọc, giá trị SCT cực hạn không được vượt quá hai lần tải trọng gây nên độ lún của cọc bằng 7.6 mm nữa và nâng ứng suất cho phép trong bê tông lên 0.3 fc’. Sự thay đổi này phù hợp với thực tế hiện nay là công nghệ thi công cọc đã được cải tiến, chất lượng cọc được tăng lên, kích thước cọc lớn và dài hơn. Sức kháng cho phép của đất trong trường hợp động đất trong phiên bản này không còn quy định được tăng lên mà để cho nhà tư vấn cân nhắc quyết định. Có thể đây là vấn đề phức tạp, việc quy định cụ thể tăng hay giảm cần phải thảo luận nhiều. Do phương pháp luận trong tiêu chuẩn này có khác với SNiP 2.02.03-85 nên Group effect vẫn được sử dụng cho trường hợp khoảng cách giữa các cọc nhỏ hơn 3d. 3 TIÊU CHUẨN CHÂU ÂU EUROCODE 7: Tiêu chuẩn EUROCODE 7 đang dần dần hội nhập vào nước ta. Phương pháp tính toán thiết kế móng cọc đã chuyển từ tính toán theo tải trọng cho phép sang tính toán theo trạng thái giới hạn với việc dùng sức chịu tải tính toán và các hệ số riêng đã được quy định. Phương pháp luận cho rằng sự quá tải đối với từng cọc không quan trọng bằng quá tải của cả móng, được xem như một cọc quy ước, cho phép tăng tải trọng tác dụng lên cọc. Một số nhận xét và kiến nghị: Các tiêu chuẩn về địa kỹ thuật nói chung và móng cọc nói riêng ở các nước được soát xét và điều chỉnh liên tục. Trong những năm qua việc tính toán thiết kế và thi công móng cọc ở nước ta đã có những tiến triển nhanh chóng, chất lượng thi công móng cọc và trình độ quản lý chất lượng đã được nâng cao, nhưng các tiêu chuẩn về móng cọc ở nước ta chưa được thay đổi cho phù hợp. Những quy định mới về tính toán và yêu cầu kỹ thuật như chúng tôi đã đề cập ở trên nên được nghiên cứu và vận dụng vào điều kiện cụ thể của nước ta.

111

TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. BS 8004: 1986 : code of practice for foundation. 2. Euro code 7 : Geotechnical Design. 3. International bulding code 2003, 2006, 2009. 4. Recommendation for design of building foundation, 1998 ( architectural institute of Japan). 5. SP 24.13330.2011 – SNIP 2.02.03.85 : Móng cọc.

112

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

VỀ THÍ NGHIỆM QUAN TRẮC SỰ PHÂN BỐ ỨNG SUẤT TRONG CỌC KHOAN NHỒI Nguyễn Anh Dũng*, Nguyễn Trung Nghĩa TÓM TẮT: Trong lĩnh vực xây dựng thiết bị quan trắc ngày được áp dụng rộng rãi, trong đó có việc sử dụng để xác định sự phân bố ứng suất theo chiều dài cọc khoan nhồi kết hợp trong thí nghiệm thử tải tĩnh. Kết quả thí nghiệm cho phép người thiết kế có thêm hiểu biết bề sự làm việc tương tác giữa đất và cọc, điều này cũng góp phần xác định chính xác hơn sức chịu tải của cọc và cũng định hướng cho những nghiên cứu sâu hơn về mặt lý thuyết. Dựa trên việc xem xét kết quả thực hiện thí nghiệm này của chính các tác giả và các đơn vị khác, một số nhận xét được đưa ra với mong muốn đấy là những ý kiến trao đổi kinh nghiệm với các nhà Địa kỹ thuật trong việc đánh giá kết quả thí nghiệm từ loại hình thí nghiệm này. TỪ KHÓA: Thí nghiệm nén tĩnh cọc, phân bố ứng suất.

1 MỞ ĐẦU Thí nghiệm nén tĩnh là loại thí nghiệm tin cậy dùng để kiểm tra sức chịu tải của cọc, phục vụ cho việc thiết kế cũng như đánh giá chất lượng công trình. Việc áp dụng kết hợp đo sự phân bố ứng suất trong thân cọc, cũng như ma sát bên của cọc góp phần làm hiễu rõ thêm đối xử của cọc trong đất, mà trước kia khi nói về cọc, J.B. Rico [4] bình luận “Hệ số an toàn của cọc bao giờ cũng lớn, do sự hiểu biết về cọc còn hạn chế”. Với kết quả thí nghiệm này mà chiều dài cảu cọc cũng như hệ số an toàn sẽ được xem xét hợp lý hơn đem lại hiệu quả kinh tế cho công trình đồng thời nó cũng góp phần làm sang tỏ lý thuyết xác định sức chịu tải của cọc. Tuy nhiên kết quả thí nghiệm cũng có thể đưa ra nhưungc hình nahr bất bình thường cần xem xét. Thông qua việc xem xét những kết quả thí nghiệm, tác giả báo cáo này mạnh dạn đưa ra một số ý kiến trao đổi. 2 NGUYÊN LÝ Sự phân bố ứng suất trong thân cọc được dựa trên phương trình cân bằng của một phần tử cọc trong đất dưới tác dụng của tải trọng đầu cọc (hình 1). Phương trình phân bố ứng suất trong thân cọc được viết. Theo phương trình này, ứng suất thẳng đứng trong thân cọc sẽ giảm theo độ sâu và phụ thuộc vào độ lớn của giá trị tải trọng tác dụng ở đầu cọc, cũng như ma sát bên giữa đất và cọc. Với phương trình này có thể xác định ứng suất tại độ sâu bất kỳ. Giá trị ma sát bên của thân cọc Phân bố ứng suất trong thân cọc dựa trên những giả thiết sau đây: •

Biến dạng tại một mặt cắt là như nhau và diện tích mặt cắt cọc là hằng số.

•

Ma sát bên giữa cọc và đất là không đổi giữa hai mặt cắt lắp đặt thiết bị liền nhau.

•

Quan hệ giữa ứng suất và biến dạng tuân theo định luật Hook.

Nguyễn Anh Dũng, C&E Consultants, dzungcec@yahoo.com, +84 903402326, Nguyễn Trung Nghĩa, C&E Consultants, nghia147@yahoo.com, +84 903473663

113

•

Tại bất cứ chiều dài nào của cọc, lực tác dụng và nội lực được tuân theo phương trình cân bằng tĩnh theo trục cọc (hình 1): n

P + ∑ f s * u * Li + σ Z * A = 0

(1)

Trong đó: P là ngoại lực tác dụng ở đỉnh cọc; fs là lực ma sát tác dụng trong khoảng chiều dài Li; u là chu vi cọc; Li chiều dài cọc giữa hai mặt cắt liền nhua lắp thiết bị quan trắc; n là số mặt cắt nằm trên mặt cắt phân tích; σZ là giá trị ứng suất ở mặt cắt xem xét.

Hình 1. Sơ đồ phân bố lực trên một đoạn cọc. 3 PHƯƠNG PHÁP THÍ NGHIỆM VÀ PHÂN TÍCH KẾT QUẢ. 3.1 Phương pháp thí nghiêm. Để các định ứng suất trong thân cọc, người ta sử dụng các cảm biến đo biến dạng, bố trí trên nhiều mặt cắt theo chiều dài cọc. Giá trị ứng suất được xác định dựa trên định luật Hook [5]: σ = εE (2) Trong đó: ε là giá trị biến dạng đo được; E là modul đần hồi của vật liệu cọc. Cho đến nay người ta sử dụng hai loại cảm biến để phục vụ cho loại thí nghiệm này: - Cảm biến lắp trong bê tông và Cảm biến lắp ở cốt thép (ảnh 1).

114

Ảnh 1. Cảm biến đo biến dạng trong bê tông, thép và lắp đặt thiết bị đo trong lồng thép. Tuy lắp 2 loại khác nhau, nhưng giá trị biến dạng phải là như nhau (theo giả thiết khi chịu nén, bê tông và thép có cùng biến dạng). Thông thường giá trị modul đàn hồi sử dụng là của bê tông hay giá trị tương đương của thép + bê tông. Tuy nhiên lượng cốt thép là rất nhỏ so với diện tích phần bê tông nên người ta thường sử dụng giá trị modul đàn hồi của bê tông. 3.2 Phân tích kết quả. Để xác định giá trị ứng suất trong thân cọc người ta áp dụng biểu thức (2), giá trị biến dạng đã có, vấn đề là sử dụng giá trị modul như thế nào. Có hai cách xác định modul biến dạng đi kèm với các giả thiết như sau: a. Cách 1: Modul đàn hồi từ thí nghiệm ép mẫu trong phòng, mẫu tương ứng với loại bê tông sử dụng cho thi công cọc. Như vậy cọc được thiết kế với một mác bê tông, thì cọc chỉ có một giá trị modul đàn hồi duy nhất. Mặt cắt của cọc được coi là như nhau theo suốt chiều dài. Với cách này, lực tác dụng đầu cọc (tại mặt cắt quy ước) là không cân bằng với kết quả xác định từ biến dạng đo được với diện tích mặt cắt cọc và modul đàn hồi từ phòng thí nghiệm. Ftest ≠ εEA (3) Trong đó Ftest là giá trị lực tác dụng trong quá trình thí nghiệm; A là diện tích mặt cắt cọc; E là modul đàn hồi của bê tông lấy từ kết quả thí nghiệm trong phòng; ε là giá trị biến dạng đo được. b. Cách 2: Modul đàn hồi được xác định dựa trên điều kiện cân bằng ở mặt cắt trên cùng có bố trí thiết bị. Với gỉa thiết coi toàn bộ lực ngoài tác dụng không bị tổn thất theo chiều sâu từ mặt trên cọc đến vị trí lắp đặt. Như vậy phương trình cân bằng được viết: F = A σ = εEA (4) Trong đó: F là giá trị tải trọng thí nghiệm (ở một cấp tải). Từ ( 4 ), E = F/( εA) (5) Trong cách này, giá trị modul đàn hồi của cọc sẽ thay đổi theo cấp tải trọng thí nghiệm. Mặt cắt cọc cũng được coi là không đổi theo chiều dài cọc. Giá trị modul dàn hồi trong hai cách trên được coi là hằng số cho suốt chiều dài cọc. 3.3 Kết quả thí nghiệm Kết quả thí nghiệm có thể xảy ra hai trường hợp: - Biến dạng giảm đều theo độ sâu (hình 2). - Biến dạng có điểm đột biến (hình 3).

115

Hình 2. Biến dạng giảm dần theo độ sâu

Hình 3. Biến dạng có điểm đột biến

Đối với trường hợp biến dạng giảm dần theo độ sâu người ta sẽ có một hình ảnh đẹp về kết quả, tuy nhiên đối với trường hợp có điểm đột biến với giá trị biến dạng tăng so với điểm phía trên, điều này sẽ có nghĩa ứng suất tăng và dẫn tới trường hợp giá trị ma sát thân cọc là âm. 4 NHẬN XÉT. Từ những giả thiết và kết quả thí nghiệm có thể nhận thấy những vấn đề cần xem xét sau: a) Giá trị Modul biến dạng của bê tông. - Việc lấy giá trị modul biến dạng theo kết quả thí nghiệm trong phòng không cho được sự cân bằng ngoại lực và nội lực tại tiết diện đầu cọc. Đây là điều vô lý. - Nếu lấy giá trị biến dạng theo điều kiện cân bằng tại lớp lắp thiết bị đầu tiên sẽ thỏa mãn điều kiện cân bằng ngoại lực và nội lực, tuy nhiên giá trị modul biến dạng của bê tông cọc không phải là giá trị duy nhất mà thay đổi theo cấp tải trọng thí nghiệm. Đây là điều vô lý. - Cả hai trường hợp trên đều có thể sử dụng và có một điều cần lưu ý đó là giá trị modul đàn hồi xác định từ phương trình cân bằng phải là xấp xỉ với giá trị xác định trong phòng thí nghiệm. Nếu sai số lớn, điều đó khẳng định là kết quả thí nghiệm sai. Đây sẽ là một chỉ số có thể dùng để kiểm tra kết quả thí nghiệm. b) Về sự bất bình thường của giá trị biến dạng. Như trên đã trình bày, trong nhiều thí nghiệm giá trị biến dạng ở các mặt cắt đo không giảm theo độ sâu mà có giá trị đột biến. Điều này có thể giải thích bằng ba cách: - Thiết bị có vấn đề. - Bê tông tại mặt cắt đột biến có chất lượng thấp hơn. - Diện tích mắt cắt cọc tại vị trí đo bị giảm. Hai nguyên nhân dưới có thể được giải thích biến dạng đo được phụ thuộc vào lực tác dụng và diện tích tại mắt cắt đấy. Trong tính toán người ta dựa vào giả thiết, chất lượng bê tông cọc không đổi (cọc có cùng một giá trị modul đần hồi) và măt cắt của cọc là không đổi theo suốt 116

chiều dài. Hai giả thiết này đều không mang tính tuyệt đối. Như vậy nếu cùng một giá trị lực tác dụng, nếu bê tông cọc có chất lượng thấp hơn (modul đàn hồi nhỏ đi), hoặc tiết diện cọc bị giảm đi như vậy giá trị biến dạng đo được sẽ lớn, từ đó nếu coi giá trị modul đàn hồi ở vị trí này là tương tự với toàn bộ thân cọc thì giá trị ứng suất sẽ lớn dẫn đến sự bất bình thường 5 KẾT LUẬN VÀ KIẾN NGHỊ. Trên cơ sở những nhận xét trên, tác giả mạnh dạn đưa ra một số kết luận sau: - Trong việc phân tích kết quả thí nghiệm, giá trị modul biến dạng dù được tính toán bằng phương pháp nào cũng phải tương đương với giá trị thí nghiệm đã được tổng kết. - Thí nghiệm đo ứng suất trong cọc không chỉ coi để xác định phân bố ứng suất theo chiều dài cọc (ứng suất thẳng đứng và ma sát bên giữa cọc và đất) mà còn có thể xem xét đánh giá chất lượng thi công cọc, bao gồm độ đồng nhất của bê tông hay tiết diện cọc TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Báo cáo kết quả thí nghiệm tại công trình Golden Square – Quận Hải Châu – Đà Nẵng. Công ty TNHH Tư vấn Xây dựng và Môi trường. 3 – 2008. 2. Báo cáo kết quả thí nghiệm tại công trình Emerald Tower, Quận 6 – TP. Hồ Chí Minh. Công ty TNHH Tư vấn Xây dựng và Môi trường. 4 – 2008. 3. Báo cáo kết quả thí nghiệm đo ma sát thân cọc khoan nhồi Từ Liêm – Hà nội. Công ty Tư vấn Đại học Xây dựng. 2009. 4. E. J. Badillo, A. R. Rodriguez. MECANICA DE SUELOS tomo 2. Edicion Revolucionaria. Instituto del Libro, 1967. 5. S. Timoshenko and J. N. Goodier. THEORY OF ELASTICITY. McGraw - Hill Book Company Inc., 1951.

117

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

ĐẶC ĐIỂM ĐỊA TẦNG VÀ TÍNH CHẤT CƠ LÝ CỦA CÁC TRẦM TÍCH SAN HÔ TRÊN MỘT SỐ ĐẢO THUỘC QUẦN ĐẢO TRƯỜNG SA. ĐỀ XUẤT CÁC GIẢI PHÁP NỀN MÓNG CHO CÁC DẠNG CÔNG TRÌNH XÂY DỰNG Nguyễn Quý Đạt*, Đỗ Minh Toàn TÓM TẮT: Báo cáo trình bày đặc điểm địa tầng đất đá san hô trên một số đảo nổi gồm 2 khu (khu 1 – phần nổi của đảo san hô và khu 2 – thềm san hô ngập nước), đặc điểm tính chất cơ lý và sự biến đổi các tính chất đó của các trầm tích san hô qua các kết quả nghiên cứu trong phòng và ngoài trời. Đây là những số liệu đặc trưng để tham khảo chọn các thông số thiết kế nền móng. Từ các kết quả nghiên cứu trên, tác giả kiến nghị sử dụng các giải pháp nền, móng cho từng dạng xây dựng ở các kiểu cấu trúc nền thuộc các khu 1 và 2 trên các đảo.

1 MỞ ĐẦU Quần đảo Trường Sa có một vị trí đặc biệt quan trọng trên biển Đông. Do nhu cầu phát triển kinh tế, quốc phòng nên nhiều công trình đã và sẽ được xây dựng. Khác với đất liền, trên các đảo thuộc Quần đảo Trường Sa có cấu trúc địa chất đặc biệt, chủ yếu là các trầm tích san hô. Sự hiểu biết và kinh nghiệm xây dựng trên nền trầm tích san hô còn rất hạn chế. Xuất phát từ nhu cầu thực tế và điều kiện đặc biệt như vậy, trên cơ sở kết quả điều tra khảo sát và thí nghiệm hiện trường kết hợp với thí nghiệm trong phòng, chúng tôi tiến hành nghiên cứu tổng hợp đặc điểm địa tầng và tính chất cơ lý của các trầm tích san hô trên một số đảo thuộc quần đảo trường sa với mục đích đánh giá khả năng xây dựng công trình trên nền san hô và đề xuất các giải pháp nền móng cho một số dạng công trình xây dựng trên các đảo. Trên mỗi đảo về mặt địa hình, địa mạo đều có thể chia ra 2 khu: khu 1 – diện tích đảo nổi, khu 2 – diện tích thềm san hô ngập nước. Chẳng những khác nhau về địa hình, địa mạo mà ở 2 khu trên mỗi đảo còn khác nhau về địa tầng. Chính vì vậy, trong các nội dung của báo cáo sẽ trình bày theo từng khu của mỗi đảo. 2 ĐẶC ĐIỂM ĐỊA TẦNG VÀ TÍNH CHẤT CƠ LÝ CHỦ YẾU CỦA CÁC TRẦM TÍCH SAN HÔ TRÊN CÁC ĐẢO Như trên đã trình bày, đặc điểm địa tầng và tính chất cơ lý của trầm tích san hô trên các đảo Trường Sa lớn, Phan Vinh và Sơn Ca được thể hiện trên sơ đồ phân chia ranh giới các khu (các Hình 1, 2, 3) và các bảng thuyết minh chi tiết đặc điểm địa tầng và tính chất cơ lý của trầm tích san hô ở từng đảo (các Bảng 1, 2, 3, 4).

Nguyễn Quý Đạt, Học viện Kỹ thuật Quân sự, quydat151ctqs@gmail.com, 0902058986, Đỗ Minh Toàn, Trường Đại học Mỏ - Địa chat, dominhtoan50@gmail.com, 0985311950

118

2.1. Ranh giới phân chia khu trên các đảo

Hình 1. Các khu trên đảo Trường Sa lớn

Hình 2. Các khu trên đảo Phan Vinh

Hình 3. Các khu trên đảo Sơn Ca 119

2.2. Thuyết minh chi tiết đặc điểm địa tầng và tính chất cơ lý của trầm tích san hô trên các đảo Bảng 1. Đặc điểm địa tầng và tính chất cơ lý san hô đảo Trường Sa lớn

120

121

Bảng 3. Đặc điểm địa tầng và tính chất cơ lý san hô phần nổi đảo Sơn Ca

122

Bảng 4. Đặc điểm địa tầng và tính chất cơ lý san hô phần thềm san hô ngập nước đảo Sơn Ca

123

Từ những kết quả nghiên cứu về địa tầng và tính chất cơ lý của các trầm tích san hô, chúng tôi rút ra nhận xét: 1. Nhìn chung, địa tầng ở tất cả các đảo đều có tính phân nhịp, phù hợp với qui luật về mối quan hệ giữa sự thành tạo cấu trúc nhịp trong đá san hô với sự thăng trầm của mực nước biển của địa chất khu vực [4]. 2. Trong mỗi nhịp từ trên xuống gồm: lớp 1- cát san hô; lớp 2- sạn gồm cành nhánh san hô; lớp 3- đá san hô). Trong phạm vi độ sâu khảo sát, sự lặp lại của nhịp này không đầy đủ. 3. Sự có mặt số lượng nhịp trên mỗi đảo, ở độ sâu tương ứng là không giống nhau (cùng độ sâu 40m ở phần nồi tại đảo Trường Sa lớn có 2 nhịp, Sơn Ca có 4 nhịp). Trong phạm vi độ sâu khảo sát, số lượng nhịp giữa phần nổi và phần thềm ngập nước khá tương đồng, sự khác nhau được thể hiện ở tính chất cơ lý và sự vắng mặt của lớp cát trên mặt ở phần thềm san hô ngập nước hoặc nếu có thì bề dày rất mỏng. 4. Từ kết quả thí nghiệm các chỉ tiêu cơ lý cho thấy, độ bền vững của đá tăng lên theo chiều sâu trong mỗi nhịp. Trong điều kiện ngập nước, đá san hô đã bị mềm hoá, nên khả năng chịu lực kém hơn, phần nổi N30 = 15-25, thềm san hô (phần ngập nước) N30 = 4-5. Trong 1 nhịp: + Lớp 1: cát san hô có độ rỗng lớn (emax = 1,23 ÷ 1,25) và khả năng chịu lực không cao. + Lớp 2: sạn gồm cành, nhánh san hô, có độ rỗng lớn hệ số rỗng e dao động từ 1,094 ÷ 1,333, khả năng chịu tải không cao, áp lực tính toán quy ước 1,9 ÷ 2,1 kG/cm2. + Lớp 3: đá san hô có kết cấu vững chắc, nên khả năng chịu lực khá cao. Cường độ kháng nén trung bình khi khô của đá san hô dao động trong khoảng từ 125 ÷ 210 kG/cm2, khi bão hòa dao động từ 101÷ 173 kG/cm2. Tuy nhiên, độ rỗng khá cao, chúng mang những đặc trưng rất điển hình của loại vật liệu phá hủy giòn dưới tác dụng của các lực ngoài. 3 ĐỀ XUẤT CÁC GIẢI PHÁP NỀN MÓNG CHO CÁC DẠNG CÔNG TRÌNH XÂY DỰNG 3.1. Với khu 1 - Chịu tác động của các quá trình địa chất động lực như phong hóa, xói lở, động đất. - Nền san hô tương đối ổn định, làm nền tốt cho các công trình quy mô vừa và nhỏ. - Tác động ăn mòn: nước dưới đất ở đảo Trường Sa lớn có tính ăn mòn chủ yếu là ăn mòn sunfat. Điều này gây khó khăn cho việc lựa chọn các loại vật liệu xây dựng trong điều kiện công trình luôn tiếp xúc với nước. Do vậy, cần thiết phải có biện pháp ngăn cách sự tiếp xúc của nước dưới đất với kết cấu công trình. Cụ thể :lựa chọn vật liệu xây dựng phù hợp đảm bảo có khả năng chống ăn mòn sunfat (bêtông bền sunfat), các loại phụ gia chống ăn mòn, phủ bề mặt các kết cấu công trình bằng các chất chống thấm trong điều kiện nước mặn. Kiến nghị giải pháp nền móng như sau: - Công trình nhà: chọn giải pháp móng nông trên nền thiên nhiên hoặc trên nền sau khi xử lý, cải tạo lớp sạn gồm cành nhánh san hô với các dạng công trình vừa và nhỏ [1].

124

- Công trình ngầm: sử dụng kết cấu chắn giữ bằng tường trong đất với công trình hố móng sâu có qui mô trên 3 tầng hầm. Chiều sâu đáy tường chắn giữ nên đặt trong lớp đá san hô [5]. 3.2. Với khu 2 - Nền san hô chịu tác động chu kỳ của thủy triều, làm cho môi trường san hô vừa bị tẩm ướt, vừa khô. - Ngoài ra, nền san hô còn chịu tác động của sóng, gió và các tác nhân phong hóa, gây xói lở và bào mòn bờ đảo. - Công trình xây dựng trên kiểu cấu trúc nền này phải tính toán đến tầm hoạt động mạnh của sóng và dòng chảy mặt. - Tác động ăn mòn: nước biển có tính ăn mòn lớn hơn nước dưới đất rất nhiều, chủ yếu là ăn mòn sunfat với mức độ mạnh. Do vậy, cần thiết phải lựa chọn vật liệu xây dựng phù hợp, chống ăn mòn sunfat (ximăng bền sunfat), các loại phụ gia chống ăn mòn, phủ bề mặt các loại kết cấu công trình bằng các chất chống thấm trong điều kiện nước mặn. Khi xây dựng các công trình chống xói lở nên sử dụng kết cấu bêtông không cốt thép. Kiến nghị giải pháp nền móng như sau: - Công trình kè: sử dụng kết cấu tường kè dạng trọng lực đặt trực tiếp lên nền trầm tích san hô, cần có biện pháp bảo vệ nền dưới chân kè khỏi bị xói dưới tác động của sóng và dòng chảy ven bằng kết cấu bê tông chân khay và răng tiêu sóng [2]. - Công trình cầu cảng: sử dụng kết cấu bến trọng lực dạng trụ rời đặt trực tiếp trên nền san hô tảng ngoài thềm kết hợp với cọc khoan nhồi với những trụ đặt trên nền san hô ngập nước, độ sâu đặt cọc vào lớp 3 – đá san hô có cường độ cao bên dưới [6]. 4 KẾT LUẬN 1. Địa tầng các đảo có tính phân nhịp với mức độ thành đá tăng theo chiều sâu mỗi nhịp. Kết quả thí nghiệm tính chất cơ lý cho thấy độ bền vững của đá tăng lên theo chiều sâu trong mỗi nhịp. Giữa các nhịp trong 1 khu tính chất cơ lý không có nhiều thay đổi. Trong điều kiện ngập nước, đá san hô đã bị mềm hoá, nên khả năng chịu lực kém hơn. 2. Thành phần của đất đá trong mỗi nhịp đầy đủ bao gồm: Lớp 1 - cát san hô lẫn ít sạn, sỏi, màu xám trắng; Lớp 2 - sạn gồm cành, nhánh lẫn dăm, tảng san hô màu xám trắng; Lớp 3 – đá san hô màu xám trắng, xám vàng. 3. Giải pháp nền móng: - Khu 1: + Công trình nhà: chọn giải pháp móng nông trên nền thiên nhiên hoặc trên nền sau khi xử lý với các dạng công trình vừa và nhỏ. + Công trình ngầm: sử dụng kết cấu chắn giữ bằng tường trong đất với công trình hố móng sâu. Chiều sâu đáy tường chắn giữ nên đặt trong lớp đá san hô (lớp 3).

125

- Khu 2: + Công trình kè: sử dụng kết cấu tường kè dạng trọng lực đặt trực tiếp lên nền trầm tích san hô nhưng cần có biện pháp bảo vệ nền dưới chân kè khỏi bị xói dưới tác động của sóng và dòng chảy ven bằng kết cấu bê tông chân khay và răng tiêu sóng. + Công trình cầu cảng: sử dụng kết cấu bến trọng lực dạng trụ rời đặt trực tiếp trên nền san hô tảng ngoài thềm kết hợp với cọc khoan nhồi với những trụ đặt trên nền san hô ngập nước, độ sâu đặt cọc vào đá san hô có cường độ cao bên dưới. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Phạm Huy Chính, "Tính toán móng công trình", NXB Xây dựng, Hà Nội, 2009, tr.179-183. 2. Bộ Nông nghiệp và Phát triển nông thôn, "Hướng dẫn thiết kế đê biển", 14 TCN 130-2002, NXB Trung tâm thông tin nông nghiệp và phát triển nông thôn,Hà Nội, 2002. 3. Nguyễn Quý Đạt, "Nghiên cứu đặc điểm cấu trúc nền đảo Trường Sa lớn và kiến nghị giải pháp nền móng cho các dạng công trình xây dựng", Luận văn Thạc sĩ kỹ thuật, Đại học Mỏ-Địa chất, Hà Nội, 2013. 4. Thái Doãn Hoa, “Về mối quan hệ giữa sự thành tạo cấu trúc nhịp trong đá san hô với sự thăng trầm của mực nước biển và thời gian thành tạo chúng”, Tạp chí Khoa học và Kỹ thuật, số 112 (III-2005), Học viện KTQS, tr.116-120. 5. Nguyễn Bá Kế, "Thiết kế và thi công hố móng sâu", NXB Xây dựng, Hà Nội, 2009, tr. 251-261. 6. Vũ Minh Tuấn, "Thiết kế công trình bến cảng", NXB Xây dựng, Hà Nội, 2010, tr. 61-69. 7. Viện Kỹ thuật công trình đặc biệt, "Báo cáo khảo sát địa chất công trình khu vực đảo Sơn Ca, huyện Trường Sa, tỉnh Khánh Hòa", Học viện KTQS, Hà Nội, 2012. 8. Viện kỹ thuật Công trình đặc biệt, "Báo cáo khoa học chuyên đề điều tra khảo sát về địa chất công trình và các tính chất cơ lý san hô trong vùng Quần đảo Trường Sa", Học viện KTQS, Hà Nội, 2012.

126

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

NGHIÊN CỨU ỨNG DỤNG NGƯỜI MÁY TRẮC ĐỊA VÀ PHẦN MỀM GOCA ĐỂ QUAN TRẮC CHUYỂN DỊCH CÔNG TRÌNH Ở VIỆT NAM Trần Ngọc Đông*, Trần Mạnh Nhất TÓM TẮT: Trên thế giới đã có nhiều quốc gia như Trung Quốc, Mỹ, Đức, Bỉ, Thụy Sỹ, Singapo … áp dụng hệ thống quan trắc tự động để quan trắc chuyển dịch công trình. So với các phương pháp truyền thống, ứng dụng hệ thống quan trắc tự động có ưu điểm cho độ chính xác cao, cung cấp thông tin chuyển dịch 3 chiều của điểm quan trắc, số liệu quan trắc liên tục, tự động hóa từ khâu thu thập, truyền, quản lý số liệu đến việc phân tích và dự báo chuyển dịch biến dạng, đạt đến mục đích giám sát điều khiển tức thời từ xa. Ở Việt Nam quan trắc chuyển dịch công trình bằng hệ thống quan trắc tự động vẫn đang trong giai đoạn thử nghiệm. Do đó, để có những đánh giá cụ thể về việc áp hệ thống quan trắc tự động trong quan trắc chuyển dịch công trình ở Việt Nam nhóm tác giả đã tiến hành nghiên cứu ứng dụng người máy trắc địa và phần mềm GOCA để quan trắc chuyển dịch công trình ở Việt Nam. TỪ KHÓA: người máy trắc địa

1 NGƯỜI MÁY TRẮC ĐỊA Người máy trắc địa (Georobot) là một loại toàn đạc điện tử có khả năng thay thế con người tiến hành tự động thu thập, theo dõi phân biệt, ngắm chính xác mục tiêu để thu được thông tin về góc, khoảng cách, tọa độ không gian 3 chiều và ảnh. Người máy trắc địa thông qua máy truyền cảm ảnh CCD và các máy truyền cảm khác tiến hành nhanh chóng phân biệt, phân tích, phán đoán và suy giải đối với các “mục tiêu” trong thế giới trắc địa hiện thực, thực hiện tự điều khiển, tự động hoàn thành ngắm chuẩn, đọc số hoàn toàn thay thế các thao tác thủ công của con người. Người máy trắc địa kết hợp với hệ thống phần mềm có thể lập kế hoạch đo, điều khiển quá trình đo, tiến hành xử lý và phân tích số liệu đo, hoàn toàn có thể thay thế con người hoàn thành nhiều nhiệm vụ trắc địa. Về mặt tự động hóa quan trắc chuyển dịch công trình, người máy trắc địa đang dần dần trở thành thiết bị tự động hóa đo đạc được lựa chọn đầu tiên. Dùng người máy tiến hành tự động quan trắc chuyển dịch các công trình xây dựng tùy tình hình thực tế, có thể sử dụng hai phương thức: Quan trắc lâu dài hoàn toàn tự động dạng cố định và quan trắc bán tự động dạng di động. 2 MỘT SỐ GEOROBOT HIỆN NAY Trên bảng 1.1 là một số Georobot do các hãng sản xuất thiết bị máy trắc địa chế tạo hiện nay. Nhìn vào bảng 1.1 có thể nhận thấy các Georobot này có độ chính xác rất cao nên hoàn toàn đảm bảo độ chính xác cho công tác quan trắc chuyển dịch biến dạng công trình.

Trần Ngọc Đông, Trần Mạnh Nhất, Viện KHCN Xây dựng, tndongibst@gmail.com, +84 983 686 998

127

Bảng 1. Một số Georobot hiện nay Độ chính xác đo Loại

Hãng

máy

sản xuất

Cạnh - Có gương

Bắt mục tiêu

Góc

- Không gương TM30

TM50

TS12

TS15

TS30

TS50

SRX1

MS05A

MS1A

LEICA

± (0,6mm +1.10-6D)

Thụy Sỹ

± (2,0mm +2.10-6D)

LEICA

± (0,6mm +1.10-6D)

Thụy Sỹ

± (2,0mm +2.10-6D)

LEICA

± (1,0mm +1,5.10-6D)

Thụy Sỹ

± (2,0mm +2.10-6D)

LEICA

± (1,0mm +1,5.10-6D)

Thụy Sỹ

± (2,0mm +2.10-6D)

LEICA

± (0,6mm +1.10-6D)

Thụy Sỹ

± (2,0mm +2.10-6D)

LEICA

± (0,6mm +1.10-6D)

Thụy Sỹ

± (2,0mm +2.10-6D)

Trimble

± (1,0mm +1.10-6D)

Mỹ

± (3mm +2.10-6D)

SOKKIA

± (1,5mm +2.10-6D)

Nhật Bản

± (3mm +2.10-6D)

TOPCON

± (0,8mm +1.10-6D)

Nhật Bản

± (1mm +1.10-6D) (100m)

TOPCON

± (1,0mm +1.10-6D)

Nhật Bản

± (3mm +1.10-6D)

± 0,5"

Tự động bắt mục tiêu (ATR) (3000m với độ chính xác 7mm )

± 0,5"

Tự động bắt mục tiêu (ATR), độ chính xác 0,5”

± 1,0"

Tự động bắt mục tiêu (ATR) (1000m với độ chính xác 2mm )

± 1,0"

Tự động bắt mục tiêu (ATR) (1000m với độ chính xác 2mm )

± 0,5"

Tự động bắt mục tiêu (ATR), độ chính xác 1”

± 0,5"

Tự động bắt mục tiêu (ATR), độ chính xác 0,5”

± 1,0"

Tự động bắt mục tiêu

± 1,0"

Tự động bắt mục tiêu

± 0,5"

Tự động bắt mục tiêu

± 1,0"

Tự động bắt mục tiêu

3 QUAN TRẮC TỰ ĐỘNG BẰNG NGƯỜI MÁY TRẮC ĐỊA Phương thức quan trắc lâu dài hoàn toàn tự động dạng cố định là hệ thống quan trắc biến dạng dựa trên một người máy trắc địa có mục tiêu hợp tác (gương ngắm chuẩn), có thể thực hiện quan trắc suốt ngày đêm, không có người trông giữ, thực chất là hệ thống đo tọa độ cực tự động, kết cấu và phương thức tạo thành như hình 1.

128

Trạm gốc Người máy trắc địa

Điểm tham chiếu 1 Hệ tham chiếu

Điểm quan trắc 1 Điểm tham chiếu … Điểm quan trắc … Điểm tham chiếu …

Máy tính Phần mềm quan trắc

Thể biến dạng

Điểm quan trắc n Điểm tham chiếu m

Hình 1. Hệ thống quan trắc biến dạng người máy trắc địa Điểm tham chiếu XR

Điểm tham chiếu

Điểm quan trắc XOi

Điểm tham chiếu Điểm tham chiếu XR TRẠM GỐC

Hình 2. Mạng lưới quan trắc chuyển dịch bằng người máy trắc địa - Trạm gốc: Là điểm gốc của hệ thống tọa độ cực, dùng để đặt người máy trắc địa, yêu cầu phải có điều kiện nhìn thông tốt và vững chắc, ổn định. - Điểm tham chiếu: Điểm tham chiếu phải ở chỗ ổn định, bất động bên ngoài khu vực biến dạng, trên điểm tham khảo có kết cấu mốc định tâm bắt buộc, thường đặt 3 đến 4 lăng kính phản xạ, yêu cầu khống chế cả khu vực biến dạng. Hệ tham khảo ngoài việc cung cấp phương vị, còn phải cung cấp chiều dài và gốc sai phân chênh cao để xử lý số liệu. - Điểm mục tiêu: Phân bố đều trên thể biến dạng để có thể thể hiện biến dạng của các bộ phận của thể biến dạng. - Trung tâm điều khiển: Được cấu thành từ máy tính và phần mềm quan trắc, thông qua cáp thông tin điều khiển người máy trắc địa thực hiện quan trắc biến dạng hoàn toàn tự động có thể trực tiếp đặt trên trạm gốc, nếu muốn quan trắc lâu dài không người trong giữ thì nên xây dựng phòng máy chuyên dụng. 129

4 PHẦN MỀM GOCA Phần mềm GOCA là phần mềm dùng để thu thập dữ liệu cảm biến từ trạm quan trắc biến dạng tự động về máy tính và sau đó tiến hành tính toán xử lý, phân tích biến dạng và cảnh báo nguy hiểm khi biến dạng vượt quá giới hạn cho phép. Phần mềm GOCA gồm hai thành phần: Thành phần phần mềm đầu tiên là mô đun điều khiển phần cứng và truyền thông có tên GOCA dùng để thu thập dữ liệu cảm biến GNSS và LPS (trạm toàn đạc điện tử - Georobot). thành phần phần mềm thứ 2 mang tên phần mềm phân tích biến dạng GOCA. Phần mềm này có nhiệm vụ tiếp tục xử lý dữ liệu GNSS và LPS. 4.1. Luồng dữ liệu và các bước xử lý phân tích biến dạng trong phần mềm GOCA Luồng dữ liệu và các bước xử lý phân tích biến dạng trong phần mềm GOCA được thể hiện ở hình 3. Dữ liệu RINEX

Tọa độ tham chiếu XR

Xử lý dữ liệu RINEX

Bước 1. Lập tọa độ tham chiếu

GNSS/LPS – Dữ liệu

Dữ liệu FIN Tọa độ điểm mục tiêu X0

Bước 2. Thiết lập mối quan hệ tọa độ 3 chiều của điểm mục tiêu với điểm tham chiếu

Dữ liệu MVE Kết quả trung bình động

Dữ liệu SHT Kết quả ước tính dịch chuyển

Dữ liệu KAL Kết quả lọc Kalman

Bước 3. Phân tích biến dạng Trực tuyến và hậu xử lý Số trung bình động Ước tính dịch chuyển Lọc Kalman Hậu xử lý: Dự đoán xu hướng

LS – Dữ liệu

Dữ liệu GKA - GNSS: Véc tơ cạnh (Baseline) - LPS: Trạm quan sát bằng máy TĐĐT - LS: Khu vực – cảm biến – quan sát

PHẦN MỀM PHÂN TÍCH BIẾN DẠNG GOCA Phần mềm điều khiển phần cứng: TOPCON2GOCA GeomosSpider2GOCA MONITOR (C) GeoNav_Trimble Cảm biến – kiểm soát và tuyền thông Lấy mẫu dữ liệu Cung cấp dữ liệu GKA

Dữ liệu ALR Thông tin cảnh báo liên quan đến trạng thái cảm biến

Dữ liệu ALR Thông tin cảnh báo Số TB động - Ước tính dịch chuyển - Lọc Kalman

Phần mềm cảnh báo: GOCA – Cảnh báo

- GNSS thô, LPS, LS - cảm biến - dữ liệu

Cảnh báo bằng SMS, Email, điện thoại

Hình 3. Luồng dữ liệu và các bước xử lý phân tích biến dạng trong phần mềm GOCA 130

4.2. Phân tích biến dạng bằng phần mềm GOCA 4.2.1. Bình sai bước 1 và bước 2 – Thiết lập điểm tham chiếu và mối quan hệ giữa điểm tham chiếu và điểm mục tiêu Khái niệm phân tích biến dạng được thực hiện trong phần mềm GOCA xuất phát từ một phân tích biến dạng trắc địa truyền thống . Điều đó có nghĩa là đối với hai thời kỳ quan sát khác nhau ti và tj, chúng ta thu được hệ phương trình quan sát sau [5]: l(ti) + Vi = ARi . xRi + AOi . XO(ti) và Cli l(tj) + Vj = ARj . xRj+ AOj . XO(tj) và Clj

(1) (2)

Với A, chúng ta mô tả các ma trận thiết kế của mô hình Gauss-Markov tuyến tính, với 1 chúng ta mô tả các quan sát dựa trên LPS (Georobot) và với C1 chúng ta mô tả các mô hình ngẫu nhiên. Sự ổn định của hệ tọa độ được lập mô hình dựa trên việc giả định các tọa độ bằng nhau xRi = xRj = xR cho tất cả thời kỳ. Trong khi đó, các tọa độ khác nhau của điểm mục tiêu xOi và xOj được ước tính cho các thời kỳ khác nhau ti và tj. Các đại lượng quan sát l xuất phát từ dữ liệu LPS (Georobot) và được sử dụng trong (1), (2) là các khoảng cách mặt bằng sij, các hướng rij và chênh lệch độ cao ∆Hij. Vì vậy, các phương trình quan sát tuyến tính một phần và phi tuyến tính (1), (2) cho một thời kỳ ti như sau [5]: sij +vs,ij =s. ∆xˆ ij2 +∆yˆ ij2

(3)

⎛ ∆yij ⎞ rij +v r,ij =arctan. ⎜ -o ⎜ ∆x ⎟⎟ i ⎝ ij ⎠ ∆H terr,ij +v ∆H,ij =s h .∆hˆ ij +(aˆ 00 +aˆ 10 .x j +aˆ 01.yi ) m -(aˆ 00 +aˆ 10 .x j +aˆ 01.yi ) n

(4) (5)

Để thực hiện việc phân tích một mạng lưới biến dạng truyền thống trực tuyến, bước 1 này trước tiên phải quan trắc biến dạng khi nó cung cấp điểm tham chiếu xR (hình 2). Bước 2 trong phần mềm phân tích biến dạng GOCA lại liên quan quan đến (1), (2) đối với các thời kỳ mở rộng khác nhau ti và tj và đang chạy trực tuyến sử dụng các phương trình quan sát (3), (4), (5) đối với dữ liệu LPS trong các thời kỳ nằm trong khoảng thời gian ∆T. Bước 2 này bao gồm sự điều chỉnh cố định dữ liệu LPS và cung cấp các tọa độ ba chiều của các vị trí điểm mục tiêu xO(t) (6). Các vị trí điểm mục tiêu điều chỉnh đã ước tính xO(t) và ma trận hiệp phương sai CO(t) được lưu trữ trong tệp FIN hàng ngày (hình 3). Các tọa độ hệ tham chiếu xR và các tham số phụ trợ trên (trừ hướng không biết oi) được giữ một tham số cố định trong bước 2 căn cứ theo kết quả của bước 1. Tuy nhiên, ma trận hiệp phương sai của các tham số này được xem xét cẩn thận trong tính toán CO(t).

Hình 4. Chuỗi thời gian điểm mục tiêu xO(ti) theo kết quả của bước bình sai 2. 131

Trên hình 4: Các đường dày thể hiện sự nhịp nhàng bằng một ước tính trung bình động (MVE). 4.2.2. Bình sai bước ba - Phân tích biến dạng

Bước 3 có tên phân tích biến dạng thực hiện nhiệm vụ ước tính các tham số của các hàm biến dạng khác nhau và chạy trực tuyến song song với bước 2. Ước tính tham số biến dạng liên quan đến chuỗi thời gian vị trí điểm mục tiêu và ma trận hiệp phương sai của chúng, gọi là: xO(t) và CO(t)

(6)

Các đại lượng này được sử dụng giống như các giá trị quan sát để ước tính tham số trong bước 3. Giống như một chức năng biến dạng liên quan đến điểm mục tiêu và đơn giản đầu tiên, phần mềm phân tích biến dạng GOCA cung cấp một kết quả ước tính trung bình động (MVE) bao gồm phát hiện các dịch chuyển quan trọng. Chức năng biến dạng thứ hai là ước tính dịch chuyển trực tuyến giữa “hai thời kỳ mở rộng” khác nhau t0 và ti. Các thời kỳ mở rộng có nghĩa là hai thời kỳ t0 và ti bắt đầu ở các thời điểm riêng rẽ t0 và ti và có chiều dài khoảng ∆T0 và ∆T1, ví dụ một giờ. Sự bắt đầu của thời kỳ thứ nhất t0 có thể là thời gian khởi động (bước 1). Mặt khác, t0 có thể được xác định trong cài đặc phần mềm phân tích biến dạng GOCA bằng một điểm thời gian cố định tùy ý hoặc bằng một điểm thời gian động. Mô hình chức năng của ước tính dịch chuyển điểm mục tiêu là [5]:

⎡ l t 0 ⎤ ⎡ v t 0 ⎤ ⎡ E1 0 ⎤ ⎡ xˆ 0 ⎤ ⎢ ⎥+⎢ ⎥=⎢ ⎥ . ⎢ uˆ ⎥ =A.yˆ E E2 l v ⎦ ⎣ 0⎦ ⎣⎢ ti ⎦⎥ ⎣⎢ ti ⎦⎥ ⎣ 2 Với

ˆ ⎡⎣ xˆ 0 (t 0 ), u(t ˆ 0 ,t i ) ⎤⎦ y=

(7)

(8)

Hai nhóm quan sát lt0 và lti và các ma trận hiệp phương sai của chúng được lấy ra khỏi thông tin chuỗi thời gian điểm mục tiêu (6). Với v chúng ta đưa ra các hiệu chỉnh quan sát. Để đánh dấu sự khác biệt giữa các quan sát chuỗi thời gian xO(t) (6) và trạng thái thời kỳ ước tính xˆ o (t 0 ) , chúng ta đưa vào (7), (8) ký hiệu (^) cho các tham số biến dạng ước tính. Sáu tham số biến dạng có trong

ˆ yˆ |hˆ ⎤ yˆ (t) sử dụng cho mỗi điểm mục tiêu trạng thái thời kỳ điều chỉnh ba chiều xˆ 0 = ⎡⎣ x, ⎦ gian chuẩn t0 và các dịch chuyển ba chiều uˆ (t 0 ,t i )= ⎡⎣ u x ,u y |u h ⎤⎦

T t 0 ,t i

T t0

ở thời

chỉ ra thời kỳ thứ hai bắt đầu tại

thời điểm ti. Các ma trận thiết kế E1 và E2 là các ma trận (3x3) - các ma trận hệ thống cho mỗi quan sát điểm ba chiều xO(t) trong các khoảng thời kỳ tương ứng ∆T0 và ∆T1. Lọc Kalman trong GOCA là thành phần thứ ba cho ước tính tham số biến dạng trong bước thứ 3 liên quan đến phương trình dịch chuyển (9) và véc tơ trạng thái y(t), có dạng [5]: ⎡ ⎢ I [ ∆t ] ⎡ u(t) ⎤ ⎢ ⎢ u(t) & ⎥ = ⎢0 I ⎢ ⎥ ⎢ ⎢⎣ && u(t) ⎥⎦ ⎢0 0 ⎢⎣

⎡ 1 2 ⎤⎤ ⎢⎣ 2 ∆t ⎥⎦ ⎥ ⎡ u(t-∆t) ⎤ ⎥ ⎥ & [ ∆t ] ⎥ . ⎢⎢ u(t-∆t) ⎥ ⎥ && ⎢ ⎥⎦ u(t-∆t) I ⎥ ⎣ ⎥⎦ 132

(9)

Và

& && ] y(t)= [ u(t),u(t),u(t)

(10)

Véc tơ trạng thái y(t) của lọc Kalman bao gồm các yếu tố dịch chuyển ba chiều riêng rẽ u(t), tốc & và gia gốc ü(t) của các điểm mục tiêu giữa các khoảng thời gian nối tiếp nhau ∆t. Các độ u(t) quan sát l(t) và các ma trận hiệp phương sai của chúng đối với lọc Kahman được cài đặt lại từ các chuỗi thời gian điểm mục tiêu (6) như sau: lu(t) = xO(t) - xO(t0)

(11)

Một lần nữa t0 và t là “các thời kỳ mở rộng” trong đó t0 là ký hiệu thời gian cố định trong lọc Kalman. 4.2.3. Kiểm tra sự ổn định tại các điểm tham chiếu

Quan trắc chuyển dịch công trình tự động hóa bằng người máy trắc địa và phần mềm quan trắc cũng giống như quan trắc bằng phương pháp trắc địa truyền thống. Độ ổn định của các điểm tham chiếu (mốc chuẩn) có ý nghĩa vô cùng quan trọng. Do đó, cần phải kiểm tra độ ổn định của các điểm tham chiếu trong quá trình quan trắc. Độ ổn định của các điểm tham chiếu quan trắc bằng người máy trắc địa khi sử dụng với phần mềm GOCA được kiểm tra dựa trên (1), (2) bằng khái niệm thống kê nghiêm ngặt theo công thức (12) [6]:

Hình 5. Chuyển dịch của điểm tham chiếu

∇ TXˆ Q∇-1Xˆ ∇ Xˆ R

b.σˆ 2

∼ Fb,r-b

(12)

Trong đó: Fb,r-b

: Phân phối fisher;

: Trị đo thừa

b : Kích thước của mạng lưới; đối với lưới mặt bằng b=2; lưới độ cao b=1

133

∇ Xˆ R = -Q∇Xˆ A TR P.v

: Tổng sai số ước tính cho điểm tham chiếu

XR Q∇Xˆ = (A TR PQ v PA R )-1

: Ma trận trọng số đảo của tổng sai số ước tính

: Ma trận thiết kế cho ước tính

A∇R P, Qv trong mô hình (1), ( 2) 2

σˆ =

Ω-∇ TXˆ Q∇-1Xˆ ∇ Xˆ R

r-b

;

Ma trận trọng số và ma trận trọng số đảo của các quan sát

: Phương sai

Ω = vT Pv

: Tổng bình phương của các số hiệu chỉnh

Nhận xét: Có thể nhận thấy rằng phần mềm GOCA là phần mềm có đầy đủ các tính năng để phân tích chuyển dịch biến dạng công trình từ khâu thu thập dữ liệu cảm biến từ trạm quan trắc biến dạng tự động về máy tính, sau đó tiến hành tính toán xử lý, phân tích biến dạng và cảnh báo nguy hiểm khi biến dạng vượt quá giới hạn cho phép. Việc kết hợp Georobot và phần mềm GOCA sẽ trở thành một hệ thống quan trắc tự động. 5 THỰC NGHIỆM QUAN TRẮC CHUYỂN DỊCH CÔNG TRÌNH BẰNG NGƯỜI MÁY TRẮC ĐỊA VÀ PHẦN MỀM GOCA

Để kiểm chứng lý thuyết ở trên ở chúng tôi đã tiến hành thực nghiệm quan trắc chuyển vị (độ võng) kết cấu mái thép của một công trình bằng người máy trắc địa Leica viva TS15PR1000 và phần mềm quan trắc GOCA. Máy trắc địa Leica viva TS15PR1000 có độ chính xác đo góc ngang và góc đứng là ±1.0”, đo cạnh mS = ± (1mm+1,5ppm.D), độ chính xác vị trí điểm là ±1.0mm (ở vị trí 1000m độ chính xác đạt ±2.0mm), máy tự động bắt mục tiêu. Hình 6 là mặt bằng bố trí 32 điểm (D1, D2, ..., D32) quan trắc độ võng bằng Georobot Leica viva TS15PR1000 và phần mềm GOCA. H

mc2 d22

d21

d23

d20

mc1

d2 d3 d24

d19 d1

d25

d11 d10 d9 d12 d16 d13 d14 d15

d26

d18

d17

d5 d27

d32 d7 d6 d31

d28 d29

d30

mc3 H

Hình 6. Mặt bằng bố trí điểm quan trắc

Hình 7. Trạm máy quan trắc Leica viva TS15PR1000 134

Hình 8. Trung tâm GOCA điều khiển từ xa

Để kiểm chứng độ chính xác của Georobot Leica viva TS15PR1000 và phần mềm GOCA, trong trường hợp quan trắc độ võng này, chúng tôi đã tiến hành quan trắc độ võng tại các điểm D17, D21, D23, D25, D27, D29 và D31 bằng phương pháp thủy chuẩn hình học độ chính xác cao sử dụng máy thủy chuẩn điện tử DNA03 để quan trắc với độ chính xác quan trắc độ võng đạt ±0.5mm với 3 chu kỳ quan trắc (chu kỳ 1: đo ngày 09/05/2013; chu kỳ 02: đo ngày 19/05/2013; chu kỳ 03: đo ngày 09/06/2013). Kết quả tính toán và so sánh giá trị độ võng của 2 phương pháp trong 3 chu kỳ quan trắc được nêu ra ở bảng 2, 3 và bảng 4. Bảng 2. Kết quả so sánh giá trị độ võng của hai phương pháp quan trắc (chu kỳ 2 so với chu kỳ 1)

STT

Tên điểm

Độ võng đo bằng thủy chuẩn hình học chính xác cao

Độ võng đo bằng Georobot

fL (mm)

fG (mm)

Độ lệch giá trị độ võng của 2 phương pháp |∆f|

(1)

(2)

(3)

(4)

(5)

D17

0.11

-0.26

0.37

D19

0.05

-0.16

0.21

D21

0.13

0.01

0.12

D23

-0.10

0.07

0.17

D25

0.01

-0.07

0.08

D27

-0.04

-0.13

0.09

D29

0.05

-0.25

0.30

D31

-0.08

-0.16

0.08

135

Bảng 3. Kết quả so sánh giá trị độ võng của hai phương pháp quan trắc (chu kỳ 3 so với chu kỳ 1) Tên điểm

Độ võng đo bằng thủy chuẩn hình học chính xác cao fL (mm)

Độ võng đo bằng Georobot fG (mm)

(1)

(2)

(3)

(4)

(5)

D17

0.16

-0.25

0.41

D19

0.18

-0.21

0.39

D21

0.27

0.15

0.12

D23

0.09

0.14

0.05

D25

0.20

-0.07

0.27

D27

0.11

-0.16

0.27

D29

0.16

-0.28

0.44

D31

-0.07

-0.14

0.07

STT

Độ lệch giá trị độ võng của 2 phương pháp |∆f|

Bảng 4. Kết quả so sánh giá trị độ võng của hai phương pháp quan trắc (chu kỳ 3 so với chu kỳ 2) Tên điểm

Độ võng đo bằng thủy chuẩn hình học chính xác cao fL (mm)

Độ võng đo bằng Georobot fG (mm)

(1)

(2)

(3)

(4)

(5)

D17

0.05

0.01

0.04

D19

0.13

-0.05

0.18

D21

0.14

0.13

0.01

D23

0.19

0.07

0.12

D25

0.19

0.01

0.18

D27

0.15

-0.03

0.18

D29

0.11

-0.03

0.14

D31

0.01

0.02

0.01

STT

Độ lệch giá trị độ võng của 2 phương pháp |∆f|

Từ kết quả ở bảng 2, 3 và bảng 4 nhận thấy sự sai khác giữa giá trị chuyển vị quan trắc tự động bằng Georobot Leica viva TS15PR1000 và phần mềm GOCA so với phương pháp truyền thống đo bằng thủy chuẩn điện tử DNA03 là tương đối nhỏ. Độ lệch lớn nhất trong 3 chu kỳ là 0.44mm, độ lệch này nhỏ hơn độ chính xác đo chuyển vị bằng DNA03 (±0.5mm). Do đó, cũng có thể nhận thấy rằng trong trường hợp này dùng Georobot Leica viva TS15PR1000 và phần mềm GOCA để quan trắc đạt được độ chính xác (±0.5mm).

136

6 KẾT LUẬN

Qua quá trính khảo sát lý thuyết và tiến hành thực nghiệm ở trên kết hợp với kết quả thực nghiệm [1] bằng Georobot Leica viva TS15PR1000 và phần mềm GOCA chúng tôi rút ra một số kết luận như sau: - Phần mềm GOCA là phần mềm có đầy đủ các tính năng để phân tích chuyển dịch biến dạng công trình từ khâu thu thập dữ liệu cảm biến từ trạm quan trắc biến dạng tự động về máy tính, sau đó tiến hành tính toán xử lý, phân tích biến dạng và cảnh báo nguy hiểm khi biến dạng vượt quá giới hạn cho phép. Phần mềm có các công thức toán học chặt chẽ và cho phép kiểm tra độ ổn định của điểm tham chiếu trong suất quá trình quan trắc. Phần mềm GOCA dùng cả được cho các hãng sản xuất Georobot như Leica, Topcon, Trimble, … - Georobot quan trắc công trình có nhiều ưu điểm nổi trội hơn so với công nghệ truyền thống, đó là: Độ chính xác rất cao (±1mm hoặc nhỏ hơn), thời gian cung cấp kết quả nhanh nhất, cung cấp được nhiều thông tin nhất, giảm thiểu tối đa các nguồn sai số đo và tính toán do yếu tố chủ quan của con người. Tuy nhiên, Georobot vẫn đòi hỏi phải thông hướng giữa trạm máy đến điểm tham chiếu và điểm quan trắc nên trong giai đoạn thi công xây dựng thường khó khăn do các điểm quan trắc thường bị che khuất do quá trình thi công gây nên. Do vậy, phương pháp này thích hợp cho quan trắc các công trình có điều kiện đo đạc thông thoáng như đập thủy lợi, đập thủy điện, cầu vượt sông và các công trình quan trọng có điều kiện tầm thông hướng cho phép trong quá trình vận hành khai thác sử dụng. - Georobot và phần mềm GOCA (hoặc các phần mềm quan trắc khác dùng cho Georobot) có giá thành rất cao nên trong điều kiện Việt Nam hiện nay mới chỉ có rất ít đối tượng công trình áp dụng công nghệ này vào thực tế sản xuất. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Trần Ngọc Đông, Diêm Công Huy (2012), “Ứng dụng máy Toàn đạc điện tử Leica Viva TS15 và phần mềm GOCA để tự động quan trắc biến dạng tường vây nhà cao tầng”, Tạp chí KHCN Xây dựng 2. 3. 4. 5.

số 3/2012, Viện KHCNXD, Hà Nội. Công ty TNHH Thế giới kỹ thuật. Giới thiệu, thí nghiệm quan trắc biến dạng bằng máy TĐĐT Leica viva TS15. Huang Sheng Xiang, Yin Hui, Jiang Zheng (Biên dịch: Phan Văn Hiến, Phạm Quốc Khánh), Xử lý số liệu quan trắc biến dạng, Nhà xuất bản Khoa học và kỹ thuật, Hà Nội, 2012. Changlin LUO. “Teaching of Automatic Measurement with Georobot”. School of Geodesy and Geomatics Wuhan University, May 15th, 2007. Reiner Jä ger, Simone Kä lber, Manuel Oswald and Martin Bertges. “GNSS/GPS/LPS based Online Control and Alarm System (GOCA) - Mathematical Models and Technical Realisation of a System for Natural and Geotechnical Deformation Monitoring and Analysis”, 3rd IAG / 12th FIG Symposium,

Baden, May 22-24, 2006. 6. Reiner Jäger, Simone Kälber, Irene Feldmeth, Manuel Oswald. User manual GOCA – Software, Version 4.1. November 2009. 7. www.GOCA.info

137

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

SO SÁNH MỘT SỐ TIÊU CHUẨN THÍ NGHIỆM SIÊU ÂM XÁC ĐỊNH CHẤT LƯỢNG CỌC KHOAN NHỒI HIỆN ÁP DỤNG Ở NƯỚC TA Phạm Hồng Dương* TÓM TẮT: Thí nghiệm siêu âm cọc khoan nhồi là phương pháp phổ biến và hiệu quả trong việc đánh giá chất lượng cọc khoan nhồi đã thi công. Ở Việt Nam, các dự án xây dựng có nguồn vốn trong và ngoài nước sử dụng hệ thống quản lý chất lượng khác nhau trong đó có tiêu chuẩn thí nghiệm siêu âm cọc khoan nhồi. Báo cáo này nhận xét, đánh giá các ưu nhược điểm của một số tiêu chuẩn, góp phần cho quá trình làm mới tiêu chuẩn thí nghiệm siêu âm hiệu quả hơn.

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Phương pháp sử dụng xung siêu âm đánh giá chất lượng bê tông trước đây chỉ áp dụng cho các kết cấu bên trên như dầm, cột… đã được cải tiến để tiến hành kiểm tra chất lượng cọc khoan nhồi sau khi thi công. Các tiêu chuẩn kỹ thuật cũng được xuất bản không chỉ hướng dẫn thực hiện thí nghiệm mà còn định hướng cho các nhà sản xuất chế tạo các thiết bị tiên tiến hơn, thực tế hơn. Hiện có nhiều dự án xây dựng đang thực hiện trong nước với hệ thống quản lý chất lượng khác nhau tùy thuộc quy định của Chủ đầu tư, nhà Tư vấn. Tiêu chuẩn thí nghiệm siêu âm là một phần của hệ thống này, tuy nhiên việc áp dụng tiêu chuẩn một cách máy móc và không phù hợp tiêu chuẩn thi công vẫn còn phổ biến. Báo cáo này dựa trên xem xét các tiêu chuẩn Việt Nam TCVN 9396: 2012, Mỹ ASTM D6760-08, Trung Quốc JGJ 106-2003 (phần 10) và Pháp NF P 94-160-1 để đưa ra các so sánh và đánh giá, nhận xét riêng, giúp người đọc có cái nhìn tổng quan và hiểu thấu hơn về các tiêu chuẩn kỹ thuật cho thí nghiệm siêu âm. Điều này cũng là phù hợp với xu hướng hội nhập quốc tế trong xây dựng và nhu cầu thống nhất sử dụng một tiêu chuẩn quốc tế trong tương lai. Báo cáo sẽ đánh giá theo các mục Chuẩn bị thí nghiệm, Thiết bị thí nghiệm và Phân tích kết quả thí nghiệm 2 VỀ VẤN ĐỀ CHUẨN BỊ THÍ NGHIỆM 2.1. Vật liệu chế tạo ống siêu âm Vật liệu chế tạo ống thường bằng thép hoặc nhựa. Vật liệu khác với bê tông ảnh hưởng đến thời gian truyền sóng tuy nhiên ảnh hưởng này là nhỏ hơn so với ảnh hưởng của mức độ bám dính của 02 vật liệu này với bê tông. Chỉ có ASTM D6760 đề cập đến vật liệu chế tạo ống siêu âm được làm bằng thép hoặc nhựa.

Phạm Hồng Dương, Viện CN Địa kỹ thuật - Viện KHCN Xây dựng, 0983060438

138

2.2. Số lượng ống siêu âm Số lượng ống siêu âm được quy định tùy thuộc cấu kiện móng cần thí nghiệm. TCVN 9396: 2012 quy định đặt 02 ống cho cọc có đường kính D ≤ 600 mm, 03 ống cho cọc có đường kính 600 < D ≤ 1000 mm, và hơn 04 ống cho cọc có đường kính D > 1000 mm và khoảng cách các ống trong khoảng từ 0,3 đến 1,5m. Tiêu chuẩn Pháp NF P 94-160-1 quy định đặt 02 ống cho cọc có đường kính D ≤ 600 mm, 03 ống cho cọc có đường kính 60 < D ≤ 1200 mm, và hơn 04 ống cho cọc có đường kính D > 1200 mm. Tuy nhiên quy định về khoảng cách giữa các ống siêu âm là trùng hợp TCVN 9396 từ 0,3 đến 1,5m. Tiêu chuẩn Trung Quốc JGJ 106-2003 quy định đặt 02 ống cho cọc có đường kính D ≤ 800 mm, 03 ống cho cọc có đường kính 800 < D ≤ 2000 mm, và hơn 04 ống cho cọc có đường kính D > 2000 mm. Tiêu chuẩn Mỹ ASTM D6760-08 quy định đặt các ống sao cho khoảng cách ống từ 0,25 đến 0,30m. Như vậy có thể thấy tiêu chuẩn Trung Quốc cho phép bố trí số ống ít nhất trong khi tiêu chuẩn Mỹ bố trí số ống nhiều nhất trên cùng một tiết diện cọc. Quy định nào là hợp lý hơn? Thông thường khả năng phát sóng của các đầu phát hiện nay tới 2 đến 3m. Điều này không đồng nghĩa với khả năng phát hiện khuyết tật trong phạm vi này. Ống siêu âm phải bố trí đủ để không bỏ qua các khuyết tật trong thân cọc. Bằng thực nghiệm có thể thấy các khuyết tật gần ống siêu âm có mức độ phát hiện lớn hơn các khuyết tật cùng kích thước nằm xa ống. Một nghiên cứu của Garland Likins [1] chỉ ra rằng một khuyết tật (khi thời gian tryền sóng FAT tăng 20% và năng lượng sóng giảm 12 dB) nằm giữa 02 ống siêu âm chỉ được phát hiện khi kích thước khuyết tật lớn hơn 40% khoảng cách giữa các ống (Hình1).

Hình 1. Khả năng phát hiện khuyết tật nằm giữa 02 ống siêu âm

139

Qua kết quả ở trên có thể thấy việc bố trí 03 ống cho cọc đường kính 1500mm hay 04 ống cho cọc đường kính 2000mm như tiêu chuẩn JGJ 106-2003 là không đủ. Các quy định về khoảng cách giữa các ống của TCVN 9396: 2012 hay NF P 94-160-1 từ 0,5 đến 1,3m có thể dẫn đến bỏ sót khuyết tật khi thí nghiệm. 2.3. Đường kính ống siêu âm Đường kính ống siêu âm được quy định theo các tiêu chuẩn như sau: TCVN 9396: 2012 là từ 5060mm, ASTM D6760-08 là 38-50mm, JGJ 106-2003 là 50-60mm, NF P 94-160-1 là hơn 40mm. Đường kính ống được thiết kế sao cho đầu đo có thể lọt qua dễ dàng và không làm ảnh hưởng đến độ chính xác của thiết bị trong phép đo thời gian truyền sóng FAT. Như vậy giá trị 50-60mm là hợp lý và đường kính 40mm dường như là quá nhỏ. Việc tận dụng các ống khoan lõi đường kính >100mm đáy ống cao hơn đáy cọc ~1m là hoàn toàn có thể áp dụng, chú ý sử dụng thêm bộ định tâm đầu đo kèm theo để đầu đo luôn di chuyển dọc tâm ống siêu âm không làm sai số thêm phép đo thời gian truyền sóng. Các tiêu chuẩn ASTM D6760-08, TCVN 9396: 2012, NF P 94-160-1 đều cho phép sử dụng ống siêu âm đường kính >100 mm trong trường hợp cần thiết. Tuy nhiên khoan lõi xong mới được tiến hành thí nghiệm siêu âm trong TCVN 9396: 2012 là không hợp lý vì ống sau khi khoan lõi thường bị mất nước và ống khoan lõi vẫn không đủ chiều sâu do vật liệu dưới đáy cọc đùn lên. 3 VỀ ĐẶC ĐIỂM THIẾT BỊ THÍ NGHIỆM 3.1. Tần số phát Tần số phát sóng siêu âm được thiết kế phù hợp với vật liệu kiểm tra và kích thước khuyết tật tối thiểu cần phát hiện. Bước sóng xung tín hiệu λ được xác định theo công thức: λ=c*T=c/f

(1)

Trong đó: c: vận tốc truyền sóng siêu âm trong bê tông (lấy bằng 4000 m/s); T: chu kỳ sóng siêu âm (T = 1/f); f: tần số sóng siêu âm Bảng 1 biểu diễn các ngưỡng kích thước khuyết tật mà sóng siêu âm ở một tần số nhất định có thể phát hiện ra với giả thiết rằng khuyết tật chỉ được phát hiện khi kích thước của nó d > λ.

140

Bảng 1. Kích thước khuyết tật theo tần số sóng siêu âm

Tần số phát (kHz)

100

Bước sóng (mm)

200

133

> 200

> 133

> 80

> 50

> 40

Ngưỡng phát hiện khuyết tật (mm)

Kết quả cũng cho thấy nếu tần số sóng siêu âm có tần số 80-100 kHz đã trở nên quá nhạy với các hạt cốt liệu có dmax = 40-50mm dẫn đến sự suy giảm tín hiệu và khó khăn cho việc sử dụng kết quả thí nghiệm. Có thể kết luận, tần số 50-60kHz là tối ưu cho sóng siêu âm của các thiết bị kiểm tra bê tông. 3.2. Ngưỡng sai số đo độ sâu và khoảng cách phát xung theo chiều sâu Quy định về sai số đo độ sâu ở các tiêu chuẩn có khác biệt khá lớn. JGJ 106-2003 không đề cập đến sai số này. Lý do cho việc không kể đến có thể tham khảo yêu cầu về khoảng cách phát xung của JGJ 106-2003. Hai tiêu chuẩn TCVN 9396: 2012 và NF P 94-160-1 có cùng một yêu cầu quá cao về sai số đo độ sâu là 1/500 chiều sâu siêu âm cọc và 50mm, chọn giá trị lớn hơn trong hai trường hợp. Thí nghiệm thực tế cho thấy rất khó thỏa mãn yêu cầu này và kích thước khuyết tật thông thường cũng lớn hơn ngưỡng này rất nhiều. Các quy định của ASTM D6760-08 có vẻ dễ dàng hơn (1/100L và 250mm chọn giá trị lớn hơn). Tuy nhiên ngưỡng 1/200L và 100mm có thể là phù hợp với thực tế nhất. Quy định về khoảng cách phát xung theo chiều dọc sắp xếp theo yêu cầu lần lượt là ≤ 1 cm theo NF P 91-160-1, ≤ 50 mm theo ASTM D6760-08, ≤ 250 mm theo JGJ 106-2003. Tiêu chuẩn TCVN 9396: 2012 không có ghi về yêu cầu này. Các quy định của NF P 94-160-1 về sai số đo độ sâu và khoảng cách phát xung dường như quá cao so với yêu cầu thực tế về kích thước nhỏ nhất của khuyết tật. Ngược lại JGJ 106-2003 dường như phù hợp với các thiết bị của Trung Quốc nên các yêu cầu trên lại quá thoáng dẫn đến tình trạng bỏ sót khuyết tật khi đo thí nghiệm. 3.3. Ngưỡng sai số đo thời gian Sai số đo thời gian truyền sóng trong mục này đề cập đến độ phân giải tín hiệu của thiết bị phân biệt với trường hợp sai số do thuật toán lựa chọn thời gian truyền sóng. Theo định lý của NyquistShannon, để dựng lại một tín hiệu qua lấy mẫu thì tần số lấy mẫu tối thiểu phải gấp đôi tần số của tín hiệu (Hình 2).

141

Hình 2. Minh họa định lý Nyquist – Shannon Với nhận định tần số siêu âm bê tông trong khoảng 50-60 kHz là phù hợp với các thiết bị kiểm tra bê tông thì tần số lấy mẫu trên thiết bị lớn hơn 100-120 kHz là đạt yêu cầu. NF P 94-160-1 quy định sai số đo thời gian ≤2% thời gian truyền sóng hoặc 1µs, ASTM quy định tần số lấy mẫu tối thiểu 250.000 kHz tương đương 4µs, TCVN 9396: 2012 quy định sai số về thời gian ≤ 1% thời gian truyền sóng, còn tiêu chuẩn JGJ 106-2003 quy định ≤ 0.5 µs. Thực tế thí nghiệm cho thấy, sai số về thời gian truyền sóng do thay đổi khoảng cách đầu dò khi đo còn lớn hơn rất nhiều lên đến 30 µs thì quy định với những giá trị quá nhỏ này ở các tiêu chuẩn là không cần thiết. 4 VỀ PHÂN TÍCH KẾT QUẢ THÍ NGHIỆM 4.1. Cách tính thời gian truyền sóng Cách chọn thời gian truyền sóng trước đây thường do người phân tích lựa chọn khi các thiết bị ban đầu có khối lượng số liệu đo nhỏ. Tuy nhiên sự phát triển của các thiết bị siêu âm với độ phân giải ngày càng cao, số lượng tín hiệu đo rất dày dẫn đến nhu cầu tự động hóa trong xử lý số liệu. Không thuật toán nào có thể đáp ứng tuyệt đối việc tính thời gian truyền sóng chính xác cho một mặt cắt siêu âm. Người xử lý tín hiệu vẫn phải rà soát lại trước khi in kết quả chính thức bởi nhiều sai số ảnh hưởng như nhiễu tín hiệu, lỗi chương trình… Duy nhất NP F 94-160-1 quy định cách chọn thời gian truyền sóng theo phương pháp ngưỡng cố định. Các tiêu chuẩn còn lại không đề cập gì đến cách chọn này. Cách tính thời gian truyền sóng nên mặc định cho các nhà cung cấp thiết bị do họ hiểu rõ ưu nhược điểm của thiết bị chế tạo. Và việc đưa tính năng người dùng can thiệp là bắt buộc để loại bỏ những sai số đề cập kể trên. 4.2. Cách tính vận tốc truyền sóng Vận tốc truyền sóng là kết quả gắn liền với thời gian truyền sóng thông qua công thức: V=D/T

(2)

Trong đó: V: vận tốc truyền sóng;

142

D: Khoảng cách truyền sóng là khoảng cách giữa các ống siêu âm T: Thời gian truyền sóng Khi khoảng cách ống D không thay đổi dọc theo chiều sâu cọc thì giá trị vận tốc truyền sóng là tin cậy. Tuy nhiên thực tế khoảng cách này dao động khá nhiều. Người xử lý số liệu phải chỉ ra được những ảnh hưởng này và không dựa trên những giá trị tuyệt đối của vận tốc truyền sóng để đánh giá chất lượng bê tông cọc. Tiêu chuẩn TCVN 9396: 2012 đưa ra D là khoảng cách tâm 02 đầu đo rõ ràng là một thiếu sót. 4.3. Cách tính năng lượng sóng Năng lượng sóng hay biên độ sóng là yếu tố không thể thiếu khi đánh giá kết quả thí nghiệm. Năng lượng suy giảm mạnh qua môi trường khuyết tật là tiêu chí để lựa chọn thông số này. NF P 94-160-1 đưa ra công thức tính năng lượng tỉ lệ với tổng biên độ đỉnh của 10 chu kỳ đầu tính từ thời gian truyền sóng, JGJ 106-2003 lập công thức chỉ có biên độ đỉnh sóng đầu tiên. TCVN 9396: 2012 và ASTM D6760-08 không ghi cách xác định năng lượng sóng trong tài liệu tiêu chuẩn 4.4. Định nghĩa khuyết tật ASTM lựa chọn cách không đưa vào tiêu chuẩn định nghĩa này nhưng có đưa ra minh họa. NF P 94160-1 đưa ra ngưỡng khuyết tật là tăng thời gian truyền sóng lên 20% và năng lượng sóng giảm 14dB. JGJ 106-2003 đưa ra định nghĩa khuyết tật khi vận tốc truyền sóng tại điểm đang xét nhỏ hơn giá trị trung bình một độ lệch chuẩn định trước và năng lượng truyền sóng giảm 6 dB TCVN 9396: 2012 đưa ra mức giảm vận tốc truyền sóng hoặc tăng thời gian truyền sóng là 20% cùng mức giảm 50% năng lượng tương đối là ngưỡng khuyết tật. Có thể thấy các tiêu chuẩn nước ngoài rất rõ ràng và thống nhất trong cách định nghĩa khuyết tật. ASTM dành sự lực chọn cho các chuyên gia khi không đề cập cách chọn thời gian truyền sóng, năng lượng sóng và đương nhiên không có định nghĩa khuyết tật trong tài liệu. NF P 94-160-1 và JGJ 106-2003 cùng đưa ra cách tính các thông số và mức độ khuyết tật theo các thông số đó. TCVN 9396: 2012 không đưa ra cách xác định 02 thông số trên nhưng lại có định nghĩa khuyết tật rõ ràng rất khó hiểu cho mọi người khi sử dụng tiêu chuẩn. 5 KẾT LUẬN Thông qua đánh giá ưu nhược điểm của các tiêu chuẩn, có thể rút ra các kết luận sau: •

Các ống siêu âm nên bố trí với khoảng cách ≤ 400 mm

•

Ống thép và ống nhựa đều có thể sử dụng cho thí nghiệm siêu âm

143

•

Thời gian thí nghiệm siêu âm từ 5 ngày 7 ngày sau khi đổ bê tông, không nên quá 10 ngày.

•

Tần số sóng thiết bị siêu âm nên lựa chọn từ 50-60 kHz

•

Tần số lấy mẫu thiết bị ≥ 250,000 kHz là đạt yêu cầu

•

Khoảng cách phát xung nên ≤ 50 mm

•

Nên đưa các biểu đồ thời gian truyền sóng, năng lượng sóng và bản đồ tín hiệu vào trong báo cáo kết quả thí nghiệm.

•

Với các thiết bị khác nhau, phần mềm xử lý khác nhau thì việc định nghĩa khuyết tật là không thống nhất được. Quy mô tiêu chuẩn không nên định nghĩa khuyết tật mà chỉ đưa vào ở phạm vi tiêu chuẩn dự án để phù hợp với các thiết bị rất cụ thể được sử dụng tại đây.

TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. TCVN 9396: 2012 “Cọc khoan nhồi – Xác định tính đồng nhất của bê tông - Phương pháp xung siêu âm”. 2. Garland Likins, Scott Webster and Mario Saavedra, Evaluation of defects and Tormography for CSL. 3. JGJ 106-2003 “Technical code for testing of building foundation piles – 10. Cross hole logging” 4. ASTM D6760-08 “Standard test method for integrity testing of concrete deep foundations by ultrasonic crosshole testing” 5. P 94-160-1 “Auscultation d'un élément de foundation”

144

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm thành lập Viện KHCN Xây dựng

NGHIÊN CỨU XÁC ĐỊNH BIẾN DẠNG NGANG CỦA ĐẤT BẰNG THÍ NGHIỆM BA TRỤC Hoàng Thị Bích Hằng*, Trần Thương Bình TÓM TẮT: Hiện nay, tính toán biến dạng lún của nền đất dưới tác dụng của tải trọng công trình hầu hết dựa vào kết quả thí nghiệm nén một trục không nở hông cùng các hệ số xét tới sự nở hông của đất. Các hệ số đó, được lựa chọn phụ thuộc vào loại đất và các chỉ tiêu vật lý của nó. Do đó, kết quả tính toán dự báo lún của công trình còn nhiều tranh luận về độ chính xác. Để có những số liệu làm luận cứ khoa học cho chủ đề dự báo lún, nhóm tác giả đã tiến hành thí nghiệm ba trục theo phương pháp chất tải không đổi ở các áp lực buồng khác nhau. Kết quả nghiên cứu đã làm sáng tỏ mối quan hệ giữa biến dạng thể tích với biến dạng hình dạng của mẫu đất. Từ kết quả này, bước đầu đã làm sáng tỏ một số vấn đề nở hông của đất trong quá trình biến dạng lún của đất nền khi chịu tác dụng của tải trọng công trình. TỪ KHÓA: Thí nghiệm ba trục xác định biến dạng của đất

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Biến dạng của một vật rắn là sự xắp xếp các phần tử cấu tạo vật đó, khi xắp xếp mà khoảng cách giữa các phần tử thay đổi chỉ làm mật độ tăng hoặc giảm thì đó là biến dạng thể tích, còn xắp xếp mà có sự dịch chuyển không theo phương tác dụng thì đó là biến dạng hình dạng. Như thế, khi có tác dụng nén sẽ luôn có biến dạng thể tích và hình dạng xảy ra ở các mức độ khác nhau tuỳ thuộc vào bản chất của vật. Trường hợp với đất là hệ phân tán khi bị lún do tải trọng, biến dạng dọc sẽ làm chiều cao cột đất co lại, cùng với biến dạng ngang làm cột đất nở ra. Quan hệ giữa chúng phụ thuộc vào sự xuất hiện biến dạng thể tích. Dưới tác dụng của tải trọng, mọi phân tố trong nền sẽ xảy ra biến dạng theo phương nén thẳng đứng và biến dạng theo phương ngang, và cùng với sự biến dạng ngang sẽ có sự tăng ứng suất theo phương ngang. Mối quan hệ giữa các thành phần biến dạng và trạng thái ứng suất là đa chiều phức tạp không thể mô tả đơn giản bằng các hệ số độc lập mà đầy đủ phải là các hàm số của trạng thái và không thể nghiên cứu bằng thí nghiệm nén không nở hông đơn giản mà phải bằng thí nghiệm nén ba trục. 2 CƠ SỞ LÝ THUYẾT Trong thí nghiệm nén ba trục, biến dạng dọc chính là biến thiên độ cao của mẫu đất thí nghiệm, còn biến dạng ngang là sự biến đổi kích thước các mặt cắt ngang. Nhưng một mẫu đất có vô số các mặt cắt ngang khác nhau, và cho đến nay, đo đạc được biến dạng ngang mẫu đất trong thiết bị ba trục là vấn đề kỹ thuật rất phức tạp. Vì thế, xác định biến dạng ngang, có thể dựa trên nguyên lý bất biến thể tích của vật thể khi thay đổi hình dạng mà không có thay đổi thể tích toàn phần. Trong đó, thay đổi thể tích toàn phần là biến dạng toàn phần có tác dụng làm tăng mật độ.

Hoàng Thị Bích Hằng, Trần Thương Bình, Trường ĐH Kiến trúc Hà Nội

145

Đối với đất bào hoà nước, khi bị nén không thoát nước sẽ không xảy ra biến dạng toàn phần. Nguyên lý bất biến thể tích áp dụng cho một mẫu đất được phát biểu như sau: Trong một điều kiện trạng thái ứng suất nhất định, có tác dụng nén gây ra biến dạng dọc cho một mẫu đất thì phần thể tích do mẫu đất bị ngắn lại bằng phần thể tích do biến dạng toàn phần và biến dạng ngang nở ra. Nguyên lý được biểu diễn bởi biểu thức sau:

V = π H .R 2 = ( H − ∆ H )π ( R + ∆ R ) 2 +Vtp

(1)

Trong đó, V- thể tích mẫu đất H- Chiều cao mẫu đất R- bán kính mặt cắt ngang mẫu đất ∆H- biến dạng dọc mẫu đất ∆R - biến đổi đường kính mặt ngang trung bình của mẫu đất

Vtp- biến dạng thể tích toàn phần. - Trong trường hợp mẫu bão hoà nước, thí nghiệm nén không thoát nước (U.U) biến dạng thể tích toàn phần không xảy ra thì từ biểu thức (1) sẽ có phương trình: 0 = H (2 R∆ R + ∆ 2R ) − ∆ H ( R 2 + 2 R∆ R + ∆ 2R )

(2)

Đưa vào khái niệm biến dạng tỷ đối theo phương dọc e1= ∆H/H và theo phương ngang e2=∆R/R vào biếu thức (2) bằng cách chia tất cả cho H.R2 sẽ có phương trình biểu diễn quan hệ giữa e1 với e2 e22 + 2e2 − e1 (e22 + 2e2 + 1) = 0 = (1 − e1 )e22 + 2(1 − e1 )e2 − e1 = 0

(3)

Giải phương trình (3) theo e2 , nghiệm của e2 có dạng:

e2 =

và

e1 − 1 + 1 − e1 1 = −1 + 1 − e1 1 − e1 e1 =

(4)

e22 + 2e2 + 1 − et e22 + 2e2

Khi biến dạng dọc không xảy ra biến dạng toàn phân thì sử dụng biểu thức (4) có thể xác định quan hệ giữa e1 với e2 cho mọi loại đất, ở mọi trạng thái áp suất khác nhau. Biểu diễn trên đồ thị quan hệ e1 và e2 (Hình 1) cho biết, nếu không có biến dạng toàn phần, thì quan hệ giữa chúng là đồng biến. Khi biến dạng dọc e1< 0,5 quan hệ này có thể xem là tuyến tính. Khi e1< 0,015 tỷ số giữa biến dạng ngang với dọc gần như không đổi, đạt nhỏ nhất là 0,50.

(5)

2.5

1.5

0.5

0 0

146

0.1 0.2

0.3

0.4

0.5

Hình 1

0.6

0.7

0.8

0.9

Tuy nhiên, thưc tế biến dạng toàn phần luôn xảy ra cùng với biến dạng ngang trong quá trình biến dạng dọc, vấn đề là tỷ lệ tham gia nhiều hay ít của nó nên biểu thức (4) ít có ý nghĩa thực tế - Trường hợp đất biến dạng nén có biến dạng toàn phần là trường hợp xảy ra phổ biến trong đất nền, bao gồm cả đất bão hoà có thoát nước và đất không bão hoà, khi đó mối quan hệ giữa biến dạng dọc và ngang được biểu diễn theo công thức: V = π H .R 2 = ( H − ∆ H )π ( R + ∆ R ) 2 + Vtp

(6)

Trong đó Vtp - phần thể tích mẫu bị biến dạng toàn phần. Từ biểu thức (5) có thể biểu diễn mối quan hệ e1 với e2 trong điều kiện có biến dạng toàn phần theo phương trình sau: (1 − e1 )e22 + 2(1 − e1 )e2 -e1 + e2 = −1 +

Vtp

π H .R 2

Vtp 1 − 1 − e1 π H .R 2 (1 − e1 )

(7)

(8)

So sánh (4) với (8) có nhận xét: với cùng trạng thái ứng suất, cùng có biến dạng dọc như nhau thì biến dạng ngang trong trường hợp xảy ra biến dạng toàn phần sẽ nhỏ hơn trong trường không có biến dang toàn phần một giá trị là ∆e2 ∆e2 =

Vtp

π H .R 2 (1 − e1 )

(9)

Biểu thức (9) cho nhận xét khi e1 càng lớn thì lượng giảm ∆e2 càng lớn, điều đó có nghĩa rằng: Mối quan hệ rút ra từ biểu thức (4) không đúng với trường hợp có biến dạng toàn phần xảy ra. Do đó, biểu thức (8) là biểu thức tổng quát để xác đinh giá trị biến dạng ngang Đặt biến dạng toàn phần tỷ đối et =

Vtp

(10)

π HR 2

Khi đó, mối quan hệ giữa ba thành phần biến dạng sẽ được biểu diễn như sau: e2 = −1 +

1 − et 1 − e1

(11)

3 THIẾT BỊ VÀ QUY TRÌNH XÁC ĐỊNH CÁC GIÁ TRỊ ĐẶC TRƯNG BIẾN DẠNG NGANG

+ Các đại lượng đo Theo biểu thức (6), việc xác định đặc trưng biến dạng dọc, biến dạng ngang trung bình và biến dạng thể tích toàn phần của mẫu đất sẽ được quy về xác định bằng thí nghiệm các đại lượng sau: - Các đại lượng ban đầu, gồm: bán kính R, chiều cao mẫu H là các đại lượng có giá trị được lựa chọn theo tiêu chuẩn quy phạm chung, thường H = 2D = 4R 147

- Biến dạng dọc trục thẳng đứng ∆H của mẫu là đại lượng mà giá trị của nó dùng tính biến dạng dọc tỷ đối e1. Đây là đại lượng biến đổi theo thời gian phải được đo và cập nhật và lưu lại liên tục trong khoảng thời gian của một lần gia tải không đổi. - Thể tích biến dạng toàn phần của mẫu đất Vtp xuất hiện trong quá trình chịu nén. Vtp là phần thể tích bị mất đi do mẫu đất co lại. Nếu trong quá trình nén áp lực buồng không đổi thì phần thay đổi thể tích buồng để duy trì áp lực đó, chính là phần thể tích mẫu bị biến dạng toàn phần. Như vậy, yêu cầu đặt ra cho thí nghiệm là xác định giá trị biến thiên theo thời gian của các đại lượng đo trong điều kiện áp lực buồng và tải trong nén không đổi định trước. Như thế, thiết bị thí nghiệm ba trục thông thường không đáp ứng được nhất là khi xác định biến dạng toàn phần đối với mẫu không bão hoà. Do đó, để giải quyết vấn đề, nhóm tác giả đã nghiên cứu cải tiến thiết bị thí nghiệm ba trục (Hình 2), thành thiết bị ba trục nén tải không đổi + Đặc điểm của thiết bị ba trục nén tải không đổi - Đầu đo điện tử đo biến dạng dọc liên tục theo thời gian. Đây là thiết bị của hãng Sollatron vương quốc Anh. Thiết bị có khả năng đo chính xác tới 0,0001 mm với tốc độ đo 1000 lần trong 1 s và cho phép kết nối với máy tính để lưu lại toàn bộ kết quả đo.

Hình 2. Thiết bị thí nghiệm ba trục nén tải không đổi

- Phần mềm thu nhận và lưu số liệu đo Soil dynamic được viết trên visual basic có khả năng lưu kết quả đo dưới dạng số hoặc đồ thị biến dạng theo thời gian, đồng thời có thể biểu diễn lại quá trình đo tạo điều kiện cho việc phân tích số liệu đo - Các chi tiết điều chỉnh áp lực buồng và xác định biến đổi thể tích nước, bao gồm đồng hồ đo áp suất và các xylanh điều chỉnh thể tích buồng. Đây là các chi tiết để xác định thể tích biến dạng toàn phần. Ngoài những điểm khác biệt căn bản nêu trên so với các thí nghiệm ba trục thông thường, những chi tiết cấu tạo khác như các thiết bị ba trục thông thường. + Quy trình thí nghiệm: Nhìn chung, quy trình thí nghiệm được tiến hành theo các bước như thí nghiệm nén ba trục sơ đồ đơn giản U.U, gồm các bước: Lập chương trình thí nghiệm, chuẩn bị mẫu, thí nghiệm và tính toán số liệu. Tuy nhiên, để định đặc trưng biến dạng ngang thì các thủ tục tiến hành có những điểm được lưu ý thêm như sau: - Lập chương trình thí nghiệm: Chương trình thí nghiệm có nội dung là xác định các giá trị áp lực buồng, biến dạng nén ban đầu, ứng suất lệch ở các cấp khác nhau dựa trên cơ sở các dữ kiện

148

về chiều sâu và điều kiện tồn tại mẫu đất, tải trọng công trình và bài toán áp dụng tính toán thiết kế. - Chuẩn bị thí nghiệm, bao gồm các công việc xác định các chỉ tiêu phân loại đất, chỉ tiêu độ bền cắt của đất, gia công mẫu, ghi chép số liệu về mẫu đất, lắp đặt mẫu vào trong buồng, khởi động thiết bị đo và phần mềm đo. - Thí nghiệm tiến hành theo từng cấp, mỗi cấp là một khoảng thời gian áp lực dọc trục σ1 được duy trì không đổi. Trong thời gian của một cấp, biến dạng dọc trục sẽ được tự động cập nhật, nếu xảy ra biến dạng toàn phần áp lực buồng sẽ giảm, khi đó phải điều chỉnh hệ thống pittông xilanh để tăng giảm thể tích buồng nhằm duy trì áp lực buồng không đổi. Giá trị thay đổi thể tích được xác minh bằng chi tiết đo thể tích, đó là số liệu để xác định Vtp - Chỉnh lý kết quả: Từ các giá trị của các đại lượng đo tiến hành tổng hợp phân tích và tính toán giá trị các hằng số, lựa chọn các quan hệ tối ưu giữa các đại lượng đo, xác định các thông số của các hàm biểu diễn quan hệ. 4 KẾT QUẢ ÁP DỤNG THÍ NGHIỆM BA TRỤC TẢI KHÔNG ĐỔI XÁC ĐỊNH CÁC ĐẶC TRƯNG BIẾN DẠNG NGANG CỦA ĐẤT

- Các đặc điểm của mẫu đất thí nghiệm Mẫu được thí nghiệm là đất sét được lấy ở độ sâu 3 m trong các thành tạo Holocen hệ tầng Thái Bình của khu vực Hà Nội.Trụ đất sét được gia công thành 5 mẫu nén ba trục. Mẫu nén dạng hình trụ, kích thước là HxD = 40 x 80 mm, tính chất cơ lý của từng mẫu đất xác đinh bởi một số chỉ tiêu thông thường thể hiện ở Bảng 1. Bảng 1. Tính chất cơ lý mẫu thí nghiệm Số hiệu

Chỉ số

Độ

Hệ số

sệt

rỗng

thể tích, g/cm3

mẫu

dẻo

17,2

0,55

0,812

18,3

0,68

17,5

4 5

Hệ số nén lún a cm2/kG

Lực dính

Góc ma

kết, kG/cm2

Sát, độ

0-1

1-2

2-3

1,89

0,278

6015

0,040

0,031

0,028

0,020

0,799

1,91

0,263

7030

0,041

0,032

0,030

0,022

0,74

0,885

1,93

0,231

6030

0,060

0,041

0,029

0,025

19,4

0,65

0,816

1,91

0,275

8000

0,048

0,036

0,029

0,023

17,9

0,69

0,809

1,90

0,267

7015

0,043

0,033

0,028

0,021

- Quy trình thí nghiệm:

149

Áp lực gia tải nén, kG/cm2 3-4

Nghiên cứu tiến hành ở 5 trạng thái áp suất buồng khác nhau, mỗi một trạng thái áp dụng cho một mẫu. Trong quá trình thí nghiệm của một mẫu sẽ gia tải với 5 giá trị ứng suất lệch khác nhau. Sơ đồ gia tải áp suất buồng và ứng suất lệch được thể hiện chi tiết cụ thể qua Bảng 2 như sau: Bảng 2. Áp suất buồng σ2 và ứng suất dọc σ1 cho các mẫu thí nghiệm Áp suất buồng σ2 kPa

σ2 = 25

σ2 = 50

σ2 =100

σ2 =150

σ2 =200

Ứng suất dọc σ1 ở các mẫu thí nghiệm (kPa)

Mẫu M1

σ1= 30

σ1= 55

σ1= 105

σ1= 155

σ1= 205

Mẫu M2

σ1= 35

σ1= 60

σ1= 110

σ1= 160

σ1= 210

Mẫu M3

σ1= 45

σ1= 70

σ1= 120

σ1= 170

σ1= 220

Mẫu M4

σ1= 60

σ1= 85

σ1= 135

σ1= 185

σ1= 235

Mẫu M5

σ1= 80

σ1= 105

σ1= 145

σ1= 205

σ1= 255

- Kết quả thí nghiệm Kết quả thí nghiệm nhận đựơc các giá trị đo biến dạng dọc và biến dạng thể tích toàn phần. Biến dạng thể tích toàn phần Vtp là giá trị không đổi với mỗi cấp áp lực được xác định từ thí nghiệm có kết quả thể hiện ở Bảng 3. Bảng 3. Giá trị biến đổi thể tích toàn phần Vtp theo các cấp áp lực p1= 25 kPa

p2= 50 kPa

p3=100 kPa

p4=150 kPa

p4=200 kPa

M1 (mm3)

286

628

1099

M2 (mm3)

160

452

940

1489

M3 (mm3)

110

387

841

1326

1741

M4 (mm3)

128

412

934

1638

2399

M5 (mm3)

169

477

1248

2624

4557

Giá trị biến dạng dọc ∆H biến đổi theo thời gian của tất cả các mẫu thí nghiệm được thể hiện dưới dạng đồ thị hoặc dãy số. Tập hợp các kết quả thí nghiệm cho từng mẫu và biểu diễn trên cùng một hệ toạ độ trong đó các đường p1, p2, p3, p4, p5 lần lượt biểu diễn biến dạng dọc ∆H theo thời gian ở các áp suất buồng 0,25; 0,5; 0,75; 1 và 1,5 kG/cm2 thể hiện ở Hình 3. 150

∆Η250

250 p1

200

p2 p3

150

p4 p5

100

0 0

0 120

100

Hình 3. Các biến đổi biến dạng dọc theo thời gian của các mẫu thí nghiệm

- Một số nhận xét về kết quả thí nghiệm: Với tốc độ ghi nhận và lưu trữ số liệu của phân mềm 0,5 s một lần đo, toàn bộ diễn biến của quá trình biến dạng trục hầu như được ghi nhật. Trên Hình 3 thời gian để thực hiện một mẫu thí nghiệm với 5 cấp gia tải khoảng 100 min, trong đó, ở mỗi cấp thí nghiệm biến dạng đã đạt đến giá trị không đổi. Căn cứ vào độ thị hoặc dãy số giá trị biến dạng dọc cực đại ∆H ở mỗi cấp gia tải dọc σ1, gồm 25 giá trị được xác định thể hiên trên Bảng 4. Bảng 4. Giá trị biến dạng dọc cực đại ∆H ở các trạng thái ứng suất σ1,σ2 p1= 25 kPa

p2= 50 kPa

p3=100 kPa

p4=150 kPa

p4=200 kPa

M1(10-1 mm)

142

190

242

M2(10-1 mm)

112

132

154

M3(10-1 mm)

115

148

M4(10-1 mm)

100

125

M5(10-1 mm)

124

163

191

Từ việc thực hiện thí nghiệm mẫu đất đã chứng tỏ việc thí nghiệm được tiến hành đơn giản, các phép đo và giá trị nhận được rất phong phú đa dạng. Trong đó, xác định biến dạng ngang của đất theo trạng thái ứng suất là vấn đề phức tạp trong thí nghiệm địa kỹ thuật đã được thực hiện thông quan các phép đo biến dạng thể tích của đất ở mọi điều kiện kế cả không thoát nước. 5 XÁC ĐỊNH CÁC THÔNG SỐ ĐẶC TRƯNG BIẾN DẠNG

Từ kết quả thí nghiệm các mối quan hệ giữa các thành phần biến dạng được xác định như sau: + Các đặc trưng biến dạng tỷ đối 151

Căn cứ vào các giá trị ∆H cực đại và biến dạng thể tích toàn phần Vtp, nhờ các biểu thức e1= ∆H/H và et = Vtp/ πHR2 kết quả tính toán xác định các đăch trưng biến dạng dọc e1và biến thể tích toàn phần et theo trạng thái ứng suất σ1, σ2 thể hiện ở Bảng 5a và 5b. Bảng 5a. Giá trị các đặc trưng e1 theo trạng thái ứng suất σ1, σ2

σ2=0,025MPa Các giá trị biến dạng dọc e1

σ2 = 0,05 MPa

σ1 =

σ2.= 0,1 MPa

σ1 =

σ2=0,15 MPa

σ1 =

σ2=0, 2 MPa

σ1 =

0,07

0,12

0,18

105

0,24

155

0,30

205

0,05

0,10

0,14

110

0,16

160

0,19

210

0,04

0,06

0,10

120

0,14

170

0,19

220

0,04

0,06

0,09

135

0,12

185

0,16

235

0,06

0,10

105

0,16

145

0,20

205

0,24

255

Bảng 5b. Giá trị các đặc trưng et theo trạng thái ứng suất σ1, σ2

Các σ2=0,025MPa giá trị σ1 = biến dạng 0,03 30 toàn phần 0,02 35 et

σ2 = 0,05 MPa

σ2.= 0,1 MPa

σ1 =

σ2=0,15 MPa

σ1 =

σ2=0,2 MPa

σ1 =

0,04

0,07

105

0,11

155

0,15

205

0,04

0,06

110

0,08

160

0,09

210

0,02

0,03

0,05

120

0,07

170

0,08

220

0,02

0,03

135

0,05

185

0,07

235

0,02

0,04

105

0,06

145

0,08

205

0,10

255

+ Các thông số đặc trưng biến dạng

Căn cứ vào các giá trị biến dạng dọc e1 và biến dạng thể tích toàn phần et ở các trạng thái ứng suất thì các giá trị e2 tương ứng được xác định dựa vào biểu thức (11), kết quả toán thể hiện Bảng 5c.

152

Bảng 5c. Giá trị hệ số biến dạng ngang theo trạng thái ứng suất σ1, σ2

σ2=0,025 Các giá trị biến dạng ngang e2

σ2 = 0,05 MPa

σ2.= 0,1 MPa

σ2=0,15 MPa

σ2=0,2 MPa

σ1 =

MPa

σ1 =

0,02

0,04

0,06

105

0,08

155

0,10

205

0,02

0,03

0,05

110

0,05

160

0,06

210

0,01

0,02

0,03

120

0,05

170

0,06

220

0,01

0,02

0,04

135

0,04

185

0,05

235

0,02

0,03

105

0,05

145

0,07

205

0,09

255

+ Các modun biến dạng

Các modun biến dạng hay mối quan hệ giữa các thành phần ứng suất với biến dạng theo các phương ngang En với σ2= En.e2 và dọc Ed với σ1=Ed.e1, được xác định theo các giá trị đã được xác định trên Bảng 5a, 5b, 5c. Kết quả xác định giá trị các modun theo trạng thái ứng suất thể hiện ở Bảng 6. Bảng 6. Giá trị Modun biến dạng dọc Ed và ngang En theo trạng thái ứng suất σ1, σ2

Gía trị các

σ2=0,025

σ1

σ2= 0,05

σ1

σ2= 0,1

σ1

σ2= 0,15

σ1

σ2= 0,2

σ1

MPa

kPa

MPa

kPa

MPa

kPa

MPa

kPa

MPa

kPa

Ed,En

MPa

0,4

1,3

0,7

5,5

1,3

1,1

2,5

1,5

2,5

1,3

0,6

1,7 105

1,9

155 0,7

2,0

205

1,7

0,8

2,0 110

3,2

3,0

160 1,1

3,3

210

2,5

1,2

3,3 120

3,4

3,0

170 1,2

3,4

220

8,5

2,5

1,5

2,5 135

4,6

3,7

185 1,5

4,0

235

1,25 80

1,2

105

0,9

2,0 145

2,9

2,1

205 1,1

2,2

255

+ So sánh với các phương pháp thí nghiệm khác

- Về thiết bị thí nghiệm: Thiết bị ba trục nén tải không đổi có các chi tiết cấu tạo phức tạp hơn so với thiết bị nén một trục không nở hông thông thường như máy Tam liên, nhưng so với các thiết bị nén một trục không nở 153

hông đo áp lực nước lỗ rỗng, hoặc thiết bị CRS chất tải liên tục theo thời gian thì mỗi loại có những phức tạp khác nhau. Do đó, khả năng trang bị máy ba trục nén tải không đổi sẽ gặp vấn đề về kinh phí như nén một trục đo áp lực nước lỗ rỗng và CRS. - Về quy trình thí nghiệm: Nhìn chung các thủ tục thí nghiệm gần giống như các phương pháp thông thường.Vấn đề phức tạp là khâu chỉnh lý kết quả thí nghiệm, nhất là việc tính toán xác định các thông số của các hàm biểu diễn mối quan hệ. Tuy nhiên, khi sử dụng các công cụ tin học, đơn gian nhất như ứng dụng Excell cũng dễ ràng có thể thiết lập được chương trình tự động tính toán, khi đó vấn đề không còn phức tạp. - Về tính mô phỏng của mô hình của thiết bị: Ứng xử thực tế của đất nền với tác dụng của tải trọng có bản chất là luôn tồn tại biến dạng dọc với biến dạng ngang và biến dạng thể tịch. Mối quan hệ giữa biến dạng thể tích toàn phần với biên dạng ngang và biến dạng dọc là quan hệ phi tuyến, phụ thuộc vào trạng thái ứng suất.Với thí nghiệm ba trục nén tải không đổi, cho phép mô phỏng mọi yếu tố ảnh hưởng đến mọi sự biến đổi mối quan hệ này. Trong khi đó, với thiết bị nén một trục không nở hông, không mô phỏng biến dạng ngang, nên chẳng những không xác định được biến dạng ngang mà các thông số biến dạng dọc, biến dạng thể tích kể cả biến dạng thấm nhận được từ kết quả thí nghiệm chỉ còn là các giá trị biểu kiến. - Về giá trị các phép đo của thí nghiêm: Các phép đo của mọi thí nghiệm nén xác định đặc trưng biến dạng đều là đo biến dạng dọc trục theo thời gian, nhưng các thiết bị khác nhau có thể có giá trị đo khác nhau với cùng một mẫu thí nghiệm. Các phép đo trong thí nghiệm nén một trục không nở hông rất ít so với thí nghiệm ba trục tải không đổi. Vì vậy, các đặc trưng biến dạng tính toán chỉnh lý kết quả đo một trục thường chỉ là một số nhỏ trong miền số liệu tính toán từ ba trục nén tải không đổi. 6 KẾT LUẬN

- Có thể cải tiến thiết bị nén ba trục thông thường thành máy nén ba trục tải không đổi để xác định một số tính chất cơ học của đất có kể đến tính chất biến dạng ngang của đất. Điều này sẽ làm tăng độ chính xác của các tính toán ứng xử của nền dưới tải trọng công trình. - Cần thiết các nghiên cứu tiếp theo về tính ưu việt của thiết bị ba trục tải không đổi để có thể áp dụng thực tế trong các tính toán nền móng.

154

TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Đào Huy Bích, “Cơ học môi trường liên tục”, Nhà in trường Đại học Tổng hợp Hà Nội, 1990. 2. Đào Huy Bích, “Lý thuyêt đàn hồi”, NXB Đại học quốc gia Hà nội, 2000. 3. E.D Sukina, “Cơ l ý hệ phân tán tự nhiên”, NXB Matxcơva, <Tiếng Nga>, 1985. 4. L.Varga, “Founđation Engineering”, NXB Budapest, 1978. 5. N.A.Xưtovich, “Cơ học đất”, NXB Maxcow <Tiếng nga>, 1983. 6. P.Purushothama Raj, “Geotechnical. Engineering”, New York, 1995. 7. R. Whitlow, “Cơ học đất”, NXB Giáo dục <bản dịch Tiếng việt>, 1998. 8. Ted L.Anderson, “Fracture mechanics”, NW, 2005.

155

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

ỨNG DỤNG MÔ HÌNH TOÁN ĐỂ TÍNH TOÁN VÀ DỰ BÁO DIỄN BIẾN NƯỚC NGẦM TRÊN ĐẢO TRƯỜNG SA LỚN Thái Doãn Hoa *, Nguyễn Huy Phương TÓM TẮT: Bài báo trình bày nguyên nhân hình thành nguồn nước ngầm trên các đảo nổi vùng Quần đảo Trường Sa và cơ sở lý thuyết để xác lập mô hình và tính toán diễn biến trữ lượng nguồn nước ngầm trên đảo Trường Sa lớn. Dựa vào đặc điểm địa chất thủy văn, các thông số của tầng chứa nước, khí tượng, hải văn và số liệu quan trắc nước ngầm cho phép bằng mô hình toán với việc sử dụng phần mềm Visual Modflow đã tính toán sự biến đổi mực nước ngầm, đánh giá trữ lượng tiềm năng với độ chính xác cao, phục vụ cho công tác khai thác nước ngầm trên đảo.

1 MỞ ĐẦU Trên các đảo nổi vùng Quần đảo Trường Sa (QĐTS) tồn tại tầng nước ngầm được hình thành do nước mưa tích tụ trong các tầng nông gần mặt đất. Nước mưa rơi trên mặt đảo thẩm thấu qua các lớp cát, sạn, cành nhánh san hô bở rời, chèn đẩy nước mặn trong các khe nứt, lỗ rỗng và lưu trữ ở đó trong trạng thái cân bằng thủy lực. Để đánh giá trữ lượng nguồn nước nói trên; cho đến nay vẫn sử dụng đầu vào là các số liệu địa chất thủy văn lấy từ cách suy đoán khác nhau, cho nên kết quả tính toán chỉ là sơ bộ, không chính xác. Trên cơ sở nghiên cứu điều kiện địa chất thủy văn trên hiện trường bằng các phương pháp khoan giếng, hút nước thí nghiệm, quan sát dao động mực nước trong các giếng khai thác, tác giả đã làm rõ các nguồn gốc hình thành nước ngầm trên các đảo nổi vùng Quần đảo Trường Sa. Qua số liệu điều tra khảo sát, áp dụng mô hình toán học để tính toán và dự báo diễn biến nước ngầm trên đảo Trường Sa lớn. 2 NGUYÊN NHÂN HÌNH THÀNH NGUỒN NƯỚC NGẦM TRÊN CÁC DDAOR NỐI VÙNG QĐTS Qua các kết quả nghiên cứu cấu trúc địa chất các đảo nổi vùng QĐTS cho thấy, bề mặt của các đảo đều được cấu trúc từ các lớp cát, sạn, cành nhánh san hô bở rời, có độ rỗng lớn 10-40%. Với cấu trúc địa chất như vậy, đã tạo nên một môi trường thấm rất tốt, tạo điều kiện thuận lợi cho việc cung cấp nguồn nước ngầm trên các đảo. Có thể khẳng định rằng, nguồn nước ngầm trên các đảo nổi được hình thành từ nước mưa tích tụ trong các tầng nông gần mặt đất. Nước mưa rơi trên bề mặt đảo lập tức thẩm thấu qua các lớp trầm tích bở rời, chèn đẩy nước mặn trong các khe nứt, lỗ rỗng ở tầng cát, sạn san hô và lưu trữ tại đó ở trạng thái cân bằng thủy lực với nước biển. Do nằm giữa biển khơi nên luôn bị nước biển thấm vào, pha trộn với nước mưa nên nguồn nước ngầm trên các đảo là nguồn nước trung gian, quá trình tích tụ là quá trình động, trong đó ranh giới mặn, nhạt luôn bị biến động do tác động pha trộn của nước biển và nguồn nước tích tụ từ nước mưa. Thái Doãn Hoa, Học*, Viện kỹ thuật quân sự, Nguyễn Huy Phương , Trường ĐH Mỏ Đia chất,

156

Ngoài ra, khả năng thu nhận nước mưa của các đảo phụ thuộc vào các yếu tố: diện tích bề mặt thoáng của các đảo, độ dốc địa hình và hệ số thẩm thấu, bốc hơi của các trầm tích vụn rời trên bề mặt. Điều này ảnh hưởng rất lớn đến chất lượng của nguồn nước ngầm. Nước ngầm trên tất cả các đảo luôn bị nhiễm mặn phụ thuộc vào điều kiện cụ thể của từng đảo nên có độ mặn khác nhau. Qua kết quả phân tích mẫu nước ngầm trên các đảo nổi vùng QĐTS cho thấy: ở một số đảo lớn như Trường Sa lớn, Song Tử Tây, Nam Yết...có nguồn nước nhạt có thể dùng cho sinh hoạt được. Từ những vấn đề trên, chúng ta thấy rằng: do điều kiện hình thành và tồn tại, nước ngầm vùng QĐTS thuộc loại nước không áp, chủ yếu do nước mưa cung cấp, trữ lượng không ổn định, thay đổi theo mùa. Lượng mưa, diễn tích đảo, thành phần thạch học của lớp đất bề mặt, cấu tạo và lịch sử địa chất là những yếu tố cơ bản quyết định đến sự hình thành và điều kiện tồn tại của tầng nước ngầm trên các đảo nổi vùng QĐTS. 3 XÁC LẬP MÔ HÌNH DÒNG NGẦM Trữ lượng, động thái của nước dưới đất chịu ảnh hưởng của nhiều yếu tố và luôn luôn thay đổi. Để mô phỏng sự thay đổi này thì phương pháp mô hình là phương pháp tối ưu nhất tính đến thời điểm hiện tại. Phương pháp này với các tiếp cận tổng hợp giúp chúng ta tính toán trữ lượng, dòng chảy, lan truyền chất ô nhiễm một cách chính xác nhất khi các số liệu đầu vào mô hình được đáp ứng. 3.1. Cơ sở lý thuyết và số liệu lập mô hình Để có cơ sở lựa chọn các thông số, điều kiện biên để lập mô hình dòng ngầm thì điều kiện đầu tiên chúng ta phải quan tâm là cơ sở lý thuyết và số liệu thực tế để từ đó có các lựa chọn hợp lý và phù hợp. 3.1.1. Phương trình chuyển động và phần mềm tính toán •

Phương trình chuyển động của dòng ngầm

Sự biến thiên mực nước dưới đất theo các chiều trong mô hình[4] được mô tả bằng phương trình đạo hàm riêng sau: ∂ ⎛ ∂h ⎞ ∂ ⎛ ∂h ⎞ ∂ ⎛ ∂h ⎞ ∂h ⎜ Txx ⎟ + ⎜⎜ Tyy ⎟⎟ + ⎜ Tzz ⎟ − W = Ss ∂x ⎝ ∂x ⎠ ∂y ⎝ ∂y ⎠ ∂z ⎝ ∂z ⎠ ∂t

(1)

trong đó: - Txx , Tyy , Tzz là các hệ số dẫn nước theo phương x,y và z với chiều z là chiều thẳng đứng; T=Km, m là chiều dầy tầng chứa nước; - h là cốt cao mực nước tại vị trí (xi,yi,zi) ở thời điểm t nào đó. - W là giá trị bổ cập hay thoát của nước nước dưới đất tại vị trí (xi,yi,zi) ở thời điểm t nào đó và W = W(x,y,z,t) là hàm số phụ thuộc thời gian t và không gian (x,y,z) - Ss là hệ số nhả nước. 157

- Ss = Ss(x,y,z), Kxx = Kxx(x,y,z), Kyy = Kyy(x,y,z), Kzz = Kzz(x,y,z) các hàm phụ thuộc vào vị trí không gian x,y,z. Phương trình trên miêu tả mực nước trong điều kiện môi trường không đồng nhất, khi giải phương trình này cùng với các điều kiện biên, điều kiện ban đầu của tầng chứa nước cho phép tính được mực nước, trữ lượng trên toàn bộ mô hình. •

Phương pháp giải và phần mềm tính toán

Để giải phương trình (1), người ta phải tìm hàm số h(x,y,z,t), thoả mãn (1) và thoả mãn các điều kiện biên và điều kiện ban đầu. Sự biến động của giá trị h theo thời gian sẽ xác định bản chất của dòng chảy, từ đó có thể tính được trữ lượng của tầng chứa nước cũng như tính toán các hướng của dòng chảy. Lời giải giải tích xác định các giá trị h(x,y,z,t) của phương trình (1) có được khi xác định được miền nghiên cứu và mô phỏng nó bằng sơ đồ toán học. Trên thực tế, miền thấm có điều kiện rất phức tạp, do đó người ta buộc phải giải bằng phương pháp gần đúng. Một trong các phương pháp giải gần đúng được áp dụng rộng rãi là phương pháp sai phân hữu hạn. Trên cơ sở phương pháp sai phân hữu hạn đã xây dựng các phần mềm tính toán, mà hiện nay phần mềm thông dụng nhất trong tính toán địa chất thủy văn là hệ thống phần mềm mô hình Visual Modflow. Trong bài báo, chúng tôi sử dụng modun MT3DMS là một modun được phát triển chạy trên nền Modflow để tính toán. Đây là một phần mềm có khả năng mô phỏng tốt nhất các quá trình đối lưu, nhiễm bần và dịch chyển vật chất trong nước. •

Các điều kiện biên trong mô hình Có 3 loại điều kiện biên sau đây:

1. Điều kiện biên loại I là điều kiện biên áp lực trên đó được xác định trước (còn gọi là điều kiện biên Dirichlet). 2. Điều kiện biên loại II là điều kiện biên lưu lượng được xác định trước (còn gọi là điều kiện biên Neumann). Trường hợp không có dòng chảy thì lưu lượng được xác định bằng không. 3. Điều kiện biên loại III là điều kiện lưu lượng trên biên phụ thuộc vào sự thay đổi của áp lực (còn gọi là điều kiện biên Cauchy hoặc biên hỗn hợp). 3.1.2. Số liệu lập mô hình dòng ngầm trên đảo Trường Sa lớn Để giải bằng số bài toán xác lập mô hình dòng ngầm của đảo Trường Sa lớn cần phải mô hình hóa bằng số các dữ liệu đầu vào của đảo. Các dữ liệu đầu vào cần phải mô hình hóa bằng số dựa trên các tài liệu thu thập và điều tra khảo sát tháng 4,5/2010 trên đảo Trường Sa lớn. Các tài liệu này bao gồm: - Bản đồ địa hình đảo Trường Sa lớn dạng số hóa; - Bản vẽ thể hiện cột địa tầng và mặt cắt địa chất thủy văn của đảo Trường Sa lớn; - Tài liệu báo cáo về mặt cắt và các thông số địa chất thủy văn được dựa trên các số liệu khoan khảo sát tại 4 hố khoan trên đảo; - Vị trí các hố khoan, giếng nước; 158

- Bản đồ sử dụng đất và bề mặt lát mái trên đảo dạng số hóa; - Bản đồ dạng số hóa vị trí hơn 1500 điểm được phân bố đều trên đảo, chứa dữ liệu về độ cao bề mặt và tạo độ tại mỗi điểm; - Bản đồ dạng số hóa vị trí các điểm chứa thông tin về bề mặt đảo và độ sâu các tầng chứa nước tại các điểm đó (nội suy); - Bảng số liệu excel được trích xuất từ các bản đồ số hóa của các lớp điểm trên đảo thể hiện tọa độ, độ cao, độ sâu các tầng chứa nước bên dưới tại mỗi điểm; - Các bảng số liệu quan trắc mực nước, khí tượng, hải văn ở một số thời điểm trên đảo. Lưới sai phân và bước thời gian chỉnh lý trên mô hình: Bước lưới sai phân được xác lập để tính toán trên mô hình số gồm 46 hàng và 39 cột với mỗi ô có kích thước 17 x 17m, trong đó vùng đảo được chia tiếp nhỏ hơn với bước lưới 2 x 2 m (hình 1). 3.2. Xác lập mô hình dòng ngầm a. Bài toán thuận (ổn định) Bài toán ổn định được giải qua hai bước nhằm kiểm tra các thông số ĐCTV (hệ số thấm và hệ số nhả nước) và các điều kiện trên biên cũng như kiểm tra các lỗi kỹ thuật trong quá trình cập nhật dữ liệu vào mô hình. Bước thứ nhất giải bài toán xác lập mực nước ban đầu của các lớp trên mô hình. Trên thực tế tuy mô hình được phân ra làm 2 lớp chính nhưng do không có lớp cách nước giữa hai lớp nên thực chất hai lớp chỉ có 1 mực nước. Sau khi kết thúc bài toán thuận thì mực nước ban đầu trên mô hình phải được xác lập. Kết quả kiểm tra sơ bộ cho thấy điều kiện biên được xác lập cho mô hình là tương đối phù hợp với điều kiện thực tế của đảo. Kích thước lưới sai phân, bản đồ đẳng đáy các tầng chứa nước được xác lập có tính thực tế cao; lượng bổ cập ban đầu sau chỉnh lý được lấy bằng giá trị từ 0 cho các vùng bị bê tông hoá tới giá trị trung bình bằng 20-25% giá trị lượng mưa là hợp lý.

Hình 1. Bước lưới mô hình 159

Bước thứ hai tiếp tục giải bài toán ổn định với điều kiện mực nước ban đầu là nghiệm của bài toán trước. Trong bước giải này chúng tôi đã kiểm định lại tính chính xác của mô hình qua 3 bước giải, thông qua đó kiểm tra và hiệu chỉnh sơ bộ hệ số thấm K của lớp thấm nước yếu bề mặt và lớp chứa nước trầm tích. Kết quả cuối cùng của bài toán ổn định đã xác lập được bản đồ mực nước ban đầu cho mô hình. Với mực nước mô hình được lập đã thể hiện được tính hợp lý và chính xác của mô hình thông qua sai số mực nước tại các điểm quan trắc (4 điểm) và mực nước tính toán trên mô hình như sau: - Sai số trung bình ME = 0.26m - Sai số tuyệt đối trung bình MAE = 0.12m - Sai số thống kê tiêu chuẩn SEE = 0.15m - Sai số trung bình quân phương RMS = 0.1m - Sai số quân phương tiêu chuẩn = 5.7% Kết quả tính toán của mô hình cũng cho phép chúng ta thành lập được bản đồ thuỷ đẳng cao lớp chứa nước tại thời điểm quan sát (Hình 2). Phân tích bản đồ này cho thấy chúng phù hợp với điều kiện tự nhiên của đảo. Với kết quả này cho phép ta giải bài toán không ổn định để chỉnh lý toàn diện các thông số của mô hình cho phù hợp với điều kiện thực tế. Nhiệm vụ của bài toán tiếp tục chỉnh lý trường thấm (hệ số thấm và nhả nước) và giá trị các điều kiện biên của mô hình theo các bước thời gian đã được xác lập. Kiểm định tính hợp lý và mức độ chính xác kết quả tính toán trên mô hình so với mực nước thực tế đo được tại các giếng khoan. Từ đó kiểm tra độ nhạy, độ xác thực của các điều kiện áp lực, hệ số dẫn trên hệ thống biên. Trong đó việc chỉnh lý các thông số ĐCTV gồm hệ số thấm và hệ số nhả nước của đất đá được chỉnh theo không gian; Lượng bổ cập, và khả năng tiếp nhận của hệ thống các tầng chứa nước chỉnh lý theo cả không gian và thời gian thấm; Chỉnh lý hệ số thấm xuyên của các lớp thấm nước yếu trên mô hình theo không gian; Kiểm định tính tương thích các dữ liệu đầu vào theo không gian và thời gian cập nhật trong mô hình. Bước thời gian chỉnh lý được chia đến ngày tương ứng với khoảng thời gian 10 ngày, tổng cộng chỉnh lý 10 bước.

Hình 2. Sơ đồ thuỷ đẳng cao lớp chứa nước trầm tích trên đảo ( kết quả giải bài toán ổn định) 160

b. Bài toán ngược (chỉnh lý không ổn định) Kết quả chỉnh lý theo các phương án trên cho thấy mực nước mô hình trong khu động thái tự nhiên dao động theo phụ thuộc chủ yếu vào các nhân tố khí tượng và hải văn. Bức tranh động thái toàn đảo cho thấy các lớp chứa nước có mực nước phân bố đều và phụ thuộc vào nguồn cấp chủ yếu là nước mưa và mực nước có chịu ảnh hưởng bởi nước biển. Thoát chủ yếu do bốc hơi, một phần thoát ra biển và khai thác. Kết quả kiểm định sau các bước chỉnh lý trên cho thấy độ lệch giữa mực nước tính toán trên mô hình và mực nước tại các điểm quan trắc đã đạt sai số cho phép. Sự chính xác của mô hình được phản ảnh qua tính toán sai số mực nước tại các điểm quan sát với mực nước trên mô hình theo từng bước thời gian. -

Sai số trung bình ME = 0.10m

Sai số tuyệt đối trung bình MAE = 0.12m

Sai số thống kê tiêu chuẩn SEE = 0.10m

Sai số trung bình quân phương RMS = 0.10m

Sai số quân phương tiêu chuẩn = 3.2%

Kết quả chỉnh lý theo các bước thời gian được thể hiện trong các hình dưới đây (các hình 3-8)

Hình 3. Bản đồ thuỷ đẳng cao lớp chứa

Hình 4. Bản đồ thuỷ đẳng cao lớp chứa

nước trầm tích san hô bước thời gian 1

nước trầm tích san hô bước thời gian 5

ngày ( kết quả giải bài toán không ổn định)

161

Hình 5. Bản đồ thuỷ đẳng cao lớp chứa

Hình 6. Bản đồ thuỷ đẳng cao lớp chứa

nước trầm tích san hô bước thời gian 10

nước trầm tích đá vôi bước thời gian 1

ngày ( kết quả giải bài toán không ổn định)

ngày( kết quả giải bài toán không ổn định)

Hình 7. Bản đồ thuỷ đẳng cao lớp chứa

Hình 8. Bản đồ thuỷ đẳng cao lớp chứa

nước trầm tích đá vôi bước thời gian 5

nước trầm tích đá vôi bước thời gian 10

ngày( kết quả giải bài toán không ổn định)

4 TÍNH TOÁN VÀ DỰ BÁO DIỄN BIẾN TRỮ LƯỢNG NƯỚC DƯỚI ĐẤT TRÊN ĐẢO TRƯỜNG SA LỚN Để tính toán trữ lượng tiềm năng chúng ta dựa trên tính toán cân bằng nước. Biểu thức cân bằng nước dưới đất được mô hình hoá [4,5] thường được biểu diễn bởi hiệu số giữa lượng nước chảy đến, chảy đi và sự thay đổi của trữ lượng tĩnh:

162

Qđến− Qđi + W∆x 2 − W * ∆x 2 = µ .

∆H .∆x 2 ∆t

(2)

Trong phương trình trên Qđên, Qđi - lưu lượng chảy đến và chảy đi tham gia vào cân bằng nước theo phương ngang. W, W* - Cường độ cung cấp và thoát theo phương thẳng đứng của nước ngầm ∆x2- Diện tích của phân tố nghiên cứu cân bằng µ- Hệ số nhả nước (khi mực nước ngầm hạ thấp), hay hệ số thiếu hụt bão hòa (khi mực nước ngầm dâng cao) ∆H- Biên độ dao động mực nước sau thời gian ∆t Những thành phần ở bên trái công thức (2) biểu thị động lực làm thay đổi động thái nước ngầm hay những thành phần tham gia vào cân bằng nước ngầm. Phần bên phải biểu thị sự thay đổi của động thái. Khi tính toán cân bằng, dòng ngầm được nghiên cứu trong một phạm vi nhất định và trong điều kiện cụ thể. Phần chảy đến và chảy đi của cân bằng có liên quan trực tiếp với sự bổ sung và giảm của nước trên mặt và trong đới thông khí. Khu cân bằng nước ngầm được giới hạn từ phía bên bởi các mặt giả định, phía dưới bởi mặt của lớp cách nước thứ nhất, phía trên bởi bề mặt thoáng tự nhiên. Sự thay đổi trữ lượng tĩnh nước ngầm trong khoảng thời gian ∆t, tức là µ∆H tính theo phương trình sau µ∆H = 1000.

Qđến− Qđi .∆t + W∆t ω

(3)

Sử dụng phần mềm MT3DMS, các số liệu đầu vào của đảo Trường Sa lớn đã được mô hình hóa bằng số và mô hình tính đối với dòng ngầm của đảo Trường Sa lớn đã được xác lập ở trên, đã tiến hành tính toán trữ lượng và chất lượng của nước dưới đất trên đảo, trong đó kéo dài thời gian so với thời gian chỉnh lý đến 90 ngày. Các số liệu đầu vào của mô hình (mực nước, điều kiện biên, hệ số thấm, nhả nước, nồng độ ban đầu trên biên trên toàn diện tích đảo....) được giữ nguyên như với kết quả chỉnh lý của bài toán nghịch và được kéo dài tương ứng với khoảng thời gian dự báo. Với lập luận và cơ sở tính toán như đã nêu ở trên, đã sử dụng modul zone buget để tính toán cân bằng nước (trữ lượng tiềm năng). Kết quả tính toán trữ lượng sau 90 ngày cho kết quả thể hiện trong bảng 1 sau:

163

Bảng1. Bảng trữ lượng tiềm năng

STT

Bước thời gian

Trữ lượng tiềm năng(m3/ng)

355

349

341

337

334

330

333

332

Ghi chú

Trữ lượng nước tính toán trong bảng là loại nước nhạt có độ tổng khoáng < 1g/l

5 KẾT LUẬN: 1. Mô hình dòng chảy nước dưới đất đảo Trường Sa lớn được xây dựng trên cơ sở các tài liệu thu thập về địa chất, địa chất thuỷ văn và tài liệu thấm, mưa, bốc hơi. Tuy có hạn chế của tài liệu nhưng đã phần nào giúp nhóm chuyên gia phân loại và mô phỏng được mô hình dòng gồm 3 lớp với lớp 1 tương ứng với lớp bề mặt lát mái của đảo, lớp hai tương tứng với lớp trầm tích bở rời gồm các hạt sạn và mảnh vụn san hô, lớp 3 tương ứng với lớp trầm tích đá vôi nứt nẻ. Bước lưới chung của mô hình là 17 x 17m, bước lưới trong phần diện tích của đảo hiện tại và phần đảo mở rộng là 2 x 2m. Thời gian chỉnh lý mô hình trong 10 ngày với mỗi ngày tương ứng với 1 bước của mô hình. 2. Bài toán chỉnh lý mô hình được thực hiện qua hai giai đoạn, giai đoạn chỉnh lý ổn đinh và không ổn định. Kết quả chỉnh lý giai đoạn ổn định đã khôi phục lại được mực nước thực tế trên đảo (độ chính xác nằm trong giới hạn cho phép). Kết quả chỉnh lý giai đoạn không ổn định đã lập lại được mực nước biến đổi trong thời gian 10 ngày và các kết quả kiểm tra cho thấy sai số của các bước chỉnh lý rất nhỏ (0.1-0.2m). 3. Kết quả tính toán đã dự báo được quy luật biến đổi của mực nước ngầm với độ chính xác cao và khẳng định được tiềm năng của nước ngầm khu vực đảo Trường Sa lớn là cơ sở phục vụ cho công tác khai thác nước ngầm trên đảo.

164

TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Thái Doãn Hoa Điều tra khảo sát về môi trường nước và rác thải hữu cơ trên các đảo nổi thuộc Quần đảo Trường Sa. Báo cáo khoa học, dự án ĐTB 11.3 (2011), Viện Kỹ thuật CTĐB, Học viện KTQS. 2. E.A.Dansberg Phương pháp thống kê dự báo động thái tự nhiên của nước ngầm.L. “Nhedr”. Năm 1976. 92 trang 3. A.A. Konopliansev, X.M.Xemenov Nghiên cứu dự báo và lập bản đồ động thái nước dưới đất. M. “Nhedr”. Năm 1979. Trang 1-136 4. V.M.Sextakov Động lực học nước dưới đất. M. “ Maxkovxki Unhiverxitret”. Năm 1979. Trang 144-163 5. Michael G. Mc Donald and Arlen W. Harbaugh A modular three-dimensional finite difference ground water flow model, 1988.

165

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

ĐỀ XUẤT SỬ DỤNG HỆ TỌA ĐỘ QUỐC GIA VN-2000 MÚI 1º TRONG XÂY DỰNG Ngô Văn Hợi* TÓM TẮT: Từ năm 2001 Việt Nam đã chính thức thay đổi hệ tọa độ (HTĐ) quốc gia từ HTĐ HN-72 chuyển sang dung HTĐ VN-2000. Không thể phủ nhận các ưu điểm của HTĐ VN-2000 về nhiều mặt nhưng sử dụng HTĐ VN-2000 cũng gây nhưng phiền phức nhất định trong lĩnh vực xây dựng. Bài viêt cung cấp một số vấn đề cơ bản nhất về HTĐ quốc gia, những bất cập khi sử dụng HTĐ quốc gia VN2000 trong xây dựng và đề xuất sử dụng múi chiếu 1º để loại bỏ các bất cập nói trên. TỪ KHÓA: Hệ tọa độ, Biến dạng của tỷ lệ, Hệ số biến dạng chiều dài

1. CÁCH XÁC LẬP HỆ TỌA ĐỘ QUỐC GIA HTĐ quốc gia của các nước được xác lập để quản lý bề mặt lãnh thổ quốc gia và giải quyết nhiều nhiệm vụ kinh tế kỹ thuật quan trọng của đất nước. Để hiểu và sử dụng tốt HTĐ quốc gia trước hết phải tìm hiếu xem nó được xác lập như thế nào và nó có những tính chất gì. HTĐ quốc gia của các nước trên thế giới hiện nay đều được xác lập dựa trên phép chiếu hình trụ ngang đông góc (phép chiếu Gauss hoặc phép chiêu Universal Transverse Mercator (UTM). Trong đó tập hợp toạ độ phẳng (x,y) của các điểm trên mặt đất là ánh xạ đơn trị của tập hợp toạ độ Trắc địa (B,L) của các điểm này:

x = f1 (B, L ) , y = f 2 (B, L)

(1)

Thỏa mãn điều kiện Cosi-Ricman (Cauchy – Richman)

∂x M ∂y , = ∂B NCosB ∂L

∂y M ∂x = ∂B NCosB ∂L

(2)

Trong đó: x, y: Tọa độ phẳng của các điểm, B, L: Tọa độ Trắc địa của các điểm M, N: Bán kính cung kinh tuyến và vòng thẳng đứng thứ nhất của Elipxoid tại điểm có độ vĩ Trắc địa B Nếu ký hiệu kích thước của các đối tượng trên bản đồ (hoặc bản vẽ sử dụng tọa độ quốc gia) lần lượt là D và DG ta sẽ có công thức sau

D = K*DG

(3)

Ngô Văn Hợi, Viện KHCN Xây dựng, ngohoipvcis@gmail.com, 0913.569.595

166

K = K0 +

(YTB − 500km )2

(4)

2R 2 Thay (2) vào (1) ta được D = (K 0 +

(YTB − 500 km )2 ) D 2R 2

(5)

Trong đó:

K – Hệ số tỷ lệ của Hệ tọa độ (YTB – 500km) – Khoảng cách trung bình từ mặt bằng dự án đến kinh tuyến trục R – Bán kính trái đất Ko – Hệ số tỷ lệ tại kinh tuyến trục, thực chất là tỷ số giữa đường kính hình trụ ngang trên đường kính trái đất. Giá tri Ko được chọn cho từng Hệ tọa độ sẽ đước đề cập cụ thể trong phần tiếp theo. 2 CÁC HTĐ ĐÃ SỬ DỤNG TỪ TRƯỚC ĐẾN NAY 2.1. Hệ tọa độ HN-72 Đây là HTĐ quốc gia được công bố ở Hà Nội vào năm 1972 nên được gọi là HN-72. Hệ tọa độ này sử dụng phép chiếu Gauss và Ellipxoid Kraxovxki. Đây là Ellipxoid có kích thước do nhà bác học người Nga Kraxovski xác định dựa trên các kết quả đo đạc trên mặt đất thực hiện chủ yếu trên lãnh thổ của Liên Xô cũ. Các tham số chủ yếu của Ellipxoid Kraxovski như sau -

Tên gọi: Năm xác định: Phương pháp xác định: Bán trục lớn (m): Độ dẹt:

Ellipxoid Kraxovski 1940 Dựa vào các kết quả đo trên mặt đất 6378245 1/298.3

2.2. Hệ tọa độ VN-2000 Theo quyết định số 83/2000/QĐ-TTg ngày 12-7-2000 của Thủ tướng chính phủ về việ áp dụng Hệ qui chiếu và Hệ tọa độ quốc gia VN-2000 (gọi tắt là Hệ tọa độ VN-2000). Đây là HTĐ phẳng được thiết lập trên cơ sở phép chiếu hình trụ ngang đồng góc UTM (Universal Transverse Mecator) và Ellipxoid WGS-84 với các tham số chủ yếu dưới đây: -

Tên gọi: Năm xác định: Phương pháp xác định: Bán trục lớn (m): Độ dẹt:

Ellipxoid toàn cầu WGS-84 1984 Dựa vào các kết quả đo đạc từ vệ tinh 6378137 1/298.2

Ellipxoid WGS-84 được định vị phù hợp với lãnh thổ Việt Nam trên cơ sở sử dụng điểm GPS cạnh dài có độ cao thuỷ chuẩn phân bố đều trên toàn lãnh thổ.

167

3 BIẾN DẠNG CỦA CÁC YẾU TỐ TRÊN MẶT ĐẤT TRONG CÁC HTĐ Từ các công thức (3), (4), (5) chúng ta thấy khi sử dụng HTĐ quốc gia chiều dài của các chi tiết trên mặt đất có thể bị biến dạng. Dưới đây chúng ta sẽ xem xét qui luật biến dạng của chúng trong các HTĐ khác nhau. 3.1 Biến dạng trong HTĐ HN-72 Trong HTĐ HN-72 giá trị Ko =1 (đường kính hình trụ bằng đường kính trái đất). Thay giá trị này vào công thức (3) ta có D = (1 +

(YTB − 500 km )2 ) D 2R 2

(6)

Biến dạng chiều dài của các yếu tố trên mặt đất trong HTĐ HN-72 sẽ là ⎡⎛ Y − 500km ⎞⎤ ∆D = ⎢⎜ TB ⎟⎥ D 2R 2 ⎠⎦ ⎣⎝

(6’)

Dễ dàng thấy rằng trong HTĐ HN-72 chỉ có các chi tiết nằm trên kinh tuyến trục là không bị biến dạng còn lại tất cả các chi tiết nằm ngoài kinh tuyến trục đều bị biến dạng về chiều dài trong đó giá trị biến dạng phụ thuộc và tọa độ Y (E) của chúng. Giá trị biến dạng cho một ki lô mét tại các khu vực có giá trị tọa độ Y khác nhau được cho trong bảng 1 sau đây: Bảng 1. Giá trị biến dạng ∆D theo Y trong HTĐ HN-72 ∆D

YTB

∆D

Trung tâm

YTB (Km)

460

1.000020

0.020

500

1.000000

0.000

465

1.000015

0.015

505

1.000000

0.000

470

1.000011

0.011

510

1.000001

0.001

475

1.000008

0.008

515

1.000003

0.003

480

1.000005

0.005

520

1.000005

0.005

485

1.000003

0.003

525

1.000008

0.008

490

1.000001

0.001

530

1.000011

0.011

495

1.000000

0.000

535

1.000015

0.015

(m)

(Km)

(m)

Như vậy trong HTĐ HN-72 có một giải rộng tới 70km xung quanh kinh tuyến trục (35 km về mỗi bên) giá trị biến dạng không vượt quá ±15mm trên 1 km, sau đó giá trị biến dạng tăng

168

rất nhanh và đạt tới 1400mm tại rìa múi chiếu 6º. Phân bố biến dạng trong HTĐ HN-72 trong vùng múi chiếu 6º được thể hiện trên hình 2. Vùng múi chiếu 6º 15<∆D<1400

Vùng múi chieu 6º -400<∆D<-17

15<∆D<1400 ∆D<15mm

-17<∆D<17 17<∆D<400

Hình 2. Phân bố biến dạng trong HTĐ HN-72 (a) và VN-2000 (b) 3.2 Biến dạng trong HTĐ VN-2000 a. VN-2000 múi 6º Trong HTĐ VN-2000 múi 6º Ko=0.9996. Thay giá trị Ko vào công thức (3) ta có 2 ( YTB − 500 km ) D = [0.9996 + ]D

2R 2

(7)

Biến dạng chiều dài của các yếu tố trên mặt đất trong VN-2000 múi 6º sẽ là ∆D = [ −0.0004 +

(YTB − 500km )2 ]D

2R 2

(7’)

Giá trị biến dạng của các đối tượng trên mặt đất trong HTĐ VN-2000 múi 6º theo Y được trình bày trong bảng 2 Bảng 2. Giá trị biến dạng ∆D theo Y trong HTĐ VN-2000 (múi chiếu 6º,Ko=0.9996) ∆D

YTB

YTB (Km)

324

0.999982

-0.018

676

0.999982

-0.018

322

0.999990

-0.010

678

0.999990

-0.010

320

0.999999

-0.001

680

0.999999

-0.001

318

1.000008

0.008

682

1.000008

0.008

316

1.000017

0.017

684

1.000017

0.017

(m)

169

(Km)

∆D

(m)

Phân bố biến dang trong múi chiếu 6º của HTĐ VN-2000 được trình bày trong hình 2b.

VN-2000 múi 3º

Trong HTĐ VN-2000 múi 3º Ko=0.9999. Thay giá trị Ko vào công thức (3) ta có D = [0.9999 +

(YTB − 500 km )2 ]D

(8)

2R 2

Biến dạng chiều dài của các yếu tố trên mặt đất trong VN-2000 múi 3º sẽ là [ −0.0001 +

(YTB − 500 km )2 ]D

2R2

(8’)

Giá trị biến dạng của các đối tượng trên mặt đất trong HTĐ VN-2000 múi 3º theo Y được trình bày trong bảng 3 Bảng 3. Giá trị biến dạng ∆D theo Y trong HTĐ VN-2000 (múi chiếu 3º,Ko=0.9999) ∆D

YTB

∆D

YTB (Km)

402

1.000018

0.018

582

0.999983

-0.017

404

1.000014

0.014

584

0.999987

-0.013

406

1.000009

0.009

586

0.999991

-0.009

408

1.000004

0.004

588

0.999995

-0.005

410

1.000000

0.000

590

1.000000

0.000

412

0.999995

-0.005

592

1.000004

0.004

414

0.999991

-0.009

594

1.000009

0.009

416

0.999987

-0.013

596

1.000014

0.014

418

0.999983

-0.017

598

1.000018

0.018

(m)

(Km)

(m)

Qua việc phân tích biến dạng của các yếu tố trên mặt đất trong các HTĐ khác nhau chúng ta thấy: - HTĐ HN-72 có một dải với chiều rông lên tới 70km (35 km từ kinh tuyến trục về mỗi phía) trong đó biến dạng của HTĐ<17mm tức là có thể sử dụng phục vụ thi công xây lắp các công trình . Ngoài phạm vi này giá trị biến dạng tăng rất nhanh và đạt tới 1400mm ở rìa múi chiếu - Trong HTĐ VN-2000 múi 6º bề rộng của dải đất có biến dạng <17mm chỉ là 8km (4km từ diểm giao cắt giữa mặt hình trụ và trái đất về phía Tây và phía Đông). Biến dạng cực đại xảy ra tại kinh tuyến trục và 2 rìa múi chiếu với giá trị tuyệt đối là 400mm - Trong HTĐ VN-2000 múi 3º bề rộng của dải đất có biến dạng <17mm là 16km (8km từ diểm giao cắt giữa mặt hình trụ và trái đất về phía Tây và phía Đông). biến dạng cực đại xảy ra tại kinh tuyến trục và 2 rìa múi chiếu với giá trị tuyệt đối là 100mm

170

Như vậy trên quan điểm của người làm công tác Trắc địa Công trình đánh giá 2 HTĐ HN-72 và VN-2000 thì HTĐ HN-72 có thể được coi là ưu việt hơn vì có tới 67% diện tích của múi chiếu có giá trị biến dạng nhỏ hơn 15-17mm tức là đủ để phục vụ thi công xây lắp các công trình dân dụng và công nghiệp trong khi đó tỷ lệ này là 8% đối với VN-2000 múi 6º và 16% đối với VN2000 múi 3º. Biến dạng trong HTĐ VN-2000 tuy nhỏ hơn về giá trị tuyệt đối nhưng vùng có thể coi là không biến dạng lại rất hẹp. Để phục vụ mục đích quản lý đất đai Tổng cục Địa chính thuộc Bộ Tài nguyên và Môi trường đã ban hành Thông tư 973/2001/TT-TCĐC ngày 20-6-2001 của Tổng cục Địa chính hướng dẫn áp dụng Hệ qui chiếu và HTĐ quốc gia VN-2000 trong đó có qui định kinh tuyến trục cho tất cả các tỉnh, thành phố trong cả nước để có được sự phù hợp tốt nhất gữa kích thước của các đối tượng trên mặt đất và trên bản vẽ và Thông tư này cũng được áp dụng khi thực hiện công tác khảo sát các công trình xây dựng trong cả nước. Dễ dàng thấy rằnng khi sử dung HTĐ VN-2000 để khảo sát xây dựng đa số các công trình xây dựng rơi vào các khu vực có biến dạng lớn không đáp ứng yêu cầu độ chính xác của công tác bố trí công trình dưới đây là một vài ví dụ Giá trị biến dạng do HTĐ trên một số dự án trong cả nước

Tên dự án

Vị trí

Kinh tuyến trục theo TT-973

Giá trị toạ độ Y

Giá trị biến dạng trên 1 km

(Km)

(mm)

Nhiệt điện Thái bình 2

Thái Bình

105º30’

612

Nhiệt điện Mông Dương

Quảng Ninh

107º45’

456

Khu công nghệ cao Hòa Lac Hà Nôi

105º00’

555

Thủy điện Sơn La

Sơn La

104º00’

398

100

Nhiệt điện Quảng Trạch

Quảng Bình

106º00’

554

TTĐL Long Phú

Sóc Trăng

105º30’

572

Tại tiểu mục d mục 1, phần II: ”Phân mảnh và đặt phiên hiệu mảnh bản đồ” của Thông tư 973 nói trên có qui định: Hệ thống bản đồ địa hình tỷ lệ lớn phục vụ mục đích đo đạc công trình hoặc các mục đích chuyên dụng khác có thể sử dụng múi chiếu hẹp hơn có kinh tuyến trục phù hợp với khu vực. Tuy nhiên do không có hướng dẫn cụ thể và tâm lý sợ trách nhiệm của các chủ dự án cũng như của bản thân người làm công tác khảo sát dẫn đến việc sử dụng kinh tuyến trục một cách không hợp lý gây rất nhiều vấn đề phức tạp cho quá trình thi công xây lắp công trình.

171

4 ĐỀ XUẤT SỬ DỤNG MÚI CHIẾU 1º CHO CÔNG TÁC KHẢO SÁT XÂY DỰNG Trên cơ sở hướng dẫn của thông tư 973/TT-TCĐC ngày 20-6-2001 của Tổng cục Địa chính chúng tôi đề xuất sử dụng HTĐ VN-2000 múi chiếu 1º với hệ số biến dạng chiều dài tại kinh tuyến trục Ko=0.999984 phục vụ cho công tác khảo sát xây dựng. Với Ko có giá trị như trên biến dạng trong múi chiếu được tính trong bảng sau Bảng 4. Giá trị biến dạng ∆D theo Y trong HTĐ VN-2000 (múi chiếu 1º,Ko=0.999984) ∆D

YTB

YTB (Km)

450

1.000015

0.015

505

0.999984

-0.016

455

1.000009

0.009

510

0.999985

-0.015

460

1.000004

0.004

515

0.999987

-0.013

465

0.999999

-0.001

520

0.999989

-0.011

470

0.999995

-0.005

525

0.999992

-0.008

475

0.999992

-0.008

530

0.999995

-0.005

480

0.999989

-0.011

535

0.999999

-0.001

485

0.999987

-0.013

540

1.000004

0.004

490

0.999985

-0.015

545

1.000009

0.009

495

0.999984

-0.016

550

1.000015

0.015

500

0.999984

-0.016

555

1.000021

0.021

(m)

(Km)

∆D

(m)

Các số liệu trong bảng này cho thấy với Ko=0.999984 toàn bộ bề mặt múi chiếu 1 đều có biến dạng nhỏ hơn 16mm đáp ứng khá tốt độ chính xác của các công tác bô trí công trình. Sử dụng múi chiếu 1º sẽ có những ưu điểm sau: - Toàn bộ bề mặt quốc gia sẽ được phân thành các múi chiếu với kinh tuyến trục là các kinh tuyến chẵn độ (102º, 103º, 104º,…. 108º) rất tiện cho việc sử dụng, quản lý theo dõi và chuyển đổi. - Giá trị biến dạng trên toàn bộ múi chiếu không vượt quá 16 mm trên toàn bộ lãnh thổ đáp ứng khá tốt công tác bố trí công trình. Để triển khai HTĐ VN-2000 múi chiếu 1º vào thực tế cần thực hiện các bước sau: Bước 1. Xây dựng một bộ chương trình máy tính để thực hiện chuyển đổi toạ độ VN-2000 từ múi 6º hoặc 3º sang múi 1º; 172

Bước 2. Xây dựng và ban hành một Tiêu chuẩn quốc gia về HTĐ dùng trong xây dựng; Bước 3. Tổ chức hội thảo, biên soạn tài liệu hướng dẫn và tổ chức tập huấn về HTĐ quốc gia múi chiếu 1º dùng trong xây dựng. Trong ba bước nói trên bước đầu tiên là công tác kỹ thuật thuần túy mà các chuyên gia của Viện KHCN Xây dựng kết hợp với một vài chuyên gia của Trường Đại học Mỏ địa chất, và Tổng cục Địa chính thuộc Bộ Tài nguyên và Môi trường là có thể thực hiện đươc một cách nhanh chóng. Bước 2 là thủ tục về quản lý nhà nước cần có sự ủng hộ của Bộ Xây dựng còn bước 3 là bước tổ chức thực hiện. Tóm lại cả ba bước đều không quá phức tạp và hoàn toàn khả thi. 5 KẾT LUẬN - Hệ tọa độ quốc gia VN-2000 múi 3º và hệ thống kinh tuyến trục công bố trong phần phụ lục của thông tư 973/TT-TCĐC ngày 20-6-2001 của Tổng cục Địa chính hướng dẫn sử dụng Hệ qui chiếu và HTĐ quốc gia VN-2000 chỉ có thể sử dụng cho công tác quản lý đất đai chứ không hoàn toàn thích hợp cho công tác khảo sát, thiết kế và thi công xây lắp các công trình vì giá trị biến dạng của nó khá lớn. - Sử dụng HTĐ VN-2000 múi 1º có thể làm cho giá trị biến dạng của HTĐ trên toàn lãnh thổ quốc gia đồng đều và không vượt quá ±16 mm/1 km đáp ứng khá tốt yêu cầu độ chính xác của công tác khảo sát, thiết kế và thi công xây lắp công trình. - Việc triển khai HTĐ quốc gia VN-2000 múi 1º khá đơn giản, hoàn toàn khả thi và có thể thực hiện được trong phạm vi 2-3 năm và không đòi hỏi nhiều kinh phí để thực hiện.

TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. TCVNXDVN 309:2004 “Công tác Trắc địa trong xây dựng – Các yêu cầu chung” 2. Thông tư 973/TT-TCĐC ngày 20-6-2001 của Tổng cục Địa chính hướng dẫn sử dụng Hệ qui chiếu và HTĐ quốc gia VN-2000 3. Phan Văn Hiến, Ngô Văn Hợi … Trắc địa Công trình, Nhà xuất bản Giao thông vận tải, Hà Nội, 1999. 4. Đặn Nam Chinh, Đỗ Ngọc Đường Định vị vệ tinh, NXB Khoa học kỹ thuật, Hà nội, 2012 5. About.com Geography - Mecator Projection.

173

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

KHẢO SÁT PHƯƠNG PHÁP XỬ LÝ LƯỚI KHỐNG CHẾ CƠ SỞ TRONG QUAN TRẮC CHUYỂN DỊCH NGANG CÔNG TRÌNH Hoàng Thị Minh Hương*, Nguyễn Thị Kim Thanh, Nguyễn Văn Linh TÓM TẮT: Nhiệm vụ quan trọng của công tác xử lý số liệu lưới khống chế cơ sở trong quan trắc biến dạng công trình nói chung cũng như trong quan trắc chuyển dịch ngang công trình là thông qua bình sai lưới, tìm ra các mốc ổn định và hiệu chỉnh lượng chuyển dịch vào các mốc kém ổn định (nếu có) tại thời điểm xử lý lưới. Báo cáo trình bày các kết quả khảo sát phương pháp bình sai lưới tự do theo mô hình bình sai gián tiếp kèm điều kiện, là phương pháp được sử dụng phổ biến ở nước ta để phân tích độ ổn định các mốc khống chế cơ sở trong quan trắc biến dạng công trình. Trên cơ sở đó, rút ra các kết luận và kiến nghị cần thiết. TỪ KHÓA: Lưới khống chế, chuyển dịch ngang, phương pháp xử lý, quan trắc.

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Trên thế giới đã có một số phương pháp phân tích độ ổn định các mốc lưới cơ sở quan trắc chuyển dịch ngang công trình được nghiên cứu và công bố [3,4]. Tuy nhiên, các công bố này chỉ dừng lại ở mức độ nghiên cứu lý thuyết mà chưa có những kiểm chứng xác đáng để đánh giá hiệu quả của các phương pháp. Ở nước ta, phương pháp bình sai lưới tự do dựa trên mô hình bài toán bình sai gián tiếp kèm điều kiện với một quy trình tính toán phù hợp đã và đang được sử dụng rộng rãi trong nghiên cứu biến dạng công trình. Tuy nhiên, trong quá trình khai thác sử dụng, chúng tôi nhận thấy bên cạnh những tiện ích và hiệu quả mà phương pháp này đem lại, vẫn có những mặt hạn chế cần phải được tiếp tục nghiên cứu. Để làm sáng tỏ vấn đề trên, chúng tôi đã tiến hành thực nghiệm ứng dụng phương pháp bình sai lưới tự do (theo mô hình bình sai gián tiếp kèm điều kiện) để phân tích độ ổn định các mốc lưới cơ sở quan trắc chuyển dịch ngang công trình cho một số dạng sơ đồ lưới. Để trình bày vấn đề một cách hệ thống, trước hết xin được tóm tắt các bước của thuật toán bình sai này. 2 THUẬT TOÁN VÀ QUY TRÌNH XỬ LÝ LƯỚI KHỐNG CHẾ CƠ SỞ 2.1. Thuật toán Giả sử một mạng lưới trắc địa được bình sai theo phương pháp gián tiếp. Hệ phương trình số hiệu chỉnh viết dưới dạng ma trận: V=AX+L

(1)

Theo nguyên lý số bình phương nhỏ nhất, từ (1) lập được hệ phương trình chuẩn: RX+b=0 *

(2)

Hoàng Thị Minh Hương, Đại học Mỏ-Địa chất Hà Nội, huong.tdct@gmail.com, +84 988750466

174

Với lưới trắc địa tự do, ma trận chuẩn R suy biến. Vì thế, hệ (2) không giải được theo phương pháp thông thường. Để giải được, cần đưa thêm vào (2) một hệ điều kiện bổ sung: CTX=0

(3)

với số phương trình điều kiện bổ sung bằng số khuyết còn thiếu d của mạng lưới. Khi đó, sẽ tính được ma trận giả nghịch đảo:

R ~ = ( R + CCT ) −1 − TT T

(4)

Trong đó, T=B(CTB)-1 là ma trận trung gian; B là ma trận chuyển đổi toạ độ Helmert [5]. ~ Từ đây, sử dụng ma trận giả nghịch đảo R để bình sai và đánh giá độ chính xác như trong bình sai gián tiếp thông thường.

2.2. Quy trình Ứng dụng thuật toán trên, quy trình xử lý kết hợp phân tích độ ổn định các mốc lưới khống chế cơ sở được triển khai như sau [2]: a- Chọn ẩn số: ẩn số được chọn là tọa độ bình sai của tất cả các điểm cơ sở. b- Chọn toạ độ gần đúng: Toạ độ gần đúng được chọn là toạ độ đã bình sai của các điểm cơ sở trong chu kỳ trước đó (Với cách lựa chọn này, số hiệu chỉnh vào toạ độ gần đúng của các điểm cũng chính là độ chuyển dịch các thành phần toạ độ của các mốc cơ sở). c- Thành lập hệ phương trình số hiệu chỉnh trị đo theo (1). d- Thành lập hệ phương trình chuẩn thường theo (2). e- Chọn điều kiện bổ sung theo (3), trong đó, ma trận C có dạng:

C = (C1 C 2 ... C N ) T

(5)

Việc lựa chọn ma trân C là một quá trình lặp. Trong lần tính lặp đầu tiên, chọn: ⎡1 Ci = ⎢ ⎣0

0 1

yi ⎤ (nếu lưới có đo cạnh) − xi ⎥⎦

(6)

đối với tất cả các điểm khống chế cơ sở. Trong các lần tính lặp sau (nếu có), chọn:

⎡0 0 0 ⎤ Ci = ⎢ ⎥ ⎣0 0 0 ⎦

(7)

đối với điểm có dấu hiệu kém ổn định nhất. Trong các công thức trên, N là số điểm khống chế cơ sở; x i , y i là toạ độ của điểm cơ sở thứ i. f- Tính nghiệm theo công thức:

X = (δx 1 δy1 ... δx N δy N ) T = −(R + CC T ) −1 b g- Phân tích độ ổn định các mốc theo điều kiện: 175

(8)

δx i2 + δy i2 ≤ ∆ ?

(9)

trong đó: ∆ là giá trị giới hạn về sự ổn định của các mốc cơ sở. Quá trình tính lặp kết thúc khi ứng với các C i ≠ 0 được chọn, điều kiện (11) đều được thoả mãn. h- Bình sai và đánh giá độ chính xác các yếu tố của lưới. Quy trình trên được mô tả tóm tắt theo sơ đồ dưới đây: Lập hệ V=AX+L Lập hệ RX+b=0 Lập điều kiện CTX=0 Tính nghiệm X=-(R+CCT)-1b

δx i2 + δy i2 ≤ ∆ ?

Chọn lại Ci Sai

Đúng

Bình sai, đánh giá độ chính xác Hình 1. Quy trình phân tích độ ổn định các mốc khống chế cơ sở 3 TÍNH TOÁN THỰC NGHIỆM

Để kiểm chứng xem các thuật toán và quy trình tính toán trên có thực sự hiệu quả hay không, chúng tôi đã tiến hành một số thực nghiệm sau đây. 3.1. Mô tả thực nghiệm

Như đã biết, chuyển dịch của các mốc cơ sở giữa các chu kỳ quan trắc được sinh ra bởi 2 nguyên nhân chủ yếu: - Thứ nhất, do chuyển dịch cơ học của các mốc. - Thứ hai, do có sai số trong đo đạc lưới khống chế. Để loại bỏ sai số trong đo đạc lưới khống chế nhằm đảm bảo tính khách quan của các kết quả nghiên cứu, chúng tôi tiến hành khảo sát thực nghiệm trên các mô hình chuyển dịch thực với những "trị đo” thực, không có sai số. Cũng cần phải nói thêm rằng, với các trị đo thực sẽ không cần phải bình sai. Song lại cần phải thông qua thuật toán bình sai để phát hiện những mốc cơ sở không ổn định (nếu có). Chúng tôi đã thực nghiệm trên 2 đồ hình khác nhau của lưới khống chế: - Đồ hình 1:

lưới khống chế cơ sở 6 mốc (số mốc chẵn).

- Đồ hình 2:

lưới khống chế cơ sở 7 mốc (số mốc lẻ). 176

Khi thực nghiệm đã lấy giá trị giới hạn về sự ổn định của các mốc khống chế cơ sở là ∆=3,0mm. Với tiêu chuẩn ổn định này, cần tạo ra chuyển dịch thực của các mốc tối thiểu là Q≥5mm để bảo đảm chắc chắn rằng, các mốc có "chuyển dịch". KC-06

KC-02 KC-01

KC-07

KC-04 KC-01 KC-02

KC-03

KC-03 KC-05 KC-05

KC-06

KC-04

a) Lưới 2

b) Lưới 1

Hình 2. Sơ đồ các mạng lưới khống chế cơ sở thực nghiệm

Đầu tiên, tạo ra 2 sơ đồ lưới khống chế trên nền đồ họa AutoCAD (Hình 2). Dùng lệnh ID xác định tọa độ của các mốc lưới và xem đây là tọa độ thực của các mốc trong “chu kỳ 1”. Tiếp theo, trong mỗi đồ hình nói trên, dùng lệnh STRETCH tạo ra các chuyển dịch thực với các trường hợp chuyển dịch khác nhau của các mốc cơ sở. Đo các giá trị góc và cạnh của lưới và xem đây là các “trị đo” của “chu kỳ 2” (trị đo thực). Tiến hành phân tích độ ổn định mốc lưới với các trị đo này. Việc phân tích được thực hiện theo một chương trình do chúng tôi lập sẵn với các thuật toán và quy trình tính như đã trình bày ở trên. Trong khuôn khổ của một Báo cáo đăng tuyển tập Hội nghị khoa học, xin dẫn ra đây kết quả tính toán của 1 trong các trường hợp nói trên. KET QUA BINH SAI LUOI THUC NGHIEM LUOI 3 diem CD: 1, 2 va 3 =============000============== I. CAC THAM SO CUA LUOI: -So diem dinh vi : 6 -So diem can xac dinh : 6 -So luong goc do : 19 -So luong canh do : 12 II. TOA DO DIEM DINH VI: ==================================================================== | S | TEN | TOA DO | | | T | |---------------------------------| GHI CHU | | T | DIEM | X (m) | Y (m) | | |-----|---------|----------------|----------------|----------------| | 1 | KC-01 | 1118.6406 | 1328.6718 | | | 2 | KC-02 | 1490.8275 | 2359.7461 | | | 3 | KC-03 | 1089.7329 | 2301.8612 | | | 4 | KC-04 | 1261.3725 | 2104.6909 | | | 5 | KC-05 | 849.4375 | 1464.3394 | | | 6 | KC-06 | 695.6102 | 1901.9857 | | ==================================================================== III. KET QUA PHAN TICH DO ON DINH CAC MOC:

177

So lan tinh lap: 4 ================================================================= | S | TEN | DO LECH TOA DO | LECH | | | T | DIEM |-------------------| K. CACH | KET LUAN | | T | | dx (mm) | dy (mm) | Q (mm) | | |-----|----------|---------|---------|----------|---------------| | 1 | KC-02 | - 5.0 | - 3.0 | 5.8 | Khong on dinh | | 2 | KC-03 | + 4.9 | + 6.0 | 7.8 | Khong on dinh | | 3 | KC-01 | + 5.1 | + 4.0 | 6.4 | Khong on dinh | | 4 | KC-04 | - .0 | - .0 | .0 | On dinh | | 5 | KC-05 | - .0 | + .0 | .0 | On dinh | | 6 | KC-06 | + .0 | - .0 | .0 | On dinh | ================================================================= Do lech cho phep: 3.0 (mm) IV. TRI DO GOC NGANG SAU BINH SAI: =================================================================== | S | TEN-DINH | | | | | T |----------------------| GOC DO | V | GOC BINH SAI | | T | Trai - Giua - Phai | (o , ") | (") | (o , ") | |----|----------------------|--------------|-------|--------------| | 1 | KC-02 KC-01 KC-04 | 9 25 34.20 |- 0.02 | 9 25 34.18 | | 2 | KC-04 KC-01 KC-03 | 12 7 22.60 |+ 0.02 | 12 7 22.62 | | 3 | KC-03 KC-01 KC-06 | 34 43 17.60 |- 0.01 | 34 43 17.59 | | 4 | KC-06 KC-01 KC-05 | 26 49 54.70 |- 0.02 | 26 49 54.68 | | 5 | KC-04 KC-02 KC-01 | 22 7 38.90 |+ 0.01 | 22 7 38.91 | | 6 | KC-03 KC-02 KC-04 | 39 48 49.70 |+ 0.02 | 39 48 49.72 | | 7 | KC-06 KC-03 KC-05 | 28 34 32.70 |+ 0.04 | 28 34 32.74 | | 8 | KC-05 KC-03 KC-01 | 17 42 37.70 |- 0.02 | 17 42 37.68 | | 9 | KC-01 KC-03 KC-04 | 39 20 13.00 |- 0.02 | 39 20 12.98 | | 10 | KC-04 KC-03 KC-02 | 57 10 21.60 |- 0.01 | 57 10 21.59 | | 11 | KC-01 KC-04 KC-02 | 148 26 46.90 |+ 0.00 | 148 26 46.90 | | 12 | KC-02 KC-04 KC-03 | 83 0 48.70 |- 0.01 | 83 0 48.69 | | 13 | KC-03 KC-04 KC-05 | 106 12 31.20 |- 0.02 | 106 12 31.18 | | 14 | KC-05 KC-04 KC-01 | 22 19 53.20 |+ 0.03 | 22 19 53.23 | | 15 | KC-01 KC-05 KC-04 | 83 59 31.90 |- 0.01 | 83 59 31.89 | | 16 | KC-04 KC-05 KC-03 | 16 44 38.20 |- 0.04 | 16 44 38.16 | | 17 | KC-03 KC-05 KC-06 | 35 22 30.00 |- 0.02 | 35 22 29.98 | | 18 | KC-05 KC-06 KC-01 | 17 3 25.30 |- 0.01 | 17 3 25.29 | | 19 | KC-01 KC-06 KC-03 | 98 59 32.00 |- 0.01 | 98 59 31.99 | =================================================================== V. TRI DO CANH SAU BINH SAI: =========================================================== | S | TEN-CANH | | | | | T |-------------------| Sdo | Vs | Sbs | | T | DAU - CUOI | (m) | (mm) | (m) | |----|-------------------|------------|--------|----------| | 1 | KC-01 - KC-02 | 1096.182 | + 0.02 | 1096.182 | | 2 | KC-01 - KC-04 | 789.031 | - 0.01 | 789.031 | | 3 | KC-01 - KC-03 | 973.621 | + 0.04 | 973.621 | | 4 | KC-01 - KC-06 | 712.491 | - 0.05 | 712.491 | | 5 | KC-01 - KC-05 | 301.459 | - 0.00 | 301.459 | | 6 | KC-02 - KC-03 | 405.239 | + 0.02 | 405.239 | | 7 | KC-02 - KC-04 | 343.073 | - 0.00 | 343.073 |

178

=========================================================== | S | TEN-CANH | | | | | T |-------------------| Sdo | Vs | Sbs | | T | DAU - CUOI | (m) | (mm) | (m) | |----|-------------------|------------|--------|----------| | 8 | KC-03 - KC-04 | 261.413 | - 0.04 | 261.413 | | 9 | KC-03 - KC-05 | 871.319 | + 0.03 | 871.319 | | 10 | KC-03 - KC-06 | 561.464 | - 0.01 | 561.464 | | 11 | KC-04 - KC-05 | 761.407 | - 0.02 | 761.407 | | 12 | KC-05 - KC-06 | 463.893 | - 0.00 | 463.893 | =========================================================== VI. CAC YEU TO TUONG HO CUA LUOI: ======================================================================================== | No.| Ten canh | Chieu dai | Phuong vi | Ma | Ms | Ms/S | Mth | | | DAU - CUOI | (m) |( o , " )| (") | (mm) | | (mm) | |----|------------------|------------|--------------|------|------|--------------|------| | | | KC-04 | 343.073 | 228 1 29.40 | .01 | .0 | 1:17183800 | .0 | | 1 | KC-02 | KC-03 | 405.239 | 188 12 39.68 | .01 | .0 | 1:19197400 | .0 | | | | KC-01 | 1096.182 | 250 9 8.32 | .01 | .0 | 1:42099400 | .0 | |----|--------|---------|------------|--------------|------|------|--------------|------| | | | KC-06 | 561.464 | 225 24 54.69 | .01 | .0 | 1:22238500 | .0 | | | | KC-05 | 871.319 | 253 59 27.43 | .01 | .0 | 1:40596800 | .0 | | 2 | KC-03 | KC-01 | 973.621 | 271 42 5.12 | .01 | .0 | 1:45388300 | .0 | | | | KC-04 | 261.413 | 311 2 18.10 | .01 | .0 | 1:14041300 | .0 | | | | KC-02 | 405.239 | 8 12 39.68 | .01 | .0 | 1:19197400 | .0 | |----|--------|---------|------------|--------------|------|------|--------------|------| | | | KC-02 | 1096.182 | 70 9 8.32 | .01 | .0 | 1:42099400 | .0 | | | | KC-04 | 789.031 | 79 34 42.50 | .01 | .0 | 1:37604400 | .0 | | 3 | KC-01 | KC-03 | 973.621 | 91 42 5.12 | .01 | .0 | 1:45388300 | .0 | | | | KC-06 | 712.491 | 126 25 22.71 | .01 | .0 | 1:28881400 | .0 | | | | KC-05 | 301.459 | 153 15 17.40 | .01 | .0 | 1:13763100 | .0 | |----|--------|---------|------------|--------------|------|------|--------------|------| | | | KC-01 | 789.031 | 259 34 .00 | .01 | .0 | 1:37604400 | .0 | | 4 | KC-04 | KC-02 | 343.073 | 48 1 29.40 | .01 | .0 | 1:17183800 | .0 | | | | KC-03 | 261.413 | 131 2 18.10 | .01 | .0 | 1:14041300 | .0 | | | | KC-05 | 761.407 | 237 14 49.27 | .00 | .0 | 1:35691200 | .0 | |----|--------|---------|------------|--------------|------|------|--------------|------| | | | KC-01 | 301.459 | 333 15 .00 | .01 | .0 | 1:13763100 | .0 | | 5 | KC-05 | KC-04 | 761.407 | 57 14 49.27 | .00 | .0 | 1:35691200 | .0 | | | | KC-03 | 871.319 | 73 59 27.43 | .01 | .0 | 1:40596800 | .0 | | | | KC-06 | 463.893 | 109 21 57.42 | .01 | .0 | 1:19975200 | .0 | |----|--------|---------|------------|--------------|------|------|--------------|------| | | | KC-05 | 463.893 | 289 21 57.42 | .01 | .0 | 1:19975200 | .0 | | 6 | KC-06 | KC-01 | 712.491 | 306 25 22.71 | .01 | .0 | 1:28881400 | .0 | | | | KC-03 | 561.464 | 45 24 54.69 | .01 | .0 | 1:22238500 | .0 | ========================================================================================= VII. KET QUA TOA DO DIEM SAU BINH SAI: ======================================================================================== | S | TEN | TOA DO | ELIP SAI SO | | T | |-------------------------------|------------------------------------------| | T | DIEM | X (m) | Y (m) | E (mm) | F (mm) | GOC XOAY | Md (mm) | |----|--------|---------------|---------------|--------|--------|--------------|---------| | 1 | KC-02 | 1490.8225 | 2359.7431 | .02 | .02 | 113 16 | .0 |

179

========================================================================================== | S | TEN | TOA DO | ELIP SAI SO | | T | |-------------------------------|------------------------------------------| | T | DIEM | X (m) | Y (m) | E (mm) | F (mm) | GOC XOAY | Md (mm) | |----|--------|---------------|---------------|--------|--------|--------------|---------| | 2 | KC-03 | 1089.7378 | 2301.8672 | .02 | .02 | 162 28 | .0 | | 3 | KC-01 | 1118.6457 | 1328.6758 | .02 | .02 | 9 53 | .0 | | 4 | KC-04 | 1261.3725 | 2104.6909 | .01 | .01 | 64 32 | .0 | | 5 | KC-05 | 849.4375 | 1464.3394 | .01 | .01 | 158 31 | .0 | | 6 | KC-06 | 695.6102 | 1901.9857 | .02 | .01 | 163 25 | .0 | ==========================================================================================

Kết quả tính toán phân tích của các trường hợp được tổng hợp trong các bảng sau đây: Bảng 1. Tổng hợp kết quả tính toán trường hợp 1 điểm chuyển dịch (Lưới 1) Lưới 1

KC-01

Chuyển dịch thực (mm)

Kết quả phân tích (mm)

Hướng

Trị số

Hướng

Trị số

Theo trục x

+5.0

Theo trục x

+5.0

Theo trục y

+4.0

Theo trục y

+4.0

------

Kết luận

ĐÚNG

Các mốc còn lại được kết luận là không chuyển dịch

Bảng 2. Tổng hợp kết quả tính toán trường hợp 2 điểm chuyển dịch (Lưới 1) Lưới 1

KC-01 KC-02

Chuyển dịch thực (mm)

Kết quả phân tích (mm)

Hướng

Trị số

Hướng

Trị số

Theo trục x

+5.0

Theo trục x

+5.0

Theo trục y

+4.0

Theo trục y

+4.0

Theo trục x

-5.0

Theo trục x

-5.0

Theo trục y

-3.0

Theo trục y

-3.0

------

Kết luận

ĐÚNG

Các mốc còn lại được kết luận là không chuyển dịch

Bảng 3. Tổng hợp kết quả tính toán trường hợp 3 điểm chuyển dịch (Lưới 1) Lưới 1

KC-01 KC-02 KC-03 ------

Chuyển dịch thực (mm)

Kết quả phân tích (mm)

Hướng

Trị số

Hướng

Trị số

Theo trục x

+5.0

Theo trục x

+5.1

Theo trục y

+4.0

Theo trục y

+4.0

Theo trục x

-5.0

Theo trục x

-5.0

Theo trục y

-3.0

Theo trục y

-3.0

Theo trục x

+5.0

Theo trục x

+4.9

Theo trục y

+6.0

Theo trục y

+6.0

Các mốc còn lại được kết luận là không chuyển dịch 180

Kết luận

ĐÚNG

Bảng 4. Tổng hợp kết quả tính toán trường hợp 4 điểm chuyển dịch (Lưới 1) Lưới 1

KC-01 KC-02 KC-03 KC-04

Chuyển dịch thực (mm)

Kết quả phân tích (mm)

Hướng

Trị số

Hướng

Trị số

Theo trục x

+5.0

Theo trục x

-0.7

Theo trục y

+4.0

Theo trục y

- 0.4

Theo trục x

-5.0

Theo trục x

- 9.9

Theo trục y

-3.0

Theo trục y

-7.7

Theo trục x

+5.0

Theo trục x

+0.0

Theo trục y

+6.0

Theo trục y

+1.6

Theo trục x

+5.0

Theo trục x

-5.1

Theo trục y

+3.0

Theo trục y

-4.6

------

Kết luận

SAI

Kết luận thêm mốc KC-06 không chuyển dịch

Bảng 5. Tổng hợp kết quả tính toán trường hợp 1 điểm chuyển dịch (Lưới 2) Lưới 2

KC-01

Chuyển dịch thực (mm)

Kết quả phân tích (mm)

Hướng

Trị số

Hướng

Trị số

Theo trục x

+5.0

Theo trục x

+5.0

Theo trục y

-4.0

Theo trục y

-4.0

------

Kết luận

ĐÚNG

Các mốc còn lại được kết luận là không chuyển dịch

Bảng 6. Tổng hợp kết quả tính toán trường hợp 2 điểm chuyển dịch (Lưới 2) Lưới 2

KC-01 KC-02

Chuyển dịch thực (mm)

Kết quả phân tích (mm)

Hướng

Trị số

Hướng

Trị số

Theo trục x

+5.0

Theo trục x

+5.0

Theo trục y

-4.0

Theo trục y

-4.0

Theo trục x

-3.0

Theo trục x

-3.0

Theo trục y

+5.0

Theo trục y

+5.0

------

Kết luận

ĐÚNG

Các mốc còn lại được kết luận là không chuyển dịch

Bảng 7. Tổng hợp kết quả tính toán trường hợp 3 điểm chuyển dịch (Lưới 2) Lưới 2

KC-01 KC-02

Chuyển dịch thực (mm)

Kết quả phân tích (mm)

Hướng

Trị số

Hướng

Trị số

Theo trục x

+5.0

Theo trục x

+5.0

Theo trục y

-4.0

Theo trục y

-4.0

Theo trục x

-3.0

Theo trục x

-3.0

181

Kết luận

ĐÚNG

KC-04

Theo trục y

+5.0

Theo trục y

+5.0

Theo trục x

-4.0

Theo trục x

-4.0

Theo trục y

+5.0

Theo trục y

+5.0

------

Các mốc còn lại được kết luận là không chuyển dịch

Bảng 8. Tổng hợp kết quả tính toán trường hợp 4 điểm chuyển dịch (Lưới 2) Lưới 2

KC-01 KC-02 KC-04 KC-07

Chuyển dịch thực (mm)

Kết quả phân tích (mm)

Hướng

Trị số

Hướng

Trị số

Theo trục x

+5.0

Theo trục x

+5.0

Theo trục y

-4.0

Theo trục y

-4.0

Theo trục x

-3.0

Theo trục x

-3.0

Theo trục y

+5.0

Theo trục y

+5.0

Theo trục x

-4.0

Theo trục x

-4.0

Theo trục y

+5.0

Theo trục y

+5.0

Theo trục x

-5.0

Theo trục x

-5.0

Theo trục y

+4.0

Theo trục y

+4.0

------

Kết luận

ĐÚNG

Các mốc còn lại được kết luận là không chuyển dịch

Bảng 9. Tổng hợp kết quả tính toán trường hợp 5 điểm chuyển dịch (Lưới 2) Lưới 2

KC-01 KC-02 KC-04 KC-07 KC-06 ------

Chuyển dịch thực (mm)

Kết quả phân tích (mm)

Hướng

Trị số

Hướng

Trị số

Theo trục x

+5.0

Theo trục x

+8.7

Theo trục y

-4.0

Theo trục y

-8.8

Theo trục x

-3.0

Theo trục x

+0.7

Theo trục y

+5.0

Theo trục y

+0.4

Theo trục x

-4.0

Theo trục x

+0.1

Theo trục y

+5.0

Theo trục y

+0.5

Theo trục x

-5.0

Theo trục x

-0.8

Theo trục y

+4.0

Theo trục y

-0.9

Theo trục x

+3.0

Theo trục x

+7.0

Theo trục y

-5.0

Theo trục y

-10.0

Kết luận

SAI

Các mốc còn lại được kết luận là không ổn định

Nhận xét: Từ các kết quả phân tích trên đây cho thấy: trong lưới có số lượng mốc chẵn, nếu có nhiều hơn N/2 mốc chuyển dịch và trong lưới có số lượng mốc lẻ, nếu có nhiều hơn N-3 mốc chuyển dịch (với N là tổng số mốc trong lưới) thì thuật toán này không thể phát hiện được. Khảo sát trên nhiều đồ hình khác nữa, chúng tôi cũng có những nhận xét tương tự. 182

4 KẾT LUẬN VÀ KIẾN NGHỊ

Từ các kết quả nghiên cứu trình bày trong bài báo, có thể rút ra các kết luận và kiến nghị sau đây: - Cho đến nay vẫn chưa có một phương pháp nào được xem là hoàn chỉnh dùng để phân tích độ ổn định các mốc khống chế cơ sở. Từ các kết quả khảo sát được trình bày trong Báo cáo có thể thấy: phương pháp bình sai lưới tự do dựa trên bài toán bình sai gián tiếp kèm điều kiện với một quy trình tính toán như đã trình bày ở trên chỉ thực sự có hiệu quả khi số lượng mốc chuyển dịch không quá một nửa tổng số mốc khống chế trong lưới. - Để bảo đảm tính đúng đắn của các kết quả phân tích biến dạng, lưới khống chế cần phải được tạo thành từ những mốc cơ sở vững chắc, bảo đảm các yêu cầu kỹ thuật nghiêm ngặt về xây dựng mốc khống chế cơ sở, tránh sử dụng các mốc cơ sở tạm thời.

TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Bộ xây dựng, TCXDVN 351:2005: Quy trình kỹ thuật quan trắc chuyển dịch ngang nhà và công trình, Hà Nội, 2005. 2. Trần Khánh, Nguyễn Quang Phúc, Quan trắc chuyển dịch và biến dạng công trình, NXB Giao thông vận tải - Hà Nội, 2010. 3. Phạm Quốc Khánh, Zhang Zenglu, “Ứng dụng phương pháp Pelzer kiểm nghiệm độ ổn định điểm lưới cơ sở trong quan trắc biến dạng công trình“, Tạp chí KHKT Mỏ-Địa chất, (38), 2012, tr. 49-52. 4. Пискунов М. Е., Методика геодезических наблюдений за деформациями сооружений.—М.: Недра, 1980. 5. Ю.И. Маркузе, “Способ временной фиксации неизвестных при уравнивании геодезических сетей со свободными блоками”, Изв. ВУЗов, Геодезия и аэрофотосъёмка, (4)-1986, с. 13-24.

183

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

NGHIÊN CỨU PHƯƠNG PHÁP ĐỊNH VỊ LƯỚI TRẮC ĐỊA CHUYÊN DỤNG BẰNG CÔNG NGHỆ GPS KẾT HỢP TRỊ ĐO MẶT ĐẤT KHI THI CÔNG CÔNG TRÌNH CÓ CHIỀU CAO LỚN Diêm Công Huy* TÓM TẮT: Nội dung của bài báo trình bày phương pháp đo đạc và tính toán xử lý số liệu khi sử dụng hỗn hợp lưới trắc địa mặt đất – GPS để đảm bảo độ thẳng đứng trong thi công công trình có chiều cao lớn. Kết quả đo đạc và tính toán thực nghiệm nhằm kiểm tra khả năng thực hiện, giải pháp xử lý số liệu, độ chính xác đạt được và khả năng ứng dụng.

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Trong thi công các công trình có chiều cao lớn, giá trị sai lệch theo phương thẳng đứng của kết cấu trực tiếp ảnh hưởng tới khả năng chịu lực của công trình, do vậy công tác trắc địa đòi hỏi độ chính xác rất cao khi bố trí công trình theo phương thẳng đứng. Các thiết bị đo, phương pháp đo và xử lý số liệu phải thích hợp với loại hình kết cấu, phương pháp thi công và điều kiện ngoài hiện trường. Bài báo này trình bày phương pháp đo đạc và xử lý số liệu để đảm bảo độ thằng đứng khi thi công các công trình có chiều cao lớn, đặc biệt đối với các toà nhà siêu cao tầng. Kết quả đo đạc và tính toán thực nghiệm nhằm kiểm tra khả năng thực hiện, giải pháp xử lý số liệu, độ chính xác đạt được và khả năng ứng dụng trong sản xuất. 2 PHƯƠNG PHÁP ĐO ĐẠC VÀ XỬ LÝ SỐ LIỆU 2.1 Phương pháp truyền toạ độ của lưới trắc địa chuyên dụng lên các sàn thi công. Khi thi công xây dựng xong phần móng của công trình, tiến hành thành lập lưới trắc địa chuyên dụng trên mặt bằng móng tại sàn tầng 1 gồm các điểm A, B, C, D (hình 1), tiếp theo cần thành lập ngay một lưới GPS gồm các điểm MC1, MC2, MC3 liên kết với các điểm của lưới trắc địa chuyên dụng. Lưới GPS được bố trí ở những vị trí ổn định trên mặt đất để không bị chuyển dịch trong suốt quá trình thi công công trình. Tiến hành đo GPS từ các điểm khống chế trên mặt đất (MC1, MC2, MC3) đến các điểm khống chế của lưới trắc địa chuyên dụng (A, B, C, D) đồng thời đo các góc và cạnh trong lưới chuyên dụng (A, B, C, D). Bình sai kết hợp lưới mặt đất (gồm các trị đo góc, cạnh được đo bằng máy toàn đạc điện tử và thước thép) và các trị đo GPS [1] ta có toạ độ thiết kế (X1, Y1) của các điểm (A,B,C,D) trên mặt bằng móng tại sàn tầng 1 (Bậc chiếu đầu tiên). Dùng máy chiếu điểm PZL chiếu các điểm (A, B, C, D) lên các tầng thi công trong bậc chiếu đầu tiên. Qua số tầng m tiến hành đo lại GPS đến các điểm (A',B',C', D') đã được chiếu lên tầng thứ m. Đo kiểm tra lại các góc và cạnh trong lưới (A',B',C', D') Diêm Công Huy, Viện KHCN Xây dựng, dchuyibst@gmail.com, +84 912.017.173

184

Hình 1: Lưới khống chế Trắc địa. 2.2. Xử lý số liệu. Tiến hành bình sai hỗn hợp lưới mặt đất và GPS trong mô hình toạ độ phẳng. Tính chuyển baseline thành gia số toạ độ ∆x, ∆y [1]. Nếu ký hiệu

- Vector của gia số toạ độ phẳng của các điểm GPS. (1)

δr – Vector các số hiệu chỉnh toạ độ x, y các điểm trùng. ∆r(12.0) – vector của gia số toạ độ tính theo toạ độ gần đúng. U = (α m)T Ma trận C được xác định từ các ma trận khối sau (2) Ma trận A được xác định từ các khối Ai = (... –E ... E ...)

(3)

– Ma trận đơn vị V = A δ r – C U + LS

(4) 185

LS = (∆r(0) – ∆r) Với ma trận trọng số là Q∆r có được từ các trị đo baseline Thành lập hệ phương trình các số hiệu chỉnh với các điểm trùng V = δr + 1; với Pt = Qt

(5)

Giải hệ (4) và (5) với điều kiện VT.Q-1∆r.V + VT Pt V = min

(6)

Chúng ta lập được hệ phương trình ⎛ ATP∆rA ⎜ ⎝

- A T P ∆ r C ⎞ ⎛ δr ⎞ ⎛ ATP∆rL ⎞ ⎟ + ⎜ ⎟ = 0 ⎟⎜ C T P ∆ r C ⎠ ⎝ δU ⎠ ⎝ - CTP∆rL ⎠

(7)

Ma trận P∆r = Q-1∆r Cuối cùng chúng ta có hệ phương trình chuẩn như sau : ⎛ ATP∆rA + Rt ⎜ ⎝

- A T P ∆ r C ⎞ ⎛ δr ⎞ ⎛ ATP∆rL ⎞ ⎟⎜ ⎟ + ⎜ ⎟=0 C T P ∆ r C ⎠ ⎝ δU ⎠ ⎝ - CTP∆rL ⎠

(8)

Trong trường hợp hệ toạ độ phẳng mặt đất và GPS song song và cùng tỷ lệ (Ví dụ Hệ VN2000 với lưới chiếu UTM) chúng ta có hệ phương trình chuẩn sau: (AT P∆r A + Rt) δr + AT P∆r L = 0

(9)

Giải hệ phương trình chuẩn để tìm ra số hiệu chỉnh vào các đại lượng đo. Như vậy để tính toán bình sai, ngoài các phương trình số hiệu chỉnh lưới mặt bằng (đối với các trị đo góc và đo cạnh) chúng ta có thêm các trị đo là các số gia toạ độ ∆x, ∆y với ma trận trọng số P∆r được tính từ ma trận trọng số đảo của các trị đo GPS ∆X, ∆Y, ∆Z. Trong nhiều trường hợp chỉ cần xét các thành phần đường chéo của ma trận P∆r. Sau bình sai ta có toạ độ của các điểm khống chế (Xi,Yi ) trên bậc chiếu thứ i. So sánh toạ độ của các điểm khống chế giữa bậc chiếu thứ i và bậc chiếu đầu tiên sẽ tính được độ lệch toạ độ theo công thức ∆Xi = Xi-X1

(10)

∆Yi = Xi-X1 Từ các đại lượng ∆Xi, ∆Yi dễ dàng tính được các đại lượng hiệu chỉnh để hoàn nguyên các điểm (A,B,C,D) về đúng vị trí thiết kế [3] làm cơ sở cho công tác bố trí chi tiết các hạng mục công trình trên các sàn thi công.

186

3 THỰC NGHIỆM 3.1 Mục đích thực nghiệm. Thành lập thực nghiệm một lưới hỗn hợp gồm lưới GPS mặt đất và lưới trắc địa chuyên dụng trên các sàn thi công nhằm kiểm tra khả năng thực hiện, giải pháp xử lý số liệu, độ chính xác đạt được và khả năng ứng dụng. 3.2 Nội dung thực nghiệm. Chúng tôi đã tiến hành thành lập một lưới trắc địa chuyên dụng có dạng một tứ giác trắc địa có chiều dài cạnh S1=19 m và S2 = 5.6 m như (hình 1). Tiến hành đo tất cả các góc và các cạnh trong lưới trắc địa chuyên dụng bằng máy toàn đạc điện tử TC-1800 có độ chính xác đo góc mβ = 2", sai số đo cạnh mS =1 mm+1ppm.D. Sau đó đo lại lưới bằng máy GPS 1 tần số Trimble R3 (hình 2; hình 3; hình 4).

Hình 2. Đo GPS tại hiện trường.

Hình 3. Đo TĐĐT tại hiện trường.

187

Hình 4. Hình ảnh đo GPS tại hiện trường. 3.3. Kết quả thực nghiệm. Tiến hành bình sai hỗn hợp lưới trắc địa chuyên dụng đo góc - cạnh bằng máy toàn đạc điện tử và lưới GPS. Bình sai trong mô hình toạ độ phẳng. Tính chuyển baseline thành gia số toạ độ ∆x, ∆y như trình bày ở trên. Toạ độ các điểm sau khi bình sai ghi trong bảng 1. Bảng 1: Kết quả toạ độ bình sai bằng phương pháp hỗn hợp lưới mặt đất - GPS: Số Tên điểm TT

Tọa độ X (m)

Sai số vị trí điểm (m) Y (m)

2328559.293 581818.013 0.0005 0.0016 0.0017

2328553.684 581818.040 0.0005 0.0014 0.0015

2328553.780 581837.052 0.0005 0.0014 0.0015

MC1

MC3

2328559.384 581837.024 0.0004 0.0014 0.0014 2328554.008 581843.628 0.0004 0.0014 0.0014 2328629.130 581673.125 0.0004 0.0014 0.0014

4 KẾT LUẬN. Từ kết quả đo đạc và tính toán xử lý số liệu thực nghiệm cho thấy: - Khi bình sai hỗn hợp lưới trắc địa chuyên dụng đo góc - cạnh bằng máy toàn đạc điện tử và lưới đo GPS - Bình sai trong mô hình toạ độ phẳng, tính chuyển baseline thành gia số toạ độ ∆x, ∆y. Kết quả nhận được có đủ độ chính xác để định vị lại vị trí các điểm của lưới trắc địa chuyên dụng đã được chiếu lên các sàn thi công trên các tầng cao so với lưới khống chế cơ sở dưới mặt bằng móng. - Để đảm bảo độ độ thẳng đứng của công trình trong thi công nhà siêu cao tầng cần chia số tầng thi công của toà nhà thành n bậc chiếu và áp dụng phương pháp chiếu phân đoạn theo từng bậc, 188

kết hợp sử dụng lưới GPS mặt đất kết nối với các điểm chiếu tại các bậc chiếu nhằm định vị lại vị trí của lưới chuyên dụng theo đúng vị trí thiết kế ban đầu. - Tại mỗi bậc chiếu cần tiến hành bình sai hỗn hợp lưới GPS mặt đất và số liệu đo kiểm tra lưới chuyên dụng trên các sàn thi công bằng máy toàn đạc điện tử. Kết quả bình sai xử lý số liệu sẽ cho phép hoàn nguyên các điểm cơ sở về vị trí thiết kế. Kết quả này sẽ cho phép đảm bảo và nâng cao độ chính xác bố trí công trình theo phương thẳng đứng khi thi công các công trình nhà cao tầng có chiều cao lớn. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Hoàng Ngọc Hà, Trương Quang Hiếu (1999), Cơ sở toán học xử lý số liệu trắc địa, NXB Giao thông Vận tải, Hà Nội. 2. Hoàng Ngọc Hà (2006), Bình sai tính toán lưới trắc địa và GPS, NXB Khoa học và kỹ thuật, Hà Nội. 3. Nguyễn Quang Thắng, Trần Viết Tuấn (2009), “Trắc địa công trình Công nghiệp – Thành phố” NXB Giao thông Vận tải, Hà Nội. 4. Diêm Công Huy, Nghiên cứu kết hợp công nghệ GPS và thiết bị chiếu đứng để đảm bảo độ thẳng đứng trong thi công xây dựng nhà siêu cao tầng ở Việt Nam, Luận văn Thạc sĩ kỹ thuật, Trường Đại học Mỏ Địa chất Hà Nội, 2013.

189

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

NGHIÊN CỨU HỆ SỐ BIẾN DẠNG NGANG MỘT SỐ LOẠI ĐẤT NỀN KHU VỰC HÀ NỘI CHO BÀI TOÁN HỐ ĐÀO SÂU Nguyễn Trường Huy* , Trần Thương Bình TÓM TẮT: Đặc trưng cho biến dạng hình dạng của mỗi loại đất là hệ số biến dạng ngang đã được xác lập trong các bảng tra tính toán thiết kế nền móng. Nhưng thực tiễn cho thấy, kết quả dự báo chuyển vị ngang dựa vào các hệ tra bảng có độ chính xác thấp chưa đáp ứng yêu cầu vì, chưa lượng hoá ảnh hưởng của biến dạng thể tích theo bản chất ứng xử của nó, nhất là với bài toán hố đào. Do đó, bên cạnh yếu tố thành phần cấu trúc của đất, thì ảnh hưởng của trạng thái ứng suất tới mối quan hệ giữa biến dạng ngang và biến dạng thể tích là yếu tố cần phải được xem xét định lượng. Dựa trên kết quả thí nghiệm mẫu đất bằng thiết bị ba trục theo sơ đồ dỡ tải ngang, bài báo đã đề cập một số quy luật biến đổi hệ số biến dạng ngang của các loại đất trong điều kiện trạng thái ứng suất đất nền của hố đào. Từ kết quả thí nghiệm, báo cáo còn trình bày một số vấn đề đánh giá điều kiện kỹ thuật cho mục đích thiết kế hố đào đối với đất nền Hà Nội.

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Đất là hệ phân tán gồm các pha rắn, lỏng, khí, dưới tác dụng của tải trọng nén luôn bao gồm, biến dạng thể tích và biến dạng hình dạng. Trong biến dạng hình dạng của một mẫu đất, nếu có sự giảm theo chiều dọc luôn có sự tăng theo chiều ngang và ngược lại. Trong đất nền, khi có biến dạng thẳng đứng do ứng suất thẳng đứng tăng sẽ gây ra biến dạng ngang, khi tăng biến dạng ngang sẽ có sự tăng ứng suất ngang, quá trình biến dạng đứng sẽ dừng khi ứng suất ngang đạt đến một giới hạn nào đó và biến dạng thể tích không xẩy ra. Như vậy, từ khi chất tải đến khi kết thúc tất cả các thành phần biến dạng là một quá trình lan truyền ứng suất và biến dạng, trong quá trình này các mối quan hệ giữa ứng suất với ứng suất, biến dạng với biến dạng và ứng suất với biến dạng được xác lập phụ thuộc vào nhiều yếu tố, trong đó thành phần cấu trúc của đất là yếu tố quyết định mọi sự phụ thuộc. Khi biến dạng lún, đất nền đã ở trạng thái ổn định dưới một tải trọng xác định, nếu thay đổi ứng suất ngang sẽ xảy ra một chuỗi các biến dạng, tương tự như qua trình tăng tải đứng vào đất nền và cũng hình thành các quan hệ như tăng tải đứng. Do đó, hệ số biến dạng ngang là tỷ số giữa biến dạng dọc với biến dạng ngang đều có thể xác định được thông qua tăng ứng suất dọc trục hoặc giảm ứng suất ngang. Nhưng trong mối quan hệ biến dạng dọc với biến dạng ngang luôn có biến dạng thể tích song hành, vì thế mà giữa hệ số biến dạng ngang xác định theo sơ đồ tăng ứng suất dọc với giảm ứng suất ngang, có sự khác nhau căn bản tương đương với sự khác nhau giữa ứng xử nén và ứng xử kéo trong biến dạng thể tích.

Nguyễn Trường Huy, Trần Thương Bình- Trường ĐH Kiến Trúc Hà Nội

190

Theo Hans-Georg KempFert, Berhane Geobreselassie (2006) [6] có nhiều trạng thái ứng suất trong nền, được thể hiện trên hình 1. Khi đào đất, cả ứng suất theo phương dọc và theo phương ngang đều giảm đi tùy thuộc vào vị trí của điểm đang xét. Một trong những hiệu ứng quan trọng nhất của quá trình này là chuyển vị của đất nền ở đáy và xung quanh hố đào.

Hình 1. Trạng thái ứng suất theo trục của nền đất a. Đáy hố đào

b. Bên cạnh thành hố đào

Hiện nay, chưa có nhiều nghiên cứu liên quan đến vùng bên cạnh thành hố đào, các thông số đất nền của vùng này hiện nay đang được lấy thông qua số liệu của các vùng khác chủ yếu do nguyên nhân thiết bị thí nghiệm chưa phù hợp để mô tả được sự làm việc của đất nền vùng này. Để nghiên cứu được sự làm việc của đất nền sau lưng tường bên cạnh hố đào cần phải có thiết bị thí nghiệm phù hợp. Theo [1], [2] thí nghiệm ba trục thông thường thực hiện theo cơ chế: giữ nguyên áp lực buồng σ2, tăng dần tải đứng σ1 đến khi phá hoại cắt xảy ra. Sử dụng thí nghiệm ba trục có xét đến giảm ứng suất ngang do tác giả và nhóm nghiên cứu chế tạo dựa trên hệ thống thiết bị ba trục thông thường, có thay đổi cơ chế gia tải, giảm tải và hệ thống đầu đo số liệu. Cơ chế của thiết bị này là: giữ nguyên σ1, giảm dần áp lực buồng σ2 đến khi xảy hiện tượng phá hoại xảy ra.

σv-σh 2

σh

σv

σh

σv+σh 2

a. Thí nghiệm 3 trục thông thường

σv

σv+σh 2

b. Thí nghiệm 3 trục giảm tải ngang

Hình 2: Cách xác định các chỉ tiêu cơ học về cường độ của đất nền qua thí nghiệm nén 3 trục 2 CƠ SỞ LÝ THUYẾT + Các thành phần biến dạng của đất khi chịu nén

191

Nếu gọi ∆H, ∆R, ∆V lần lượt là các biến dạng dọc, ngang và thể tích, trong đó biến dạng ngang là phần đường kính nở ra trung bình trên toàn bộ chiều dài cột đất hình trụ. Khi đó, theo biến dạng tỷ đối dọc, ngang và thể tích sẽ được định nghĩa theo các công thức sau: - Biến dạng dọc tỷ đối e1 với chiều cao cột đất ban đầu H

e1 =

∆H H

(1)

- Biến dạng ngang tỷ đối e2 với bán kính ban đầu cột đất hình trụ R

e2 =

∆R R

(2)

- Biến dạng thể tích tỷ đối với thể tích ban đầu của cột đất V= πHR2 hay là biến dạng dọc do sự thay đổi thể tích gây ra

et =

∆V V

+ Biểu thức xác định biến dạng ngang. Xét cột đất hình trụ biến dạng (Hình 3) mối quan hệ giữa các thành phần biến dạng được xác lập như sau e2 = −1 +

1 − et 1 − e1

(3)

Trong điều kiện đất bão hoà hoàn toàn và trong quá trình biến dạng không thoát nước, mẫu không có biến dạng thể tích et=0

Hình 1b

Nếu sử dụng ký hiệu ν là hệ số biến dạng ngang thì biểu thức xác định nó qua các thành phần biến dạng sẽ là

ν=

1 − et − 1 − e1 e1 1 − e1

(4)

Như vậy, việc xác định hệ số biến dạng ngang vốn là vấn đề phức tạp trong địa kỹ thuật, nhất là trong điều kiện giảm ứng suất ngang của bài toán hố đào, sẽ được quy về xác định biến dạng thể tích và biến dạng dọc trong quá trình biến dạng dọc trục của mẫu đất bằng thiết bị ba trục theo sơ đồ giảm ứng suất ngang. Kết quả từ thí nghiệm này phản ánh đúng bản chất ứng xử của nền đất trong bài toán hố đào. 3 Thí nghiệm xác định hệ số biến dạng ngang + Sơ đồ và quy trình thí nghiệm: - Lựa chọn sơ đồ thí nghiệm 192

Đất tồn tại ở trạng thái bão là đất mà thể tích lỗ hổng chứa đầy nước, bao gồm nước trọng lực và nước liên kết, trong lỗ hổng đó không có pha khí. Nói cách khác, đất bão hoà là đất có hai pha, pha rắn và pha lỏng. Ngược lại, đất không bão hoà là đất có ba pha, trong thể tích lỗ hổng của đất không chỉ có nước mà có cả khí hoặc là đất hai pha rắn và khí, không có pha lỏng. Trong đất nền, tuỳ thuộc vào chiều sâu tồn tại và mối quan hệ với mực nước ngầm, nước mặt và điều kiện sinh thành ban đầu của đất mà đất có thể tồn tại ở trạng thái bão hoà hoặc không bão hoà. Tuy nhiên, xét một cách đầy đủ và chi tiết thì trạng thái bão hoà chỉ hình thành trong điều kiện đặc biệt, trong khi đất không bão hoà thì phổ biến hơn, dễ xảy ra. Nhưng xác định biến dạng cố kết của đất không bão hoà thì rất phức tạp, trong khi đất bão hoà thông qua bài toán thấm của Texzaghi sẽ đơn giản hơn.Trong nhiều trường hợp để thoả mãn một vấn đề nào đó trong quá trình biến dạng của đất, nghiên cứu thường đưa đất từ trạng thái không bão hoà về trạng thái bão hoà cưỡng bức. Ngoài ra, khái niệm về đất không bão hoà không chỉ đơn giản là vì lỗ hổng của nó không chứa đầy nước mà nó còn gắn với khái niệm lực hút dính là một hàm của độ ẩm đất. Do đó, nghiên cứu biến dạng, nhất là hệ số biến dạng ngang luôn có ảnh hưởng của biến dạng thể tích tức là thể tích lỗ rỗng và độ bền kháng cắt của đất thì việc đưa tất cả về trạng thái bão hoà sẽ cho kết quả thí nghiệm không đúng với bản chất ứng xử. Đặc biệt, trong mô hình thí nghiệm của chúng tôi, nghiên cứu biến dạng và hệ số biến dạng ngang của đất không dựa trên sự đo đạc áp lực nước lỗ rỗng và lưu lượng thoát của nó, nên việc đưa đất về trạng thái bão hoà là không cần thiết. Hơn nữa, để mô tả thực các yếu tố ảnh hưởng quá trình biến dạng, yếu tố thoát nước đã được xem xét trong mối quan hệ với quá trình tiêu tán của áp lực nước lỗ hổng ở cấp gia tải tương ứng bởi biểu đồ biến dạng theo thời gian có trong kết quả thí nghiệm.. Do đó, sơ đồ thí nghiệm được lựa chọn sẽ là thí nghiệm trên mẫu nguyên dạng mà không bão hoà cưỡng bức, đồng thời nén với tải trọng không đổi đến biến dạng dọc không đổi và thoát nước tự nhiên, trong đó biến dạng dọc trục được đo liên tục với tốc độ tới 20 lần/s. - Quy trình gia tải và cấp gia tải ban đầu. Căn cứ vào sơ đồ thí nghiệm và cấu tạo cũng như tính năng tự động hoá của thiết bị thí nghiệm, nhìn chung quy trình thí nghiệm đơn giản tương tự như thí nghiệm ba trục thông thường theo sơ đồ UU. Tuy nhiên, có một số khác biệt như mẫu cát nguyên dạng được đông cứng, gia tải đứng theo từng cấp mỗi cấp là một khoảng thời gian để biến dạng dọc không đổi. Đặc biệt nhất là trong quá trình thí nghiệm giữ nguyên tải đứng đồng thời giảm tải ngang (áp lực buồng giảm). Do đó, vấn đề cơ bản của quy trình gia tải bao gồm tải trọng ban đầu và các cấp gia tải. Tải trọng ban đầu có thể xác định sơ bộ thông qua một số thông số như: chiều sâu mẫu thí nghiệm H, khối lượng thể tích G, lực dính c, góc ma sát φ, … Áp lực ngang σh của đất ở trạng thái tĩnh bình thường tức là trên bán không gian chưa có hố đào sẽ được xác định theo biểu thức Trong đó, σv = ∑γi . hi là khối lượng cột đất nằm trên hay áp lực địa tầng K0 - hệ số áp lực đất tĩnh Theo Bishop 1958 [3], Brooker và Ierland 1965 [4], K0 được xác định: 193

K 0 = 1 ± sin ϕ = tg 2 (450 ± ϕ / 2)

(5)

Trong đó, ϕ - góc ma sát của đất, ± - tương ứng trạng thái bị động và chủ động của đất Trong trường hợp không xác định được ϕ, hệ số K0 được tra theo kết quả thí nghiệm hiện trường của Mair và Wood 1987 [5]: Bảng 1. Bảng tra hệ số K0 phụ thuộc vào loại đất và trạng thái dựa theo Mair và Wood Loại đất

Cát rời

0,5

Cát chặt

0,4

Đất sét cố kết thông thường

0,6

Đất sét quá cố kết

1,0

Như vậy tuỳ thuộc độ sâu của mẫu đất, loại đất và chỉ tiêu khối lượng của các lớp đất nằm trên nó cấp gia tải ngang ban đầu σ2 được xác định theo biểu thức

(6) Cấp gia tải đứng thường được lấy bằng áp lực địa tầng của đất. + Kết quả thí nghiệm của một mẫu đất:

Mẫu thí nghiệm được lấy trong một lỗ khoan tại công trình thi công tại Hà Nội. Các chỉ tiêu cơ lý thể hiện ở Bảng 2. Bảng 2. Chỉ tiêu cơ lý của đất loại sét Chỉ tiêu phân loại đất Loại đất Sét pha nâu hồng Bùn sét pha

chỉ số độ bão độ sệt dẻo % hoà%

Khối lượng thể tích G (KN/m3)

Chỉ tiêu kháng cắt cắt phẳng UU lực dính góc ma sát c.kPa ϕ

14.5

0.48

18.7

1.12

100

17.4

chỉ tiêu biến dạng kPa-1 nén 1 trục không nở hông a0-0.5

0.087

a1-2

a2-3

0.022

0.019

0.052

0.041

Để làm sáng tỏ trạng thái ứng suất và biến dạng của phân tố đất nằm ở thành hố đào, thì trong thí nghiệm thành phần σ1 không đổi trong khi thành phần σ2 giảm từng cấp, mỗi cấp giảm 10 kPa. Trong trường hợp mẫu đất thí nghiệm này không đủ các thông tin để xác định được sơ bộ cấp gia tải σ1, σ2 ban đầu nên nhóm nghiên cứu đã lựa chọn cấp gia tải ban đầu thuận lợi cho quá trình thí nghiệm, thời gian thí nghiệm và thiết bị sẵn có. Kết quả của quá trình biến dạng được thiết bị đo ghi lại toàn bộ thời gian đất chịu nén trên biểu đồ theo thời gian (Hình 3) 194

mm 8.000 7.000 6.000 5.000 4.000 3.000 2.000 1.000 giây

0.000 0

200

400

600

800

1000

1200

1400

1600

1800

2000

-1.000

Hình 3. Biểu đồ quan hệ giữa biến dạng và thời gian

Từ đồ thị và các giá trị áp lực buồng σ2 và biến dạng thể tích ev tương ứng, cho phép xác định thành phần e2 theo biểu thức (3) và hệ số biến dạng ngang theo biểu thức (4) ở các cấp σ2 tương ứng với độ sâu hố đào. Kết quả thể hiện ở Bảng 3. Bảng 3. Kết quả thí nghiệm một mẫu đất Số liệu nhận được trong quá trình nén

σ1 (kPa)

∆S mm

∆V mm3

150

1,292

245

150

2,762

150

15 5

σ2

(kPa)

Giá trị tính toán

0,016

0,024

0,00688

0,43

249

0,019

0,025

0,00836

0,44

4,164

203

0,018

0,020

0,0081

0,45

150

5,550

136

0,019

0,014

0,00893

0,47

150

7,165

122

0,022

0,012

0,01056

0,48

4 HỆ SỐ BIẾN DẠNG NGANG VÀ BIẾN DẠNG THÀNH HỐ ĐÀO

Sự dịch chuyển thành hố đào khi chưa hình thành khối trượt thực chất là sự biến dạng ngang của khối đất do trọng lượng bản thân và tải trọng công trình trên bề mặt. Giá trị biến dạng ngang thành hố đào phụ thuộc vào nhiều yếu tố, nhưng nếu biết được biến dạng thẳng đứng và hệ số biến dạng ngang trong điều kiện dỡ tải của hố đào thì có thể xác định được. Tuy nhiên, việc dự báo lún mặt đất hay biến dạng thẳng đứng rất phức tạp và có sự khác biệt căn bản giữa thành hố có tường chắn với không có tường chắn, tức là liên quan tới ảnh hưởng của trạng thái ứng suất. Mặt khác, giữa những điểm trên bề mặt hố với những điểm nằm sâu trong khối đất có thành phần 195

ứng suất nằm ngang là không giống nhau. Do đó, ảnh hưởng của trạng thái ứng suất đến hệ số biến dạng ngang là một vấn đề cần phải được làm sáng tỏ. Ngoài ra theo tài liệu địa chất Đệ Tứ, hố đào sâu từ 4 m đến 30 m ở Hà Nội và vùng châu thổ sông Hồng có thể gặp các loại đất mà thành phần và điều kiện thành tạo, điều kiện tồn tại khác nhau (Bảng 4). Do đó, để có đánh giá đầy đủ về dịch chuyển thành hố đào và lún mặt đất xung quanh hố đào cũng như áp lực lên tường chắn thì phải xem xét sự biến đổi hệ số biến dạng ngang cho từng loại đất theo quy luật biến đổi ứng suất ngang được quy định bởi xác suất tồn tại của nó ở trong nền đất. Với mục đích đó thí nghiệm xác định hệ số biến dạng ngang được tiến hành với các cấp giảm áp lực ngang và áp lực ban đầu khác nhau cho mỗi loại đất. Bảng 4 TT

Thành phần

Điều kiện thành tạo

Chiều sâu phân bố

Sét, sét pha

Holocen sông

Từ 0 m đến 6 m

Cát pha

Holocen sông

Từ 0 m đến 8 m

Cát mịn

Holocen sông

Từ 3 m đến15 m

Bùn sét, sét pha

Holocen, sông đầm lầy

Từ 1 m đến 20 m

Sét xám xanh

Holocen, hồ

Từ 4 m đến 10 m

Đất hữu cơ

Holocen, hồ đầm lầy

Từ 5 m đến 15 m

Bùn sét, sét pha

Holocen, hồ đầm lầy

Từ 5 m đến 25 m

Sét, sét pha

Pleitocen, biển

Từ 0 m đến 30 m

cát trung, cát thô

Pleitocen, sông biển

Từ 10 m đến 40 m

+ Một số kết quả thí nghiệm xác định hệ số biến dạng ngang bằng thí nghiệm ba trục theo mô hình giảm áp lực ngang: Bảng 5. Chỉ tiêu cơ lý của đất loại cát Thành phần hạt % Khối lượng Ma sát Đặc trưng Loại đất thể tích cắt phẳng Hạt Hạt Hạt thống kê Hạt thô trung min bụi độ KN/m3 n 5 5 5 5 5 5 Cát mịn Xtrung bình 11,5 22,5 56,8 9,2 20,3 18 n 5 5 5 5 5 5 Cát trung Xtrung bình 27,6 39,8 22,8 4,4 20,5 21

196

Chỉ tiêu biến dạng kPa-1 nén 1 trục không nở hông a0-0.5 a1-2 a2-3 5 5 5 0,017 0,016 0,015 5 5 5 0,015 0,013 0,013

Bảng 6. Chỉ tiêu cơ lý của đất loại sét Đặc trưng

Khối lương chỉ tiêu kháng cắt cắt phẳng UU thể tích chỉ số độ bão G độ sệt lực dính góc ma dẻo % hoà % 3 KN/m c.kPa sát j

Chỉ tiêu phân loại đất Loại đất

Thống kê

n Loại 1 Xtrung bình Sét,sét pha n Loại 2 Xtrung bình Cát pha n Loại 3 Xtrung bình Bùn sét pha n Loại 4 Xtrung bình Sét xám n Loại 5 Xtrung bình Đất hữu cơ n Loại 6 Xtrung bình Bùn sét pha

6 15,6 5 4,5 6 14,6 6 20,6 5 24,5 6 14,6

6 0,43 5 0,61 6 0,86 6 0,54 5 1,24 6 0,86

6 82 5 97 6 100 6 90 5 99 6 100

6 18,4 5 20,2 6 176 6 18,6 5 15,6 6 176

6 28,3 5 19,8 6 9,8 6 28,7 5 28,4 6 9,8

6 6,5 5 11 6 3 6 6 5 2 6 3

Loại 7 n Xtrung bình Sét,sét pha

6 16,4

6 0,36

6 89

6 1,93

6 40,3

6 7

Chỉ tiêu biến dạng kPa-1 nén 1 trục không nở hông a0-0.5

a1-2

a2-3

6 0,033 5 0,025 6 0,091 6 0,033 5 0,183 6 0,091

6 0,027 5 0,019 6 0,077 6 0,029 5 0,122 6 0,077

6 0,023 5 0,016 6 0,059 6 0,025 5 0,074 6 0,059

6 6 0,031 0,027

6 0,023

Là kết quả nghiên cứu bước đầu, bài báo chỉ giới thiệu một số loại đất tiêu biểu, đã được chúng tôi lấy trong các lỗ khoan ở khu vực nội thành cũ và huyện Từ Liêm để nghiên cứu, bao gồm 60 mẫu tiêu biểu mỗi dạng. Liên quan đến việc xác định các cấp gia tải và cấp gia tải ban đầu, đất cát và đất loại sét được thí nghiệm xác định một số chỉ tiêu. Những thí nghiệm này được thực hiện tại phòng thí nghiệm Địa kỹ thuật Trường Đại học Kiến trúc (Las 256). + Kết quả thí nghiệm hệ số biến dạng ngang Bảng 7. Kết quả thí nghiệm xác định hệ số biến dạng ngang của đất cát mịn Đặc trưng

Số liệu thí nghiệm

Giá trị tính toán

σ2

σ1

∆S

∆V

(kPa)

mm3

Giá trị trung bình

150

Giá trị trung bình

150

1,241

389

0,016

0,0039

0,00608

0,38

Giá trị trung bình

150

1,161

340

0,015

0,0034

0,00585

0,39

Giá trị trung bình

150

1,079

343

0,013

0,0034

0,00481

0,37

Giá trị trung bình

150

0,861

309

0,012

0,031

0,00456

0,38

Giá trị trung bình

150

0,795

340

0,013

0,035

0,00481

0,37

Thống kê

197

Hệ số biến đổi V (%)

30÷40

25÷29

Bảng 8. Kết quả thí nghiệm xác định hệ số biến dạng ngang của đất sét Đặc trưng

Số liệu thí nghiệm

Giá trị tính toán

σ2

σ1

∆S

∆V

(kPa)

mm3

Giá trị trung bình

250

Giá trị trung bình

250

1,292

245

0,016

0,024

0,00688

0,43

Giá trị trung bình

250

2,762

249

0,019

0,025

0,00836

0,44

Giá trị trung bình

250

4,164

203

0,018

0,020

0,0081

0,45

Giá trị trung bình

250

5,550

136

0,019

0,014

0,00893

0,47

34÷36

24÷27

Thống kê

Hệ số biến đổi V (%)

Bảng 9. Kết quả thí nghiệm xác định hệ số biến dạng ngang của đất hữu cơ Đặc trưng

Số liệu thí nghiệm

σ2 Thống kê

σ1

∆S

Giá trị tính toán

∆V

(kPa)

Giá trị trung bình

150

Giá trị trung bình

150

2,449

1459

0.031

0,0145

0,00837

0,27

Giá trị trung bình

150

2,103

1181

0,027

0,0118

0,01053

0,39

Giá trị trung bình

150

2,010

1001

0,024

0,0100

0,0072

0,30

Giá trị trung bình

150

1,665

986

0,025

0,0098

0,00775

0,31

Giá trị trung bình

150

1,911

861

0,023

0,086

0,00736

0,32

36÷39

28÷30

Hệ số biến đổi V (%) Nhận xét kết quả thí nghiệm:

- Giữa các loại đất cát, đất sét sét pha dẻo cứng và đất hữu có có sự khác biệt căn bản về các giá trị hệ số biến dạng ngang; 198

- Hệ số biến dạng ngang không chỉ phụ thuộc vào thành phần tính chất của đất mà nó còn là một hàm của các thành phần ứng suất đứng và ngang. Điều đó, chứng tỏ lựa chọn hệ số biến dạng ngang trong tính toán là các hằng số dựa vào các bảng tra là một trong các nguyên nhân làm các đánh giá dự báo chuyển dich đất nền thành hố đào có độ chính xác thấp; - Tuy nhiên, các số liệu thu được từ thí nghiệm có hệ số biến đổi V lớn, nguyên nhân như thấy trong bảng chỉ tiêu cơ lý mẫu đất là chưa đồng nhất. Do đó, tìm được quy luật biến đổi hệ số biến dạng ngang là thật sự rất cần thiết cho tính toán hố đào. KẾT LUẬN VÀ KIẾN NGHỊ

1. Hệ số biến dạng ngang là một đặc trưng đất nền rất quan trọng trong tính toán thiết kế hố đào sâu đã được xác định được bằng thí nghiệm ba trục theo mô hình giảm tải ngang (giảm áp lực buồng). Kết quả thu được từ thí nghiệm đã phản ánh đúng bản chất ứng xử của đất nền bên cạnh kết cấu chắn giữ trong quá thi công hố đào. Do đó, hệ số biến dạng ngang xác định bằng phương pháp ba trục giảm tải ngang là cơ sở để khắc phục được các sai số trong tính toán dự báo chuyển vị thành, lún mặt đất xung quanh hố đào. 2. Kết quả thí nghiệm bước đầu cho thấy hệ số biến dạng ngang phụ thuộc vào trạng thái ứng suất, trong khi các thành phần ứng suất đứng và ngang đều biến đổi theo không gian đất nền khi có hố đào, nên hệ số biến dạng ngang của 1 lớp đất có cùng thành phần trạng thái cũng sẽ bị biến đổi theo không gian, sẽ là rất phức tạp nếu nền phân lớp, nhất là khi có mặt tầng chứa nước. Điều đó, đặt ra yêu cầu phải xây dựng các mô hình cấu trúc nền dựa trên các tài liệu địa chất khu vực chỉ có như vậy mới xác định được điều kiện biên hợp lý cho bài toán phần tử hữu hạn.

TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. R.Whitlow, "Cơ học đất" (bản dịch), NXB Giáo dục,1999. 2. Trần Văn Việt, "Cẩm nang dùng cho kỹ sư Địa kỹ thuật", NXB Xây dựng, 2004. 3. Bishop, A.W., “Test Requirements for Measuring the Coefficient of Earth Pressure at Rest”, Proceedings, Brussels Conference on Earth Pressure Problems, Vol 1, 1958, pp. 2-14. 4. Brooker, E.W. and Ireland H.O., "Earth pressures at Rest Related to stress History", Canad. Geot. Journ. Vol.II, No.1, 1965, pp. 1-15. 5. Mair, R.J., and Wood, D.M. "Pressuremeter testing: methods and interpretation" CIRIA Ground Engineering Report: In-situ Testing", Butterworths, London, 1987. 6. Hans-Georg KempFert, Berhane Geobreselassie, "Excavations and foundations in soft soil", Spingerverlag Berlin Heidelberg, 2006.

199

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

DỰ BÁO CHUYỂN DỊCH CÔNG TRÌNH THEO SỐ LIỆU QUAN TRẮC TRẮC ĐỊA Trần Khánh*, Lê Đức Tình TÓM TẮT: Bài báo có nội dung khảo sát phương pháp dự báo chuyển dịch của công trình dựa trên các số liệu quan trắc địa. Việc dự báo được chuyển dịch không những cho phép đánh giá chính xác mối

tương quan giữa chuyển dịch và tác nhân gây ra chuyển dịch đó mà còn giúp cho các nhà quản lý và vận hành các công trình xác định thời điểm quan trắc một cách hợp lý. 1 ĐẶT VẤN ĐỀ

Quan trắc chuyển dịch biến dạng công trình là công tác trắc địa độ chính xác cao, vì vậy để bảo đảm độ tin cậy của kết quả quan trắc cần phải áp dụng các giải pháp kỹ thuật hợp lý trong tổ chức đo đạc và tính toán xử lý số liệu đối với các mạng lưới trắc địa được thành lập cho mục đích khảo sát biến dạng mặt đất và công trình. Sự thay đổi áp lực tác động đến công trình thường dẫn đến sự thay đổi quá trình chuyển dịch của chính công trình đó. Thông thường, phản ứng của công trình (thể hiện qua giá trị chuyển dịch) xảy ra muộn hơn so với thời điểm tác động của tác nhân gây ra chuyển dịch. Sự không đồng bộ về thời gian như nêu ở trên được gọi là thời gian trễ chuyển dịch. Việc xác định thời gian trễ chuyển dịch không những cho phép đánh giá chính xác mối tương quan giữa chuyển dịch và tác nhân gây ra chuyển dịch đó mà còn giúp cho việc xác định thời điểm quan trắc một cách hợp lý [4, 6, 7]. 2 LÝ THUYẾT CỦA VIỆC XÁC ĐỊNH THỜI GIAN TRỄ CHUYỂN DỊCH CÔNG TRÌNH 2.1. Xác định thời gian trễ chuyển dịch công trình theo hệ số tương quan Trong tài liệu [6], đã đề xuất phương pháp xác định thời gian trễ chuyển dịch bằng cách so sánh hệ số tương quan, nội dung của phương pháp dựa trên cơ sở lý luận sau: Giả sử trong quá trình quan trắc thu được 2 chuỗi giá trị định lượng tại các chu kỳ đo: chuỗi giá trị của tác nhân gây ra chuyển dịch X = {x1 , x2 ,..., xn } và chuỗi giá trị chuyển dịch q = {q1 , q2 ,..., qn } .

Mối quan hệ tương quan giữa chuyển dịch (q) và tác nhân gây ra chuyển dịch (X) được xác lập thông qua hệ số tương quan r(X,q) và được tính theo công thức:

r( X ,q ) =

M ( X , q) M ( X ).M (q)

Trần Khánh , Trường Đại học Mỏ - Địa chất, trankhanhmdc@yahoo.com.vn, +84 912323688 Lê Đức Tình, Trường Đại học Mỏ - Địa chất, tinhtdct@gmail.com, +84 912296180

200

(1)

Trong đó: M(X), M(q) tương ứng là sai số trung phương của các đại lượng X, q; M(X,q) là mô ment tương quan bậc 2, được xác định theo công thức: M ( X , q) =

1 n ∑ ( X i − X )( q i − q ) n − 1 i =1

(2)

Trước hết, dựa vào số liệu quan trắc để lập đồ thị biểu diễn biến động của tác nhân gây chuyển dịch X và biến động của chuyển dịch q. Ban đầu, tính hệ số tương quan giữa X và q theo số liệu quan trắc. Tiếp theo, thực hiện dịch chuyển tịnh tiến biểu đồ chuyển dịch so với biểu đồ của tác nhân (với khoảng thời gian dịch chuyển tịnh tiến là ∆t) và tính hệ số tương quan mới giữa X và q. Mỗi lần dịch chuyển tịnh tiến như vậy sẽ tính được một giá trị hệ số tương quan. Thời gian trễ chuyển dịch của công trình chính là khoảng thời gian tịnh tiến đồ thị ∆t, cho đến khi mà hệ số tương quan đạt giá trị lớn nhất. 2.2. Xác định thời gian trễ chuyển dịch theo cực trị hàm hồi quy

Thực tế cho thấy rằng, dựa trên cơ sở chuỗi kết quả quan trắc trong các chu kỳ có thể xây dựng được hàm hồi quy để mô tả chuyển dịch công trình cũng như tác nhân gây chuyển dịch. Trong tài liệu [3] chúng tôi đã đề xuất phương pháp xác định thời gian trễ của chuyển dịch công trình bằng cách phân tích và so sánh thời điểm xảy ra cực trị của hàm hồi quy chuyển dịch và hàm hồi quy tác nhân chuyển dịch. Ý tưởng của đề xuất dựa trên giả thiết về mối quan hệ tuyến tính giữa chuyển dịch và tác nhân gây chuyển dịch, từ đó dựa vào sự lệch pha thời điểm xảy ra cực trị của các hàm hồi quy để xác định thời gian trễ chuyển dịch. Giả sử hàm hồi quy thể hiện chuyển dịch là q = f (t ) , hàm số thể hiện tác nhân gây chuyển dịch (ví dụ như sự biến động mực nước trong hồ chứa H) là H = ϕ (t ) . Thời điểm mà 2 hàm số trên đạt giá trị cực đại hoặc cực tiểu được xác định thông qua việc giải 2 phương trình vi phân: f ' (t ) = 0 và ϕ ' (t ) = 0 . Kí hiệu các nghiệm tương ứng của 2 phương trình trên là t1 và t2. Khi đó thời gian trễ của chuyển dịch được tính theo công thức (hình 1). ∆t = t1 −t 2

(3)

Biểu đồ mực nước o o

T (Thời gian) o

∆t

Biểu đồ chuyển dịch

∆t

q Hình 1: Độ trễ chuyển dịch công trình

201

Quy trình tính toán xác định thời gian trễ chuyển dịch theo phương pháp phân tích cực trị hàm hồi quy được thể hiện thông qua ví dụ sau: Giả sử theo kết quả quan trắc trong n chu kỳ, chuyển dịch (q) và độ cao mực nước hồ chứa (H) của một công trình thuỷ điện được biểu diễn bằng các hàm hồi quy tuần hoàn dạng [1, 2, 5]: qt = a 0 + a1 .Sin(ω1t ) + a 2 .Cos (ω1t ) + a3 t

(4)

H t = b0 + b1 .Sin(ω 2 t ) + b2 .Cos (ω 2 t ) + b3 t

(5)

Hàm (4) đạt cực trị tại các thời điểm: t1 =

ϕ1 − α1 + 2kπ ω1

Với: α 1 = −

ω a1 + a

2 2

; Sinϕ1 =

a1 a12 + a22

;

Hàm (5) đạt cực trị tại các thời điểm:

t2 =

ϕ 2 − α 2 + 2kπ ω2

Với: α 2 = −

ω 2 b12 + b22

; Sinϕ 2 =

b1 b12 + b22

;

Từ đó, kết hợp với công thức 3 tính được thời gian trễ chuyển dịch: ∆t = t1 − t 2 =

ϕ1 − α1 + 2kπ ϕ 2 − α 2 + 2kπ − ω1 ω2

(6)

3 VÍ DỤ VỀ TÍNH ĐỘ TRỄ CHUYỂN DỊCH CÔNG TRÌNH THỦY ĐIỆN

Để minh chứng cho cơ sở lý thuyết phương pháp xác định độ trễ chuyển dịch nêu trong mục 2.2, chúng tôi đã tiến hành thực nghiệm với số liệu quan trắc chuyển dịch của một điểm quan trắc tại tuyến đập thủy điện Hòa Bình [4]. Chuyển dịch ngang của điểm quan trắc PVM2 được được đo trong 59 chu kỳ, số liệu quan trắc được đưa ra trong bảng 1, gồm có: thời gian đo, độ cao mực nước trong hồ chứa, giá trị chuyển dịch ngang theo hướng áp lực (được tính so với chu kỳ tham chiếu, thực hiện ngày 10/1/2005).

202

Bảng 1. Chuyển dịch điểm PVM2 trên tuyến đập thủy điện Số TT

Thời gian đo

Độ cao m.nước

Ch.dịch (mm)

Số TT

Thời gian đo

Độ cao m.nước

Ch.dịch (mm)

10/1/20005

110.29

0.0

09/8/2007

93.60

-15.0

15/2/2005

105.02

0.3

29/8/2007

111.23

-11.0

8/3/2005

101.64

0.2

09/10/2007

116.46

-10.3

15/4/2005

92.39

5.7

08/11/2007

116.84

-6.5

10/5/2005

85.57

-8.3

10/12/2007

116.05

-7.2

2/6/2005

78.56

-9.6

11/1/2008

111.80

-7.2

11/7/2005

95.12

-5.7

20/02/2008

108.88

-9.5

10/8/2005

96.44

-10.5

20/3/2008

104.51

-13.7

31/8/2005

113.84

-4.6

14/4/2008

101.47

-14.4

13/10/2005

116.59

-5.2

15/5/2008

92.52

-19.3

30/11/2005

116.85

-3.1

12/6/2008

85.89

-20.2

17/1/2006

116.66

-3.8

10/7/2008

102.07

-17.2

20/2/2006

112.22

-2.3

13/8/2008

102.76

-21.4

13/3/2006

111.12

-2.2

03/9/2008

106.48

-13.4

6/4/2006

94.84

-4.8

02/10/2008

116.65

-18.7

16/5/2006

93.95

-12.3

14/11/2008

117.22

-12.0

12/6/2006

82.04

-5.7

11/12/2008

116.56

-11.5

13/7/2006

98.99

-4.5

19/01/2009

116.13

-13.0

8/8/2006

108.00

-8.9

16/02/2009

111.79

-13.0

25/9/2006

114.76

-10.1

05/03/2009

109.56

-16.2

09/10/2006

116.62

-4.9

13/4/2009

105.62

-13.6

9/11/2006

116.64

-2.5

11/5/2009

98.55

-14.4

15/12/2006

116.25

-2.9

11/6/2009

90.83

-17.5

16/1/2007

114.49

-1.2

14/7/2009

101.15

-19.0

05/2/2007

112.10

1.0

14/8/2009

98.37

-19.5

05/3/2007

109.60

-7.5

15/9/2009

110.44

-20.6

09/4/2007

101.74

-11.4

9/10/2009

114.22

-19.7

16/5/2007

94.84

-13.6

18/11/2009

114.50

-19.0

12/6/2007

85.45

-11.6

7/12/2009

116.14

-21.6

09/7/2007

97.55

-13.5

3.1. Xác định tham số hàm hồi quy

Phân tích sơ bộ đồ thị chuyển dịch và đồ thị biến động mực nước trong hồ chứa theo thời gian cho thấy, cả hai biểu đồ trên đều có tính tuần hoàn (hình 2). Trong bài báo đã chọn sử dụng hàm 4, 5 để

203

mô tả sự biến thiên của cả 2 đại lượng trên (q và H) theo thời gian. Trên cơ sở số liệu quan trắc nêu ra trong bảng 1, theo nguyên lý số bình phương nhỏ nhất xác định được tham số của các hàm hồi quy (4, 5) như sau: 1- Phương trình thể hiện mô hình chuyển dịch theo thời gian với các tham số: q t = −0.81 − 0.89 × Sin(0.52.t ) + 3.59 × Cos (0.52.t ) − 0.31 × t

- Sai số mô hình:

m = 3.0 mm

- Biên độ chuyển dịch: T1 = 7.4 mm - Chu kỳ chuyển dịch : P1 = 12.2 tháng 2- Phương trình thể hiện mô hình biến động độ cao mực nước trong hồ chứa theo thời gian: H t = 104.07 − 9.92 × Sin(0.52.t ) + 8.94 × Cos (0.52.t ) + 0.06 × t

- Biên độ dao động mực nước: T2 = 26.7m - Chu kỳ dao động mực nước : P2 = 12.15 tháng H(m)

Qmm

Hình 2. Biểu đồ mô hình chuyển dịch điểm quan trắc và dao động mực nước hồ 3.2. Xác định độ trễ chuyển dịch

Xác định thời gian trễ chuyển dịch được thực hiện theo phương pháp so sánh thời điểm mà hàm số thể hiện độ cao mực nước hồ và hàm số chuyển dịch đạt cực trị (hình 2). Số liệu so sánh được đưa ra trong bảng 2 (thời điểm mà các hàm số trên đạt cực trị tính theo đơn vị tháng và được so sánh tương đối so với thời điểm đo chu kỳ 1). Kết quả so sánh cho thấy, thời gian trễ của chuyển dịch so với tác động của áp lực nước trong hồ

204

chứa nằm trong khoảng từ 1.2 đến 1.5 tháng. Như vậy có thể đánh giá chung là, thời gian trễ chuyển dịch xảy ra chạm hơn so với tác động của áp lực nước trung bình là 1.35 tháng (khoảng 40 ngày). Bảng 2. So sánh thời điểm cực trị của hàm chuyển dịch và hàm tuần hoàn Thời gian

Thời gian hàm số mô hình đạt cực trị (tháng- so với chu kỳ 1)

Tham số

Min

Max

Min

Max

Min

Max

Min

Max

Min

Mực nước

4.5

10.5

16.6

22.7

28.7

34.8

40.9

47.0

53.0

Chuyển dịch

5.7

11.8

17.9

24.0

30.1

36.2

42.3

48.4

54.5

Thời gian trễ (tháng)

1.2

1.3

1.4

1.5

4 KẾT LUẬN

Từ những kết quả khảo sát lý thuyết và ví dụ minh họa, có thể rút ra một số kết luận sau: - Cần phải tính đến thời gian trễ của chuyển dịch trong phân tích biến dạng các công trình. Việc xác định thời gian trễ chuyển dịch không những cho phép đánh giá hợp lý mối quan hệ giữa chuyển dịch và tác nhân gây ra chuyển dịch đó mà còn giúp cho việc hoạch định thời điểm quan trắc một cách hợp lý, có tác dụng thiết thực để nâng cao hiệu quả của công tác quan trắc và phân tích chuyển dịch biến dạng công trình. - Việc khảo sát xác định thời gian trễ của chuyển dịch công trình dựa trên việc phân tích, so sánh thời điểm xẩy ra cực trị của hàm hồi quy chuyển dịch và hàm hồi quy tác nhân gây ra chuyển dịch đưa ra trong bài báo có tính chặt chẽ và thuận tiện cho việc triển khai lập trình tính toán trên máy tính điện tử

205

Tµi liÖu tham kh¶o 1. Trần Khánh, Nguyễn Quang Phúc (2010), Quan trắc chuyển dịch và biến dạng công trình. Nxb Giao thông vận tải. 2. Trần Khánh, Lê Đức Tình (2010), “Ứng dụng phương pháp phân tích tương quan để đánh giá chuyển dịch công trình”, Tạp chí KHKT Mỏ- Địa chất, (31). 3. Lê Đức Tình (2012), “Ứng dụng phương pháp thống kê để phân tích biến dạng công trình thủy điện trong điều kiện Việt Nam”, Báo cáo tổng kết đề tài hỗ trợ NCS, Mã số N2010-31. 4. Nhà máy thủy điện Hòa Bình (2005-2011), Báo cáo tình trạng công trình qua kết quả quan trắc các năm 2005- 2011. 5. US.Army Corps of engineers (2002), Structural Deformation Surveying. 6. Зайцев А. К. и др. (1991), Геодезические методы исследования деформаций сооружения, изд-во “недра”, Москва. 7. Ященко В.Р. (1989), Геодезические исследования вертикальных движенний земной поверхности, изд-во “недра”, Москва.

206

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

MỘT PHƯƠNG PHÁP XÁC ĐỊNH ĐỘ ỔN ĐỊNH CỦA ĐIỂM LƯỚI CƠ SỞ TRONG QUAN TRẮC BIẾN DẠNG CÔNG TRÌNH ĐƯỜNG HẦM Phạm Quốc Khánh*, Zhang Zhenglu TÓM TẮT: Điểm lưới cơ sở trong quan trắc biến dạng công trình đường hầm thường được bố trí ở 2 đầu hầm, nơi có điều kiện địa chất ổn định. Làm thế nào xác định điểm lưới cơ sở là ổn định, làm cơ sở tính toán điểm lưới quan trắc và phân tích biến dạng? Bài báo nghiên cứu “phương pháp kiểm nghiệm tổ hợp phương sai sau bình sai” xác định điểm không ổn định của lưới cơ sở, phương pháp này có lý luận rõ ràng, tính toán đơn giản và sử dụng thuận tiện. Kết quả kiểm chứng quan trắc biến dạng một đường hầm thực tế và một mô hình đã chứng tỏ tính hiệu quả cao của phương pháp. TỪ KHÓA: Quan trắc biến dạng, lưới cơ sở, phân tích độ ổn định, người máy trắc địa.

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Điểm cơ sở của lưới quan trắc biến dạng đường hầm và điểm quan trắc đều chỉ có thể bố trí trong không gian dài và hẹp, không thể dùng GPS để quan trắc, máy quét lazer rất khó đạt được độ chính xác theo yêu cầu quan trắc biến dạng. Hiện nay, lựa chọn tối ưu là dùng máy toàn đạc điện tử độ chính xác cao có chức năng đo bán tự động (người máy trắc địa) để thành lập hệ thống quan trắc cố định lâu dài hoặc hệ thống quan trắc theo chu kỳ. Dù là hệ thống quan trắc nào thì điểm cơ sở cũng phải đặt ở 2 đầu hầm, nơi có điều kiện địa chất ổn định, còn điểm cơ sở công tác bắt buộc phải thiết kế ở trong khu vực biến dạng. Mỗi đầu hầm phải bố trí ít nhất 2 điểm cơ sở, ở giữa là điểm cơ sở công tác. Số điểm cơ sở công tác không nên quá nhiều và phải bố trí nơi thuận tiện cho việc đo đạc điểm quan trắc. Khi thành lập lưới cơ sở và quan trắc biến dạng cần phải giải quyết 3 vấn đề sau: 1) Xác định tọa độ của các điểm lưới cơ sở trong chu kỳ đầu tiên. 2) Xác định độ ổn định của các điểm lưới cơ sở trong các chu kỳ tiếp theo. 3) Tính tọa độ các điểm cơ sở và các điểm quan trắc trong cùng một hệ thống tọa độ. Có thể nhận thấy, 3 vấn đề trên có quan hệ với nhau, trong đó quan trọng nhất là vấn đề thứ 2, cũng chính là nội dung chủ yếu của bài báo. 2 PHƯƠNG PHÁP KIỂM NGHIỆM TỔ HỢP PHƯƠNG SAI SAU BÌNH SAI 2.1 Tiêu chuẩn ổn định của điểm lưới cơ sở Trong quan trắc biến dạng công trình đường hầm, phải sử dụng tọa độ điểm cơ sở làm điểm gốc, tiến hành tính toán tọa độ của điểm cơ sở công tác và điểm quan trắc. Nếu điểm cơ sở bị chuyển dịch mà vẫn sử dụng làm điểm gốc thì tọa độ điểm cơ sở công tác và điểm quan trắc bị ảnh Phạm Quốc Khánh, Trường đại học Mỏ-Địa chất Hà Nội, khanhtdct@gmail.com, +84 969 323 389, Zhang Zhenglu *

207

hưởng, dẫn đến kết quả quan trắc sai lệch, do vậy cần phát hiện và loại trừ điểm cơ sở bị chuyển dịch. Có thể dùng tiêu chuẩn sau để xác định điểm cơ sở bị chuyển dịch: giả sử sai số của điểm yếu nhất của lưới cơ sở theo thiết kế là m p , khi điểm lưới cơ sở bị chuyển dịch bằng k.m p thì kết luận

rằng điểm cơ sở đó bị chuyển dịch, giá trị của k được lấy là 2, 2.5 hoặc 3 tùy thuộc vào yêu cầu độ chính xác quan trắc. Áp dụng tiêu chuẩn trên, “Phương pháp kiểm nghiệm tổ hợp phương sai sau bình sai” có thể xác định được điểm cơ sở chuyển dịch, sau đó dùng các điểm lưới cơ sở ổn định làm điểm gốc để tính tọa độ điểm cơ sở công tác và điểm quan trắc. 2.2 Phương pháp kiểm nghiệm tổ hợp phương sai sau bình sai 2.2.1 Quan trắc và tính toán chu kỳ đầu lưới cơ sở

Lưới cơ sở trong quan trắc biến dạng đường hầm thường có ít điểm, trị đo không nhiều, lưới được đo bằng phương pháp góc-cạnh. Để xác định tọa độ của các điểm cơ sở trong chu kỳ đầu, có thể dùng phương pháp bình sai lưới tự do có số khuyết bằng 0, giả định tọa độ 1 điểm và phương vị 1 cạnh, từ đó xác định được tọa độ các điểm lưới cơ sở trong hệ tọa độ giả định (gọi là hệ tọa độ đường hầm). Vì lưới có ít trị đo thừa nên độ tin cậy của lưới cơ sở thấp, khắc phục bằng cách đo nhiều vòng và nhiều thời đoạn để nâng cao độ chính xác của điểm lưới cơ sở. 2.2.2 Quan trắc và tính toán các chu kỳ tiếp theo

Với các chu kỳ quan trắc biến dạng tiếp theo, dùng điểm cơ sở chu kỳ đầu là điểm khởi tính, tiến hành tính toán tọa độ điểm cơ sở công tác và điểm quan trắc. Nhưng sẽ gặp phải trường hợp khi điểm cơ sở không ổn định, nếu vẫn dùng tọa độ các điểm này làm điểm khởi tính thì tọa độ sau bình sai của các điểm quan trắc bị ảnh hưởng của sai số số liệu gốc. Vì vậy, chúng tôi nghiên cứu “Phương pháp kiểm nghiệm tổ hợp phương sai sau bình sai” để phán đoán và xác định điểm cơ sở không ổn định, sau đó dùng mới dùng các điểm ổn định để tính toán bình sai đối với lưới quan trắc. Sở dĩ gọi là “Phương pháp kiểm nghiệm tổ hợp phương sai sau bình sai” vì thông qua các dạng tổ hợp của điểm cơ sở, dùng phương sai trọng số đơn vị sau bình sai hình thành lượng thống kê, tiến hành kiểm nghiệm χ 2 . Khi lượng thống kê lớn hơn giá trị của mức xác suất tương ứng (tức là giá trị tra bảng phân phối χ 2 với mức tin cậy và bậc tự do tương ứng) thì giả thiết gốc không được chấp nhận, tức là lưới cơ sở có điểm không ổn định rõ rệt, cần tiến hành thay thế tính toán cho đến khi kiểm nghiệm thông qua. Các bước cụ thể như sau: 1) Căn cứ vào số điểm cơ sở tiến hành tổ hợp điểm cơ sở, giả sử có m điểm cơ sở, sẽ có m, m − 1, m − 2,L, m − k tổ hợp điểm cơ sở, công thức tính tổ hợp là: Cmk =

m! k!(m − k )!

(1)

Tất cả số tổ hợp ở trên, với mỗi tổ hợp đều tiến hành kiểm nghiệm phương sai sau bình sai, nếu giả thiết gốc không được chấp nhận thì trong tổ hợp này có điểm cơ sở không ổn định, cần thay thế tính toán cho đến khi kiểm nghiệm thông qua. Chú ý: m − k không được nhỏ hơn 2. 208

2) Giả thiết gốc và giả thiết đối của kiểm nghiệm χ 2 là: H 0 : E (σˆ 02 ) = σ 02

(2)

H1 : E (σˆ 02 ) ≥ σ 02

Hình thành lượng thống kê: T= f

σˆ 02 ~ χ 2f ,1−α 2 σ0

(3)

trong đó, σˆ 02 là phương sai trọng số đơn vị sau bình sai, σ 02 là phương sai trọng số đơn vị trước bình sai, f là số trị đo thừa (hay còn gọi là bậc tự do), χ 2f ,1−α là giá trị của mức xác suất tương ứng, mức tin cậy thường lấy là α = 0.05 , khi T > χ 2f ,1−α

(4)

thì bác bỏ giả thiết gốc, chứng tỏ trong lưới có điểm cơ sở không ổn định. 3 VÍ DỤ THỰC NGHIỆM 3.1 Ví dụ thực tế Dùng số liệu đo đạc thực tế của lưới cơ sở quan trắc biến dạng một đường hầm thẳng có chiều dài hơn 500m tại Quảng Châu-Trung Quốc để tiến hành kiểm chứng, hình 1 là sơ đồ điểm lưới cơ sở gồm 4 điểm XJ1, XJ2, XJ3, XJ4 và 2 điểm cơ sở công tác: XB, XN. Trong đó điểm XJ1, XJ2 ở cửa bắc đường hầm, XJ3, XJ4 ở cửa nam đường hầm, đều được bố trí ngoài phạm vi đào hầm, nơi có nền địa chất ổn định; XB, XN là 2 điểm cơ sở công tác (nơi đặt trạm máy quan trắc biến dạng), đặt ở trong khu vực biến dạng của đường hầm. Trong đường hầm, cứ cách 15m có một mặt cắt ngang, trên đó bố trí 4 điểm quan trắc như hình 2. Điểm cơ sở Bắc

Điểm cơ sở công tác

XJ1

XJ3

XN XJ4

XJ2

Hình 1: Lưới cơ sở quan trắc biến dạng đường hầm XA01-3

Điểm quan trắc

Bắc

XA01-4

XA01-2

XA01-1

Hình 2. Sơ đồ bố trí điểm quan trắc trên một mặt cắt ngang Tọa độ chu kỳ 0 được xác định như sau: giả định tọa độ của điểm XN(1000,1000), hướng XN đến XB là phương vị gốc có giá trị 0o00’00”, từ đó có thể đo đạc và tính được tọa độ của các điểm cơ sở trong hệ tọa độ này, gọi là hệ tọa độ đường hầm. Do lưới có đồ hình yếu và có rất ít trị đo thừa nên độ tin cậy không cao, để nâng cao độ chính xác và độ tin cậy của tọa độ các điểm 209

cơ sở thì hướng phải đo ít nhất 6 vòng, cạnh cũng được đo nhiều lần theo hướng đi và về, lấy giá trị trung bình rồi mới đưa vào tính toán. Với 4 điểm lưới cơ sở XJ1, XJ2, XJ3, XJ4, có các dạng tổ hợp sau:

k = 4 , tổ hợp là: XJ1, XJ2, XJ3, XJ4

k = 3 , có C43 = 4 tổ hợp là: XJ1, XJ2, XJ3; XJ1, XJ2, XJ4; XJ2, XJ3, XJ4; XJ1, XJ3, XJ4. k = 2 , có C42 = 6 tổ hợp là: XJ1, XJ2; XJ1, XJ3; XJ1, XJ4; XJ2, XJ3; XJ2, XJ4; XJ3, XJ4. Trong đó, do XJ1, XJ2 và XJ3, XJ4 có khoảng cách quá gần nên không xét, do đó với k = 2 chỉ xét 4 tổ hợp. Khi bình sai lưới cơ sở, SSTP trọng số đơn vị trước bình sai lấy bằng 0.7" , giá trị này được xác định từ catalogue của máy đo và qua kiểm nghiệm máy trước đó. Với mỗi chu kỳ quan trắc, đều phải tiến hành bình sai lưới cơ sở. Đầu tiên dùng cả 4 điểm cơ sở làm điểm khởi tính, nếu SSTP trọng số đơn vị sau bình sai lớn hơn SSTP trọng số đơn vị trước bình sai thì hình thành lượng thống kê và tiến hành kiểm nghiệm χ 2 , giả sử SSTP trọng số đơn vị sau bình sai của chu kỳ 2 là 2.36. Dùng “Phương pháp kiểm nghiệm tổ hợp phương sai sau bình sai” tiến hành kiểm nghiệm để xác định điểm cơ sở nào không ổn định. Kết quả tính toán như sau: ở chu kỳ 2, có

σˆ 02 = 2.36 2 = 5.5696 , σ 02 = 0.7 2 = 0.49 , f = 7 . σˆ 02 5.5696 = 79.59 > χ 2f ,1−α = χ 72,1−0.05 = 14.07 , bác bỏ H 0 , cho nên Lượng thống kê: T = f 2 = 7 σ0 0.49 nghi ngờ trong 4 điểm cơ sở của lưới có điểm không ổn định. Tiến hành bình sai 4 tổ hợp tương ứng với k = 3 , thu được SSTP trọng số đơn vị sau bình sai phân biệt là 3.30, 3.30, 2.12 và 0.78. Tổ hợp XJ2, XJ3, XJ4 và XJ1, XJ3, XJ4 đều có

σˆ 02 = 3.32 = 10.89 , σ 02 = 0.7 2 = 0.49 , f = 5 , lượng thống kê T = 111.124 ; lượng thống kê của tổ hợp XJ1, XJ2, XJ4 là 45.86 đều lớn hơn giá trị χ 52,1−0.05 = 11.07 , cho nên bác bỏ giả thiết gốc H 0 , chứng tỏ trong 3 tổ hợp này đều có điểm cơ sở không ổn định. Nhận thấy cả 3 tổ hợp trên đều bao gồm điểm XJ4 nên nghi ngờ điểm này là điểm không ổn định, hơn nữa, tổ hợp XJ1, XJ2, XJ3 không bao gồm XJ4 thì giả thiết gốc H 0 được chấp nhận, tức 3 điểm của tổ hợp này là ổn định, do vậy có thể kết luận điểm XJ4 là điểm cơ sở không ổn định. Dùng XJ1, XJ2, XJ3 là đểm khởi tính tiến hành bình sai sẽ thu được tọa độ các điểm lưới sau bình sai, đây là căn cứ tính toán lưới quan trắc biến dạng của chu kỳ này. 3.2 Ví dụ tính toán trên mô hình Để chứng minh tính khả thi và độ tin cậy khi tìm điểm cơ sở không ổn định bằng “Phương pháp kiểm nghiệm tổ hợp phương sai sau bình sai”, thông qua một mạng lưới khống chế công trình độ chính xác cao trên thực tế tiến hành tính toán kiểm chứng. Mạng lưới gồm 33 điểm, có kết cấu đồ hình cực kỳ vững chắc, hướng và cạnh được đo bằng chế độ bán tự động (georobot) của máy toàn đạc điện tử độ chính xác cao Leica TS30, tổng số trị đo là 394, số trị đo thừa là 328. Lưới có 4 điểm khởi tính là TN11, D2, TP12 và WXZ, SSTP trọng số đơn vị trước bình sai đo đạc thực

tế là σ 0 = 0.94 , SSTP trọng số đơn vị sau bình sai là σˆ 0 = 0.93 , SSTP vị trí điểm yếu nhất của lưới là 0.56mm. 210

Tính toán mô hình kiểm chứng như sau, giữ nguyên không thay đổi tất cả các trị đo và tọa độ 3 điểm khởi tính TN11, TP12 và WXZ, tọa độ X của điểm D2 giảm 3mm, tọa độ Y tăng 2mm. Tiến hành bình sai với 4 điểm khởi tính, sau bình sai thu được σˆ 0 = 1.08 ( σ 0 = 0.94 ), theo công thức (3) tính được lượng thống kê T = 328 ×

1.082 2 = 432.98 , lớn hơn giá trị χ 328 ,1− 0.05 = 341.38 2 0.94

nên bác bỏ H 0 , chứng tỏ trong số điểm khởi tính có điểm không ổn định. Để tìm điểm không ổn định, tiến hành tính toán bình sai phân biệt 4 tổ hợp chập 3 của 4 điểm khởi tính là TN11, D2, TP12; TN11, D2, WXZ; D2, TP12, WXZ; và TN11, TP12, WXZ thu được SSTP trọng số đơn vị hậu nghiệm của 3 tổ hợp đầu lần lượt là 1.07, 1.02 và 1.06. Dùng công thức (3) tính lượng 2 thống kê được các giá trị 422.41, 383.85 và 414.54, đều lớn hơn giá trị χ 326 ,1−0.05 = 341.38 nên

bác bỏ H 0 , tức là trong 3 tổ hợp trên đều có điểm không ổn định. Khi dùng tổ hợp TN11, TP12, WXZ làm điểm khởi tính thu được σˆ 0 = 0.93 , giả thiết gốc được chấp nhận, điểm khởi tính của tổ hợp này đều ổn định. Do đó, có thể xác định điểm D2 không ổn định, qua phân tích độ lệch tọa độ thu được, tọa độ điểm D2 chuyển dịch theo trục X là -2.5mm, theo trục Y là 2.2mm, rất sát với tọa độ mô hình đã chuyển dịch trước đó. Tọa độ chuyển dịch xác định không đúng so với thực tế là do các giá trị quan trắc liên quan đến điểm D2 không thay đổi trong quá trình tính toán. Nếu vẫn dùng điểm D2 bị chuyển dịch làm điểm khởi tính tiến hành bình sai, sau đó so sánh với giá trị đúng, thì ngoài điểm D2 bị chuyển dịch lớn (3mm, 2mm), tọa độ các điểm khác cũng bị sai lệch, lớn nhất là 1.3mm, lớn hơn sai số trung phương vị trí điểm yếu nhất của lưới ổn định hơn 2 lần. Điều này cho thấy không thể xem nhẹ hoặc bỏ qua khâu kiểm tra độ ổn định của lưới cơ sở, vì kết quả bình sai bị ảnh hưởng rất lớn khi điểm khởi tính không ổn định. Kết quả kiểm chứng trên mô hình chứng tỏ “phương pháp kiểm nghiệm tổ hợp phương sai hậu nghiệm” là chính xác, tính khả thi và độ tin cậy cao, sử dụng thuận tiện và có ý nghĩa thực tế. 4 KẾT LUẬN

Cần đặc biệt giải thích rõ là, khi điểm lưới cơ sở nhỏ hơn 2, sử dụng “phương pháp kiểm nghiệm tổ hợp phương sai sau bình sai” sẽ không có hiệu quả, nên dùng phương pháp khác để xử lý lưới cơ sở. Bài báo chủ yếu giải quyết vấn đề kiểm nghiệm độ ổn định điểm lưới cơ sở quan trắc biến dạng đường hầm, phương pháp này cũng ứng dụng thích hợp với lưới cơ sở quan trắc theo chu kỳ hoặc các lưới quan trắc biến dạng khác. Các kết luận chủ yếu như sau: 1) Qua tính toán trên mô hình kiểm chứng chứng tỏ, khi giá trị chuyển dịch của điểm cơ sở lớn gấp 3÷5 lần SSTP vị trí điểm yếu nhất trong thiết kế của lưới thì sai lệch tọa độ sau bình sai của các điểm lưới cũng lớn hơn 2 lần SSTP vị trí điểm yếu nhất của lưới. Giá trị này là rất lớn và không thể bỏ qua trong quan trắc biến dạng độ chính xác cao. 2) “Phương pháp kiểm nghiệm tổ hợp phương sai sau bình sai” là một phương pháp có hiệu quả cao, có thể dùng để xác định vị trí và lượng chuyển dịch của các điểm cơ sở. 3) “Phương pháp kiểm nghiệm tổ hợp phương sai sau bình sai” có ứng dụng rộng rãi, dù lưới có số trị đo thừa rất ít (5 giá trị) như lưới cơ sở quan trắc biến dạng đường hầm, hay lưới có 211

số trị đo thừa rất lớn (hơn 300 giá trị) đều thể hiện tính hiệu quả rõ rệt. Với lưới có ít trị đo thừa, khi xác định độ chính xác lưới nên dùng SSTP trọng số đơn vị trước bình sai để tính toán; với lưới có nhiều trị đo thừa, khi xác định độ chính xác lưới dùng SSTP trọng số đơn vị sau bình sai. 4) Phương pháp này chỉ nên áp dụng đối với lưới cơ sở có số lượng điểm không nhiều.

TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. 陶本藻, 自由网平差与变形分析, 武汉测绘科技大学出版社, 武汉, 2001. 2. 张正禄, 黄全义, 文鸿雁等, 工程的变形监测分析与预报, 测绘出版社, 北京, 2007. 3. 张正禄, 汪宏晨, 邓勇等, “滑坡变形分析与预报的新方法”, 武汉大学学报信息科学版, 12，2009, 1387-1389.

212

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

NGHIÊN CỨU VỀ KHẢ NĂNG CHỊU TẢI TRỌNG NGANG CỦA CỌC VÍT ATT Phạm Hoàng Kiên*, Daisuke Ito, Phạm Quyết Thắng TÓM TẮT: Cọc vít ATT là một loại cọc phức hợp được cấu tạo bởi ngoài là trụ đất- xi măng, trong là ống thép có cánh. Bài viết này giới thiệu về các thí nghiệm gia tải ngang đã được thực hiện tại Nhật Bản để đánh giá khả năng chịu tải trọng ngang của cọc vít ATT. Đối tượng nghiên cứu trong các thí nghiệm đã được tiến hành là sự làm việc chung giữa trụ đất- xi măng và ống thép có cánh, ảnh hưởng của cánh vít và ảnh hưởng của đường kính trụ đất- xi măng đến khả năng chịu tải trọng ngang của cọc. Các kết quả nghiên cứu thực nghiệm và lý thuyết đều cho thấy sự làm việc chung giữa trụ đất- xi măng và ống thép có cánh, việc bố trí các cánh vít, tăng đường kính của trụ đất- xi măng sẽ giúp tăng khả năng chịu tải trọng ngang của cọc lên rất nhiều. TỪ KHÓA: Cọc vít ATT, khả năng chịu tải trọng ngang, thí nghiệm gia tải ngang.

1 MỞ ĐẦU Cọc vít ATT là một loại cọc phức hợp (Hybrid Column) được thi công bằng cách xoay “ống thép có cánh” để hạ nó vào trong thân trụ đất- xi măng. Ống thép có cánh và trụ đất xi măng sẽ làm việc kết hợp như một thể thống nhất, nhờ đó tạo ra được khả năng chịu lực cao. Cọc vít ATT phát huy được ưu điểm chịu lực nổi trội trong điều kiện địa chất yếu. Cọc vít ATT được áp dụng tại Nhật Bản từ năm 2000 và đến nay đã có gần 4000 dự án đã triển khai áp dụng cọc vít ATT. Ngoài ra, cọc vít ATT còn có ưu điểm là dễ dàng kiểm soát cao độ đầu cọc (đặc biệt trong trường hợp cao độ đầu cọc âm) và là loại cọc thân thiện với môi trường do lượng đất phải đào lên và phải xử lý rất ít, độ ồn và rung động khi thi công rất nhỏ, việc thi công cọc không ảnh hưởng đến các công trình xung quanh, khả năng chịu lực nhổ và chịu tải trọng ngang lớn. Cọc vít ATT cũng sẽ là một giải pháp rất thích hợp cho trường hợp nhà xây chen trong các khu đô thị với mặt bằng thi công chật hẹp.

a. Ống thép có cánh

b. Trụ đất ximăng Hình 1. Cọc vít ATT

Phạm Hoàng Kiên, Đại học Giao thông vận tải, phkien@utc.edu.vn, +84 975.474.828

213

Các tiêu chuẩn thiết kế và thi công, nghiệm thu cọc vít ATT đã được Bộ đất đai hạ tầng giao thông và du lịch Nhật Bản (Bộ MLIT) công nhận. Trong tiêu chuẩn thiết kế, các công thức xác định khả năng chịu lực của cọc được xây dựng dựa trên việc tiến hành và phân tích các kết quả thí nghiệm. Bài viết này giới thiệu về các thí nghiệm gia tải ngang đã được tiến hành đối với cọc vít ATT tại Nhật Bản. Các kết quả thí nghiệm cho thấy sự làm việc chung giữa trụ đất- xi măng và ông thép có cánh giúp cho cọc vít ATT có khả năng chịu tải trọng ngang cao hơn nhiều so với cọc ống thép (không có trụ đất- xi măng). 2. ĐIỀU KIỆN ĐẤT NỀN TẠI HIỆN TRƯỜNG THÍ NGHIỆM Thí nghiệm gia tải ngang đã được tiến hành tại hai địa điểm, Sarushima và Urayasu ở Nhật Bản. Tại địa điểm Sarushima, mục đích của thí nghiệm là để xác nhận hiệu quả của sự làm việc chung giữa trụ đất- xi măng và ống thép có cánh ảnh hưởng thế nào đến khả năng chịu tải trọng ngang của cọc vít ATT. Tại địa điểm Urayasu, mục đích của thí nghiệm là để xác nhận ảnh hưởng do sự thay đổi đường kính của trụ đất- xi măng đến khả năng chịu tải trọng ngang của cọc. Hình 1 thể hiện hình trụ hố khoan địa chất tại Sarushima và chiều sâu hạ cọc thí nghiệm. Tại địa điểm thí nghiệm thuộc huyện Sarushima tỉnh Ibaraki, các lớp đất tính từ trên xuống lần lượt là đất mùn, đất sét, bùn pha cát, đất sét và cát mịn. Các kết quả khảo sát địa chất cơ bản được thể hiện trong Bảng 1. Chỉ số SPT tại khu vực gần mũi cọc nhỏ, chỉ từ 0 đến 4. Các thí nghiệm nén ngang trong hố khoan (pressure meter test in borehole) tại vị trí có độ sâu GL-1m đã được tiến hành. Kết quả thí nghiệm cho thấy giá trị trung bình của modun biến dạng là E0=1.92N/mm2. Hình 2 thể hiện hình trụ hố khoan địa chất tại Urayasu và chiều sâu hạ cọc thí nghiệm. Địa điểm thí nghiệm là khu đất đắp lấn biển thuộc thành phố Urayasu tỉnh Chiba. Đến độ sâu khoảng GL7m, chỉ số SPT là từ 0 đến 6. Bảng 2 thể hiện các kết quả khảo sát địa chất cơ bản. Thí nghiệm nén ngang trong hố khoan được thực hiện tại vị trí có độ sâu GL-1.5m. Kết quả thí nghiệm cho 2 thấy giá trị của modun biến dạng là E0=3.90N/mm .ƒÓ 216 .3 216 .3ƒÓ 216 .3ƒÓ

–„ “y ”S“yŽ¿ ƒVƒ‹ƒg ƒ

1 .55 ”S“yŽ¿ 1 .95 ƒ [ƒ€

4 .3 Eo=1 .92Nm / m2

Mực nước ngầm：2.24m 0 .0

”S “y

1 .7

3 .15

7500 7000

[ƒ€

3 .75

4 .80

[ “x Độ sâu

‘e

6 .8

6 .40 ”S “y 7 .20 ƒVƒ‹ƒgŽ¿ × »

1 .7 5 .0

[1 ½ ] ÄÚ°ÄH1 ŠÇ | Y

8 .50

8 .95 9 .50

21 .0

”S “y

12 13

100

‡F

‡I 450ƒÓ

450ƒÓ

700ƒÓ

H2Ä ŠÇ [2 ]¿ ²Ù¾ÒÝ | Y

[3 ]¿H3 ²Ù¾ÒÝ‰H Ä ª •t ‚« ŠÇ | Y

»Ž¿”S“y

10 11

‡E

‡H

5 .65

‡D

1750

2 .5 6 .6

‡B ‡C

‡G

500

i ‚f ‚k |‚

ƒVƒ‹ƒgŽ¿ × »

‡@ ‡A

1250

”S “y

750 500 V V V 500 250

0 10 20 30 40 50 0 .20

500

’l Chỉ ‚m số SPT 0

10 .75 ƒVƒ‹ƒgŽ¿ 11 .20 ”S “y ƒVƒ‹ƒgŽ¿ 11 .70 × » 12 .20 ×

9 .0

Vị tríƒQđo ‚Ð ‚¸‚Ý ƒW [ biến “\ •tˆÊdạng ’u 20 .0

… dđo v ‘ªˆÊ Vị•½‰× trí Œ tải’utrọng … •ÏˆÊ — Ê Œvchuyển ‘ªˆÊ ’u Vị•½trí đo

41 .0

ngang

vị ngang

Hình 2. Hình trụ hố khoan và chiều sâu hạ cọc (tại Sarushima) 214

0 .50m

–„ “y × » –„ “y

2 .00ƒVƒ‹ƒgŽ¿ » –„ “y ƒVƒ‹ƒg –„ “y ”S“yŽ¿ ƒVƒ‹ƒg –„ “y »Ž¿ƒVƒ‹ƒg

2 .75

3 4

Độ sâu [“x GLi m j

5 6 7 8 9

GL+0 .2m

1 2 3 4 5

–„ “y × »

0 .60 1 .20

3 .50 4 .20

Kết quả thí nghiệm LLT LLT ŽŽ Œ±Œ‹ ‰Ê Eo=3 .90N m / m2 Mục nước ngầm：2.20m

6 -3 .20m 7 -4 .20m

–„ “y × »

5 .45

-0 .20m -0 .70‚ -1 .20m -1 .70m -2 .20m

9 .90m

Tải trọng ngang —p ì ‚ ‚³

Chỉ‚m số SPT ’l 0 10 20 30 40 50

–„ “y × »

6 .50 6 .95

8 -6 .70m

–„“y ”S“yŽ¿ ƒVƒ‹ƒg × »

7 .90

× »

9 .55 × »

10 .60

ƒÓ600

ƒÓ800

9 -9 .20m GL-9 .50m GL-9 .90m

× »

F˜c ƒQtríƒW [ đo“\biến •tˆÊ ’udạng Vị

11 .75

ƒVƒ‹ƒgŽ¿ × »

12 .50

13 .20

ƒVƒ‹ƒg

ƒVƒ‹ƒgŽ¿ × »

Hình 3. Hình trụ hố khoan và chiều sâu hạ cọc (tại Urayasu) Bảng 1. Kết quả khảo sát địa chất (tại Sarushima) Vị trí lấy mẫu (GL-m)

Tên đất

Tỷ trọng

Độ ẩm tự nhiên

ρt(g/cm3)

wn(%)

Cường độ nén một trục qu(kN/m2)

0.5～2.0

Đất mùn

1.43

72.6

85.6

2.0～2.8

Đất sét

1.36

107.8

108.3

3.0～3.8

Đất sét

1.63

55.9

105.3

Bảng 2. Kết quả khảo sát địa chất (tại Urayasu) Vị trí lấy mẫu (GL-m)

Tên đất

Tỷ trọng

Độ ẩm tự nhiên

ρt(g/cm3)

wn(%)

Cường độ nén một trục qu(kN/m2)

2.00～2.67

Đất bùn

1.71

49.0

55.7

2.67～3.35

Đất bùn pha sét

1.70

57.7

54.0

215

3 CÁC THÔNG SỐ VỀ CỌC THÍ NGHIỆM Với mục đích đánh giá hiệu quả của cọc ATT về vai trò của cọc vít và ảnh hưởng của đường kính cọc đất xi măng trên các loại cọc được thi công khác nhau tại 2 hiện trường lần lượt tại Sarushima và Urayasu. Bảng 3 thể hiện các thông số của cọc thí nghiệm tại Sarushima. H1 là cọc chỉ có ống thép (không có trụ đất- xi măng và không có cánh vít) được thi công bằng phương pháp đóng, với mục đích đối chứng với các cọc H2, H3 tại cùng hiện trường. H2 là cọc gồm trụ đất- xi măng và ống thép không có cánh vít. H3 là cọc gồm trụ đất- xi măng và ống thép có cánh (5 cánh vít được gắn dọc theo trục ống thép). Các cọc H2 và H3 được thi công bằng cách đầu tiên tạo trụ đất- xi măng có đường kính Φ700mm, sau đó xoay để hạ ống thép vào trong thân trụ đất- xi măng. Bảng 4 thể hiện kết quả thí nghiệm nén một trục đối với các mẫu thử được lấy từ trụ đất- xi măng tại Sarushima. Bảng 5 thể hiện các thông số của cọc thí nghiệm tại Urayasu. Các cọc H4 và H5 đều có đường kính ống thép là Φ190.7mm, đường kính cánh vít là Φ400mm, tuy nhiên đường kính của trụ đâtxi măng là khác nhau và lần lượt bằng Φ600mm và Φ800mm. Bảng 6 thể hiện kết quả thí nghiệm nén một trục đối với các mẫu thử được lấy từ trụ đất- xi măng tại Urayasu. Bảng 3. Thông số cọc thí nghiệm (tại Sarushima)

No.

Đường kính Chiều dày ống thép ống thép D0(mm)

t(mm)

Đường kính cánh vít D(mm)

Đường kính trụ đất- xi măng Dc(mm)

Độ sâu mũi cọc (GL-m) Ống thép

－

Trụ đấtxi măng －

－ H2

216.3

8.2

7.0 700

7.2

450 Bảng 4. Kết quả thí nghiệm nén một trục (tại Sarushima) Cường độ nén một trục

(GL-m)

Nền đất được cải tạo

0.00～1.55

Đất mùn

1.55～3.75

Modun biến dạng

Tỷ trọng

E50(N/mm2)

ρt(g/cm3)

1,840

571.9

1.50

Đất sét

2,130

777.3

1.64

3.75～5.65

Cát mịn

2,640

814.6

1.73

5.65～6.40

Cát mịn

3,650

1067.6

1.76

Độ sâu

qu (kN/m )

216

6.40～7.20

Đất sét

1,500

405.3

1.64

Bảng 5. Thông số cọc thí nghiệm (tại Urayasu)

No.

Đường kính Chiều dày ống thép ống thép D0(mm)

t(mm)

Đường kính cánh vít D(mm)

Đường kính trụ đất- xi măng

Dc(mm)

Độ sâu mũi cọc (GL-m) Ống thép

Trụ đấtxi măng

9.5

9.9

600 190.7

9.3

400

800 Bảng 6. Kết quả thí nghiệm nén một trục (tại Urayasu)

Độ sâu

Cường độ nén một trục

Modun biến dạng

Tỷ trọng

E50(N/mm2)

ρt(g/cm3)

(GL-m)

Nền đất được cải tạo

0.0～2.0

Cát mịn (đất đắp)

3,140

1,053

1.73

2.0～4.2

Đất bùn (đất đắp)

1,470

596

1.72

4.2～7.0

Cát mịn (đất đắp)

3,140

1,316

1.84

7.0～9.9

Cát mịn

2,540

1,583

1.83

qu (kN/m2)

3 THÍ NGHIỆM NÉN NGANG 3.1 Phương pháp thí nghiệm Phương pháp tiến hành thí nghiệm theo “Phương pháp gia tải ngang đối với kết cấu cọc” được quy định bởi Hiệp hội nền móng Nhật Bản. Tải trọng ngang là tải trọng lặp được được gia tải bằng kích 300kN kết hợp với bơm dầu chạy điện. Vị trí đặt tải là GL+0.1m đối với địa điểm Sarushima và GL+0.2m đối với địa điểm Urayasu. Những số liệu đo trong thí nghiệm là trị số tải trọng, chuyển vị ngang tại đỉnh ống thép và tại vị trí đặt tải, biến dạng của ống thép. Sau mỗi vòng lặp gia tải, tình trạng nứt của mặt đất xung quanh được quan sát và ghi chép. Sau khi thí nghiệm, cọc được đào lên và xác nhận trạng thái. 3.2 Kết quả thí nghiệm 3.2.1 Hiệu quả của sự làm việc chung giữa trụ đất- xi măng và ống thép có cánh Các vòng lặp gia tải đối với mỗi cọc thí nghiệm được thể hiện trong Hình 4. Bảng 7 thể hiện các kết quả thí nghiệm. Các Hình 5, 6 và 7 lần lượt thể hiện quan hệ giữa tải trọng ngang và chuyển vị tại mặt đất, tải trọng ngang và momen lớn nhất phát sinh trong nền đất tính được từ kết quả đo biến dạng, và sự phân bố theo độ sâu của momen uốn do ống thép chịu. 217

Bảng 7. Kết quả thí nghiệm (tại Sarushima) Chuyển vị ngang tiêu chuẩn No.

Ống thép chảy dẻo

Tải trọng ngang cực đại

Chuyển vị

Tải trọng

Chuyển vị

Tải trọng

Chuyển vị

H(kN)

(mm)

H(kN)

(mm)

H(kN)

(mm)

18.0

10.0

75.0

56.5

135.0

146.5

62.7

10.0

90.0

18.8

170.0

90.1

88.2

10.0

140.0

24.8

220.0

110.4

(kN) (kN) Tải trọng(kN) (kN) Tải trọng (kN) Tải trọng (kN)

Tải trọng

240 120 0 -120 -240

No.H1

240 120 0 -120 -240

No.H2

No.H3 0

100

200

300 Thời gian (min)

400

500

Hình 4. Vòng lặp gia tải (tại Sarushima) Momen (kNm) ’n ’ † • ”cực Å ‘ å ‹đại È ‚° ƒtrong ‚ƒ [ ƒđất “ ƒ g (kNm)

Tải trọng • …‰ ½ngang(kN) × d(kN)

250 200 150 100

No.H1 No.H1 No.H2 No.H2 No.H3 No.H3 Œv Ž’ Z l

50 0

Chuyển vị

60 80 100 ’• nmặt – \ • Êđất ˆ Ï Ê(mm) tại

120

140

80 60 40 No.H1 No.H2 No.H3

20 0

100

120

140

½ ‰ × d(kN) Tải trọng …•ngang

Hình 6. Quan hệ giữa tải trọng ngang và momen lớn nhất phát sinh trong nền đất

Hình 5. Quan hệ giữa tải trọng ngang và chuyển vị tại mặt đất

218

Hình 7. Phân bố theo độ sâu của momen uốn do ống thép chịu Từ Bảng 7 và Hình 5 có thể thấy so với cọc thí nghiệm không có trụ đất- xi măng (H1), cọc thí nghiệm có trụ đất- xi măng (H2, H3) có độ cứng ban đầu lớn, cùng một giá trị của chuyển vị sẽ có tải trọng ngang lớn hơn. Điều này xác nhận hiệu quả của trụ đất- xi măng sẽ làm tăng khả năng chịu tải trọng ngang. Hơn nữa, so với H2 (ống thép không có cánh vít), H3 (ống thép có cánh vít) có khả năng chịu tải trọng ngang lớn hơn. Momen uốn do ống thép chịu thể hiện trong Hình 7 được tính toán từ biến dạng uốn đo được trong thí nghiệm và độ cứng chống uốn của ống thép. Từ các biểu đồ có thể thấy với cùng một giá trị của tải trọng ngang, momen lớn nhất phát sinh trong nền đất của cọc thí nghiệm H3 nhỏ hơn khoảng 30%-40% so với cọc H1. Điều này xác nhận hiệu quả kháng momen uốn của trụ đất- xi măng và cánh vít. Momen uốn tập trung ở phần trên của cọc và không truyền xuống đến phần sâu của nền đất. Bảng 8 thể hiện các kết quả so sánh về hệ số phản lực đất nền theo phương ngang giữa giá trị lý thuyết kh0 và giá trị thực nghiệm kh được tính toán từ các số liệu đo được khi chuyển vị tại mặt đất y0=10mm. Các giá trị trong Bảng 8 được tính toán theo các công thức từ (1)-(5) dựa trên lý thuyết về dầm trên gối đàn hồi trong nền đất đồng nhất. Các trị số sau được sử dụng trong tính toán: hệ số biến dạng của nền đất E0=1.92N/mm2 (được xác định từ thí nghiệm hiện trường), đường kính cọc B là đường kính ống thép D0=216.3mm, độ cứng chống uốn EI chỉ tính với ống thép EpIp=5986kN/m2. k h 0 = 80 ⋅ E 0 ⋅ B

kh = kh 0 ⋅ y

β =4

−3 4

−1 2

kh B 4EI

(1) (2) (3)

219

y0 =

1 + βh H 2 EIβ 3

M max = −

H 2β

(4)

(1 + 2βh )2 + 1 ⋅ exp⎛⎜⎜ − tan −1 ⎝

1 ⎞ ⎟ 1 + 2βh ⎟⎠

(5)

Trong đó, kh0 là hệ số phản lực đất nền tiêu chuẩn theo phương ngang (kN/m3); E0 là hệ số biến dạng của nền đất (kN/m2); B là đường kính cọc không thứ nguyên; kh là hệ số phản lực đất nền theo phương ngang (kN/m3); y là chuyển vị ngang không thứ nguyên tại đầu cọc; β là giá trị đặc trưng của cọc (m-1); B là đường kính cọc (m); E là hệ số biến dạng của cọc (kN/m2); I là momen quán tính của cọc (m4); y0 là chuyển vị tại mặt đất (m); h là chiều cao điểm đặt lực (m); H là tải trọng ngang (kN); Mmax là momen lớn nhất phát sinh trong nền đất. Bảng 8. So sánh hệ số phản lực đất nền theo phương ngang (khi y0=10mm, tại Sarushima) Tải trọng H(kN)

Thực nghiệm khy

Thực nghiệm khM

Lý thuyết kh0

(MN/m3)

18.0

9.6

28.2

62.7

52.6

31.6

88.2

83.9

287.7

15.3

αy=

αM=

khy/kh0 khM/kh0

0.63

1.84

3.44

2.07

5.48

18.8

Hế số thực nghiệm kh được tính toán theo hai giá trị, khy được tính toán ngược từ giá trị chuyển vị theo các công thức (3) và (4); và khM được tính toán ngược từ giá trị momen lớn nhất phát sinh trong nền đất theo các công thức (3) và (5). Khi tính toán các giá trị thực nghiệm kh và thiết kế kh0, trụ đất xi măng được coi là nền đất xung quanh ống thép và tải trọng ngang được coi là chỉ có ống thép chịu. Đối với cọc H3, tỷ lệ tăng αy (khy/kh0) là 5.48 và αM (khM/kh0) là 18.8, cả hai giá trị này đều lớn hơn nhiều so với các giá trị của cọc H1 và H2. So với cọc H1 (không có trụ đất- xi măng), các cọc H2 và H3 có khả năng chịu tải trọng ngang lớn hơn. Điều này có thể được giải thích là do việc cải tạo nền đất sẽ làm cho cường độ và độ cứng của đất nền xung quanh ống thép tăng lên. Hơn nữa, phạm vi nền đất tham gia chịu tải trọng ngang trong trường hợp có trụ đất- xi măng sẽ lớn hơn nhiều so với trường hợp chỉ có cọc ống thép. Phạm vi nền đất tham gia chịu tải được thể hiện qua các vết nứt bề mặt, các vết nứt trên bề mặt đất đối với cọc H1 chỉ khoảng 4 lần đường kính ống thép D0, còn đối với các cọc H2 và H3, trị số này là khoảng 8 đến 10 lần. Hình 8 thể hiện trạng thái các vết nứt trên bề mặt đất của cọc H3. So với cọc H2 (ống thép trơn), cọc H3 (ống thép có cánh vít) có khả năng chịu tải trọng ngang lớn hơn, momen uốn mà ống thép phải chịu cũng nhỏ hơn. Điều này có thể được giải thích là do có cánh vít nên diện tích tiếp xúc giữa ống thép và trụ đất- xi măng tăng lên, do đó hiệu quả làm 220

việc chung giữa ống thép và trụ đất- xi măng cũng sẽ tăng lên. Mặt khác cánh vít còn có tác dụng là hạn chế biến dạng uốn của ống thép. Để xác nhận sự làm việc chung giữa trụ đất- xi măng và ống thép, sau khi làm thí nghiệm các cọc đã được đào lên để quan sát. Đối với cọc H2, cho thấy có sự phân tách giữa ống thép và trụ đất- xi măng. Điều này không xảy ra đối với trường hợp cọc H3. Hình 9 thể hiện trạng thái của cọc H2 và H3 sau khi được đào lên.

Hình 8. Vết nứt trên bề mặt đất (cọc H3)

Hình 9. Trạng thái cọc sau khi đào lên

3.2.2 Ảnh hưởng của đường kính trụ đất- xi măng Hình 10 thể hiện chu kỳ gia tải lặp đối với mỗi cọc thí nghiệm. Bảng 9 thể hiện các kết quả thí nghiệm. Quan hệ giữa chuyển vị và tải trọng ngang được thể hiện trong Hình 11. Từ Bảng 9 và Hình 11 có thể thấy với cùng một giá trị của chuyển vị ngang, so với cọc H4 (đường kính trụ đấtxi măng Φ600mm), cọc H5 (đường kính trụ đất- xi măng Φ800mm) có tải trọng ngang lớn hơn. Điều này có thể được giải thích là do cọc H5 có phạm vi nền đất tham gia chịu tải trọng ngang lớn hơn, đồng thời độ cứng chống uốn của cọc H5 cũng lớn hơn.

Hình 12 thể hiện sự phân bố momen uốn theo độ sâu khi tải trọng ngang H=100kN. Đối với cả hai cọc, momen uốn đều tập trung ở phần trên của cọc và không truyền xuống đến phần sâu của nền đất. Bảng 10 thể hiện các giá trị kh thực nghiệm (khy và khM được xác định từ kết quả của thí nghiệm gia tải ngang) và giá trị kh lý thuyết (kh0). Về mặt chuyển vị, tỷ lệ gia tăng giữa giá trị thực nghiệm và giá trị lý thuyết (αy=khy/kh0) đối với các cọc H4 và H5 khi chuyển vị bằng 10mm lần lượt là 4.4 và 6.9, tương ứng 156%. Về mặt momen uốn, tỷ lệ gia tăng αM (αM=khM/kh0) đối với các cọc H4 và H5 lần lượt là 25.4 và 115.5, tương ứng 454%. Hiệu quả của việc cải tạo nền đất làm cho kh thực nghiệm có giá trị lớn hơn. Qua các kết quả thí nghiệm, ảnh hưởng của đường kính trụ đất- xi măng cũng đã được xác nhận.

221

Tải trọng(kN) (kN)

360 240 120 0 -120 -240 -360

Tải trọng(kN) (kN)

360 240 120 0 -120 -240 -360

No.H4

No.H5 0

100

200

300

400

500

600

Thời gian (min) (min)

Hình 10. Vòng lặp gia tải (tại Urayasu) 300

Tải trọng (kN) (kN)

225 150 75 0 No.H4

-75

No.H5 -150 -40

120

Chuyển vị (mm) (mm)

160

Hình 11. Quan hệ giữa tải trọng ngang và chuyển vị tại mặt đất (kN m) Momen uốn (kNm)

(GLsâu m)(GL-m) Độ

-10

0 -2 -4 -6 No. H4 No. H5

-8 -10

Hình 12. Momen uốn do ống thép chịu

222

Bảng 9. Kết quả thí nghiệm (tại Urayasu) Chuyển vị ngang tiêu chuẩn No.

Ống thép chảy dẻo

Tải trọng ngang cực đại

Tải trọng

Chuyển vị

Tải trọng

Chuyển vị

Tải trọng

Chuyển vị

H(kN)

(mm)

H(kN)

(mm)

H(kN)

(mm)

106

10.0

134

270

144

10.0

183

270

Bảng 10. So sánh hệ số phản lực đất nền theo phương ngang (khi y0=10mm, tại Urayasu)

Tải trọng H(kN)

Thực nghiệm khy

Thực nghiệm khM

Lý thuyết kh0

(MN/m3)

106

148

864

αy=

αM=

khy/kh0 khM/kh0

4.4

25.4

6.9

115.5

34 H5

144

235

3926

4 KẾT LUẬN •

Cọc vít ATT có khả năng chịu tải trọng ngang lớn hơn nhiều so với cọc ống thép (không có trụ đất- xi măng). Điều này là do việc cải tạo nền đất (thi công trụ đất- xi măng) sẽ làm cho cường độ và độ cứng của đất nền xung quanh ống thép tăng lên, hơn nữa, phạm vi nền đất tham gia chịu tải trọng ngang trong trường hợp có trụ đất- xi măng sẽ lớn hơn nhiều so với trường hợp chỉ có cọc ống thép.

•

Cánh vít có tác dụng làm tăng diện tích tiếp xúc giữa ống thép và trụ đất- xi măng, do đó hiệu quả làm việc chung giữa ống thép và trụ đất- xi măng cũng sẽ tăng lên và khả năng chịu tải trọng ngang của cọc cũng tăng lên.

•

Trụ đất- xi măng và cánh vít còn có tác dụng làm giảm momen uốn tác dụng lên ống thép.

•

Đường kính của trụ đất- xi măng có ảnh hưởng đến khả năng chịu tải trọng ngang của cọc vít ATT. Đường kính của trụ đất- xi măng càng lớn thì khả năng chịu tải trong ngang của cọc càng lớn.

•

Hệ số phản lực đất nền theo phương ngang của cọc vít ATT lớn hơn nhiều so với các giá trị lý thuyết. Tỷ lệ gia tăng giữa giá trị thực nghiệm và giá trị lý thuyết đối với chuyển vị (αy) là trên 4 và đối với momen uốn (αM) là trên 18 lần.

223

TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Mizoguchi E., Hibino S., Murakami H. and Ito D., “Horizontal Resistance of a Steel Pipe Pile with wings installed in a Soil Cement Column : Part 2. Lateral Load Test at Ibaraki Prefecture” [in Japanese], Summaries of technical papers of Annual Meeting Architectural Institute of Japan. B-1, Structures I, (2003), pp. 573-574. 2. Mizoguchi E., Murakami H. and Ito D., “Horizontal Resistance of Steel Pipe Piles Installed in Soil Cement Columns : Part 4. Effect of Column Diameter on Horizontal Resistance” [in Japanese], Summaries of technical papers of Annual Meeting Architectural Institute of Japan. B-1, Structures I, (2005), pp. 457-458. 3. Suemasa N., Hibino S. and Ito D., “Horizontal Resistance of a Steel Pipe Pile with wings installed in a Soil Cement Column : Part 3. Analytical study on elastic behavior of the pile” [in Japanese], Summaries of technical papers of Annual Meeting Architectural Institute of Japan. B-1, Structures I, (2003), pp. 575-576. 4. Takubo T., Sakai K., Murakami H. and Murayama A., “Horizontal Resistance of a Steel Pipe Pile with Wings Installed in a Soil Cement Column : Part 1. Lateral Load Test at Ichikawa” [in Japanese], Summaries of technical papers of Annual Meeting Architectural Institute of Japan. B-1, Structures I, (2003), pp. 571-572. 5. 玉井俊行, 伊藤大輔, 溝口栄二郎, “ソイルセメント羽根付き鋼管杭の原位置載荷試験とその支持力特性の検討”, 地盤工学ジャーナル , Vol. 4，No. 4，(2009),pp.273-287.

(Tamai T., Ito D. và Mizoguchi E., “Thí nghiệm gia tải hiện trường đối với cọc vít và xác nhận các đặc tính chịu lực của cọc”, Tạp chí nền móng Nhật Bản, Tập 4-4, (2009), tr. 273-287).

224

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

DỰ BÁO NGUY CƠ VÀ ĐÁNH GIÁ RỦI RO TRƯỢT LỞ KHU VỰC THỊ XÃ BẮC KẠN Trần Mạnh Liểu*, Nguyễn Quang Huy, Nguyễn Thị Khang, Hoàng Đình Thiện, Vũ Quốc Huy, Đỗ Minh Đức, Bùi Bảo TrungTÓM TẮT: Bài báo giới thiệu phương pháp, quy trình tính toán dự báo nguy cơ, cường độ phát triển và rủi ro trượt lở trên cơ sở tích hợp có trọng số các yếu tố về điều kiện và nguyên nhân gây trượt, xây dựng hàm hồi quy tính toán thể tích khối trượt và tích hợp các bản đồ dự báo nguy cơ trượt lở, dự báo quy mô thể tích các khối trượt với các bản đồ phân bố và giá trị tài sản (nhà và tài sản trong nhà, hoa màu, hệ thống hạ tầng giao thông) với sự hỗ trợ của công cụ ArcGIS .Phương pháp được áp dụng cho thị xã Bắc Kạn, các bản đồ dự báo nguy cơ trượt lở, quy mô thể tích khối trượt và bản đồ đánh giá rủi ro về tài sản do trượt lở tại thị xã Bắc Kạn là cơ sở cho việc định hướng các giải pháp kỹ thuật phòng tránh trượt lở, tính toán đầu tư, bảo hiểm công trình và môi trường, quy hoạch phát triển bền vững đô thị..

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Trượt lở là một trong những tai biến địa chất phát triển mạnh trong các vùng miền núi phía Bắc, gây hậu quả nghiêm trọng cho các khu cơ sở hạ tầng, nhà cửa, mùa màng, thậm chí cả tính mạng con người, đặc biệt là các khu vực đô thị, các khu công nghiệp và các điểm dân cư tập trung. Do vậy nghiên cứu trượt lở ngày nay không chỉ dừng ở mức độ dự báo nguy cơ và cường độ trượt lở, mà còn nghiên cứu cả những thiệt hại và rủi ro do chúng mang đến cho con người và tài sản của cộng đồng làm cơ sở cho việc quy hoạch, xây dựng kế hoạch đầu tư phát triển đô thị, cũng như các mục đích xã họi khác như bảo hiểm công trình... Bài báo này giới thiệu phương pháp, quy trình tính toán dự báo nguy cơ, cường độ phát triển và rủi ro trượt lở và kết quả áp dụng phương pháp cho nghiên cứu trượt lở của nhóm tác giả tại thị xã Bắc Kạn theo những nội dung kể trên. 2. CƠ SỞ CỦA PHƯƠNG PHÁP DỰ BÁO NGUY CƠ VÀ ĐÁNH GIÁ RỦI RO TRƯỢT LỞ 2.1. Phương pháp dự báo nguy cơ trượt lở. Hiện nay có nhiều phương pháp nghiên cứu dự báo nguy cơ trượt lở khác nhau được công bố. Trong bài báo này dự báo nguy cơ trượt lở được triển khai theo mô hình chỉ số thống kê. Mô hình phân tích chỉ số thống kê được sử dụng phổ biến là mô hình của tác giả Van Westen (1997). Nguyên tắc của phương pháp phân tích thống kê là: Các tác nhân gây trượt chủ yếu trong quá khứ và hiện tại được thống kê lại nhằm dự báo sự xuất hiện trượt lở ở những khu vực có điều kiện tương tự. Trong phương pháp chỉ số thống kê, giá trị trọng số cho một lớp thông số ảnh hưởng tới quá trình trượt lở đất được định nghĩa là logarit tự nhiên của mật độ trượt lở trong lớp trên mật độ trượt lở trong toàn bản đồ. Công thức này được Van Westen (1997) đưa ra như sau:

Trần Mạnh Liểu*, Nguyễn Quang Huy, Nguyễn Thị Khang, Hoàng Đình Thiện, Trung tâm nghiên cứu Đô thị-ĐHQGHN, Vũ Quốc Huy, Đỗ Minh Đức, Bùi Bảo Trung, Đại học Kinh tế-ĐHQGHN

225

(1)

Trong đó: Wij :Trọng số của lớp i thuộc tác nhân gây trượt lở j Dij :Mật độ trượt lở trong lớp i thuộc tác nhân gây trượt lở j. D :Mật độ trượt lở trên toàn bộ bản đồ Npix(Si) :Số pixel (số ô hay diện tích) trượt lở trong lớp i thuộc tác nhân gây trượt lở j Npix(Ni) :Tổng số pixel (số ô hay diện tích) của lớp i thuộc tác nhân gây trượt lở j ∑Npix(Si) :Tổng số pixel (số ô hay diện tích) trượt lở thuộc tác nhân gây trượt lở j ∑Npix(Ni) :Tổng số pixel (số ô hay diện tích) của tác nhân gây trượt lở j Bản đồ giá trị nguy cơ trượt lở đất được tính toán trong hệ thống GIS cho một khu vực dựa trên công thức của Voogd (1983) sau đây: (2) Trong đó: LSI: Chỉ số nguy cơ xảy ra tai biến trượt lở đất Wij: Trọng số của lớp i thuộc tác nhân gây trượt lở j. Wj: Điểm số (theo phương pháp chuyên gia) của tác nhân gây trượt lở j n: Số lượng tác nhân gây trượt lở của khu vực nghiên cứu Trong báo cáo này, chúng tôi sử dụng phần mềm ArcGIS để tính các giá trị trọng số (Wij) cho mỗi lớp của từng tác nhân gây trượt lở theo công thức (1). Điểm số (Wj) đánh giá theo phương pháp chuyên gia cho mỗi tác nhân gây trượt lở sẽ được gán từ 1-9 tùy thuộc mức độ ảnh hưởng đến tai biến trượt lở của từng tác nhân trong vùng nghiên cứu. Bản đồ nguy cơ trượt lở sẽ được tính bằng công thức (2) và phân vùng dự báo nguy cơ trượt lở bằng phần mềm ArcGIS. 2.2. Quy trình áp dụng mô hình chỉ số thống kê dự báo khả năng trượt lở trong ArcGIS Bảng 1 trình bày quy trình áp dụng mô hình chỉ số thống kê xây dựng bản đồ nguy cơ trượt lở với sự sử dụng phần mềm quản lý dữ liệu ArcGIS

226

CÁC BẢN ĐỒ TÁC NHÂN Chuyển sang ArcGIS

PHÂN LỚP Chồng (Overlay) với Hiện trạng trượt lở TÍNH MẬT ĐỘ TRƯỢT THEO LỚP Theo công thức(1) TÍNH TRỌNG SỐ CHO TỪNG LỚP

CHUYỂN SANG RASTER Theo công thức (2) TÍNH BẢN ĐỒ NGUY CƠ TRƯỢT LỞ VÀ PHÂN VÙNG

Hình 1. Quy trình áp dụng mô hình chỉ số thống kê xây dựng bản đồ nguy cơ trượt lở Tất cả các bản đồ từ nhiều dạng (Mapinfo, Microstation, ảnh...) đều được chuẩn hóa lại về cùng lưới chiếu, quan hệ không gian cũng như khuôn dạng (ArcGIS) để tiến hành phân tích chồng chập với bản đồ hiện trạng trượt lở. Trên cơ sở đó, số điểm trượt lở được đếm một cách chuẩn xác cho tính toán mật độ và trọng số của từng lớp. Với những lợi thế trong tính toán và mức độ chi tiết đến từng pixel, toàn bộ bản đồ này một lần nữa được chuyển đổi từ mô hình Vector sang mô hình Raster, hiện thực hóa việc chồng chập các lớp theo công thức (2) để ra bản đồ dự báo nguy cơ trượt lở. 2.3. Phương pháp dự báo cường độ trượt lở theo thể tích khối trượt Dự báo nguy cơ trượt lở theo mô hình chỉ số thống kê chỉ cho phép xác định nguy cơ (xác suất) trượt đất trong không gian, còn quy mô trượt lở không xác định được. Do vậy, dự báo thể tích khối trượt là cơ sở để tính toán khả năng thiệt hại và rủ ro do trượt lở gây ra cho các đối tượng dân cư và cơ sở hạ tầng đô thị dọc theo các taluy bị cắt xén. Thể tích khối trượt được xác định bằng hàm hồi quy liên hệ giữa thể tích khối trượt với các yếu tố gây trượt chủ yếu. Xác định các yêu tố gây trượt chủ yếu dựa trên việc xác định định lượng tỷ trọng tham gia gây trượt của chúng / 4,5 /. Phụ thuộc vào giá trị tỷ trọng của các yếu tố gây trượt, có thể chọn ra một số yếu tố quan trọng nhất để xây dựng hàm hồi quy liên hệ giữa thể tích khối trượt và các yếu tố quan trọng đó. 2.4. Phương pháp đánh giá rủi ro trượt lở. Rủi ro là tích của 2 xác suất có điều kiện: 1. Xác suất xuất hiện tai biến (trượt lở), (%); 2. Thiệt hại do tai biến đó mang đến cho các đối tượng bị tác động, (VNĐ). Các đối tượng bị tác động có thể là con người và cơ sở hạ tầng, kinh tế - các hoạt động kinh doanh sản xuất, môi trường, xã hội được quy đổi thành tiền – được gọi chung là tài sản. Thiệt hại là tích của 2 đại lượng, đó là mức độ chịu tổn thương (%) của đối tượng bị tác động (tài sản) do tai biến tác động và giá trị của đối tượng bị tác động (tài sản) đó (VNĐ) 227

R=HxVxA

(3)

Trong đó: R là rủi ro, (VNĐ, hoặc người chết và bị thương) H là Xác suất và bị th ở ác sut và bị th ơ trượt lở), (%) V là mức độ chịu tổn thương của tài sản khi có tai biến xảy ra, (%). A là giá trị của tài sản, (VNĐ) Bản đồ rủi ro về dân cư được thành lập trên cơ sở chồng chập giữa bản đồ nguy cơ và bản đồ mật độ dân cư theo đơn vị phường xã. Bản đồ đánh giá rủi ro về tài sản do trượt lở được thành lập theo công thức (3) trên cơ sở các bản đồ dự báo nguy cơ trượt lở, dự báo quy mô thể tích các khối trượt, các bản đồ phân bố, giá trị tài sản và mức độ chịu tổn thương của tài sản dưới tác động của trượt lở /1/ 3 DỰ BÁO NGUY CƠ VÀ ĐÁNH GIÁ RỦI RO TRƯỢT LỞ TẠI THỊ XÃ BẮC KAN 3.1 Dự báo nguy cơ trượt lở thị xã Bắc Kạn Các bản đồ tác nhân gây trượt lở thị xã Bắc Kạn. Các tác nhân ảnh hưởng đến trượt lở của thị xã Bắc Kạn được thể hiện dưới dạng bản đồ tỷ lệ 1:10.000 bao gồm: + Nhóm các bản đồ xây dựng trực tiếp: gồm các bản đồ hiện trạng trượt lở, hiện trạng nứt nẻ và các góc lệch của mặt phân lớp đá gốc và góc lệch của các hệ thống nứt nẻ trong đá gốc với bề mặt của mái dốc (taluy), địa hình, địa chất, địa mạo, địa chất công trình, vỏ phong hóa, hiện trạng sử dụng đất, lượng mưa. Tại khu vực thị xã Bắc Kạn trong đá gốc tồn tại 2 hệ thống khe nứt chủ đạo. Góc lệch thể hiện góc đo giữa phương vị đường hướng dốc của taluy với phương vị đường hướng dốc của mặt phân lớp đá gốc và các mặt nứt nẻ). Ví dụ: Bản đồ vỏ phong hóa (Hình 2). + Nhóm các bản đồ xây dựng gián tiếp: Các bản đồ thành phần như độ dốc, hướng phơi sườn, phân cắt sâu, phân cắt ngang và bản đồ Mật độ Lineament xây dựng từ DEM và ảnh Vệ tinh. Ví dụ: Bản đồ độ dốc địa hình (Hình 3). Xác định mật độ trượt lở và tỷ trọng tương ứng cho từng lớp của mỗi bản đồ tác nhân. Tất cả các bản đồ tác nhân đều được thể hiện trong phạm vi nghiên cứu với diện tích 1000x1400 ô lưới (pixels) của thị xã Bắc Kạn, kích thước ô lưới là 10x10 m và đều được đưa về cùng hệ tọa độ quốc tế UTM (WGS 1984_ZONE 48N) trong phần mềm ArcGIS. Bản đồ hiện trạng trượt lở thể hiện 203 điểm trượt lở được chồng chập lên tất cả các bản đồ tác nhân đã được phân lớp để tính mật độ trượt lở và tỷ trọng tương ứng. Kết quả tính toán biểu diễn trên các bản đồ. Ví dụ: Độ dốc địa hình và giá trị trọng số tương ứng (Hình 3)

228

Hình 2: Bản đồ vỏ phong hóa và giá trị trọng số tương ứng

Hình 3: Độ dốc địa hình và giá trị trọng số tương ứng

Bản đồ dự báo nguy cơ trượt lở thị xã Bắc Kạn: Theo mô hình chỉ số thống kê nêu trên, khả năng trượt lở được tính bằng công thức (2) . 17 bản đồ tác nhân đã được tính trọng số trượt lở theo từng lớp (Wij), mức độ ảnh hưởng cuả mỗi tác nhân gây đến tai biến trượt lở (Wj) xác định theo đánh giá chuyên gia (Bảng 1). Bảng 1. Xác định nguy cơ trượt lở theo trọng số STT

Các tác nhân

Phân lớp

Lớp

DEM_Mô hình số độ cao (m) 90.08 - 124.65 124.65 - 150.36 150.36 - 176.95 176.95 - 211.52 211.52 - 317.01

2 SLOPE_ Độ dốc sườn (0) 0-5 5-15 15-35 35-45 >45

Số Diện điểm tích trượt lớp lở (km2)

Trọng số của lớp

1 2 3 4 5 SUM

17 76 124 59 0 276

2,94 7,37 7,28 4,90 1,26 23,75

-0,6980 -0,1195 0,3823 0,0355 -2,0000

1 2 3 4 5 SUM

40 58 161 13 4 276

5,85 4,92 11,05 1,45 0,49 23,76

-0,5300 0,0147 0,2266 -0,2590 -0,3528

Điểm số của tác nhân 8

3 Địa chất- Thạch học Đá gốc ( Mia Lé) Đá phiến sét đen, sét silic (Phú Ngữ giữa) Đá phiến sét, cát bột kết (Phú Ngữ dưới) Cuội, sỏi, cát, sét (Đệ tứ) 229

7 1 2 3 4

0 196 76 2

2,63 2,63 6,24 4,02

-2,0000 1,4401 -0,3712 -3,5691

SUM

274

15,52

4 Địa mạo

Bề mặt đá vôi Bề mặt san bằng 260-290m Bề mặt san bằng 190-230m Bề mặt bóc mòn tổng hợp Bề mặt san bằng tích tụ

1 2 3 4 5 SUM

0 0 10 260 4 274

0,14 0,04 1,34 16,69 5,22 23,43

-2,0000 -2,0000 -0,4492 0,2868 -2,7253

5 Lượng mưa (mm/năm_trung bình 10 năm) 1063.75 - 1075.49 1075.49 - 1085.99 1085.99 - 1106.99 1106.99 - 1142.82

6 Góc lệch đá (0)

9 1 2 3 4 SUM

16 144 112 2 274

5,10 10,55 6,68 1,09 23,42

-1,3162 0,1541 0,3598 -1,8526

1 2 3 4 5 SUM

104 55 40 46 27 272

3,91 5,60 4,36 3,69 0,40 17,96

0,5632 -0,4331 -0,5012 -0,1946 1,4945

4.815 - 84.29 84.29 - 124.64 124.64 - 156.43 156.43 - 201.67 201.67 - 317.83

7 Sườn địa chất công trình

Sườn cắt xén Sườn tự nhiên SUM

122 160 282

2,02 21,64 23,66

-0,1155 -2,2158

8 Phần cắt sâu (m)

0-2 2-5 5-9 9 - 15 15 - 33

1 2 3 4 5 SUM

115 117 39 2 2 275

11,68 8,47 3,13 0,40 0,08 23,76

-0,1617 0,1769 0,0738 -0,8393 0,7701

9 Mật độ phân cắt ngang (km/km²)

0 - 1.26 1.26 - 2.9 2.9 - 4.82 4.82 - 7.61 7.61 - 14.02

1 2 3 4 5 SUM

31 84 81 32 42 270

6,87 7,06 5,33 2,50 1,23 22,99

-0,9564 0,0128 0,2583 0,0860 1,0658

10 Mật độ Lineament (km/km²)

0 - 4.49 4.49 - 11.92 11.92 - 21.3 21.3 - 31.46 31.46 - 50.02

1 2 3 4 5 SUM

127 75 35 25 12 274

9,44 7,92 4,19 1,30 0,56 23,41

0,1393 -0,2119 -0,3373 0,4965 0,6048

11 Mật độ nứt nẻ (km/km²)

0 - 0.03

1 230

103

9,93

-0,3751

0.03 - 0.06 0.06 - 0.08 0.08 - 0.11 0.11 - 0.14

2 3 4 5 SUM

99 47 9 6 264

4,67 1,83 0,53 0,53 17,50

0,3399 0,5305 0,1124 -0,2826

12 Hướng phơi sườn

Phẳng (-1) Bắc (0-22.5) Đông bắc(22.5-67.5) Đông (67.5-112.5) Đông nam (112.5-157.5) Nam (157.5-202.5) Tây nam (202.5-247.5) Tây (247.5-292.5) Tây bắc (292.5-337.5) Bắc (337.5-360)

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 SUM

13 Góc nứt nẻ 1 (0)

6 10 25 22 28 26 43 40 57 19 276

0,74 1.41 3,34 2,88 2,83 2,70 3,18 2,78 2,61 1,30 23,77

-0,3591 -0,4930 -0,4391 -0,4187 -0,1600 -0,1871 0,1523 0,2145 0,6317 0,2301 9

0.11 - 52.14 52.14 - 89.66 89.66 - 124.75 124.75- 178.00 178.00 - 309.91

1 2 3 4 5 SUM

14 Góc nứt nẻ 2 (0)

91 69 47 37 14 258

2,18 4,90 5,69 3,58 0,51 16,86

1,0040 -0,0825 -0,6172 -0,3923 0,5816 9

5.02 - 77.63 77.63 - 111.52 111.52 - 145.41 145.41 - 193.82 193.82 - 314.84

1 2 3 4 5 SUM

81 67 48 36 25 257

4,35 5,62 4,32 2,02 0,53 16,85

0,1995 -0,2471 -0,3174 0,1555 1,1248

15 Võ phong hóa

Đá gốc_Đá vôi Đới bán phong hóa Đới sét (Litoma) Đới tích tụ trầm tích Đới tích tụ hỗn hợp

2 3 4 5 6 SUM

0 131 22 12 94 259

1,62 7,43 2,67 5,22 3,57 20,51

-2,0000 0,3344 -0,4285 -1,7038 0,7343

16 Kiến tạo (Ứng suất cắt)

Mạnh Trung bình Yếu

1 2 3 SUM

17 Hiện trạng sử dụng đất DGT Đất giao thông DNL Đất công trình năng lượng DRA Đất bãi thải, xử lý chất thải DTT Đất cơ sở thể dục - thể thao

44 44 201 289

3,25 5,54 14,07 22,86

-0,9715 -1,5048 -0,9177 5

32 0 0 0 231

0,9554 1,0299 0,0155 -2,0000 0,0242 -2,0000 0,0548 -2,0000

0 0,1627 -2,0000 0 0,1237 -2,0000 0 0,0307 -2,0000 1 0,0019 3,7845 0 0,0055 -2,0000 3 0,1785 0,3403 67 3,4593 0,4822 25 5,1088 -0,8935 SUM 279 23,33 Việc chồng nhiều lớp để tính toán ở dạng ảnh số (Raster) trong các phần mềm GIS sẽ nhanh và chính xác hơn rất nhiều so với tính toán ở dạng Vector. Bởi vậy tât cả 18 bản đồ (bản đồ hiện trạng và 17 bản đồ tác nhân) đã được chuyển sang dạng Raster và Bản đồ nguy cơ trượt lở được tính bằng công thức (2) ở dạng Raster với giá trị LSI biến đổi từ -122,768 đến 63,1042 (Hình 4). Để thuận lợi trong tính toán đánh giá rủi ro, bản đồ nguy cơ trượt lở được quy đổi sang giá trị phần trăm (Hình 5)

DVH DXH HNK LUN NKH NTD ODT RST

Đất cơ sở văn hóa Đất cơ sở dịch vụ về xã hội Đất trồng cây hàng năm khác Đất trồng lúa nương Đất nông nghiệp khác Đất nghĩa trang, nghĩa địa Đất ở tại đô thị Đất có rừng trồng sản xuất

3.2. Kết quả đánh giá dự báo thể tích trượt lở thị xã Bắc Kạn. Xác định tỷ trọng các tham số phát triển tai biến trượt lở. Trên cơ sở thống kê thể tích của 105 khối trượt và các yếu tố gây trượt liên quan dọc theo các taluy bị cắt xén. Kết quả tính toán tỷ trọng tham gia của các yếu tố cho thấy, chiều cao mái dốc có tỷ trọng lớn nhất và chiểm ưu thế hoàn toàn g3 = 0,7384, các yếu tố khác tham gia với vai trò không đáng kể: mật độ nứt nẻ đá gốc có tỷ trọng xếp thứ 2 g7 = 0,1101; độ dốc: g1 = 0,0199; chiều dày tầng phủ g2 = 0,0036; thế nằm đá gốc g4 = 0,0428; hệ thống nứt nẻ 1 g5 = 0,0016; hệ thống nứt nẻ 2 g6 = 0,083; mức độ phong hóa của đá gốc g8 = 0,0003. Xây dựng hàm hồi quy xác định thể tích khối trượt Do chiều cao mái dốc có tỷ trọng lớn nhất và chiểm ưu thế hoàn toàn (g 3 = 0,7384) so với các yếu tố gây trượt khác nên có thể xây dựng mô hình gần đúng tính toán thể tích khối trượt (V) dựa vào chiều cao mái dốc (h) theo phương trình hồi quy tuyến tính. V = 19,693 h - 12,581 (4)

232

Hình 4. Bản đồ dự báo nguy cơ trượt lở thị xã Bắc Kạn

Hình 5. Bản đồ dự báo nguy cơ trượt lở thị xã Bắc Kạn quy đổi

Thành lập bản đồ dự báo quy mô thể tích khối trượt: - Từ kết quả chiều dài sườn dốc (ở dạng bản đồ) dễ dàng tính được chiều cao mái dốc thông qua chiều dài sườn và góc dốc bằng phần mềm ArcGIS và biểu diễn dưới dạng bản đồ chiều cao mái dốc. - Áp dụng công thức (4) tính thể tích khối trượt thông qua chiều cao mái dốc h. Kết quả cuối cùng được biểu diễn trên bản đồ dự báo quy mô thể tích khối trượt dao động trong khoảng từ 10 m 3 – 9000 m3 (Hình 6). 4 ĐÁNH GIÁ RỦI RO DO TRƯỢT LỞ TẠI BẮC KẠN Các đối tượng bị tác động bởi trượt lở ở Bắc Kạn được tính đến là dân cư và tài sản (nhà và tài sản trong nhà, hoa màu, hệ thống đường giao thông). Bản đồ rủi ro về dân cư được thành lập trên cơ sở chồng chập giữa bản đồ nguy cơ, bản đồ tổn thương tính theo tổn thương nhà ở và bản đồ mật độ dân cư theo đơn vị phường xã.

233

Hình 6. Bản đồ dự báo Hình 7. Bản đồ dự báo quy mô thể tích các khối trượt quy mô thể tích các khối trượt phóng đại diện Bản đồ đánh giá rủi ro về tài sản do trượt lở tại thị xã Bắc Kạn được thành lập theo công thức (3) trên cơ sở các bản đồ dự báo nguy cơ trượt lở, dự báo quy mô thể tích các khối trượt, các bản đồ phân bố, giá trị tài sản và mức độ chịu tổn thương của tài sản dưới tác động của trượt lở Mức độ chịu tổn thương về nhà được đánh giá thông qua phân loại cấp nhà (kiên cố, bán kiên cố, nhà cấp 4, nhà tạm). Giá trị nhà, giá trị tài sản trong nhà và mức độ chịu tổn thương về tài sản trong nhà xác định theo các phiếu điều tra được thực hiện bởi nhóm kinh tế thể hiện qua Bảng 2 Bảng 2. Số liệu thống kê về nhà và tài sản trong nhà theo Phường xã (%)

Xã / Phường

Tổn thương rất nhẹ

Tổn thương nhẹ

Tổn thương trung bình

Tổn thương nặng

Giá trị tính toán

Nhà

Tài sản

Nhà

Tài sản

Nhà

Tài sản

Nhà

Tài sản

Nhà

Tài sản

Phùng Chí Kiên

9,5

26,6

55,6

13,5

21,4

33,4

49,2

52,66

Đức Xuân

39,1

17,7

43,1 34.2

3,6

19,5

14,3

29,26

35,78

58,4

Dương Quang

41,8

36,5

51,0 54,5

0,0

7,2

30,65

52,55

Huyền Tụng

39,7

44,4

15,7 11,1

27,0

20,1

17,6

24,4

43,13

53,7

Minh Khai

12,3

17,24

25,8

4,5

57,4

41,36

64,25

49,6

Sông Cầu

13,7

26,3

8,2

15,8

45,2

18,4

32,8

39,5

61,79

64,15

Xuất Hóa

49,2

40,5

1,6

16,2

0,6

8,1

48,7

35,2

49,69

92,93

234

Đối với tài sản là hoa mầu: Mức độ tổn thương cho mùa màng được xem là 100 % trong vùng tai biến xảy ra. Giá trị mùa màng thống kê được từ phiếu điều tra thực địa. Đối với tài sản là đường giao thông: Thiệt hại tạm tính bằng giá trị san gạt vận chuyển khối lượng đất đá trượt lở xuống đường khi tai biến xảy ra tính theo đơn giá hiện hành. Bản đồ rủi ro về tài sản là bản đồ tổng các rủi ro thành phần: nhà và tài sản trong nhà, hoa màu, hệ thống đường giao thông

Hình 8. Bản đồ rủi ro về người do trượt lở khu vực thị xã Bắc Kạn

Hình 9. Bản đồ rủi ro về tài sản do trượt lở khu vực thị xã Bắc Kạn

5 KẾT LUẬN VÀ KIẾN NGHỊ

- Phương pháp chỉ số thống kê tích hợp đa biến dự báo nguy cơ trượt lở cho phép tích hợp được nhiều yếu tố tác động, do đó làm tăng độ tin cậy của những kết quả dự báo, đặc biệt trong điều kiện có nhiều số liệu đo đạc, khảo sát từ hiện trường. - Phương pháp chỉ số thống kê tích hợp đa biến cũng cho phép khoanh định các vùng dị thường gây trượt theo từng yếu tố và tổng thể các yếu tố tác động, làm cơ sở cho việc xác định các giải pháp cũng như kế hoạch phòng tránh và xây dựng hệ thống quan trắc tối ưu về trượt lở trong khu vực nghiên cứu. - Phương pháp định lượng xác định vai trò (tỷ trọng) của các yếu tố gây trượt là phương pháp dự báo có độ tin cậy cao, cho phép lựa chọn đủ và đúng các yếu tố tác động trong đánh giá dự báo, phụ thuộc độ chính xác của dự báo đặt ra 235

- Các bản đồ phân vùng nguy cơ trượt lở dự báo theo mô hình chỉ số thống kê tích hợp đa biến và phân vùng dự báo quy mô thẻ tích khối trượt thị xã Bắc Kạn là cơ sở cho những tính toán tiếp theo mức độ thiệt hại, rủi ro về kinh tế, xã hội và môi trường do trượt lở gây ra phục vụ cho quy hoạch phát triển đô thị bền vững, những quyết sách đầu tư cũng như các giải pháp phòng chống trượt lở thị xã Bắc Kạn. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Trần Mạnh Liểu, 2005, Rủi ro địa chất – một nội dung nghiên cứu mới của Địa chất công trình", Tuyển tập báo cáo hội nghị toàn quốc Địa chất công trình và môi trường 4 - 2005, Tp. Hồ Chí Minh, 2005. ". 2. Trần Mạnh Liểu, 2007, "Đặc điểm thông tin địa chất và khả năng sử dụng các mô hình sác xuất trong ngiên cứu địa chất", Tạp chí khoa học công nghệ xây dựng, số 2/2007. 3. Trần Mạnh Liểu, "Cơ sở tiếp cận thệ thống và đánh giá dự báo tổng hợp tai biến địa chất", Tạp chí Địa kỹ thuật, số 2/2007, 2007. 4. Trần Mạnh Liểu, "Phương pháp phân vùng dự báo khả năng phát triển tai biến địa chất theo chỉ tiêu tích hợp các yếu tố phát triển tai biến" Tạp chí xây dựng số 9/2007, 2007 5. Trần Mạnh Liểu,, "Một vài phương pháp đánh giá định tính và định lượng vai trò của các yếu tố hình thành và phát triển tai biến địa chất", Tuyển tập báo cáo hội nghị Khoa học công nghệ trường Đại học Mỏ - Địa chất, Hà Nội .2008 6. A. Erener• H. S. B. Du¨zgu¨n, "Landslide susceptibility assessment: what are the effects of mapping unit and mapping method", 2011 7. Bakhtiar Feizizadeh- Thomas Blaschke, "GIS-multicriteria decision analysis for landslide susceptibility mapping: comparing three methods for the Urmia lake basin", Iran.2012 8. Beven, K. J. and M. J. Kirkby, “A Physically Based Variable Contributing Area Model of Basin Hydrology", Hydrological Sciences Bulletin, 24(1): 43-69, 1979. 9. Cees van Westen, "The modelling of landslide hazards using gis", 2000. 10. Cees van Westen, "Introduction to Risk Assessment", 2005 11. Cees van Westen, "Use of GIS for landslide mapping. International Institute for Aerospace Survey and Earth Sciences (ITC)", Enschede, The Netherlands, 2009. Long N.T., 2008. "Susceptibility mapping of the mountainous area in A Luoi district, Thua Thien Hue province, Vietnam". Thesis of Doctor in Engineering, VUB – HYDROLOGIE, 2008. 12. D. P. Kanungo, M. K. Arora, S. Sarkar and R. P. Gupta, "Landslide Susceptibility Zonation (LSZ) Mapping - A Review". Journal of South Asia Disaster Studies,Vol. 2 No. 1 June 2009, 2009. 13. Hammond, C., D. Hall, S. Miller and P. Swetik, "Level I Stability Analysis (LISA) Documentation for Version 2.0", General Technical Report INT-285, USDA Forest Service Intermountain Research Station., 1992 14.Halvithana A. G. Jayathissa, "Combined statistical and dynamic modeling for real time forecasting of rain induced landslides in Matara district", Sri Lanka - a case study, 2010. 15. H.X. Lana, C.H. Zhoua, L.J. Wangb, H.Y. Zhangc, R.H. Lic, "Landslide hazard spatial analysis and prediction using GIS in the Xiaojiang watershed", Yunnan, China, 2004. 16. R.T. Pack, D.G. Tarboton, C.N. Goodwin, Ajay Prasad, "A Stability index approach to terrain stability hazard mapping SINMAP User’s manual", 2005.

236

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

VỀ LƯỚI TỰ DO VÀ ÁP DỤNG LƯỚI TỰ DO TRONG TRẮC ĐỊA CÔNG TRÌNH Đào Xuân Lộc* , Lê Hoàng Huy TÓM TẮT: Bài viết trình bày các bước tính toán khi áp dụng phép biến đổi Helmert để phân tích độ trối, lún xê dịch các mốc lưới cơ sở quan trắc biến dạng công trình, khẳng định việc áp dụng bình sai lưới tự do là cách tốt nhất giải quyết 2 bài toán bình sai và biến đổi Helmert, ngay cả trong trường hợp lưới không có đo dư thừa . TỪ KHÓA: phép biến đổi Helmert, trồi lún, xê dịch, lưới tự do, không đo dư thừa.

1 MỞ ĐẦU: Đặc thù trong trắc địa công trình là lưới thi công và lưới đo biến dạng thường dùng là lưới có số lượng điểm gốc tối thiểu và thường giả định cao độ, tọa độ và phương vị gốc. Nếu có đo nối với lưới Quốc gia thì cũng chỉ với mục đích xác định giá trị gốc tối thiểu gần đúng trong hệ cao độ, tọa độ Quốc gia. Chính vì vậy, khi xử lý tính toán, phân tích độ ổn định mốc thường dùng lưới tự do.Trong khuôn khổ bài viết này trình bày tóm tắt dùng bình sai lưới tự do để phân tích độ ổn định các mốc lưới và có thể tách rời xử lý tính toán bình sai từng chu kỳ, sau đó mới sử dụng phép biến đổi Helmert để phân tích độ ổn định mốc. 2 TÓM TẮT ÁP DỤNG BÌNH SAI LƯỚI TỰ DO ĐỂ PHÂN TÍCH ĐỘ ỔN ĐỊNH MỐC: 2.1 Chúng ta đều biết lưới tự do (ltd) là lưới thiếu số liệu gốc tối thiểu khi xác định các yếu tố độ cao, tọa độ các điểm cần xác định. Ví dụ lưới cao độ thiếu 1 điểm gốc, lưới tọa độ mặt bằng thiếu một trong các yếu tố gốc (x,y,α,s), lưới tọa độ không gian quan trắc bằng GPS thiếu tọa độ 1 điểm gốc (X,Y.Z). 2.2 Lưới có số liệu gốc tối thiểu là lưới tự do bậc‘0’. Còn lưới có sô liệu gốc vượt quá số lượng gốc tối thiểu là lưới phụ thuộc. 2.3 Khi xử lý bình sai ltd, lập hệ phương trình chuẩn (áp dụng khi bình sai tham số (gián tiếp)) phải thêm số phương trình điều điều kiện bằng chính số lượng gốc tối thiểu còn thiếu thì mới giải được. 2.4 Kết quả bình sai lưới tự do bậc ‘0’ và lưới tự do là hoàn toàn giống nhau về các số cải chính V vào trị đo Y’ để được trị bình sai Y=Y’+V theo nguyên tắc số bình phương nhỏ nhất VTPV=min, còn độ chính xác của các trị Y cũng hoàn toàn giống nhau.

Đào Xuân Lộc, B/m địa tin học, khoa KTXD,trường ĐHBK-ĐHQG tp. HCM, daoxloc@hcmut.edu.vn Geomantic Engineering, Faculty of Civil Engineering Hochiminh University of Technology - HCM Nation University.

237

2.5 Khi bình sai lưới phụ thuộc thì độ cao gần đúng là tùy ý, còn tọa độ gần đúng cần biết với độ chính xác nhất định, nhưng khi bình sai lưới tự do, kết quả tọa độ, cao độ bình sai, phụ thuộc vào cao độ, tọa độ các điểm dùng đễ định vị lưới. 2.6 Nói cách khác, kết quả bình sai lưới tự do, lưới tự do bậc không hoặc lưới phụ thuộc có giá trị cao độ bình sai, tọa độ bình sai và độ tin cậy của chúng khác nhau, phụ thuộc vào việc chọn lựa điều kiện (tức ma trận C) trong phương trình sau: ⎛ R ⎜⎜ T ⎝C

C ⎞⎛ ∆X ⎞ ⎛ b ⎞ ⎟⎜ ⎟+⎜ ⎟ = 0 0 ⎟⎠⎜⎝ K ⎟⎠ ⎜⎝ 0 ⎟⎠

(1)

Trong đó, R là ma trận hệ số phương trình chuẩn; ∆X, K là véc tơ số hiệu chỉnh vào cao độ, tọa độ các điểm định vị và số liên hệ; b là véctơ số hạng tự do hệ phương trình chuẩn; C theo [6] gọi là ma trận định vị, được xác định trên cơ sở phép chuyển đổi tọa độ Helmert: B n)T

C= (B1 B2

(2)

Bi=1 đối với lưới cao độ tự do, có nghĩa rằng, tổng tất cả các số cải chính vào cao độ các điểm định vị trong lưới bằng 0 ( nghĩa là cao độ trung bình của tất cả các điểm định vị bằng cao độ bình sai trung bình của các điểm này). Đối với lưới tọa độ mặt bằng đo góc–cạnh, khi lưới không đo phương vị nào cả và được định hướng theo một phương vị giả định (tự do x,y,α) thì [2 ],với hệ tọa độ trọng tâm có

⎛ 1 ⎜ C i= B i = ⎜ n ⎜ ⎜ 0 ⎝

⎞

ηi ⎟

0 1 n

⎟ ⎟ − ξi ⎟ ⎠

(3)

Trong đó:

x0 = ∑ xi / n

y0 = ∑ yi / n

ξ i = xi − x 0 ηi = yi − y0

ξi =

ξi r

;η i =

ηi r

; r = ∑ ξ i2 + ∑η i2

(4)

Với quan niệm rằng, tọa độ trọng tâm lưới không thay đổi (tọa độ trung bình các điểm định vị và tọa độ trung bình các điểm sau bình sai là như nhau) và tổng bình phương độ lệch tọa độ bình sai và tọa độ các điểm định vị là bé nhất do lưới tịnh tiến δx0, δy0 và quay 1 góc dα sao cho ∆XT∆X= [δX2]=min

(5)

Nều trong lưới chỉ đo góc mà không đo bất cứ cạnh nào thì

238

C i=

(6)

Nghĩa là lưới tự do x, y, α và m -tỉ lệ lưới. Với trường hợp này vẫn phải thỏa điều kiện (5) nhưng do lưới tịnh tiến δx0, δy0, quay đi 1 góc dα và thay đổi tỉ lệ dm. Nói chung, ma trận Bi được xác định từ phép biến đổi Helmert, khi chuyển tọa độ mặt bằng X sang hệ X’ [3], [6], thông qua các tham số tịnh tiến gốc tọa đô δx0, δy0, tham số quay dα và tham số tỉ lệ dm của lưới: z= (δx0, δy0, dα, dm)T. Khi không dùng hệ tọa độ trọng tâm mà dùng hệ tọa độ OXY bất kỳ, Bi trong (6) có dạng [2], [9] : (7) Đối với lưới tọa độ không gian OXYZ, nếu bỏ qua 3 góc xoay và yếu tố tỉ lệ thì (8)

Trong [9], đã chứng minh rằng dù lưới cao độ, tọa độ mặt bằng OXY hay tọa độ không gian OXYZ, nếu lấy Bi tại các công thức trên, nhân với ma trận D không suy biến, có kích thước dxd tùy ý (d là số khuyết ma trận , đối với lưới cao độ dmax =1 ; tọa độ mặt bằng dmax=4 và tọa độ không gian dmax=7), thì kết quả bình sai lưới tự do hoàn toàn không thay đổi. Khi có số liệu đo lặp ít nhất 2 chu kỳ, để phân tích độ ổn định mốc gốc, tiến hành bình sai 2.4 lưới tự do chu kỳ 2 với các điểm định vị là các điểm cao độ, tọa độ bình sai chu kỳ trước. Khi bình sais, sau mỗi vòng lặp, có được các số hiệu chỉnh δx vào cao độ, tọa độ, rồi đem so sánh với các tiêu chuẩn ∆gh để chọn các điểm định vị mới. Tiêu chuẩn để lựa chọn các điểm định vị là: δx ≤∆gh (9) Đối với các điểm i không thỏa (9), nghĩa là đã bị dịch chuyển, thì phải loại trừ ra khỏi các điểm định vị, nghĩa lá Ci= Bi=0. Trình tự tính toán, phân tích độ ổn định mốc được trình bày trong các tài liệu [ 2], [3], [6]. Khi có nhiều chu kỳ đo lặp, ta có thể lấy số liệu cao độ, tọa độ bình sai chu kỳ trước làm số liệu định vị để phân tích độ ổn định cho chu kỳ kế tiếp ngay sau đó. Như vậy, dùng bình sai lưới tự do số liệu đo chu kỳ 2 mà các điểm định vị là các tọa độ, cao độ (tham số) các điểm đã bình sai ở chu kỳ 1 để phân tích độ ổn định các mốc (thường là các điểm lưới cơ sở, lưới thi công) là giải quyết 2 bài toán : a, bài toán bình sai và b, bài toán phân tích độ ỏn định trên cơ sở phép biến đổi Helmert. Chúng ta có thể tách 2 bài toán này và giải riêng mà vẫn có chung lời giải. Sau đây xét một số trường hợp:

239

3 KHI TRONG LƯỚI KHÔNG CÓ SỐ LIỆU ĐO DƯ THỪA

Rõ ràng trong trường hợp này lưới không có sai số khép nên không phải bình sai, nhưng bài toán phân tích độ ổn định của mốc vẫn đặt ra yêu cầu giải quyết, ta hãy xem xét đường chuyền cao độ và tọa độ. 3.1 Đối với lưới cao độ Một đường chuyển cao độ không có điểm gốc nào và có kết quả đo lặp chênh cao giữa các mốc trên đường chuyền trong 2 chu kỳ. Rõ ràng, ta chỉ tính cao độ mà không cần bình sai. Trình tự áp dụng phép biến đổi Helmert để phân tích độ ổn định mốc, tiến hành theo các bước sau:

Bước 1: chọn 1 điểm bất kỳ j trong chu kỳ 1 làm điểm gốc để tính cao độ các mốc khác Hi(1) thông qua các chênh cao đo h’; Bước 2: Chọn 1 điểm j bất kỳ trong chu kỳ 2 làm điểm gốc để tính cao độ các mốc khác Hi (2), thông qua các chênh cao đo h’ của chu kỳ này; Bước 3 :Tính cao độ trung bình tất cả các mốc trên tuyến trong mỗi chu kỳ

Htb =ΣHi/n

(10)

với n- số lượng mốc trong đường chuyền. Bước 4: Tính độ lệch Htb của 2 chu kỳ

δ0= Htb(1)-Htb(2)

(11)

Bước 5: Với quan niệm rằng, nếu cao độ các mốc ổn định thì cao độ trung bình giữa 2 chu kỳ là như nhau và do đó phải hiệu chỉnh tất cả các mốc chu kỳ 2 một đại lượng δ0. Nghĩa là Hi’(2)= Hi(2)+δ0; Bước 6: Tính độ lệch δi= Hi’(2)-Hi(1). Nếu tất cả các mốc đều thỏa (9) thì kết luận các mốc ổn định trong 2 chu kỳ, hoặc nếu có dịch chuyển cũng chỉ là đại lượng bé trong phạm vị giới hạn sai số đo; Bước 7 : Nếu có mốc J nào đó không thỏa (9) thì quay lại tính bước 3 mà không có sự tham gia của mốc J. Kiêm tra (9) cho các mốc còn lại, ngoài mốc J, cho đến lúc tất cả các mốc, ngoài các mốc J bị loại, thỏa mãn (9); Bước 8. Tính cao độ các mốc trong chu kỳ 2 và kết luận về mốc ổn định và mốc không ổn định. 3.2 Đối với dường chuyền đa giác, không có số liệu đo dư, nghĩa là đường chuyền chỉ đo góc, cạnh trong 2 chu kỳ và không có số liệu gốc

Bước 1: Chọn một điểm bất kỳ và phương vị 1 cạnh bất kỳ làm gốc giả định, thông qua các góc đo, cạnh đo chu kỳ 1, tính tọa độ các điểm còn lại X(1); Bước 2: Chọn một điểm bất kỳ và phương vị 1 cạnh bất kỳ làm gốc giả định, thông qua các góc đo, cạnh đo chu kỳ 2 tính tọa độ các điểm còn lại X(2), (thông thường chọn điểm 1 làm gốc giả định và phương vị giả định α12 hai chu kỳ đo là như nhau);

240

Bước 3: Áp dụng phép biến đổi Hermet, tức là lập ma trận C theo (2), Bi tính theo (3) và l= (lx1 ly1 lx2 ly2 …. lxn lyn)T, với li =xi(1)-xi(2) ; Bước 4: Tính véctơ ẩn

Z= (δx0, δy0, dα)T = -(BTB)-1BTl

(12)

∆X=BZ+l

(13)

Nếu tất cả các điểm đều thỏa bất đẳng thức (9), tức ∆x≤∆gh, thì quá trình tính dừng lại, kết luận các điểm đều ổn định và tọa độ chu kỳ 2 là X’(2)=X(1)+∆X

(14)

Bước 5 : Nếu có mốc J nào đó không thỏa (6), tức là mốc đã bị dịch chuyển thì Bj=0 và quay lại tính Z theo (12). Quá trình này lặp lại cho đến khi các mốc Bi≠0 có δx≤∆gh;

Một điều cần lưu ý là khi dùng hệ tọa độ trọng tâm

tính theo (3) hoặc theo theo biểu

thức sau, thì kết quả ∆X giống nhau, như đã trình bày trong mục 2.6: (15)

Trong các bước lặp, nếu phát hiện δxj ≥∆gh thì điểm j sẽ không tham gia tính tọa độ trọng tâm ở bước tiếp theo, nhưng vẫn phải tính

của nó, tương đối với trọng tâm mới, vì sau khi có Z theo

(12) phải quay lại tính ∆X cho tất cả các điểm theo (13); 4 KHI TRONG LƯỚI CÓ SỐ LIỆU ĐO DƯ THỪA

Trong trường hợp có đo dư thừa trong lưới, cách giải quyết hai bài toán riêng biệt như sau: Bình sai lưới có số lượng gốc giả định tối thiểu cho 2 chu kỳ riêng biệt (thực hiện bước 1,2 mục 3.1 hoặc 3.2 nêu trên). Các bước tính toán tiếp theo đã đề cập trong mục 3.1 hoặc 3.2. Vì bình sai lưới tự do bậc “0” là một trường hợp riêng của lưới tự do và trọng số đảo của hàm trong hai trường hợp bình sai lưới tự do và tự do bậc “0” là như nhau, nên nếu ta lập hàm là độ lệch cao độ điểm xét so với cao độ trung bình các điểm của lưới (với lưới cao độ) hoặc độ lệch tọa độ điểm xét so với tọa độ trong tâm lưới ( lưới mặt bằng), thì trọng số đảo các hàm này là như nhau và chính bằng các phần tử trên đường chéo của ma trận giả nghịch đảo trong trường hợp bình sai lưới tự do. Điều này rất quan trọng trong thiết lập ∆gh trong trường hợp dùng thuật toán bình sai lưới tự do để phân tích độ ổn định mốc hoặc tách rời bài toán bình sai và phân tích riêng rẽ như đề cập ở mục 3 và 4. `

Để thiết lập ∆gh trong [6] tr.81, đưa ra công thức : ∆sgh=tms Để chi tiết hóa (16), theo chúng tôi dùng công thức sau :

241

(16)

(17) Trong đó µ1 µ2 là sstp đơn vị trọng số, QF- trọng số đảo hàm tương ứng độ lệch cao độ, tọa độ 2 chu kỳ đo, phụ thuộc vào số điểm ổn định trong từng chu kỳ đo, hoặc số điểm dùng định vị lưới trong trường hợp bình sai lưới tự do và t là sai số chuẩn. 5 TÍNH TOÁN ,KHẢO SÁT CHO CÁC ĐƯỜNG CHUYỀN CAO ĐỘ, TỌA ĐỘ 5.1 ĐƯỜNG CHUYỀN ĐO CAO

Lấy số liệu đo chênh cao 2 chu kỳ tuyến thủy chuẩn cấp 1(mtd=0,15mm), đi qua 8 mốc, có số thứ tự 1, 2, 3… 8 tại [4 ],tr.328. Bảng 1. Chênh cao đo 2 chu kỳ Chênh cao

Số trạmđo

h1-2

h2-3

7.2

h3-4

17.5

h4-5

h5-6

-15

-12.5

h6-7

h7-8

43.5

Ck1(mm) Ck2(mm)

Bảng 2. Kết quả tính cao độ và phân tích độ ổn định mốc Tên

dịch

mốc

H2'

∆i’

H2''

∆i’’

H2'''

∆i’’’

H2’’’’

chuyển

(1)

(2)

(3)

(4)

(5)

(6)

(7)

(8)

(9)

(10)

(11)

12.54

2.54

12.07

2.07

11.70

1.70

11.28

1.28

16.54

1.54

16.07

1.07

15.70

0.70

15.28

0.28

21.2

23.74

-1.26

23.27

-1.73

22.90

-2.10

22.48

-2.52

242

38.7

41.24

1.24

40.77

0.77

40.40

0.40

39.98

-0.02

55.7

58.24

-1.76

57.77

-2.23

57.40

-2.60

56.98

-3.02

43.2

45.74

0.74

45.27

0.27

44.90

-0.10

44.48

-0.52

69.2

71.74

-3.26

71.27

-3.73

70.90

-4.10

70.48

-4.52

115

112.7

115.24

0.24

114.77

-0.23

114.40

-0.60

113.98

-1.02

δ0=

2.54

δ0'=

2.07

δ0''=

1.70

δ0''=

1.28

Với sai số giới hạn ∆Hgh =(2.11 1.76 1.33 1.18 1.18 1.52 1.76 2.18)T , tuần tự loại trừ mốc có ∆i vượt quá giới hạn. Theo bảng tính trên, lần thứ nhất loại trừ mốc H7, lần thứ 2 sau khi tính ∆I’’ loại trừ tiếp mốc H5; lần thứ 3 loại trừ tiếp mốc H3. Kết quả ở cột (11) dừng lại vì ngoài các mốc dịch chuyển vừa nêu, tất cả các mốc khác đều có ∆i≤∆gh . Kết quả ở cột (11) hoàn toàn trùng khớp với kết quả tại [4], tr.329 là: δH =(1.28 0.28 -2.52 -0.02 -3.02 -0.52 -4.52 -1.02 )T. Dĩ nhiên là khi dùng thuật toán bình sai lưới tự do để phân tích độ ổn định mốc cho đường chuyền này ở trong [4] thì số cải chính vào các chênh cao đo trong 2 chu kỳ đo bằng 0, nhưng thuận tiện ở chỗ thiết lập sai số giới hạn (17) tiện lợi hơn, do có các thành phần trên đường chéo của ma trận nghịch đảo. 5.2 ĐƯỜNG CHUYỀN ĐA GIÁC

Với lưới tọa độ mặt bằng là 1 đường chuyền gồm 4 điểm 1,2,3,4 có các số liệu “đo” 2 chu kỳ ở bảng 3: Bảng 3: Kết quả đo góc, cạnh đường chuyền 2 chu kỳ Tên góc đo

trái Giữa

Giá trị góc đo( 0 ‘ “ )

Phải Chu kỳ 1

Chu kỳ 2

Cạnh

Giá trị cạnh đo(m) Chu kỳ 1

Chu kỳ 2

1-2

150,7071

150,7149

2220 15’ 8,6”

2220 15’15,5”

2-3

161,180

161,1743

137 53 4,6

137 53 39,2

3-4

149,2833

Ghi chú: các trị “đo” đựơc tính theo mô hình tọa độ 2 chu kỳ, duy chỉ có điểm 2 thay đổi ∆X=5 mm và ∆Y=6mm, còn các điểm khác không thay đổi;

Với tọa độ giả định điểm 1 x1=202085,0 mm y1=148885,0mm và phương vị giả định α1-2= 50059’42,9” tính tọa độ các điểm chu kỳ 1 (cột 2 và 3 bảng 4):

243

Bảng 4: Kết quả phân tích độ ổn định mốc

Điểm

∆x(mm)

∆y(mm)

∆x thực

∆ythực

(1)

(2)

(3)

(4)

(5)

(6)

(7)

202085.0

148885.0

0,00

-0,01

296937.8

265998.5

4,97

6,00

287806.7

426919.7

0,00

0,01

381462.3

543169.9

0,00

Với sai số trung phương đo góc, đo cạnh là mβ=1”và ms=1mm, tiến hành dùng thuật toán bình sai lưới tự do chu kỳ 2 (thực chất là không bình sai vì không có đo dư) kết hợp điều kiện từ phép biến đổi Hermet, tìm được giá trị chuyển dịch điểm số 2: ∆x=4,97mm và ∆y=6,00mm (cột 4 và 5), còn các điểm khác ổn định không xê dịch ( xem và so sánh cột 4 và 6 cột 5 và 7 bảng trên). Vì lưới mỗi chu kỳ không có đo dư thừa nên không cần bình sai mà áp dụng ngay phép biến đổi Helmert, chi tiết trình bày ở bảng 5, cụ thể tọa độ chu kỳ 1 lấy giá trị cột 2,3 bảng 4 (ghi lại vào bảng 5 tại cột 2, tọa độ chu kỳ 2 lấy tọa độ 1 điểm gốc bất kỳ và phương vị 1 hướng bất kỳ của chu kỳ 1, cụ thể lấy α1-2=50059’42,8” để tính (kết quả ghi vào cột 3). Cột 4 là trị lệch tọa độ 2 chu kỳ. Trong quá trình tính có thể dùng hệ tọa độ chung nêu trên cũng có thể dùng hệ tọa độ trọng tâm, kết quả tính các tham số chuyển đổi là khác nhau, nhưng kết quả tính độ dịch chuyển các điểm là hoàn toàn giống nhau . Bảng 5: Kết quả phân tích độ ổn định chỉ dùng phép biến đổi Helmert

Chu ky1

Chu kỳ2

∆0

∆0’

(1)

(2)

(3)

(4)

(5)

(6)

202085.0

202085

2.05

0.03

148885.0

148885

1.22

0.07

296937.8

296941.5

-3.7

-3.38

-4.94

265998.5

266005.6

-7.1

-4.48

-6.00

287806.7

287803.7

3.0

0.93

0.02

244

426919.7

426920.7

-1.0

1.49

0.00

381462.3

381458.1

4.2

0.40

-0.05

543169.9

543172.0

-2.1

1.78

-0.08

δx0=

-0.88

-2.40

δy0=

2.55

1.03

δα

-4.84682646

-3.39874

Khi dùng 4 điểm ta tính được z=(δx δy δα)T, kết quả ghi vào 3 hàng cuối cột 5 bảng 5 ; Dùng các ẩn z vừa tìm theo (12) tính ∆X cho các điểm ghi vào cột 5 bảng 5 .Nhận thấy điểm 2 có các giá trị vượt quá giới hạn cho phép nên loại trừ điểm này không đưa vào tính z’ ở bước thiếp theo (kết quả ghi vào 3 hàng cuối cột 6 bảng 5. Lại dựa vào z’ tính ∆x theo (12) để phân tích. Quá trình tính dừng lại vì chỉ có điểm 2 có ∆x ≥∆gh .Như vậy, nếu so sánh với bình sai lưới tự do (cộ 4,5 bảng 4) ta thấy kết quả hoàn toàn giống nhau. Qua ví dụ trên đây, bằng các con số, khẳng định một lần nữa rằng, bình sai lưới tự do giải quyết 2 bài toán cùng lúc, đó là bình sai và phân tích độ ổn định của mốc, kể cả trong trường hợp không có đo dư thừa, dùng thuật toán này cũng hoàn toàn phân tích được độ ổn định của mốc. Vì vậy, trong các phần mềm như [8] nên đưa thêm phần phân tích độ ổn định mốc ngay cả trong trường hợp không có đo dư thừa .

245

TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Đào Xuân Lộc, Cở sở lý thuyết xử lý số liệu đo đạc, NXB ĐHQG tp. HCM 2008. 2. Đào Xuân Lộc, Trắc địa công trình trong thi công hầm và quan trắc biến dạng công trình, tp. HCM 2013. 3. Đào Xuân Lộc, Vũ Duy Hưng, Chương trình bình sai cao ‘xldc1.0.0‘, tuyển tập báo cáo hội nghị khoa học lần thứ 12 trường ĐHBK-ĐHQG tp. HCM, tp.HCM 2011. 4. Đào Xuân Lộc, Vũ Duy Hưng, Ứng dụng thuật toán bình sai lưới tự do cho dạng tuyến đo cao không có số liệu đo dư thừa và số liệu các điểm gốc để phân tích độ ổn định các mốc cao độ, Tuyển tập báo cáo hội nghị khoa học lần thứ 12 trường ĐHBK-ĐHQG tp. HCM . 5. Trần Khánh, Lê Đức Tình, Trần Ngọc Đông, Phân tích độ ổn định hệ thống mốc độ cao cơ sở trong quan trắc lún công trình, Tuyển tập báo cáo hội nghị khoa học lần thứ 11 trường ĐHBK –ĐHQG tp. HCM, TP. HCM 2009. 6. Trần Khánh, Nguyễn Quang Phúc, Quan trắc chuyển dịch và biến dạng công trình, NXB giao thông vận tải, Hà Nội 2010. 7. Tcxdvn 9360-2012, Quy trình kỹ thuật xác định độ lún công trình dân dụng và công nhiệp bằng phương pháp đo cao hình học, Hà nội 2012. 8. Nguyễn Kim Lai . Dpsurvey phiên bản 4. 4, 10-2011. 9. IU.I.Markuze, Cơ sở tính tóan bình sai .NXB Nhedra, Moxơcơva 1990 (tiếng Nga).

246

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

PILED RAFT FOUNDATIONS FOR HIGH-RISE BUILDINGS Dr. Phung Duc Long*, ABSTRACT: During the last two decades, piled raft foundations have been more and more widely applied for tall buildings. In conventional pile foundations the piles are designed to take the full load from superstructure. As a result the settlement is small, and the foundation is expensive. In piled raft foundations, piles are only designed to take a part of load and reduce the settlement to an allowable level, or a level chosen by the designer. The raft therefore takes a considerable part of the load from superstructure. This foundation solution can lead to considerable economy without compromising the safety and performance of the foundation. In this paper new achievements in piled-raft foundations are reviewed. Some recent high-rise buildings both on piled raft and conventional pile foundations are discussed and compared. Two examples of design piled-raft foundation for two high-rise buildings carried out by the Author are presented. KEYWORDS: Piled raft, soil-structure interaction, FEM, field model test, simplified method, case history

1 INTRODUCTION Pile foundations are commonly designed with an assumption that the entire load from the superstructure is taken by piles. The foundation designed using this assumption is called conventional pile foundation. In such a foundation, the raft is designed not to take any load from the superstructure. According to most standards, the piles must be designed with a safety factor of 2 to 3. This requirement results in more and longer piles, and therefore the pile foundation is considerably conservative and expensive. Conversely, the settlement of the pile foundations is unnecessarily small. The conventional pile is commonly used for high-rises worldwide, especially in the US and South East Asia. Foundations are predominantly founded on large-diameter bored piles, barrettes or diaphragm wall, which are in most cases driven deeply into the ground to reach bearing layers. The conventional design practice for pile foundations is based on the assumption that the piles are free-standing, and the contribution of the pile cap/raft is ignored. In reality, the raft is in direct contact with the soil, and thus can carry a significant fraction of the load, especially in cases where the soil near the ground surface is stiff enough. In the past few years, there has been an increasing recognition that the use of piles to reduce the raft settlements and its differential settlements can lead to considerable economy without compromising the safety and performance of the foundation. In the so-called piled-raft foundations (PRF), in which the load from superstructure is partially taken by piles and the remaining taken by the raft, is more and more accepted. The piles are only designed to reduce the settlement, not to take the full load from superstructure. The idea of using piles as settlement-reducers was started in the seventies (Hansbo et al., 1973; Burland et al., 1977). In the case of piled raft in clay, this philosophy has been developed into a refined design method in Sweden. According to this design method, the building load inducing stresses in excess of the clay pre-consolidation pressure is carried by the piles in a state of creep failure, while the remaining load is carried by the contact pressure at the raft-soil interface (Hansbo, 1984; Hansbo & Jendeby, 1998). A similar approach was introduced in UK by Burland (1986). Enormous contributions to the development of the piled-raft foundation concept have been done in Germany during the 1980’s and 90’s. Many piled raft foundations have been constructed in the Frankfurt clay using settlement-reducing piles for heavy high-rises (Sommer *

Phung Duc Long , Long GeoDesign and VSSMGE, phung.long@gmail.com

247

et al., 1985; Katzenbach et al., 2003). There are also applications in non-cohesive soil, like the Berlin sand (El-Mossallamy et al., 2006). Recently, super high-rises in the Gulf have often been constructed upon piled rafts. The load of the buildings is shared between the piles in shaft friction and the raft in direct bearing, with the pile system typically carrying about 80% of the total load directly into the deeper strata (Davids et al., 2008). A summary of most typical projects using piled-raft foundation can be found in Phung (2011). For piled footings in non-cohesive soil, a systematic experimental study was carried out by the Author, Phung (1993). The study shows that the pile cap, in contact with the soil, influences considerably the bearing capacity of piles and the load-settlement behavior of a piled footing. The mechanism of load transfer in a piled footing involves a highly complex overall interaction between piles, pile cap and surrounding soil, which is considerably changed due to pile installation and to the contact pressure at the cap-soil interface. 2 CASE HISTORIES During the last two decades, the quick growth of cities all over the world led to a rapid increase in the number and height of high-rise and super high-rise buildings, even in unfavourable subsoil conditions. Piled raft foundation concept has been successfully applied for many projects, some of which are summarised in Table 1. Systematic monitoring the load transfer mechanism in piled raft foundations were performed to verify the design concept and to prove the serviceability requirements. The piled raft foundation has been widely applied as suitable foundation technique for high-rise buildings in Frankfurt to achieve economic solutions that fulfill both the stability and the serviceability requirements. The measured settlements of different case histories of piled rafts in comparison with traditional raft, as well as piled foundation are shown in Figure 1, in which factor ÎąL is a load factor representing the load taken by the piles relative to the total structural load. This figure was originally made by El-Mossallamy (2008) and modified by the Author by adding the cases in Table 1. Among the 20 cases shown in Figure 1, four cases were on raft foundation, four on pile foundations, and the remaining on piled raft foundation. From Table 1 and Figure 1, a clear connection can be seen between the settlement and the percentage of load carried by piles: the larger the load taken by piles, the smaller the settlement occurs. In fact the settlement (maximum value, differential settlement and its pattern) can be control by changing the number of piles, their length as well as their layout. Table 1: Pile and Piled Raft Foundation - Case Histories No. 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13

Projects Messe-Torhaus, Frankfurt Messeturn, Frankfurt Westend 1, Frankfurt Petronas, Kuala Lampur PF) QV1, Perth, West Australia Treptower, Berlin Sony Center, Berlin ICC, Hong Kong PF) Commerzbank, Frankfurt PF) Skyper, Frankfurt Dubai Tower in Qatar Incheon Tower PF) Emirates Twin Towers PF)

Structure Height, m Stories 130 256 208 450 163 121 103 490 300 153 400 601 355

Note: PF) conventional pile foundations; available info

30 60 53 88 42 118 56 38 84 151 56 cal)

Load share (%) Piles Raft 75 57 49 85 70 55 N.A. 70 cal) 96 63 67 98 93 cal)

25 43 51 15 30 45 N.A. 30 cal) 4 27 23 2 7 cal)

Measuremen Settlemen t t smax mm) Yes N.A. Yes 144 Yes 120 Yes 40 N.A. 40 Yes 73 Yes 30 N.A. N.A. Yes 19 Yes 55 N.A. 200 cal) N.A. 43 cal) N.A. 12

predicted load share by calculation; N.A.= not

248

It can be also noted that some foundations were designed as a pile foundation, but they acted as a combined piled-raft-foundation, i.e. the raft can take some part of building load. Petronas Tower in Kuala Lampur is a good example. The foundation was designed as conventional piles. However, a certain part of the total load was still taken by the raft. According to the measurement, 15% of the dead load when the structure reached the height of 34 stories, at 40% of the total tower height. This percentage would have been smaller once the tower reached its full height. Low percentage of load carried by the raft seems to be due mainly to the presence of the soft soil near the ground surface. ICC Tower in Hong Kong is another example. The foundation was also designed as a conventional pile foundation. However, the Author’s analysis indicated that about 30% of the total load, could be carried by the raft, Phung (2002).

Figure 1. Raft and piled-raft foundation-Case histories (El-Mossallamy, 2008, modified by the Author by adding cases • 4, 5, 6, 9, 10, 11, 12 and 13 shown in Table 1). 3 EXPERIMENTAL STUDY In order to create a better understanding of the load-transfer mechanism and of the loadsettlement behaviour of a piled footing in non-cohesive soil, especially the settlement-reducing effect of the piles, three extensive series of field large-scale model tests were performed by the Author (Phung, 1993). In each series, four separate tests on a shallow footing/cap alone, a single pile, a free-standing pile group, and a piled footing with cap in contact with soil were performed under equal soil conditions and with equal geometry. The piles were square hollow steel, 60mm by 60mm, with an average length between 2m and 2.3m, and a pyramidal-shape tip with an apex angle of 60o. The pile caps were made of concrete and absolutely rigid. All pile groups were square and consisted of 5 piles, one central and 4 corner piles, with a centre-to-centre pile spacing of 4b, 6b and 8b for test series No.1, 2 and 3 respectively. The soil relative density in the three test series were difference: ID = 38% for T1, 67% for T2 and 62% for T3. In the tests, individual pile loads, total applied load, lateral earth pressure against the pile shaft and displacement of the footing were measured. Axial pile loads were monitored by means of load cells at the base and the top of each pile. A load cell was also placed in the middle of a corner pile, to study the load distribution along the pile length. The lateral earth pressure against pile shaft was measured for the central pile, by twelve Glötzl total stress cells on all the four sides of the pile. Comparison of the results from the tests on free-standing pile groups with those on single pile shows the pile-soil-pile interaction, while comparison of the results on piled footings with those on free-standing pile groups and on un-piled footings (cap alone) shows the pile-soil-cap interaction.

249

Figure 2. A bird view of the test field at Grabo, Sweden.

Figure 3. Field test set up: a) for freestanding pile group; b) for footing with the cap in contact with soil.

The results from all the three test series show the same tendency. For illustration, only the comparison of the results obtained from the separate tests in Test Series T2 is shown in this paper. Detailed test results for all three test series can be found in Phung (1993). In Fig. 4, we can see that the load taken by cap in the piled footing test, the curve T2F-Cap, is very close to the load taken by cap in the test on footing alone, T2C-Cap. While the load taken by piles in the piled footing, T2F-Piles, is much larger than the load taken by piles in the free-standing pile groups, T2G-Piles. Loads taken by the cap and the average load per pile are shown against the total applied load in Figure 5. From the test results, very important remarks are drawn: • When the load is applied on the piled footing, the piles at first take a major portion of the load; not until pile failure a considerable portion of load is transferred to the cap, Fig. 5; • The load-settlement curve of the cap in a piled footing is very similar to that of a cap alone, Fig. 4; • The load carried by the piles in a piled footing is much larger than that the load carried by a free-standing pile group, Fig. 4, mainly due to the contact pressure at the cap bottom.

Figure 4. Test series T2 - Comparison of Figure 5. Test T2F – Loads taken by cap and separate tests piles Load efficiency From the test results, the Author suggested that the bearing capacity of a piled footing in noncohesive soil Pft can be estimated as follows:

Pft = n ⋅ (η1s ⋅η4 s ⋅ Pss + η1b ⋅η4b ⋅ Psb ) + η6 ⋅ Pc 250

(1)

where, n is the number of piles in the group; Pss and Psb are the shaft and base capacities of a reference single pile; Pc is the capacity of the cap; η1, η4, and η6 are load efficiency factors with indices "s" and "b" indicating pile shaft and base. The efficiencies η1s and η1b show the influence of the pile-soil-pile interaction on the pile shaft and base capacities. They can be estimated by comparing the load per pile in a freestanding pile group with that of a single pile at a certain settlement, e.g. s = 10 mm. The efficiency η1b can be taken as unity for medium dense to dense sand, and higher than unity for loose sand. The efficiencies η4s and η4b show the influence of the pile-cap interaction on the pile shaft and base capacities. They can be estimated by comparing the load per pile in a piled footing with that in a free-standing pile group. Table 2. Definitions of load efficiency factors Factor

η1 η4 η6

Definition Pgr/ nPs Pfp/Pgr Pfc/Pc

Comparison TG and TS TF and TG TF and TC

Table 3. Definitions of settlement ratio factors Factor

ξ1 ξ3 ξ5 ξ7

Definition sgr /ss sf /ss sf /sgr sf /sc

Comparison TG and TS TF and TS TF and TG TF and TC

Settlement ratio The traditional concept of settlement ratio ξ is used to compare the settlement of a free-standing pile group with that of a reference single pile. However, as discussed by the Author (Phung, 1992 and 1993), this traditional ratio ξ has little practical meaning and depends very much on the choice of failure criterion. The Author suggested different new settlement ratios, which were obtained by comparison of the settlement of a single pile, a free-standing pile group, a piled footing, and a shallow footing under equal conditions, see Table 3. In order to avoid the confusion caused by different failure criterions, the comparison is done at the same load level, i.e. at the same load per pile, or at the same applied load on footings. In Table 3, ss is the settlement of a single pile, and sgr, sc, and sf are the average settlement of a free-standing pile group, a shallow footing and a piled footing under equal conditions. The ratios ξ1 and ξ3, estimated by comparing the settlement of a pile group or a piled footing with that of a single pile, are similar to the conventional settlement ratio ξ. These ratios have little practical meaning in estimating settlement of piled footings, and are not discussed here. Comparison of settlement of a piled footing with that of a free-standing pile group leads to the ratio ξ5. The test results show that this ratio at the same applied load is always much less than unity. This means the fact that due to the contribution of the cap, the increase in stiffness of the piles footing, as compared with the corresponding free-standing pile groups, is considerable. This conclusion is contrary to that drawn in most of the theoretical studies basing on the theory of elasticity (Butterfield & Banerjee, 1971; Poulos & Davis, 1980; and Randolph, 1983). The ratioξ7, which is defined by comparing the settlement of a piled footing and that of a corresponding shallow footing at the same applied load, seems to be the most useful settlement ratio. This ratio means the reduction in settlement of a piled footing as compared with that of a shallow footing under equal conditions. In other words, this ratio shows the settlement-reducing effect due to the presence of the piles. As expected, the ξ7-value, obtained from the tests is always lower than unity. The ratio is smaller in looser sand than in dense sand. This ratio will be further in the paper later. 4 SIMPLIFIED DESIGN METHOD From the test results we see that when the load is applied on a piled footing, the piles first take a major portion of the load, and only after pile failure, the load is considerably transferred to the cap. This means that the piles are close to failure. We can also see that the load taken by cap in 251

the piled footing is very close to the load taken by cap alone. This means that the load-settlement curve of the cap in a piled footing can then be estimated as that of the footing alone under the same load. From these conclusions, a simplified design procedure for piled footing in sand can be carried out with the steps below: 1. To estimate the load taken by the cap/raft without causing excessive settlement. This load is equal to that can be taken in the cap in the piled footing Pcap. 2. To estimate the load taken by the piles: Ppiles = Ptotal â&#x2C6;&#x2019; Pcap (2) where, Ptotal is the total applied load. 3. To determine the number of piles: As the piles are very close to failure state, the number of piles can be calculated as: n = Ppiles / Ps (3) where, Ps is ultimate capacity of a single pile. According to the above design procedure, the load-settlement curve for a shallow footing can first be predicted by any method. The load carried by the cap Pcap can be taken at a required settlement. The remaining load will be taken by the piles. If we do not know about the pile-soilpile interaction factor Îˇ1 and the pile-cap interaction factor Îˇ4, on the safe site both the factors can be taken as unity. The number of piles can then be estimated by dividing the load taken by piles Ppiles to the bearing capacity of a single pile, which can be taken as the creep load or even the failure load of a single pile. Creep load is the load, at which significant creep starts to occur, typically 70-90% of the ultimate load capacity. A more extreme version of creep piling, in which the full load capacity of the piles is utilized, i.e. some or all of the piles operate at 100% of their ultimate load capacity. This gives rise to the concept of using piles primarily as settlement reducers, while recognizing that they also contribute to increasing the ultimate load capacity of the entire foundation system. This simplified design method is good enough for the concept design phase. Poulos & Makarchian (1996) also used this method to estimate the settlement of the model footing in their study and found a fair agreement with the test results. The settlement for a piled raft has recently been well discussed. Poulos & Davids (2005) suggested an allowable settlement of 150 mm for high-rise buildings. 5 DESIGN EXAMPLES In the last few decades, there has been considerable development of methods for calculating settlement of free-standing pile groups and piled footings. However, most of the methods are based on the theory of elasticity, which is not suitable for pile-soil-cap interaction problems, Phung (1993). For practice a conceptual design should be done first using simplified and less time-consuming methods, especially for feasible foundation option study. Detailed design of piled raft foundation for high-rises have however to be done by numerical analyses using FEM or explicit finite difference codes. This is a must for high-rise buildings especially when they become higher and heavier, with more complex configurations. There are a number of commercial codes available, both in 2D and 3D. The most common softwares are: PLAXIS 2D and 3D, FLAC 2D and 3D, ABAQUS, and DIANNA & Midas GTS. Numerical analysis is an effective tool for analysing any foundation and structure system. However, it is too complicated and time consuming to simulate a complicated soil-structure interaction problem. There are a number of approaches that numerical analyses can be carried out: Full 3D analysis, equivalent 2D plain strain model, equivalent 2D axi-symmetrical model. Full 3D numerical analyses were almost impossible for complicated foundation configurations until this decade when the softwares could be developed due to faster computers. It is only recently that this technology has become a viable option to the engineers in the design office. This evolution may be explained by several factors. Pile groups and piled rafts are challenging 252

design problems in the sense that they are 3D by nature and that soil-structure interaction is central to the behaviour of deep foundations. Although the background theory and the numerical tools necessary to model such deep foundation systems have been available for years, it is only in the last few years that available commercial softwares have reached a degree of maturity and user friendliness necessary to meet the needs of the design office. In this section, two examples of design piled-raft foundation for high-rise buildings carried out by the Author are presented. 5.1. ICC Tower, Hong Kong This is an example of simulating a piled-raft foundation using the simplified numerical approach, equivalent axi-symmetrical model, performed by the Author using Plaxis 2D Version 7, (Phung, 2002). ICC Tower in Hong Kong, completed in 2011, is nowadays the fourth tallest building in the world with a height of 484m and 118 stories, Fig. 6. The foundation for the tower has a circular plan, and consists of 240 shaft-grouted barrettes (2.8m x 1.5m or 2.8m x 1.0m) within a circular perimeter shaft-grouted diaphragm wall (DW), see Figures 7 & 8.

Figure 6. ICC Tower, tallest in Hong Kong

Figure 7. 26m-deep excavation - ICC Tower, Hong Kong

Below the raft, the soil profile consists of alluvium and CDG overlying rock. Within the basement area, rockhead level varies between -61mPD and -106mPD under the ground surface. In order to minimise the differential settlement, the barrettes and DW panels are generally placed at a depth of about 2m above rockhead. The barrettes have thus a length varying between 35m and 70m. An 8m-thick base raft connects the barrettes and the DW. The excavation, 26m deep, is required for the construction of the 4-level basement and the pile cap, see Figure 7.

Figure 8. Foundation plan - ICC Tower, Figure 9. 2D axisymetrical modelling with Hong Kong Plaxis V7.2 The foundation was designed by the project engineers, as a conventional pile foundation, using the finite element program SAFE. The Author, as the independent verifier, re-simulated the 253

foundation using the Plaxis 2D, version 7.2. The analysis was simulated by an axi-symmetric model with the barrettes and DW being modeled as equivalent concentric rings. The objective of the analysis is to study the settlement behaviour of the foundation system, the load sharing between the foundation components, the barrettes, the DW panels and the raft. The 240 barrettes were modelled as 8 circular concentric rings representing the same surface areas of the barrettes. The barrette rings were modeled as a linear elastic material with an equivalent Young’s modulus for bending E1, and an equivalent Young’s modulus for axial loading E2. The DW was also included in the model as a ring. This allows the DW to carry a part of the load as a component of the pile group. The DW and the raft were modeled as a linear elastic material with a long-term elastic modulus E for concrete. MC model (Mohr-Coulomb) was used for soil, see Figure 9. The settlement at the raft bottom level is about 40mm at the centre and 9mm at the DW edge. This compares quite well with the project engineer’s settlement estimation. The loads at the head of the pile rings were calculated and the results show that the central piles carry higher loads than the boundary piles. The foundation was designed as a conventional pile foundation. However, the Author’s analysis indicated an important part, up to 30% of the total load, can be carried by the raft. It is quite common that the foundation is designed as a pile foundation, but acting as a combined piled-raft-foundation. 5.2. Datum Jelatek Complex, Kuala Lumpur, Malaysia Datum Jelatek is located about 4 km from central KL. The development consists of a 12-floor podium consisting of retail, office and car park bay floors and four multi-storey residential towers with a number of stories varying between 41 and 47, Fig.10. The development also has three levels of underground basement for parking vehicles, mechanical and electrical rooms and retail. In addition, the podium has recreational floor consisting of large garden, recreational area and a swimming pool located at the top most level. A circular-shaped bridge connects the four towers together at level 24. The podium distributed load is about 167 kPa, while the distributed loads in Tower A, Tower B, Tower C, and Tower D respectively on top of the podium, qA, qB, qC, qD, are 470, 476, 505 and 458 kPa. The soil condition at the site is very complicated. In order to avoid the unnecessary complication for the primary FEM study, it is assumed that the soil profile is even with data from the borehole B12-2, where the soil consists two layers: 1) Silty sand, and 2) Gravelly sand. The foundation is currently design by the project engineers as conventional pile foundation, i.e. the piles will take the full load from superstructure. 387 piles are used, including 67 piles with a diameter of 0.9 m, 110 piles 1.2 m, and 210 piles 1.5 m, Figure 11. Piled raft is studied by the Author as an alternative design with a smaller number of piles used as settlement reducers. Plaxis 3D is used for the conceptual foundation design concerning the foundation settlement. The load that can be taken by the raft/cap, Pcap, is first estimated. As a criterion agreed with Client, the max settlement of the foundation should not exceed 20mm. Analysis of raft alone Plaxis 3D was first used to analyse the raft (shallow foundation). The building was considered to be stiff. In order to avoid unnecessary complicated modeling of the excavation and basement construction process, the basement was simulated as a volume with a unit weight being estimated as the total weight of the basement dividing to the depth of the basement, i.e. about 6 kN/m3. Non-porous linear elastic volume elements were used. The soil was modeled as Hardening Soil material (HS). The analysis was done with increasing podium load, to establish the load settlement curve for the raft alone, and to find out the load that the raft can take so that the settlement would not exceed 20mm. Because the full excavation phases are not modeled in this study, it is not easy to define the load at 20mm settlement. It is therefore reasonable to accept the full podium load, i.e. 167 kPa, as the load taken by the raft. Analysis of piled raft The simplified approach in Section 4 is used to estimate the number of piles. The load taken by the piles is calculated according to equation (2), i.e. is equal to the total load minus the load taken by the raft. In the analysis of the raft alone, it is concluded that the full podium load can be taken by the 254

raft. This means that the total load for each tower above the podium can be directly used for the pile design. The piles will be then arranged mainly under the four towers. Pile with 1.5m diameter is chosen. In the piled-raft concept, piles must work as friction piles, and therefore they have not to rest on or socket to the limestone. It is chosen that the pile base will be at a level of 2m above the limestone, i.e. -58m, and the pile length is 46 m. According to the study done by a local consultant, an ultimate load of 20,000 kN can be accepted for such a pile. As a result, 16 piles are needed for each tower A and D, and 21 piles are needed for each tower B and C. This means that a total of 74 piles are used for the four towers; see the pile layout in Fig. 12. Diaphragm wall (DW) with a thickness of 0.8m constructed on the foundation perimeter can act as a bearing component. In the Plaxis 3D model, piles are modeled as embedded pile (EP) elements, and DW as plate elements. Loads from the superstructure are simulated as distributed load in the four tower areas.

Figure 10. Datum Jelatek, KL, Malaysia

Figure 11. Conventional pile foundation - Layout

Figure 12. Piled raft - Pile layout

Figure 13. Plaxis 3D piled raft foundation model

The analysis was performed in a separate calculation phases as below: 1) Initial stresses; 2) Basement construction in one calculation stage; 3) Podium loading q0 = 167 kPa, which is distributed over the whole raft/podium; 4) Tower loading, qA = 470 kPa, qB = 476 kPa, qC = 505 kPa, and qD = 458 kPa. Additional piles can be arranged under the podium outside the towers for avoiding too large bending moment and shear forces in the raft. However, they are not included in this study, whose main target is the settlement behavior of the piled-raft system. From the output results, the maximum settlement of the piled-raft system is 18 mm, which satisfies the 20mm-criterion. In this study, the simplified calculation method was used in combination with 3D FEM method for conceptual foundation design of Datum Jelatek project. More detailed info about the analysis can be found elsewhere, Phung et al. (2013).

255

6 CONCLUSIONS Piled-raft foundations, in which piles are designed to reduce the settlement, not to taken the total load from superstructure, have been increasingly used for high-rises. However, predicting the settlement for piled-rafts is a difficult task for geotechnical engineers due to the complex pilecap-soil interaction. The available prediction methods, which are based on the theory of elasticity, are not suitable for piled-raft foundations with settlement-reducing piles, especially in non-cohesive soil. Results of the experimental study, performed by the Author, have created a better understanding about the load-transfer mechanism of piled footings in sand, as well as the load-settlement behaviour. The study strongly supports the idea of settlement-reducing piles. The simplified method suggested in this paper can be used for the conceptual design phase. The analyses for two real projects carried out by the Author are presented to illustrate the design practice for piled-raft foundations for high-rise buildings. REFERENCES 1. Brinkgreve, R. Etd. (2012). Plaxis 3D Manual. Delft, the Netherlands. 2. Burland, J.B. (1986). The value of field measurements in the design and construction of deep foundations. Proc. Int. Conf. on Deep Foundations, Beijing, Vol. 2, 177-187 3. Burland, J.B., Broms, B.B., De Mello, V.F.B. (1977). Behaviour of foundations and structures. Proc. 9th ICSMFE, Tokyo, Vol. 2, 495-546. 4. Butterfield, R., & Banerjee, P.K. (1971). The problem of pile group - pile cap interaction. Geotechnique, Vol. 21, No. 2, 135-142. 5. Davids, A., et al (2008). A Postcard from Dubai design and construction of some of the tallest buildings in the world. Proc. of the CTBUH 8th World Congress, 3-5 March, Dubai. 6. El-Mossallamy, Y. (2008). Modeling the behaviour of piled raft applying Plaxis 3D Foundation Version 2. Plaxis Bulletin, Issue 23, March, Delf. 7. Hansbo, S., Hofmannn, E., Mosesson, J. (1973). Ă&#x2013;stra Nordstaden, Gothenburg. Experience concerning a difficult foundation problem & its unorthodox solution. Proc. 8th ICSMFE, Moscow, Vol. 2, 105-110. 8. Hansbo, S. (1984). Foundations on friction creep piles in soft clay. Proc. Int. Conf. on Case Histories in Geotechnical Engineering, St. Louis, Vol. 2, pp. 913 -922. 9. Hansbo, S. & Jendeby, L. (1998). A follow-up of two different foundation principles. Proc. 4th Int. Conf. on Case Histories in Geotech. Engng, March, St. Louis, Missouri, 259-264. 10. Katzenbach, R., Moormann, Ch. (2003). Instrumen-tation and monitoring of combined pile rafts (CPRF): state-of-the-art report. Proc. 6th Int. Symp. on Field Measurements in Geomechanics, Etd. By Frank Myrvoll, 15-18 September, Oslo. 11. Phung, Duc Long (1993). Footings with settlement-reducing piles in non-cohesive soil. Ph.D. Thesis, Chalmers University of Technology, Gothenburg, Sweden. 12. Phung, Duc Long (1994). Piled footings with settlement reducing piles in non-cohesive soil. Proc. Int. Conf. on Design and Construction of Deep Foundations, Orlando, Florida. 13. Phung, Duc Long (2002). Foundation peer-review for Mega Tower, MTRC Kowloon Station Development Package 7. WSP Report, July, Hong Kong. 14. Phung, Duc Long (2010). Piled Raft â&#x20AC;&#x201C; A Cost-Effective Foundation Method for High-rises. Geotech. Eng. J. SEAGS & AGSSEA, Vol. 41, No.3, September. 15. Phung Duc Long (2011). Piled raft - A new foundation philosophy for high rises. Proc 1st.Int. Conf. on Geotechnical for Sustainable Development - Geotec Hanoi 2011. pp. 267-276, October. 16. Phung, Duc Long et al. (2013). Settlement analysis for piled raft foundations - A case study. Proc. 2nd Int. Conf. on Geotechnics for Sustainable Development - Geotec Hanoi 2013. (under publication). 17. Poulos, H.G. (2001). Method of analysis of piled raft foundations. ISSMGE TC-18 Report, June. 256

18. Poulos, H.G. and Davids, A.J. (2005). Foundation Design for the Emirates Twin Towers, Dubai. Can. Geotech. J., 42: 716-730. 19. Poulos, H.G., & Davis, E. H. (1980). Pile foundation analysis and design. Wiley, N.Y. 20. Poulos, H.G. & Makarchian, M., (1996). Simplified method for design of underpinning piles. Proc. ASCE, JGED, Vol. 122, No.9, 745-751. 21. Poulos, H.G. (2011). Keynote lecture: The design of high-rise building foundations. Proc Int Conf Geotec Hanoi 2011 "Geotechnical For Sustainable Development", pp 244-255, October, Hanoi. 22. Randolph, M.F. (1983). Design of piled raft foundations. Cambridge University, Engineering Dept., Research Report, Soils TR143. 23. Sommer, H., Wittmann, P. & Ripper, P. (1985). Piled raft foundation of a tall building in Frankfurt clay.

257

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

DỰ BÁO NHỮNG VẤN ĐỀ ĐỊA KỸ THUẬT BẤT LỢI KHI XÂY DỰNG TẦNG HẦM NHÀ CAO TẦNG TRONG TRẦM TÍCH Q, BÃO HÒA NƯỚC THUỘC LÃNH THỔ ĐỒNG BẰNG THÀNH PHỐ ĐÀ NẴNG Lương Tấn Lực*, Đoàn Thế Tường, Nguyễn Thanh TÓM TẮT: Để tiết kiệm và sử dụng hiệu quả quỹ đất xây dựng ngày càng khan hiếm, việc xây dựng các công trình nhà cao tầng có tầng hầm, công trình có hố móng sâu,…nhằm đáp ứng nhu cầu khai thác và sử dụng cả phần nổi và phần không gian ngầm một cách hiệu quả và hợp lý. Bên cạnh đó, những hệ quả bất lợi và khó lường mang tính chất tai biến ảnh hưởng nghiêm trọng đến ổn định và an toàn đối với các công trình đang thi công và rõ rệt hơn là đối với các công trình đã được xây dựng. Những sự cố có chiều hướng gia tăng và phức tạp hơn. Điều này một phần tất yếu liên quan đến công tác khảo sát, thiết kế và đặc biệt là biện pháp thi công trong những điều kiện địa kỹ thuật khác nhau. Ở đây bài báo xin được đề cập đến vấn đề địa kỹ thuật bất lợi xảy ra khi xây dựng tầng hầm nhà cao tầng khu vực đồng bằng thành phố Đà Nẵng . TỪ KHÓA: hố móng sâu, tầng hầm nhà cao tầng, địa kỹ thuật, deep excavation, building basement

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Trong quá trình phát triển cơ sở hạ tầng, trong đó có kể đến việc xây dựng các công trình nhà cao tầng có sử dụng tầng hầm nhằm tận dụng tối đa việc khai thác phần nổi và phần không gian ngầm một cách hiệu quả và tiết kiệm quỹ đất xây dựng. Bên cạnh đó phải kể đến những hệ quả xấu từ việc thi công phần ngầm gây ra, đó là các vấn đề địa kỹ thuật bất lợi xảy ra khi xây dựng phần ngầm (gọi tắt là hố móng sâu của các công trình cao tầng có sử dụng tầng hầm). Để góp phần làm sáng tỏ hơn vấn đề trên, nội dung bài báo xin tập trung vào việc dự báo các vấn đề địa kỹ thuật bất lợi xảy ra khi xây dựng tầng hầm nhà cao tầng trong trầm tích Q bão hòa nước thuộc lãnh thổ đồng bằng Đà Nẵng. 2 CÁC KHÁI NIỆM VỀ HỐ MÓNG SÂU, CÁC VẤN ĐỀ ĐỊA KỸ THUẬT Để giải quyết vấn đề nghiên cứu, trước hết cần thống nhất các khái niệm. Khái niệm hố móng sâu: Thực ra, khái niệm “hố móng sâu” đã được nhiều tác giả quan tâm [2], [3], [5] nhưng cho đến nay cụm từ “hố móng sâu” vẫn chưa có một khái niệm chính thống. Tuy vậy, ở đây chúng ta có thể hiểu: “Các công trình nhà cao tầng có xây dựng phần ngầm nhằm khai thác hiệu quả và triệt để phần không gian ngầm dưới mặt đất (tầng hầm). Khi thi công đào hố móng đến độ sâu thiết kế để tạo ra một không gian ngầm phù hợp với việc thi công và mục đích

Lương Tấn Lực, Trường Đại học Duy Tân, Đoàn Thế Tường, Viện KHCN Xây dựng, Nguyễn Thanh, Đại học Huế.

258

sử dụng. Trong đó, những hố móng có chiều sâu đáy hố móng lớn hơn 5 m so với mặt đất được xem là hố móng sâu. Trường hợp chiều sâu hố móng nhỏ hơn 5 m nhưng thi công trong điều kiện địa chất công trình phức tạp thì cũng phải tiến hành xử lý như hố móng sâu”. Theo tác giả Trần Mạnh Liểu, những vấn đề địa kỹ thuật môi trường được quyết định bởi các quá trình địa chất động lực nội sinh, ngoại sinh và nhân sinh phát triển trong môi trường địa chất, cũng như hậu quả của chúng là quá trình phá hủy công trình có nguyên nhân nền móng phát triển trong hệ thống kỹ thuật đô thị. Bondarix G. K. cho rằng điều kiện của một quá trình là tổ hợp các yếu tố về cấu trúc, tính chất của môi trường địa chất cần thiết (chưa đầy đủ) để phát sinh và phát triển quá trình đó. Như vậy, chúng ta có thể thấy rằng những vấn đề địa kỹ thuật là biểu hiện của quá trình địa chất nội và ngoại động lực do tác động của yếu tố xây dựng, tác động trực tiếp hay gián tiếp vào môi trường địa kỹ thuật làm biến đổi tính chất, cấu trúc, trạng thái của đất đá, làm thay đổi tính hệ thống của hệ thống địa kỹ thuật. 3 ĐẶC ĐIỂM CẤU TRÚC MÔI TRƯỜNG ĐỊA KỸ THUẬT (CTMTĐKT) TÍNH TOÁN Trong khuôn khổ bài báo tác giả chọn kiểu cấu trúc môi trường địa kỹ thuật đặc trưng để đưa vào tính toán, phân bố rộng rãi trong khu vực nghiên cứu, có mặt hầu hết ở các quận Thanh Khê, Hải Châu, Sơn Trà, Ngũ Hành Sơn, Liên Chiểu. Đó là kiểu CTMTĐKT II, phụ kiểu II.a dạng II.a.2. Đặc trưng thành phần thạch học của dạng CTMTĐKT đang xét tính từ trên xuống được mô tả như sau: Lớp 1: Cát mịn, chặt vừa, nguồn gốc biển – gió, dày 1,7 – 10,5 m. Lớp 2: Cát thô, chặt vừa, nguồn gốc sông - biển, dày 1,9 – 6,5 m. Lớp 3: Cát bụi, chặt vừa, nguồn gốc sông – biển – đầm lầy, dày 2,2 – 5,4 m. Lớp 4: Cát mịn, chặt vừa đến chặt, nguồn gốc sông – biển, dày 2,1 – 9,7 m. Lớp 5: Sét, dẻo mềm đến dẻo cứng, nguồn gốc sông biển, dày 3,5 – 14,0 m. Lớp 6: Sét pha dẻo mềm, nguồn gốc sông – biển, dày 3,8 – 5,8 m. Lớp 7: Cát thô, chặt đến rất chặt, nguồn gốc sông – biển, dày 3,5 đến 4,9 m. Lớp 8: Sét pha lẫn dăm sạn, dẻo cứng đến cứng, nguồn gốc phong hóa, dày 3,5 – 16,5 m. Tính chất cơ lý các lớp đất đá thuộc dạng CTMTĐKT đang xét được thể hiện trong Bảng 1 và 2. 4 DỰ BÁO CÁC VẤN ĐỀ ĐỊA KỸ THUẬT BẤT LỢI KHI XÂY DỰNG TẦNG HẦM NHÀ CAO TẦNG TRONG TRẦM TÍCH MỀM RỜI Q, BÃO HÒA NƯỚC 4.1. Dự báo vấn đề lún mặt đất xung quanh hố đào Khi thi công hố đào thường xảy ra hiện tượng lún sụt đất nền ở bề mặt xung quanh hố đào. Trên thực tế, hiện tượng này khó tránh khỏi. Tuy nhiên, bằng các giải pháp thi công hợp lý có thể hạn chế đáng kể sự ảnh hưởng của quá trình lún sụt mặt đất đến các công trình lân cận hiện hữu. Quá trình đào hố móng gây ra sự thay đổi trạng thái ứng suất trong đất nền. Những biến dạng này 259

thường thể hiện ở sự hạ thấp mặt đất vùng lân cận xung quanh hố đào. Đất thường chuyển dịch từ bên ngoài hướng vào trong hố đào và từ đáy hố hướng lên trên. Các công trình đặt trên nền đất biến dạng đều có chuyển vị tương ứng. Quá trình dịch chuyển và lún của đất xảy ra liên quan đến các yếu tố khác nhau như: ứng suất gây ra bởi nền đất xung quanh hố đào, đặc tính của đất, hiện trạng mực nước ngầm, kích thước hố đào… Vì vậy, khi thi công hố đào cần có các dự báo ban đầu, thiết kế giải pháp chắn giữ thành hố đào hoặc xây dựng kết cấu phù hợp và an toàn hơn. Vấn đề ổn định đất đá xung quanh hố đào có mối quan hệ mật thiết với các tính chất xây dựng của đất, phương pháp thi công, vấn đề an toàn của hệ chống đỡ… Hiện nay, trên thế giới có nhiều phương pháp dự báo, đánh giá ổn định khi thi công hố đào của các tác giả như: Peck, Clough, Mana, Caspe…Trong phạm vi bài báo, tác giả xin trình bày phương pháp dự báo, tính toán lún mặt đất xung quanh hố đào theo phương pháp kinh nghiệm của Peck (1969) [1] (Hình 1):

Hình 1. Giản đồ xác định độ lún bề mặt đất xung quanh hố đào (theo Peck, 1969). Từ giản đồ Hình 1 ta có thể dự tính độ lún của mặt đất xung quanh hố đào như sau:

260

Bảng 1. Tính chất cơ lý trung bình các lớp đất rời thuộc dạng CTMTĐKT đang xét. Thành phần hạt, d (mm), %

Thứ tự lớp

Tên gọi >2

2-1

10,5

0,50,25

0,25- 0,10,1 0,05

Khối lượng thể tích Độ Góc ẩm tự ma sát Tự Khô, nhiên, trong nhiên, γd, < W, % 0,05 γ, g/cm3

Khối lượng riêng, γs,

Hệ số rỗng,

g/cm3

Modun Lực Hệ số (*) Hệ tổng dính thấm, K, số nhả biến m/ngày nước, dạng E0, kết, C, 2 đêm η kG/cm2 kG/cm

g/cm3 42,3 16,6

12,9 16,7

29012’ 1,89

1,61

2,66

0,73

203,6

0,008

7,5

0,156

34,1 22,1

13,2

0,2

19,2

34015’ 1,95

1,63

2,66

0,61

179,6

0,004

13,7

0,168

2,2

49,2 20,8

13,2 18,2

28034’ 1,87

1,58

2,65

0,72

128,5

0,012

3,8

0,141

0,5

1,8

52,1 12,7

1,4

21,7

33023’ 1,94

1,59

2,66

0,67

210,7

0,007

3,2

0,138

3,2

18,5

44,5 22,8

9,8

0,2

19,3

35054’ 1,96

1,64

2,66

0,54

358,5

0,006

14,2

0,170

Cát mịn, chặt vừa

0,6

Cát thô, chặt vừa

2,0

19,5

Cát bụi, chặt vừa

Cát mịn, chặt vừa

Cát thô, chặt đến rất chặt

2,1

25,5

14,6 31,5

8,9

1,0

261

Bảng 2. Tính chất cơ lý trung bình nhóm đất dính thuộc dạng CTMTĐKT đang xét.

Thứ tự lớp

Tên gọi

Độ ẩm tự nhiên, W, %

Khối lượng thể tích tự

Khối lượng thể

Khối lượng

nhiên, γ,

tích khô, γd

riêng, , γs,

g/cm

g/cm3

Hệ số rỗng, e0

Chỉ số dẻo, Ip, %

Độ sệt, B

Lực dính kết, C, kG/cm2

Góc nội ma sát, ϕ, độ

Modun tổng biến dạng, E0, kG/cm2

Hệ số nén lún, a1-2, cm2/kG

Sét, dẻo mềm

30,9

1,86

1,43

2,68

0,86

18,2

0,44

0,14

20053’

138,24

0,032

Sét pha, dẻo mềm, dẻo cứng

30,1

1,89

1,46

2,71

0,85

13,6

0,60

0,16

13021

97,7

0,037

Sét pha lẫn dăm sạn, nửa cứng

20,9

1,95

1,61

2,71

0,68

8,2

0,14

0,22

20058’

205,2

0,025

262

Trong khuôn khổ bài báo, chúng tôi áp dụng lý thuyết tính toán lún mặt đất xung quanh hố đào trong thi công công trình ngầm bằng phương pháp đào hở của Peck (1969) để tính lún khi thi công hố móng sâu cho dạng CTMTĐKT đã chọn, các hố đào có chiều sâu dự kiến là 3 m, 6 m và 9 m (tương ứng với các công trình cao tầng có 1, 2 và 3 tầng hầm). Với hố móng sâu 3 m (công trình cao tầng có 1 tầng hầm) thì đất đá ở độ sâu này thuộc các phụ kiểu II.a.2 có thành phần là cát mịn, cát vừa đến cát thô có trạng thái rời đến chặt vừa nên được xếp vào vùng I trên giãn đồ Peck. Gọi d là khoảng cách từ điểm tính lún đến thành hố móng, S là độ lún tại điểm di. Giả sử tại điểm d/H = 0 tra giản đồ ta có S/H% = 1,0. Vậy độ lún tại điểm ở ngay thành hố móng là S0 = H%*1 = 3%*1 = 0,03 m. Tại điểm d/H = 2,5 tra giản đồ ta có S/H% = 0, nghĩa là tại điểm cách vách hố móng một khoảng d = 2,5*H = 2,5*3 = 7,5 m thì mặt đất không còn dấu hiệu của lún bề mặt nữa. Các giá trị tính lún bề mặt đất khi thi công hố móng sâu 3 m, 6 m và 9 m được thể hiện trong Bảng 3, 4 và 5 như sau: Bảng 3. Các giá trị tính lún bề mặt khi thi công hố móng sâu 3 m (tương ứng 1 tầng hầm) Khoảng cách điểm lún tới thành hố móng di, m

Giá trị di/H

Giá trị Si/H

Gía trị lún bề mặt Si, m

1,0

0,03

1,0

0,25

0,0075

2,0

0,125

0,00375

7,5

2,5

0,0

Bảng 4. Các giá trị tính lún bề mặt khi thi công hố móng sâu 6 m (tương ứng 2 tầng hầm) Khoảng cách điểm lún tới thành hố móng di, m

Giá trị di/H

Giá trị Si/H

Gía trị lún bề mặt Si, m

1,0

0,06

0,5

0,03

1,0

0,25

0,015

1,5

0,125

0,0075

2,0

0,0625

0,00375

2,5

0,0

263

Bảng 5. Các giá trị tính lún bề mặt khi thi công hố móng sâu 9 m (tương ứng 3 tầng hầm) Khoảng cách điểm lún tới thành hố móng di, m

Giá trị di/H

Giá trị Si/H

Gía trị lún bề mặt Si, m

1,0

0,09

4.5

0,5

0,045

1,0

0,25

0,0225

13,5

1,5

0,125

0,0113

2,0

0,0625

0,0056

22,5

2,5

0,0

4.2. Kiểm tra ổn định chống bục đáy hố móng Khi thi công hố móng sâu ngay trên tầng chứa nước có áp, việc đào đất ở đáy hố móng làm chênh lệch cân bằng áp lực đất bên trên và áp lực nước có áp bên dưới (Hình 2), hoặc trong tầng chứa nước tuy không phải là tầng chứa nước có áp nhưng do đào đất mà hình thành nên chênh lệch cột nước bên trong và bên ngoài hố móng, làm cho áp lực nước trong tầng chứa nước bên trong hố móng lớn hơn áp lực nước tĩnh kết quả là đất ở đáy hố móng bị đẩy trồi lên, đáy hố móng bị bục thủng. Tuy nhiên, áp lực nước ngầm gây bục đáy hố móng còn phụ thuộc vào tính chất loại đất, chiều dài dòng thấm và chênh cao mực nước bên trong với bên ngoài hố móng. Ở đây, có thể kiểm toán ổn định chống bục đáy hố móng theo công thức sau: Ky =

Pcz γ*h = Pwy γ w . * H

(1)

Trong đó: Pcz: áp lực trọng lượng bản thân của lớp đất phủ nằm từ mặt hố móng đến mái của tầng nước có áp; Pwy: áp lực cột nước của tầng nước có áp; γ: dung trọng tự nhiên của đất tính từ đáy hố móng đến mái cách nước (nếu đất bên dưới đáy hố móng nằm dưới mực nước ngầm thì dung trọng tự nhiên được thay thế bằng dung trọng đẩy nổi. Nếu lấy khối lượng riêng của nước γw = 1g/cm3 thì dung trọng đẩy nổi: γ' = Trong đó: γs: khối lượng riêng của đất; e: hệ số rỗng của đất; H: Áp lực tầng chứa nước có áp, cm; h: bề dày lớp đất đá tính từ đáy hố móng đến mái cách nước; Đáy hố móng không bị bục thủng khi Ky > 1,05. 264

γs −1 ). 1+ e

c d

h2'

Tầng chứa nước áp lực Hình 2. Sơ đồ kiểm toán bục đáy hố móng do nước có áp gây ra Các giá trị áp dụng cho việc tính toán được lấy giá trị trung bình về bề dày các lớp đất trong tầng đất tính từ mái cách nước đến đáy hố móng sâu. Mực nước ngầm phân bố nông (< 2 m) nên dung trọng tự nhiên của các lớp đất trên được tính bằng dung trọng đẩy nổi. Đối với dạng II.a.2 thì cột địa tầng với các giá trị tính toán trung bình được thể hiện trong Bảng sau: Bảng 6. Các thông số trung bình tính toán cho các lớp đất đang xét

Lớp

Thành phần

Bề dày lớp (cm)

Dung trọng tự

Khối lượng

nhiên, γ

riêng, γs,

(kg/cm3)

Hệ số rỗng, e

Cột áp lực, H (cm)

Dung trọng đẩy nổi, γs −1 1+ e (kg/cm3)

γ' =

Cát mịn

610

1,89

2,66

0,73

0,96

Cát thô

420

1,95

2,66

0,61

1,03

Cát bụi

380

1,87

2,65

0,72

Cát mịn

590

1,94

2,66

0,67

0,99

Sét

875

1,86

2,68

0,86

0,90

Sét pha

480

1,89

2,71

0,85

0,92

3550

0,96

- Hố móng sâu 3 m (tương ứng 1 tầng hầm): Khi xây dựng công trình cao tầng có 1 tầng hầm (hố móng sâu 3 m), tức là hố móng nằm vào lớp 1 (cát mịn, chặt vừa). Các lớp 5 và 6 (sét, sét pha dẻo mềm) được xem như là các lớp cách nước. Ở độ sâu lớn hơn 3 m, lúc này đáy hố móng nằm dưới mực nước ngầm nên dung trọng tự nhiên của các lớp đất được tính bằng dung trọng đẩy nổi.

265

Tính hệ số Ky cho hố móng sâu 3 m như sau: Pcz = γ'1 *h'1 + γ' 2 *h 2 + γ'3 *h 3 + γ' 4 *h 4 + γ'5 *h 5 + γ'6 *h 6 = 0,96 * 460 + 1,03* 420 + 0,96 * 380 + 0,99 * 590 + 0,90 * 875 + 0,92 * 480 = 3052,2 g/cm2 Pwy = γ w * H = 1 * 3500 = 3500 g/cm 2 Vậy:

Ky =

Pcz 3052,2 = = 0,872 Pwy 3500

Như vậy, với công trình cao tầng có thi công một tầng hầm (hố móng sâu 3 m) thì sẽ có hiện tượng bục đáy hố móng vì Ky = 0,872 < 1,05. - Hố móng sâu 6 m (tương ứng 2 tầng hầm): Ở độ sâu 6 m, tức là đáy hố móng kết thúc tại lớp 1 (cát mịn, chặt vừa). Như vậy, lúc này không cần tính toán mà có thể dự báo được khả năng xảy ra bục đáy hố móng. Bởi vì vấn đề bục đáy hố móng xảy ra khi có sự chênh lệch áp lực đất đá bên trên tầng chứa nước có áp (tính từ đáy hố móng) với áp lực của nước có áp. Trong trường hợp xây dựng một tầng hầm như đã kiểm toán ở trên thì đáy hố móng bị mất ổn định khi đào sâu 3 m vào lớp 1 (cát mịn, chặt vừa) nên khi xây dựng công trình có hai tầng hầm (hố móng sâu 6 m) được đào vào lớp 1 thì bề dày của các lớp đất đá thuộc tầng cách nước bị giảm, dẫn đến áp lực bản thân của đất đá tại vị trí hố móng sẽ giảm. Vì vậy, chắc chắn rằng, khi xây dựng hai tầng hầm sẽ có hiện tượng bục đáy hố móng xảy ra. Vấn đề này được minh chứng qua kết quả kiểm toán theo công thức (1) như sau: Tính hệ số Ky cho hố móng sâu 3 m như sau: Pcz = γ'1 *h'1 + γ' 2 *h 2 + γ'3 *h 3 + γ' 4 *h 4 + γ'5 *h 5 + γ'6 *h 6 = 0,96 *160 + 1,03* 420 + 0,96 * 380 + 0,99 * 590 + 0,90 * 875 + 0,92 * 480 = 2764,2 g/cm2 Pwy = γ w * H = 1 * 3500 = 3500 g/cm 2 Vậy:

Ky =

Pcz 2764,2 = = 0,789 Pwy 3500

Như vậy, với công trình cao tầng có hai tầng hầm (hố móng sâu 6 m) thì hiện tượng bục đáy hố móng càng dễ xảy ra hơn vì Ky = 0,789 < 0,872 < 1,05. - Hố móng sâu 9 m (công trình cao tầng có 3 tầng hầm): Khi thi công công trình có 3 tầng hầm, tương ứng hố móng sâu 9 m thì đấy hố móng lúc này nằm trong lớp 2 (cát thô, chặt vừa). Việc kiểm toán ổn định đáy hố móng được thực hiện như sau: Pcz = γ' 2 *h'2 + γ'3 *h 3 + γ' 4 *h 4 + γ'5 *h 5 + γ'6 *h 6 = 1,03 * 280 + 0,96 * 380 + 0,99 * 590 + 0,90 * 875 + 0,92 * 480 = 2466,4 g/cm 2 Pwy = γ w * H = 1 * 3500 = 3500 g/cm 2

266

Vậy:

Ky =

Pcz 2466,4 = = 0,705 Pwy 3500

Ở trường hợp này, vấn đề bục đáy hố móng càng diễn ra mạnh hơn. Bảng 7. Kết quả kiểm toán hiện tượng bục đáy hố móng sâu 3 m, 6 m và 9 m. Chiều sâu hố móng, m

Giá trị Ky

Kết luận

0,872

Bục

0,789

Bục

0,705

Bục

Trong trường hợp đáy tầng hầm đặt ở lớp cát hạt thô (ở độ sâu 9 m), nếu thoát nước tốt thì có thể xảy ra hiện tượng xói ngầm khi lớp cát hạt thô có lẫn hạt nhỏ hoặc hạt bụi. 4.3. Vấn đề nước ngầm chảy vào hố móng Tại khu vực nghiên cứu là lãnh thổ đồng bằng thành phố Đà Nẵng phần lớn mực nước ngầm nằm khá nông, phân bố ở độ sâu < 2 m, một số nơi có địa hình cao có mực nước ngầm nằm ở độ sâu 5 m hoặc lớn hơn. Do đó, với độ sâu của hố đào là 3 m, 6 m và 9 m thì nước ngầm sẽ thấm vào hố móng gây ngập nước và làm giảm độ bền của đất nền, tính nén co tăng lên, công trình sẽ có biểu hiện lún dưới tác dụng của tải trọng bản thân, bên cạnh đó ứng suất bản thân của đất gây lún phụ thêm cho móng công trình. Môi trường địa kỹ thuật đang nghiên cứu phần lớn là cát mịn đến cát thô, bão hòa nước nên quá trình thấm của nước ngầm vào hố móng sẽ làm cho đất đá xung quanh có xu hướng bão hòa, dẫn đến giảm cường độ đất nền, tính nén có tăng lên, công trình sẽ có hiện tượng lún, gây biến dạng mặt đất và gây hư hỏng công trình. Đối với hố đào ở độ sâu 3 m, 6 m tức là đáy hố móng đặt trên lớp cát mịn (bề dày trung bình 6,1 m). Khi dùng biện pháp tháp khô đáy hố móng sẽ làm cho mực nước ngầm xung quanh hố móng bị hạ thấp, đất xung quanh lúc đó sẽ ở trạng thái thoát nước cố kết, hậu quả cuối cùng là nên đất xung quanh sẽ lún, gây mất ổn định các công trình hiện hữu, cụ thể là nền móng các công trình xung quanh bị lún nghiêng, nứt tường, đường ống ngầm bị hư hại, mặt đất lún nứt,… Vì vậy, khi thi công hố móng sâu cần có biện pháp hạ mực nước ngầm và thoát nước phù hợp để cho hố móng được khô ráo, thuận tiện cho công tác thi công, tránh tình trạng gây sụt lún công trình xây dựng hiện hữu bên trên trong thời gian thi công hố móng. 5 KẾT LUẬN VÀ KIẾN NGHỊ - Với kết quả kiểm toán các vấn đề địa kỹ thuật ở trên cho thấy, khi thi công hố móng sâu tại khu vực nghiên cứu đều có khả năng phát sinh và phát triển các vấn đề địa kỹ thuật bất lợi như: sụt lún mặt đất xung quanh hố móng sâu, bục đáy hố móng do tác động của nước áp lực, nước chảy vào hố móng.

267

- Khi thi công hố đào, miền phát triển dịch chuyển của đất nền xung quanh hố đào là rất lớn (gấp 2 đến 3 lần chiều sâu hố đào). Vì vậy, để hạn chế sự chuyển dịch này cần thiết phải có tường chắn đất và hệ chống đỡ hoặc neo như: tường trong đất, tường cừ larsen, cọc đất xi măng kết hợp hệ giằng chống/neo. Đối với tường chắn cần đảm bảo các yêu cầu sau: ngăn không cho nước ngầm chảy vào hố đào; Tường chắn và hệ chống đỡ hoặc neo được lựa chọn có độ cứng chịu uốn phù hợp. Đối với hệ tường cừ thép có hệ chống đỡ trong hố đào phải có đặc trưng hình học phù hợp với chiều sâu hố đào và giá trị áp lực tác dụng lên tường chắn. Tại khu vực nghiên cứu, do thành phần thạch học từ mặt đất đến độ sâu 20 m là cát hạt mịn đến thô nên tường chắn phải được hạ đủ độ sâu và cắm vào lớp đất cứng và cách nước (tức lớp 5 – sét dẻo mềm đến dẻo cứng ở độ sâu 20 m); Phải tổ hợp đầy đủ các loại tải trọng khi tính toán, thiết kế tường chắn và hệ chống đỡ. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Đỗ Đình Đức, Lê Kiều, Kỹ thuật thi công (tập 1), Nhà xuất bản Xây dựng, Hà Nội, 2004. 2. Nguyễn Bá Kế, Thiết kế và thi công hệ máng sâu, Nhà xuất bản Xây dựng, Hà Nội, 2002. 3. Nguyễn Bá Kế, Xây dựng công trình ngầm đo thị theo phương pháp mở, Nhà xuất bản Xây dựng, Hà Nội, 2002. 4. Trần Mạnh Liểu, ”Đánh giá, dự báo trạng thái địa kỹ thuật môi trường đô thị và kiến nghị giải pháp phòng ngừa tai biến, ô nhiễm môi trường địa chất một số khu vực Hà Nội”, Báo cáo tổng kết đề tài khoa học cấp thành phố Hà Nội, Hà Nội, 2005. 5. Nguyễn Văn Quảng, ”Nền móng và tầng hầm nhà cao tầng”, Nhà xuất bản Xây dựng, Hà Nội, 2006. 6. Nguyễn Thanh, Lương Tấn Lực, “Phân loại địa chất công trình và đánh giá khả năng xây dựng chống đỡ công trình ngầm thi công trong các kiểu, phụ kiểu môi trường địa kỹ thuật lãnh thổ thành phố Đà Nẵng”, Tạp chí Khoa học, Đại học Huế, Số 53, 2009, trang 101 – 108. 7. Đoàn Thế Tường, “Các dạng nền tại đô thị Hà Nội, thành phố Hồ Chính Minh và đánh giá chúng phục vụ xây dựng công trình ngầm”, Hội thảo “Những bài học kinh nghiệm quốc tế và Việt Nam về công trình ngầm đô thị”, thành phố Hồ Chí Minh, 2008, trang 179-186. 8. Đoàn Thế Tường, “Một số vấn đề địa kỹ thuật môi trường trong xây dựng hầm tàu điện ngầm ở Việt Nam”, Tạp chí Khoa học Công nghệ Xây dựng, số 2/2012, Hà Nội, 2012. 9. Chang-Yu Ou, ”Deep Excavation – Theory and Practice”, Taylor & Francis Group, London, UK, 2006.

268

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

MỘT SỐ VẤN ĐỀ VỀ BIẾN DẠNG DƯ CỦA NỀN ĐẤT KHI ĐỘNG ĐẤT MẠNH Ở HÀ NỘI Nguyễn Đức Mạnh* TÓM TẮT: Động đất cực đại đã từng xảy ra ở thành phố Hà Nội vào những năm 1277 và 1285, tương ứng cấp 7-8 theo thang MSK-64. Khi động đất mạnh, có thể xảy ra các hiện tượng sụt lún, nứt đất, trượt lở, hóa lỏng của đất,… Từ những phân tích định tính và dự báo định lượng, bước đầu cho phép đánh giá và dự báo sự nguy hiểm do các dạng biến dạng dư của nền đất khi động đất mạnh trên địa bàn thành phố Hà Nội. TỪ KHÓA: Biến dạng dư, động đất, sụt lún, trượt lở, nứt đất, hóa lỏng

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Khi động đất mạnh thường xuất hiện biến dạng thứ cấp trên mặt đất. Chúng được hình thành do kết quả của những dao động địa chấn, với các loại đất đá kém ổn định và không bền sẽ hình thành biến dạng dư. Biểu hiện của biến dạng dư này khi động đất là hiện tượng sụt lún mặt đất, nứt đất, sụt hay trượt lở các bờ dốc, hóa lỏng của cát,…[11]. Số lượng cũng như qui mô biểu hiện biến dạng dư của đất đá trên mặt đất phụ thuộc vào cường độ động đất, đặc điểm vị trí địa hình, cấu tạo địa chất khu vực, thành phần, trạng thái của đất đá cũng như đặc điểm địa chất thủy văn khu vực. Hà Nội nằm trong vùng hoạt động địa chấn khá cao [1,2,6,8], nguy cơ xảy ra biến dạng dư khi động đất mạnh ở thành phố là tiềm tàng, song cho tới nay số lượng các công trình nghiên cứu về vấn đề này chưa nhiều nên việc thiết kế biện pháp phòng chống khi xây dựng liên quan đến chúng cũng chưa xem xét đúng mức. 2 KHÁI QUÁT VỀ ĐỘNG ĐẤT Ở HÀ NỘI Phần lớn kết quả nghiên cứu của các nhà địa chất, kiến tạo và địa chấn trong và ngoài nước chỉ ra rằng, đa phần diện tích Hà Nội nằm vùng ảnh hưởng trực tiếp của hệ đứt gãy Sông Hồng. Hệ này không chỉ gồm các đứt gãy sâu phương Tây Bắc-Đông Nam (đứt gãy Sông Hồng, Sông Chảy, Vĩnh Ninh, Phúc Yên-Yên Viên, Sông Lô), mà còn các đứt gãy Đông Bắc-Tây Nam (đứt gãy Đường 6), các đứt gãy nhánh á kinh tuyến và á vĩ tuyến. Hoạt động của các đứt gãy này được ghi nhận bởi các dị thường nhiệt, trượt đất, nứt đất ngầm và đặc biệt đặt Hà Nội trong phạm vi đới động đất cấp 7-8 (thang MSK-64). Theo kết quả nghiên cứu của Viện Vật lý Địa cầu và Viện địa chất thuộc Viện hàn lâm khoa học và Công nghệ Việt Nam [1,2,6,8], thành phố Hà Nội có thể xảy ra động đất mạnh với Magnitude

Nguyễn Đức Mạnh, Bộ môn Địa kỹ thuật, khoa Công trình, Đại học GTVT, manhgeot@gmail.com, (+84) 90 4679768

269

tới 6,1 – 6,2 tương ứng cấp 8 thang MSK-64, ở độ sâu chấn tiêu 15 – 20 km liên quan đến hoạt động của các đứt gãy sâu sông Hồng và sông Chảy. Bên cạnh đó, vùng Hà Nội còn chịu ảnh hưởng của động đất từ các nguồn sinh chấn lân cận do các đứt gãy sông Lô, Vĩnh Ninh, Đông Triều và sông Đà gây ra (Bảng 1 và Hình 1). Bảng 1. Các nguồn sinh động đất ảnh hưởng mạnh tới Hà Nội (theo Viện Vật lý Địa cầu, 1994) Mmax

Độ sâu chấn tiêu Hmin, km

Chấn động ở chấn tâm, Io

Chấn động ở Hà Nội, I

Đứt gãy sông Hồng

6,2

Đứt gãy sông Chảy

6,2

Đứt gãy Vĩnh Ninh

5,5

Đứt gãy sông Lô

5,5

6-7

Đứt gãy Đông Triều

6,0

Đứt gãy sông Đà

5,5

Vùng nguồn

Trong “Danh mục động đất Việt Nam”, động đất mạnh cấp 7 – 8 đã từng xảy ở Hà Nội. Cho đến nay đã xác định được trên 152 trận động đất xảy ra ở thành phố và vùng lân cận, trong đó có 2 trận cấp 7 – 8 (1277 và 1285), 4 trận cấp 7, còn lại là động đất nhỏ hơn cấp 7. Các trận động đất mạnh xảy ra trong thời gian gần đây như động đất Lục Yên – Yên Bái năm 1953 và 1954 với M = 5,1 và M = 5,3 (tương ứng cấp 7), động đất Yên Lạc – Phú Thọ ngày 20/9/1958 với M = 5,3 (tương ứng cấp 6), động đất Tân Yên – Bắc Giang ngày 12/6/1961 với M = 5,9 (tương ứng cấp 7), động đất Tuần Giáo – Lai Châu ngày 24/6/1983 với M = 6,8 (tương ứng cấp 8), và động đất Yên Thế ngày 6/1/1987 với M = 5,1. Tình hình động đất nêu trên rõ ràng là yếu tố nguy hiểm không thể không tính đến khi xây dựng công trình ở Hà Nội, đặc biệt quan trọng khi mà qui mô các công trình cũng như chiều cao các tòa nhà xây dựng ngày càng lớn. Các thành tạo đất yếu bão hòa nước hệ tầng Hải Hưng hay Thái Bình có chiều dày lớn, phân bố gần mặt đất không chỉ làm tăng thêm cấp động đất đến 1 - 1,5 cấp [11], mà còn tăng khả năng và mức độ biến dạng dư nền đất khi có động đất.

270

Hình 1. Tâm chấn và các vùng sinh chấn ở miền Bắc (theo Viện Vật lý Địa cầu, 2007) 3 SƠ LƯỢC ĐỊA CHẤT VÙNG HÀ NỘI Phần lớn diện tích Hà Nội nằm trong đới sụt địa hào trung tâm của trũng Hà Nội (Trũng sông Hồng) thuộc miền kiến tạo Đông Bắc – Bắc Bộ, đới này nằm kẹp giữa các đứt gãy sâu Sông Chảy ở phía Tây Nam và Sông Lô phía Đông Bắc, đồng thời cắt qua cấu trúc Trung Tâm và Đông Bắc thuộc hệ chuẩn uốn nếp Đông Việt Nam, còn phía Tây Nam giáp với hệ uốn nếp Tây Việt Nam. Với đặc điểm như vậy, địa chất Hà Nội gắn liền với các đặc điểm chung của trũng Hà Nội, với cấu trúc kiến tạo rất phức tạp, mức độ động và dập vỡ vỏ Trái Đất mạnh. Nguồn gốc của mọi vận động nội sinh vùng Hà Nội chịu ảnh hưởng của sự vận hành hai hệ đứt gãy Sông Hồng và Đông Triều [2,6,8]. 271

Trên mặt cắt Kainozoi vùng Hà Nội phát triển đầy đủ các thành tạo Oligocen (E3), Neogen (N) và Đệ Tứ (Q). Với nền trầm tích Đệ Tứ khá dày, có thể đạt trên 120m, đến nay và trong tương lai đối tượng này chủ yếu được khai thác và sử dụng cho mục đích xây dựng công trình tại Thủ đô. Từ dưới lên trên, các thành tạo Đệ Tứ khu vực Hà Nội gồm hệ tầng Lệ Chi (aQIlc), Hà Nội (a,apQII-III1hn), Vĩnh Phúc (a,lbQIII2vp), Hải Hưng (m,lb,bQIV1-2hh) và Thái Bình (a,alb,aQIV3tb) [2,7,9]. Các thành tạo trầm tích sông hệ tầng Lệ Chi, từ dưới lên gồm cuội, sỏi, cát lẫn bột sét có nơi là bột sét ở bên trên. Các thành tạo Đệ Tứ cổ nhất này phân bố phổ biến ở vùng Hà Nội, không lộ ra trên mặt, thường gặp ở độ sâu 45 – 69,5m, với tổng bề dày 25-30m. Hệ tầng Hà Nội phân bố rộng khắp phạm vi Hà Nội, được lộ ra ở phần rìa đồng bằng (vùng đồi gò Sóc Sơn), phần còn lại bị phủ bởi các trầm tích trẻ hơn là các thành tạo sông và sông lũ, thành phần gồm cuội, sỏi, cát, nhiều nơi có cát pha hay sét pha ở bên trên. Với giá trị mô đun tổng biến dạng khá cao (>70 MPa), các thành tạo cuội sỏi hệ tầng Lệ Chi và Hà Nội là tầng chịu lực quan trọng cho móng cọc đối với các công trình lớn trên địa bàn thành phố. Các trầm tích Pleistocen muộn – hệ tầng Vĩnh Phúc có nguồn gốc sông, hồ và hồ-đầm lầy được phân bố rộng rãi trong vùng Hà Nội. Chúng lộ ra trên mặt ở Đông Anh, Sóc Sơn và diện nhỏ ở Cổ Nhuế - Xuân Đỉnh và khu vực Nghĩa Đô, gồm có hai tập trầm tích. Tập dưới phân bố rộng khắp, thành phần là cát lẫn hay chứa sỏi sạn, cát thô, cát vừa, cát nhỏ, có nơi gặp cát bụi hay cát pha, kích thước hạt và độ chặt có xu hướng tăng dần theo chiều sâu từ chặt vừa đến rất chặt, ở những nơi cát nhỏ hay cát bụi thường có trạng thái rời rạc, chiều sâu phân bố tăng dần từ 10 – 20m ở phía bắc và tây bắc tới 20 – 25m ở phía tây nam và 30 – 40m ở phía đông nam và nam. Tập trên khá phổ biến, thành phần chủ yếu là sét pha, sét, hay cát pha dạng thấu kính màu sắc loang lổ đặc trưng, trạng thái dẻo cứng, nửa cứng, đôi nơi gặp đất loại sét lẫn tàn tích hữu cơ trạng thái dẻo chảy, chảy. Chiều dày tập trên ở vùng nổi cao thường là 10 – 15m, có khi nhỏ hay lớn hơn, ở vùng chìm và đào sâu chiều dày thường 2 – 5m, có nơi mất hẳn. Những thành tạo trầm tích cuội, sỏi và cát của các hệ tầng Lệ Chi, Hà Nội và Vĩnh Phúc là tầng chứa nước Pleistocen (qp) phong phú và quan trọng của Hà Nội. Các thành tạo Holocen dưới – giữa hệ tầng Hải Hưng có nguồn gốc hồ-đầm lầy, biển và đầm lầy. Thành phần gồm sét, sét pha dẻo chảy đến chảy lẫn tàn tích hữu cơ, sét xám xanh đặc trưng và than bùn. Các thành tạo chứa hữu cơ Hải Hưng có tính dị hướng cao, mức độ thành đá thấp, thường nằm trên bề mặt không bằng phẳng của các trầm tích sét bột tầng Vĩnh Phúc và phân bố không liên tục, tạo nên tính phức tạp của điều kiện địa chất công trình tại những nơi chúng có mặt. Hệ tầng Thái Bình là trầm tích Đệ Từ trẻ nhất, phân bố rộng rãi, gồm hai phụ hệ với tổng bề dày có thể đạt 46m. Phụ hệ tầng Thái Bình dưới là các thành tạo trầm tích sông, sông-hồ-đầm lầy, phân bố rộng rãi ở bề mặt đồng bằng trong đê, thành phần gồm cát thô, cát vừa có khi lẫn sạn, cát nhỏ và cát bụi (nằm dưới), và cát pha, sét pha ít gặp sét, có nơi lẫn tàn tích hữu cơ (nằm trên). Phụ hệ tầng Thái Bình trên là các trầm tích bãi bồi và lòng sông, phân bố ngoài đê sông Hồng,

272

Đuống, Cà Lồ, …, với thành phần gồm cuội, sỏi, cát lẫn cát pha hay sét pha thấu kính (nằm dưới) và cát pha, sét pha (nằm trên). Các trầm tích cát hệ tầng Thái Bình thường có trạng thái rời rạc đến chặt vừa, bên dưới có nơi trạng thái chặt, chiều sâu phân bố 4 – 8m, có nơi 12 – 18m, chiều dày thường 12 – 20m, phần ven sông có thể tới hơn 20m. Các thành tạo cát hệ tầng Thái Bình là tầng chứa nước Holocen (qh) khá phong phú trong không gian ngầm thành phố. Với ba tầng đất yếu Vĩnh Phúc, Hải Hưng và Thái Bình có nguồn gốc hồ-đầm lầy hay đầm lầy, đan xen là các trầm tích bở rời chứa nước của các hệ tầng Thái Bình và Vĩnh Phúc, cùng với cấu trúc kiến tạo phức tạp tạo nên tính đặc thù của không gian ngầm vùng Hà Nội. 4 CÁC BIỂU HIỆN BIẾN DẠNG DƯ CỦA ĐẤT ĐÁ CÓ THỂ PHÁT SINH KHI ĐỘNG ĐẤT MẠNH Ở HÀ NỘI Kết quả phân vùng nhỏ động đất tại Hà Nội cho thấy, các khu vực có mặt tầng cát Thái Bình trạng thái rời rạc bão hòa nước, tầng đất yếu hệ tầng Thái Bình hay Hải Hưng có chiều dày lớn, phân bố gần mặt đất và mực nước ngầm cách mặt đất <1,0m, động đất cực đại có thể đạt tới cấp 9 theo thang MSK-64 [1,12]. Theo Wilson và Keefer (1985), mức độ nhạy cảm trượt lở đất nền đất nền đất được đánh giá theo thang đo từ cấp I đến X theo điều kiện nền đất và giá trị góc nghiêng của bờ dốc. Điều kiện nền đất được đánh giá trên cơ sở mực nước ngầm và ba nhóm đơn vị địa chất gồm: nhóm A (loại đất đá với góc ma sát trong có hiệu ϕ’=35o, lực dính đơn vị có hiệu c’=300 psi), nhóm B (ϕ’=35o, c’=0) và nhóm C (ϕ’=20o, c’=0). Điều kiện về mực nước ngầm được phân thành hai trường hợp: Khô (khi mực nước ngầm dưới chân dốc), và ướt (khi mực nước ngầm sát mặt đất). Theo đó, khi động đất cấp 7 – 8 (MSK-64) (tương ứng gia tốc nền 0,1 – 0,2 %g), nguy cơ trượt lở đất bắt đầu xảy ra như sau: với đất đá nhóm C trạng thái khô khi góc nghiêng bờ dốc từ 5 độ còn trạng thái ướt 3 độ; đất đá nhóm B trạng thái khô – 10 độ và ướt 5 độ, và đất đá nhóm A trạng thái khô – 15 độ và ướt 10 độ. Sự có mặt phổ biến của các thành tạo đất sét pha, cát pha hay đất cát hệ tầng Thái Bình (a,alb,aQIV3tb) với kết cấu kém chặt, có chỗ bão hòa nước phân bố dọc theo các bờ sông Hồng, sông Đuống với góc dốc thường lớn hơn 15o (thường 15 – 30o, thậm chí 60 – 80o) là điều kiện thuận lợi và rất dễ xảy ra sự dịch chuyển trọng lực (sụt, trượt lở) khi động đất mạnh đến cấp 8 (Popov E.V., 1973, 1974, 1975, 1976, 1978, 1984, 1992). Bên cạnh đó, các khu vực địa hình có chênh cao khác như bờ các hệ thống kênh, sông, hồ, đê trong thành phố hay các khu vực sườn đồi, núi ở Sóc Sơn, Thạch Thất, Chương Mỹ, Ba Vì đều là những nơi có tính “nhạy cảm” với khả năng trượt lở bờ dốc khi động đất mạnh cấp 7-8 trên địa bàn thành phố [11]. Theo Medvedev X.V. (1962) và Dedov E.V. (1967) khe nứt bắt đầu xuất hiện ở nền đất ẩm ướt khi động đất cấp 6 (MSK-64) nhưng bề rộng không vượt quá 1cm. Và khi động đất cấp 7, khe nứt nhỏ bắt đầu xuất hiện trên nền đất khô, và với cấp 8 khe nứt rộng một vài centimet xuất hiện trong loại nền đất này. Còn khi động đất ở cấp 9, khe nứt trên nền đất có thể xuất hiện với mật độ

273

cao và bề rộng đến hàng chục centimet, đặc biệt có thể xuất hiện nhiều tại các khu vực bờ dốc hay bờ sông. Bảng 2. Qui mô các khe nứt có thể xảy ra khi động đất mạnh tại những khu vực có địa hình bằng phẳng hay gần bằng phẳng của một số loại nền đất khác nhau (Medvedev X.V. và nnk, 1977)

Loại đất nền

Dài, m Đất lấp, đất san gạt, đất đắp không Rộng, m chặt Sâu, m

Đất cát

Sét pha

Đất rời hạt thô

Cường độ động đất, I (cấp theo MSK-64)

Đặc trưng khe nứt

6 0,5 (2)

7 3 (5)

10 (100) 300 (500)

10 500 (1000)

0,005 (0,01) 0,03 (0,05) 0,1 (0,5) 0,8 (2)

1,0 (3,0)

0,1 (0,5)

0,5 (1,0)

1,0 (1,5) 1,0 (1,5)

3,0 (5,0)

Dài, m

2 (4)

5 (10)

200 (500)

Rộng, m

0,05 (0,1) 0,5 (0,7) 0,7 (1,0)

1,0 (1,5)

Sâu, m

0,2 (0,3)

0,5 (0,8) 1,0 (1,2)

1,2 (1,5)

Dài, m

0,5 (2)

3 (5)

10 (50)

Rộng, m

0,05 (0,1)

0,2 (0,5)

0,3 (0,6) 1,0 (2,0)

1,5 (2,5)

Sâu, m

0,1 (0,5)

0,5 (1,5)

1,0 (5,0) 5,0 (10)

3 (5)

Dài, m

100 (300)

700 (2000)

Rộng, m

0,1 (0,2) 0,2 (0,5)

0,5 (0,8)

Sâu, m

0,2 (0,5) 0,5 (1,0)

1,0 (3,0)

80 (200)

300 (1000) 500 (2000)

200 (500)

Ghi chú: Các giá trị trong dấu ngoặc là qui mô của khe nứt có thể phát sinh với đất chứa nước Như vậy, với sự có mặt của lớp đất lấp dày tới 4 – 7m tại nhiều nơi ở nội đô, hay các tầng đất cát bão hòa kém chặt hệ tầng Thái Bình và Vĩnh Phúc có chiều dày lớn, hoặc các tầng đất sét pha rất phổ biến của hệ tầng Thái Bình phân bố ngay trên mặt [7,9,11], nếu động đất cấp 7 – 8 xảy ra trên địa bàn Hà Nội, các khe nứt dài hàng chục mét, rộng đến 0,7m và sâu đến 1,5m có thể xuất hiện tại nhiều khu vực khác nhau trên địa bàn thành phố. Sụt lún mặt đất là một dạng biểu hiện nguy hiểm khác của biến dạng dư có thể phát sinh khi động đất mạnh. Các kết quả nghiên cứu của Popov E.V. cho rằng, độ sụt lún nền đất lấp khô có thể đạt 0,1m khi động đất cấp 7, 1,5m – cấp 8 và đến 3m – cấp 9. Còn với nền đất cát và cát pha

274

chứa nước, độ lún đến 0,1m khi động đất cấp 7, đến 0,7m – cấp 8 và có thể đạt 1,5m ở động đất cấp 9. Theo Medvedev X.V. (1962), Steinberg V.V. và nnk (1992), độ lún của nền đất khô có kết cấu tự nhiên khi động đất cấp 7 có giá trị không lớn (0,005 – 0,012m), nhưng động đất cấp 9 có thể đạt 0,1 – 0,4m. Trong khi đó, với nền đất cát bão hòa nước độ lún có thể đạt 0,01 – 0,1m khi động đất cấp 7, 0,3 – 0,5m khi động đất cấp 9 – 10. Và với nền đất loại sét chứa nước cũng có độ lún lớn hơn khi ở trạng thái khô. Với cấu trúc nền đất trầm tích Đệ Tứ khá dày như ở thành phố Hà Nội, đặc biệt là sự có mặt phổ biến tầng đất lấp khá dày trong khu vực nội đô cũng như sự phát triển rộng khắp các thành tạo trầm tích cát chứa nước kém chặt (hệ tầng Thái Bình), hay trầm tích loại sét bão hòa (hệ tầng Thái Bình và Hải Hưng) ở phần trên của mặt cắt cấu trúc nền, nguy cơ về sự sụt lún mặt đất có thể đạt 0,3 – 0,7m tại nhiều nơi trong thành phố khi động đất mạnh cấp 7 – 8 là tiềm ẩn và cần phải tính đến khi thiết kế xây dựng. Khi bị chấn động cát được lèn chặt, áp lực nước lỗ rỗng lúc này đột ngột tăng cao. Trong thời gian ngắn áp lực tăng cao của nước lỗ rỗng không kịp tiêu tán làm cho áp lực có hiệu truyền qua tiếp xúc trực tiếp bề mặt giữa các hạt cát giảm đi. Khi áp lực nước lỗ rỗng khắc chế được áp lực có hiệu thì cát bão hòa biến thành chảy, gần như một dịch thể, mất đi sức chống cắt và khả năng chịu tải – đất bị hóa lỏng. Nếu cát ở nền công trình bị hóa lỏng sẽ gây phá hủy các công trình. Một trong những phương pháp đánh giá độ nhạy cảm hóa lỏng của nền đất khá đơn giản và thông dụng hiện nay là sử dụng bản đồ địa chất, địa chất công trình khu vực nghiên cứu kết hợp với thang độ nhạy cảm của Youd T.L. và Perkins D.M. (1978, 1985). Sử dụng phương pháp này, cho phép đánh giá độ nhạy cảm hóa lỏng nền đất khi động đất theo sự phân bố các trầm tích bão hòa chưa cố kết và tuổi địa chất của chúng tại Hà Nội được thể hiện trên Bảng 3. Bảng 3. Cấp độ nhảy cảm khả năng hóa lỏng của nền đất khi động đất mạnh ở Hà Nội theo phương pháp Youd và Perkins Hệ tầng trầm Ký hiệu địa chất tích aQIV3tb2 Thái Bình

Tuổi địa chất Trầm tích hiện đại

Độ nhạy cảm khả năng hóa lỏng Cao

albQIV3tb1

Trung bình

aQIV3tb1

Trung bình – cao Holocen

mQIV1-2hh2

Rất thấp – thấp

lbQIV1-2hh1

Trung bình

Hải Hưng

Vĩnh Phúc

lbQIII2vp3

Pleistocen 275

Trung bình

lQIII2vp2

Rất thấp – thấp

aQIII2vp1

Trung bình

Hà Nội

a,apQII-III1hn

Thấp

Lệ Chi

aQIlc

Thấp

Để đánh giá, dự báo và nghiên cứu khả năng hóa lỏng của cát khi động đất, các phương pháp phổ biến hơn cả thường dùng là dựa trên thí nghiệm xuyên tiêu chuẩn (SPT). Phương pháp đơn giản dự báo khả năng hóa lỏng của cát theo SPT và độ sâu được đề xuất bởi Y. Koizumi (1966), H. Kishida (1969) và M. Saito (1971). Kết quả đánh giá khả năng hóa lỏng theo phương pháp này cho các trầm tích cát hệ tầng Thái Bình và Vĩnh Phúc được thể hiện trên Hình 2. 0

N KP

1 20

H, M

а)

Hình 2. Kết quả đánh giá khả năng hóa hỏng của cát ở thành phố Hà Nội theo phương pháp Y. Koizumi, H. Kishida và M. Saito a – Với các trầm tích cát bão hòa Hệ tầng Thái Bình; b – Với các trầm tích cát bão hòa Hệ tầng Vĩnh Phúc. Hình 2 cho thấy, chỉ số SPT chủ yếu phân bố vùng nguy cơ hóa lỏng cao (Vùng số 1), nghĩa là đất cát Hệ tầng Thái Bình và Vĩnh Phúc đều có thể xảy ra hóa lỏng khi động đất mạnh. Việc dự báo định lượng về khả năng hóa lỏng của cát khi động đất, thường tiến hành qua việc xác định hệ số an toàn chống hóa lỏng theo công thức trong các tiêu chuẩn thiết kế Cầu Đường của Nhật Bản hay công thức của H.B. Seed và I.M. Idriss (1971). Để đánh giá khả năng hóa lỏng của nền đất khi động đất mạnh ở Hà Nội, lựa chọn hai vị trí có cấu trúc nền điển hình là Km61 đê hữu sông Hồng (khu vực Tứ Liên – Nghi Tàm – Quảng An) và tại vị trí lỗ khoan A3 (khu vực khách sạn Horizon – Cát Linh) của dự án xây dựng tuyến Metro thí điểm Nhổn – Ga Hà Nội. Các thông số động đất vùng Hà Nội sử dụng để đánh giá khả năng hóa lỏng được căn cứ theo kết quả nghiên cứu của Viện Vật lý Địa cầu, với độ mạnh M = 276

6,2, tương ứng cấp 8 thang MSK-64 cho nền “chuẩn” ở Hà Nội, hệ số Kh = 0,17, nguồn sinh chấn là các đứt gãy sông Hồng và sông Chảy ở khoảng cách tâm chấn nhỏ hơn 60km, gia tốc nền cực đại chu kỳ 1000 năm amax = 170 cm/s2 [4]. Kết quả tính toán theo cả hai phương pháp định lượng nêu trên cho thấy, khi động đất mạnh đạt tới cấp 8 (MSK-64) ở Hà Nội nền đất có thể bị hóa lỏng. Sự hóa lỏng có thể xảy ra trong các tầng đất cát pha, cát bụi, cát mịn hay cát nhỏ bão hòa nước hệ tầng Thái Bình, khi mực nước dưới đất nhỏ hơn 3m. Với tầng cát pha Thái Bình, hiện tượng hóa lỏng xảy ra khi trị số SPT bé hơn hay bằng 10, còn tầng cát Thái Bình – SPT ≤ 15 búa. Chiều sâu cát có bị hóa lỏng có thể đạt đến 18m. Các tầng đất sét hay sét pha trong không gian ngầm thành phố không bị hóa lỏng khi động đất mạnh. Cát hệ tầng Vĩnh Phúc nằm sâu (>20m) không bị hóa lỏng khi động đất cấp 8. 5 KẾT LUẬN VÀ KIẾN NGHỊ Đặc điểm đặc thù về địa hình, thủy văn của sông Hồng, địa chất công trình và địa chất thủy văn là những yếu tố cơ bản quyết định đến khả năng xuất hiện cũng như mức độ nguy hiểm của các hiện tượng trượt lở đất, sụt lún, nứt mặt đất hay hóa lỏng của nền đất khi động đất mạnh cấp 7 – 8 (MSK-64) tại Hà Nội. Ngoài những nguy hiểm về sự rung động nền đất, các biểu hiện biến dạng dư của đất nền khi động đất không thể không tính đến trong công tác khảo sát địa kỹ thuật và thiết kế kháng chấn cho các công trình xây dựng trên địa bàn thành phố. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Nguyễn Đình Xuyên, Nghiên cứu xác định các thông số địa chấn phục vụ thiết kế công trình Keangnam Landmark Tower, Viện Vật lý Địa cầu, (2007). 2. Nguyễn Đức Đại và nnk, Báo cáo điều tra địa chất đô thị thành phố Hà Nội, thuộc “Chương trình địa chất đô thị Việt Nam”, Tổng cục Địa chất Việt Nam, Hà Nội, (1996). 3. Nguyễn Đức Mạnh, “Hệ thống hóa các quá trình và hiện tượng tự nhiên và nhân sinh để khai thác an toàn và hiệu quả không gian ngầm đô thị Hà Nội”, Tạp chí Xây dựng – BXD, (01), (2013), tr.63-66. 4. Nguyễn Đức Mạnh và nnk, “Khả năng hóa lỏng của nền đất khi động đất và ảnh hưởng của nó đến khai thác không gian ngầm ở Hà Nội”, Tuyển tập các báo cáo Hội nghị KHCN chào mừng kỷ niệm 55 thành lập viện KH và CN GTVT, Hà Nội, (2012), tr.265-272. 5. Nguyễn Đức Mạnh, Nguyễn Ngọc Lân, “Địa môi trường với khai thác và sử dụng hiệu quả không gian ngầm đô thị Hà Nội”, Tạp chí Khoa học Giao thông Vận tải – Trường ĐH GTVT, (29), (2010), tr.65-70. 6. Nguyễn Hồng Phương, Trần Nhật Dũng, Nghiên cứu xác định độ rủi ro động đất cho thành phố Hà Nội, Báo cáo tổng kết đề tài nghiên cứu KHCN, Phân viện Hải dương học tại Hà Nội, (2002). 7. Nguyễn Huy Phương và nnk, “Thu thập, kiểm chứng các tài liệu đã có, nghiên cứu bổ sung lập bản đồ phân vùng đất yếu Hà Nội phục vụ phát triển bền vững thủ đô”, báo cáo tổng hợp đề tài trọng điểm thành phố Hà Nội, Trường ĐH Mỏ-Địa chất, Hà Nội, (2004).

277

8. Nguyễn Ngọc Thủy, Nguyễn Sinh Minh, Nghiên cứu bổ sung và hoàn chỉnh bản đồ phân vùng nhỏ động đất thành phố Hà Nội mở rộng, tỷ lệ 1:25 000, lập cơ sở dữ liệu về đặc trưng dao động nền đất ở Hà Nội ứng với bản đồ trên, Báo cáo tổng kết đề tài KH & CN, Viện Vật lý Địa cầu, (2004). 9. Vũ Công Ngữ và nnk, Nghiên cứu đánh giá bổ sung điều kiện đất nền vùng Hà Nội và vùng phụ cận và giải pháp nền móng công trình, Báo cáo khoa học tổng kết đề tài, Liên hiệp khoa học sản xuất địa chất xây dựng và cấp nước, Hà Nội, (2007). 10. Huabei Liu, Threedimensional Analysis of Underground Tunnels in Liquefiable Soil subject to Earthquake Loading. Final Report. New York, NY 10031, (2011). 11. Медведев С. В., Инженерная сейсмология, Госстройиздат, М., (1962), 284с. 12. Нгуен Дык Мань, Инженерно-геологическое обеспечение освоения подземного пространства города Ханоя (Вьетнам), Дисс. канд. геол.-минер. наук, Санкт-Петербург, (2010). 13. Нгуен Дык Мань, Дашко Р.Э., Некоторые проблемы освоения и использования подземного пространства в сложных инженерно-геологических условиях города Ханоя, Инженерная геология. июнь, М., (2010), с.56-61. 14. Попов Е.В., Соколова Е.Л., Прогнозирование разжижения песчаных грунтов при сильных землетрясениях. Эффект сильных землетрясений, Вопросы инженерной сейсмологии. Наука, вып. 22, М., (1982), с.97-110.

278

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

XÁC ĐỊNH ĐỘ LÚN CỦA CỌC CÓ XÉT ĐẾN TÍNH CHẤT PHI TUYẾN CỦA LỚP ĐẤT NẰM DƯỚI MŨI CỌC Nguyễn Giang Nam* TÓM TẮT: Mô hình tuyến tính thường được sử dụng trong các bài toán xác định ảnh hưởng của cọc trong đất hiện nay nhưng nhiều trường hợp chưa mô tả chính xác sự làm việc của cọc. Bài báo này xác định độ lún của cọc có xét đến tính chất phi tuyến của đất dưới mũi cọc.

1 MỞ ĐẦU Móng cọc đóng một vài trò quan trọng trong xây dựng các công trình dân dụng và công nghiệp ở Việt Nam hiện nay đặc biệt ở những khu vực mà địa chất bên dưới có lớp đất yếu dày. Vì vậy, vấn đề xác định ảnh hưởng của cọc đến đất nền là cần thiết. Như đã biết, sự tương tác giữa cọc và nhóm cọc với đất nền xung quanh rất phức tạp, phụ thuộc vào nhiều yếu tố và các mối quan hệ như: giữa đường kính và chiều dài cọc, đường kính và khoảng cách các cọc, khoảng cách các cọc và chiều dài cọc..v..v…. Khi khoảng cách giữa các cọc nhỏ hơn 6 lần đường kính cọc sự làm việc giữa các cọc trong nhóm thường được xem xét như là một khối duy nhất. Cơ chế này đã đặt cơ sở cho việc tính toán và thiết kế móng cọc đó là bỏ qua ma sát giữa khối đất-cọc với đất nền xung quanh và trọng lượng của khối đất và cọc được xem như tải trọng phụ thêm ở dưới mũi cọc [7]. Theo mô hình này, độ lún của móng cọc được xác định bằng tổng độ lún của các lớp đất phân tố ở dưới mũi cọc (Hình 1a) Lực cắt giữa móng khối quy ước và đất nền được bỏ qua, điều này chỉ xảy ra trong một số ít trường hợp. Khi kích thước của móng khối quy ước tăng lên do thay đổi chiều dài và khoảng cách giữa các cọc thì ảnh hưởng của lực cắt giữa móng khối quy ước và đất nền cũng tăng theo. Độ lún của móng cọc trong trường hợp này được xác định dựa trên biến dạng cắt của đất xung quanh móng khối quy ước và biến dạng dưới mũi cọc (Hình 1b). Bài báo này dựa trên kết quả nghiên cứu lý thuyết của R. Frank [8], Botkin A.I. [1] cùng với những quan trắc độ lún của móng cọc thực tế kết hợp với việc mô hình hoá lại bằng phương pháp phần tử hữu hạn với sự hỗ trợ của phần mềm PLAXIS (Hình 2) đề xuất sơ đồ tính toán độ lún của móng cọc có xét đến ảnh hưởng của lực cắt giữa móng khối quy ước với đất nền và tính chất phi tuyến của đất dưới mũi cọc. Bề rộng của khối quy ước (D=2b) trong trường hợp này được xác định bởi vùng đất bao quanh cọc (móng cọc) có chuyển vị bằng 0 (Hình 2& 3)

Nguyễn Giang Nam, Viện CN Địa kỹ thuật - Viện KHCN Xây dựng, 0906002626

279

b N

S(x)

ϕ/4

τ(n)

τ(n) = 0 τ(zx) = 0 Z

τ(zx) Z

σ(zg)

S(x)

S(x) = 0

σ'(zp)

τ(zx)

S max

τ(zx) = 0

τ(n)

S max

τ(n) = 0

σ'(zp)

σ(zg)

Uxx(z)

Uxx(z) = 0 by

B>2b

(a)

(b)

Hình 1. Mô hình dự báo độ lún của móng cọc theo SNiP (a). Theo thực tế (b) (m)

(m)

-5 -5 -10 -10 -15

-15

-20

-25 -20 -30 -25 -35

-30 -10

-5

10 (m)

-40 -20

-15

-10

-5

20 (m)

Hình 2. Chuyển vị của đất xung quanh móng cọc theo phương đứng 2 XÁC ĐỊNH ĐỘ LÚN CỦA CỌC TRONG NỀN MỘT LỚP CÓ XÉT ĐẾN TÍNH CHẤT PHI TUYẾN CỦA LỚP ĐẤT NẰM DƯỚI MŨI CỌC Pc

d=2a

= Po

τ=0

d=2a

Sbo

S(r)

d=2a

Po = 0

D=2b

Hình 3. Sơ đồ tính toán cho nền một lớp 280

S(r) Po 0

D=2b

Giả thiết: Cọc là tuyệt đối cứng do đó S = S1 = S0 với S: là độ lún của đầu cọc; S1: là độ lún của cọc bởi Pc và ma sát bên; S0: độ lún do Pc và P0 (Hình 3)

τ (r ) = τ a .

τa =

a r

P1 P ; p0 = 0 2 2π l.a π .a

(1) (2)

S = S 1 = S0

(3)

Pc = P1 + P0

(4)

Sử dụng công thức của R. Frank [8] tính toán độ lún của cọc trong mô hình sức kháng mũi bằng 0:

S1 (a ) =

P1 b ln( ) 2π lG a

(5)

Độ lún của cọc trong mô hình sức kháng bên bằng 0 được viết dưới dạng công thức của Botkin A. I [1] như sau:

S0 = P0 Trong đó:

(1 − v) P* K (l ) 4aG P* − P0

(6)

К(l) – hệ số xét đến ảnh hưởng của độ sâu đối với móng tuyệt đối cứng, K(l) ≤ 1 [2]; G = E/2(1+v) – Mô đun trượt (kN/m2); a – Bán kính cọc (m); b – Bán kính ảnh hưởng (m); l – Chiều dài cọc (m); P* - tải trọng giới hạn xác định theo bàn nén (kN) hoặc theo công thức:

p* = Nγ γ b 'ξγ + N g γ ' dξ g + N c cξ c Trong đó:

(7)

Nγ, Ng, Nc, ξγ, ξg ξc – Hệ số xác định theo bảng tra b’ – Bán kính cọc hay nhóm cọc; γ’, γ - Trong lượng thể tích đất phía trên và dưới dáy móng. с – lực dính của đất.

Từ công thức (3) (4) và (5) cộng với điều kiện Pc = P0 + P1 , cho ta phương trình:

P02 − P0 β 01 + P* Pc = 0 281

(8)

Trong đó

P* (1 − v) K (l )π l β 01 = P + Pc + b 2a ln( ) a *

(9)

Giải phương trình (4.5) được: 2

β 01

⎛β ⎞ P0 = ± ⎜ 01 ⎟ − P* Pc 2 ⎝ 2 ⎠

(10)

Khi đó độ lún của cọc được xác định theo công thức:

P0 P* (1 − v) K (l ) Sc = * P − P0 4Ga

(11)

Có thể thấy rằng quan hệ giữa độ lún và tải trọng là phi tuyến và khi P0 → P

Sc → ∞

3 XÁC ĐỊNH ĐỘ LÚN CỦA CỌC TRONG NỀN HAI LỚP CÓ XÉT ĐẾN TÍNH CHẤT PHI TUYẾN CỦA LỚP ĐẤT NẰM DƯỚI MŨI CỌC Pc

τ2a

τ1a

+ Po = 0

Hình 4. Sơ đồ tính toán cho nền hai lớp Tương tự như nền 1 lớp thu được kết quả sau:

S1 =

Trong đó:

τ 1 (a)

τ (a ) ⎛b⎞ ⎛b⎞ a ln ⎜ ⎟ ; S2 2 a ln ⎜ ⎟ G1 G2 ⎝a⎠ ⎝a⎠

(12)

P0 P* (1 − v2 ) K (l ) S0 = * P − P0 4G2 a

(13)

τ 1 (a) =

P1 P ; τ 2 (a) = 2 2π al1 2π al2

G1,G2 – Mô đun cắt của lớp đất số 1 và 2; 282

l1 và l2 – Chiều dài đoạn cọc trong lớp đất số 1 và trong lớp đất số 2; P1, P2 – Tổng sức kháng thân đoạn l1 và l2. Từ điều kiện S1 = S2 có:

P1 P P Gl = 2 hay 1 = 1 1 G1l1 G2l2 P2 G2l2

(14)

Từ điều kiện S1 = S0 và Pc = P1 + P2 + P0 có:

P0 P* (1 − v2 ) K (l )π (G1l1 ) 2 Pc − P0 = * P − P0 2(G l + G l )ln b G a 11 2 2 2 a

(15)

Sau khi biến đổi biểu thức thu được phương trình

P02 − P0 β 02 + Pc P* = 0

(16)

β 02 = P* + Pc + A2

(17)

Trong đó:

P* (1 − v2 ) K (l )π (G1l1 ) 2 A2 = b 2(G1l1 + G2l2 )ln G2 a a

(18)

Tương tự như trên thu được kết quả như sau: 2

β 02

⎛β ⎞ ± ⎜ 02 ⎟ − P0 P* ; P0 = 2 ⎝ 2 ⎠

( P0 < P* )

(19)

β 02

⎛β ⎞ − ⎜ 02 ⎟ − Pc P* P0 = 2 ⎝ 2 ⎠

(20)

P1 = [ Pc − P0 ]

G 1 l1 G 1 l1 + G 2 l2

(21)

P2 = [ Pc − P0 ]

G 2 l2 G 1 l1 + G 2 l2

(22)

P0 P* (1 − v2 ) K (l ) Sc = * P − P0 4G2 a

(23)

Có thể thấy rằng quan hệ giữa độ lún và tải trọng là phi tuyến và khi P0 → P 283

Sc → ∞

Ví dụ tính toán: а = 0,5 m; b = 4,5 m; l1=16 m; l2=4 m; G1 = 2000 kN/m2; G2 = 20000 kN/m2; ϕ2 = 200 ; Pc = 5000 kN; γ1=18 kN/m3; γ2 =20 kN/m3 ; đường kính cọc = 1 m; ν=0,45; K(l) = 0,5; c = 30 kN/m2. Khi đó: P*0 = 6381,96 kN; A2 = 1146,55 kN; β02 = 12528,51 kN; P0 = 3556,65 kN; Sc = 5,5 сm.

Hình 5. Biểu đồ tải trọng độ lún theo kết quả tính toán theo sơ đồ và theo PLAXIS 4 KẾT LUẬN Trong thực tế tồn tại lực cắt giữa móng khối quy ước và đất nền xung quanh. Việc tính toán độ lún có xét đến thành phần lực cắt này sẽ mô phỏng chính xác sự làm việc của móng cọc và đất nền. Sơ đồ tính toán đã cung cấp một giải pháp tương đối đơn giản để xác định độ lún của móng cọc có xét đến mối quan hệ phi tuyến giữa tải trọng và độ lún của đất nền dưới mũi cọc. Kết quả phân tích cho thấy độ lún của cọc phụ thuộc vào chiều dài, đường kính và bán kính ảnh hưởng của cọc (nhóm cọc). Khối lượng tính toán của phương pháp phụ thuộc vào kinh nghiệm lựa chọn bán kính ảnh hưởng để giảm các bước tính lặp lại kiểm tra. Kết quả tính toán kiểm tra so sánh với Plaxis là chấp nhận được. Tuy nhiên, cần có thêm các so sánh với kết quả đo thực tế ngoài hiện trường để đối chiếu.

284

TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Боткин А.И. 0 прочности сыпучих и хрупких материалов. -Известия ВНИИГ им.Б.Е.Веденеева, 1940, вып.40, с.15. 2. Нгуен Занг Нам. Определение осадки круглого штампа с учетом его заглубления. Сб. трудов 4 – ой международной научно-практической конференции молодых ученых, аспирантов и докторантов «Строительство-формирование среды жизнедеятельности. МГСУ. Москва. 2006. 3. Тер-Мартиросян З.Г., Нгуен Занг Нам. Взаимодействие длинных свай с двухслойным упругоползучим основанием. Вестник гражданских инженеров СПбГАСУ. Санкт-Петербург, 2007, №1(10). С. 52-55. 4. Тер-Мартиросян З.Г., Нгуен Занг Нам, Динь Хоанг Нам. Взаимодействие свайного фундамента с грунтом. Журнал «Основания, фундаменты и механика грунтов». 2007, №2, с.2-7. 5. Тер-Мартиросян З.Г., Нгуен Занг Нам. Взаимодействие свай большой длины с неоднородным массивом с учетом нелинейных и реолгических свайств грунтов. Журнал “Вестник МГСУ ”. 2008, №2, с.3-14. 6. Тер-Мартиросян З.Г. Механика грунтов. Издательство АСВ, Москва 2005. 7. CниП 2.02.03-85 Свайные фундаменты. 8. R. Frank. Etude théorique du comportement des pieux sous charge vertical introduction de la dilatance. Rapport de recherche No. 46. 1975.

285

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

SỰ CỐ DỊCH CHUYỂN CỌC TẠI TRẠM NGHIỀN XI MĂNG THĂNG LONG - NGUYÊN NHÂN VÀ BIỆN PHÁP NGĂN CHẶN Trần Đình Ngọc* TÓM TẮT: Trong quá trình thi công móng tại Trạm nghiền xi măng Thăng long, cọc BTCT trong móng tại một số hạng mục bị dịch chuyển rất lớn và gãy cọc. Công tác xác định nguyên nhân sự cố đã được thực hiện. Các biện pháp ngăn chặn sự cố xảy ra đối với các hạng mục công trình khác cũng được tiến hành nghiên cứu. Nội dung bài báo này trình bày kết quả nghiên cứu xác định nguyên nhân và biện pháp ngăn chặn sự cố dịch chuyển cọc nêu trên.

1 GIỚI THIỆU CHUNG Trạm nghiền nhà máy xi măng Thăng long đặt tại lô 3 thuộc khu công nghiệp Hiệp Phước, Nhà Bè, Thành phố Hồ Chí Minh. Tại thời điểm xảy ra sự cố (4/2006), các hạng mục Nhà nghiền, Si lô xi măng và Nhà đóng bao đã thi công đóng cọc xong. Tại Silô Clinke, việc thi công đóng cọc đang ở giai đoạn cuối. Chiều dài các cọc ống đúc ly tâm là 36 m và 38 m. Đường kính các cọc là D700 cho Silô xi măng và Silô Clinke, D500 cho Nhà nghiền và nhà đóng bao. Vị trí các hạng mục liên quan đến sự cố trong mặt bằng nhà máy được mô tả trên hình 1, trong đó hai hạng mục bị sự cố nghiêm trọng là Nhà nghiền và Silô xi măng được tô đậm.

Silo Clinke

Nhà nghiền

Silô xi măng

Nhà đóng bao

Hình 1. Vị trí các hạng mục công trình

Trần Đình Ngọc, Viện CN Địa kỹ thuật - Viện KHCN Xây dựng, 0903261365

286

Sông

Các kết quả khảo sát địa chất công trình [1] trong nhiều đợt cho thấy nền đất khu vực nhà máy từ trên xuống bao gồm lớp bùn sét yếu bên trên và các lớp cát bên dưới. Lớp bùn sét yếu dẻo chảy bên trên có bề dầy khoảng từ 21 m đến 24 m, sức kháng cắt không thoát nước Cu khoảng 16 đến 22 kN/m2, hệ số rỗng εo trung bình khoảng 2,013, độ bão hoà 94,2 % và Eo = 2100 kN/m2. Các lớp cát bên dưới là các lớp đất tốt gây ảnh hưởng đến sự cố nên không nêu chi tiết ở đây Khi xảy ra sự cố, nhà đóng bao đã thi công xong việc đào hố móng. Công tác đào hố móng sâu 3 m tại Si lô xi măng đang được tiến hành. Các cọc tại si lô xi măng và các cọc tại nhà đóng bao lân cận si lô xi măng bị dịch chuyển đầu cọc lớn. Độ dịch chuyển đầu cọc lớn nhất là 1,8 m. Các cọc ở biên vùng đóng cọc dịch chuyển lớn hơn các cọc ở trung tâm và có hướng đổ từ ngoài biên vào trung tâm khu vực đóng cọc. Trong quá trình thi công đào đất, đất dưới đáy móng trồi lên đáng kể. Trên Hình 2 là hình ảnh một góc của si lô xi măng có các cọc bị nghiêng.

Hình 2. Hiện trường cọc nghiêng tại si lô xi măng Tại khu vực tiếp giáp giữa si lô Clinke và nhà nghiền, các cọc bị nghiêng đều về phía nhà nghiền với dịch chuyển lớn nhất đo được là 1,6 m. Khi xảy ra sự cố, khu vực nhà nghiền đã thi công đào xong hố móng sâu khoảng 1,8 m trong khi đó khu vực si lô Clinke vẫn đang trong giai đoạn đóng cọc. Hình 3 mô tả các cọc bị nghiêng trong khu vực này.

287

Hình 3. Cọc nghiêng khu vực tiếp giáp giữa si lô Clinke và nhà nghiền 2 NGUYÊN NHÂN SỰ CỐ Như những nơi có các công trình xảy ra sự cố, có rất nhiều chuyên gia đã đến và số lượng các nguyên nhân sự cố được đưa ra thì nhiều hơn số chuyên gia. Điều này gây khó khăn cho chủ đầu tư khi phải xác định nguyên nhân sự cố thực sự để từ đó quy trách nhiệm và đề ra các biện pháp ngăn chặn, xử lý sự cố. Để có thể xác định nguyên nhân sự cố, phương pháp xác định nguyên nhân sự cố đã được đề ra. Phương pháp này thực hiện theo các bước sau: Liệt kê tất cả các nguyên nhân giả định do mọi người nêu ra. Phân tích sơ bộ để lựa chọn và loại bỏ các nguyên nhân giả định. Lập mô hình tính toán tương ứng với các nguyên nhân giả định đã được chọn và tiến hành giải các bài toán theo các mô hình. Phân tích, so sánh các kết quả nhận được từ việc giải bài toán theo các mô hình với các quan trắc hiện trường. Nguyên nhân giả định có kết quả tính toán phù hợp nhất với kết quả quan trắc hiện trường sẽ được coi là nguyên nhân chính gây nên sự cố. Lập hiện trường thực nghiệm để khẳng định nguyên nhân sự cố. Đã có nhiều nguyên nhân giả định được nêu ra, có thể kể đến các nguyên nhân giả định sau: Cấu tạo cọc không hợp lý, mối nối hàn cho cọc ứng suất trước mác 800 là không hợp lý. Cấu tạo địa chất chưa ổn định gây nên dịch chuyển toàn vùng dẫn đến dịch chuyển cọc. Đóng cọc số lượng lớn chiếm thể tích gây tích luỹ năng lượng và được giải phóng khi đào hố móng. Chấn động do đóng cọc gây cho các cọc lân cận dịch chuyển. Trượt đất vai hố móng gây nên dịch chuyển cọc. Nền đất yếu bị dịch chuyển do chênh lệch áp lực khi đào hố móng dẫn đến dịch chuyển cọc. Tiến hành phân tích theo các bước nêu trên cho từng nguyên nhân giả định. Kết quả cho thấy nguyên nhân giả định cuối cùng trong các nguyên nhân nêu trên phù hợp với các quan trắc hiện trường hơn cả. Tính toán bằng phần mềm Plaxis với các số liệu địa chất công trình và trình tự thi

288

công thực tế, kết quả nhận được cho thấy hình dạng dịch chuyển cọc cũng như các giá trị dịch chuyển cọc tại các vị trí khác nhau là tương đối phù hợp với kết quả quan trắc vị trí đỉnh các cọc và quan trắc dịch chuyển lòng cọc tại hiện trường. Theo kết quả tính toán và quan trắc thì cả hai trường hợp sự cố tại si lô xi măng và nhà nghiền đều không bị phá hoại nền theo cường độ mà chỉ bị dịch chuyển lớn. Hình 4 trình bày so sánh kết quả tính toán (trái) và kết quả quan trắc thực tế (phải) cho cọc dịch chuyển tại si lô xi măng khi đào đến độ sâu 3 m.

Hình 4. So sánh kết quả tính toán và kết quả quan trắc thực tế tại si lô xi măng Mặc dù độ sâu hố đào tại nhà nghiền là bé nhưng do tác động chấn động của nhiều búa đóng cọc nên mô đun biến dạng của lớp đất yếu bề mặt bị suy giảm mạnh [2]. Với trường hợp nền đất sét yếu bão hoà nước, giá trị của mô đun biến dạng có thể giảm còn một nửa. Khi cho giảm mô đun biến dạng lớp sét yếu còn 80 %, kết quả tính toán được theo phần mềm Plaxis tương đối phù hợp với kết quả quan trắc hiện trường. Trên Hình 5 là so sánh các kết quả đã nêu này. Bên phải là tính toán. Bên trái là quan trắc hiện trường.

Hình 5. So sánh kết quả tính toán và kết quả quan trắc thực tế tại nhà

289

Như vậy, nguyên nhân nền đất yếu bị dịch chuyển do chênh lệch áp lực khi đào hố móng dẫn đến dịch chuyển cọc được coi là nguyên nhân chính gây nên sự cố. Để khẳng định nguyên nhân sự cố này, công tác thực nghiệm hiện trường đã được tiến hành. Kết quả quan trắc thực nghiệm hiện trường được trình bày trong mục 4 của bài viết này. 3 BIỆN PHÁP NGĂN CHẶN SỰ CỐ Biện pháp ngăn chặn sự cố được xét đến cho hai trường hợp, đó là ngăn chặn sự cố xảy ra trong quá trình đào hố móng khi đã đóng xong cọc và xem xét ngăn chặn trước sự cố khi cọc chưa đóng. Do nguyên nhân sự cố được xác định là bởi chênh lệch áp lực nền đất lớn nên biện pháp ngăn chặn dịch chuyển nền đất khi đào hố móng sẽ là tiến hành đào sao cho chênh lệch áp lực nền đất lân cận khu vực đã có cọc không vượt quá giá trị gây nên dịch chuyển nền đất cho phép. Với yêu cầu dịch chuyển của đầu cọc không được vượt quá 10 cm, tính toán cho thấy chênh lệch áp lực nền đất không được vượt quá 1,5 T/m2 tương đương với bề dày 1 m đất. Bằng biện pháp đào đất theo từng lớp với trình tự được đánh số lần lượt từ 1 đến 8 trên Hình 6 dưới đây, chênh lệch áp lực nền đất thoả mãn yêu cầu đề ra. Để khẳng định mức độ hiệu quả của biện pháp này, công tác thực nghiệm hiện trường được tiến hành tại khu vực mới không có cọc trước khi áp dụng vào hiện trường có cọc là si lô Clinke. Khu vực móng đã có coc

3 5 7

Hình 6. Trình tự đào đất từng lớp cho biện pháp đào đất khu vực đã có cọc Khi có chênh lệch áp lực không gây phá hoại về cường độ, nền đất sẽ dịch chuyển lớn trong một khoảng thời gian nào đó thì dừng lại. Vì vậy, việc tiến hành đóng cọc dưới hố móng đã đào trước đó sẽ không làm các cọc đóng bị dịch chuyển do chênh lệch áp lực. Đây chính là biện pháp ngăn chặn sự cố dịch chuyển cọc do chênh lệch áp lực khi đào hố đào. Để khẳng định mức độ hiệu quả của biện pháp này, công tác thực nghiệm hiện trường được tiến hành trước khi áp dụng vào si lô xi măng mới. 4 THỰC NGHIỆM HIỆN TRƯỜNG VÀ KẾT QUẢ ÁP DỤNG Hố đào thực nghiệm được tiến hành tại hiện trường trong khu vực nhà máy với kích thước đúng bằng kích thước của các hố đào đã và sẽ thực hiện. Công tác thực nghiệm tiến hành các bước nhằm kiểm nghiệm lại nguyên nhân sự cố nêu trong mục 2 của bài viết này và kiểm nghiệm các biện pháp ngăn chặn sự cố nêu trong mục 3 của bài viết này.

290

8 trong 1

6 7

2 3 4

15 m

ngoài 5 Y Vị trí đo chuyển dịch nền (Inclinometer) Vị trí đo chuyển dịch bề mặt

Hình 7. Sơ đồ hố đào thực nghiệm Như ví dụ, các kết quả quan trắc chuyển dịch ngang của nền đất tại điểm 3 tương ứng với các quá trình đào đất được trình bày trên Hình 8a và 8b dưới đây.

291

Hình 8a. Chuyển dịch ngang nền đất tại điểm 3 trong quá trình thi công đào đất

292

Hình 8b. Chuyển dịch ngang nền đất tại điểm 3 trong quá trình thi công đào đất Các kết quả quan trắc thu được từ thực nghiệm cho thấy nguyên nhân gây nên sự cố cùng các biện pháp ngăn chặn sự cố trình đã trình bày ở trên là chấp nhận được. Công tác thi công móng đã thành công khi áp dụng các biện pháp ngăn chặn sự cố nêu trên cho việc đào đất si lô Clinke và đóng cọc cho si lô xi măng mới. Hình 8 trình bày hình ảnh kết thúc thành công việc đào hố móng si lô Clinke theo biện pháp ngăn chặn sự cố đào đất từng lớp trình bày trong mục 3.

293

Hình 8. Hiện trường kết thúc thành công hố đào si lô Clinke ngày 29/8/2008 5. KẾT LUẬN 1. Nguyên nhân chính gây nên sự cố dịch chuyển cọc tại nhà nghiền và si lô xi măng trong quá trình thi công là dịch chuyển nền đất yếu gây bởi chênh lệch áp lực tác dụng lên nền đất. Khi có tác động của chấn động do đóng cọc thì các dịch chuyển này tăng lên bởi việc suy giảm mô đun biến dạng của lớp yếu bề mặt. 2. Công việc thực nghiệm hiện trường cùng với quan trắc dịch chuyển là đặc biệt quan trọng trong việc đánh giá nguyên nhân cũng như nghiên cứu xác định biện pháp ngăn chặn sự cố. 3. Biện pháp đào từng lớp không gây chênh lệch áp lực lớn lên mặt đất là hiệu quả để ngăn chặn sự cố dịch chuyển cọc 4. Biện pháp đào hố móng trước khi đóng cọc là hiệu quả để dịch chuyển nền đất xảy ra trước khi có cọc. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Công ty khảo sát và xây dựng, Bộ xây dựng, "Báo cáo khảo sát địa chất công trình Trạm nghiền xi măng Thăng long", Hà nội 05/2005. 2. Shamsher Prakash, "Soil Dynamics", Mc Graw-Hill Book Company, 1981. 3. Trần đình Ngọc, "Tổng kết xử lý sự cố nền móng tại trạm nghiền xi măng Thăng Long", 7/2008.

294

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

MỘT SỐ Ý KIẾN VÀ GIẢI PHÁP KỸ THUẬT CHO ĐƯỜNG HẦM GIAO THÔNG CƠ GIỚI ĐÔ THỊ Nguyễn Đức Nguôn* TÓM TẮT: Bài báo trình bày một số vấn đề về thiết kế và yêu cầu kỹ thuật đối với đường ngầm giao thông đô thị. Cụ thể là những vấn đề về hệ thống thông gió, chống ồn, chiếu sáng và thoát nước cho đường ngầm giao thông đô thị, đồng thời liên hệ một số vấn đề nêu trên đối với một số đường ngầm giao thông tại một số đô thị nước ta.

Kinh tế đô thị ngày càng phát triển thì hệ thống giao thông đô thị cũng phát triển theo. Giải quyết vấn đề giao thông đô thị không thể thiếu hệ thống giao thông ngầm. Ngoài hệ thống tàu điện ngầm rất hiệu quả, hệ thống đường ngầm cơ giới đóng vai trò hết sức quan trọng trong vấn đề phát triển kinh tế và văn minh hóa đô thị. Hệ thống giao thông ngầm đô thị giải quyết được các vấn đề chính như sau: 1. Đảm bảo sự đi lại liên tục và tốc độ cao của các phương tiện giao thông; 2. Tạo nên các nút giao thông thuận tiện, tránh ách tắc giao thông; 3. Tăng cường chất lượng dịch vụ vận chuyển; 4. Phân luồng tốt tuyến giao thông cơ giới và tuyến đi bộ, giảm tai nạn giao thông. Tổ chức xây dựng công trình ngầm đô thị nói chung và công trình ngầm giao thông đô thị nói riêng là một bài toán khó khăn, cần được tiến hành một cách tổng thể và có quy hoạch dài hạn, sao cho công trình ngầm đô thị cùng với các công trình trên mặt đất và trên cao tạo nên hệ thống không gian đồng nhất, đảm bảo hiệu quả cả về mặt kỹ thuật lẫn về mặt mỹ thuật. Hệ thống đường ngầm giao thông đô thị đòi hỏi những yêu cầu khắt khe về mặt kỹ thuật. Ngoài những vấn đề về quy hoạch- kiến trúc, những vấn đề về kết cấu cực kỳ phức tạp còn cần thiết phải tuân thủ những yêu cầu kỹ thuật như thông gió, chống ồn, đảm bảo mức độ chiếu sáng phù hợp và thoát nước tốt. 1 VỀ MẶT THÔNG GIÓ Bài toán thông gió cơ bản trong các đường ngầm giao thông cơ giới là loại trừ khí độc do các động cơ ô tô thải ra, giảm khói và bụi không khí đến mức tiêu chuẩn cho phép. Nồng độ khí và các hỗn hợp trong đường ngầm phụ thuộc vào dạng mặt cắt dọc, giá trị độ dốc, trạng thái mặt đường, cường độ và tốc độ đi lại, nhiên liệu xe sử dụng, thời gian có mặt của con người trong đó…, ngoài ra thông gió còn có tác dụng loại trừ nhanh các đám cháy xảy ra trong đường ngầm. Hệ thống thông gió bao gồm thông gió tự nhiên và thông gió nhân tạo với các sơ đồ thông gió dọc, thông gió ngang và sơ đồ hỗn hợp. Lựa chọn sơ đồ thông gió hợp lý dựa vào các yếu tố chính như: chiều dài đường ngầm, số lượng phương tiện và nhiên liệu sử dụng của các phương tiện giao thông đi qua đường ngầm, vị trí đường ngầm, điều kiện tự nhiên khu vực.

Nguyễn Đức Nguôn, Đại học Kiến trúc Hà Nội, 0903201380

295

Nguyên tắc thiết kế về thông gió là tận dụng khả năng thông gió tự nhiên một cách cao nhất, trong đó cần xét đến hiện tượng pistông trong đường ngầm giao thông, kích thước tiết diện và chiều dài đường ngầm (Hình 1). Theo [4] đường ngầm giao thông cơ giới đô thị có phần kín dài tới 0,15 km, tiết diện đủ rộngKhông cần bố trí hệ thống thông gió; Đường ngầm giao thông cơ giới đô thị có phần kín dài 0,15-0,40 km chỉ được thông gió nhân tạo trong các trường hợp đặc biệt, khi tốc độ chuyển động trung bình của ô tô quá thấp hoặc công trình có dạng đường cong trên mặt bằng và khi thông gió tự nhiên không đảm bảo thông thoáng và thoát khí thải. Khi chiều dài đoạn kín đường ngầm không lớn (0,4-2 km), để thông gió nhân tạo, nên sử dụng một số sơ đồ sau: - Sơ đồ thông gió dọc (Hình 1a) nên sử dụng trong các đường ngầm có chiều dài từ 0,4-1 km với tốc độ chuyền không khí không quá 6 m/s; - Sơ đồ thông gió dọc (Hình 1b) sử dụng cho các đường ngầm có chiều dài từ 1,5-2 km. Các sơ đồ thông gió dọc (Hình 1a, 1b) chỉ nên sử dụng cho đường ngầm một chiều, trong đó hướng dòng không khí trong đường ngầm cần trùng với hướng chuyển động của ô tô, khả năng thông gió có thể tăng do hiệu ứng piston. -

Sơ đồ thông gió ngang (Hình 1c) nên sử dụng cho các đường ngầm có chiều dài 1,5-1,6 km.

Để thông gió cho đường ngầm ô tô cần sử dụng các quạt gọn nhẹ với hệ số tác động có ích cao, có nhiều tốc độ có thể làm việc trong các chế độ khác nhau, với công suất khác nhau. Hình 1. Sơ đồ thông gió nhân tạo cho đường ngầm ô tô: a) thông gió dọc; b) thông gió theo luồng dọc; c) thông gió ngang; 1. thiết bị thông gió; 2. hướng chuyển động của không khí; 3. quạt thông gió theo luồng; ;4. kênh thoát gió; 5. kênh cấp gió; 6. kênh thông gió theo hướng ngang.

a) b)

Sử dụng thiết bị thông gió trong đường ngầm liên quan đến chi phí đầu tư và khai thác khá lớn, có thể chiếm tới 10 % giá thành chung của công trình, do đó cần phải tính toán lựa chọn giải pháp hợp lý ngay trong giai đoạn lập dự án, thiết kế.

296

Đường ngầm Kim liên nằm tại nút giao cắt giữa đường Đại Cổ Việt tiếp sang đường Đào duy Anh và Lê Duẩn, đường sắt Bắc Nam. Đây là nút giao thông trọng điểm dễ gây ách tắc giao thông của thành phố Hà Nội. Tổng chiều dài của đường ngầm là 0,49 km trong đó hai đoan dốc lên xuống có dạng kết cấu chữ U hở là 0,173 km và 0,177 km, đoạn hầm kín là 0,14 km, chiều rộng đường ngầm là 0,19 km2 [3]. Từ khi đưa vào khai thác đường ngầm này đã phát huy được hiệu quả tốt, giải quyết được vấn đề ách tắc giao thông khu vực, có thể nói đây là một trong số các công trình ngầm đô thị được xây dựng có hiệu quả và có ý nghĩa cải thiện giao thông tại một trong những nút trọng điểm ở Hà Nội. Việc thông gió nhân tạo sử dụng hệ thống quạt (dạng thông gió Hình 1b) tại đường ngầm Kim Liên chuyển động 2 chiều hiện nay còn gây nên những tiếng ồn khá lớn trong phần kín của đường ngầm. Các thiết bị thông gió tạo ra tiếng động, rung làm ảnh hưởng đến những người đi qua hầm, gây tâm lý không tốt cho người dân về lợi ích và hiệu quả của công trình ngầm đô thị. Để giảm bớt những ảnh hưởng bất lợi nêu trên, nói chung có thể sử dụng các biện pháp sau: - Bố trí hệ thống thông gió cần xét đến vị trí đường ngầm, điều kiện tự nhiên khu vực; - Sử dụng các biện pháp tiêu âm, giảm thiểu tiếng ồn (mức tiếng ồn trong đường ngầm không nên lớn hơn 70 db); - Chỉ bố trí thời gian hoạt động thông gió nhân tạo theo giờ cao điểm. 2 VỀ MẶT CHIẾU SÁNG Tất cả các đường ngầm giao thông cần đảm bảo độ chiếu sáng cần thiết. Mức độ chiếu sáng cần phải gần nhất với chiếu sáng tự nhiên trên mặt đất và phải được thay đổi theo thời gian ngày và đêm. Để tăng điều kiện tầm nhìn và đảm bảo an toàn giao thông, cần tạo nên sự chuyển đổi từ từ, cho phép lái xe bắt nhập được với sự thay đổi mức ánh sáng khi vào và khi ra khỏi đường ngầm. Thông thường khi trời nắng, độ chiếu sáng trên mặt đất khoảng 100 nghìn lk. Độ chiếu sáng giữa phần đường ngầm xe chạy cần 100-200 lk vào ban ngày và 50-60 lk vào ban đêm là đạt yêu cầu [2]. Điều kiện khí hậu nắng chói chang vào mùa hè ở nước ta, vào thời gian ban ngày lối vào đường ngầm xuất hiện hiệu ứng “lỗ đen”, lối ra xuất hiện hiệu ứng “lỗ chói”, vào thời gian ban đêm có hiện tượng ngược lại. Việc làm lóa mắt lái xe tức thời có thể là nguyên nhân gây tai nạn. Các đường ngầm có chiều dài phần kín trong khoảng 0,15- 0,20 km cần có 2 vùng chiếu sáng vào ban ngày (Hình 2): vùng chiếu sáng cao (cửa hầm) và độ chiếu sáng cơ bản (giữa hầm). Ngoài ra còn có vùng tiếp cận trên đoạn gần cửa chính nơi ánh sáng ban ngày được giảm dần. Vào ban đêm mức độ chiếu sáng trên toàn bộ đường ngầm thực hiện đều như nhau.

297

Mức độ chiếu sáng

Hình 2. Sự thay đổi mức chiếu sáng theo chiều dài đường ngầm; I.Vùng xe vào; II. Vùng đầu vào phần kín; III. Vùng chuyển đổi; IV. Vùng cơ bản; V. vùng xe ra; 1. màn bảo vệ chống ánh sáng mặt trời; 2. đường ngầm; 3. hướng chuyển động của ô tô; 4. đoạn ra khỏi đường ngầm.

Một số đường hầm ở nước ta như: đường hầm Kim Liên, đường hầm Hải Vân, đường hầm qua sông Thủ Thiêm cũng như phần lớn lối lên xuống tầng hầm ga ra ôtô hệ thống chiếu sáng được thực hiện chủ yếu bằng ánh sáng đèn điện với khoảng cách các đèn tương đối đều nhau, chưa tận dụng được ánh sáng tự nhiên, khó có khả năng điều chỉnh ánh sáng cửa hầm theo mức độ chiếu sáng trên mặt đất trong thời gian ngày đêm, gây sự chập chờn và các chấm sáng trên các ô tô khi chạy trong đường ngầm với tốc độ cao. Điều đó ảnh hưởng không tốt lên trạng thái lái xe khi tần số nhấp nháy cao và có thể gây khó khăn cho các phương tiện giao thông khi ra vào đường ngầm trong điều kiện thời tiết phức tạp. Để khắc phục những nhược điểm nêu trên có thể sử dụng các biện pháp sau đây: - Làm tối các bức tường của đoạn đường dốc và cửa chính, đồng thời sơn mặt đường xe chạy phía trước cửa đường ngầm màu tối; - Xây dựng các hành lang chống ánh sáng mặt trời ; - Xây màn che ánh nắng mặt trời (màn treo, màn huỳnh quang…) với các dạng và vật liệu khác nhau. - Sử dụng các đèn chiếu sáng bổ sung (thay đổi bước chiếu sáng hoặc dùng nguồn sáng công suất khác nhau…); - Tăng độ phản chiếu của trần và tường đường ngầm. Sự thay đổi mức độ chiếu sáng theo độ chiếu sáng trên mặt đất có thể được tự động hóa nếu sử dụng thiết bị điều khiển vô tuyến. Mặc dù giá thành xây dựng màn chắn (Hình 2) khá cao, song chúng hoàn vốn khá nhanh do không cần tăng mức chiếu sáng trên các khu vực lối vào bằng các đèn bổ sung. Rất tiếc những vấn đề nêu trên hiện còn ít được quan tâm. 3 VỀ MẶT THOÁT NƯỚC Trong quá trình khai thác đường ngầm cần có hệ thống thoát nước ra ngoài. Hệ thống thoát nước đường ngầm chủ yếu để: thoát nước mưa chảy từ lối lên xuống, nước thấm qua kết cấu từ khối đất xung quanh, nước rửa mặt đường…

298

Khi xây dựng màn bảo vệ chống ánh sáng mặt trời, ngoài chức năng chính, màn chắn còn cho phép giảm lượng nước mưa thâm nhập vào đường ngầm. Về nguyên tắc, cửa công trình ngầm cần phải có cốt cao độ lớn hơn so với vùng đất xung quanh để đảm bảo nước xung quanh trên mặt đất không chảy được vào công trình ngầm, đảm bảo cho công trình ngầm không bị ngập lụt. Do tính chất nguy hiểm của việc ngập lụt nên đối với công trình ngầm thông thường được tính toán với tần xuất ngập lụt không nhỏ hơn 100 năm [1]. Chính vì vậy vấn đề bố trí công trình ngầm, đường ngầm giao thông cần được gắn liền với quy hoạch dài hạn đô thị. Để giảm thiểu lượng nước từ cửa hầm thâm nhập vào đường ngầm khi trời mưa, cần bố trí hệ thống thoát nước tốt, đảm bảo nước được thu gom và chuyển tới hố thu chung và thải vào hệ thống thoát nước chung của thành phố. Thời gian ban đầu khi thông xe đã có những trận mưa lớn làm nước không kịp thoát, đường ngầm Kim Liên đã bị ngập lụt (Hình 3). Gần đây, hiện tượng trên đã được khắc phục, phần cửa hầm đã được tôn tạo, nâng cao. Tuy nhiên việc nâng côt cao độ cần phải dựa trên cơ sở tính toán, không thể tùy tiện, nhằm tránh những tai nạn đáng tiếc khi có mưa lớn kéo dài.

Hình3. Đường ngầm Kim Liên bị ngập sau khi thông xe

(Nguồn internet).

Rõ ràng với những ưu điểm nhiều mặt của hệ thống giao thông ngoài tuyến phố, chắc chắn trong tương lai tại các đô thị lớn nước ta như Hà Nội và Tp Hồ Chí Minh nhu cầu xây dựng các đường ô tô ngầm sẽ rất lớn. Mỗi giải pháp công trình, giải pháp kỹ thuật đối với các loại công trình ngầm đô thị đều gắn liền với các vấn đề kỹ thuật phức tạp, kèm theo đó là chi phí đầu tư lớn và không thiếu rủi ro. Do đó mỗi công trình ngầm đô thị cần được nghiên cứu một cách nghiêm túc ngay từ giai đoạn khảo sát, lập dự án đầu tư, thiết kế cho đến việc lập các biện pháp thi công, qus trình thi côngg và nghiệm thu công trình.

299

4 KẾT LUẬN VÀ KIẾN NGHỊ 1. Các vấn đề thông gió, tiêu âm, tạo mức độ chiếu sáng phù hợp và thoát nước đối với các đường hầm giao thông cơ giới có ý nghĩa quan trọng, cần được lưu tâm trong quá trình lập dự án, thiết kế và khai thác. 2. Để phát triển hệ thống đường ngầm giao thông cơ giới một cách đồng bộ, thống nhất, đảm bảo yêu cầu kinh tế- kỹ thuật, cần sớm ban hành các chỉ dẫn, tiêu chuẩn kỹ thuật liên quan đến đầu tư và xây dựng các loại công trình này. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. QCVN 08 : 2009/BXD, “Quy chuẩn quốc gia công trình ngầm đô thị. Phần 1 –Tầu điện ngầm”, HN, 2009 2. L.V. Makopski, Công trình ngầm giao thông đô thị”, Nhà xuất bane Xây dựng, 2004. 3. Trần Văn Việt, “Tuyến đường ngầm Kim Liên, Hà Nội và đánh giá ổn định địa kỹ thuật công trình”, Tạp chí địa kỹ thuật số 2, 2010.

4. В.П.Аб р а м ч у к , “Под з е м н ы е c oo р у ж е н и я”, М , 2005.

300

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

YÊU CẦU ĐỐI VỚI CÔNG TÁC THĂM DO NHẰM GIẢM THIỂU TAI BIẾN ĐỊA CHẤT TRONG XÂY DỰNG CÔNG TRÌNH NGẦM THÀNH PHỐ Nguyễn Quang Phích* , Đoàn Hữu Trắc, Ngô Công Danh, Nguyễn Minh Hải TÓM TẮT: Mặc dù mới xây dựng không nhiều công trình ngầm tại hai thành phố Hà Nội và Hồ Chí Minh, nhưng đã xảy ra nhiều sự cố nghiêm trọng, gây thiệt hại nhiều về kinh tế. Nguyên nhân cơ bản là do sự phức tạp, biến động và bất thường của điều kiện địa chất. Một giải pháp quan trọng để hạn chế tai biến địa chất là phải sử dụng các giải pháp thăm dò trước gương trong qúa trình thi công. Bài viết phân tích các đặc điểm liên quan với công tác thi công và nêu các yêu cầu đối với công tác thăm dò trước gương, phân tích các yếu tố liên quan với việc lựa chọn phương pháp thăm dò.

1 MỞ ĐẦU Mặc dù khối lượng các công trình ngầm được thi công đến nay ở thành phố Hà Nội và thành phố Hồ Chí Minh còn khá ít, lại chủ yếu là các công trình dạng “điểm”, chưa có các tuyến dài, song đã gây ra khá nhiều sự cố nghiêm trọng [1,2,3,4,5]. Trong tương lai gần, các công trình ngầm sẽ được xây dựng ngày càng nhiều hơn, trong đó có các tuyến tàu điện thành phố với các phần được đào ngầm khá dài ở cả hai thành phố. Cho đến nay, mối khi sự cố xảy ra, các nhà quản lý và các chuyên gia của nhiều lĩnh vực liên quan đã được tập hợp để phân tích, xác định nguyên nhân sự cố. Thực tế cho thấy rất ít khi có được các nhận định thống nhất, hoặc các nhận định được thừa nhận rộng rãi. Về mặt kỹ thuật và công nghệ, có thể nói rằng, chúng ta còn thiếu kinh nghiệm và công tác thi công chủ yếu hình thành trong quá trình học hỏi, hợp tác với các đối tác nước ngoài. Những kiến thức học tập được dưới dạng này thường là thiếu tính căn bản và tổng quát, mặc dù cũng đã góp phần nhiều vào các thành tựu thi công đã đạt được. Sự thiếu kiến thức căn bản và tổng quát đó dễ nhận thấy qua lúng túng trong xử lý, khi các đơn vị thi công gặp điều kiện địa chất khác trước, biến động… Và đương nhiên khi đó nguyên nhân gây ra sự cố được quy cho đơn vị thi công là thiếu kinh nghiệm, thậm chí là năng lực yếu. Còn phía chủ đầu tư và các nhà quản lý thường né tránh trách nhiệm trước các sự cố. Thực tế cho thấy, các sự cố đã xảy ra trên thế giới, có nhiều nguyên nhân khác nhau. Tổng hợp và phân tích trên 200 sự cố xảy ra trong xây dựng công trình ngầm trên thế giới, Godehard [6] đã lập *

Nguyễn Quang Phích. Đại học Mỏ-Địa chất, email nqphich@yahoo.com, Đòan Hữu Trắc. Công ty Cổ phần Tư vấn Xây dựng tổng hợp (NAGECCO), Ngô Công Danh. Công ty TNHH tư vấn giao thông Bình Phước, Nguyễn Minh Hải. Công ty Liên Doanh Xây Dựng VIC

301

được biểu đồ thể hiện tỷ lệ các nguyên nhân khác nhau có thể dẫn đến sự cố như trên hình 1. Cũng có trường hợp, sự cố đã xảy ra rất lâu mà đến nay vẫn không có được kết luận thống nhất, chiểm đến 21%.. Nghiên cứu ban đầu không đầy đủ Sai lầm trong quy hoạch, thiết kế Trao đổi thông tin không đầy đủ Thi công chưa hợp lý Nguyên nhân chưa khẳng định được

Tần xuất xuất hiện % Hình 1. Nguyên nhân các sự cố trong xây dựng công trình ngầm và tần xuất xuất hiện [6] Giải quyết các vấn đề sau sự cố để tìm nguyên nhân, giải pháp khắc phục và bài học kinh nghiệm là quan trọng. Nhưng điều quan trọng hơn nữa là cần có được các biện pháp chủ động ngay từ đầu để có thể hạn chế sự cố đến mức tối thiểu. Và đó cũng là nội dung cơ bản được bàn đến ở đây là phân tích, nêu ra một số yêu cầu quan trọng liên quan với xây dựng công trình ngầm tại hai thành phố Hà Nội và Hồ Chí Minh, cụ thể: 1) Yêu cầu đối với công tác khảo sát, thăm dò; 2) Yêu cầu đối với công tác quy hoạch, thiết kế 2 YÊU CẦU VỚI CÔNG TÁC KHẢO SÁT, THĂM DÒ BAN ĐẦU Xây dựng công trình ngầm ở thành phố Hà Nội và Hồ Chí Minh là công việc rất phức tạp, vì phải tiến hành xây dựng trong các khối đất, đá rời không cố kết [7], trong điều kiện các công trình kiến trúc trên mặt đất dày đặc và các hệ thống công trình ngầm chưa được quản lý chặt chẽ, không có dữ liệu rõ ràng [8]. Trong các điều kiện như vậy, đòi hỏi phải chú ý đặc biệt đến công tác điều tra, thăm dò địa kỹ thuật, địa chất thủy văn để có thể dự báo được tai biến địa chất, giảm thiểu sự cố. Trước hết cần thấy được sự khác nhau cơ bản của công tác điều tra, khảo sát để xây dựng các công trình ngầm ở các vùng không hoặc thưa dân cư (như đến nay vẫn thực hiện cho các công trình thủy điện ngầm, các hầm giao thông Hải Vân, Dốc Xây, Đèo Cả) và cho các công trình ngầm, được xây

302

dựng trong thành phố. Trong bảng 1 tập hợp và so sánh một số yếu tố liên quan với công tác thăm dò. Trong thực tế cho đến nay, chủ đầu tư chọn hoặc chỉ định đơn vị tư vấn khảo sát và thiết kế, hoặc đã có kinh nghiệm, hoặc là các đơn vị biên chế trực thuộc của đại diện chủ đầu tư. Công tác điều tra, khảo sát, thăm dò vẫn thường được tiến hành theo những quy trình định sẵn. Thực tế ít thấy có sự phân tích kỹ điều kiện địa chất và thăm dò bổ sung. Công tác cập nhật điều kiện địa chất chủ yếu được thực hiện trên gương và hai bên sườn. Bảng 1. Khác nhau giữa điều kiện thăm dò tại vùng núi và thành phố Vị trí thăm dò

Vùng núi, vùng không hay Trong thành phố thưa dân cư

Yếu tố thăm dò Địa chất trên mặt Dễ nhận biết, đo vẽ được đất

Hầu như không thấy được, vì tồn tại các công trình kiến trúc

Những hiểu biết Thường là không có, hoặc Thường đã có các tài liệu khoan, trước đó trên cơ sở các tài liệu thăm thăm dò khi thi công các công trình dò trước, nếu có khác, tuy nhiên phải thận trọng về mức độ chính xác… Khả năng thăm -Hạn chế do địa hình: ví dụ -Hạn chế do tồn tại công trình kiến dò qúa cao, khó lại gần, tiếp cận trúc, hiện trạng của việc sử dụng -Chỉ tiến hành với mật độ không gian ngầm thăm dò không lớn

-Chi phí nhỏ và trung bình

-Chi phí cao cho công tác thăm dò Bảo vệ tài nguyên -Nước trong khối đá bở rời ít -Nước trong khối đá bở rời thường nước bị cạnh tranh do nhu cầu sử dễ có xung đột do nhu cầu sử dụng, dụng hoặc cần được bảo vệ -Các nguồn nước khác có thể -Các nguồn nước khác có thể ít bị bị xung đột về sử dụng xung đột về sử dụng hơn Quy hoạch công Tương đối tự do cho việc Hạn chế trong việc chọn tuyến, vị trí trình ngầm theo chọn tuyến, tránh các “vùng và cao độ xây dựng; tuy nhiên các nguy hiểm”, “vùng nhiều ẩn điều kiện về hình học có tính quyết

303

điều kiện địa chất

họa địa chất”

đinh

Yêu cầu về mức Thường đến vài chục mét; Phải chính xác đến từng mét; tuy độ chính xác trong thực tế có khi rất xa nhiên không phải bao giờ cũng thực trong thăm dò hiện được Kinh nghiệm về khai đào trước đây trong vùng dự án

Tùy theo mức độ phát triển của dự án, trong nhiều trường hợp hầu như chưa có kinh nghiệm trước đây

Thường là có tài liệu lưu trữ, tuy nhiên, ở nước ta có thể xem là mới, trong các thành phố, khi tài liệu nằm ở các đơn vị khác nhau

Hiểu biết về quá Tùy theo công trình, tuy Rất quan trọng, thường có ý nghĩa trình hình thành nhiên nói chung ít quan lớn trong việc dự báo điều kiện địa địa chất Đệ tứ trọng, hoặc chỉ ở những vùng chất xác định Hậu quả của việc Chi phí xây dựng cao; có thể đánh giá không gây nguy hiểm cho môi đầy đủ trường, ví dụ các nguồn tài nguyên khác, hoặc vùng quan trọng về xã hội, kinh tế.

Chi phí xây dựng cao. Nguy hiểm cho các công trình kiến trúc và hạ tầng kỹ thuật khác. Chi phí đền bù cao có thể ảnh hưởng đến vấn đề duy trì vốn của đơn vị thi công. Nguy hiểm đến tính mạng con người

Phân tích và so sánh trong bảng 1 cho thấy, với các công trình ngầm thành phố, cần có sự linh hoạt và thận trọng hơn trong công tác thăm dò. Ở đây không thể chỉ làm theo quy trình, mà cần phải có các chuyên gia giàu kinh nghiệm, có thể phân tích, nhận định ngay khi có số liệu thăm dò, để có thể yêu cầu thăm dò bổ sung, tăng dày mạng khi thấy cần thiết, cụ thể: 1) Phương thức thăm dò, độ sâu và khoảng các giữa các lỗ khoan, hào thăm dò cần được lựa chọn tùy theo điều kiện địa chất cụ thể, phụ thuộc vào kích thước của công trình sẽ thi công và các vấn đề liên quan với công nghệ thi công. 2) Khi thấy khó khẳng định về quy luật phân bố của các lớp đất, hoặc cho thấy có những biến động không quy luật, thì có thể tăng dày mạng thăm dò. Tuy nhiên nếu các lớp phân bố đồng đều thì thậm chí có thể thăm dò với mạng lưới thưa hơn. 3) Giảm mạng lưới thăm dò đương nhiên có thể làm tăng rủi ro, vì thế tư vấn thăm dò phải thận trọng xem xét và bàn bạc với chủ đầu tư để ra quyết định hợp lý. Và đương nhiên cần khẳng định ngay từ đầu là đơn vị tư vấn thăm dò và chủ đầu tư phải chịu rủi ro, nếu có biến động địa chất không lường được, gây ra các sự cố sau này.

304

3 YÊU CẦU ĐỐI VỚI CÔNG TÁC THĂM DO TRƯỚC GƯƠNG KHI THI CÔNG Thực tế cho thấy, dù có đầu tư thật nhiều kinh phí, cũng vẫn khó có thể lường hết được những điều kiện bất thường về điều kiện địa chất. Do có mặt các công trình kiến trúc, các công trình ngầm đang tồn tại, nên sự thiếu chính xác càng dễ xảy ra ở khu vực thành phố. Ví dụ trên hình 2 cho thấy, mặc dù có mạng lỗ khoan thăm dò khá dày, song vẫn không lường hết được sự phân bố không đều do sụt lún của lớp đất bồi đắp.

Hình 2. Biến động không được phát hiện khi khoan thăm dò. Trên hình 3 là ví dụ địa tầng với các thấu kính cát, xuất hiện cục bộ, cũng rất khó xác định chính xác khi thăm dò ban đầu. Điều kiện địa chất tương tự như thế này có thể gặp ở thành phố Hà Nội, đặc biệt là ở thành phố Hồ Chí Minh.

Hình 3. Ví dụ biến động địa chất khi có các thấu kính cát Cũng chính vì rất khó đánh giá chính xác điều kiện địa chất từ công tác thăm dò ban đầu, nên cần thiết phải tiến hành thăm dò bổ sung trong quá trình thi công. Như đã nhắc đến, cho đến nay, công

305

tác khảo sát bổ sung tại một số công trình thủy điện, giao thông mang tính cập nhật điều kiện địa chất, nhằm điều chỉnh thiết kế kết cấu chống. Cũng vì vậy, tai biến địa chất dẫn đến sự cố vẫn đã xảy ra, khi không dự báo được biến động phía trước gương đào. Những kinh nghiệm và tiến bộ của công tác khảo sát và đo đạc bằng các phương pháp vật lý như trắc địa, điện, từ, siêu âm, địa chấn, địa kỹ thuật … [9,10,1,12] cần phải được áp dụng bắt buộc khi xây dựng công trình ngầm thành phố. Lựa chọn phương pháp, kỹ thuật và phương tiện thăm dò bổ sung ở nước ta cần phải được xem xét và phân tích thật kỹ, vì trong thực tế chúng ta còn ít kinh nghiệm về vấn đề này. Khi lựa chọn cần chú ý hai trường hợp là thi công với gương đào hở hay với gương đào bị che chắn. a) Thăm dò tại chỗ trong điều kiện mặt gương đào hở Trong trường hợp thi công bằng các phương pháp thông thường, như khai đào bằng máy đào xúc, búa thủy lực, khoan-nổ mìn hoặc bằng máy đào lò, gương khai đào thường ở dạng “hở“, nghĩa là không bị che khuất, hoặc được chống đỡ đặc biệt, ví dụ cược “gương“. Khi đó gương đào có dạng thẳng đứng hoặc ở dạng có “nhân đỡ“. Như vậy có thể nhìn thấy, nhận biết được khối đất đá trên gương đào trừ trường hợp gương được chống tạm bằng biện pháp phun bê tông. Trạng thái này cũng có được trong điều kiện thi công bằng máy khoan hầm hở, hoặc thi công với phần vòm được chống đỡ bằng kích ép. Kích thước mặt lộ phụ thuộc vào kích thước tiết diện ngang công trình ngầm, vào điều kiện khối đất đá và phương pháp thi công (toàn gương, chia gương, hạ bậc...). Trong trường hợp đào toàn gương hay đào phần vòm tiến trước thì mặt lộ phục vụ thăm dò tại chỗ thường là lớn, so với trường hợp đào với lò dẫn hướng hay lò bên hông theo phương pháp nhân đỡ, khi cùng tiết diện ngang của công trình. Trong các trường hợp lò dẫn hướng, lò hai bên hông, mặt lộ của gương đào thường dao động trong khoảng 6 đến 8m2. Các kết cấu chống tạm như neo, bê tông phun, khung thép...thường được thi công gần gương, còn kết cấu chống cố định thường không thi công sát gương, trừ các đường lò trong mỏ, hay các đường lò phụ có tính tạm thời. Cũng vì vậy công tác thăm dò tại chỗ, trong thi công, không bị cản trở. Khi thi công các công trình ngầm bằng phương pháp thông thường với gương hở cho phép có thể sử dụng ngay các nhận biết về điều kiện địa chất thông qua thăm dò trước gương. Gương không chống đỡ cho phép có thể sử dụng trực tiếp các giải pháp như khoan thăm dò tiến trước, khoan phụt (khoan phun ép), khoan tháo nước, khí, cũng như thay đổi phương thức đào (ví dụ đào lò dẫn hướng, chuyển từ đào toàn gương sang chia gương...). b) Thăm dò tại chỗ trong điều kiện mặt gương đào bị che chắn Ngày nay đã phát triển nhiều phương pháp và thiết bị thi công không cho phép tiếp cận gương đào lâu hay thường xuyên, điển hình là các máy khoan hầm (TBM-Tunnel Boring Machine) và máy khiên đào (SM – Shield Machine).

306

Máy khoan hầm được sử dụng cho khối đá rắn cứng. Gương được đào toàn phần bằng các mâm cắt gắn đĩa cắt hoặc mũi đột, răng cắt. Gương đào bị che kín bởi mâm cắt. Trong trường hợp cần thiết có thể kéo lùi đầu đào và khi đó mới tiếp cận được gương. Tùy thuộc vào điều kiện khối đá và loại máy khoan hầm, khối đá sau gương đào được bảo vệ, chống bằng neo, bê tông phun, khung chống hoặc vỏ tuýp bing. Khi khối đá nứt nẻ, phải sử dụng máy khoan hầm có khiên, với kết cấu chống là vỏ tuýp binh, như đã sử dụng ở dự án thủy điện Đại Ninh, thì ngay cả khối đất đá xung quanh, sau gương đào cũng không thể quan sát được. Trong trường hợp máy TBM không có khiên, có thể dừng thi công và tiến hành khoan phụt hoặc tháo nước trước gương. Trong điều kiện xấu cũng vẫn có thể xử lý thủ công ngay trước đầu đào. Các ví dụ trên hình 4 cho phép cảm nhận được về các chi phí, khối lượng công việc cần thực hiện trong các điều kiện xảy ra sự cố. Ví dụ cũng cho thấy, khi thi công bằng máy, ngay cả khi nhận biết sớm các tai biến địa chất, vẫn gặp khó khăn và chi phí lớn cho công tác xử lý. Tuy nhiên nếu dự báo và nhận biết sớm thì có thể dự trù, chuẩn bị kịp thời các giải pháp xử lý. Nếu tiến hành thăm dò được liên tục phía trước gương, thì có thể ngăn chặn kịp thời việc đào bất ngờ vào vùng nguy hiểm với những hậu quả như sập lở gương hoặc bục nước, bùn... vào thiết bị thi công. Tiến hành thăm dò liên tục điều kiện địa chất trước gương trong trường hợp này, có ý nghĩa kinh tế quan trọng, vì kinh nghiệm thực tế trên thế giới cho thấy, khi xảy ra sự cố phải khắc phục mất nhiều thời gian, thậm chí phải ngừng thi công.

Bê tông phun Bê tông phun và lưới thép Khung thép Neo swellex

Đầu đào, động cơ bị ngập nước Mặt nước

Ngập toàn bộ hầm

Khối sập lở

Hình 4. Các giải pháp khắc phục sự cố sập lở khi sử dụng TBM [13]

307

a) Đào thủ công trước đầu đào và lắp khung chống –đường hầm Grossensaas b) Đào qua đới phá hủy trước gương- đường hầm Camprosso c) Sập hầm ở phía sau đầu đào, tại khu vực các thiết bị hỗ trợ-đường hầm Grossensaas Trường hợp đào hầm trong đất bằng các máy khiên đào, như khiên đào thủy lực, khí nén hoặc cân bằng áp lực đất, máy khiên đào hỗn hợp..., gương đào được chống đỡ liên tục, do vậy chỉ có thể tiếp cận khi phải ngừng thi công và trong điều kiện hết sức khó khăn, phức tạp. Kết cấu chống được sử dụng trong trường hợp này là vỏ tuýp bing hoặc vỏ bê tông nén. Phương pháp thi công này chắc chắn sẽ được sử dụng cho các đường hầm tàu điện ngầm tại thành phố Hà Nội và thành phố Hồ Chí Minh. Với các phương pháp thi công này, việc điều chỉnh biện pháp chống đỡ gương rất quan trọng, bới mỗi loại khiên đào chỉ có phạm vi sử dụng xác định. Ngay cả ở máy khiên đào hỗn hợp (Mixshield) hay tổng hợp (Polyshield) thì cũng cần phải biết để chuyển đổi chế độ công tác cho thích hợp. Vì vậy cần thiết phải áp dụng thăm dò liên tục trước gương, đặc biệt khi điều kiện địa chất biến động hoặc có khả năng xuất hiện nhiều dị thường. Các sự cố mất các đầu đào (rô bốt đào) khi thi công kênh Nhiêu Lộc, Thị Nghè gặp túi bùn là một ví dụ đáng quan tâm [14]. Ngoài ra, với tiến độ thi công lớn của các máy khiên đào hiện nay (Hình 5) đòi hỏi phương pháp thăm dò phải khảo sát được khoảng cách đủ xa trước gương, đồng thời phải phân tích nhanh các kết quả thăm dò thu được để có thể đưa ra các giải pháp xử lý kịp thời. Nói chung ở các máy khiên đào hiện đại, các hệ thống thăm dò trước gương bằng các phương pháp địa chấn, siêu âm, điện từ trường thường được tích hợp ở đầu đào, với các ăng ten thu bố trí dọc trên thân máy. Vì sự lan truyền của sóng âm và sóng điện từ phụ thuộc vào nhiều yếu tố khác nhau, do vậy cũng cần chú ý lựa chọn công suất, dải tần cho phù hợp với điều kiện địa chất.

kW Hình 5. Ví dụ về công suất máy và tiến độ đào trong một tuần của máy khiên đào [15]

308

Mỗi phương pháp thăm dò hiện nay đang được sử dụng đều có ưu và nhước điểm nhất định (Bảng ), cần chú ý phân tích kỹ khi lựa chọn áp dụng. Bảng 2.Các phương pháp thăm dò khi thi công, khả năng và hạn chế Phương pháp

Phương pháp dự báo

Đối tượng dự báo

Khoảng cách dự báo được

Ưu điểm

Nhược điểm

Phương Phân tích, đo Điều kiện địa Toàn bộ lộ Dễ triển khai, không Độ tin cậy thấp pháp địa vẽ địa kỹ chất công trình gây phá hoại công chất thuật trình, thủy trình văn Lò thăm dò

Điều kiện địa Trong Thích hợp để có được Tốn thời gian chất công phạm vi lò cho các thông tin chi trình, thủy thăm dò tiết văn

Khoan thăm địa chất công Thông dò, lấy mẫu trình, thủy thường văn khoảng

Thích hợp để có được Khó phân tích được các các thông tin chi tiết mặt phân cách chậy song song trục hầm

30m Phương Địa chấn pháp địa vật lý

Tốn thời gian

Tham số cơ 150m học khối đá, vị trí mặt phân cách

Nhận định đáng tin cậy về vị trí các mặt phân cách cắt ngang hoặc vuông góc với phương truyền sóng

Điện từ

Vị trí mặt 50m phân cách, hang hốc, karst và tầng chứa nước

Nhận định về vị trí các mặt phân cách, Dễ bị nhiễu hang hốc, karst, tầng chứa nước

Georadar

Biến động 10-25m tính chất của đá

Thích hợp để dự báo các đới phá hủy

309

Không thích hợp để phân tích các mặt phân cách chạy song song với phương truyền sóng và các tầng chứa nước

Dễ bị nhiễu

4 KẾT LUẬN VÀ KIẾN NGHỊ Trên cơ sở tổng hợp và phân tích các tài liệu về các sự cố đã và đang xảy ra ở các thành phố của Việt Nam, hiện trạng công tác khảo sát thăm dò hiện nay và các yếu điểm, phân tích công tác thi công xây dựng công trình ngầm cho thấy cần thiết phải tiến hành công tác thăm dò trước gương trong quá trình thi công. Thăm dò và thi công các công trình ngầm thành phố có sự khác biệt lớn so với thăm dò và thi công các công trình ngầm trong vùng núi hoặc tại các vị trí thưa dân cư, do vậy công tác thăm dò trước gương khi thi công các công trình ngầm thành phố cần được quan tâm thích đáng. Phương pháp, phương tiện và thiết bị thăm dò được lựa chọn thận trọng, sao cho: 1. Phù hợp với dạng gương đào hở hay bị che lấp; 2. Phù hợp với tiến độ đào hay tiến độ thi công; 3. Cho phép phân tích nhanh và chính xác kết quả thăm dò.

TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Nguyễn Quang Phích, Đỗ Ngọc Anh. Sự cố và nguyên nhân trong xây dựng công trình ngầm thành phố. Tạp chí KHCN Mỏ-Đại chất, số 14(4-2006) Tr. 82-85 2. Nguyễn Quang Phích, Dương Khánh Toàn. Rủi ro và các biện pháp phòng tránh trong xây dựng công trình ngầm thành phố. Hội thảo “Những bài học kinh nghiệm quốc tế và Việt Nam về công trình ngầm đô thị. TP HCM 22.10.2008. Tr. 209-219 3. Nguyễn Việt Kỳ, Nguyễn Hồng Phương, Nguyễn Hồng Bàng, Trần Anh Tú. Hiện trạng nhà cửa khu vực quận I và III thành phố Hồ Chí minh và những rủi ro có thể xảy ra khi xuất hiện những tài biến địa chất. Tạp chí Phát triển KH&CN, tập 11 số 11-2009. 4. Nguyễn Văn Quyển. Sự cố kỹ thuật trong xây dựng công trình ngầm-Dự báo, phòng ngừa và khắc phục. http://www.vncold.vn/modules/cms/upload/10/KhoaHocCongNghe/100503/Nguyenvanquyen1Vw.pdf 5. Nguyễn Bá Kế. Bài học từ sự cố sập đổ Viện khoa học xã hội vùng Nam Bộ, ở thành phố Hồ Chí Minh. http://www.ibst.vn/DATA/admin/Tapchi2011/Nguyen%20Ba%20ke3.2010.pdf 6. Godehart, Rizkallah und Vogel. Zur Abschätzung des Restrisikos einer Baumassnahme. Institut für Bauforschung e.V. Hannover. Heft 11, 1995. 7. Đoàn Thế Tường. Các dạng nền tại đô thị Hà Nội, TP.Hồ Chí Minh và đánh giá chúng phục vụ xây dựng công trình ngầm. http://apave.com.vn/Home/Default.aspx?portalid=52&tabid=105&catid=428&distid=257 8. Dickmann, T.: Tunnelbaubegleitende Vorauserkundung im Lockergestein. Felsbau 16 (1998) Nr. 4; 9. Dickmann, T.; Sander, B.: Drivage-Concurrent Tunnel Seismic Prediction (TSP). Felsbau 14 (1996) Nr. 6

310

10. Nguyễn Quang Phích. Dự báo và phòng ngừa các hiện tượng phá hủy công trình ngầm. Bài giảng cao học. Đại học Mỏ-Địa chất. Hà Nội 3/2005. 11. Nguyễn Quang Phích. Đo đạc trong quá trình thi công xây dựng công trình ngầm.Tuyển tập báo cáo Hội nghị khoa học lần thứ 18. Quyển 1. Các khoa học về mỏ. Đại học Mỏ-Địa chất Hà Nội 14/11/2008. Tr.209214. 12. Amstad Ch. Reconnaissance de l’environnement du front de taille pendant la construction de tunnelsVoraberklärungen zur Vorauserkundung an der Ortsbrust im Tunnelbau. Forschungsauftrag 61/90 auf Antrag der SIA-Fachgruppe für Untertagebau FGU. 13. Schildvortrieb und Tübingausbau mit neuen Techniken. Tiebau 12/2003. S 746-747. 14.http://giaothongvantai.com.vn/kinh-te/chuyen-quan-ly/201207/Hoi-thao-khai-thac-khong-gian-ngamnham-chia-tai-voi-mat-dat-114616/ 15.http://www.baomoi.com/Robot-tri-gia-1-trieu-USD-ket-duoi-song-Sai-Gon/53/1750078.epi. Rô bốt giá trị một triệu USD dưới sông Sài gòn.

311

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

NGHIÊN CỨU SỬ DỤNG HỆ TỌA ĐỘ VUÔNG GÓC KHÔNG GIAN ĐỊA DIỆN CHÂN TRỜI TRONG TRẮC ĐỊA CÔNG TRÌNH Nguyễn Quang Phúc*, Bùi Hữu Tuấn, Lê Trung Hiếu TÓM TẮT: Hệ tọa độ vuông góc không gian địa diện chân trời (sau đây gọi tắt là Hệ tọa độ địa diện chân trời) có nhiều đặc điểm rất thuận lợi trong việc thành lập các mạng lưới Trắc địa công trình (TĐCT) cũng như trong nghiên cứu các biến cố của công trình khi đo bằng công nghệ GPS. Nội dung của Báo cáo trình bày một số kết quả nghiên cứu ứng dụng hệ tọa độ này trong một số dạng công tác TĐCT ở nước ta khi đo bằng công nghệ GPS. TỪ KHÓA: TĐCT, địa diện chân trời.

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Công nghệ GPS đã có mặt ở nước ta từ những năm 80 của thế kỷ trước. Đến nay, công nghệ GPS đã có những bước tiến dài và được ứng dụng trong nhiều lĩnh vực của Trắc địa-Bản đồ. Trong TĐCT, GPS được ứng dụng chủ yếu nhờ kỹ thuật đo tương đối-tĩnh để thành lập các mạng lưới khống chế tọa độ có độ chính xác cao, phục vụ cho cả 3 giai đoạn: khảo sát, thi công xây dựng và khai thác sử dụng công trình. Kỹ thuật đo tương đối-tĩnh cho phép xác định các thành phần số gia tọa độ vuông góc không gian ∆X,∆Y,∆Z và ma trận tương quan tương ứng của các vector baseline trong hệ tọa độ vuông góc không gian địa tâm quốc tế WGS-84. Chúng được xem là các dữ liệu đầu vào và được xử lý để tính ra giá trị tọa độ phẳng phục vụ cho các mục đích của trắc địa-bản đồ nhờ các phần mềm bán kèm theo máy (như GPSurvey 2.35 hay TBC). Kết quả sẽ thu được tọa độ phẳng của các điểm đo GPS trong hệ tọa độ người dùng, phép chiếu hình trụ ngang đồng góc và mặc định trên bề mặt của elipsoid quy chiếu. Hệ tọa độ công trình-bao gồm gốc của hệ tọa độ và độ cao mặt chiếu hệ tọa độ-là một dạng của hệ tọa độ độc lập, được lựa chọn phù hợp với đặc điểm và vị trí địa lý của từng công trình, sao cho bảo đảm điều kiện lưới ít bị biến dạng nhất, hay nói cách khác, lưới chỉ bị biến dạng trong giới hạn cho phép so với kích thước thật của nó trên bề mặt đất. Hệ tọa độ địa diện chân trời có nhiều ưu điểm hơn hẳn so với hệ tọa độ phẳng trong phép chiếu hình trụ ngang [1], đáp ứng được các yêu cầu nói trên của hệ tọa độ công trình, lại có liên hệ toán học chặt chẽ và đơn giản với hệ tọa độ vuông góc không gian địa tâm-là hệ tọa độ được sử dụng trong đo đạc vệ tinh. Vì vậy, nghiên cứu sử dụng hệ tọa độ địa diện chân trời trong TĐCT khi đo bằng công nghệ GPS là rất cần thiết, góp phần nâng cao độ chính xác và hiệu quả ứng dụng của công nghệ GPS trong TĐCT. Trước hết, chúng ta cùng xem xét một số đặc điểm của hệ tọa độ địa diện chân trời. *

Nguyễn Quang Phúc, Trường, Đại học Mỏ-Địa chất Hà Nội, phuctdct@gmail.com, +84 1698395725

312

2 HỆ TỌA ĐỘ ĐỊA DIỆN CHÂN TRỜI Trên hình 1, P0 là điểm trạm đo, O là tâm của elipsoid. O-XYZ là hệ tọa độ vuông góc không gian địa tâm. Thành lập hệ tọa độ địa diện chân trời theo quy tắc bàn tay phải, lấy điểm P0 tâm trạm đo làm điểm gốc, pháp tuyến với mặt elipsoid qua điểm P0 làm trục z (hướng thiên đỉnh là hướng dương), lấy hướng kinh tuyến làm trục x (hướng Bắc là hướng dương), trục y vuông góc với trục x và z (hướng Đông là hướng dương). P0-xyz được gọi là hệ toạ độ địa diện chân trời [2]. Z

z x

x>0 y>0

y G

O L0

Mặt phẳng chân trời

x>0 y<0

y x<0 y>0

x<0 y<0

XÍCH ĐẠO

Hình 2. Xét dấu tọa độ trên mặt phẳng địa diện chân trời

Hình 1. Hệ toạ độ địa diện chân trời

Quan hệ giữa tọa độ vuông góc không gian và tọa độ địa diện chân trời được biểu diễn theo công thức [4]: ⎡ xi ⎤ ⎡− sin B0 cos L0 − sin B0 sin L0 ⎢ y ⎥ = ⎢ − sin L cos L0 0 ⎢ i⎥ ⎢ ⎢⎣ zi ⎥⎦ ⎢⎣cos B0 cos L0 cos B0 sin L0

cos B0 ⎤ ⎡ X i − X 0 ⎤ 0 ⎥⎥.⎢⎢ Yi − Y0 ⎥⎥ sin B0 ⎥⎦ ⎢⎣ Z i − Z 0 ⎥⎦

(1)

trong đó: Xi,Yi,Zi và xi,yi,zi – là tọa độ không gian và toạ độ địa diện của điểm cần tính chuyển. X0,Y0,Z0 và B0,L0 – là tọa độ không gian và tọa độ trắc địa của điểm gốc tọa độ địa diện. Xem xét hệ tọa độ địa diện chân trời có thể rút ra một số nhận xét sau đây: a. Trong công thức (1) không có sự tham gia của thành phần độ cao trắc địa Hi. Vì thế, tọa độ phẳng x,y của các điểm trên mặt phẳng địa diện hoàn toàn không phụ thuộc vào độ cao trắc địa của chúng. b. Điểm gốc P0 của hệ tọa độ địa diện có thể chọn là điểm trọng tâm hoặc một điểm cụ thể nào đó gần với trọng tâm của lưới. Vì vậy, tùy theo vị trí tương đối của các điểm trạm đo so với điểm gốc mà tọa độ phẳng trên bề mặt địa diện của các điểm có dấu khác nhau (Hình 2). c. Hướng trục x của hệ tọa độ địa diện là hướng Bắc của kinh tuyến đi qua điểm gốc P0, trong khi đó hướng trục x của hệ tọa độ phẳng trong phép chiếu trụ ngang UTM (hay Gauss-Kruger) là hướng Bắc của kinh tuyến trục. Như vậy, định hướng của 2 hệ thống tọa độ này hoàn toàn khác hẳn nhau. Chỉ có duy nhất một trường hợp, khi điểm gốc của hệ tọa độ địa diện được chọn nằm trên kinh tuyến trục thì định hướng của 2 hệ thống này trùng khít lên nhau. Đây là điểm rất đáng lưu ý để người dùng có phương án bảo đảm trùng hợp tốt nhất giữa hệ tọa độ địa diện chân trời và hệ tọa độ của công trình. 313

d. Việc lấy mặt phẳng địa diện chân trời thay cho mặt cong của elipsoid đã gây ra những biến dạng nhất định về khoảng cách và độ cao của các điểm. Trên Hình 3, M là một điểm trên mặt đất. Trên phạm vi hẹp, có thể thay mặt elipsoid bằng một mặt cầu bán kính R. H và A là độ cao của điểm M so P0

với mặt cầu và mặt phẳng địa diện. P0 M 0 = S là

khoảng cách trên mặt cong từ điểm gốc địa diện đến điểm xét. P0 M '0 = d là khoảng cách tương ứng trên mặt phẳng địa diện. M 0 M '0 = ∆h và d-S=∆S là những đại lượng đặc trưng cho sai lệch độ cao và khoảng cách khi thay mặt cong bằng mặt phẳng địa diện. Các giá trị này được xác định theo công thức [6]:

∆S =

d3 3R 2 (2)

và

∆h =

d2 2R

Hình 3. Xét ảnh hưởng của độ cong Trái đất

Dễ nhận thấy rằng, khi khoảng cách d càng lớn thì các sai lệch này càng lớn. Vì vậy, cần phải căn cứ vào yêu cầu độ chính xác đối với khoảng cách và chênh cao để xác định phạm vi sử dụng mặt địa diện (giới hạn bởi vòng tròn tâm P0, bán kính d) một cách hợp lý. Khi đó, phép chiếu xuyên tâm có thể được xem là phép chiếu trực giao bề mặt elipsoid lên mặt phẳng [6]. 3 SỬ DỤNG HỆ TỌA ĐỘ ĐỊA DIỆN CHÂN TRỜI TRONG TRẮC ĐỊA CÔNG TRÌNH Không như phép chiếu hình trụ ngang đồng góc, phép chiếu mặt địa diện chân trời cho phép tính chuyển tọa độ lưới GPS về mặt phẳng công trình khá đơn giản, giúp hạn chế đáng kể suy giảm độ chính xác của lưới do các bước tính chuyển gây ra. Những năm vừa qua, chúng tôi đã nghiên cứu sử dụng hệ tọa độ địa diện chân trời trong một số dạng công tác TĐCT khi đo bằng công nghệ GPS như: thành lập lưới khống chế thi công, quan trắc chuyển dịch ngang công trình, kiểm tra độ thẳng đứng công trình … 3.1 Sử dụng hệ tọa độ địa diện chân trời trong thành lập lưới khống chế thi công Mạng lưới được lấy làm nghiên cứu là lưới thi công thủy điện Nước Nát nằm trên sông Nước Nát, thuộc địa phận xã Trà Bui, huyện Bắc Trà My, tỉnh Quảng Nam [1]. Mạng lưới gồm 08 điểm (Hình 4) có kí hiệu 13443, GPS-1, GPS-2, IV-01, IV-02, IV-03, IV-04, IV-05 được đo bằng công nghệ GPS, trong đó các điểm 13443, GPS-1, GPS-2 là các điểm đo nối, đã có toạ độ mặt đất. Sau khi đo đạc, lưới được bình sai theo hệ quy chiếu không gian với Ellipsoid chọn là WGS-84 quốc tế. Kết quả được thống kê trong Bảng 1. 314

GPS-1 GPS-2

13443

IV-05 IV-04 IV-02

IV-03

IV-01

Hình 4. Sơ đồ lưới khống chế thi công thủy điện Nước Nát

Bảng 1. Tọa độ vuông góc không gian các điểm lưới thi công thủy điện Nước Nát Tọa độ vuông góc không gian STT

Tên điểm X (m)

Y (m)

Z (m)

13443

-1912549.462

5847476.909

1677104.139

GPS-1

-1906003.960

5849177.449

1678782.490

GPS-2

-1905049.384

5849763.626

1677883.393

IV-01

-1903465.985

5850941.043

1676237.655

IV-02

-1904064.858

5850638.086

1676781.957

IV-03

-1905020.141

5850172.429

1676946.420

IV-04

-1904522.562

5850154.034

1677375.950

IV-05

-1904479.335

5849961.179

1677770.202

Các điểm đo nối 13443, GPS-1 và GPS-2 đã có tọa độ công trình, được xác định trong hệ toạ độ VN-2000, múi chiếu 30, kinh tuyến trục 1070 30’ 00”, độ cao mặt công trình 260m (Bảng 2). Bảng 2. Tọa độ công trình của các điểm đo nối STT

Tên điểm

x (m)

y (m)

13443

1697213.779

565655.199

GPS-1

1698923.891

558900.776

GPS-2

1697984.907

557813.990

Trước hết, tính chuyển toạ độ các điểm GPS về hệ toạ độ địa diện chân trời, với điểm gốc của hệ địa diện chọn là điểm trọng tâm của mạng lưới. Sau đó, sử dụng các điểm song trùng là 13443, GPS-1 và GPS-2 để tính chuyển toạ độ địa diện của các điểm về toạ độ công trình nhờ phép chuyển đổi Helmert. Kết quả thu được như sau:

315

Bảng 3. Kết quả tính chuyển tọa độ Tọa độ trong hệ 1

Tọa độ trong hệ 2

Tên điểm x1 (m)

y1 (m)

x2 (m)

y2 (m)

IV-01

-1194.602

-2429.272

1696226.720

555948.238

IV-02

-642.566

-1766.013

1696780.402

556610.084

IV-03

-445.096

-713.476

1696980.510

557662.085

IV-04

14.5379

-1180.887

1697438.952

557193.537

IV-05

446.808

-1162.253

1697871.253

557211.084

Bảng 4. Các tham số tính chuyển tọa độ Tham số

Trị số

Sai số

Tham số

Trị số

Sai số

x0 (m)

1698040.859

0.0136

Anfa

359 51 21.6

0.0000

y0 (m)

560789.988

0.0136

0.99996549

0.0000

Sai số trung phương trọng số đơn vị: m0=±0.0236 Sử dụng máy toàn đạc điện tử TC-805L với độ chính xác đo cạnh mS =±2mm+2ppm để đo kiểm tra một số cạnh. So sánh chiều dài cạnh đo bằng máy TC-805L với chiều dài cạnh của lưới sau tính chuyển, kết quả thống kê trong Bảng 5. Bảng 5 So sánh chiều dài cạnh sau khi tính chuyển Tên cạnh

Cạnh đo bằng máy TC-805L

Cạnh sau tính chuyển

Sai khác (∆S)

IV-02 - IV-01

862.898

862.904

-6

1:143.800

IV-02 - IV-03

1070.871

1070.864

1:153.000

IV-03 – IV-04

655.516

655.520

-4

1:163.700

IV-03 – IV-05

998.415

998.411

1:249.600

(mm)

Các kết quả ở bảng trên cho thấy, chiều dài cạnh sau tính chuyển rất phù hợp với chiều dài thực của chúng trên mặt đất. Sự sai khác này nằm trong giới hạn sai số đo, đảm bảo được tính chất quan trọng là biến dạng chiều dài các cạnh lưới khống chế thi công so với chiều dài thực trên mặt đất nằm trong hạn sai cho phép và nằm trong hệ tọa độ của công trình. 316

3.2 Sử dụng hệ tọa độ địa diện chân trời trong quan trắc chuyển dịch ngang công trình Để đánh giá khả năng ứng dụng hệ tọa độ địa diện chân trời trong quan trắc chuyển ngang công trình, chúng tôi đã xây dựng một mạng lưới thực nghiệm bao gồm 4 điểm như Hình 5 trên địa bàn huyện Từ Liêm, thành phố Hà Nội.

Hình 5. Sơ đồ lưới

Hình 6. Anten đặt trên tấm kim loại

3.2.1 Mô tả thực nghiệm Thực nghiệm 1: Sử dụng 3 máy thu GPS một tần số Trimble R3 đặt tại 3 điểm A, B và C để đo 2 ca đo đồng bộ tương ứng với 2 “chu kỳ” đo. Thời gian thu tín hiệu trong mỗi ca đo là 90 phút. Sau khi kết thúc ca 1, tạo chuyển dịch tại điểm C nhờ thiết bị dịch chuyển anten, vị trí hai máy còn lại giữ nguyên và tiếp tục đo ca 2. Đã chuyển dịch anten tại điểm C theo hướng Bắc là 10 mm, theo hướng Tây là 10 mm. Như vậy, đã tạo ra tại điểm C một lượng chuyển dịch là 14.2 mm theo hướng Tây-Bắc và xem đây là giá trị chuyển dịch thực. Thực nghiệm 2: Sử dụng 4 máy thu GPS một tần số Trimble R3 đặt tại 4 điểm A, B, C và D để đo 2 ca đo đồng bộ tương ứng với 2 “chu kỳ” đo. Thời gian thu tín hiệu trong mỗi ca đo là 90 phút. Sau khi kết thúc ca 1, tiến hành tạo chuyển dịch tại điểm C cũng bằng thiết bị dịch chuyển anten, 3 máy còn lại giữ nguyên, sau đó tiếp tục đo ca 2. Đã dịch chuyển anten tại điểm C theo hướng Bắc là 4mm, theo hướng Tây là 4mm. Như vậy, đã tạo ra tại điểm C một lượng chuyển dịch là 5.7mm theo hướng Tây-Bắc và xem đây là giá trị chuyển dịch thực. Để tạo ra chuyển dịch thực tại điểm C, đã gia công chế tạo một bản mặt kim loại trên có lưới ô vuông kích thước 2x2mm (hình 7) và được liên kết với đế máy bằng ốc nối. Anten và ốc nối anten được di chuyển bằng tay một cách dễ dàng theo hướng tuỳ ý trên bản mặt kim loại này (hình 6) và có thể đạt độ chính xác đọc số tới 0,1mm. Để khử ảnh hưởng của sai số lệch tâm pha anten, tất cả các máy thu đều được đặt quay về hướng Bắc nhờ la bàn. Bản mặt kim loại cũng được đặt sao cho 1 cạnh nằm theo hướng BắcNam, cạnh còn lại theo hướng Đông-Tây.

317

Hình 7. Tấm kim loại

3.2.2 Xử lý số liệu quan trắc Việc xử lý số liệu quan trắc được thực hiện nhờ thuật toán bình sai lưới GPS tự do với các trị đo là các baselines theo một quy trình như đã trình bày trong [3]. Đầu tiên, thực hiện việc giải cạnh bằng module WAVE của phần mềm GPSurvey 2.35. Kết quả giải cạnh cho thấy chất lượng đo trong các ca đo đều tốt: các chỉ tiêu như dạng lời giải, tỷ số phương sai, phương sai chuẩn, sai số khoảng cách, sai số khép hình đều đạt yêu cầu chất lượng. Sử dụng các thông tin giải cạnh để bình sai lưới. Sau khi bình sai, xác định được tọa độ của các điểm GPS trong hệ tọa độ vuông góc không gian địa tâm, thực hiện tính chuyển về hệ tọa độ địa diện chân trời và tính toán các thông số chuyển dịch trên bề mặt địa diện. Từ các thuật toán bình sai này, chúng tôi đã lập trình máy tính để tính toán xử lý số liệu. Do khuôn khổ của Báo cáo có hạn, xin được trích dẫn ra đây kết quả cuối cùng của các thực nghiệm. Bảng 9. Tổng hợp kết quả thực nghiệm Chuyển dịch thực

Chuyển dịch xác định được trên bề mặt địa diện

Sai lệch (mm)

Thực

Tên

nghiệm

điểm

Trị số (mm)

Hướng chuyển dịch

Trị số (mm)

Hướng chuyển dịch

(5) - (3)

(1)

(2)

(3)

(4)

(5)

(6)

(7)

14.2

Tây- Bắc

14.2

335022’58”

0.0

5.7

Tây-Bắc

6.5

357013’57”

0.8

Nhận xét: Từ các kết quả tính toán và tổng hợp ở Bảng 9 có thể thấy, bằng công nghệ GPS và thuật toán xử lý số liệu hợp lý, kết hợp với việc áp dụng hệ tọa độ địa diện chân trời đã cho phép xác định đúng giá trị chuyển dịch của các điểm. Tuy nhiên, hướng chuyển dịch chưa đạt được kết quả mỹ mãn mà theo chúng tôi, nguyên nhân chính là do la bàn có độ chính xác thấp. 3.3 Sử dụng hệ tọa độ địa diện chân trời xác định độ thẳng đứng công trình 3.3.1 Nguyên lý xác định độ thẳng đứng công trình bằng công nghệ GPS

Trên Hình 8, 0 là điểm của lưới khống chế, đã có toạ độ trong hệ toạ độ không gian địa tâm là X0, Y0 và Z0. Để 2 tìm giao điểm của phương pháp tuyến với mặt ellipsoid đi qua điểm 1 ở các mức 1, 2, 3,…, n trên các sàn thi công, cần đặt một máy thu tín hiệu vệ tinh tại điểm 0, 1 máy thu thứ 2 lần lượt đặt tại điểm 1, sau đó tại lân cận O các điểm 2, 3,…, n theo tiến độ thi công. Kết quả xử lý Hình 8. Xác định độ thẳng đứng số liệu cho phép xác định các số gia toạ độ ∆X0i, ∆Y0i, r ∆Z0i của các vector Oi , từ đó xác định được toạ độ của các điểm trong hệ toạ độ không gian. 318

Chọn điểm 1 làm gốc của hệ toạ độ địa diện chân trời. Theo công thức (1), sẽ tính được toạ độ địa diện chân trời của các điểm. Khi đó, nếu các điểm 2, 3,..., n cùng nằm trên phương pháp tuyến đi qua điểm 1 sẽ phải thoả mãn điều kiện: xi=yi=0, (i=2,…, n)

(3)

Khi điểm 0 không quá xa công trình (<200m), có thể xem phương pháp tuyến với ellipsoid đi qua điểm 0 và điểm 1 là song song với nhau. Khi đó, có thể chọn điểm 0 làm gốc của hệ toạ độ địa diện. Trong trường hợp này, nếu các điểm 2, 3,…, n cùng nằm trên phương pháp tuyến đi qua điểm 1 thì sẽ phải thoả mãn điều kiện: x 2 = x 3 = ... = x n = x 1

(4)

y 2 = y 3 = ... = y n = y1

Điều kiện (3) hoặc (4) cho phép kiểm tra độ thẳng đứng của công trình trong hệ toạ độ địa diện chân trời khi sử dụng công nghệ GPS [4]. Độ lệch dây dọi trên nhiều vùng lãnh thổ nước ta thường không vượt quá giới hạn độ chính xác xác định M1 độ nghiêng [4]. Vì vậy, có thể đồng nhất phương dây dọi và phương pháp tuyến trong nghiên cứu độ thẳng đứng công trình. 3.3.2 Thực nghiệm xác định độ thẳng đứng công trình cao tầng bằng GPS

X3Y18

X3Y21 X5Y21

Chúng tôi đã thực nghiệm xác định độ thẳng đứng của M4 công trình tháp A thuộc tổ hợp toà tháp Keangnam Hà M2 Nội trong quá trình thi công tại các chu kỳ 13 và 14, M3 tương ứng với các tầng 40 và 43. Để xác định độ thẳng Hình 9. Sơ đồ lưới thực nghịêm đứng của công trình này bằng công nghệ GPS, đơn vị thi công đã xây dựng hệ thống lưới khống chế mặt đất bao gồm 4 điểm từ M1 đến M4 (Hình 9). Các điểm X3Y18, X3Y21 và X5Y21- giao điểm của các trục cùng tên của công trình- là các điểm được chiếu lên từ sàn tầng 1 bằng máy chiếu đứng lazer và cũng là điểm dùng cho việc kiểm tra. Trong từng chu kỳ, sử dụng 4 máy thu tín hiệu Trimble R3 tiến hành đo tại các điểm của lưới khống chế và tại các điểm kiểm tra, tạo thành đồ hình lưới như ở Hình 9. Toạ độ vuông góc không gian của các điểm kiểm tra theo từng chu kỳ xác định được ghi trong Bảng 10 [5]. Bảng 10. Toạ độ vuông góc không gian của các điểm kiểm tra =================================================================== | TT. | TEN DIEM |

X (m)

Y (m)

Z (m)

|-----|----------|---------------|----------------|---------------| |

X3Y18

| -1620192.8789 |

5731855.5127 |

2273345.8485 |

| CK1 |

X3Y21

| -1620210.7024 |

5731844.8009 |

2273360.0831 |

X5Y21

| -1620224.5473 |

5731847.0963 |

2273344.4577 |

|-----|----------|---------------|----------------|---------------| |

X3Y18

| -1620227.1281 |

319

5731976.7115 |

2273394.2322 |

| CK13|

X3Y21

| -1620244.9573 |

5731965.9369 |

2273408.4499 |

X5Y21

| -1620258.8129 |

5731968.2988 |

2273392.8402 |

|-----|----------|---------------|----------------|---------------| |

X3Y18

| -1620229.8591 |

5731986.3842 |

2273398.0823 |

| CK14|

X3Y21

| -1620247.7014 |

5731975.6742 |

2273412.3157 |

X5Y21

| -1620261.5477 |

5731977.9884 |

2273396.6981 |

===================================================================

Để xác định độ nghiêng của công trình trong các chu kỳ, chúng tôi xác lập một hệ toạ độ địa diện chân trời cho công trình, nhận điểm X3Y18 làm gốc toạ độ. Thực hiện tính chuyển tọa độ không gian địa tâm về tọa độ địa diện chân trời theo thuật toán (1), thu được kết quả như ở Bảng 11. Bảng 11. Thành quả tọa độ địa diện chân trời =========================================================== |

T. |

TEN

T O A

D O

|------------------------------------------| DIEM

x (m)

y (m)

z (m)

|-----|--------|--------------|--------------|------------| |

| X3Y18

.0000

| CK1 | X3Y21

15.2458

20.0652

.0090

-1.4830

32.7637

-.0181

| X5Y21

|-----|--------|--------------|--------------|------------| |

| X3Y18

-.0080

-.0091

134.9190

| CK13| X3Y21

15.2431

20.0787

134.8670

-1.4950

32.7694

134.9079

| X5Y21

|-----|--------|--------------|--------------|------------| |

| X3Y18

-.0190

-.0121

145.6820

| CK14| X3Y21

15.2231

20.0707

145.6970

-1.5049

32.7654

145.6899

| X5Y21

===========================================================

Từ đây, áp dụng điều kiện (3) đối với điểm X3Y18, điều kiện (4) đối với điểm X3Y21 và X5Y21 để kiểm tra độ thẳng đứng công trình. Kết quả thu được như ở Bảng 12. Bảng 12. Kết quả xác định độ nghiêng tại các điểm kiểm tra =========================================================== |

T. |

TEN

L E C H

T O A

D O

LECH

|-----------------------------| DIEM

HUONG x (m) |

| |

HUONG y (m) |TOAN PHAN(m)|

|-----|--------|--------------|--------------|------------| |

| X3Y18

-.008

-.009

.012

| CK13| X3Y21

-.003

.014

-.012

.006

.013

| X5Y21

320

|-----|--------|--------------|--------------|------------| |

| X3Y18

-.019

-.012

.023

| CK14| X3Y21

-.023

.005

.023

-.022

.002

.022

| X5Y21

===========================================================

Các kết quả tính toán trên đây hoàn toàn phù hợp với các kết luận của [5]. 4 KẾT LUẬN VÀ KIẾN NGHỊ Từ các kết quả nghiên cứu nêu trên, chúng tôi rút ra một số kết luận và kiến nghị sau đây: 1. Hệ tọa độ địa diện chân trời có nhiều ưu điểm hơn hẳn so với hệ tọa độ phẳng trong phép chiếu hình trụ ngang, đáp ứng được yêu cầu lựa chọn hệ tọa độ độc lập cho công trình, lại có liên hệ toán học đơn giản nhưng chặt chẽ với hệ tọa độ vuông góc không gian địa tâm. Đây là điều kiện thuận lợi để triển khai ứng dụng nó trong TĐCT khi đo bằng công nghệ GPS. 2. Trục x của hệ tọa độ phẳng trong phép chiếu trụ ngang là hướng của kinh tuyến trục, còn trục x của hệ tọa độ phẳng trong phép chiếu mặt địa diện là hướng của kinh tuyến thực. Vì vậy, khi cần có sự liên hệ tọa độ địa diện với tọa độ công trình hay tọa độ Nhà nước, nhất thiết phải sử dụng phép biến đổi xoay. Công cụ hữu hiệu nhất trong trường hợp này là phép biến đổi tọa độ của Helmert với số điểm song trùng không ít hơn 2. 3. Công nghệ GPS nói riêng và công nghệ định vị vệ tinh GNSS đang ngày càng được ứng dụng rộng rãi trong TĐCT. Vì vậy, cần phải triển khai áp dụng và tiếp tục nghiên cứu ứng dụng hệ tọa độ này trong các công tác TĐCT khi đo bằng công nghệ GPS. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Khuất Minh Hằng, Nghiên cứu lựa chọn hệ quy chiếu hợp lý cho lưới khống chế Trắc địa công trình, Luận văn Thạc sĩ kỹ thuật (Hướng dẫn khoa học: PGS.TS Nguyễn Quang Phúc), Thư viện Đại học Mỏ-Địa chất, Hà Nội, 2012, tr. 83-87. 2. Nguyễn Quang Phúc, Hoàng Thị Minh Hương, Khuất Minh Hằng, “Nghiên cứu phương pháp tính chuyển tọa độ lưới GPS về hệ tọa độ thi công công trình”, Tạp chí Khoa học kỹ thuật Mỏ- Địa chất, (35), 2011, tr. 38-42. 3. Nguyễn Quang Phúc, Hoàng Thị Minh Hương và nnk, Ứng dụng công nghệ GPS xác định chuyển dịch và biến dạng công trình do ảnh hưởng của quá trình khai thác mỏ. Báo cáo tại Hội nghị Quốc tế KHKT Mỏ, tổ chức tại Hạ Long-Việt Nam, 2010, tr. 576-581. 4. Nguyễn Quang Phúc, Hoàng Thị Minh Hương, Trần Thùy Linh, “Nghiên cứu ứng dụng công nghệ GPS để kiểm tra độ thẳng đứng công trình trong quá trình thi công”, Tạp chí Khoa học kỹ thuật MỏĐịa chất, (38), 2012, tr. 53-58. 5. Vietnam Institute of Building Science and Technology- Report of tilt monitoring for block residence A of the Keangnam landmark tower project. Hanoi, April-2010. 6. В.Е. Новак и др. Курс инженерной геодезии. Изд. “Недра”, Москва, 1989, с. 28-29.

321

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

ĐÁNH GIÁ SỨC CHỊU TẢI CỦA CỌC KHOAN NHỒI QUA KẾT QUẢ THÍ NGHIỆM NÉN TĨNH CỌC Nguyễn Hồng Sinh* TÓM TẮT: Bài báo này tổng hợp kết quả thí nghiệm nén tĩnh cọc khoan nhồi của một số công trình

đã xây dựng tại Hà Nội; so sánh với sức chịu tải dự báo theo kết quả nén tĩnh cọc trong tiêu chuẩn hiện hành, đề xuất các kiến nghị phù hợp. 1 ĐẶT VẤN ĐỀ Cọc khoan nhồi đã được dùng phổ biến cho các công trình xây dựng nhà cao tầng và các công trình có tải trọng lớn trong cả nước. Từ năm 1996 đến nay Viện KHCN xây dựng đã tham gia thí nghiệm nén tĩnh khá nhiều công trình ở Hà Nội, nhưng chưa tiến hành tổng hợp và phân tích kết quả các thí nghiệm này. Dưới đây tác giả trình bày biểu đồ quan hệ tải trọng – độ lún của các loại cọc và các đường tải trọng giới hạn của chúng theo Phụ lục E tiêu chuẩn thiết kế móng cọc. Sức chống giới hạn của cọc theo định nghĩa là giá trị tải trọng gây ra độ lún tăng tiến liên tục, hoặc khi điều đó chưa xảy ra là giá trị tải trọng gây ra độ lún phá hoại, quy định trong các tiêu chuẩn khác nhau được Việt nam chấp thuận gồm: - Tiêu chuẩn Liên Xô SniP 2.02.03.85, với công trình nhà cao tầng Sf = 16 mm, tương đương hệ số chuyển đổi ξ = 0,2, độ lún giới hạn 8 cm, vì các công trình đều có độ lún ổn định có quan trắc lún; - Phương pháp Davission: Sf = δ + 0.0038 +

QLp D (m) với δ = ; EAp 120

D của Canadian 30 Foundation Engineering Manual (1985) đều cho các giá trị quá lớn, ví dụ như với cọc D=1m các giá trị tương ứng sẽ là 100 mm và trên 33 mm. Các tiêu chí khác như 10% đường kính cọc của BS 8006 hoặc Sf = δ +

2 CỌC ĐƯỜNG KÍNH 800 mm (D800) Sức chịu tải thiết kế của cọc thay đổi từ 280 tấn đến 350 tấn (xem Bảng 1). Mũi cọc đều được đưa vào tầng cuội sỏi trên 2m.

TS. Nguyễn Hồng Sinh, Viện CN Địa kỹ thuật - Viện KHCN Xây dựng, 0912128043

322

Hầu hết các độ lún ở tải trọng thí nghiệm lớn nhất (bằng 2 lần tải trọng thiết kế) đều ở phía trên đường lún đàn hồi (0,0); (Q,

QLp EAp

); có thể nói rằng độ lún tổng trong các kết quả đã thí nghiệm còn

chưa vượt quá thành phần đàn hồi của độ lún cọc, hay nói cách khác cọc còn khả năng chịu tải lớn hơn so với dự tính của thiết kế khá nhiều. Bảng 1. Sức chịu tải thiết kế của các loại cọc đã thí nghiệm Sức chịu tải thiết kế của cọc D (mm) Năm TN Công trình

Chiều sâu cuội/ C.dài cọc D800

D1000

2002

Bà Triệu

2002

Đại C.V

300

510

2002

Thanh Trì

280

430

2003

A2 NK*

2003

C2-C4

300

2003

Hạ Đình

350

2003

172 Ng.Kh

2003

TTPN

2003

SVĐ

2003

TTXVN

2004

Kim Liên

2004

Lò Đúc

2004

NCC

2004

Thái Thịnh

D1200

D1500

300

37/39 400

(500)650

46/49 45/48

580

46/48

1100

39.5/41.5

450

550

39/41

450

550

40,5/43,5

650 280

1000

35/45 37/39

470

730

400

37/45

350

550

425

650

49/53

300

600

39/43

300

600

46/49

323

2005

Dày da

400

650

51/56

2005

Láng Hạ*

700

1000

48/51

2005

2006

Đông ngạc

2008

ĐộiCấn

2009

Dịch Vọng

350

2010

Xuân Đỉnh

350

2010

Lê Đức Thọ

2011

Q.H

280

430

1000

43/46,5

970

31,4/34

700

35/45

550

50/53 800

35/48 1060

410

560

35/37

Cả hai đường giới hạn vẽ theo hai tiêu chí nêu trên đều cách xa các độ lún ở tải trọng thí nghiệm lớn nhất, có nghĩa là sức chịu tải cực hạn của đất nền còn lớn hơn các tải trọng này (xem Hình 1)

100

200

300

400

500

Tải trọng(T) 600 700 800

0.0 2.0 4.0

Độ lún(mm)

6.0 8.0

10.0 12.0 14.0 16.0 18.0 Xuân đỉnh NCC2 A1 Mỹ đình Qu-1

Nội vụ TTPN Đ.C.V Hạ đình Qu-2

NCC1 Thanh trì Đông ngạc QL/AE

Hình 1. Quan hệ tải trọng độ lún cọc D800

324

SPT 0 20 40 60 0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60

3 CỌC ĐƯỜNG KÍNH 1000 mm (D1000) Sức chịu tải thiết kế của cọc thay đổi từ 350 tấn đến 550 tấn (xem Bảng 1). Có 2 cọc trình bày ở đây đánh dấu * (Láng hạ *) là cọc phun vữa sau (Post-Grouting), thiết kế chọn sức chịu tải là 700 tấn, tải trọng thí nghiệm lớn nhất là 1400 tấn. Mũi cọc đều được đưa vào tầng cuội sỏi trên 2 m. Tương tự như cọc D800, các độ lún ở tải trọng thí nghiệm lớn nhất (bằng 2 lần tải trọng thiết kế), kể cả cọc phun sau (chọn sức chịu tải lớn hơn nhiều so với cọc thường) đều ở phía trên đường lún đàn hồi (0,0); (Q,

QLp EAp

); có thể nói rằng độ lún tổng trong các kết quả đã thí nghiệm còn chưa vượt quá

thành phần đàn hồi của độ lún cọc, hay nói cách khác cọc còn khả năng chịu tải lớn hơn so với dự tính của thiết kế khá nhiều. Cả hai đường giới hạn vẽ theo hai tiêu chí nêu trên đều cách xa các độ lún ở tải trọng thí nghiệm lớn nhất của các cọc không phun vữa, có nghĩa là sức chịu tải cực hạn của đất nền còn lớn hơn các tải trọng này (xem Hình 2). Riêng hai cọc phun vữa sau thì gặp tiêu chí giới hạn 1 (16 mm) ở tải trọng 1400 tấn. Về các cọc phun sau này sẽ có phân tích kỹ hơn ở phần sau. Tải trọng(T)

Độ lún(mm)

0 0.0 2.0 4.0 6.0 8.0 10.0 12.0 14.0 16.0 18.0 20.0 22.0 24.0

200

400

Quốc hội Thanh trì Mỹ đình1 Kim liên Qu-2

600

800

Nội vụ 1 Đông ngạc Mỹ đình2 Láng hạ*1 QL/AE

1000

Nội vụ 2 Đội cấn Bà triệu Láng hạ*2

1200

1400 0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 Đ.C.V 55 Lò đúc 60 Hạ đình Qu-1

Hình 2. Quan hệ tải trọng độ lún cọc D1000

325

SPT 0 20 40 60

4 CỌC ĐƯỜNG KÍNH 1200 mm (D1200) Sức chịu tải thiết kế của cọc thay đổi từ 400 tấn đến 800 tấn (xem Bảng 1). Có 2 cọc trình bày ở đây đánh dấu * (Láng hạ * và A2NK*) là cọc phun vữa sau (Post-Grouting), thiết kế chọn sức chịu tải tương ứng là 1000 tấn và 1100 tấn, tải trọng thí nghiệm lớn nhất là 2000 tấn và 2200 tấn. Mũi cọc đều được đưa vào tầng cuội sỏi trên 2 m. Tương tự như cọc D1000, các độ lún ở tải trọng thí nghiệm lớn nhất (bằng 2 lần tải trọng thiết kế), kể cả cọc phun sau đều ở phía trên đường lún đàn hồi (0,0); (Q,

QLp EAp

); tức là độ lún tổng trong các

kết quả đã thí nghiệm còn chưa vượt quá thành phần đàn hồi của độ lún cọc, hay nói cách khác cọc còn khả năng chịu tải lớn hơn so với dự tính của thiết kế. Cả hai đường giới hạn vẽ theo hai tiêu chí nêu trên đều cách xa các độ lún ở tải trọng thí nghiệm lớn nhất của các cọc không phun vữa, có nghĩa là sức chịu tải cực hạn của đất nền còn lớn hơn các tải trọng này ( xem Hình 3). Riêng các cọc phun vữa sau thì gặp tiêu chí giới hạn 1 (16 mm) ở tải trọng từ 1800 tấn đến 1900 tấn. Điểm đáng chú ý ở đây là một cọc chọn sức chịu tải 800 tấn đã sát với tiêu chí 2, và sức chịu tải này đã gần bằng sức chịu tải của cọc D1500. Tải trọng(T)

Độ lún (mm)

0 0.0 2.0 4.0 6.0 8.0 10.0 12.0 14.0 16.0 18.0 20.0 22.0 24.0 26.0 28.0 30.0 32.0 34.0 36.0 38.0

200

400

600

SPT

800 1000 1200 1400 1600 1800 2000 2200

0 0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60

Quốc hội NCC Ng.Khánh Kim liên A2NK*

Xuân đỉnh Thanh trì Mỹ đình Giày da Qu-1

Đội cấn Lò đúc Bà triệu Láng hạ*1 QL/AE

TTXVN Thái thịnh Hạ đình Láng hạ*2 Qu-2

Hình 3 Quan hệ tải trọng độ lún cọc D1200

326

20 40 60

5 CỌC ĐƯỜNG KÍNH 1500 mm (D1500) Sức chịu tải thiết kế của cọc thay đổi từ 970 tấn đến 1060 tấn (xem Bảng 1). Có 2 cọc ở đường Lê Đức Thọ (ký hiệu LĐT) thiết kế chọn sức chịu tải 1060 tấn, tải trọng thí nghiệm lớn nhất là 2,5 lần tương đương 2650 tấn. Mũi cọc đều được đưa vào tầng cuội sỏi trên 2 m. Độ lún ở tải trọng thí nghiệm lớn nhất (kể cả 2,5 lần tải trọng thiết kế) đã tiệm cận đường lún đàn hồi (0,0); (Q,

QLp EAp

); độ lún tổng đã đạt và vượt quá thành phần đàn hồi của độ lún cọc, hay nói

cách khác trong độ lún tổng đã có thành phần không đàn hồi của đất nền. Đường giới hạn vẽ theo tiêu chí 1 đã cắt biểu đồ lún ở tải trọng từ 1800 tấn đến 2000 tấn; theo tiêu chí 2 thì các tải trọng thí nghiệm vẫn còn cách khá xa. Theo tiêu chí này thì tải trọng thí nghiệm lớn nhất chưa đạt sức chịu tải giới hạn.

Tải trọng(T)

Độ lún (mm)

300

600

SPT 0 20 40 60

900 1200 1500 1800 2100 2400 2700 0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60

0.0 2.0 4.0 6.0 8.0 10.0 12.0 14.0 16.0 18.0 20.0 22.0 24.0 26.0 28.0 Đông ngạc M5-2 Qu-1 Qu-2

Ng.Khánh LĐT-1 QL/AE

M5 LĐT-2 Qu-1

Hình 4. Quan hệ tải trọng độ lún cọc D1500 6 CỌC PHUN VỮA SAU Cọc phun vữa sau đã được dùng tại một số công trình. Vữa được phun qua các ống đặt sẵn trong cọc, qua đáy cọc có thể lên cả thân cọc. Hiệu quả của phương pháp đều được mô tả do vữa phun sau

327

làm tăng ma sát và tiếp xúc đáy cọc với lớp cuội. Tuy nhiên việc thực hư của huy động sức kháng mũi cọc chưa được nhiều phép đo làm sáng tỏ, bởi vì các thí nghiệm có đo ứng suất đều ở thân cọc; chưa có kết quả đo ở mũi cọc. Để xem xét sức chịu tải của cọc, tác giả tính lại sức chịu tải các cọc Láng Hạ* theo tiêu chuẩn Việt Nam: + Tiêu chuẩn TCXD 205: 1998 Q = (α Na Ap + (0.2Ns Ls + Cc Lc )π D ) / Fs Kết quả tính với hệ số α = 15 cho cọc khoan nhồi thể hiện trong Bảng 2. Bảng 2a. Kết quả tính sức chịu tải của cọc theo công thức Nhật Bản a) Hố khoan K3

Cọc D1000 Chiều sâu

Chiều dày

Tên lớp Tên đất

T/m2

2,53

4,0

Qs Ns

Sét pha

4,3

0,5

Cát hạt bụi

17,5

13,2

74,6

Cát mịn

17,5

219,8

Sét pha

36,2

1,2

2,38

9,0

Sét hữu cơ

46,5

10,3

1,07

34,6

Sét

47,9

1,4

1,2

5,3

Cuội sỏi đa màu

3,1

100

157,0

Tổng sức kháng ma sát bên

541,9 T

Sức chịu tải cực hạn

1719,4 T

328

Qp Na T

100

1177,5

Bảng 2b. Kết quả tính sức chịu tải của cọc theo công thức Nhật Bản b) Hố khoan K5

Cọc D1200

Lớp đất Tên đất

Chiều sâu

Chiều dày

C(T/m2) Ns

2,53

Qp Na

(T)

Sét pha

5,5

1,2

Cát hạt bụi

16,5

74,6

Cát mịn

17,5

250,6

Sét pha

39,5

5,5

2,03

42,1

Sét hữu cơ

46,2

6,7

1,07

27,0

Sét

0,8

1,2

3,6

Cuội sỏi đa màu

50,2

3,2

(T)

11,4

100

241,2

Tổng sức kháng ma sát bên

650,5 T

Sức chịu tải cực hạn

2346,1 T

100

1695,6

+ Tiêu chuẩn TCXD 195: 1997 ' Sức chịu tải cho phép Qa = (1.5N Ap + (0.15Nc Lc + 0.43Ns Ls )π D ) − Wp

Trong đó N’là chỉ số SPT của đất dưới mũi cọc khi lớn hơn 60 thì lấy bằng 60; Wp là trọng lượng cọc. Kết quả tính toán sức chịu tải cho phép theo chỉ số SPT cho trong Bảng 3.

329

Bảng 3. Kết quả tính sức chịu tải của cọc theo chỉ số SPT a) Hố khoan K3

Cọc D1000

92,63

Chiều sâu

Ns NcLc

Qp 0.43 Ns Ls T

0,45

51,1

150,5

2,16

10,3

15,45

0,785

47,9

1,4

1.47

3,1

133,3

70,65

Sức chịu tải hông

2577,1

Sức chịu tải cho phép Qa

2555,1

0,15 NcLc

Qp 0,43 Ns Ls T

0,45

Tên đất

Sét pha

4,3

0,5

Cát bụi

17,5

13,2

Cát mịn

17,5

Sét pha

36,2

1,2

Sét hữu cơ

46,5

Sét

Cuội sỏi đa màu

b) Hố khoan K5

0.15

Chiều dày

Tên lớp

100

Cọc D1200

127,74

Chiều sâu

Chiều dày

Tên lớp

Tên đất

Sét pha

5,5

0,5

Cát bụi

16,5

42,57

Cát mịn

17,5

150,5

Sét pha

39,5

5,5

9,9

Sét hữu cơ

46,2

6,7

10.05

1,1304

Sét

0,8

0,84

330

Cuội sỏi đa màu

50,2

3,2

100

137,6

Sức chịu tải hông

3185,6

Sức chịu tải cho phép Qa

3159,6

101,736

Về tên gọi sức chịu tải cực hạn hay cho phép trong hai tiêu chuẩn ta không bàn ở đây, kể cả việc chọn sức kháng ma sát và sức kháng mũi theo chỉ số SPT của tiêu chuẩn nào sát thực tế hơn. Điều đáng lưu ý là sức chịu tải dự báo theo đất nền của các cọc đều còn rất lớn so với tải trọng thí nghiệm lớn nhất. Vậy tác giả có thể suy luận rằng giả sử không tiến hành phun vữa sau thì kết quả thí nghiệm cũng chưa hẳn đã khác nhiều so với kết quả thực tế, hay nói cách khác sức chịu tải của cọc khoan nhồi cần được xem xét lại theo hướng chọn cao hơn. 6 MỘT SỐ KIẾN NGHỊ - Các tiêu chí xác định độ lún phá hoại, để từ đó tính sức chịu tải của cọc theo kết quả thí nghiệm nén tĩnh cho trong Phụ lục E tiêu chuẩn thiết kế móng cọc khác nhau rất nhiều; tiêu chí 16 mm của Liên Xô chỉ thích hợp cho cọc đóng, cọc ép; tiêu chí Davisson phù hợp hơn tiêu chí của Canadian Foundation Engineering Manual (1985) cho cọc đường kính lớn; - Tải trọng thí nghiệm lớn nhất còn nhỏ thua rất nhiều so với tải trọng giới hạn tính theo hai tiêu chí nêu trên, hay nói cách khác sức chịu tải của cọc khoan nhồi đang được chọn thấp hơn nhiều so với khả năng chịu tải thực tế theo đất nền của chúng; - Cần có các thí nghiệm phá hoại hoặc chí ít cũng đến tải trọng cực hạn dự kiến theo lý thuyết tính toán để kiểm chứng và lựa chọn sức chịu tải của cọc theo đất nền. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Báo cáo kết quả thí nghiệm nén tĩnh cọc khoan nhồi – Viện KHCN Xây dựng 2002-2011; 2. Tiêu chuẩn thiết kế móng cọc TCXD 205:1998; 3. Tiêu chuẩn thiết kế cọc khoan nhồi TCXD 195:1997.

331

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

PHƯƠNG PHÁP MỚI 3D PHÂN THỎI QUA TÂM ĐÁNH GIÁ ỔN ĐỊNH MÁI DỐC– TRƯỜNG HỢP KHỐI TRƯỢT HÌNH ELLIPSOID Phạm Hữu Sy*, Phạm Phú Vinh, Vũ Lê Minh TÓM TẮT: Giải bài toán phẳng để đánh giá ổn định mái dốc đã được K. E. Petterson đề xuất từ năm 1915, đã trãi qua một thời gian dài phát triển và hiện nay đang được sử dụng rộng rãi trên thế giới. Phương pháp này cho kết quả không chính xác vì chưa xét đến đầy đủ điều kiện biên của khối trượt. Phương pháp 3D vì xét đến điều kiện biên nên cho kết quả chính xác hơn nhưng lại rất phức tạp, vì vậy, được các nhà khoa học trên thế giới bắt đầu nghiên cứu muộn hơn đến 50 năm. Hầu hết các nhà khoa học trên thế giới đều có chung một phương pháp luận là phát triển từ phương pháp 2D, vẫn chia thỏi bằng các mặt phẳng song song nên bài toán rất phức tạp. Ở Việt Nam hiện nay chưa có ai quan tâm nghiên cứu vấn đề này. Tác giả bài báo đã nghiên cứu giải bài toán 3D bằng cách phân thỏi qua tâm để ứng dụng tích phân, cho trường hợp khối trượt hình ellipsoid- là trường hợp tổng quát, vì vậy, bài toán trở nênđơn giản mà phù hợp thực tế. TỪ KHÓA: Phương pháp 3D, ổn định mái dốc, phân thỏi qua tâm, khối trượt ellipsoid 1 ĐẶT VẤN ĐỀ Trong thực tế con ngườiphải đụng chạm rất nhiều đến việc đánh giá ổn định mái dốc, ví dụ như thiết kế đê, đập, mái dốc đường ô tô, các hố móng công trình, kiểm định các sườn dốc tự nhiên v.v…Ổn định mái dốc, sườn dốc là một vấn đề phức tạp vì nó phụ thuộc đồng thời vào nhiều yếu tố như địa hình, khí hậu,thảm thực vật, thành phần và tính chất đất đá của khu vực. Bởi vậy, đánh giá và dự báo chính xác ổn định mái dốc là bài toán không tưởng. Người ta chỉ cố gắng tiệm cận đến nó, nghĩa là đánh giá và dự báo với một độ chính xác chấp nhận được. Điều đó là dễ dàng khi giải bài toán thuận, nghĩa là tính toán thiết kế với một độ an toàn nhất định. Đối với trường hợp bài toán ngược, nghĩa là khi đã xảy ra một sự cố trượt và cần phân tích để tìm nguyên nhân thì vì không có một phương pháp tính chính xác nên khó khăn hơn. Các phần mềm chỉ được thiết lập để giải tìm mặt trượt có hệ số an toàn nhỏ nhất chứ không thể giải ngược để tính hệ số ổn định ứng với một mặt trượt định trước. Từ trước đến nay để đánh giá ổn định mái dốc trên thế giới cũng như ở Việt nam sử dụng phổ biến phương pháp trượt phẳng mà phổ biến nhất là phương pháp cung trụ tròn – coi khối trượt có dạng một phần của hình trụ tròn xoay.Thực tế khối trượt luôn có dạng hình bán cầu, hoặcellipsoid (hình 1). Điều đó có nghĩa rằng giải bài toán phẳng là không phù hợp thực tế và cho sai số lớn, tuy nhiên nó được sử dụng rộng rãi vì nó giải đơn giản và sử dụng trong thiết kế cho kết quả thiên về an toàn. Giải bài toán không gian 3 chiều khắc phục được các nhược điểm của phương pháp bài toán phẳng nhưng phức tạp hơn và cũng vì vậy, được nghiên cứu muộn hơn và cũng ít được quan tâm hơn. Hiện nay trên thế giới phương pháp 3D cũng chỉ mới phát triển ở mức nghiên cứu mà chưa đưa vào sách giáo khoa và tiêu chuẩn, quy phạm. Hầu hết các nhà khoa học trên thế giới đều nghiên cứu giải bài toán 3D trên cơ sở phát triển từ bài toán phẳng, chia thỏi theo tiết diện hình vuông nên rất phức tạp [4], [5], [7]. Để đơn giản một số tác giả giới hạn khối trượt là các hình không thực tế như khối trượt cung trụ tròn nhưng hai đầu hình côn hoặc hình cầu [6], [8]. Kết quả nghiên cứu cho thấy hệ số *

Phạm Hữu Sy, Trường Đại học Thủy lợi; phamhuusy54@gmail.com, 0913552563

332

ổn định theo phương pháp 3D lớn hơn so với phương pháp 2D từ 30% đến 50% tùy mô hình bài toán của từng tác giả.Ở Việt nam cho đến nay chưa có ai nghiên cứu giải bài toán 3D để đánh giá ổn định mái dốc. Chúng tôi đã nghiên cứu giải bài toán 3D cho trường hợp khối trượt hình bán cầu chuẩn và đã báo cáo tại Hội thảo khoa học Quốc tế tổ chức tại Huế [3]. Trong bài này chúng tôi trình bày kết quả nghiên cứu giải bài toán 3D đánh giá ổn định mái dốc cho trường hợp tổng quát hơn, tức là khối trượt hình ellipsoid bất kỳ.

Hình 1. Khối trượt hình bán ellipsoid ở mái taluy âm của đường giao thông 2 PHƯƠNG PHÁP MỚI 3D PHÂN THỎI QUA TÂM Để nghiên cứu đánh giá ổn định mái dốc bằng phương pháp 3D xét một khối trượt hình bán ellipsoidnhư hình vẽ (hình 2a). Khối trượt được giới hạn bằng các phương trình: x2 y2 z2 + + =1 a2 b2 c2

(1)

z=d

(2)

z = mx + ny + p

(3)

trong đó a, b, c, d, m, n, p là các tham số hình học của khối trượt. Để đơn giản hệ trục được bố trí như sau. Mặt nghiêng của khối trượt song song với trục oy và có hướng đổ trùng với trục ox về phía chiều âm, vì vậy n = 0 và cắt trục oz ở giá trị âm, bởi vậy phương trình của mặt nghiêng của mái dốc (3) sẽ là: z = mx − p . Đổi biến số, đặt bcx = X ; acy = Y ; abz = Z ; abc = R các phương trình trên sẽ trở thành:

X 2 + Y 2 + Z 2 = R2

(4)

Z = abd

(5)

333

am X − abp c

(6)

Bằng thủ thuật này bài toán xét ổn định mái dốc trường hợp khối trượt hình ellipsoidđã được đưa về trường hợp hình bán cầu trong hệ trục tọa độ mới OXYZ(hình 2b). Chia khối trượt thành các thỏi thẳng đứng bằng các mặt trụ có phương trình: X 2 + Y 2 = (it ) 2 và các mặt phẳng qua tâm cách đều với Y = Xtg( jk) với i và jlà các số tự nhiên, trong đó i chạy từ tâm hình cầu ra và j ngược chiều kim đồng hồ, kvà tlà những giá trị khoảng chia thỏi cố định, it ≤ R . Với cách phân chia thỏi như trên tacó các loại thỏi sau đây: 1/ Các thỏi có mặt trên trọn vẹn trong mặt phẳng ngang.

2/ Các thỏi có mặt trên nằm trọn vẹn trong mặt phẳng nghiêng a T'i ,j

Fi ,j Ti ,j

3/ Các thỏi nằm dọc theo mép bờ dốc của khối trượt có mặt trên một phần là mặt phẳng ngang, một phần là mặt nghiêng. 4/ Các thỏi nằm trên mặt phẳng nghiêng và ở biên của khối trượt.

c/a

Hình 2. Khối trượt trong không gian 3 chiều hình ellipsoid đã được đưa về dạng hình bán cầu. a/ hình chiếu đứng; b/ hình chiếu bằng

Vì khối trượt trong hệ tọa độ mới đã trở thành hình bán cầu gồm hai phần đối xứng nhau qua mặt trục OXZ, vì vậy, ta chỉ cần xét cân bằng giới hạn của một nửa khối trượt đó.

Đối với một thỏi bất kỳ trong khối trượt đều có các thông số: trọng lượng Wi, j; thể tích Vi,j; diện tích đáy thỏi Si,j; góc nghiêng của đáy thỏi so với mặt phẳng ngang αi,j; lực dính của đất ở đáy thỏi ci,j. Trọng lượng Wi , j = Vi , j × γ trong đó γ là trọng lượng riêng của đất. Trọng lực tác dụng lên thỏi đó được phân thành hai lực thành phần Ni,jvà Ti,j. Lực pháp tuyến Ni,j vuông góc với mặt trượt còn lực tiếp tuyến với mặt trượt thì có chiều hướng tâm.Đối với mỗi thỏi lực gây trượt Ti,j có chiều hướng tâm nhưng dịch chuyển của thỏi khi trượt lại theo chiều song song với mặt trục OXZ. Vì vậy, lực gây trượt Ti,j được phân tích thành hai lực thành phần: lực Ti ,' j song song với mặt trục và lực F vuông góc với mặt trục. Lực F là lực tương tác giữa các thỏi trong các lát cắt kề nhau. Do bài toán hoàn toàn đối xứng qua mặt trục, tổng lực tương tác giữa các thỏi trong các 334

lát cắt kề nhau bị triệt tiêu. Gọi góc hợp bởi mặt hướng tâm đi qua thỏi thứ i,j và mặt cắt đi qua chính thỏi đó song song với mặt trục là β. (hình 2b). Lực gây trượt đối với thỏi i,j đang xét sẽ bằng:

Ti ,' j = Ti , j cos βi , j = Wi , j sin α i , j cosβi , j

(7)

Áp lực Ni,j nhân với tanϕ thành lực chống trượt ngược chiều với lực gây trượt Ti,j cũng được phân thành 2 lực thành phần N i', j và F’. Cũng như đã lý luận ở trên, do bài toán đối xứng trục nên F’ triệt tiêu. Từ đó ta có:

N i', j = f .Wi , j cos α i , j cos β i , j

(8)

Như vậy, hệ số ổn định cho toàn bộ mái dốc đối với bài toán không gian sẽ là:

Fs =

f ∑ Wi , j cos α i , j cos β i , j + ∑ ci , j S i , j

∑W

i, j

(9)

sin α i , j cos β i , j

Tính thể tích của các thỏi: 1/ Đối với các thỏi có mặt trên trọn vẹn trong mặt phẳng ngang:

(

))

(

Vi , j = ∫∫ abd + R 2 − X 2 + Y 2 dXdY

(10)

Để thuận tiện chuyển qua tọa độ cực: X = r cosϕ ; Y = r sin ϕ ; dXdY = rdrdϕ Phương trình (10) trở thành: Vi , j =

)

∫∫ (abd +

R 2 − r 2 rdrd ϕ

(11)

Vi , j = ∫∫ R 2 − r 2 rdrdϕ + abd ∫∫ rdrdϕ D'

Vi , j =

∫∫ D'

dϕ

∫

( j −1)k

(i −1)t

k⎧ 2 Vi , j = − ⎨ R 2 − (it ) 3⎩

] − [R

[

Ký hiệu

∫

3 2

[

R − r rdr + abd 2

∫

dϕ

( j −1)k 2

∫ rdr

(i −1)t

]

[

3 ⎫ kabd 2 (it )2 − (i − 1)2 t 2 − (i − 1) t 2 2 ⎬ + 2 ⎭

k⎧ 2 R 2 − r 2 rdrdϕ = − ⎨ R 2 − (it ) 3⎩

] − [R 3 2

]

(12)

]

3 ⎫ 2 − (i − 1) t 2 2 ⎬ là Vngang. ⎭

2/ Đối với các thỏi có mặt trên nằm trọn vẹn trong mặt phẳng nghiêng: ⎡⎛ am ⎞ Vi , j = ∫∫ ⎢⎜ X − abp ⎟ + R 2 − X 2 + Y 2 c ⎠ D ⎣⎝

(

Chuyển qua tọa độ cực: 335

)⎤⎥dXdY ⎦

(13)

⎡⎛ am ⎤ ⎞ Vi , j = ∫∫ ⎢⎜ r cos ϕ − abp ⎟ + R 2 − r 2 ⎥rdrdϕ c ⎠ ⎦ D ' ⎣⎝ Vi , j =

∫∫

R 2 − r 2 rdrd ϕ +

= V ngang +

(14) it

am cos ϕd ϕ ∫ r 2 dr − abp ∫ dϕ ∫ rdr c ( j −∫1)k (i −1)t ( j −1)k (i −1)t

[

]

[

am 3 3 abpk 2 2 3 2 i t − (i − 1) t 3 [sin jk − sin ( j − 1)k ] − i t − (i − 1) t 2 3c 2

(15)

]

(16)

3/ Đối với các thỏi nằm dọc theo mép bờ dốc của khối trượt thì tùy theo diện tích, phần nào lớn hơn thì chuyển hẳn sang phần đó sử dụng công thức (12) hoặc (16) để tính. Khi các khoảng chia t và k rất nhỏ thì sai số do phép dịch chuyển thỏi này sẽ còn rất không đáng kể. 4/ Các thỏi nằm trên mặt phẳng nghiêng ở trên biên của khối trượt. Công thức tính thể tích thỏi vẫn là công thức của trường hợp 2, tức là tính theo công thức (16) nhưng miền D bây giờ được giới hạn bởi: 2

⎛ am ⎞ X − abp⎟ = R 2 , Y = Xtg[( j − 1)k ] , Y = Xtg( jk) .Có thể xử X + Y = (i − 1) t , X + Y + ⎜ ⎝ c ⎠ 2

2 2

lý như đối với các thỏi nằm trên mép mái dốc, bỏ đi những thỏi có tiết diện bị biên cắt còn lại nhỏ và tính như thỏi nguyên khi thỏi bịbiên cắt nhưng tiết diện còn lại lớn. Cũng như trường hợp trên, khi chia thỏi với k và t vô cùng bé thì số thỏi bỏ đi này rất không đáng kể, không ảnh hưởng đến kết quả tính ổn định.

Tính diện tích đáy của các thỏi:

( ) + (Z ) dXdY = ∫∫

S i , j = ∫∫ 1 + Z x' D

∫

( j −1)k

S i, j = R

' 2 y

dϕ

∫

(i −1)t

rdrdϕ X 2 +Y 2 dXdY = R∫∫ 2 2 2 R − X −Y R2 − r 2 D jk

rdr R2 − r2

2 2 =R ⎡ R 2 − (i − 1) t 2 − R 2 − (it ) ⎤ ∫ dϕ ⎢⎣ ⎥⎦ ( j −1)k

2 2 S i , j = kR⎡ R 2 − (i − 1) t 2 − R 2 − (it ) ⎤ ⎢⎣ ⎥⎦

(17)

Tính góc nghiêng của các đáy thỏi: Như trên đã nói, lực tổng quát gây chuyển động của thỏi là lực hướng tâm, cho nên góc nghiêng của các đáy thỏi so với mặt phẳng ngang là góc nghiêng theo chiều hướng tâm. Cũng chính vì thế góc nghiêng của các thỏi trong cùng một mặt trụ (it) đều như nhau. Bởi vậy, ta chỉ cần lấy đạo hàm của Z của phương trình mặt cầu (4) theoX, ta có :

2ZdZ = −2XdX ∂Z X = tgα = − 2 ∂X R − X 2 −Y 2

336

Chuyển qua tọa độ cực, viết công thức tổng quátcho thỏi thứ i ta có:

tgα i =

ri cos( jk )

(18)

R 2 − ri 2

Như đã nói ở trên, góc nghiêng của đáy các thỏi trong cùng một mặt trụ (it) bằng nhau nên ta xét góc nghiêng ngay tại mặt trục OXZ, tức là j =0, từ đó ta có :

α i = actg

(19)

R 2 − ri 2

Lưu ý là góc nghiêng của đáy thỏi là góc nghiêng của tiếp tuyến xét tại điểm giữa của đáy thỏi, vì vậy, Xi, Yivà ri là tại tâm của đáy thỏi.Thay các kết quả tính được vào công thức (9) ta sẽ tính được hệ số ổn định của mái dốc. Xét trường hợp đặc biệt khi không có mặt ngang ở phía trên của khối trượt (hình 2), trong trường hợp đó phương trình (5) bị triệt tiêu, khối trượt chỉ còn bị giới hạn bởi phương trình (4) và (6). Khi đó thể tích của các thỏi chỉ còn tính theo công thức (12) và (16) trong đó ở công thức (12) d =0: ngang i, j

Vi , j = Vi ,ngang + j

[

k⎧ 2 = − ⎨ R 2 − (it ) 3⎩

]

] − [R 3 2

] ⎫⎬

3 2 2 2

− (i − 1) t

⎭

[

am 3 3 abpk 2 2 3 2 i t − (i − 1) t 3 [sin jk − sin ( j − 1)k ] − i t − (i − 1) t 2 3c 2

]

Chúng tôi đã lập bảng tính trong EXCEL với khối trượt hình ellipsoid có kích thước các bán kính a, b, c lần lượt là 9,0; 15,0; 12,0m, góc nghiêng mái dốc 450. Khối trượt có các chỉ tiêu như sau: khối lượng thể tích tự nhiên của đất 1,85 t/m3, góc ma sát trong ϕ bằng 180, lực dính c bằng 0,20 kG/cm2. Để so sánh với phương pháp 2D, chúng tôi cũng lập bảng tính hệ số ổn định trượt phẳng trong EXCEL mặc dầu đã có các phần mềm thương mại. Lý do là vì, thứ nhất để cả hai phương pháp được xác định trong cùng điều kiện, thứ hai, vì các phần mềm lập sẵn chỉ dùng để giải bài toán thuận, nghĩa là cho tâm trượt biến thiên trong một miền xác định cùng với điều kiệnkhống chế độ sâu mặttrượt, chạy chương trình để tìm mặt trượt có hệ số ổn định nhỏ nhất chứ không cho phép kiểm toán khối trượt với một mặt trượt xác định. Kết quả hệ số ổn định theo phương pháp cung trụ tròn là 1,02; theo phương pháp đề xuất là 1,275, cao hơn phương pháp trượt phẳng 25%. 3 MỘT SỐ Ý KIẾN BÀN LUẬN 1. Phương pháp 3D đánh giá ổn định mái dốc là một tiến bộ trong lĩnh vực Địa kỹ thuật. Phương pháp này có ưu điểm hơn so với phương pháp 2D truyền thống là cho phép tính đến ảnh hưởng của điều kiện địa hình, địa chất thủy văn, tính chất đất đá của mái dốc và cơ bản nhất, cho phép tính đến ảnh hưởng của điều kiện biên của khối trượt, tức là tính hệ số ổn định cho toàn bộ mái dốc chứ không phải chỉ cho một lát cắt có chiều rộng 1 đơn vị như bài toán phẳng, vì vậy, nó phù hợp với thực tế hơn.Tuy nhiên, nó có khó khăn lớn là bài toán rất phức tạp. Cho đến nay bài toán 337

3D vẫn đang ở giai đoạn nghiên cứu mà chưa đạt đến độ hoàn chỉnh đến mức để có thể đưa vào các tiêu chuẩn xây dựng hay giáo trình giảng dạy. Ở Việt Nam chưa có ai nghiên cứu đến. 2. Khi xét đến điều kiện biên hệ số ổn định theo phương pháp 3D lớn hơn so với trường hợp tính theo phương pháp 2D. Điều đó được giải thích là do với cùng một lát cắt có chiều dày như nhau các lát cắt càng gần biên có diện tích mặt trượt càng lớn do mặt trượt càng cong và càng nghiêng so với hướng chuyển động của khối trượt. Hiệu ứng 3D này đóng vai trò lớn trong việc ứng dụng phương pháp trong thực tiễn sản xuất. Khi thiết kế các mái dốc, với cùng một hệ số an toàn cho phép tính ổn định theo phương pháp 3D cho hệ số lớn hơn, đồng nghĩa với việc phải thiết kế mái dốc hơn so với tính theo phương pháp 2D.Đó chính là trở ngại của phương pháp trong việc xâm nhập vào thực tế sản xuất vì tâm lý người thiết kế không muốn. Tuy nhiên, nhìn từ góc độ lành mạnh, khi thiết kế mái dốc tạm như mái các hố móng công trình, nơi mà sẽ được lấp dần trong thời gian thi công, nếu thiết kế theo phương pháp 3D sẽ tiết kiệm được rất nhiều. 3. Để đánh giá ổn định mái dốc bằng phương pháp 3D các nhà khoa học trên thế giới đã sử dụng cách tiếp cận như đối với phương pháp 2D, chia thỏi theo tiết diện hình vuông hoặc chữ nhật bằng hệ các mặt cắt vuông góc nhau, vì vậy, buộc phải sử dụng phương pháp sai phân trong tính toán nên khối lượng cồng kềnh mà cho kết quả không cao. Chúng tôi đã chia thỏi bằng hệ các mặt trụ tròn đồng tâm và các mặt phẳng đứng qua tâm – một thủ thuật mới cho phép tính thể tích của thỏi bằng phép tích phân đơn giản hơn mà lại cho kết qủa chính xác hơn. Ngoài ra, cũng nhờ thủ thuật toán học đưa các khối ellipsoid về dạng hình cầu mà có thể xét ổn định của các khối trượt có hình dạng ellipsoid bất kỳ phù hợp với thực tế. 4. Để minh chứng cho phương pháp mới đề xuất chúng tôi đã tính ổn định cho một mái dốc giả định cụ thể, kết quả là hệ số ổn định theo phương pháp đề xuất cao hơn hệ số tính theo bài toán phẳng 25%. Cũng như đối với kết quả nghiên cứu của các nhà khoa học khác trên thế giới, đây là kết quả tính hệ số ổn định của một mái dốc cụ thể với một mặt trượt giả định cụ thể chứ chưa phải là kết quả của bài toán cực trị vì vậy, chưa thể đánh giá mức độ tin cậy của phương pháp. Số liệu này mới chỉ nói lên rằng nó nằm trong dải kết quả của các nhà khoa học thế giới. Chúng tôi sẽ vẫn tiếp tục nghiên cứu và sau khi đạt được tương đối hoàn chỉnh và lập được phần mềm sẽ giải để tìm hệ số ổn định nhỏ nhất, khi đó mới có thể đánh giá được độ tin cậy của phương pháp.

338

TÀI LIỆU THAM KHẢO: 1. Cao Văn Chí , Trịnh Văn Cương,Cơ học Đất, NXB Xây dựng 2003, Hà Nội. 2. Phạm Hữu Sy, “Đánh giá ổn định mái dốc bằng phương pháp 3D”, Tạp chí Địa kỹ thuật (số 4), (2011), tr.40-46. 3. Phạm Hữu Sy,“Slope stability evalution by 3D analysis method with rational bars – the case of standard arc sliding mass”,Proceedings of the International workshop on Geo-Engineering for responding to climate change and sustainable development of infrastructure,(Hue Geo-Engineering 2012), pp. 139-144. 4. Ching-Chuan Huang, Cheng Chen Tsai,“New Method for 3D and Asymmetrical Slope Stability Analysis”,Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering, (October 2000), p. 917-927. 5. Gens A, Hutchison J N, Cavounidis S,“Three-dimensional analysis of slices in cohesive soils”,Geotechnique(38 -1), (1988), p. 1–23. 6. Nermeen Albataineh,Slope Stability Analysis using 2D and 3D Methods, University of Akron,(2006). 7. Mowen Xie, Zengfu Wang, Xiangyu Liu, Bo Xu,“Three-dimensional critical slip surface locating and slope stability assessment for lava lobe of Unzen volcano”,Journal of Rock Mechanics and Geotechnical Engineering,(3-1), (2011), 82—89. 8. Radoslav L. Michalowski,“Limit Analysis and Stability Charts for 3D Slope Failures”,Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering, (April 2010), p. 583-593.

339

Hội nghi Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

XÁC ĐỊNH GIÁ TRỊ GIA TĂNG ĐỘ NGHIÊNG CÔNG TRÌNH CAO DẠNG THÁP DƯỚI TÁC ĐỘNG CỦA TRỌNG LƯỢNG BẢN THÂN Nguyễn Quang Tác*, TÓM TẮT: Giá trị độ nghiêng tổng hợp của công trình cao dạng tháp là kết quả tác động của nhiều yếu tố như của áp lực gió, của bức xạ nhiệt không đều đến thân công trình, của độ lún móng không đều, của sai sót do thi công… Tuy nhiên ngoài những yếu tố đó, còn có giá trị gia tăng độ nghiêng dưới tác động của trọng lượng bản thân , nó cũng là một thành phần của giá trị độ nghiêng tổng hợp. Cho đến nay, giá trị này chưa được đề cập đến trong một nghiên cứu nào, nó cần được xác định để có những giải pháp cần thiết ngay từ khâu tính toán thiết kế cũng như trong quá trình xác định độ nghiêng khi vận hành sử dụng công trình. Trong bài báo này, trên cơ sở phân tích lý thuyết và tính toán thực nghiệm, chúng tôi sẽ đề xuất phương pháp xác định giá trị gia tăng độ nghiêng công trình cao dạng tháp dưới tác động của tải trọng bản thân công trình để góp phần hoàn thiện lý thuyết cũng như thực tiễn quan trắc độ nghiêng công trình cao dạng tháp bằng các phương pháp trắc địa. TỪ KHÓA: Xác đinh độ nghiêng, độ uốn cong công trình cao dạng tháp.

Khi xác định biến dạng đàn hồi (chuyển dịch nghiêng) của công trình dạng tháp, mô hình tính toán được áp dụng là một thanh có độ cứng thay đổi liên tục EJ(z) chịu tác dụng của một lực nén bất kỳ phân bố dọc theo trục thanh P(z) [9, 5] (hình 1 a, b), trong đó H – chiều cao của thanh, z – tọa độ tính toán, chính là khoảng cách tính từ đầu tự do của thanh (hình 1a) hoặc khoảng cách tính từ gối tựa (hình 1b) tới tiết diện đang tính. Mô hình tính toán này cho phép xác định được chuyển dịch công trình có tính đến tác động của trọng lượng bản thân và hình dạng mặt cắt ngang. Đối với những sơ đồ như vậy, hàm số cần tìm

dV = V ' . Khi đó, theo lý thuyết dz tính toán hệ thanh [11, 10] ta có liên hệ vi phân giữa các hàm số này và các thành phần nội lực F, Q, M, trong đó F – lực dọc, Q – lực cắt, M – mômen uốn được biểu thị dưới dạng sau: là độ võng (chuyển dịch) ngang V ( z ) (hình 1), và góc xoay θ =

F ' = − P( z ) ;

(1)

M = EJ ⋅θ ' = EJV '' ;

(2)

Q = (EJθ ' ) ;

(3)

Q = ( Fθ ' ) = 0 ,

(4)

trong đó E – môđun đàn hồi của vật liệu thanh. * Nguyễn Quang Tác, Trường ĐH Kiến Trúc Hà Nội, s3s_vn@yahoo.com, +84 903.400.222

340

Từ những liên hệ này ta thu được phương trình vi phân cho hàm độ võng V(z):

(EJV '' )'' − ( FV ' )' = 0 ,

(5)

Sau khi tích phân phương trình này và sử dụng điều kiện biên ta có thể thu được chuyển dịch cần tìm của trục thanh V(z) (phương trình đường đàn hồi) và tiếp tục nghiên cứu ảnh hưởng của những chuyển dịch này tới độ chính xác của những số liệu trắc địa hoặc cần phải tính đến khi tiến hành các công tác đo đạc. Để tích phân được đơn giản hơn ta sử dụng hàm ẩn số là góc xoay

θ ( z ) . Như vậy với mô hình tính toán này bậc của phương trình vi phân có thể giảm xuống và ta được:

(EJθ ' )' − Fθ = 0 ,

(6)

Trong một số trường hợp đặc biệt phương trình này cho ta nghiệm chính xác. Ví dụ như trường hợp thanh có tiết diện không đổi chịu sự tác dụng của trọng lượng bản thân nó (EJ=const, P=P0=const) và dùng phép thay thế t = ( 2 / 3)

( P0 / EJ ) z 3 ,

phương trình (6) có thể biến đổi

thành phương trình Bessel quen thuộc [10]:

2 d 2θ 1 dθ ⎡ ⎛ 1 ⎞ 1 ⎤ + ⋅ + ⎢1 − ⎜ ⎟ ⋅ ⎥ ⋅θ = 0 , dt 2 t dt ⎢⎣ ⎝ 3 ⎠ t 2 ⎦⎥

(7)

Nghiệm của phương trình này được rút gọn thành hàm số dạng bảng Bessel. Trong trường hợp tổng quát khi EJ(z) và P(z) thay đổi, bài toán quy về tích phân phương trình vi phân dưới dạng ma trận [9]: 341

uur uur X ' − AX = 0 ,

(8)

uur ⎡θ ⎤ Trong đó véc tơ X = ⎢ ⎥ , và môđun A có dạng sau: ⎣M ⎦

1/ EJ( z ) ⎤ ⎡0 A( z ) = ⎢ , 0 ⎥⎦ ⎣ F ( z)

(9)

Với điều kiện biên cho trước, sau khi tích phân (8) trên máy tính lập trình tính toán có sử dụng phương pháp Runge-Kutta và phương pháp điều chỉnh [9] ta thu được đường đàn hồi của thanh. Tích phân chính xác phương trình dạng ma trận (8) tương đối phức tạp, cho nên ta sẽ xem xét một số phương pháp giải gần đúng, vì trong trường hợp tính toán những hệ phức tạp như công trình dạng tháp cao thì không những nó sẽ được đơn giản hơn mà đôi khi chỉ dùng các phương pháp này mới giải được bài toán [12]. Một trong những phương pháp gần đúng là phương pháp chuỗi khớp đàn hồi [10], phương pháp này được diễn giải như sau. Chia tổng chiều dài thanh H ra thành n phần bằng nhau với chiều dài mỗi đoạn là l0. Đạo hàm trong phương trình (6) được thay thế cho một số điểm bằng sai phân trung tâm:

( E / l ) J (θ 2

k −1

(

− 2θ k + θ k +1 ) + E / l0 2

)( J

k +1

− J k )(θ k +1 − θ k ) − Fkθ k = 0 ;

θ k = (Vk +1 − Vk ) / l0 ,

(10)

Tương tự, ta xác định số gia độ võng đàn hồi ΔVk , tức là xem như tại tiết diện thứ k có khớp đàn hồi với độ cứng tính toán nhất định, những khớp đàn hồi đó sẽ liên kết nối giữa những mắt cứng với nhau. Tiếp đó, theo liên hệ gần đúng vừa nhận được ta xác định được quan hệ F(z), V(z). Khi đó, độ cứng của thanh thay đổi theo hàm hyperbolic (mối quan hệ đó được thể hiện trên hình 2 bằng đường nét đứt): 4 ⎛π ⎞ EJ( z ) = E ⎜ ⎟ ⎡ d 4 ( z ) − ( d − d 0 ) ⎤ ; ⎣ ⎦ ⎝ 64 ⎠ dz m/ n r ( z) = y( z) = = ( a + bz ) , 2

(11)

Trong đó a, b – hằng số đã biết, m – số chẵn, n – số lẻ (m>n), d0 – chiều dày vỏ cột tháp. Tải trọng P(z) thay đổi theo hàm bậc nhất (tuyến tính): z ⎞ ⎛ P ( z ) = P0 ⎜ 1 − ⎟ ; ⎝ H⎠

P0 =

G H

(12)

Trong đó G – trọng lượng công trình đang xét; Ebt=0,23 ⋅ 104 kg/mm2, d0=0,5m. Theo những mối quan hệ này chúng tôi đã tiến hành tính toán thực nghiệm, kết quả tính toán khi giá trị n=5 được thể hiện trên hình 4 và hình 5. Trên hình 4 biểu diễn đồ thị lực dọc F (đơn vị là 342

tấn), còn trên hình 5 (đường cong 1) – đường chuyển dịch đàn hồi cho mô hình tính toán tháp truyền hình Ostankino (hình 3) tại giá trị l0=122,5 m. Số lượng các đoạn được tính từ độ cao 50m ở phần dưới của tháp. Phương pháp chuỗi lũy thừa [9] có thể được xem là phương pháp đơn giản hơn để xây dựng đường đàn hồi khi tích phân phương trình (6)

θ ( z ) = C0 + C1 z + C2 z 2 + C3 z 3 + C4 z 4 + C5 z 5 + ...

(13)

So sánh hệ số tại cùng một bậc của z trong phương trình ta có quan hệ: C3=C5=0 , …

(14)

Tiếp theo để tính toán ta chỉ lấy 3 số hạng đầu của chuỗi (13). Khi sử dụng điều kiện biên θ ( z ) = 0, M ( H ) = EJθ ( H ) = 0, ta thu được quan hệ:

C0 = 0; C1 =

C C ; C2 = − , H 2H 2

(15)

⎡z z2 ⎤ , − 2⎥ ⎣ H 2H ⎦

(16)

(

)

Trong đó C – hằng số bất kỳ. Lúc này ta có hàm số θ ( z ) như sau:

θ ( z) = C ⎢ Hoặc

⎛

θ (ξ ) = C ⎜ ξ − ⎝

ξ2 ⎞

z . ⎟ , trong đó ξ = 2 ⎠ H

(17)

Sau khi tích phân ta thu được hàm số gần đúng cần tìm của chuyển dịch đàn hồi:

(

)

V (ξ ) = 0, 5 ⋅ f 3ξ 2 − ξ 3 ,

ở đây f=Vmax=CH/3 là độ võng lớn nhất tại giá trị z=H.

343

(18)

Kết quả tính toán các điểm của đường đàn hồi V/f theo phương pháp này được thể hiện trên hình 5 (đường cong 2). Rõ ràng rằng phương pháp này gần đúng hơn và để đánh giá chính xác hơn nữa chuyển dịch V cần lấy một số lượng lớn phần tử của chuỗi (13). Để xác định chuyển dịch công trình dạng tháp khi cho trước biến dạng (độ lệch VoZ) nào đó mô hình sẽ được sử dụng như sau: thanh có độ cứng không đổi EJcp, còn trọng lượng thanh G được đặt dưới dạng hai lực tại hai điểm: γ G và β G , trong đó ( γ + β ) = 1 (hình 6). Phương trình vi phân của trục cong theo từng đoạn có dạng [4]: EJ cp EJ cp

d2 (V1 − V0 ) = −γ GV1; dz 2

0 ≤ Z ≤ (1 − α ) H ,

d2 (V2 − V0 ) = − (γ + β ) GV2 ; dz 2

Trong đó V0(z) là hàm số cho trước; Δ - độ lệch của trục cột tháp tại giá trị Z=h1;

H – chiều cao của công trình; Vj(z) – độ võng của thanh theo từng đoạn (j=1, 2,…).

344

(1 − α ) H ≤ Z ≤ H ,

(19) (20)

Giải hệ phương trình vi phân không thuần nhất này tại điều kiện biên và điều kiện tiếp giáp nghiệm tương đối phức tạp. Bởi vậy ta đơn giản hóa sơ đồ tính toán và sơ đồ đặt lực. Ta hãy hình dung có một mô hình là thanh nhiều tầng với độ cứng EJ1cp, EJ2cp chịu tác dụng bởi hai lực

γ G , β G và chuyển dịch Δ cho trước tại độ cao h (hình 7). Khi đó phương trình vi phân độ uốn cong theo từng đoạn được viết dưới dạng sau: EJ1cpV1'' + γ GV1 = γ fG; EJ1cpV2 '' + ( γ + β1 ) GV2 = ( γ f + β1Δ ) G

Nếu thay K1 = γ G / EJ1cp ; K 2 =

(γ + β ) G / EJ 2cp

(21) (22)

thì tích phân của phương trình (21) và (22)

có dạng sau:

V1 ( Z ) = C1 cos K1Z + C2 sin K1Z + f ; α H ≤ Z ≤ H ; V2 ( Z ) = C3 cos K 2 Z + C4 sin K 2 Z + ( γ f + βΔ ) / ( γ + β ) ; 0 ≤ Z ≤ α H ;

(23) (24)

Để xác định hằng số tích phân Ci, (i=1 ÷ 4) và f ta có các biểu thức dưới dạng điều kiện biên và điều kiện tiếp giáp nghiệm như sau: 1) V2 (0) = 0; 2)V2 ' (0) = 0;

3) V1 ( H ) = f ;

4) V2 (α H ) = V1 (α H ); 5) V2 ' (α H ) = V1' (α H )

(25)

Sau khi thay thế Vj và đạo hàm của chúng V j ' (j=1, 2) vào biểu thức (26), ta được những phương trình sau:

345

1) C3 + ( γ f + β1Δ ) / ( γ + β1 = 0 ) ;

2) C4 = 0;

3) C1 cos K1 H + C2 sin K1 H + f = f ;

4) C1cos( K1α H ) + C2 sin( K1α H ) + f = C3cos( K 2α H ) + ( γ f + β1Δ ) / ( γ + β1 ) ;

(26)

5) C1 K1 sin( K1α H ) + C2 K1cos( K1α H ) = −C3 K 2 sin( K 2α H ) Sau khi biến đổi, ta thu được các hằng số Cj (j=1, 2): C j = D j / D;

(27)

Trong đó:

D1 = f1 sin( K1 H ); D2 = − f1cos( K1H );

(28)

D = sin ⎡⎣ K1 H (1 − α ) ⎤⎦ ;

(29)

f1 = β ( Δ − f ) − ( γ f + βΔ ) cos ( K 2α H ) ,

(30)

Sau đó thay C1, C2 vừa tìm được vào biểu thức thứ 5 của hệ (26) ta được quan hệ giữa độ võng lớn nhất f và chuyển dịch Δ bất kỳ nào đó: f = K f ⋅Δ ,

(31)

Ở đây hệ số Kf được viết dưới dạng:

Kf = Trong đó

β ⎡⎣(1 + d1 ) D0 K1 + d 2 DK 2 ⎤⎦

⎡⎣ β K1 D0 + ( d1 K1 D0 − d 2 K 2 D ) ⎤⎦

;

(32)

d1 = cos( K 2α H ); d 2 = sin( K 2α H ); D0 = cos ⎡⎣ K1 H (1 − α ) ⎤⎦ .

Sau đó thay Cj, f vừa tìm được vào nghiệm V1(Z) tại giá trị Z=h ta sẽ được giá trị chuyển dịch cần tìm Δ1 của công trình trên cao độ cho trước có tính đến ảnh hưởng của trọng lượng bản thân:

Δ1 = V1 (h) = K Δ ⋅ Δ ,

(33)

Trong đó hệ số K Δ bằng:

{

}

K Δ = (1 + d1 ) β d3 + K f 1 + d3 ⎡⎣γ − (1 + d1 ) ⎤⎦ , d3 = sin ⎡⎣ K1 ( H − h ) ⎤⎦ / sin ⎡⎣ K1 H (1 − α ) ⎤⎦ Như vậy, ta có thể tính được giá trị gia tăng của chuyển dịch công trình tháp Δ Δ dưới tác động của trọng lượng bản thân theo công thức sau: Δ Δ = Δ ( K Δ − 1) .

(34)

Tiến hành tính toán với những thông số của tháp như sau [6]: H=540 m; h=385 m;

γ = 1/ 3; β = 2 / 3; G = 2, 6 ⋅104 t; Ebt = 0, 23 ⋅10 7 t/m2; d1tb=10 m; d2tb=50 m; Δ =0,5 m. Kết quả tính toán nhận được là: 346

Δ Δ = Δ (1, 271 − 1) = 0,136 m.

Theo phương pháp đánh giá gần đúng ảnh hưởng của chuyển dịch nghiêng công trình tháp dưới tác động của trọng lượng bản thân, phương trình đường đàn hồi được cho dưới dạng chuỗi lũy thừa [4]: n

V ( z ) = ∑ ak Z k 2 k ,

(35)

k =0

Trong đó ak – hệ số của chuỗi. Khảo sát 3 số hạng đầu tiên của chuỗi và hệ số ak tìm được từ điều kiện biên: V(0)=V’’(0)=0, sau khi biến đổi ta thu được phương trình dưới dạng sau:

(

)

V ( z) = f0 ξ 2 − ξ 4 / 6 ; ξ = Z / H .

(36)

Trên độ cao công trình Z=h, (ξ = ξ1 ) chuyển dịch được cho dưới dạng:

(

)

Δ = f 0 ξ12 − ξ14 / 6 .

(37)

Từ đó ta thu được chuyển dịch lớn nhất f0 khi h=385 m, H=540 m, Δ =0,5 m sẽ là: f0 =1,0965 m và theo đường cong 2 (hình 5) trên độ cao Z=h ta được giá trị gần đúng của chuyển dịch Δ1 có tính đến ảnh hưởng của trọng lượng bản thân:

Δ1 = KΔ ⋅ f 0 = 0,625 ⋅1,0965 = 0,685 m Trong trường hợp này sự gia tăng độ lệch của trục tháp Δ Δ sẽ là:

Δ Δ =0,685 m – 0,5 m =0,185 m. So sánh với phương pháp trước đó, kết quả thu được theo như phân tích trên đây nằm trong phạm vi cho phép và có thể sử dụng kết quả này để tính toán sơ bộ trong quá trình thiết kế, còn để tính toán số hiệu chỉnh cho kết quả đo đạc tọa độ trục tháp nên sử dụng công thức (34). Kết quả tính toán cho thấy với dặc điểm về hình dạng và kết cấu thì giá trị gia tăng chuyển dịch nghiêng của tháp truyền hình Ostankino dưới tác đông của trọng lượng bản thân trong kết quả nghiên cứu này là nhỏ không đáng kể, vì vậy ảnh hưởng này không được tính đến khi tính toán những số hiệu chỉnh do ảnh hưởng của các yếu tố bên ngoài tới tọa độ trục tháp. Trên đây chỉ là một cách tiếp cận để tìm lời giải cho một nội dung rất quan trọng trong trắc địa công trình khi xác định độ nghiêng các tháp cao nhưng chưa được các nhà khoa học đề cập đến, do những chuyên gia trắc địa không có kiến thức chuyên sâu nên vấn đề chưa thể giải quyết trọn vẹn, tác giả rất mong các chuyên gia trong lĩnh vực này giúp đỡ để hoàn thiện lời giải bài toán, những người làm công tác trắc địa sẽ có được đáp án tin cậy để vận dụng vào lĩnh vực chuyên môn của mình, cụ thể là hoàn thiện phương pháp xác định độ nghiêng công trình cao dạng tháp.

347

TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Nguyễn Quang Tác. “Giải tổng quát bài toán hoàn nguyên và ứng dụng để xác lập phương pháp tính số hiệu chỉnh do ảnh hưởng của nhiệt độ khi kiểm tra công trình tháp bằng trắc địa”. Tạp chí Trắc địa Bản đồ - Cục đo đạc và Bản đồ Nhà nước số 2, Hà Nội, 1991, tr. 4-12 2. Brikman G. A. “Analysis of Ostankino tower body movement under influence of the temperature factor”. Mast and towers for radio and television. Bratislava, 1981, book 2, p. 188-192. 3. How they built the world’s tallest tower. World construction, 1997, №2, p.36 – 37. 4. Клейн Г.К., Рекач В.Г., Розенблат Г.И. Руководство по решению задач строительной механики. М., Высшая школа, 1964, 292с. 5. Лящеников Б.Я., Дмитриев Л.Б., Смирнов М.Н. Методы расчета на ЭВМ конструкций и сооружений. М. Стройиздат, 1993, 368с. 6. Нгуен Куанг Так. Разработка методики расчета метеорологических факторов при строительстве и эксплуатации сооружений башенного типа. Luận án Tiến sĩ kỹ thuật, Trường Đại học Trắc địa và Bản đồ Matscơva, CH Liên bang Nga, Matscơva 1996. 7. Нгуен Куанг Так. “Общее решение редукционной задачи и его применение для учета влияния температурного фактора при геодезическом контроле башенного сооружения”. Сборник докладов ХL – ой научной конференции молодых ученных. МИИГАиК, 1985г. 8. Нгуен Куанг Так. “Учет влияния внешних факторов при определении координат ствола башни гиперболической формы”. Деп. ОНТИ. ЦНИИГАиК, 1996г., №599 – гд.96. 9. Прочность, устойчивость, колебания. Справочник под ред. Биргера И.А., Пановко Я.Г., Том I, М., машиностроение, 1968, 831с. 10. Cмирнов А.Ф. Стержневые системы. М. Стройиздат, 1981, 512с. 11. Справочник по сопротивлению материалов. Под ред. Писаренко Г.С. Киев. Наукова димка, 1975, 694с. 12. Справочник проектировщика. Динамический расчет зданий и сооружений. Под ред. Проф. Коренева Б.Г., Рабиновича И.М. Строй., 1984.

348

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

MỘT SỐ VẤN ĐỀ VỀ ĐÁNH GIÁ ĐẶC TÍNH BIẾN DẠNG CỦA ĐẤT NỀN ĐỂ DỰ BÁO ĐỘ LÚN CÔNG TRÌNH Trần Huy Tấn*, Bùi Đức Hải TÓM TẮT: Dự báo đúng độ lún của công trình là nhiệm vụ quan trọng trong lĩnh vực địa kỹ thuật, nhất là đối với những công trình xây dựng trên nền đất sét yếu có chiều dày lớn. Rất nhiều công trình khi tính toán dự báo độ lún nằm trong giới hạn cho phép của tiêu chuẩn nhưng kết quả quan trắc lún thực tế vượt xa giá trị độ lún dự báo. Mặt khác gradient cột áp trong quá trình thí nghiệm ở trong phòng thường vượt hơn so với giá trị tính được ở hiện trường. Mục đích của bài báo này trình bày một số vấn đề cần làm sáng tỏ thêm khi sử dụng kết quả thí nghiệm nén một trục không nở hông trong tính toán dự báo độ lún và biến dạng công trình.

1 MỞ ĐẦU Dự báo đúng và rõ ràng độ lún của công trình luôn đóng vai trò quan trọng trong xây dựng công trình. Điều này cũng được GS. Bength Fellenius, trong dịp giảng bài tại Hà Nội (tháng 10/2011) đề cập đến : mục đích cuối cùng trong tính toán địa kỹ thuật là dự báo chính xác độ lún của công trình. Để làm được như vậy, trong các trường hợp khác nhau các tác giả đã thiết lập những mô hình tính toán khác nhau có xét đến các yếu tố như: ảnh hưởng của công trình hiện tại, nâng đáy hố đào do dỡ tải và nén lại đất nền kèm theo độ lún lại. Để thí nghiệm nghiên cứu đặc tính biến dạng của đất, nhiều thiết bị thí nghiệm mới đã được chế tạo và sử dụng như máy nén 1 trục không nở hông (oedometer) có kết hợp đo áp lực nước lỗ rỗng, máy nén 3 trục cải tiến…Khi thí nghiệm đã cố gắng khôi phục lại lịch sử gia tải trước đó, bắt đầu từ khôi phục lại trạng thái tự nhiên của mẫu, tiếp theo dỡ tải đến trạng thái phù hợp với độ sâu đào đất từ hố đào và trạng thái cuối cùng là gia tải có xét đến trọng lượng công trình. Có thể thấy là không thể đưa mẫu đất trong thí nghiệm về trạng thái tự nhiên vì đất có “ lịch sử chất tải”, nó có “điểm nhớ” thể hiện áp lực tiền cố kết (còn gọi là độ bền liên kết cấu trúc của đất), được phản ánh trên đường cong nén lún. Khi thí nghiệm nén 1 trục không nở hông, đồng thời với biến dạng thể tích còn có cả biến dạng hình dáng (biến dạng trượt) và chúng có ảnh hưởng lẫn nhau. Để phân biệt các vùng biến dạng trong nền công trình, làm cơ sở lựa chọn sơ đồ tính toán độ lún cần xác định gía trị áp lực bắt đầu thấm trong đất. Trong bài viết này đề cập đến những vấn đề nêu trên, cần quan tâm khi tính toán dự báo độ lún.

Trần Huy Tấn, Viện CN Địa kỹ thuật - Viện KHCN Xây dựng, TS. Bùi Đức Hải, Viện KT Xây dựng

349

2 PHƯƠNG PHÁP THÍ NGHIỆM NÉN LẶP PHỤC VỤ TÍNH TOÁN NỀN MÓNG CÔNG TRÌNH CÓ TẦNG HẦM Phương pháp nghiên cứu thực nghiệm tính chất cơ học của đất nền và kết cấu chắn giữ hố đào được xác định phụ thuộc nhiều vào chiều sâu hố đào và chiều cao công trình, có nghĩa là tỷ lệ giữa trọng lượng đất lấy đi từ hố đào với trọng lượng công trình [1]. - Trong trường hợp trọng lượng đất lấy đi từ hố đào mđ bằng hoặc không vượt quá trọng lượng công trình mct (bao gồm móng, phần ngầm và phần thân), trạng thái ứng suất trong nền sẽ không khác biệt với trạng thái tự nhiên và biến dạng của đất nền sẽ không lớn. Như vậy có thể sử dụng tính chất đàn hồi của đất để tính toán độ lún và sẽ nhận được giá trị tối thiểu. Điều này liên quan đến mô đun biến dạng của đất khi dỡ tải và gia tải lại là hoàn toàn bằng nhau và chúng vào khoảng 5-10 lần lớn hơn mô đun biến dạng của đất khi gia tải tiếp. Phương án móng thích hợp trong trường hợp này là phương án móng nổi. - Trong trường hợp trọng lượng đất lấy đi mđ lớn hơn trọng lượng công trình mct , đất nền chịu dỡ tải và gia tải lại. Trong trường hợp này xác định mô đun biến dạng của đất trong khoảng tải trọng nén γ1z – γ2d, trong đó γ1và γ2 là khối lượng thể tích của đất ở dưới và trên đáy móng, z và d – độ sâu lấy mẫu đất và chiều sâu hố đào tính từ mặt đất tự nhiên. Độ lún của đất nền sẽ có giá trị tối thiểu và phương án móng đề xuất thiên về phương án móng bè. - Trong trường hợp trọng lượng đất lấy đi mđ nhỏ hơn trọng lượng công trình mct , đất nền chịu dỡ tải, gia tải lại và gia tải tiếp. Như vậy khi gia tải tiếp có thể phát triển biến dạng đàn – dẻo (không tuyến tính). Cần chọn mô hình đất nền dựa trên cơ sở lý thuyết môi trường đàn – dẻo kiểu Coulomb – Mohr, Cam clay để xây dựng chương trình tính toán. Các thông số của mô hình này được xác định theo kết quả thí nghiệm nén 1 trục và 3 trục có xét đến khoảng tải trọng gia tải (γ1z), dỡ tải và gia tải lại (γ1z – γ2d) và gia tải tiếp P > γ1d, trong đó P là áp lực trung bình dưới đáy móng công trình. Khi độ lún tính toán lớn hơn độ lún cho phép, phương án móng đề xuất là phương án móng bè – cọc. 3 PHÂN TÍCH VÀ ỨNG DỤNG ĐƯỜNG CONG NÉN LÚN TRONG DỰ BÁO ĐỘ LÚN CÔNG TRÌNH Trên Hình 1 thể hiện đường cong nén lún do Giáo sư Z.G.Tep – Martirocian thực hiện, trong đó có đặc điểm ba mô đun biến dạng: Epz – dỡ tải, E1z – nén lần 2, E2z – nén tiếp. Theo tác giả, những mô đun biến dạng này có thể xác định trên cơ sở nén lặp trong thí nghiệm nén 1 trục không nở hông (oedometer). Đầu tiên đất nền được nén đến trạng thái ban đầu bằng cách đặt áp lực σzg , sau đó dỡ tải theo từng cấp với giá trị σzg1, và tiếp theo gia tải theo từng cấp với giá trị σzp . Theo nhánh đường cong dỡ tải xác định Epz , còn theo nhánh đường cong gia tải xác định E1z và E2z . Độ lún là tổng các dịch chuyển theo tất cả các nhánh của đường cong nén lún. Đường cong trên Hình 1 thể hiện phương pháp thí nghiệm và tính toán độ lún. Khi tính toán độ lún cần lấy từ những đoạn khác nhau của đường cong thay đổi hệ số rỗng và áp lực nén để xác định mô đun biến dạng và nhận được tổng độ lún theo tất cả các nhánh của đường cong nén lún đó. 350

Hệ số rỗng e Áp lực thẳng đứng σ Hình 1. Đường cong nén lún theo Z.G. Ter- Martirosian Trong thực tế thường tiến hành thí nghiệm nén với các cấp tải trọng tăng dần và thu được đường cong một nhánh nén, thể hiện ở dạng quan hệ phụ thuộc ε – lgσ (trong đó ε – biến dạng tương đối; σ – áp lực đứng) như trên Hình 2.

Biến dạng tương đối ε

Áp lực thẳng đứng σ

Hình 2. Vẽ lại đường cong nén lún trong hệ trục bán logarit A – Đường cong nén lún thí nghiệm B – Đường cong nén lún vẽ lại Đường cong nén lún thể hiện tương đối đầy đủ thông tin về đặc tính biến dạng của đất nền. Trong những trường hợp đặc biệt, phải thực hiện những thí nghiệm phức tạp hơn (ví dụ thí nghiệm nén 3 trục), để nhận được kết quả đầy đủ hơn. So sánh các thí nghiệm cho thấy, trong cùng một khoảng ứng suất trung bình, mô đun biến dạng E0 tính được thực tế như nhau. Điều quan trọng ở đây là lựa chọn khoảng gia tải sao cho thích hợp. Để làm được như vậy cần xây dựng sơ đồ tính toán chi tiết, bao gồm tất cả các tải trọng tác động và những yếu tố ảnh hưởng khác. Gía trị mô đun biến dạng không phải là cố định mà thay đổi phụ thuộc vào khoảng cấp áp lực tác dụng ∆σ (hoặc ∆ logσ) trên đường cong quan hệ ε – σ hoặc ε – logσ. Trong thí nghiệm nén 1 trục không nở hông, đồng thời với biến dạng thể tích Sv còn phát triển cả biến dạng hình dáng Sγ (biến dạng trượt) và tổng độ lún S = Sv + Sγ. Việc tính toán dự báo độ lún nêu trong các tiêu chuẩn hiện hành chưa xét đến biến dạng trượt. Biến dạng thể tích trung bình khi nén 1 trục không nở hông, ví dụ với đất có hệ số poission ν =0,25 thì biến dạng thể tích 351

trung bình chiếm 1/3 phần độ lún, ε = 0,33 ε1, trong đó ε1 là biến dạng tương đối theo phương thẳng đứng; còn phần biến dạng trượt, thể hiện qua cường độ biến dạng: εi = 2.(I2/3)0.5= 2.ε1/3= 0,66ε1 [2]. Vấn đề này cần được nghiên cứu thêm trong tính toán dự báo độ lún. Khi xây dựng công trình phát sinh ứng suất trong đất nền làm phá hoại liên kết cấu trúc của đất và tạo nên gradient áp lực nước trong nước lỗ rỗng, dẫn đến ép thoát nước ra khỏi đất, gây ra biến dạng đất nền (cố kết). Như vậy để xem xét điều kiện phát sinh của các vùng biến dạng (do biến dạng đàn hồi, thấm, từ biến) xảy ra trong nền công trình, làm cơ sở lựa chọn sơ đồ tính toán độ lún cần xác định gía trị áp lực bắt đầu thấm trong đất σIo. Thông số này được xác định bằng cách tiến hành đồng thời hai thí nghiệm nén 1 trục không nở hông cho 2 mẫu đất giống nhau (mẫu sinh đôi), một thí nghiệm theo hệ mở, một thí nghiệm theo hệ đóng. Gía trị áp lực bắt đầu thấm σIo tương ứng với cấp tải trọng khi quan sát thấy độ lún giữa hai thí nghiệm bắt đầu có sự khác nhau. Đem so sánh giá trị này với trọng lượng công trình sẽ làm sáng tỏ vai trò chính của từng vùng biến dạng trong nền công trình. 4 CÁC GIAI ĐOẠN CỐ KẾT Thường chấp nhận quan điểm là trong quá trình nén cố kết, ngoài độ lún tức thời còn kể đến độ lún do cố kết thấm (còn gọi là cố kết thứ nhất – cố kết sơ cấp) và độ lún do cố kết từ biến (còn gọi là cố kết thứ hai – cố kết thứ cấp), trong đó độ lún do cố kết thấm thường chiếm ưu thế. Như vậy độ lún do từ biến có thể có, có thể không và tương ứng với nó, cần và không cần xét đến khi tính toán dự báo độ lún. Đánh giá đúng vai trò và giá trị từng thành phần độ lún là cần thiết để dự báo chính xác độ lún. + Giai đoạn cố kết thấm Gradient áp lực nước đóng vai trò quan trọng trong giai đoạn cố kết thấm. Những thí nghiệm nghiên cứu đặc điểm cố kết thấm và từ biến của đất yếu (bùn sét, bùn sét pha chứa hữu cơ) phụ hệ tầng Hải Hưng dưới ở Hà Nội trên máy nén 1 trục không nở hông có kết hợp đo áp lực nước lỗ rỗng cho thấy, ở các cấp áp lực nén đến 2 KG/cm2 hệ số áp lực nước lỗ rỗng ban đầu β0 đều không vượt quá giá trị lớn nhất bằng 0,22 . Ví dụ cho mẫu đất bùn sét chứa hữu cơ ở độ sâu 8,5 – 8,7 m khu vực Thành Công – Hà Nội, ở cấp áp lực nén P = 1 KG/cm2, hệ số áp lực nước lỗ rỗng ban đầu β0 = 0,215, áp lực nước lỗ rỗng ban đầu u = 0,215 KG/cm2, còn gradient áp lực nước (i) khi nước lỗ rỗng thấm từ mẫu khi thấm hai chiều (lth = 1 cm) đạt i = 215 (i = u/(lth.γw). Có thể thấy là gradient áp lực nước trong thí nghiệm nén 1 trục là lớn và lớn hơn gradien áp lực nước mà có thể xuất hiện ở hiện trường. Phụ thuộc vào chiều rộng móng, chiều dày lớp đất chịu nén, mức độ bão hòa của đất và hướng thoát nước, gradient áp lực nước ở hiện trường thường có giá trị nhỏ hơn (ví dụ ở hiện trường công trình trên, dưới độ sâu 4,8 m so với đáy móng công trình, theo H.H. Maxlov[6] gradient áp lực nước tính được i = 5). Ví dụ này cho thấy giá trị gradient áp lực nước ở hiện trường i= 5 nhỏ hơn rất nhiều giá trị tính được i= 215 trong phòng thí nghiệm. Gía trị i còn nhỏ đi khi xét đến các điểm nằm ở độ sâu lớn hơn. Vấn đề này liên quan đến việc xác định chiều dày vùng nén ép do cố kết thấm trong đất nền dưới móng công trình. Trên cơ sở đó có giải pháp thiết kế nền móng thích hợp. 352

+ Giai đoạn cố kết từ biến Hiện nay tồn tại 2 quan điểm về độ lún từ biến: - Từ biến chỉ bắt đầu sau khi kết thúc cố kết thấm (Mesri 1994); - Từ biến xảy ra đồng thời với cố kết thấm (Leroueil 1996). Sự tồn tại từ biến gây phức tạp trong dự báo cả độ lún và tốc độ lún của móng công trình. Khi xét đến lún do từ biến thường gặp khó khăn do không xác định rõ thời gian giả thiết bắt đầu xảy ra từ biến. Trong thực tế cách tiếp cận thuận tiện nhất là cộng thêm lún từ biến với đường cong quan hệ độ lún – thời gian từ lý thuyết cố kết, bắt đầu tại một trong các thời gian sau [5]: - Thời gian định trước sau khi bắt đầu gia tải; - Sau khi định trước mức độ lún cố kết; - Khi gradient của quan hệ giữa độ lún sơ cấp với log thời gian và độ lún thứ cấp với log thời gian bằng nhau. 5 XÁC ĐỊNH VÙNG BIẾN DẠNG TRONG NỀN CÔNG TRÌNH Phụ thuộc vào tương quan trạng thái ứng suất của đất do trọng lượng công trình σz , độ bền liên kết cấu trúc của đất σkt và áp lực bắt đầu thấm σIo, trong nền công trình xuất hiện những vùng biến dạng chiếm ưu thế. Khi đó có thể xảy ra những trường hợp sau [3]: a) Khi σz > σkt > σIo trong trường hợp này trong nền công trình tạo nên hai vùng biến dạng của đất. σz σ 0 σIo σkt (1)

(3) Z Hình 3: Trường hợp σIo < σkt < σz Trong vùng (1) ứng suất σz từ công trình vượt quá ứng suất bắt đầu thấm (σIo) cũng như độ bền liên kết cấu trúc của đất(σkt), xảy ra nén ép đất do cố kết thấm và cố kết từ biến. Trong vùng (3) ứng suất từ công trình (σz) nhỏ hơn độ bền liên kết cấu trúc của đất, nén ép đất sẽ xảy ra chỉ do nén đàn hồi của đất. b) Khi σz > σIo > σkt , trong trường hợp này trong nền công trình tạo nên ba vùng biến dạng.

353

0 σkt

σIo

σz

σ (1)

(2)

(3)

Hình 4. Trường hợp σkt < σIo < σz Trong vùng (1) cũng như ở trường hợp trên, đất có thể nén ép do thoát nước và từ biến. Trong vùng (2) ứng suất σz từ công trình nhỏ hơn ứng suất bắt đầu thấm σIo, nhưng lớn hơn độ bền liên kết cấu trúc của đất σkt, tạo nên vùng chỉ nén ép đất do từ biến. Trong vùng (3) ứng suất từ công trình σz nhỏ hơn độ bền liên kết cấu trúc của đất σkt, phát triển vùng nén đàn hồi của đất. c) Khi σz = σIo > σkt , trong trường hợp này hoàn toàn không có vùng (1), vùng nén ép đất do thoát nước. Vùng (2) – vùng gia tăng áp lực nước lỗ rỗng. Vùng (3) – vùng nén đàn hồi của đất. 0

σkt

σz = σIo

(2)

(3)

Z Hình 5. Trường hợp σkt < σz = σIo d) Khi σz < σkt trong trường hợp này không xảy ra nén chặt đất do vì toàn bộ tải trọng ngoài tác dụng được liên kết cấu trúc tiếp nhận và nén ép đất mang đặc tính đàn hồi. Trường hợp này thường hay gặp khi trong nền có lớp đất rắn chắc với kiểu liên kết cứng.

354

σz

σkt

(3)

Z Hình 6. Trường hợp σz < σkt Trên cơ sở xem xét các vùng biến dạng trong nền công trình nêu trên định hướng cho việc xác định sơ đồ tính toán độ lún: - Khi xét trường hợp 1 và trường hợp 2 để xác định độ lún trong vùng 1 vùng phía trên, áp dụng lý thuyết cố kết thấm và nhất thiết xét đến từ biến cốt đất. Trong trường hợp xác định độ lún cuối cùng, nên xác định chỉ số nén theo những sơ đồ thí nghiệm thoát nước. Xét đến biến dạng của vùng 3 dựa trên cơ sở xem đất nền như vật thể biến dạng đàn hồi – tuyến tính. - Trong trường hợp 2: đối với vùng 1 và 3 áp dụng sơ đồ tính toán độ lún nêu trên, đối với vùng 2 tính toán biến dạng nén của đất nên tiến hành có xét đến chỉ từ biến cốt đất, khi đó cần xác định chỉ số nén chỉ khi điều kiện không có khả năng thoát nước. - Trong trường hợp 4: cho tất cả chiều sâu nền công trình, có thể sử dụng lý thuyết vật thể biến dạng đàn hồi – tuyến tính. 6 KẾT LUẬN - Thí nghiệm nén 1 trục theo sơ đồ nén 3 giai đoạn: dỡ tải, nén lại và nén tiếp mô phỏng được trạng thái ứng suất – biến dạng của đất dưới móng công trình, đặc biệt cho trường hợp công trình có tầng hầm. Kết hợp so sánh giữa khoảng tải trọng tác dụng trên nền và đường cong nén lún là cơ sở để lựa chọn thông số biến dạng cho mô hình đất nền trong tính toán độ lún. - Cần lưu ý khi sử dụng kết quả thí nghiệm nén 1 trục không nở hông trong phòng thí nghiệm để đánh giá vùng xẩy ra biến dạng thấm dưới móng công trình. - Nên nghiên cứu làm rõ sự chênh lệch đáng kể của giá trị gradien thủy lực nhận được từ thí nghiệm trong phòng so với giá trị gradien thủy lực trong thực tế dưới móng công trình. - Nên xét đến độ lún do biến dạng hình dáng trong tính toán dự báo độ lún công trình.

355

TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. З.Г. Тер-Мартиросян, В.И. Теличенко, М.В. Королев. Проблемы механики грунтов, оснований и фундаментов при строительстве многофункциональных высотных зданий и комплексов. Научно-технический журнал МГСУ 1/2006. 2. З.Г. Тер-Мартиросян. Механики грунтов. Издательство Ассоциации строительных вузов. Москва 2005. 3. Р.Э. Дашко, А.А. Каган. Механики грунтов в инженерно – геологической практике. Издательство “Недра”, 1977. 4. Н. Н. Маслов, Ле Ба Лыонг. Некоторые новые вопросы расчета консолидации глинистых грунтов. Научно-технический и производственный журнал Основания, фундаменты и механика грунтов. Номер 6 ноябрь 1986. 5. H.G.Poulos, Foundation settlement analysis – Practice versus Reseach , 8th Spencer J.Buchanan Lecture , November 2000.

6. Ulitsky,V. M , Computation of settlement of buildings on soft soils with account of shear strains development in time. Indian Geotechnical Conference – 2010.

356

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

PHÂN TÍCH, ĐÁNH GIÁ CHẤT LƯỢNG XỬ LÝ NỀN ĐẤT YẾU THEO PHƯƠNG PHÁP CỐ KẾT HÚT CHÂN KHÔNG TẠI CÁC DỰ ÁN XÂY DỰNG TRÊN VÙNG VEN BIỂN VÀ CHÂU THỔ SÔNG HỒNG, SÔNG CỬU LONG CỦA VIỆT NAM Trần Huy Tấn*, Phạm Quyết Thắng, Trần Quốc Hoàn, Vũ Chí Cường TÓM TẮT: Phương pháp cố kết bằng hút chân không (HCK) là một trong những phương pháp mới, hiệu quả trong công tác xử lý nền đất yếu. Khác với phương pháp gia tải bằng khối đắp, HCK làm cho áp lực nước lỗ rỗng trong đất giảm dần từ trạng thái ban đầu có cùng độ lớn với áp suất chân không tác dụng. Việc giảm áp lực nước lỗ rỗng sẽ làm tăng độ cố kết của đất nền. Thông số này được xem như một tiêu chí để đánh giá chất lượng xử lý nền đất yếu. Độ cố kết chính bằng tỷ số giữa độ lún hiện tại và độ lún cuối cùng đây là đại lượng hoàn toàn chưa biết và phải dự tính. Trong bài báo này sẽ trình bày cơ sở lý thuyết tính toán kết hợp việc phân tích số liệu quan trắc áp lực nước lỗ rỗng và độ lún thực tế để phân tích đánh giá chất lượng công tác xử lý nền tại các dự án ở Việt Nam. .1 ĐẶT VẤN ĐỀ

Nền móng của các công trình xây dựng như kho chứa, bến bãi, silo, móng máy, nhà ở, đường sá, đê điều, đập chắn nước,... được xây dựng trên nền đất yếu thường đặt ra hàng loạt các vấn đề phải giải quyết như: nền có sức chịu tải thấp, độ lún lớn, mất độ ổn định trên cả diện tích rộng lớn. Nghiên cứu xử lý nền đất yếu có mục đích cuối cùng là làm tăng độ bền của đất, làm giảm tổng độ lún và độ lún lệch, rút ngắn thời gian thi công và giảm chi phí đầu tư xây dựng. Đây là một trong những vấn đề quan trọng đã và đang nhận được sự quan tâm của nhiều nhà khoa học trên thế giới, cũng như ở Việt Nam. Cho đến nay, một số phương án thường được sử dụng trong xử lý nền đất yếu như: Xử lý nền bằng gia tải trước kết hợp với trụ thoát nước thẳng đứng, cọc đất vôi và cọc đất xi măng, cọc cát xi măng, cọc đá và cọc cát đầm chặt, công nghệ xử lý nền bằng cọc nhỏ, công nghệ xử lý nền bằng hút chân không… Theo cấu trúc địa chất, hầu hết những khu vực ở đồng bằng Bắc bộ và Nam bộ trên lưu vực sông Hồng và sông Mê kông đều có phân bố các trầm tích đất yếu với chiều dày lớn. Với mục tiêu phát triển khu công nghiệp và các đô thị tại các khu vực này, nên cần thiết lựa chọn các giải pháp và công nghệ xử lý nền đất yếu thích hợp. Đặc biệt các dự án xây dựng công trình dầu khí ở ven biển và vùng châu thổ sông Hồng, sông Cửu Long đều nằm trên đất yếu.

Trần Huy Tấn*, Phạm Quyết Thắng, Viện KHCN Xây dựng, Trần Quốc Hoàn, Vũ Chí Cường, Ban TĐ Dầu Khí

357

Do đất yếu là một trong những đối tượng nghiên cứu và xử lý rất phức tạp, mỗi một phương pháp xử lý đất yếu đều có phạm vi áp dụng thích hợp; đều có những ưu điểm và nhược điểm nói riêng. Trong số đó, HCK nổi bật với khả năng gia tăng tốc độ xử lý nền, nhanh chóng đạt được yêu cầu giảm độ lún và tăng khả năng chịu tải, đảm bảo an toàn cho công trình xây dựng. 2 CÔNG NGHỆ HCK HCK là phương pháp xử lý nền bằng cách bơm hút nước ra khỏi đất nền để giảm hệ số rỗng, tăng liên kết giữa các hạt đất, nhờ đó mà giảm được độ lún và tăng sức chịu tải của nền khi xây dựng công trình. Về bản chât, quá trình HCK đã gia tải trước cho toàn bộ khối đất bằng cách giảm áp lực nước lỗ rỗng trong khi giữ nguyên ứng suất tổng. Trên thực tế, bấc thấm (PVD) hay được dùng để phân bố gia tải chân không và làm tiêu thoát nước lỗ rỗng. Trong quá trình vận hành bơm hút chân không, thường duy trì một tải trọng do bơm hút chân không bằng 70 kPa đến 80 kPa hoặc lớn hơn. Việc gia tải trước bằng chân không khác với gia tải trước bằng khối đắp là ở biến thiên của áp lực nước lỗ rỗng (ALNLR). Trong phương pháp gia tải khối đắp, ALNLR dư đầu tiên sẽ được hình thành từ trạng thái ban đầu (thường là áp suất thuỷ tĩnh) có cùng độ lớn của tải trọng đắp, rồi tiêu tan dần do nước thoát ra khỏi lỗ rỗng. Còn ở phương pháp HCK, ALNLR trong đất sẽ giảm dần từ trạng thái ban đầu (thường là áp suất thuỷ tĩnh) có cùng độ lớn với áp suất chân không tác dụng. Do vậy, đối với các công trình gia tải trước bằng phương pháp HCK, nên thường xuyên kiểm soát biến thiên ALNLR trong quá trình cố kết. Các dự án trong nước hiện nay sử dụng chủ yếu theo công nghệ thi công HCK có màng kín khí. 3 CÁC DỰ ÁN ĐIỂN HÌNH CÓ ÁP DỤNG CÔNG NGHỆ HCK TẠI VIỆT NAM Như đã biết, đặc điểm phân bố đất yếu ở nước ta chủ yếu thuộc đồng bằng châu thổ sông Hồng, sông Cửu Long và khu vực ven biển. Công trình tại khu vực này chủ yếu là các dự án xây dựng công nghiệp trong ngành Dầu khí, đáng kể nhất là [2] : khu công nghiệp Khí - Điện - Đạm Cà Mau, khu Nhà máy Nhiệt điện Long Phú - Bến Tren, Nhà máy xơ sợi Polyester Đình Vũ – TP. Hải Phòng, Nhà máy Nhiệt điện Thái Bình 2, kho chứa LPG lạnh tại Thị Vải - Bà Rịa Vũng Tàu… Bảng 1. Sơ bộ một số dự án áp dụng phương pháp HCK TT 1

Tên dự án Nhà máy Đạm Cà Mau - Xã Khánh An, Huyện U Minh, Tỉnh Cà Mau.

Mô tả dự án - Tổng diện tích mặt bằng nhà xưởng, thiết bị là 30 ha trong tổng số 59 ha, bao gồm: Phân xưởng amôniắc có công suất 1.350 tấn/ngày; Phân xưởng urê có công suất 2.385 tấn/ngày; Phân xưởng tạo hạt có công suất 2.385 tấn urê/ngày ; - Mặt bằng Nhà máy được chia thành 02 vùng lớn: Vùng 01 bao gồm 11 phân vùng nhỏ, Vùng 02 bao gồm 02 phân vùng nhỏ

Nhà máy Điện Cà Mau 1 & 2- xã

-Diện tích xây dựng nhà máy là 20,44 ha trên diện tích sử dụng đất là 52 ha. Nhà máy có công

Phương án xử lý nền 1. Vùng 01 (Z101-Z111): Xử lý nền bằng HCK, theo điều kiện: Tải trọng khai thác là 2 T/m2. Độ lún dư < 100 mm sau 10 năm sử dụng. 2. Vùng 02 (Z201-1 và Z201-2): +Vùng 201-2: Xử lý nền bằng HCK +Vùng 201-1: Xử lý nền bằng HCK kết hợp với cọc BTCT. Tải trọng khai thác là 10 T/m2, sức chịu tải nền sau khi xử lý nền đạt 15 T/m2, độ lún dư < 100 mm sau 10 năm sử dụng. Nền được thực hiện qua 02 bước: + Bước 01: Xử lý nền bằng HCK, đạt sức chịu tải nền là 10 T/m2 với tải trọng khai thác là 2 T/m2. + Bước 02: Thi công đóng và ép cọc, đạt sức chịu tải nền là 15 T/m2 và tải trọng khai thác là 10 T/m2. Diện tích xử lý nền Nhà máy là 20,01 ha, công nghệ xử lý nền bằng HCK kết hợp với gia tải trước. Yêu cầu xử lý nền đạt 100 % độ cố kết sơ cấp, độ lún dư < 100 mm sau 10 năm

358

Khánh An, huyện U Minh, tỉnh Cà Mau.

suất 750 MW, công nghệ tuabin sử dụng, bao gồm: khí chu trình hỗn hợp, cấu hình + Khu vực 1- nhà máy chính: diện tích 28.846 m2, tải trọng 02 tuabin khí + 02 lò thu hồi làm việc từ 2÷5 T/m2. nhiệt + 01 tuabin hơi, phương + Khu vực 2 - khu xử lý nước, có diện tích khoảng 12.198 pháp làm mát tuần hoàn khép m2, chịu tải làm việc từ 2÷5 T /m2. kín. + Khu vực 3 - nhà hành chính, diện tích khoảng 19.471 m2 , chịu tải làm việc từ 2 T/m2. + Khu vực 4 - khu làm mát, có diện tích khoảng 25.537 m2, chịu tải làm việc từ 2, 5, 8 và 10 T/m2. + Khu vực 5 - sân phân phối, có diện tích khoảng 18.847 m2 , chịu tải làm việc 2 T/m2. + Khu vực 6 - bồn nhiên liệu, có diện tích khoảng 19.515 m2 được xử lý cố kết bằng bấc thấm kết hợp với đắp gia tải trước, chịu tải làm việc từ 2 T/m2. Riêng bãi thải, khu vực 7 (diện tích 25.000 m2) và khu vực 8 (diện tích khoảng 51.000 m2 ) không xử lý nền. NMĐ Long Phú 1 gồm 02 tổ máy - Xử lý nền theo HCK cho toàn bộ diện tích 68,81 ha của công suất 600 MW. Nhà máy nhà máy. được chia làm hai vùng có tải - Chiều sâu xử lý nền đất yếu từ 15 đến 17 m. Yêu cầu độ cố trọng khai thác khác nhau: kết dưới tải trọng thiết kế ≥ 95 %. + Khu vực 1 - Nhà máy chính có Độ lún dư < 100 mm sau 10 năm sử dụng. diện tích 26,92 ha, phân thành 4 - Điều kiện để ngừng quá trình bơm hút chân không khi đạt vùng, trong đó vùng 1-1 có tải được một trong hai điều kiện như sau: trọng khai thác là 8 T/m2, và 5 + Tốc độ lún nhỏ hơn 2 mm/ngày trong 5 ngày liên tục hoặc + Độ cố kết đạt được dưới tải trọng thiết kế ≥ 95 % (≥ 90 % T/m2 cho vùng 1-2, 1-3 và 1-4. + Khu vực 2 - Kho than có diện dưới tải trọng thi công). tích 14,89 ha và khu vực 3 Kênh xả nước làm mát có diện tích 27,00 ha có tải trọng khai thác là 5 Tấn/m2.

Nhà máy Nhiệt điện Long Phú 1ấp Thạnh Đức và Lợi Đức, xã Long Đức, huyện Long Phú, tỉnh Sóc Trăng. Nằm bên bờ phải sông Hậu

Nhà máy xơ sợi Polyester Đình Vũ - Lô CN5.5A Khu CN Đình Vũ, phường Đông Hải 2 quận Hải An Hải Phòng

- Nhà máy có công suất 500 tấn/ngày với 2 sản phẩm chính là xơ ngắn (Polyeste Staple Fiber) và sợi nhún (Draw Textured Yarn). Công nghệ của nhà máy thiết kế theo Lurgi Zimmer GmbH (Cộng hòa Đức) và Chemtex (Hợp chủng quốc Hoa kỳ)

-Công tác xử lý nền khu vực chính của Nhà máy là HCK kết hợp gia tải. Diện tích đất là 15ha, bao gồm các phân xưởng sản xuất sợi và các hạ tầng cơ sở,..

Nhà máy Nhiệt điện Thái Bình 2 xã Mỹ Lộc Huyện Thái Thụy- tỉnh Thái Bình Kho chứa LPG lạnh tại Thị Vải - khu công nghiệp Cái mép-tỉnh Bà Rịa-Vũng tàu

- Nhà máy nhiệt điện Thái Bình 2 công suất 2x600 MW; - Khu vực gia cố đất nền là nhà máy chính có diện tích khoảng 16 ha và khu vực kho than, diện tích khoảng 20 ha

Khu vực nhà máy chính được xử lý nền bằng cắm bấc thấm PVDs kết hợp với HCK

- Công suất kho chứa 60.000 tấn LPG lạnh bao gồm: - Bồn Propane, bồn Butane. Mỗi bồn cho phép chứa 30.000 Tấn. 02 bồn cầu tăng áp, thể tích 5000 m3/ bồn. 02 cần nhập LPG lạnh và các hạng mục hạ tầng khác.

Xử lý nền theo phương pháp gia tải kết hợp với HCK

359

Toàn bộ các dự án nói trên đều xây dựng trên nền đất yếu có chiều dày lớn 15 m÷20 m; hệ số rỗng e >1,5 và độ ẩm cao. Tùy theo tải trọng khai thác, mỗi một dự án đều có yêu cầu riêng. Chất lượng nền sau xử lý bằng HCK với phần lớn các dự án nêu trên là độ cố kết cần đạt được > 90 % và độ lún dư < 100 mm ÷ 200 mm sau 10 năm sử dụng. Khi lựa chọn giải pháp xử lý nền bằng HCK, một trong những đặc điểm chung được xem xét đến trong các dự án nêu trên là: - Dự án xây dựng trên vùng đất yếu, mực nước ngầm cao; - Vị trí xây dựng gần sông, biển nên ngoài phương pháp HCK thì các phương pháp khác như đắp gia tải… tỏ ra không hiệu quả. Mặt khác trong phương pháp đắp gia tải, chính tải trọng của khối đắp gây mất ổn định cho nền trong thi công. - Đất nền có tính đồng nhất cao, hệ số thấm nhỏ, đảm bảo được việc ngăn cản dòng thấm của khu vực xung quanh vào vùng vực gia cố... 4 TÍNH TOÁN XỬ LÝ NỀN BẰNG HCK Trong tính toán thiết kế xử lý nền bằng HCK, thường đặt ra các bài toán: -Tính toán độ lún cuối cùng và độ lún tại một thời điểm cho trước. -Đánh giá tốc độ cố kết, ước định thời gian cần thiết để đạt được độ cố kết cho trước; -Tính toán độ lún dư đạt được sau một khoảng thời gian khai thác, sử dụng công trình; -Tính toán bố trí bấc thấm (khoảng cách, chiều sâu) để đạt được độ cố kết cho trước; Để giải quyết các bài toán trên, nhiều tác giả đã tiến hành các nghiên cứu lý thuyết và thực nghiệm xác định các tham số biến dạng, thoát nước cũng như tính thấm của đất. 4.1. Tính toán độ lún. Trong quá trình tính toán dự báo độ lún cố kết, một trong những thí nghiệm thường được áp dụng là thí nghiệm nén 1 truc không nở hông (Odometer). Trên cơ sở thí nghiệm nén odometer, hệ số rỗng được thể hiện qua đồ thị e = f(σ) (Hình 1) hoặc e = f(logσ) như Hình 2. Để xem xét tính toán dự báo độ lún, có thể đặt các giá trị tải trọng (ứng suất) lên đường cong nén lún và tìm được các giá trị hệ số rỗng tương ứng. Trên đường cong nén lún cho thấy độ dốc luôn thay đổi, nó phụ thuộc vào khoảng cấp áp lực tác dụng ∆σ (hoặc ∆ logσ) trên đường cong quan hệ e – σ hoặc e – logσ.

Hình 1 : Đường cong nén e = f(σ) Hình 2 : Đường cong nén e = f(logσ) Trong thí nghiệm nén 1 trục không nở hông, đồng thời với biến dạng thể tích còn có cả biến dạng hình dáng (biến dạng trượt) và chúng có ảnh hưởng lẫn nhau [4]. Khi đó tổng độ lún S = Sv + Sγ.

360

Trong đó Sv là biến dạng thể tích và Sγ là biến dạng hình dáng Sγ (biến dạng trượt). Điều này có thể thấy qua sự phụ thuộc giữa hệ số nén tương đối mv và mô đun biến dạng chung E của đất trong biểu thức (3). Do thí nghiệm 1 trục không nở hông nên biến dạng ngang σ ν ε 1 = 1 − (σ 2 + σ 3) ε 2 = ε3= 0. Từ biểu thức (1) – quan hệ ứng suất-biến dạng, E E nhận được: σ2 ν − (σ 1 + σ 3) (1) ε2= σ 1 ⎛ 2ν 2 ⎞⎟ σ 1 E E (2) = .β ε 1 = ⎜⎜1 − E ⎝ 1 − ν ⎟⎠ E σ3 ν − (σ + σ 2) ε3= E E 1 mv = β/E (3) ε1 = σ1β/E = mv. σ1 trong đó Trong đó ν là hệ số Poisson, ν = ε2/ ε1 = ε3/ ε1. Khi đó, biến dạng thể tích trung bình trong biến dạng một trục: ε = (ε1+ ε2 + ε3)/3 = ε1/ 3 = 0,33 ε1 (4) I

Biến dạng trượt ε = 2 2 = 2.ε / 3 = 0.66 ε 1 1 γ 3

(5)

Thực tế, trong tính toán dự báo độ lún đã không chỉ rõ thành phần biến dạng thể tích và biến dạng hình dáng (trượt). Tuy nhiên điều này rất quan trọng trong việc đánh giá kết quả quan trắc lún thực tế khi theo dõi sự thay đổi của áp lực nước lỗ rỗng và độ lún bề mặt quan trắc được của nền gia cố. Độ lún của nền đất gồm 3 thành phần: S = Si +Sc+Ss (6) Trong đó : - Si là độ lún ban đầu, còn được gọi là độ lún tức thời. dưới tác dụng của tải trọng, trạng thái ứng suất – biến dạng của khối đất bão hòa không thoát nước tương tự trạng thái của vật thể đàn hồi và nó có biến dạng tương đối nhỏ. - Sc là độ lún cố kết do hiện tượng thoát nước khỏi lỗ rỗng dưới tác dụng của ứng suất hữu hiệu thay đổi. - Ss là độ lún thứ cấp. Đây là độ lún theo thời gian dưới tác dụng của ứng suất hữu hiệu không đổi. 4.2. Độ lún cố kết Độ lún cố kết Sc của nền đất được tính theo phương pháp tổng các lớp phân tố với công thức sau: trong đó : n ei −ei (7) 0 1 hi là chiều dày lớp đất tính lún thứ i (trong S =∑ h c

i i =1 1+ e 0

σ ⎤ hi ⎡ i σ +σ C log + C ri log ⎥ i ⎢ c i σ pz σ ⎦⎥ i =1 1 + eo ⎣ ⎢ n

Sc = ∑

i z

i vz

i pz i vz

tính toán lấy hi ≤ 2m); e o và

(8)

là hệ số

rỗng của lớp đất thứ i ở trạng thái tự nhiên ban đầu và trạng thái cấp tải trọng đang xét;

c ci là chỉ số nén lún hay độ dốc của đoạn đường cong nén lún (biểu diễn dưới dạng e ≈ logσ) trong phạm vi σ i > σ ipz của lớp đất thứ i;

c ri là chỉ số nén lún hồi phục khi dỡ tải, hay độ dốc của đoạn

đường cong nén lún trong phạm vi áp lực tiền cố kết của lớp đất thứ i ( σ

361

i pz

);

σ vzi là áp lực do trọng lượng bản thân của các lớp đất tự nhiên nằm trên lớp đất thứ i ; σ zi là áp lực do công trình gây nên. Nếu σ zi < σ ipz − σ vzi thì dùng công thức (7) chỉ có số hạng ban đầu, tức là:

σ zi + σ vzi ⎤ hi ⎡ i C log ⎥ i ⎢ r σ ipz ⎥⎦ i =1 1 + eo ⎢ ⎣ n

Sc = ∑

(9)

Tất cả các tính toán ở trên là tính với độ lún có kết cuối cùng, trong đó xác định áp lực tiền cố kết

i pz

đóng vai trò hết sức quan trọng, vì nó ảnh hưởng đến tính toán độ lún.

Trong biểu thức 7, 8 thấy rằng độ lún cố kết phụ thuộc vào sự thay đổi của hệ số rỗng e và áp lực tự nhiên của đất và công trình gây nên. Nghiên cứu sự phụ thuộc của đường cong nén vào sự nén chặt khác nhau của đất [4], giáo sư Z.G.Tep – Martirocian đã miêu tả hệ số rỗng dưới dạng hàm phi tuyến: e(z) = e(0) - b{1-exp[-ln(exp(a0σz/d0-b0))/c0]} (10) (11) Trong đó : a0 = (1+e0-b); b0 = b/(1-e0); c0 = 1- b/(1+ e0); d0 = γs - γw a, b là các tham số Trên cơ sở của biểu thức (10), ta có thể thấy hệ số rỗng e là hàm phi tuyến phụ thuộc vào cấp tải trọng tác dụng.

4.3. Lý thuyết cố kết hướng tâm và thiết kế vật thoát nước đứng Trên cơ sở lý thuyết cố kết một chiều của Terzaghi, ⎛ ∂ 2 u 1 ∂u ⎞ ∂u ⎟= ⎜ + c h khi sử dụng các vật liệu thoát nước đứng, người ta đã ⎜ 2 r ∂r ⎟ ∂t ∂ r ⎝ ⎠ đưa ra lý thuyết cố kết hướng tâm [3]. (biểu thức 12) (1-U ) = (1-U )(1-U ) vh v h Độ cố kết được tính theo phương trình của Carillo ⎧ − 8T h ⎫ (biểu thức 13). U h = 1 − exp ⎨ ⎬ ⎩ F ⎭ Barron (1948) là người đưa ra lý thuyết thoát nước 1/ 6

hướng tâm thuần túy (13), sau đó được cải tiến bởi ⎤ ⎡ 1 ⎥ ⎢ = U v Hansbo (1979). ⎢1 + 1 ⎥ ⎣ 2 T 3v ⎦ Trong đố Ch là hệ số cố kết theo phương ngang; Uh, Uv là độ cố kết theo phương ngang và phương đứng; Th = C h t D2 Th là nhân tố thời gian theo phương ngang; F = F(n) + Fs + Fr D là đường kính ảnh hưởng của bấc thấm; n2 3n 2 − 1 F (n) = 2 ln(n) − D = 1,13L - nếu bố trí bấc thấm theo kiểu ô vuông; D n −1 4n 2 ⎛k ⎞ ⎛d ⎞ = 1,05L - nếu bố trí bấc thấm theo kiểu tam giác; L Fs = ⎜ n − 1⎟ ln ⎜ s ⎟ là khoảng cách giữa các tim bấc thấm; ⎝ ks ⎠ ⎝ dw ⎠ Fs là hiệu quả xáo động, Fr là hiệu quả do sức cản F = 2 πH 2 k n r 3 qw giếng; Fn là yếu tố xét đến khoảng cách bấc thấm. D 2( a + b ) dw là đường kính tương đương của bấc thấm; n= d = dw w π

362

(12) (13) (14) (15)

(16) (17)

(18) (19)

(20)

a+b a, b tương ứng là chiều dày và chiều rộng của bấc hoặc (21) dw = 2 thấm; 3 Vì dw thường nhỏ, do đó n thường lớn và n2 >>1, nên F (n) = ln(n) − (22) 4 có thể xác định F(n) theo công thức đơn giản (22). ds (23) H2 a là đường kính tương đương của vùng đất bị xáo C tb = v 2 ⎡ hi ⎤ động. ∑ ⎣⎢ Cvi ⎥⎦ kn là hệ số thấm của đất theo phương ngang khi chưa đóng bấc thấm; ks là hệ số thấm của đất theo phương ngang sau khi đóng bấc thấm; H là chiều dài tính toán của bấc thấm (m); hi là chiều dày lớp đất tính toán (m) 4.4. Tính lún trong giai đoạn thi công Trong thi công, mỗi giai đoạn có độ lún và độ cố kết đạt được trong nền khác nhau -Ở giai đoạn gia tải lần thứ nhất, độ lún đạt được là ∆S1 dưới tải trọng σ1 tác dụng trong thời gian t1, (24) được tính bởi công thức: ∆S1 = Sc1 x Ut1 Trong đó : Sc1 là tổng độ lún dưới tải trọng σ1; Ut1 là độ cố kết ở thời gian t1 -Ở giai đoạn gia tải lần thứ hai, độ lún đạt được là ∆S2 dưới tải trọng σ2 tác dụng trong thời gian t2, (25) được tính bởi công thức: ∆S2 = (Sc1 - ∆S1 + Sc2) x Ut2 -Ở giai đoạn gia tải lần thứ i, độ lún đạt được là ∆Si dưới tải trọng σi tác dụng trong thời gian ti, được tính bởi công thức: (26) ∆Si = (Sc1 - ∆S1 + Sc2 - ∆S2 +… + Sc(i-1) - ∆Si-1) x Uti (27) -Độ lún đạt được trong thi công là: ΣSt = ∆S1 + ∆S2 +… + ∆Si -Độ lún thứ cấp ( từ biến)

(28) Trong đó : Ss là độ lún thứ cấp; Cα là hệ số nén thứ cấp; ts là thời gian kết thúc HCK; tp là thời gian lún thứ cấp theo yêu cầu thiết kế - Độ lún dư là: Sr = Sp + Ss = (S - ΣSt) + Ss

(29)

4.5.Ví dụ tính toán: Nhà máy nhiệt điện Thái Bình 2 sử dụng công nghệ HCK, có vị trí địa lý và cấu trúc địa chất đặc trưng của vùng đồng bằng bắc bộ, với chiều dày lớp đất yếu lớn. Do vậy trong bài báo này lựa chọn Zone 1 (4ha) trên tổng số 16 ha xử lý nền của dự án Nhiệt điện Thái Bình 2 để tính toán dự báo lún trong quá trình HCK (Hình 3) [1]. Điều kiện yêu cầu của thiết kế đặt ra là: Tải trọng tác dụng trên nền trong quá trình vận hành nhà máy là 2 T/m2 và độ lún dư trong vòng 10 năm sau khi xử lý nền không vượt quá 20 cm. Cao độ thiết kế nền là +4,5m Số liệu hiện trạng khu vực xử lý và chỉ tiêu cơ lý các lớp đất nêu tại Bảng 2 và Bảng 3.

363

Bảng 2: Cao độ khu vực xử lý nền Cao độ nền (m) Zone

Hiện trang

4,41

4,27

4,36

Thiết kế

4,5

Bổ sung

0,09

0,23

0,14

C.độ

Hình 3: sơ đồ thiết kế hút chân không Bảng 3. Cấu tạo địa chất và các số liệu thí nghiệm nén trong phòng TT 1a 2a 3

5a 5b

Chiều dày

Tên lớp đất đất cát san lấp, chặt vừa đến chặt. Sét pha nâu hồng, trạng thái dẻo chảydẻo mềm. Cát mịn hoặc Cát pha màu nâu, xám nâu, trạng thái xốp. Sét pha màu xám đen, chứa tàn tích thực vật và vỏ sò hến. Trạng thái dẻo chảy - chảy. Sét pha màu nâu gụ, xám ghi, xám nâu. Trạng thái dẻo mềm. Sét pha màu xám xanh, xám nâu.

(%)

Hệ số rỗng e0

0,125

0,25

0,5

1,0

2,0

4,0

92,7

0,9

0,87

0,83

0,81

0,78

0,73

0,68

Dung trọngTN

Độ B.Hòa

(m)

(kN/m3)

4,2

1,7

18,5

Tải trọng nén (kg/cm2)/ hệ số rỗng (σi/ei)

7,7

18,5

91,0

0,9

0,81

0,80

0,77

0,73

0,68

0,62

16,8

17,5

95,5

1,1

1,01

0,98

0,95

0,89

0,82

0,71

4,3

18,2

95,4

1,0

0,80

0,77

0,74

0,99

7,0

19,3

86,9

0,7

0,55

0,54

0,52

0,49

Căn cứ vào số liệu Bảng 2 và yêu cầu của thiết kế, xác định điều kiện tải trọng tính toán như sau: -Tải trọng tác dụng trên nền trong quá trình khai thác, vận hành nhà máy bao gồm: Tải trọng vận hành 2 T/m2, tải trọng đất đắp, tải trọng đắp bù (Bảng 4); -Tải trọng trong quá trình thi công: Tải trọng đất đắp, tải trọng lớp cát đệm dày 0.5m, tải trọng do HCK (Bảng 6) -Chiều sâu cắm bấc thấm, L = 31 m Bảng 4. Tải trọng khai thác, vận hành nhà máy Trường hợp tải trọng Đơn vị Giá trị Tải trọng Ghi chú 2 Tải trọng khai thác T/m 2 2 Dung trọng của cát Cát đắp bù m 1,12 1,90 lấy γ = 1,7 T/m3 Chiều cao đất đắp m 4,2 7,14 Tổng tải trọng qE 11,04 2 Dưới tải trọng ∆σ = 11,39 T/m , liên hệ lý thuyết của mục 4, tính được độ lún cuối cùng tính Sc = 0,82m (Bảng 5) Bảng 5. Độ lún nền dưới tải trọng khai thác TT 1 2 3

Tên lớp 2a 3a

Đ.Sâu m 1,7 3,7 5,7

hi m 1,7 2 2

γ' T/m3 0,92 0,94 0,94

σ' T/m2 1,57 3,4 5,3

∆σ=I*qE T/m2 11,39 11,39 11,39

364

σ'+ ∆σ T/m2 12,955 14,835 16,715

e1i

e2i

0,86 0,77 0,75

0,75 0,70 0,69

Sci (m) 0,10 0,08 0,06

Độ lún lớp 0,10

4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21

7,7 9,4 11,4 13,4 15,4 17,4 19,4 21,4 23,4 25,4 26,2 28,2 30,2 30,5 32,5 34,5 36,5 37,5

2 1,7 2 2 2 2 2 2 2 2 0,8 2 2 0,3 2 2 2 1

0,94 0,94 0,80 0,80 0,80 0,80 0,80 0,80 0,80 0,80 0,80 0,87 0,87 0,87 1,06 1,06 1,06 1,06

7,2 8,8 10,4 12,0 13,6 15,2 16,8 18,3 19,9 21,5 22,2 23,9 25,6 25,9 28,0 30,1 32,3 33,3

11,39 11,39 11,39 11,39 11,39 11,39 11,39 11,39 11,39 11,39 11,39 11,39 11,39 11,39 11,39 11,39 11,39 11,39

18,595 20,193 21,783 23,373 24,963 26,553 28,143 29,733 31,323 32,913 33,549 35,281 37,013 37,272 39,394 41,516 43,638 44,699

0,73 0,72 0,86 0,85 0,84 0,83 0,82 0,81 0,81 0,80 0,80 0,72 0,72 0,72 0,50 0,50 0,50 0,50

0,68 0,68 0,80 0,80 0,79 0,79 0,78 0,78 0,77 0,77 0,77 0,70 0,70 0,70 0,49 0,49 0,49 0,49

0,05 0,04 0,06 0,06 0,05 0,05 0,04 0,04 0,04 0,04 0,01 0,02 0,02 0,00 0,01 0,01 0,01 0,01

0,24

0,394 0,05

0,04

Tổng độ lún Sc (m) + Si (m) =

0,82

Do điều kiện tải trọng thi công khác với điều kiện tải trọng khai thác (Bảng 6), nên độ lún cần kiểm soát trong các bước thi công. Trình tự thi công tại Zone 1: Bước1-Đắp lớp cát đệm dày 50 cm; Cắm bấc thấm; Bước 2-Lắp đặt hệ thống ống ngang hút chân không; Bước 3-Phủ màng kín khí, bơm chân không. song song là việc lắp đặt hệ thống quan trắc; Bước 4-Vận hành hệ thống hút chân không; Bước 5-Đắp cát bù; Bước 6-San gạt đến cao độ thiết kế; Bước 7-Hoàn tất công việc. Hình 4. sơ đồ thiết kế hút chân không Bảng 6. Tải trọng quá trình HCK Trường hợp tải trọng Chiều cao đất đắp Cát đệm HCK Tổng tải trọng qE

Đơn vị m m kPa T/m2

Giá trị 4,2 0,5 70,0

Tải trọng Ghi chú 7,14 0,85 Dung trọng của cát lấy γ = 1,7 T/m3 70,0 14,99 - Trong quá trình san lấp cát dày 4,2 m, độ lún đạt được là ∆St1 = 0,026m, Sc1 = 0,60m và độ cố kết Ut1 = 3,1 % (xem Bảng 7). Giá trị độ lún Sc1 được tính trên cơ sở số liệu Bảng 5 với ∆σ= 7,14 T/m2

Bảng 7. Độ lún nền dưới tải trọng khai thác Xử lý

Sc1 (m) 0,53

Si1 (m) 0

∆St1 (m) 0,020

Sr1 (m) 0,51

St1 (m) 0,020

Không xử lý

0,07

0,006

0,07

0,006

Tổng

0,60

0,00

0,026

0,57

0,026

Lớp đất

365

Ut1 (%)

3,1

-Độ lún đạt được trong quá trình cắm bấc thấm ∆St2 = 0,20 m, Sc2 = 0,0 m và độ cố kết đạt Ut2 = 27,5 % (xem Bảng 8). Bảng 8. Độ lún nền khi cắm bấc thấm Sc2 (m)

Si2 (m)

Sr1 (m)

ΣSc2 (m)

∆St2 (m)

Sr2 (m)

St2 (m)

Xử lý

0,00

0,51

0,197

0,31

0,22

Không xử lý

0,00

0,07

0,003

0,06

0,01

Tổng

0,00

0,57

0,20

0,37

0,23

Lớp đất

Ut2 (%)

27,5

-Độ lún đạt được trong quá trình san lớp cát đệm 20 ngày ∆St3 = 0,12 m, Sc3 = 0,10 m và độ cố kết đạt Ut3 = 41,6 % (Bảng 9). Giá trị độ lún Sc1 được tính trên cơ sở số liệu Bảng 5 với ∆σ= 0,85 T/m2 Bảng 9. Độ lún nền khi cắm bấc thấm Sc3 (m)

Si3 (m)

Sr2 (m)

ΣSc3 (m)

∆St3 (m)

Sr3 (m)

St3 (m)

Xử lý

0,09

0,31

0,40

0,113

0,29

0,33

Không xử lý

0,01

0,06

0,07

0,002

0,07

0,01

Tổng

0,0

0,00

0,37

0,47

0,12

0,36

0,34

Lớp đất

Ut3 (%)

41,6

-Độ lún đạt được trong quá trình HCK 81 ngày ∆St4 = 0,48 m, Sc4 = 0,52 m và độ cố kết đạt Ut4 = 99,7 % (xem Bảng 10). Giá trị độ lún Sc1 được tính trên cơ sở số liệu Bảng 5 với ∆σ= 7,0 T/m2 Bảng 10. Độ lún nền khi HCK Sc4 (m)

Si4 (m)

Sr3 (m)

ΣSc3 (m)

∆St4 (m)

Sr4 (m)

St4 (m)

Xử lý

0,52

0,29

0,81

0,472

0,34

0,80

Không xử lý

0,00

0,07

0,004

0,07

0,01

Tổng

0,52

0,00

0,36

0,88

0,48

0,40

0,816

Lớp đất

Ut4 (%)

99,7

- Độ lún đạt được sau 10 năm khai thác công trình Sr = (0,82 – 0,816) + 0,086 = 0,088 m (Bảng 11). Giá trị Sr < 20 cm. Bảng 11. Độ lún nền sau 10 năm hoàn thành HCK Hệ số nén Cc 0,12

Cα(OC)

tp (years)

ts (years)

Ss (m)

Chiều dày lớp hi (m) 1,7

0,00461

0,941

0,004

7,7

0,12

0,00516

0,863

0,021

16,8

0,18

0,00737

1,057

0,060

Tên lớp

Độ lún thứ cấp Ss =

0,086

Kết quả tính toán độ lún nêu trên, giá trị độ lún có xét đến sự thay đổi của hệ số rỗng trong nền dưới tải trọng tính toán. Kết quả độ lún cuối cùng trong Zone 1 Sc = 0,82 m; St = 0,816m; U = 99,7% và Ss = 0,086 m < 0,2 m . Đạt yêu cầu thiết kế.

366

Trong xử lý HCK, chất lượng xử lý được đánh giá qua kết quả quan trắc lún bề mặt và quan trắc sự thay đổi áp lực nước lỗ rỗng. Một trong những phương pháp hay được sử dụng đó là phương pháp Asaoka. Phương pháp này dựa trên tập hợp số S (S1, S2, …, Si, Si+1, …, Sn) trong khoảng thời gian thi công ∆t. Trên đồ thị hình 5, xây dựng đường thẳng thực nghiệm từ tập hợp các điểm Pi có tọa độ (Si, Si-1). Giao điểm của đường thẳng thực nghiệm với đường lý thuyết dạng y = x chính là độ lún cuối cùng Sult. Từ đây xác định được độ cố kết theo công thức: U = (Sult /St ) x 100 % (29) Trong đó St là tổng độ lún quan trắc trong quá trình HCK.

Độ lún ở thời điểm t, St

5 QUAN TRẮC VÀ ĐÁNH GIÁ CHẤT LƯỢNG XỬ LÝ NỀN BẰNG HCK

Hình 5. Độ lún ở thời điểm t-1, St-

Từ kết quả số liệu quan trắc trên thực tế, cho thấy tốc độ lún, tổng độ lún trong quá trình HCK là phù hợp. Tốc độ lún trong vòng 2 tuần đầu (Hình 6) chưa ổn định, đây chính là giai đoạn chạy thử chân không và thành tạo môi trường chân không (các màng kín đi vào hoạt động), tương ứng trong thời gian này, độ lún trên Hình 7 cũng có sự thay đổi theo. Tổng độ lún quan trắc được là St = 90,83 cm

Hình 6. Tốc độ lún khi HCK Hình 7. Tổng độ lún khi HCK Độ lún theo chiều sâu của nền cũng được thể hiện bởi số liêu quan trắc theo lớp tại các vị trí SS02, SS03 (Hình 8 và 10). Tại độ sâu lớn nhất 32,262 m tại vị trí SS02 và 32,538 m tại vị trí SS03 có độ lún nhỏ nhất. Theo thứ tự, trên đồ thị các đường này (độ sâu lớn) nằm trên cùng. Độ lún của các senser 1 đến 6 (độ sâu khoảng 2,6 m đến 12 m) có độ lún lớn. Giá trị này đạt khoảng 55 cm đến 70 cm, phù hợp với dạng kết quả tính toán trong Bảng 5. Tại độ sâu của senser 15 (độ sâu khoảng 30,3 m đến 30,6 m) giá trị độ lún ước đạt khoảng 3 cm. Độ sâu này nằm ngoài phạm vị chiều sâu cắm bấc thấm. Trên đồ thị cũng thấy rằng, tại thời điểm cuối giai đoạn HCK, độ lún tại các senser tương đối ổn định, đồ thị không còn độ dốc lớn.

367

Layer settlement SS02

03/18/13 03/21/13 03/24/13 03/27/13 03/30/13 04/02/13 04/05/13 04/08/13 04/11/13 04/14/13 04/17/13 04/20/13 04/23/13 04/26/13 04/29/13 05/02/13 05/05/13 05/08/13 05/11/13 05/14/13 05/17/13 05/20/13 05/23/13 05/26/13 05/29/13 06/01/13 06/04/13 06/07/13 06/10/13 06/13/13 06/16/13 06/19/13 06/22/13 06/25/13 06/28/13 07/01/13 07/04/13 07/07/13 07/10/13 07/13/13 07/16/13

Layer settlement SS03 Time (days)

sensing 1 (2.598m)

-50

sensing 3 (6.517m)

-150

sensing 4 (8.495m)

-200

sensing 5 (10.486m)

-250

sensing 6 (12.502m)

-300

sensing 7 (14.465m)

sensing 1 (2.680m)

-50

sensing 2 (4.577m)

-100

settlement (mm)

Time (days)

sensing 2 (4.672m)

-100

sensing 3 (6.598m)

-150

sensing 4 (8.560m)

-200

sensing 5 (10.559m)

-250

sensing 6 (12.570m)

-300

sensing 7 (14.527m)

-350

sensing 8 (16.508m)

sensing 10 (20.403m)

-400

sensing 9 (18.530m)

-450

sensing 11 (22.375m)

-450

sensing 10 (20.570m)

-500

sensing 12 (24.377m)

-500

sensing 11 (22.599m)

-550

sensing 13 (26.336m)

-550

sensing 12 (24.592m)

-600

sensing 14 (28.345m)

-600

sensing 13 (26.575m)

sensing 8 (16.417m)

-350

sensing 9 (18.429m)

-400

sensing 15 (30.305m)

-650 -700

sensing 14 (28.575m)

-650

sensing 16 (32.262m)

sensing 15 (30.612m)

-700

sensing 16 (32.538m)

-750

Hình 8. Lún lớp tại điểm SS02 khi HCK

Hình 9. Lún lớp tại điểm SS03 khi HCK

5.1 Phân tích số liệu quan trắc hiện trường

Với tập hợp các số liêu quan trắc lún hiện trường, xây dựng được đồ thị thực nghiệm ứng với số liệu quan trắc trung bình 3 ngày/ lần và 5 ngày/ lần (Hình 10 và 11)

Hình 10. Độ cố kết – trong bình 3 ngày Hình 11. Độ cố kết – trong bình 5 ngày Từ các đồ thị trên hình 10 vẽ được đường thẳng thực nghiệm trong hệ tọa độ độ lún Sn-1 và Sn. Phương trình có dạng y1= 0,938x +0,059 và y2= 0,886x +0,107 , kết hợp với đường thẳng y = x tìm được độ cố kết Sult = 0,956 m với trường hợp ∆t=3 ngày và Sult = 0,952 m với trường hợp ∆t=5 ngày. Trung bình, độ lún = 0,954 m (Bảng 12) Bảng 12. Độ cố kết Sult Khoảng T.Gian

Độ lún cuối cùng (m)

0.0629 = = 0.95593 1 − 0.9342

3 ngày

S ult

5 ngày

S ult =

Trung bình

0.1022 = 0.95247 1 − 0.8927 0,954 (m)

Độ cố kết (%)

0 . 927025 0 . 95593 = 96 . 98 % 0 . 927025 U = 0 . 95247 = 97 , 33 %

U =

x 100 %

97,15%

Tương tự độ lún cố kết có thể tìm được qua áp lực nước lỗ rỗng quan trắc được, theo công thức: U= 1- [(PWP – Vacc.Line)/(∑ PWP - Vacc.Line)] (30)

368

Trong đó: PWP là: áp lực nước lỗ rỗng quan trắc thực tế bằng Piezometer (kPa); Vacc.Line là: áp lực nước lỗ rỗng tạo bởi áp lực chân không (kPa); ∑ PWP là: áp lực nước lỗ rỗng tạo bởi áp lực HCK và các tải trọng khác trong quá trình HCK (kPa); Trong Hình 12 và 13 thể hiện số liệu quan trắc áp lực nước lỗ rỗng theo độ sâu 6,0m, 16,0m, 21,0m, 26.0m; Giá trị áp lực bơm trong thời gian đầu HCK cũng không ổn định, dạng kết quả trong Hình 13 tương tự giá trị trong Hình 6. Bảng 13 và Hình 14 là kết quả tính độ cố kết của nền trên cơ sở số liệu quan trắc áp lực nước lỗ rỗng tại điểm PZ03, trong đó độ cao mực nước ngầm H=2,68 m (lấy theo báo khảo sát địa chất tại hố khoan BH01) vaccum pressure zone 1

Pore water pressure PZ02 360,0

0,100

300,0

0,090

270,0

0,080

240,0

0,070

210,0

Pressure (Mpa)

Pore water pressure (kPa)

330,0

180,0 150,0 120,0 90,0 60,0 30,0

0,060 0,050 0,040 vaccum pressure

0,030 0,020

Time

0,0

0,010

-30,0

12-8961 (6m)

12-8980 (16m)

12-8986 (21m)

12-8988 (26m)

0,000 0

6 12 18 24 30 36 42 48 54 60 66 72 78 84 90 96 102 108 114 120

Time (days)

12-9007 (32.7m)

Hình 12 : Áp lực nước lỗ rỗng quan trắc tại PZ02

Hình 13 : Áp lực HCK tại zone 1

5.2 Phân tích áp lực nước lỗ rỗng tại PZ3 Bảng 13. Độ cố kết tính theo ALNLR tại PZ03 C. độ nước ngầm Ngày tháng Cát san lấp Cát đệm Áp lực chân không Ký hiệu Sensor tại PZ3 1 2 3 4 5

Sensor 1 2 3 4 5

+2,68m 17-6-13 4,2m 0,5m 86,3 kPa C.độ lắp đặt (m) -1,345 -11,345 -16,345 -21,345 -27,345 Áp lực chân không (kPa) -41,4 57,0 105,4 153,2 212,5

Độ lún (m) -0,633 -0,478 -0,317 -0,094 -0,025 PWPtổng (kPa) 126,5 224,9 273,3 321,1 380,4

Cao độ cuối (m) -1,98 -11,82 -16,66 -21,44 -27,37 PWP đo thực tế (kPa) -16,8 72,4 124,7 214,1 220,4 Trung bình U (%)

Áp lực thủy tĩnh (kPa) 46,6 145,0 193,4 241,2 300,5 Độ cố kết U (%) 85,4 90,8 88,5 63,7 95,3 82,1

Độ cố kết trung bình trong nền theo số liệu quan trắc mực nước ngầm là U = 82,1 % (Bảng 13). Giá trị độ cố kết nhận được trên cơ sở tính toán theo số liệu quan trắc áp lực nước lỗ rỗng U = 82,1 %

369

nhỏ hơn độ cố kết nhận được trong quan trắc lún mặt (Bảng 12). Số liệu quan trắc theo áp lực nước lỗ rỗng còn phụ thuộc nhiều yếu tố, đặc biệt cao độ của mực nước ngầm, tuy nhiên mực nước ngầm lại có xu hướng thay đổi trong quá trình thi công. Mặc dù còn nhiều yếu tố tác động, nhưng giá trị U = 82,1 % chúng tỏ rằng trong độ lún quan trắc được để tính Sult (Bảng 12) có bao gồm cả độ lún thể tích và độ lún do biến hình, nghĩa là kết quả quan trắc áp lực nước lỗ rỗng thể hiện sự thay đổi nước trong lỗ rỗng mà thôi. Giá trị quan trắc lún thực tế cũng lớn hơn so với kết quả dự báo lún trong thiết kế (Hình 15). Bảng 14 cho thấy rõ sự thay đổi của các chỉ tiêu cơ lý của nền đất sau khi ket thúc HCK.

Hình 14 . Áp lực nước lỗ rỗng PZ03 tại zone 1 Hình 15. Tải trọng-độ lún dự báo và quan trắc Bảng 14. các chỉ tiêu cơ lý của nền đất sau khi kết thúc HCK Cv Dung Lớp Đ.ẩm Hệ số Pc Cc Cr (10-4 Độ sâu Giai đoạn Trọng 2 đất W(%) rỗng e (kN/m ) 3 cm2/s) (kN//m ) Trước 35,70 18,5 0,9 96,00 0,2 0,02 5,6 HCK 5 m÷7 m 2a Sau HCK 31,80 19,1 0,86 169,00 0,16 0,02 1,38 Tăng (%) -11 % 3% -4 % 76 % -20 % -20 % -75 % Trước 28,5 18,5 0,9 57,00 0,2 0,02 11,6 HCK 7 m÷15 3 m Sau HCK 27,14 19,57 0,75 102,0 0,09 0,01 2,65 Tăng (%) -5 % 6% 17 % 79 % -53 % -53 % -77 % Trước 39,5 17,5 1,1 51,5 0,2 0,02 10,4 HCK 15 m÷30 4 m Sau HCK 36,05 18,32 1,0 137,5 0,19 0,02 1,73 Tăng (%) -9 % 5% -9 % 167 % -3 % -3 % -83 % 30 m÷35 5a Sau HCK 35,39 18,56 0,97 195,0 0,2 0,02 1,25 m

370

6 KẾT LUẬN

- Sự thay đổi của các tham số biến dạng, thấm…cần phải được kể đến trong dự báo độ lún của quá trình thi công xử lý nền; - Nên bố trí các điểm quan trắc lún (lún bề mặt, lún lớp) kết hợp với các điểm đo ALNLR để có đánh giá chính xác hơn về độ lún của nền và sơ bộ về định lượng biến dạng thê tích, biến dạng trượt trong nền. - Phương pháp Asaoka sử dụng kết quả quan trắc lún hiện trường để tính toán thường cho kết quả lớn hơn, đáng tin cậy hơn khi tính theo số liệu quan trắc áp lực nước lỗ rỗng; - Các kết quả quan trắc hiện trường HCK trong khoảng 2 tuần đầu thường chưa ổn định và không nên đưa vào tính toán, đánh giá chất lượng nền trong xử lý HCK; - Cần thực hiện các thí nghiệm dỡ tải để có cơ sở tính toán dự báo lún trong các trường hợp tải trọng thi công lớn hơn tải trọng khai thác (dừng bơm hút) giống Hình 15. - Cần thực hiện các thí nghiệm để xác định các hệ số cố kết ngang Ch, các tham số trong vùng xáo động khi cắm bấc thấm. - Trong xử lý nền bằng phương pháp HCK, đầu bấc thấm trong lớp cát đệm có thể bị dập gãy làm tắc đường thoát nước đứng. Cần phải có biện pháp bảo vệ đầu bấc hoặc tuân theo trình tự thi công: trải lớp cát đệm rồi mới cắm bấc thấm. - Công nghệ HCK để xử lý nền đất yếu là có hiệu quả (xem Bảng 14), đáp ứng được các tiêu chí về kinh tế, kỹ thuật, phù hợp cho việc xử lý nền đất yếu trên cả diện rộng và chiều dày lớn như các dự án thuộc vùng ven sông, biển của tập đoàn dầu khí Việt Nam. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Ban XD –PVN và Viện KHCN Xây dựng, "Tổng kết kinh nghiệm xử lý nền đất yếu và đề xuất giải pháp hiệu quả xử lý nền trong xây dựng công trình dầu khí", Hà Nội 2013. 2. Vietnam Institute for Building Science and Technology, "Report on reviewing design of soil improvement zone 1,2,3,4,5 for main power island area – Thai Binh 2 thermal power plant", Hà Nội 5/2013. 3. D.T. Bergado, J.C. Chai, M.C. Alfaro, A.S. Balasubramaniam, "Những biện pháp kỹ thuật mới cải tạo đất yếu trong xây dựng" (biên dịch), Nhà xuất bản giáo dục, 1994. 4. З.Г. Тер-Мартиросян. Механики грунтов, "Издательство Ассоциации строительных вузов". Москва ,2005. 5. H.G.Poulos, "Foundation settlement analysis – Practice versus Reseach", 8th Spencer J.Buchanan Lecture , November 2000. 6. Ulitsky,V. M, "Computation of settlement of buildings on soft soils with account of shear strains development in time", Indian Geotechnical Conference , 2010.

371

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

BƯỚC ĐẦU NGHIÊN CỨU THÔNG SỐ ĐỘNG HỌC CỦA ĐẤT NỀN HÀ NỘI BẰNG THÍ NGHIỆM BA TRỤC ĐỘNG Lê Trọng Thắng*, Nguyễn Văn Phóng TÓM TẮT: Bài báo trình bày cơ sở lý thuyết và thực nghiệm xác định các thông số động học của đất bằng thí nghiệm ba trục động; giới thiệu một số kết quả bước đầu thí nghiệm theo tải trọng động điều hoà có tần số, biên độ và sơ đồ thí nghiệm khác nhau đối với đất sét, sét pha dẻo cứng (hệ tầng Vĩnh Phúc, Thái Bình), sét dẻo chảy và cát mịn (hệ tầng Thái Bình) phân bố ở Hà Nội. Kết quả nghiên cứu bước đầu đã đưa ra những kết luận cần thiết cho lựa chọn các thông số và sơ đồ thí nghiệm phù hợp.

1 MỞ ĐẦU Nguồn gốc của tải trọng động rất đa dạng như động đất, sóng biển, tầu xe, máy công nghiệp . . . Vì vậy, khi tính toán nền móng các loại công trình như nhà cao tầng, nền đường, móng máy và các công trình ven biển đều phải kể tới tải trọng động. Để tính toán nền và móng các công trình có tải trọng động cần có các thông số động học đất nền. Các đặc trưng động học của đất thường được xác định gồm đặc trưng biến dạng động (môđun Young’s Ed, môđun trượt Gd và hệ số giảm chấn D) tương ứng với các hệ số của mô hình Kelvin – Voigt (hệ số độ cứng K, hệ số cản nhớt C) và đặc trưng độ bền động. Ngoài ra điều kiện và khả năng hoá lỏng của đất (giới hạn rão đối với mô hình Kelvin – Voigt) cũng thường được xác định, nhất là trong nghiên cứu kháng chấn. Trên thế giới đã có nhiều nghiên cứu về xác định các thông số này. Các thành quả nghiên cứu về lý thuyết, thực nghiệm, phương pháp và quy trình thí nghiệm được tìm thấy trong nhiều tài liệu chuyên môn và tiêu chuẩn liên quan. Phương pháp và thiết bị thí nghiệm được sử dụng để xác định các chỉ tiêu động học cũng rất đa dạng, bao gồm cả các phương pháp thí nghiệm hiện trường và trong phòng. Các phương pháp thí nghiệm trong phòng được sử dụng phổ biến nhất là phương pháp cột cộng hưởng (resonant-column method) và phương pháp thí nghiệm ba trục động (cyclic triaxial test) tác dụng chu kỳ. Ở nước ta, thiết bị nghiên cứu xác định các thông số động học của đất vẫn còn rất hạn chế nên các kết quả thực nghiệm được công bố không nhiều. Kết quả nghiên cứu trong bài báo này được thực hiện trên loại máy Tritech 100 của hãng Controls-Group (Italia) tại phòng thí nghiệm LAS 928 của trường Đại học Mỏ Địa chất 2 CƠ SỞ LÝ THUYẾT NGHIÊN CỨU CÁC THÔNG SỐ ĐỘNG HỌC CỦA ĐẤT BẰNG THÍ NGHIỆM BA TRỤC ĐỘNG a) Phương trình vi phân dao động cưỡng bức của hệ một bậc tự do có cản Có thể sử dụng mô hình Kelvin – Voigt (Hình 1) để nghiên cứu ứng xử động của đất. Đây là mô hình đàn hồi – nhớt, được mô phỏng từ hai phần tử nhớt và đàn hồi mắc song song. Phương trình trạng thái của mô hình có dạng như sau:

Lê Trọng Thắng, Nguyễn Văn Phóng, Trường ĐH Mỏ- Địa chất Hà Nội, letrongthangdt@yahoo.com

372

σ (t ) = E.ε (t ) + c

∂ε ( t ) ∂t

Trong đó σ(t) ứng suất tác dụng lên hệ ở thời điểm t; ε(t) là biến dạng tương đối của hệ tại thời điểmt t; c là hệ số cản nhớt tỷ lệ thuận với tốc độ biến dạng. Tuy nhiên, khi xem xét tương tác của nhiều hệ trong quá trình tác dụng chu kỳ của ngoại lực thì sử dụng các mô hình của lý thuyết dao động tuyến tính có cơ sở lý thuyết hoàn chỉnh hơn. Trong lý thuyết dao động tuyến tính, hệ cơ bản là hệ lò xo khối lượng gồm một vật nặng M được gắn với phần tử đàn hồi và phân tử nhớt (Hình 2) với giả thiết lò xo đàn hồi không có khối lượng. (Biến dạng) F(t) (Tải trọng cưỡng bức)

Hình 1. Mô hình Kelvin – Voigt

Hình 2. Hệ dao động một bậc tự do có cản

Các lực tác dụng lên M gồm: Lực cưỡng bức F(t) thay đổi theo thời gian, lực quán tính Fa, lực đàn hồi Fe và lực cản nhớt Fc tương ứng với công của các thành phần động năng, thế năng và tiêu tán. Theo định luật bảo toàn năng lượng, công do lực F(t) được bảo tồn theo biểu thức: F(t) = Fa + Fc + Fe

(1)

- Với m và U tương ứng là khối lượng và chuyển vị của vật nặng, lực quán tính được xác định theo biểu thức: ..

Fa = m.a = m. d2U/dt2 = m U .

- Lực cản nhớt, hệ số cản nhớt tỉ lệ bậc nhất với vận tốc, nên: Fc = c dU/dt = c U - Lực đàn hồi tỉ lệ bậc nhất với chuyển vị: Fe = k U Thay các biểu thức trên vào (1), ta được phương trình vi phân dao động cưỡng bức của hệ một bậc tự do có cản: ..

m U + c U + k U = F(t)

(2)

Với hệ tuyến tính, các hệ số độ cứng k và hệ số cản c là hằng số. Còn với hệ phi tuyến, các hệ số k, c là hàm số của chuyển vị hay biến dạng. Để xuất hiện các đại lượng đặc trưng cho dao động, chia hai vế của (2) cho m; gọi tần số riêng: ω2o = k/m; độ trễ δ = c/2m (s-1), ta có: ..

U + 2δ U + ω2o U = F(t)/m

(3)

Tuỳ theo đặc điểm của lực kích động F(t) và với các thông số đã biết của hệ (k,c), giải (3) ta xác định được nghiệm của hệ. b) Dao động của hệ một bậc tự do chịu kích động điều hoà Trường hợp hệ chịu kích động điều hoà: F(t) = F. Sin(ωt) thì phương trình vi phân (3) có dạng: ..

U + 2δ U + ω2o U = 373

F Sin(ωt) m

(4)

trong đó, F và ω lần lượt là biên độ và tần số góc của lực kích động điều hoà. Nghiệm tổng quát của (4) có dạng: U(t) = Ae-δt Sin(ωot + β) + U Sin(ωt + ϕ)

(5)

Số hạng thứ nhất của (5) biểu diễn thành phần dao động tự do tắt dần, đặc trưng cho dao động tự do có cản. Độ lệch Ae-δt là biên độ của dao động tự do có cản. Người ta dùng độ tắt lôga (Λ) để đặc trưng cho tính chất này: Λ = δT (với T là chu kỳ). Các giá trị ωo, β là tần số và góc lệch pha riêng của hệ. Số hạng thứ hai có tần số ω của ngoại lực, biểu diễn thành phần dao động cưỡng bức của hệ, hay dao động của hệ ở trạng thái bình ổn có góc pha ban đầu là ϕ. Đại lượng U là biên độ biến dạng ở trạng thái bình ổn, U=

Đặt V(η , D ) =

1 (1 − η 2 ) 2 + 4 D 2η 2

. 2

m.ωo

(1 − η 2 ) 2 + 4 D 2η 2

. Hàm V(η,D) biểu thị tác dụng động lực của lực kích động nên

được gọi là hàm khuếch đại. Do đó: U=

F m.ωo2

.V(η , D)

(6)

Trong đó, D là độ cản Lehr (hệ số giảm chấn), được xác định bởi hệ thức

δ c = ωo 2 mk

(7)

η là hệ số, bằng tỷ số giữa tần số của lực kích động với tần số riêng: η = ω/ωo. Góc pha ban đầu ϕ được xác định bằng biểu thức: tg(ϕ) =

− 2 Dη 1 −η 2

(8)

Trường hợp tải trọng tác dụng không điều hoà, thay hàm F(t) (được xác định tuỳ theo đặc điểm của tải trọng) vào phương trình vi phân (3) để giải ra nghiệm. c) Cơ sở phương pháp thí nghiệm ba trục động xác định các thông số động học của đất Phương pháp thí nghiệm ba trục động (cyclic triaxial test) có sơ đồ cấu tạo cũng như nguyên lý hoạt động tương tự như ba trục tĩnh, nhưng chỉ khác tải trọng dọc trục tác dụng lên mẫu đất là tải trọng động (F = F(t)). Thông thường, tải trọng thí nghiệm tác dụng lên mẫu được tạo ra là điều hoà. Một số thiết bị hiện đại còn có thể mô phỏng các tải trọng động thực tế không điều hoà (dùng tính năng Play Back mô phỏng động đất, xung lực, . . .) hoặc biến đổi theo đường ứng suất (Stress Path). Trong suốt quá trình thí nghiệm, các thông tin về tải trọng, biến dạng, thay đổi thể tích, áp lực buồng, áp lực nước lỗ rỗng được ghi lại. Để xác định thông số động học, coi lăng thể mẫu đất như hệ dao động một bậc tự do có cản bị dao động bởi lực kích động điều hoà, việc xác định thực hiện theo hai nội dung:

374

- Xác định các thông số động học của đất: Phương trình vi phân cơ bản của hệ là phương trình (4) và nghiệm là biểu thức (5). Từ các thông tin về tải trọng F(t) và biến dạng U(t) ở trạng thái bình ổn, sẽ xác định được các thông số động học của đất bằng các biểu thức (6), (7), (8). - Xác định độ bền và tính hoá lỏng của đất (độ rão): Độ bền của đất được xác định theo số chu kỳ, tần số và biên độ tải trọng gây ra biến dạng quá giới hạn hoặc tải trọng không còn duy trì được dạng điều hoà, còn trạng thái hoá lỏng của đất được xác định khi áp lực nước lỗ rỗng bằng ứng suất nén mọi phía. Các thông số động học đặc trưng cho đất cần xác định là hệ số giảm chấn D (hệ số cản Lehr) và môđun đàn hồi động Ed (hoặc môđun trượt Gd). Từ đó, các thông số đặc trưng cho mô hình mô phỏng ứng xử của đất dưới tác dụng của tải trọng động (các hệ số k, c) sẽ được xác định. Xét quá trình biến đổi ứng suất và biến dạng trong một chu kỳ, theo kết quả thí nghiệm ba trục tải trọng điều hoà, đường biểu diễn quan hệ ứng suất và biến dạng là một vòng lặp (Hình 3). Từ đồ thị này, D và Ed được xác định như sau:

D= Ed =

1 A1 4π AT

σa εa

σa

(9) Α1= Diện tích của vòng lặp (Thấu kính)

(10)

Εo

Trong đó, AT, A1 tương ứng là công có ích và công toàn phần được định nghĩa theo Hình 3.

Εd

εa

σ a là biên độ ứng suất dọc trục (Axial Stress), ε a là biên độ biến dạng dọc trục tương đối (Axial Strain). Bằng cách tương tự, môđun trượt Gd được xác định từ đồ thị biểu diễn quan hệ ứng suất cắt (τ) với biến

Hình 3. Vòng lặp ứng suất và biến dạng

dạng cắt (γ). Các giá trị D và Ed được xác định theo một chu kỳ mà dao động của hệ đạt tới trạng thái ổn định. Theo tiêu chuẩn ASTM D3999, số chu kỳ cần thực hiện là 40. 3 MỘT SỐ KẾT QUẢ NGHIÊN CỨU Thiết bị được sử dụng để nghiên cứu các thông số động học của đất là loại máy Tritech 100 được sản xuất bởi hãng Controls-Wykeham Farrance năm 2006. Đây là loại thiết bị tiên tiến, cho phép gia tải điều hoà hoặc không điều hoà (tính năng Play Back). Bước đầu, chúng tôi đã tiến hành thí nghiệm xác định các thông số động học của đất (bài toán thứ nhất) với các loại đất sét và sét pha trạng thái dẻo cứng thuộc hệ tầng Vĩnh Phúc (mẫu S1, S2) và Thái Bình (mẫu S3), sét trạng thái dẻo chảy và cát mịn thuộc hệ tầng Thái Bình đều phân bố ở Hà Nội. Các mẫu đất loại sét được thí nghiệm ở trạng thái tự nhiên hay khôi phục (theo điều kiện tự nhiên hoặc điều kiện làm việc) hoặc cả hai. Đất loại cát được thí nghiệm ở trạng thái chế bị. Nội dung thí nghiệm cho một mẫu đất bao gồm thí nghiệm các chỉ tiêu cơ lý thông thường và thí nghiệm ba trục động. Kích thước mẫu dùng cho thí nghiệm động là 70x140 mm. Các chỉ tiêu cơ lý cơ bản của các mẫu đất cho trong Bảng 1. 375

Quy trình thí nghiệm ba trục động được thực hiện theo tiêu chuẩn ASTM D3999 - 91 (Standard Test Methods for the Determination of the Modulus and Damping Properties of Soils Using the Cyclic Triaxial Apparatus). Theo đó, có hai sơ đồ thí nghiệm: - Sơ đồ A - điều khiển tải trọng: Tần số, biên độ ứng suất động được giữ không đổi trong quá trình thí nghiệm. - Sơ đồ B - điều khiển biến dạng: Khống chế tần số, biên độ biến dạng không đổi. - Các thông số thí nghiệm được xác định như sau: - Tần số của tải trọng f = 1 – 2 Hz; - Với sơ đồ thí nghiệm A, biên độ của tải trọng được xác định theo tỷ số ứng suất CSR ( Cyclic Stress Ratio), với CSR được xác định theo biểu thức: CSR =

σa 2σ 'c

với σ’c là ứng suất cố kết hiệu quả. Theo sơ đồ thí nghiệm B, biên độ của biến dạng được lấy ≤ 0,5 % (0,5 – 0,7 mm). Để xác định các thông số động học của đất cũng như các thông số của mô hình ở giai đoạn bình ổn, cần lựa chọn các thông số đầu vào (sơ đồ thí nghiệm, biên độ ứng suất, biên độ biến dạng) một cách phù hợp. Vì mô hình sử dụng để nghiên cứu là mô hình Kelvin – Voigt, nên sự phù hợp được đánh giá dựa trên phân tích số liệu của từng thí nghiệm cụ thể so với mô hình. Bảng 1. Các chỉ tiêu cơ lý cơ bản của các mẫu đất

Ký hiệu mẫu

Độ sâu (m)

Tên đất

Thành phần hạt (%)

Cát

Bụi

Sét

Độ ẩm

Khối lượng Khối thể lượng tích riêng TN

γs 3

Chỉ số dẻo

Ip 3

T/m

Độ sệt

17.0 Sét pha màu xám vàng, xám trắng, trạng thái dẻo cứng

47,2 30,2 22.6 29,3 1,89

2,70

13,9

0,33

10.5 Sét pha xám trắng, xám ghi, trạng thái dẻo cứng

50,9 31,6 17,5 23,3 2,02

2,67

11,4

0,48

5.0

29,3 19,2 51.5 31,7 1,90

2,68

20,8

0,27

10.0 Sét xám, xám đen, trạng thái dẻo chảy

26,2 39,5 34.3 39,1 1,77

2,66

20,6

0,76

84,8 14,2 1

2,65

Sét màu xám xanh, xám trắng, trạng thái dẻo cứng

Cát hạt mịn

Đối với các mẫu thí nghiệm theo sơ đồ A, tần số và biên độ tải trọng được giữ ổn định trong suốt quá trình thí nghiệm như Hình 4. Các số liệu về biến dạng của mẫu được ghi lại. Theo các kết quả thí nghiệm đã tiến hành, có hai dạng biểu đồ biến dạng tuỳ theo loại mẫu và độ lớn của tải trọng: 376

- Dạng 1: Biên độ biến dạng ( ε a ) và trị số biến dạng lớn nhất (εmax) ổn định (Hình 5). Các mẫu được thí nghiệm với tỷ số ứng suất CSR = 0,1 (với đất loại sét) và 0,2 (với cát) đều có kết quả thuộc vào dạng này, gồm các mẫu S2, S3, Y1 (trạng thái tự nhiên) và C1 (xem Hình 7, 8). - Dạng 2: Cả biên độ biến dạng và biến dạng lớn nhất đều tăng theo số chu kỳ (Hình 6). Thuộc vào dạng này là kết quả thí nghiệm mẫu Y1cc (mẫu được khôi phục trạng thái bằng cố kết trước) được thí nghiệm ở tỷ số ứng suất bằng 0,25 ( σ a = 35 kPa). (xem Hình 7, 8) Mẫu Y1Acc

Hình 4. Biến đổi ứng suất dọc trục (Axial Stress) trong thí nghiệm theo sơ đồ A

120.0

Axial Stress (kPa)

100.0 80.0 60.0 40.0 20.0 0.0 0

Time (s)

Hình 5. Biến đổi biến dạng với biên độ ổn định (sơ đồ A)

Mẫu S3 A

0.14 0.12

Axial Strain (%)

0.10 0.08 0.06 0.04 0.02 0.00 -0.02 0

-0.04

20 Time (s)

Hình 6. Biến đổi biến dạng với biên độ không ổn định (sơ đồ A) 3.00

Axial Strain (%)

2.50 2.00 1.50 1.00 0.50 0.00 0

2.50

Time (s)

Hình 7. Biến đổi biên độ biến dạng kép (kéo- nén) εD theo số chu kỳ

εD(%)

2.00 Mẫ u S3 M ẫ u S2

1.50

M ẫ u S1

1.00

M ẫ u Y1cc M ẫ u C1cc

0.50 Chu kỳ

0.00 0

377

2.50

εa(%)

Hình 8. Biến đổi biên độ biến dạng nén theo chu kỳ

2.00 M ẫ u S3

1.50

M ẫ u S2 M ẫ u S1

1.00

M ẫ u Y1cc M ẫ u C1cc

0.50 Chu k?

0.00 5

Hình 9. Sự biến đổi của Ed, D theo biến dạng tương đối

0.80

Mẫu Y1 Acc

D v E d*10 +4 (kPa)

0.70 0.60 0.50 D

0.40

E (*10+4, kPa)

0.30 0.20 0.10

ε a (%)

0.00 0.00

0.50

1.00

1.50

2.00

2.50

Theo cơ sở lý thuyết đã trình bày, mỗi vòng lặp (hysteresis loop) tương ứng với một chu kỳ sẽ xác định được một cặp giá trị Ed, D. Các giá trị này thay đổi theo số chu kỳ hay mức độ biến dạng. Khi dao động của hệ đạt tới trạng thái ổn định thì các giá trị đó không đổi. Trên Hình 9 biểu diễn sự biến đổi của Ed, D theo mức độ biến dạng đối với mẫu Y1Acc (được thí nghiệm theo sơ đồ A sau cố kết). Với mẫu này, sự ổn định của dao động chưa đạt được. Các mẫu còn lại được thí nghiệm theo sơ đồ A thường đạt tới trạng thái ổn định sau khoảng từ 20 đến 30 chu kỳ (xem Hình 10, 11). Mặt khác, sự phù hợp của kết quả thí nghiệm cũng phải được đánh giá dựa theo hình dạng và độ lệch của các vòng lặp. Khi ứng xử của đất với tải trọng động còn tuân theo mô hình Kelvin – Voigt, hình dạng của vòng lặp có dạng thấu kính (hay elip) cân đối (Hình 12), tải trọng động vượt quá giới hạn này thì vòng lặp mất cân đối (Hình 13). Do đặc điểm biến dạng của đất phần lớn là biến dạng dư, nên giữa các vòng lặp liên tiếp thường có độ lệch. Theo tiêu chuẩn ASTM D3999, độ lệch giữa hai vòng lặp liên tiếp không được vượt quá 0,2 %. Dựa trên các điều kiện này, kết quả thí nghiệm các mẫu S1 và Y1Acc với tỷ số ứng suất SR bằng 0,25 đều không thoả mãn. Hình 10. Biến đổi của Môđun E d theo số chu kỳ

30000 25000

Ed (kPa)

20000

Mẫu S3 Mẫu S2

15000

Mẫu S1 Mẫu Y1cc

10000

Mẫu C1cc

5000 Chu kỳ

0 0

378

Hình 11. Biến đổi của hệ số giảm chấn D theo số chu kỳ

0.350

Hệ số giảm chấn D

0.300 0.250 Mẫu S3

0.200

Mẫu S2 Mẫu S1

0.150

Mẫu Y1cc

0.100

Mẫu C1cc

0.050 Chu kỳ

0.000 0

Hình 12. Hình dạng các vòng lặp ứng suất - biến dạng (Mẫu C1 A) 160.0

Axial Stress (kPa)

150.0 140.0

" Các chu kỳ" N= 10

130.0

N= 20 N= 40

120.0 110.0

-0.10

100.0 0.00

-0.05

Axial Strain (%)

0.05

0.10

0.15

0.20

0.25

0.30

Hình 13. Dạng vòng lặp ứng suất - biến dạng khi vượt quá giới hạn tuyến tính (mẫu S1) 50.0 40.0 Axial Stress (kPa)

30.0 20.0

" Các chu kỳ"

10.0 -2.50

-2.00

-1.50

-1.00

N= 10

0.0 -0.50 -10.00.00

N= 20

0.50

1.00

1.50

2.00

N= 40

2.50

-20.0 -30.0 -40.0

Axial Strain (%)

Như vậy, các mẫu được thí nghiệm theo sơ đồ A với tỷ số ứng suất SR bằng 0,25 (mẫu S1 và Y1) đều không đạt khi xét theo dạng dao động, độ ổn định của dao động và vòng lặp. Theo sơ đồ B, biên độ biến dạng được khống chế không đổi với nửa chu kỳ đầu là nén và nửa chu kỳ sau là nở (Hình 14). Với các mẫu đất có biến dạng dư lớn (đất loại sét không bão hoà), sau nửa chu kỳ đầu tiên chịu nén thì biến dạng của đất không thể phục hồi. Vì vậy, tác dụng của ứng suất để duy trì biến dạng với biên độ nén - nở không đổi chủ yếu là kéo (Hình 15). Điều kiện thí nghiệm như vậy rõ ràng không phù hợp với điều kiện làm việc của đất trong thực tế (chủ yếu chịu nén). Hình 14. Biến đổi biến dạng dọc trục trong thí nghiệm theo sơ đồ B

Mẫu Y1 B

0.60

Axial Strain (%)

0.40 0.20 0.00 0

-0.20 -0.40 -0.60

Time (s)

379

Hình 15. Biến đổi ứng suất dọc trục trong thí nghiệm sơ đồ B 20.0 15.0

Axial Stress (kPa)

10.0 5.0 0.0 -5.0 0

-10.0 -15.0 -20.0 -25.0

Time (s)

Tổng hợp kết quả thí nghiệm ba trục động các mẫu đất và đánh giá được đưa ra ở Bảng 2. Bảng 2. Các thông số và kết quả thí nghiệm với tải trọng động

Ký hiệu mẫu

S1 S2

Biên độ biến dạng

Tỉ số ứng suất

Hệ số giảm chấn

Môđun động

Hệ số độ cứng

Hệ số cản

σa

εa

CSR

(Hz)

kPa

kN/m

kg/s

1,97

0.25

0,134

2900

Không phù hợp

0,1

0,10

0,180

10420

278

202

Phù hợp

7,5

0,5

0,075

0,162

1730

Không phù hợp

Tự nhiên

0,55

0,10

0,173

21048

559

276

Phù hợp

Tự nhiên

0,3

0,20

0,150

6572

183

134

Không phù hợp

Tự nhiên

0,34

0,10

0,184

5554

148

136

Phù hợp

Tự nhiên

7.5

0,5

0,075

0,148

1300

Không phù hợp

Bão hoà,

1,5

0,25

0,201

4613

134

136

Không phù hợp

0,14

0,20

0,104

26100

707

169

Phù hợp

Trạng thái thí nghiệm

Tự nhiên Bão hoà, cố kết σ’ =50 kPa

Đánh giá

Biên độ ứng suất

Tần số TN Sơ đồ TN f

kPa

cố kết σ’ =70 kPa C1

Bão hoà, cố kết σ’ =50 kPa

Ghi chú: Sự phù hợp được đánh giá trên cơ sở phân tích số liệu thực nghiệm với mô hình nghiên cứu 4 NHẬN XÉT Kết quả thí nghiệm 3 trục xác định các thông số động học cho phụ thuộc vào sơ đồ thí nghiệm, tần số, biên độ tải trọng, số chu kỳ tác dụng. Dựa trên kết quả nghiên cứu, bước đầu có một số nhận xét được đưa ra như sau: - Kết quả thí nghiệm xác định Ed, D phụ thuộc lớn vào mức độ biến dạng hay biên độ ứng suất động. Biên độ tải trọng chọn theo CSR = 0,25 với các mẫu đất S1 và Y1 (được cố kết ở σ’ = 70 kPa) đã vượt quá giới hạn làm việc bình thường. Biên độ biến dạng tương đối khi đó bằng 1,5 – 380

2,0 %. Tỷ số ứng suất CSR = 0,1 với các mẫu đất S2, S3, Y1 (trạng thái tự nhiên) và CSR = 0,2 với mẫu cát C1 thì đất vẫn làm việc bình thường. Biên độ biến dạng tương đối khi đó bằng 0,3 – 0,55 %. - Với các mẫu đất loại sét không bão hoà, việc chọn sơ đồ thí nghiệm B với biến dạng nén - nở thì ứng suất tác dụng chủ yếu là kéo. Trị số Ed khi đó nhỏ hơn từ 4 – 6 lần so với cách xác định theo sơ đồ A. - Số chu kỳ thí nghiệm để dao động của hệ đạt tới ổn định ở hầu hết các mẫu thường lớn hơn 20 chu kỳ. - Hệ số giảm chấn của các mẫu đất đã thí nghiệm đều nằm trong khoảng 0,1 – 0,2. - Do số lượng thí nghiệm còn ít nên chưa xác định được quy luật biến đổi các thông số động học theo biến dạng cũng như tỷ số ứng suất CSR giới hạn cho từng loại đất. Để giải quyết vấn đề này, cần tiến hành thí nghiệm cho mỗi loại đất ở các biên độ tải trọng khác nhau (ví như σa = 5; 10; 15; 20; 25 kPa). TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Nguyễn Văn Khang, “Dao động kỹ thuật”, Nxb Khoa học và kỹ thuật, 2004. 2. Ali Fırat Çabalar, “Dynamic Properties of Various Plasticity Clays”, EJGE, Vol. 14, Bund. B, 2009. 3. ASTM D3999 – 91 (Reapproved 2003), “Standard Test Methods for the Determination of the Modulus and Damping Properties of Soils Using the Cyclic Triaxial Apparatus”, 2003. 4. Eleni A. Pavlou, “Dynamic Analysis of Systems with Hysteretic Damping”, UMI Campany, UK, 1999. 5. Department of Defense, USA, “Soil Dynamics and Spencial Design Aspect”, 1997. 6. K.H. Head, “Manual of Soil Labratory Testing”, Autheneam Press Ltd., UK, 2006.

381

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm thành lập Viện KHCN Xây dựng

XÂY DỰNG MÔ HÌNH ĐÔ THỊ 3D TRÊN NGÔN NGỮ TIÊU CHUẨN CITYGML Phạm Thanh Thạo*, Nguyễn Quang Minh, Nguyễn Thị Thu Hương, Nguyễn Đăng Hiếu TÓM TẮT: CityGML là ngôn ngữ được xây dựng thành tiêu chuẩn quốc tế do Open Geospatial

Consortium (OGC) đề xuất với mục đích thành lập và trao đổi dữ liệu không gian đô thị 3 chiều. Trong CityGML, các đối tượng địa lý 3D trong đô thị được định nghĩa về mặt hình học, topology, các tính chất chuyên đề cũng như hình dáng bên ngoài. Các định nghĩa này cho phép xây dựng các ứng dụng trong phân tích và hiển thị 3D phục vụ các mục đích như quy hoạch đô thị, định vị, mô phỏng các tình huống môi trường và quản lý hạ tầng đô thị. Bài báo này trình bày các khái niệm được định nghĩa trong CityGML và thử nghiệm xây dựng mô hình đô thị 3D bằng chuẩn CityGMLtrong môi trường công cụ mã nguồn mở. TỪ KHÓA: GML, CityGML, mô hình 3D đô thị

1 GIỚI THIỆU Trong những năm gần đây, sự phát triển của các công cụ bản đồ và hệ thống thông tin địa lý trên môi trường Internet đã có các bước phát triển vượt bậc. Để các thông tin địa lý có thể được đưa lên mạng Internet một cách dễ dàng và linh hoạt, các tiêu chuẩn về cấu trúc dữ liệu thông tin địa lý đã được nghiên cứu và ban hành bởi các tổ chức như Open Geospatial Consortium (OGC), International Standard Organisation Technical Committee 211 (ISO TC211), và Infrastructure for Spatial Information in the European Community (INSPIRE). Trên cơ sở hợp tác giữa các tổ chức nói trên, tiêu chuẩn Geography MarkUp Language (GML) đã được sử dụng làm tiêu chuẩn cho trao đổi thông tin địa lý giữa các hệ thống khác nhau và được chính thức công nhận bởi ISO/TC211 với tên của chuẩn quốc tế là ISO 19136 [7]. Sau khi được ISO chính thức công nhận làm chuẩn quốc tế, tiêu chuẩn GML được sử dụng phổ biến làm công cụ lưu trữ và trao đổi thông tin địa lý [8]. Điểm mạnh của GML là cấu trúc ngôn ngữ đơn giản và dựa trên cấu trúc của ngôn ngữ đánh dấu mở rộng eXtensible MarkUp Languague (XML) [9]. Để có thể mô tả được các đối tượng địa lý, OGC xây dựng các định nghĩa riêng cho các đối tượng địa lý như điểm, đường, vùng, bề mặt, đối tượng và các thông tin đi kèm được đặt trong các file định nghĩa riêng của GML. Dựa trên các định nghĩa này, các đối tượng địa lý cụ thể có thể được mô tả trong môi trường của ngôn ngữ XML và các phần mềm trình duyệt thích hợp với XML đều có thể đọc và hiển thị các dữ liệu nói trên. Bằng XML, toàn bộ các đối tượng không gian được mô tả bằng các đoạn văn bản theo một quy tắc đặc biệt dựa vào các định nghĩa do GML cung cấp. Như vậy, việc trao đổi dữ liệu không gian và thuộc tính chủ yếu là trao đổi các thông tin được mã hóa theo quy tắc công khai. Các văn bản này có thể đọc được dễ * Phạm Thanh Thạo, Trường Đại học Mỏ - Địa chất, p2tmdc@gmail.com, +84 948 070 050 * Nguyễn Quang Minh, Bộ môn Trắc địa phổ thông và sai số, Trường Đại học Mỏ - Địa chất * Nguyễn Thị Thu Hương, Bộ môn Trắc địa phổ thông và sai số, Trường Đại học Mỏ - Địa chất * Nguyễn Đăng Hiếu, Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng

382

dàng bằng các phần mềm khác nhau. Các dữ liệu GML đã được sử dụng tương đối phổ biến ở Việt nam cho công tác trao đổi và lưu trữ dữ liệu và được quy định trong các tiêu chuẩn kỹ thuật liên quan đến hệ thống thông tin địa lý như Chuẩn thông tin địa lý địa lý cơ sở [2], chuẩn dữ liệu thông tin địa chính [1]. Các dữ liệu không gian được lưu trữ và trao đổi bằng chuẩn GML hiện nay chủ yếu là các dữ liệu 2D. Đối tượng 3D chủ yếu được mô tả bằng các mặt 2D và được định nghĩa như một đối tượng liền khối (solidType) trong GML [9]. Tuy nhiên, để tạo ra một dữ liệu 3D đầy đủ trong đó có đối tượng hình học 3D và các thuộc tính cần có các tiêu chuẩn mới. Các tiêu chuẩn này được xây dựng nhằm miêu tả các đối tượng 3D, đặc biệt là miêu tả và lưu trữ các dữ liệu không gian cho khu vực đô thị bao gồm nhiều đối tượng không gian 3D phức tạp với các mức độ chi tiết khác nhau như GML3, Keyhole Markup Language (KML), Extensible 3D Graphics (X3D) và Industry Foundation Classes (IFC). Trên cơ sở chuẩn GML đã có, một ngôn ngữ tiêu chuẩn dành cho lưu trữ và phát triển các nền tảng 3D với đầy đủ các thuộc tính là ngôn ngữ CityGML được OGC phát triển [4]. Trên nền tảng CityGML, có thể thực hiện việc xây dựng các mô hình đô thị 3D dùng cho phân tích và quản lý hạ tầng [5], quản lý thiên tai [11], giả tưởng và mô phỏng các tình huống khẩn cấp [10]. Tất cả các ứng dụng này đều sử dụng các phần mềm mã nguồn mở để đọc và hiển thị mô hình đô thị 3D theo chuẩn CityGML. Bài báo này cũng sẽ đi sâu vào nghiên cứu xây dựng các mô hình đô thị 3D bằng ngôn ngữ tiêu chuẩn CityGML hiển thị bằng công cụ mã nguồn mở. 2 KHÁI QUÁT VỀ CityGML 2.1. Thông tin chung về CityGML CityGML là chuẩn quốc tế được xây dựng nhằm mục đích hiển thị và trao đổi thông tin đô thị và cảnh quan 3D được OGC áp dụng gần đây [6]. CityGML được xây dựng trên nền tảng của GML 3.1.1 bởi nhóm Special Interest Group 3D (SIG 3D) nằm trong chương trình Geodata Infrastructure North-Rhine Westphalia, Germany. CityGML trình bày cả 4 khía cạnh của mô hình thành phố bao gồm: chuyên đề và ngữ nghĩa, đối tượng hình học, quan hệ hình học giữa các đối tượng và bề ngoài của các đối tượng. Ngoài ra, CityGML còn có các định nghĩa về mức độ chi tiết của đối tượng theo 5 mức khác nhau (Level of Detail – LoD).

Hình 1. Hai đối tượng hình khối là nhà S1 và gara S2 có chung bề mặt tiếp xúc là Su1 [4] và lược đồ UML mô tả hai đối tượng nhà và quan hệ giữa hai đối tượng.

2.2. Các lớp chuyên đề Các lớp chuyên đề được định nghĩa trong CityGML bao gồm: lớp các mô đun nền tảng, lớp nhà, lớp đường hầm, lớp cầu, lớp bề mặt địa hình (relief class), lớp giao thông, lớp mặt nước, thực phủ, lớp sử

383

dụng đất, bề mặt đô thị, và lớp sử dụng chung. Các lớp thông tin chuyên đề này cho phép hiển thị toàn bộ các đối tượng trong một thành phố bao gồm nhà cửa, cây cối, mặt đường, cầu, hầm, các đối tượng nhỏ như cột đèn, cột điện, hệ thống chiếu sáng công cộng, mặt nước, v.v.. [4]. 2.3. Cấu trúc hình học và quan hệ hình học của đối tượng Cấu trúc hình học của CityGML xây dựng trên nền tảng của GML 3.1.1 dựa trên tiêu chuẩn ISO 19107 [3]. Về cơ bản, nhằm mục đích dễ dàng lưu trữ trong các hệ quản trị cơ sở dữ liệu như Oracle Spatial hoặc PostGIS thì cấu trúc hình học các đối tượng được xây dựng đơn giản bao gồm các mặt phẳng và các đường thẳng. Các đối tượng 3D chủ yếu được thiết lập từ các mặt phẳng, các mặt phẳng được định nghĩa về mặt hình học bao gồm các đường bao ngoài và đường bên trong (trong các trường hợp đặc biệt bề mặt có chứa những lỗ thủng). Ví dụ: một bức tường được mô tả bằng một bề mặt với đường bao ngoài nối liền các góc tường. Nếu tường có một cửa sổ hoặc cửa ra vào thì các đối tượng này được định nghĩa bằng đường bao trong. Đối với các đối tượng dạng curve thì chủ yếu được cấu thành bởi các đoạn thẳng. Các đoạn thẳng này được xác định bằng điểm đầu và điểm cuối với các giá trị tọa độ. Các giá trị tọa độ sẽ được gán trong các hệ tọa độ với hệ quy chiếu nhất định. Các đối tượng hình học trong CityGML có quan hệ hình học (topology) tương đối đơn giản. Các đối tượng hình học có thể sở hữu chung một đối tượng hình học là thành phần của nó. Ví dụ như hai hình khối đặc đại diện cho nhà (s1) và gara (s2) có thể chung nhau một mặt phẳng đại diện cho bức tường chung (su1) giữa hai đối tượng này (Hình 1). 2.4. Mô hình đa tỷ lệ và cấp độ chi tiết của đối tượng Tương tự như đối với bản đồ, dữ liệu 3D có thể được xây dựng với các tỷ lệ khác nhau. Dữ liệu trong các tỷ lệ này khác nhau về độ chính xác không gian và mức độ chi tiết. Ở các tỷ lệ nhỏ, các đối tượng không gian thường được khái quát hóa cho phù hợp trong khi ở các tỷ lệ lớn thì các đối tượng không gian cần thể hiện ở mức độ chi tiết cao hơn nhiều. Việc mã hóa đối tượng trong CityGML cũng theo nguyên tắc đa tỷ lệ với các cấp độ chi tiết khác nhau. Các đối tượng không gian được chia thành 5 mức độ chi tiết khác nhau bao gồm LoD0, LoD1, LoD2, LoD3, và LoD4. Hình 2 là ví dụ về một đối tượng không gian là một ngôi nhà

Hình 2. Các cấp độ chi tiết từ LoD0, LoD1, LoD2, LoD3 và LoD4 của đối tượng nhà [4]

384

được hiển thị ở các cấp độ chi tiết khác nhau. Trong các cấp độ chi tiết, cấp độ chi tiết LoD0 chính là cấp độ tương đương với dữ liệu 2D, chỉ bao gồm các đường viền chân nhà. Cấp độ chi tiết LoD1 sẽ hiển thị mỗi khối nhà bằng một hình khối đặc đơn giản bằng cách nâng cao (extrude) đường viên chân nhà lên một độ cao nhất định. Cấp độ chi tiết LoD2 sẽ bổ sung thêm phần mái nhà so với cấp độ chi tiết LoD1. Ở cấp độ chi tiết LoD3, các phần của ngôi nhà sẽ được bổ sung như ống khói, các cửa sổ, cửa ra vào, v.v. Ở cấp độ chi tiết cao nhất LoD4, mỗi ngôi nhà có thể hiển thị cả không gian bên trong nhà, các đồ vật, nội thất bên trong của ngôi nhà. 2.5. Mô hình hiển thị bề mặt của đối tượng Các đối tượng không gian 3D có thể được tạo thành từ bề mặt với các chất liệu khác nhau. Chẳng hạn một ngôi nhà có thể có mái ngói, mái tôn, mái xi măng, v.v. Để mô hình 3D của đối tượng thể hiện được các đặc tính này bằng cách xây dựng các bề mặt hiển thị (appearance) trong phần định nghĩa đối tượng CityGML [6]. Bề mặt hiển thị này có thể có thể xây dựng bằng chụp ảnh thực, hoặc tạo ra bằng các hình dạng hoa văn (texture). 2.6. Mở rộng ngôn ngữ CityGML CityGML có cơ chế cho phép xây dựng các đối tượng mở rộng ngoài các đối tượng không gian đã được định nghĩa sẵn như ở mục 2.2. Cơ chế này được gọi là phần mở rộng định nghĩa các đối tượng ứng dụng – Application Domain Extensibility (ADE). Các định nghĩa này có thể nhằm tạo ra các đối tượng không gian riêng biệt và đặc thù ứng dụng trong một số trường hợp cụ thể. Chẳng hạn đơn vị quản lý môi trường đô thị muốn định nghĩa thêm các đối tượng là các họng nước tưới cây vào trong một mô hình 3D đã được định nghĩa từ trước. Các định nghĩa về đối tượng mới này có thể được thêm vào phần định nghĩa tên miền XML riêng so với các đối tượng đã có trong CityGML. Ngoài việc định nghĩa thêm các đối tượng thì người sử dụng cũng có thể định nghĩa thêm các thuộc tính của mỗi đối tượng có sẵn. Chẳng hạn để phục vụ mục đích quản lý đô thị, có thể thêm các thuộc tính cho đối tượng nhà như năm xây dựng, loại nhà, v.v. 3 CẤU TRÚC TỆP NGÔN NGỮ CityGML 3.1. Phần định nghĩa đối tượng CityGML Vì CityGML được xây dựng trên nền tảng ngôn ngữ XML nên cấu trúc file dữ liệu trong CityGML sẽ giống như các file XML tiêu chuẩn. Mỗi file dữ liệu CityGML sẽ bao gồm phần thông tin đầu file XML có sử dụng, phần định nghĩa đối tượng dữ liệu và phần dữ liệu. Đối với những dữ liệu XML phức tạp như GML và CityGML thì thường phần định nghĩa đối tượng sẽ được đặt ở các file riêng biệt để cấu trúc dữ liệu tường minh và logic hơn. Dưới đây là một ví dụ về file dữ liệu CityGML và phần định nghĩa đối tượng dữ liệu. <?xml version='1.0' encoding='UTF-8' standalone='yes'?> <CityModel xmlns='http://www.opengis.net/citygml/1.0' ... opengis.net/citygml/landuse/1.0 http://schemas.opengis... l/cityobjectgroup/1.0 http://schemas.opengis.net/citygml/...

385

<cityObjectMember> <bldg:Building gml:id='bldg1'> <gml:boundedBy> <gml:Envelope srsDimension='3' srsName='urn:ogc:def:crs,crs:EPSG:6.12:3068,crs:EPSG:6.12:5783'> <gml:lowerCorner>0 0 0</gml:lowerCorner> <gml:upperCorner>0 0 0</gml:upperCorner> </gml:Envelope> </gml:boundedBy> <creationDate>2013-4-12+21:00</creationDate> <bldg:lod2Solid> <gml:Solid gml:id='UUID_1'> <gml:exterior> <gml:CompositeSurface gml:id='UUID_11'> <gml:surfaceMember> <gml:Polygon gml:id='UUID_1'> <gml:exterior> <gml:LinearRing gml:id='UUID_11'> <gml:posList srsDimension='3'> 1012 1004 10 ... 1012 1004 54</gml:posList> </gml:LinearRing> </gml:exterior> </gml:Polygon> </gml:surfaceMember> .... .... <gml:surfaceMember> <gml:Polygon gml:id='UUID_13'> <gml:exterior> <gml:LinearRing gml:id='UUID_1313'> <gml:posList srsDimension='3'> 1012 1004 54 ... 1012 1136 54</gml:posList> </gml:LinearRing> </gml:exterior> </gml:Polygon> </gml:surfaceMember> </gml:CompositeSurface> </gml:exterior> </gml:Solid> </bldg:lod2Solid> </bldg:Building> </cityObjectMember> .... .... </CityModel> 386

Trong file dữ liệu CityGML trên, phần đầu <“?xml version='1.0' encoding='UTF-8' standalone='yes'?> ” là chỉ báo về version của XML, mã font dữ liệu là UTF-8. Phần tiếp theo <CityModel xmlns = “…” là địa chỉ tham khảo namespace của các đối tượng dữ liệu CityGML. Phần chính của file dữ liệu là phần mô tả các đối tượng dữ liệu thuộc tính trong CityGML (trong đoạn file dữ liệu là dữ liệu mô tả một đối tượng dữ liệu là building được xây dựng theo chuẩn dữ liệu GML bao gồm: các bề mặt tường của building, các tọa độ điểm của đường bao ngoài mỗi mặt tường, v.v. 3.2. Các phần mềm và công cụ sử dụng cho CityGML Các phần mềm sử dụng cho CityGML chia làm các nhóm chính bao gồm: các phần mềm hiển thị, phần mềm cơ sở dữ liệu, phần mềm kiểm tra và chuyển đổi dữ liệu. Phần lớn đây là các phần mềm miễn phí nhưng cũng có nhiều phần mềm thương mại của các hãng lớn như Oracle Spatial 11g. Dưới đây là bảng danh mục các phần mềm sử dụng cho CityGML. Bảng 1. Các phần mềm sử dụng cho CityGML

Phần mềm sử dụng

Hãng sản xuất

Phần mềm hiển thị CityGML Aristoteles3D CityGML‐Toolchain FZKViewer BS Contact Geo FME Data Inspector Tridicon CityDiscoverer Viewtec Terrainview RhinoTerrain/Rhino IN3D Visualisation Engine

Univ. of Born Univ. of Appl. Sci. Gelsenkirchen KIT Karlsrule Bimanagement Software GmbH Safe software Inc. GTA Geoinformatik GmbH Viewtec Inc. SARL RhinoTerrain Galdos systems Inc.

Phần mềm kiểm tra cấu trúc file City GML QS‐City 3D City Doktor Validator

University of Appl. Sci. Stuttgart University of Appl. Sci. Stuttgart

Phần mềm cơ sở dữ liệu Oracle Spatial 11g 3DCityDB

Oracle Corp. Technische Univ. Berlin, IGG

Phần mềm chuyển đổi dữ liệu CityGML FME SupportGIS Bentley Map SS2

Safe software Inc. CPA Geo‐information Bentley Systems, Inc.

4 THỰC NGHIỆM XÂY DỰNG MÔ HÌNH 3D THEO CẤU TRÚC CityGML 4.1. Khu vực và dữ liệu thực nghiệm Khu vực thực nghiệm là khuôn viên trường Đại học Mỏ - Địa chất, Đông Ngạc, Từ Liêm, Hà Nội. Khuôn viên trường gồm các khối nhà A, B1, B2, C, C12, D và xưởng máy được thu thập dữ liệu về mặt bằng và độ cao bằng máy toàn đạc điện tử như sau: 387

1 1012 1004 10 2 1031 1004 10 3 1031 1011 10 ... ... 70 1051 1167 10 71 1040 1167 10 72 1040 1180 10 73 1047 1180 10 Từ dữ liệu các điểm thu được ở trên, ta tiến hành biên tập các bề mặt của các khối nhà: NHA_B 44 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 1 BACTHANG 6 17 18 19 20 17 HT300 16 13 14 15 16 13 NHA_A 44 21 22 23 24 31 32 33 34 35 36 37 38 39 40 41 42 43 44 21 NHA_C 18 25 26 27 28 29 30 25 NHA_C12 100 45 46 47 48 49 50 58 59 60 61 62 45 NHA_C5 44 51 52 53 54 55 56 57 58 51 NHA_D 44 63 64 68 69 70 71 72 73 63 XUONGDT 8 65 66 67 68 65 4.2. Kết quả thực nghiệm Nhóm nghiên cứu đã sử dụng dữ liệu thu thập được tại Trường Đại học Mỏ - Địa chất xây dựng các file dữ liệu trên theo chuẩn CityGML và sử dụng phần mềm XYZ miễn phí để hiển thị mô hình 3D cho dữ liệu thực nghiệm. Từ dữ liệu thực nghiệm đầu vào, mô hình 3D được xây dựng theo đúng chuẩn CityGML. Từ đó, các tòa nhà trong khuôn viên Trường Đại học Mỏ - Địa chất được hiển thị bằng phần mềm FZK Viewer của Đại học Born như Hình 3. 5 KẾT LUẬN Trong thực tế về dữ liệu thông tin không gian hiện nay thì chuẩn dữ liệu đóng một vai trò quan trọng. Việc xây dựng các dữ liệu đúng chuẩn sẽ tạo điều kiện cho công tác quản lý và sử dụng hiệu quả dữ liệu sau này. Các chuẩn dữ liệu 3D hiện nay tại Việt Nam chưa được nghiên cứu nhiều nên việc nghiên cứu áp dụng chuẩn dữ liệu 3D CityGML và các chuẩn dữ liệu 3D khác sẽ đóng góp vào công tác chuẩn hóa dữ liệu, ứng dụng mô hình dữ liệu 3D trong nhiều lĩnh vực khác nhau, đặc biệt là các ứng dụng trong đô thị.

388

Ngôn ngữ chuẩn hóa CityGML được xây dựng trên nền tảng ngôn ngữ chuẩn hóa dữ liệu địa lý GML và ngôn ngữ đánh dấu mở rộng XML nên có thể dễ dàng tìm hiểu và sử dụng. CityGML có cấu trúc ngôn ngữ rõ ràng, có thể xây dựng các file dữ liệu cho phép nhiều phần mềm có thể sử dụng để hiển thị và phân tích các mô hình 3D, đặc biệt trong khu vực đô thị. Thực nghiệm trong bài báo này đã cho thấy khả năng xây dựng các dữ liệu 3D theo khuôn dạng của CityGML và hiển thị các dữ liệu 3D này trên máy tính.

Hình 3. Mô hình 3D khuôn viên Khu A, Trường Đại học Mỏ - Địa chất được xây dựng với cấp độ chi tiết LoD2 theo chuẩn CityGML được hiển thị bằng phần mềm FZK Viewer của University of Born

Để có thể phát triển hơn nữa ứng dụng dữ liệu không gian và dữ liệu trắc địa 3D trong các đô thị ở Việt Nam, cần tiếp tục các hướng nghiên cứu ứng dụng mô hình dữ liệu 3D cũng như xây dựng các thuật toán phân tích dữ liệu 3D đô thị trong tương lai. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Bộ Tài nguyên và Môi trường, 2010. Thông tư 17/2010/TT-BTNMT, Hà nội: Bộ Tài nguyên và Môi trường. 2. Bộ Tài Nguyên và Môi Trường, 2012. Quy chuẩn Việt nam QCVN 42: 2012/BTNMT, Hà nội: Bộ Tài nguyên và Môi trường. 3. Cox, S., Lake, R., Portele, C. & Whiteside, A., 2003. Geographic Markup Language 3.1, s.l.: OGC. 4. Gröger, G. & Plümer, L., 2012. CityGML – Interoperable semantic 3D city models. ISPRS Journal of Photogrammetry and Remote Sensing, Volume 71, pp. 12-33. 5. Hijazi, I., Ehlers, M., Zlatanova, S. & Isikdag, U., 2009. IFC to CityGML Transformation Framework for Geo-Analysis: A Water Utility Network Case. Ghent, Belgium, s.n. 6. Kolbe, T. H., 2009. Representing and Exchanging 3D City Models with CityGML. Seoul, Korea, s.n. 7. Kresse, W. & Fadaie, K., 2004. ISO Standards for Geographic Information. New York: Springer-Verlag. 8. Lu, C.-T., Jr, R. F. D. S., Sripada, L. N. & Kou, Y., 2007. Advances in GML for Geospatial Applications. Geoinformatica, 11(1), pp. 131-157. 9. Portele, C., 2007. OpenGIS® Geography Markup Language (GML) Encoding Standard. [Online] Available at: http://www.opengeospatial.org/standards/gml [Accessed 20 April 2013]. 10. Randt, B., Bildstein, F. & Kolbe, T., 2007. Use of Virtual 3D Landscapes for Emergency Driver Training. Scottsdale, Arizona, s.n.

389

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

NGHIÊN CỨU SỰ BIẾN ĐỔI ÁP LỰC NƯỚC LỖ RỖNG CỦA ĐẤT SÉT BÃO HÒA CHỊU TẢI TRỌNG ĐỘNG CHU KỲ ĐƠN VÀ ĐA PHƯƠNG TRONG ĐIỀU KIỆN KHÔNG THOÁT NƯỚC Đỗ Quang Thiên*, Trần Thanh Nhàn, Nguyễn Hoàng Giang, Nguyễn Thị Ngọc Yến TÓM TẮT: Trong bài báo này, các mẫu cố kết bình thường của đất sét Kaolin được thí nghiệm cắt trượt động chu kỳ đơn phương và đa phương không thoát nước. Kết quả thí nghiệm cho thấy biên độ độ biến dạng (γ), phương cắt trượt (hay độ lệch pha (θ)) và số lượng chu kỳ (n) có ảnh hưởng đáng kể đến sự thay đổi áp lực nước lỗ rổng trong quá trình cắt trượt. Tuy nhiên, ảnh hưởng của phương cắt trượt lên sự thay đổi áp lực nước lỗ rổng trong quá trình cắt trượt có thể triệt tiêu thông qua sử dụng thông số mới là độ biến dạng tích lũy (G*). Phương pháp tính toán áp lực nước lỗ rổng truyền thống vốn phát triển dựa trên kết quả thí nghiệm đơn phương không thể áp dụng cho trường hợp cắt trượt chu kỳ đa phương khi n > 50. Phương pháp tính toán mới là hàm số của độ biến dạng tích lũy có thể áp dụng và cho kết quả chính xác trong các điều kiện thí nghiệm khác nhau gồm: phương cắt trượt (đơn phương và đa phương có độ lệch pha khác nhau), độ biến dạng và số lượng chu kỳ.

1 ĐẶT VẤN ĐỀ

Dưới tác động của tải trọng động, đất loại sét (kể cả đất sét yếu) có sức kháng động tốt hơn đất loại cát (Hyodo & nnk., 1994) nên các nghiên cứu về tính chất động học của đất nền chủ yếu tập trung trên đất cát (Yildirim & Ersan 2007). Tuy nhiên, kết quả quan trắc thực tế cho thấy lực cắt trượt động của sóng S (sóng ngang) trong động đất gây hình thành và tăng nhanh áp lực nước lỗ rổng và làm giảm sức kháng cắt của đất nền. Hơn nữa, sự phân tán của áp lực nước lỗ rổng sau động đất, như sau động đất tại Mexico City năm 1985 (Ohmachi & nnk., 1988) hay động đất Hyogo-ken Nanbu năm 1995 (Matsuda, 1997) gây ra hiện tượng lún mạnh, lún lệch làm mất ổn định nền và móng các công trình xây dựng trên tầng đất sét yếu. Kết quả ghi nhận xung động trong các trận động đất cùng nhiều nghiên cứu bằng mô hình đã chỉ ra rằng, trong động đất các lớp đất chịu tác dụng của tải trọng động đa phương có biên độ biến dạng và tần số thay đổi liên tục (Ansal & nnk., 2001). Từ Hình 1a cho thấy xung động của nền đất trong động đất Hyogo-ken Nanbu năm 1995 được ghi lại theo hướng Bắc Nam và Đông Tây tại độ sâu 16 m (Matsuda & nnk., 2004). Từ xung động này các tác giả có thể tính toán và lập biểu đồ biến thiên độ biến dạng theo thời gian (Hình 1b) và quỹ đạo của độ biến dạng trượt trên mặt phẳng nằm ngang (Hình 1c). Từ Hình 1c dể dàng thấy rằng xung động của đất nền trong động đất thể hiện biến dạng trượt động đa phương. Vì vậy, các nghiên cứu liên quan đến ảnh hưởng của động đất lên tính chất động học của đất nền phải được thực hiện theo mô hình cắt trượt động đa phương.

Đỗ Quang Thiên, Trần Thanh Nhàn, Trường ĐH Khoa học, ĐH Huế; Nguyễn Hoàng Giang, Trường ĐH Duy Tân; Nguyễn Thị Ngọc Yến, Trường ĐH Bách khoa Đà Nẵng.

390

Sự thay đổi tính chất cơ lý của đất loại sét trong điều kiện tải trọng động chu kỳ đã được nghiên cứu trong nhiều công trình với nhiều mô hình thiết bị thí nghiệm khác nhau. Ohara và Matsuda (1988) đã nghiên cứu ảnh hưởng của độ biến dạng trượt (γ), số lượng chu kỳ (n) và hệ số quá cố kết (OCR) đến sự thay đổi áp lực nước lỗ rổng và tính chất nén lún sau cắt trượt bằng thí nghiệm cắt trượt chu kỳ đơn phương không thoát nước theo sơ đồ điều khiển độ biến dạng (straincontrolled). Bằng thiết bị thí nghiệm cắt trượt đơn giản chu kỳ theo sơ đồ điều khiển ứng suất (stress-controlled), Yasuhara và Andersen (1991), Yildirim và Ersan (2007) đã nghiên cứu đặc tính cố kết của đất sét cố kết bình thường trong điều kiện tác dụng liên tục của tải trọng chu kỳ không thoát nước xen kẻ với thời gian thoát nước. Đặt biệt, thông qua sử dụng thiết bị cắt trượt đơn giản đa phương và thiết bị cắt trượt đơn giản trực tiếp Geonor, DeGroot & nnk. (1996) đã nghiên cứu ảnh hưởng của góc lệch giữa trọng tải bản thân theo phương ngang (đối với công trình trên biển) với ứng suất cắt trượt theo sau (do sự dịch chuyển của băng) đến quan hệ độ bền - độ biến dạng ứng suất của đất sét Blue Boston và cho rằng “tính chất kháng cắt không thoát nước của đất phụ thuộc rất lớn vào giá trị góc lệch giữa hai lực cắt trượt trên mặt phẳng ngang”. Tuy nhiên, ảnh hưởng của phương cắt trượt trong tải trọng động chu kỳ đa phương lên tính chất động học của đất dính vẫn chưa được nghiên cứu và hiểu biết đầy đủ, mặc dù ảnh hưởng này đối với đất cát đã được khẳng định và nghiên cứu trong nhiều công trình, cũng như áp dụng vào tính toán thiết kế từ lâu. Đồng thời, các phương pháp dự báo sự thay đổi áp lực nước lỗ rổng trong quá trình cắt trượt và tính toán độ lún trong giai đoạn tái nén ép đã được đề xuất trong nhiều công trình (Ohara và Matsuda, 1988; Yasuhara và Andersen, 1991; Matsuda và Nagira, 2000) nhưng do các phương pháp này được xây dựng dựa trên mô hình thí nghiệm ba trục hoặc cắt trượt đơn phương nên không thể áp dụng cho điều kiện cắt trượt động đa phương (Matsuda, Nhan & Ishikura, 2013). Gần đây, Matsuda & nnk. (2011a) đã nghiên cứu quan hệ giữa độ lún sau cắt trượt với hệ số suy giảm ứng suất hữu hiệu trong đất cát và đề xuất phương pháp tính toán sự thay đổi ứng suất hữu hiệu trong đất cát dưới tác dụng của tải trọng động chu kỳ đơn phương và đa phương thông qua sử dụng các thông số đường biến dạng.

391

0.5

NS direction Phương Bắc Nam Phương Đông Tây EW direction

Strain (%) Biến dạng (%)

Acceleration Gia tốc (g)(g)

0.6

-0.6

NS direction Phương Bắc Nam Phương Đông Tây EW direction

-0.5 0

6 8 10 Timegian (second) Thời (giây)

0.5

Strain (%)(%) Biến dạng

(a)

(b)

Timegian (second) Thời (giây)

-0.5 -0.5

(c)

BiếnStrain dạng(%) (%)

0.5

Hình 1. (a) Xung động ghi lại từ trận động đất Hyogo-ken Nanbu 1995 (Matsuda & nnk., 2004), (b) bản tính toán thể hiện sự thay đổi độ biến dạng theo thời gian và (c) quỹ đạo của độ biến dạng theo hai phương Bắc Nam và Đông Tây trên mặt phẳng nằm ngang Bằng thiết bị thí nghiệm cắt trượt động đơn giản chu kỳ đa phương, chúng tôi đã tiến hành nhiều thí nghiệm trên đất sét Kaolin cố kết bình thường theo sơ đồ điều khiển độ biến dạng từ 2 phương vuông góc với nhau. Mục đích của các thí nghiệm trong nghiên cứu này nhằm (1) xác định ảnh hưởng của phương cắt trượt (giữa đơn phương với đa phương và giữa đa phương có độ lệch pha khác nhau), độ biến dạng trượt (γ) và số lượng chu kỳ (n) lên sự thay đổi áp lực nước lỗ rổng trong quá trình cắt trượt; (2) phát triển phương pháp mới cho phép dự báo sự thay đổi áp lực nước lỗ rổng bằng các thông số đường biến dạng. Tính chính xác của phương pháp mới này được kiểm chứng thông qua so sánh kết quả thí nghiệm với giá trị tính toán cho cả trường hợp đơn phương và đa phương; (3) giảm thiểu hoặc triệt tiêu ảnh hưởng của phương cắt trượt lên sự phát triển áp lực nước lỗ rổng trong quá trình cắt trượt không thoát nước. 2 THÍ NGHIỆM CẮT TRƯỢT ĐỘNG ĐƠN PHƯƠNG VÀ ĐA PHƯƠNG 2.1. Thiết bị thí nghiệm Hình 2 là hình chụp thiết bị thí nghiệm cắt trượt động đơn giản chu kỳ đa phương. Thông qua hai phương cắt trượt vuông góc với nhau, thiết bị này cho phép tác dụng lên mẫu đất (đặt trong hộp cắt) nhiều loại tải trọng động khác nhau. Hình 3a, 3b và 3c là ảnh chụp mẫu đất trong hộp cắt ở các giai đoạn thí nghiệm khác nhau. Hộp cắt trượt là hộp cắt kiểu Kjellman, trong đó mẫu đất được bảo vệ bằng màng cao su. Bên ngoài màng cao su là 15 đến 16 vòng nhựa xếp chồng lên nhau. Mỗi vòng nhựa đường kính trong là 75,4 mm, dày 2 mm. Bằng cách sắp xếp này, mẫu đất không bị biến dạng ngang nhưng vẫn đảm bảo biến dạng cắt trượt trong quá trình thí nghiệm. Bề mặt của mỗi vòng nhựa được bôi bột Silicate Magiê nhằm giảm thiểu ma sát giữa các vòng cũng như đảm bảo biến dạng phân bố đồng nhất theo chiều cao của mẫu trong quá trình thí nghiệm. 392

Hình 2. Hình chụp thiết bị thí nghiệm cắt trượt động đơn giản chu kỳ đa phương

(a)

(c)

(b)

Hình 3. Hình chụp mẫu đất (a) trong hộp cắt trong hộp cắt trước khi cố kết, (b) trước khi thí nghiệm cắt trượt chu kỳ không thoát nước và (c) sau khi kết thúc thí nghiệm. 2.2. Mẫu thí nghiệm Vật liệu sử dụng trong nghiên cứu này là đất sét Kaolin với một số chỉ tiêu cơ lý cơ bản như sau: tỷ trọng Gs = 2,83, độ ẩm giới hạn chảy wL = 47,8 %, độ ẩm giới hạn dẻo wp = 22,3 % và chỉ số nén ép Cc = 0,305. Để chuẩn bị mẫu đất thí nghiệm, bột đất sét Kaolin khô được trộn với nước cất đến độ ẩm khoảng 80 % (dưới dạng bùn chảy). Sau khi giữ cho độ ẩm không thay đổi trong 1 ngày, huyền phù được hút khí trong hộp chân không khoảng 30 min và sau đó được đổ vào màng cao su đã đặt sẵn trong hộp cắt (Hình 3a). Sau đó, đất sét Kaolin được cố kết bằng áp lực thẳng đứng σv0 = 49 kPa và 98 kPa trong thời gian 40 min. Thời gian cố kết này được xác định theo kết quả quan trắc áp lực nước lỗ rổng của thí nghiệm cố kết tiến hành trong hộp cắt. Sau khi cố kết, mẫu thí nghiệm có đường kính là 75 mm, chiều cao khoảng 20 mm với hệ số rỗng ban đầu e0 = 1,11 - 1,19. Nhằm đảm bảo độ bão hòa cho thí nghiệm trong điều kiện không thoát nước, các mẫu đất phải đạt hệ số áp lực lỗ rổng (B-value) B > 0,95 trước khi thí nghiệm cắt trượt. 2.3. Các bước thí nghiệm Sau quá trình cố kết, mẫu đất sẽ chịu cắt trượt đơn giản chu kỳ đơn phương và đa phương không thoát nước theo thông số đầu vào gồm số lượng chu kỳ, độ biến dạng trượt và độ lệch pha đã được lập trình. Sau khi kết thúc cắt trượt, van thoát nước được mở và áp lực nước lỗ rổng (Udyn) tích lũy trong quá trình cắt sẽ được thoát. Độ lún và áp lực nước lỗ rổng trong mẫu đất được theo dõi theo thời gian là 60 min.

393

Đơn phương Đa phương (θ = 900 ) Hình 4. Mô hình mẫu đất bị cắt trượt chu kỳ (a) đơn phương và (b) đa phương với θ = 900

Tất cả các mẫu đất được thí nghiệm cắt trượt đơn phương và đa phương (θ = 200, 450, 700 và 900) trong điều kiện không thoát nước. Biên độ độ biến dạng thay đổi từ γ = 0,05 % đến γ = 3,0 % và số lượng chu kỳ là n = 10, 20, 50, 100 và 200. Biến dạng cắt trượt tác dụng lên mẫu đất có dạng hình sin với tần số f = 0,5 Hz. Hình 4 thể hiện mô hình biến dạng đặt trưng của mẫu trong điều kiện cắt trượt đơn phương (Hình 4a) và đa phương với θ = 900 (Hình 4b). Độ biến dạng trượt được xác định bằng tỷ số giữa biên độ biến dạng ngang lớn nhất δ với chiều cao ban đầu của mẫu.

0 0

Phương X X direction

-2

-1

Phương X X direction

-1

Phương Y X direction Y direction Phương X ThờiTime gian (s) (giây) phương (θ =(20 (b) Đa Multi-direction θ =0)200 ) Kaolin; γ = 1.0%; θ = 700

1 0

-1

Phương Y Y direction -2 ThờiTime gian (s) (giây) (c) Multi-direction Đa phương (θ =(θ45=045 ) 0) 2 Kaolin; γ = 1.0%; θ = 900 1

Biến Sheardạng strain(%) (%)

-2

Kaolin; γ = 1.0%; θ = 450

Kaolin; γ = 1.0%; θ = 200

-2

ThờiTime gian (s) (giây) Đơn phương (a) Uni-direction

Biến dạng Shear strain (%)

-1

Shear strain(%) (%) Biến dạng

Kaolin; γ = 1.0%; Đơn Uni-direction phương

Biến Sheardạng strain(%) (%)

Shear strain(%) (%) Biến dạng

Phương Y Y direction ThờiTime gian (s) (giây) (d) Đa Multi-direction phương (θ =(θ70=070 ) 0)

Phương X X direction

-1 -2

Phương Y Y direction Time (s) Thời gian (giây)

Phương X X direction

phương (θ =(θ90=0)900) (e) Đa Multi-direction

Hình 5. Kết quả ghi lại biến dạng trượt chu kỳ trong thí nghiệm cắt trượt động chu kỳ đơn phương và đa phương với độ biến dạng γ = 1,0 % Hình 5 thể hiện kết quả ghi lại sóng cắt trượt chu kỳ và Hình 6 là quỹ đạo của độ biến dạng trượt trên mặt phẳng nằm ngang cho các thí nghiệm cắt trượt chu kỳ đơn phương và đa phương có độ biến dạng γ = 1,0 %. Trong mỗi thí nghiệm, điều kiện cắt trượt đơn phương và đa phương có độ 394

lệch pha khác nhau được máy tính điều khiển từ phương X và Y vuông góc với nhau. Trong thí nghiệm cắt trượt động chu kỳ đơn phương, biến dạng trượt tác dụng lên mẫu đất chỉ từ một phương (đối với nghiên cứu này là phương X, Hình 5a) nên quỹ đạo của độ biến dạng cắt trượt tạo nên đường thẳng (Hình 6). Trong các thí nghiệm cắt trượt động chu kỳ đa phương, biến dạng trượt tác dụng đồng thời lên mẫu đất từ phương X (γX) và phương Y (γY) vuông góc với nhau. Biến dạng trượt của hai phương này có biên độ biến dạng bằng nhau (γ = 1,0%) nhưng có độ lệch pha khác nhau (Hình 5b - e), do đó hình dạng của độ biến dạng thay đổi từ đường elip (θ = 200) đến đường tròn (θ = 900) (Hình 6). Ảnh hưởng của phương cắt trượt và độ lệch pha lên hình dạng của đường biến dạng thể hiện rõ trong hình 6 nên nó có vai trò quan trọng, ảnh hưởng đến tính chất động học của đất. 2

shearphương strain γYY,(%) BiếnYdạng γY (%)

Kaolin γ = 1.0% Đơn uni phương

θ = 200 θ = 450 θ = 700 θ = 900

-2 -2

shearphương strain γXX,(%) BiếnXdạng γX (%)

Hình 6 Quỹ đạo của đường biến dạng trượt trên mặt phẳng nằm ngang trong thí nghiệm cắt trượt động chu kỳ đơn phương và đa phương với độ biến dạng γ = 1,0 % 3 KẾT QUẢ VÀ THẢO LUẬN 3.1. Áp lực nước lỗ rổng là hàm số của độ biến dạng (γ) và số lượng chu kỳ (n) - phương pháp tính toán truyền thống a. Sự thay đổi của áp lực nước lỗ rổng trong quá trình cắt trượt động chu kỳ không thoát nước

Excess pore water Áp lực nước lỗ pressure rổng Udyn (kPa)

50 40

Kaolin σ'v0=49kPa

γ= 2.0%

θ= 900 θ= 700

θ = 900

θ= 450 θ = 200

Đơn phương uni

θ= 200

θ= 700

γ= 0.4%

θ= 450

Đơn

uni phương θ= 700 θ= 450 θ= 200 0 θ = 90 Đơn uni phương γ= 0.1%

10 0 0.1

1 10 Number of chu cycles Số lượng kỳ nn

100

Hình 7. Kết quả thể hiện sự thay đổi của áp lực nước lỗ rổng (Udyn) được ghi lại trong thí nghiệm cắt trượt động chu kỳ đơn phương và đa phương với γ = 0,1 %, 0,4 % và 2,0 % 395

Dưới tác động của tải trọng động chu kỳ trong điều kiện không thoát nước, áp lực nước lỗ rổng (Udyn) trong đất sẽ tăng lên cùng với quá trình gia tải (hay tăng lên theo số lượng chu kỳ). Kết quả ghi lại sự thay đổi của áp lực nước lỗ rổng trong các thí nghiệm cắt trượt động chu kỳ đơn phương và đa phương không thoát nước cho độ biến dạng γ = 0,1 %, 0,4 % và 2,0 % được vẽ trong Hình 7. Kết quả thí nghiệm cho thấy áp lực nước lỗ rổng trong mẫu đất tăng theo số lượng chu kỳ và tại cùng số lượng chu kỳ, độ biến dạng lớn hơn sẽ cho kết quả áp lực nước lỗ rổng cao hơn. Ngoài ra, tại cùng một giá trị độ biến dạng, áp lực nước lỗ rổng trong điều kiện tải trọng động đa phương (θ = 200, 450, 700 và 900) cao hơn rất nhiều so với giá trị trong thí nghiệm cắt trượt động đơn phương; và đối với các thí nghiệm động đa phương, áp lực nước lỗ rổng tăng theo giá trị của độ lệch pha. Kết quả tương tự có thể thấy trong Hình 8 và 9; trong hai hình này hệ số áp lực nước lỗ rổng, định nghĩa bằng Udyn/σ’v0 với σ’v0 là ứng suất hữu hiệu, được vẽ với số lượng chu kỳ (Hình 8) và độ lệch pha (Hình 9).

Excess water pressure ratio Hệ sốpore áp lực nước lỗ rổng Udyn/σ'v0

1 0.8

Kaolin σ'v0=49kPa

θ= 700

θ = 450

0.6

γ= 2.0%

θ= 900

θ= 200

θ = 900 θ = 700

γ= 0.4%

θ= 450

0.4

Đơn phương uni

θ= 200

Đơn uni phương

θ= 700 θ= 450 θ= 200 0 θ = 90 Đơn uni phương γ= 0.1%

0.2 0 0.1

1 10 Number of cycles Số lượng chu kỳn n

100

Hình 8. Quan hệ giữa hệ số áp lực nước lỗ rổng (Udyn/σ’v0) với số lượng chu kỳ (n) trong các thí nghiệm cắt trượt động chu kỳ đơn phương và đa phương với γ = 0,1 %, 0,4 % và 2,0 % Từ các kết quả thí nghiệm vừa nêu có thế thấy rằng phương cắt trượt, biên độ độ biến dạng và số lượng chu kỳ là những thông số quan trọng ảnh hưởng đến sự hình thành và phát triển của áp lực nước lỗ rổng trong đất dính chịu tải trọng động chu kỳ đơn phương và đa phương trong điều kiện không thoát nước.

396

γ= 3.0%

0.8

γ= 2.0%

0.6

γ= 3.0%

γ= 1.0%

γ= 0.4%

0.4 γ= 0.4%

0.2 0

Kaolin σ'v0 = 49kPa n = 10

0 Đơn phương Uni-direction

γ= 0.05%

Excess pore water pressure ratio Udyn/σ'v0

Excess water pressure ratio Hệ sốpore áp lực nước lỗ rổng Udyn/σ'v0

Đường Average line trung bình

γ= 0.05%

0.8 γ= 2.0% γ= 1.0%

0.6

γ= 0.3% γ= 0.2% γ= 0.1%

0.4 0.2 0

Kaolin; σ'v0 = 49kPa; n = 200

Uni-direction Đơn0phương

50 100 lệch pha Phase Độ difference θ (θ0)

γ= 0.5% γ= 0.4%

(a) n = 10

50 lệch phaθ θ(0) PhaseĐộ difference

γ = 2.0 % γ = 1.2 % γ = 1.0 % γ = 0.8 % γ = 0.6 % γ = 0.5 % γ = 0.4 % γ = 0.3 % γ = 0.2 % γ = 0.1 % Đường Average line trung bình 100

(b) n = 200

Hình 9. Sự thay đổi của hệ số áp lực nước lỗ rổng với độ lệch pha (θ) cho các giá trị độ biến dạng và số lượng chu kỳ khác nhau b. Công thức tính toán Năm 1984, Ohara và cộng sự xác định rằng khi đất sét Kaolin cố kết bình thường (OCR = 1) chịu cắt trượt động chu kỳ trong điều kiện không thoát nước thì áp lực nước lỗ rổng sẽ tăng theo số lượng chu kỳ (n). Các tác giả sau đó đã xây dựng công thức tính toán thể hiện mối quan hệ giữa hệ số áp lực nước lỗ rổng và số lượng chu kỳ bằng hàm hypecbon như sau: U

dyn n = ' α + βn σ v0

(1)

trong đó α và β là tham số thí nghiệm phụ thuộc vào độ biến dạng (γ) và được biểu diễn:

α = A (γ )m β =

γ B+Cγ

(2) (3)

Hằng số thí nghiệm A, B, C và m trong công thức (2) và (3) có thể xác định thực nghiệm bằng phương pháp “curve-fitting”. Chi tiết áp dụng phương pháp này để xác định giá trị cho A, B, C và m có thể tìm thấy trong các công trình nghiên cứu trước đây của tác giả Ohara và Matsuda. Về sau, năm 1988, Ohara và Matsuda phát triển công thức (1) để áp dụng trên đất sét Kaolin quá cố kết (OCR = 2, 4 và 6) chịu tác dụng tải trọng động chu kỳ đơn phương trong điều kiện không thoát nước. Bản phát triển mới của công thức này có phổ áp dụng rất rộng đối với độ biến dạng (γ = 0,1 % đến 3,0 %) cũng như được sử dụng trong tính toán độ lún cho các lớp đất dính do tải trọng động chu kỳ đơn phương gây ra.

397

γ= 2.0%

dyn

Excess water pressure ratio Hệ số pore áp lực nước lỗ rổng, U Udyn /σ/σ' ’ v0

Kaolin; σ'v0 = 49kPa

0.8

γ= 0.4%

0.6 θ = 900 0.4

Fitting curve (uni) Tính toán (Đơn phương) Tính toán (Đa(multi) phương) Fitting curve

θ = 700

θ = 450 θ = 200 Đơn uni phương

0.2

γ= 0.1%

0 0

100 150 Number of cycles Số lượng chu kỳnn

200

Hình 10. Hệ số áp lực nước lỗ rổng vẽ theo số lượng chu kỳ cho các thí nghiệm cắt trượt chu kỳ đơn phương và đa phương (θ = 200, 450, 700 và 900) với γ = 0,1 %, 0,4 % và 2,0 %. c. Tính toán hệ số áp lực nước lỗ rổng Trong Hình 10, hệ số áp lực nước lỗ rổng được vẽ theo số lượng chu kỳ cho đất sét Kaolin cố kết bình thường chịu tải trọng động chu kỳ đơn phương và đa phương với độ biến dạng γ = 0,1 %, 0,4 % và 2,0 %. Kí hiệu trong hình này là kết quả thí nghiệm và đường cong nét đứt và nét liền thể hiện kết quả tính toán bằng công thức (1) tương ứng cho trường hợp đơn phương và đa phương. Dể dàng thấy rằng kết quả tính toán phù hợp với kết quả thí nghiệm. Quan hệ giữa hệ số áp lực nước lỗ rổng và logarit độ biến dạng được thể hiện trong Hình 11 và 12 cho các điều kiện phương cắt trượt và số lượng chu kỳ khác nhau. Kí hiệu trong hai hình này thể hiện kết quả thí nghiệm trong khi giá trị tính toán theo công thức (1) được thể hiện bằng đường cong nét liền (đa phương) và nét đứt (đơn phương). Từ kết quả trong 2 hình trên cho thấy độ biến dạng và số lượng chu kỳ càng lớn thì hệ số áp lực nước lỗ rổng càng cao và tại cùng độ biến dạng và số lượng chu kỳ, hệ số áp lực nước lỗ rổng trong thí nghiệm đa phương lớn hơn giá trị trong điều kiện đơn phương. Đối với các thí nghiệm đa phương thì hệ số áp lực nước lỗ rổng tăng theo độ lệch pha. Ngoài ra, một số kết quả thí nghiệm cắt trượt động chu kỳ đa phương dưới áp lực thẳng đứng 98 kPa cũng được thể hiện bằng kí hiệu trong Hình 11a và 11b. Có thể thấy rằng sự chênh lệch hệ số áp lực nước lỗ rổng giữa hai giá trị áp lực thẳng đứng (49 kPa và 98 kPa) là không đáng kể. Kết quả này phù hợp với kết quả thu được trước đây cho trường hợp tải trọng động chu kỳ đơn phương (Ohara và Matsuda, 1988; Matsuda và Ohara, 1989). Do đó có thể kết luận rằng, trong giới hạn tải trọng thẳng đứng từ 49 kPa đến 98 kPa thì ảnh hưởng của áp lực thẳng đứng lên sự thay đổi của áp lực nước lỗ rổng là không đáng kể và do đó, kết quả tính toán trong Hình 11 và 12 và công thức (1) có thể áp dụng vào các trường hợp tải trọng thẳng đứng khác nhau, ít nhất trong phạm vi từ 49 kPa đến 98 kPa.

398

0.8 0.6 0.4

θ = 900 (σ' v0=49kPa) θ = 700 '' '' θ = 450 θ = 200 '' Đơn uni phương '' θ = 900 (σ' v0=98kPa) Tính toán (Đa(multi) phương) Calculated Tính toán (Đơn(uni) phương) Calculated

Excess pore water pressure ratio Udyn/σ'vo

Excess pressure ratio Hệ sốpore áp water lực nước lỗ rổng Udyn/σ'vo

0.2

Kaolin n = 10

0 0.01

0.1 1 Shear strain amplitude Độ biến dạng trượt, γγ (%)

0.8

Kaolin n = 200 θ = 900 (σ' v0=49kPa) θ = 700 '' '' θ = 450 θ = 200 '' Đơn uni phương '' θ = 900 (σ'v0=98kPa) Tính toán (Đa (multi) phương) Calculated Tính toán (Đơn(uni) phương) Calculated

0.6 0.4 0.2 0 0.01

(a) n = 10

0.1 1 Shear strain amplitude (%) Độ biến dạng trượt, γγ(%)

(b) n = 200

Hình 11. Quan hệ giữa hệ số áp lực nước lỗ rổng và độ biến dạng cho các thí nghiệm cắt trượt chu kỳ đơn phương và đa phương với số lượng chu kỳ khác nhau

0.8 0.6

n = 200 n = 100 n = 50 n = 20 n = 10

Tính toán

0.4

Calculated (uni) (Đơn phương)

Kaolin σ'v0 = 49kPa Đơn phương Uni-direction

0.2 0 0.01

Excess pore water pressure ratio Udyn/σ'vo

Excess pore pressure ratio Hệ số ápwater lực nước lỗ rổng Udyn/σ' vo

0.1 1 Shear straindạng amplitude Độ biến trượt,γγ(%) (%)

0.8 0.6

n = 200 n = 100 n = 50 n = 20 n = 10 Tính toán (Đa phương) Calculated (multi)

0.4 Kaolin σ'v0 = 49kPa θ = 900

0.2 0 0.01

0.1

Shear γ (%) Độ biếnstrain dạngamplitude trượt, γ (%)

(b) Đa phương (θ = 900)

(a) Đơn phương

Hình 12. Quan hệ giữa hệ số áp lực nước lỗ rổng với độ biến dạng cho thí nghiệm cắt trượt chu kỳ đơn phương và đa phương (θ = 900) với số lượng chu kỳ khác nhau Tuy nhiên, so sánh chi tiết hơn kết quả thí nghiệm và kết quả tính toán trong Hình 12a và 12b cho thấy khi n < 50 thì kết quả thí nghiệm và tính toán phù hợp với nhau cho cả trường hợp đơn phương và đa phương. Nhưng khi n > 50, kết quả tính toán cho trường hợp đa phương (Hình 12b) không chính xác bằng kết quả trong điều kiện đơn phương (Hình 12a). Vì vậy, khi tính toán áp lực nước lỗ rổng trong đất dính chịu tải trọng động chu kì đa phương thì công thức (1) chỉ có thể áp dụng cho trường hợp n < 50. Khi n > 50, cần thiết phải phát triển công thức (1) hoặc đề xuất phương pháp tính toán mới phù hợp hơn. 3.2. Áp lực nước lỗ rổng theo hàm số của độ biến dạng tích lũy (G*) – phương pháp tính toán mới a. Định nghĩa các thông số đường biến dạng Fukutake và Matsuoka (1989) xây dựng một mô hình gọi là Mô hình Bowl để luận giải sự di chuyển hạt đất của đất loại cát trong điều kiện cắt trượt động chu kỳ đa phương thoát nước. Trong mô hình này, đường biến dạng trượt trên mặt phẳng ngang có thể mô tả bằng hai thông số là độ biến dạng tổng hợp - Γ và độ biến dạng tích lũy - G*. Trong đó, độ biến dạng tổng hợp là khoảng cách hiện tại của hạt đất so với vị trí ban đầu, thông số này liên quan đến sự dịch chuyển 399

của hạt đất trong quá trình cắt trượt; và độ biến dạng tích lũy là chiều dài của đường biến dạng trượt trong quá trình cắt trượt, nên thông số này liên quan đến mức độ phá hủy cấu trúc của mẫu đất. Hai thông số trên được mô tả bằng công thức (4) và (5) như sau: * G = ∑ ∆G * = ∑ ∆γ 2 + ∆γ 2 x y Γ = γ 2 +γ 2 x y

(4)

(5)

với ∆γX và ∆γY là phần tố tăng lên của độ biến dạng trượt lần lượt theo phương X và Y.

Hình 13: Khái niệm độ biến dạng tích lũy (G*) và độ biến dạng tổng hợp (Γ ) trong cắt trượt chu kỳ đa phương (theo Fukutake và Matsuoka, 1989) 2500 2000

3000

G* = n (3.950 γ + 0.0523) Kaolin σ'v0 = 49kPa Đơn phương Uni-direction

1500

n = 200

1000

n = 100 n = 50

500

n = 20 n = 10

Cumulative shear strain G* (%)

Cumulative shear Độ biến dạng tíchstrain lũy, G* (%) (%)

3000

G* = n (5.995 γ + 0.3510) Kaolin σ'v0 = 49kPa Đa phương Multi-direction

2500 2000

θ = 900 θ = 700 θ = 450 θ = 200

1500 1000

n = 200

n = 100 n = 50

500

n = 20

n = 10

0 0.0

1.0 2.0 Shear γ (%) Độ biếnstrain dạngamplitude trượt, γ (%)

3.0

0.0

1.0 2.0 Độ biến dạng trượt, γγ (%) Shear strain amplitude

3.0

(b) Đa phương (θ = 900)

(a) Đơn phương

Hình 14. Quan hệ giữa độ biến dạng trượt tích lũy (G*) với độ biến dạng (γ) và số lượng chu kỳ (n) trong cắt trượt chu kỳ đơn phương và đa phương Hình 13 mô tả 2 thông số này cho trường hợp cắt trượt chu kỳ đa phương và quan hệ giữa độ biến dạng tích lũy (G*) với độ biến dạng trượt (γ) cho số lượng chu kỳ khác nhau (n = 10, 20, 50, 100 và 200) lần lượt được trình bày trên Hình 14a và 14b cho trường hợp đơn phương và đa phương. Kí hiệu trong hình là kết quả thí nghiệm và các đường nét liền là giá trị tính toán theo các công thức sau: - Cắt trượt chu kỳ đơn phương: G* = n (3.950 γ + 0,0523)

(6)

G* = n (5.995 γ + 0,3510)

(7)

- Cắt trượt chu kỳ đa phương:

400

Giá trị tính toán theo công thức (6) và (7) hoàn toàn phù hợp với kết quả thí nghiệm. Từ Hình 14 có thể kết luận rằng độ biến dạng tích lũy là hàm số của độ biến dạng (γ) và số lượng chu kỳ (n). Khi số lượng chu kỳ bằng nhau, G* tăng theo tỷ lệ với γ, và khi so sánh Hình 14a và 14b tại cùng độ biến dạng, G* trong trường hợp đa phương lớn hơn trong trường hợp đơn phương và độ chênh lệch giữa chúng tăng lên theo số lượng chu kỳ. b. Quan hệ giữa hệ số áp lực nước lỗ rổng (Udyn/σ’v0) với độ biến dạng tích lũy (G*) Nhằm thể hiện tính ưu việt của độ biến dạng tích lũy (G*) trong mô tả sự thay đổi áp lực nước lỗ rổng, quan hệ giữa hệ số áp lực nước lỗ rổng và G* được trình bày trên Hình 15 cho số lượng chu kỳ n = 50 (số liệu tương tự trong Hình 8). Hai đường nét đứt và nét liền lần lược là giá trị của Udyn/σ’v0 sau 50 chu kỳ cho trường hợp đơn phương và đa phương. Có thể thấy rằng, tại cùng giá trị độ biến dạng và số lượng chu kỳ, độ biến dạng tích lũy trong thí nghiệm đa phương lớn hơn trong đơn phương và đối với cắt trượt chu kỳ đa phương có độ lệch pha khác nhau thì thông số này tăng theo độ lệch pha, và G* càng lớn thì hệ số áp lực nước lỗ rổng càng cao. Như đã đề cập trước đây, áp lực nước lỗ rổng phụ thuộc rất lớn vào phương cắt trượt (giữa đơn phương và đa phương) nên sự khác nhau về hệ số áp lực nước lỗ rổng giữa thí nghiệm đa phương và đơn phương là rất rõ ràng (Hình 11). Tuy nhiên khi so sánh hai đường nét liền và nét đứt trong hHình 15 cho thấy chúng gần như trùng nhau và điều này cho thấy sự khác nhau về hệ số áp lực nước lỗ rổng giữa thí nghiệm đơn phương và đa phương (hay ảnh hưởng của phương cắt trượt lên áp lực nước lỗ rổng) có thể được triệt tiêu khi sử dụng độ biến dạng tích lũy G*.

0.8

Kaolin σ'v0=49kPa n = 50

θ= 700 θ = 450 θ= 200

0.6

γ = 2.0%

θ= 900

Đơn uni phương

Excess pore pressure ratio Hệ số áp water lực nước lỗ rổng Udyn/σ' vo

Excess water pressure ratio Hệ sốpore áp lực nước lỗ rổng Udyn/σ'v0

θ= 900 θ= 700 θ= 450 θ = 200 γ = 0.4%

Đường phương) Fitting nối line(Đa (multi) Đường Fitting nối line(Đơn (uni)phương)

0.4

uni phương Đơn θ = 900 θ= 700 θ= 450 γ = 0.1% θ= 200 Đơn uni phương

0.2 0 0.1

1 10 100 strain (%) Độ Cumulative biến dạng shear tích lũy, G*G*(%)

Tính toán (Đa phương) Calculated (multi) Tính toán (Đơn(uni) phương) Calculated

0.8

θ = 900

n = 200

θ = 700 0.6

n = 50

θ = 450 θ = 200

0.4

Đơn uni phương

n = 10 Kaolin σ'v0 = 49kPa γ = 0.05%-3.0%

0.2 0 1

1000

Hình 15. Quan hệ giữa hệ số áp lực nước lỗ rổng và độ biến dạng tích lũy trong thí nghiệm cắt trượt chu kỳ đơn phương và đa phương thực hiện cho γ = 0,1 %, 0,4 % và 2,0 %

10 100 1000 Cumulative shear G*(%) (%) Độ biến dạng tíchstrain lũy, G*

Hình 16. Quan hệ giữa hệ số áp lực nước lỗ rổng và logarit của độ biến dạng tích lũy cho các điều kiện phương cắt trượt, độ biến dạng và số lượng chu kỳ khác nhau

c. Hệ số áp lực nước lỗ rổng là hàm số của độ biến dạng tích lũy G* Năm 2011, Matsuda cùng cộng sự đã đề xuất phương pháp mới tính toán sự thay đổi của ứng suất hữu hiệu trong đất loại cát dưới tác động của tải trọng chu kỳ đa phương thông qua sử dụng độ biến dạng tích lũy (G*) như sau: ∆σ v'

' v0

G* α + β G* 401

(8)

trong đó ∆σ’v là độ suy giảm của ứng suất hữu hiệu Đối với điều kiện không thoát nước thì độ suy giảm của ứng suất hữu hiệu cân bằng với giá trị tăng lên của áp lực nước lỗ rổng, nghĩa là Udyn = ⎢∆σ’V⎜. Do đó, khi ứng dụng cho thí nghiệm cắt trượt chu kỳ không thoát nước thì công thức (8) trở thành:

U dyn

σ 'v 0

G* α + β G*

(9)

Hệ số α và β trong công thức (8) và (9) tương tự như trong công thức (1). Quan hệ giữa hệ số áp lực nước lỗ rổng và logarit độ biến dạng tích lũy được thể hiện trong Hình 16 cho các điều kiện phương cắt trượt, độ biến dạng và số lượng chu kỳ khác nhau. Kí hiệu trong hình là kết quả thí nghiệm và đường nét liền và nét đứt tương ứng với giá trị tính toán bằng công thức (9) cho trường hợp đơn phương và đa phương. Nhìn chung, giá trị tính toán phù hợp với kết quả thí nghiệm cho tất cả các điều kiện thí nghiệm khác nhau. Ngoài ra có thể thấy trong Hình 16, độ biến dạng tích lũy G* tăng theo độ biến dạng trượt và số lượng chu kỳ, và độ biến dạng tích lũy càng lớn thì hệ số áp lực nước lỗ rổng càng cao. Trong Hình 11a và 11b, tương ứng với mỗi số lượng chu kỳ, hệ số áp lực nước lỗ rổng giữa thí nghiệm đa phương và đơn phương chênh lệch nhau rất lớn trong giới hạn độ biến dạng từ 0,05 % đến 3,0 %. Tuy nhiên, khi sử dụng độ biến dạng tích lũy G*, thì sự chênh lệch này bị biến mất như đã đề cập trong Hình 15 cũng như thông qua kết quả thí nghiệm và giá trị tính toán trong Hình 16. Do đó, sự chênh lệch hệ số áp lực nước lỗ rổng giữa cắt trượt chu kỳ đơn phương và đa phương hay ảnh hưởng của phương cắt trượt lên sự thay đổi áp lực nước lỗ rổng có thể bị triệt tiêu khi sử dụng hàm số của độ biến dạng tích lũy. 4 KẾT LUẬN 1. Kết quả ghi lại từ máy tính về sự thay đổi của áp lực nước lỗ rổng trong quá trình cắt trượt không thoát nước và quan hệ giữa hệ số áp lực nước lỗ rổng với độ lệch pha và độ biến dạng cho thấy phương cắt trượt, biên độ biến dạng trượt và số lượng chu kỳ có ảnh hưởng rất lớn đến sự phát triển của áp lực nước lỗ rổng trong quá trình cắt trượt động chu kỳ không thoát nước. Độ biến dạng và số lượng chu kỳ càng lớn thì hệ số áp lực nước lỗ rổng càng cao. Tại cùng giá trị độ biến dạng và số lượng chu kỳ, áp lực nước lỗ rổng do cắt trượt đa phương gây ra lớn hơn rất nhiều trong thí nghiệm đơn phương. Đối với các thí nghiệm đa phương thì áp lực nước lỗ rổng tăng theo độ lệch pha (nghĩa là áp lực nước lỗ rổng cao nhất khi θ = 900). 2. Phương pháp tính toán áp lực nước lỗ rổng truyền thống do Ohara và Matsuda (1984) đề xuất (cho điều kiện cắt trượt đơn phương) có thể áp dụng cho điều kiện cắt trượt đơn phương và đa phương khi n < 50. Khi n > 50 giá trị tính toán trong điều kiện đa phương không chính xác nên cần thiết phải phát triển phương pháp cũ hoặc đề xuất phương pháp mới cho phép tính toán hệ số áp lực nước lỗ rổng trong điều kiện cắt trượt chu kỳ đa phương với độ biến dạng và số lượng chu kỳ khác nhau. 3. Nhằm kiểm tra ảnh hưởng của tải trọng thẳng đứng lên tính chất động học của đất, một số thí nghiệm cắt trượt động chu kỳ đa phương (θ = 900) được tiến hành trong điều kiện tải trọng thẳng 402

đứng σv0 = 98 kPa. Kết quả thí nghiệm cho thấy sự khác nhau của tải trọng thẳng đứng, tối thiểu giữa 49 kPa và 98 kPa, không ảnh hưởng nhiều đến sự phát triển của áp lực nước lỗ rổng trong điều kiện cắt trượt chu kỳ đa phương. Kết quả này phù hợp với kết luận trước đây cho điều kiện cắt trượt chu kỳ đơn phương. 4. Thông qua sử dụng thông số biến dạng mới là độ biến dạng tích lũy G*, chúng tôi đã phát triển và áp dụng thành công phương pháp mới cho phép tính toán hệ số áp lực nước lỗ rổng trong các điều kiện thí nghiệm khác nhau: đơn phương, đa phương có độ lệch pha khác nhau, biên độ biến dạng và số lượng chu kỳ khác nhau. Đồng thời, bằng việc sử dụng thông số mới này, chúng ta có thể triệt tiêu ảnh hưởng của phương cắt trượt lên sự thay đổi áp lực nước lỗ rổng trong quá trình cắt trượt không thoát nước. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Ansal, A., Iyisan, R. & Yildirim, H., “The cyclic behavior of soils and effects of geotechnical factors in microzonation”, Soil Dynamics and Earthquake Engineering, Vol. 21, No. 5, 2001, pp. 445-452. 2. De Groot, D. J., Ladd, C. C. & Germaine, J. T., “Undrained multidirectional direct simple shear behavior of cohesive soil”, J. Geotechnical Eng., ASCE, Vol. 122, No. 2, 1996, pp. 91-98. 3. Fukutake, K. & Matsuoka, H. A., “Unified law for dilatancy under multi-directional simple shearing”, Journal of JSCE Division C, JSCE, Vol. (412/III-1), 1989, pp. 143-151 (tiếng Nhật). 4. Hyodo, M., Yasuhara, K. & Hirao, K., “Prediction of clay behavior in undrained and partially drained cyclic triaxial tests”, Soils and Foundations, Vol. 32, No. 4, 1992, pp. 117-127. 5. Hyodo, M., Yamamoto, Y. & Sugiyama, M., “Undrained cyclic shear behaviour of normally consolidated clay subjected to initial static shear stress”, Soils and Foundations, Vol. 34, No. 4, 1994, pp. 1-11. 6. JGS., “Soil test procedure and explanation” (tiếng Nhật), 2000. 7. Matsuda, H. & Ohara, S., “Threshold strain of clay for pore pressure buildup”, Proc. of 12h World Conf. on Soil Mechanics and Foundation Engineering, Rio De Janeiro, 1989, pp. 127-130. 8. Matsuda, H., “Estimation of post-earthquake settlement-time relations of clay layers”, Journal of JSCE Division C, JSCE, Vol. 568(III-39), 1997, pp. 41-48 (tiếng Nhật). 9. Matsuda, H. & Nagira, H., “Decrease in effective stress and reconsolidation of saturated clay induced by cyclic shear”, Journal of JSCE Division C, JSCE, Vol. 659(III-52), 2000, pp. 63-75 (tiếng Nhật). 10. Matsuda, H., Andre, P. H., Ishikura, R. & Kawahara, S., “Effective stress change and post-earthquake settlement properties of granular materials subjected to multi-directional cyclic simple shear”, Soils and Foundations, Vol. 51, No. 5, 2011A, 2011, pp. 873-884. 11. Matsuda, H., Nhan, T. T., Ishikura, R. & Andre, P. H., “Excess pore water pressure accumulation and recompression of sarturated clay subjected to multi-directional cyclic simple shear”, Proc. of the Geotec Hanoi, Vietnam, 2011b, 2011, pp. 433-442. 12. Matsuda, H., Nhan, T. T. & Ishikura, R., “Excess pore water pressure accumulation and recompression of sarturated clay subjected to uni-directional and multi-directional cyclic simple shears”, Journal of Earthquake and Tsunami, Vol. 7, No. 4, 2013, pp. 1-22. 13. Ohara, S., Matsuda, H. & Kondo, Y., “Cyclic simple shear tests on saturated clay with drainage”, Journal of JSCE Division C, JSCE, Vol. (352/III-2), 1984, pp. 149-158 (tiếng Nhật). 14. Ohara, S. & Matsuda, H., “Study on the settlement of saturated clay layer induced by cyclic shear”, Soils and Foundations, Vol. 28, No. 3, 1988, pp. 103-113.

403

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

TIÊU CHUẨN ĐÁNH GIÁ MỚI VỀ SỨC KHÁNG HÓA LỎNG CỦA ĐẤT CÁT BÃO HÒA CHỊU CẮT TRƯỢT ĐỘNG CHU KỲ VÀ KHÔNG CHU KỲ Đỗ Quang Thiên*, Trần Thanh Nhàn, Nguyễn Thị Ngọc Yến TÓM TẮT: Nhằm nghiên cứu ảnh hưởng của phương cắt trượt đến sự suy giảm ứng suất hữu hiệu và tính chất hóa lỏng của đất cát bão hòa, các thí nghiệm cắt trượt đơn giản chu kỳ đơn phương và đa phương đã được thiết kế và tiến hành trên đất cát tự nhiên và đất cát nhân tạo. Kết quả thí nghiệm cho thấy ảnh hưởng của phương cắt trượt lên sự suy giảm ứng suất hữu hiệu trong đất cát chỉ đáng kể khi độ biến dạng trượt nhỏ hơn 0,3 % (γ < 0,3 %). Hơn nữa, sự suy giảm của ứng suất hữu hiệu trong đất cát là hàm số của độ biến dạng tích lũy (G*), là thông số biến dạng mới được định nghĩa bằng tổng của gia lượng độ biến dạng. Biểu đồ quan hệ giữa độ biến dạng tích lũy và độ biến dạng trượt có thể được sử dụng để mô tả tính chất hóa lỏng cũng như trở thành tiêu chuẩn đánh giá sức kháng hóa lỏng của đất cát Toyoura. Tiêu chuẩn này có thể sử dụng để đánh giá sức kháng hóa lỏng của đất cát Toyoura bão hòa chịu cắt trượt động không chu kỳ đa phương trong động đất.

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Sự thay đổi ứng suất hữu hiệu trong động đất và độ lún sau động đất của đất nền đã được nghiên cứu từ lâu trong nhiều công trình khác nhau (Lee and Albaisa, 1974; Ishihara and Okada, 1982; Tatsuoka & nnk., 1984; Tokimatsu and Seed, 1987). Tuy nhiên, hầu hết các công trình đều tập trung trong điều kiện cắt trượt chu kỳ đơn phương. Trong động đất, biến dạng cắt trượt động tác dụng lên nền đất có dạng đa phương với độ biến dạng và tần số thay đổi liên tục (Ansal & nnk., 2001). Hình 1(a) là biểu đồ biến thiên độ biến dạng theo hai phương Bắc Nam và Đông Tây nhau theo thời gian tính toán từ xung động ghi lại trong động đất Hyogo-ken Nanbu xảy ra năm 1995 tại Nhật Bản và Hình 1(b) là quỹ đạo của độ biến dạng trượt trên mặt phẳng nằm ngang. Từ Hình 1(b) dể dàng thấy rằng dao động của đất nền trong động đất thể hiện biến dạng trượt chu kỳ đa phương.

Đỗ Quang Thiên, Trần Thanh Nhàn, Trường ĐH Khoa học, ĐH Huế, Nguyễn Thị Ngọc Yến, Trường ĐH Bách Khoa Đà Nẵng.

404

EW direction Phương Đông Tây 0

-0.5 0

10 15 Timegian (second) Thời (giây)

Time histories shear strain (a)(a) Biến thiên độ biếnofdạng theo thời gian

Strain (%)

0.5

NS direction Phương Bắc Nam

Strain(%) Biến dạng (%)

Strain (%)(%) Biến dạng

0.5

-0.5 -0.5

SS Strain (%)

0.5

BiếnStrain(%) dạng (%) (b) Orbits shear strain (b) Quỹ đạo độofbiến dạng trượt

Hình 1. (a) Biến thiên độ biến dạng theo thời gian và (b) quỹ đạo của độ biến dạng theo hai phương Bắc Nam và Đông Tây trên mặt phẳng nằm ngang. Sự thay đổi ứng suất hữu hiệu của đất cát dưới tác động của biến dạng cắt trượt động chu kỳ đa phương đã được nghiên cứu trong nhiều công trình khác nhau. Bằng thiết bị bàn rung đa phương, Pyke & nnk. (1975) đã nghiên cứu và kết luận rằng độ lún của đất cát trong các thí nghiệm rung đa phương lớn hơn độ lún trong thí nghiệm rung đơn phương. Ishihara và Yoshimine (1992) sử dụng thiết bị thí nghiệm cắt trượt đơn giản kết hợp gia tải không chu kỳ (irregular) trên đất cát và cho rằng độ biến dạng trượt cực đại là thông số quan trọng nhất ảnh hưởng đến độ lún sau cắt trượt của đất cát. Về sau, Matsuda & nnk. (2004) nghiên cứu ảnh hưởng của phương cắt trượt và biên độ độ biến dạng trượt lên tính chất cơ lý của đất cát bão hòa bằng thiết bị cắt trượt đơn giản chu kỳ đa phương và kết luận rằng sự suy giảm của ứng suất hữu hiệu trong quá trình cắt trượt và độ lún sau cắt trượt trong thí nghiệm đa phương lớn hơn so với giá trị trong thí nghiệm đơn phương. Gần đây, Matsuda & nnk. (2011) nghiên cứu quan hệ giữa độ lún sau cắt trượt với độ suy giảm ứng suất hữu hiệu và đề xuất phương pháp dự báo sự thay đổi ứng suất hữu hiệu trên đất cát bằng thông số mới là độ biến dạng tích lũy (G*) và độ biến dạng tổng hợp (Γ ). Trong nghiên cứu này, bằng thiết bị thí nghiệm cắt trượt đơn giản chu kỳ đa phương, đất cát Toyoura là đất cát tiêu chuẩn của Nhật Bản và đất cát nhân tạo thu được từ xỉ luyện thép (gọi tắt là GBFS) là vật liệu mới được sử dụng để thay thể đất cát tự nhiên tại Nhật Bản được thí nghiệm cắt trượt chu kỳ theo sơ đồ điều khiển độ biến dạng (strain-controlled) với độ biến dạng trượt, phương cắt trượt và số lượng chu kỳ khác nhau. Ngoài ra, hai loại đất này cũng được thí nghiệm cắt trượt động không chu kỳ với độ biến dạng trượt cực đại khác nhau. Từ kết quả thí nghiệm thu được, chúng tôi nghiên cứu ảnh hưởng của phương cắt trượt lên sức kháng hóa lỏng (theo khái niệm suy giảm ứng suất hữu hiệu) của đất cát bão hòa trong điều kiện cắt trượt động chu kỳ đơn phương và đa phương. Quan hệ giữa độ biến dạng tích lũy (G*) và độ biến dạng trượt (γ) thu được tại thời điểm xảy ra hóa lỏng cũng được chúng tôi sử dụng để phát triển tiêu chuẩn mới phục vụ cho nghiên cứu và đánh giá sức kháng hóa lỏng của đất cát chịu tải trọng động chu kỳ và không chu kỳ. Mức độ chính xác của tiêu chuẩn mới này khi áp dụng vào thực tế cũng được chúng tôi kiểm chứng. 405

2 THIẾT BỊ, VẬT LIỆU VÀ PHƯƠNG PHÁP THÍ NGHIỆM

Hình 2. Hình chụp thiết bị thí nghiệm Hình chụp thiết bị thí nghiệm cắt trượt động đơn giản chu kỳ đa phương được thể hiện trong Hình 2. Thông qua hai phương cắt trượt vuông góc với nhau, thiết bị này cho phép tác dụng lên mẫu đất (đặt trong hộp cắt) nhiều loại tải trọng động khác nhau. Hộp cắt trượt là hộp cắt kiểu Kjellman, trong đó mẫu đất được bảo vệ bằng màng cao su. Bên ngoài màng cao su là 10 vòng nhựa xếp chồng lên nhau. Mỗi vòng nhựa có đường kính trong là 75,4 mm và dày là 2 mm. Bằng cách sắp xếp này, mẫu đất không bị biến dạng ngang nhưng vẫn đảm bảo biến dạng cắt trượt trong quá trình thí nghiệm. Bề mặt của mỗi vòng nhựa được bôi bột Silicate Magiê nhằm giảm thiểu ma sát giữa các vòng cũng như đảm bảo biến dạng phân bố đồng nhất theo chiều cao của mẫu trong quá trình thí nghiệm. Phần trămkhối Percent finer by lượng weighthạt (%) mịn hơn (%)

100 80

Toyoura sand GBFS

60 40 20 0 0.01

0.1 1 Grain size(mm) (mm) Cỡ hạt

Hình 3. Biểu đồ phân bố thành phần hạt của đất cát Toyoura và GBFS Vật liệu sử dụng trong nghiên cứu này là đất cát Toyoura và GBFS. Biểu đồ thành phần hạt và một số chỉ tiêu vật lý cơ bản của hai loại đất này được trình bày trong Hình 3 và Bảng 1. Có thể thấy rằng GBFS có tỷ trọng gần giống với cát tự nhiên. Hiện nay, GBFS được dùng phổ biến

406

trong sản xuất phụ gia xi măng tại Nhật bản. Ngoài ra, với các tính năng ưu việt như nhẹ, độ bền kháng cắt lớn và tính thấm nước cao, GBFS đang là vật liệu xây dựng tiềm năng thay thế cát tự nhiên trong tương lai tại Nhật bản. So với cát tự nhiên, GBFS dể bị vỡ vụn hơn khi chịu tải trọng và dưới tác dụng của tải trọng cắt trượt chu kỳ đa phương, khối lượng hạt bị vỡ vụn và độ lún sau cắt trượt của GBFS lớn hơn trong điều kiện cắt trượt đơn phương (Matsuda & nnk., 2006). Một trong những tính chất đặc trưng của GBFS là tính tự tăng độ bền kháng cắt theo thời gian trong điều kiện ẩm ướt tự nhiên và do đó, nhiều nghiên cứu khả năng sử dụng GBFS thành vật liệu kháng động và nền đất đắp nhẹ đã được tiến hành tại Nhật Bản (Matsuda & nnk., 2008). Bảng 1. Một số tính chất vật lý của đất cát Toyoura và GBFS Tính chất Đất cát Toyoura GBFS 3 2,637 2,643 Khối lượng riêng ρs (g/cm ) Hệ số rỗng lớn nhất emax 0,991 1,510 Hệ số rỗng nhỏ nhất emin 0,630 1,033 Để chuẩn bị mẫu thí nghiệm, khối lượng đất cát Toyoura và GBFS khô được tính toán và chuẩn bị theo độ chặt tương đối đã được thiết kế. Sau đó, đất được làm bão hòa bằng nước cất và đổ vào màng cao su trong hộp cắt. Mẫu đất được cố kết dưới tải trọng thẳng đứng là σ’v0 = 49 kPa và thời gian cố kết là 15 min. Mẫu đất sau khi kết thúc cố kết có kích thước là 75mm đường kính trong và khoảng 20 mm chiều cao và được thí nghiệm cắt trượt chu kỳ không thoát nước theo số lượng chu kỳ, độ biến dạng trượt và độ lệch pha đã được lập trình từ trước. Mẫu được đảm bảo không bị biến dạng thẳng đứng trong quá trình cắt trượt nhằm thỏa mãn điều kiện thí nghiệm không thoát nước. Tất cả các mẫu đất được thí nghiệm cắt trượt đơn phương và đa phương (θ = 200, 450, 700 và 900) không thoát nước theo sơ đồ điều khiển độ biến dạng. Các mẫu thí nghiệm của đất cát Toyoura và GBFS được thiết kế theo độ chặt tương đối là Dr = 50 %, 70 % và 90 %. Biên độ độ biến dạng thay đổi từ γ = 0,1 % đến 2,0 % và số lượng chu kỳ dao động từ n = 1 đến 150. Biến dạng cắt trượt tác dụng lên mẫu đất có dạng sóng hình sin với tần số f = 0,5 Hz. Hình 4 thể hiện mô hình biến dạng đặt trưng của mẫu trong điều kiện cắt trượt đơn phương (Hình 4a) và đa phương với θ = 900 (Hình 4b). Độ biến dạng trượt được xác định bằng tỷ số giữa biên độ biến dạng ngang lớn nhất δ với chiều cao ban đầu của mẫu. Ngoài ra, một số thí nghiệm cắt trượt đa phương được tiến hành theo biểu đồ biến dạng thu được từ động đất Hyogo-ken Nanbu (Hình 1a) với độ biến dạng trượt cực đại theo hai phương Bắc Nam và Đông Tây (γNS, γEW) khác nhau.

407

Đa phương (θ = 900 ) Hình 4. Mô hình mẫu đất bị cắt trượt chu kỳ (a) đơn phương và (b) đa phương với θ = 900 Đơn phương

0 0

Phương X X direction

-2

Phương X X direction

Phương Y Phương X X direction Y direction Time (s) Thời gian (giây) Đa phương (θ =(20 (b) Multi-direction θ =0)200 ) Kaolin; γ = 1.0%; θ = 700 Toyoura

-1

Phương Y Y direction -2 ThờiTime gian (s) (giây) (c) Multi-direction Đa phương (θ =(θ45=045 ) 0) 2 Kaolin; γ = 1.0%; θ = 900 Toyoura 1 Biến Sheardạng strain(%) (%)

-2

Kaolin; γ = 1.0%; θ = 200 Toyoura

-2

Kaolin; γ = 1.0%; θ = 450 Toyoura

-1

ThờiTime gian (s) (giây) Đơn phương (a) Uni-direction

-1

Biến dạng Shear strain (%) (%)

-1

Shear strain(%) (%) Biến dạng

Toyoura Kaolin; γ = 1.0%; Đơn Uni-direction phương

Biến Sheardạng strain(%) (%)

Shear strain (%) (%) Biến dạng

Phương Y Y direction ThờiTime gian (s) (giây) (d) Đa Multi-direction phương (θ =(θ70=070 ) 0)

Phương X X direction

-1 -2

Phương Y Y direction Time (s) Thời gian (giây)

Phương X X direction

(e) Đa Multi-direction phương (θ =(θ90=0)900)

Hình 5. Kết quả ghi lại sóng cắt trượt chu kỳ trong thí nghiệm cắt trượt động chu kỳ đơn phương và đa phương với độ biến dạng γ = 1,0 % Hình 5 là kết quả ghi lại sóng biến dạng cắt trượt chu kỳ và Hình 6 là quỹ đạo của độ biến dạng trượt trên mặt phẳng nằm ngang cho các thí nghiệm cắt trượt chu kỳ đơn phương và đa phương có độ biến dạng γ = 1,0 %. Trong mỗi thí nghiệm, điều kiện cắt trượt đơn phương và đa phương có độ lệch pha khác nhau được máy tính điều khiển từ phương X và Y vuông góc với nhau. Trong thí nghiệm cắt trượt chu kỳ đơn phương, biến dạng trượt tác dụng lên mẫu đất chỉ từ một phương (đối với nghiên cứu này là phương X, Hình 5a) nên quỹ đạo của độ biến dạng cắt trượt tạo nên đường thẳng (Hình 6). Trong thí nghiệm đa phương, biến dạng trượt tác dụng đồng thời lên mẫu đất từ phương X (γX) và phương Y (γY) vuông góc với nhau. Biến dạng trượt của hai

408

phương này có độ biến dạng bằng nhau (γ = 1,0 %) nhưng có độ lệch pha khác nhau (Hình 5b e), do đó hình dạng của độ biến dạng thay đổi từ đường elip (θ = 200) đến đường tròn (θ = 900) (Hình 6). Ảnh hưởng của phương cắt trượt và độ lệch pha lên hình dạng của đường biến dạng thể hiện rõ trong Hình 6 nên đây là thông số quan trọng ảnh hưởng đến tính chất động học của đất. 2

shearphương strain γYY,(%) BiếnYdạng γY (%)

Kaolin Toyoura γ = 1.0% Đơn uni phương

θ = 200 θ = 450 θ = 700 θ = 900

-2 -2

shearphương strain γXX,(%) BiếnXdạng γX (%)

Hình 6. Quỹ đạo của đường biến dạng trượt trên mặt phẳng nằm ngang trong thí nghiệm cắt 3 KẾT QUẢ VÀ THẢO LUẬN 3.1. Sự thay đổi ứng suất hữu hiệu trong quá trình cắt trượt ’ Effective stress Ứng suấtvertical hữu hiệu, σ’v (kPa) v (kPa)

θĐơn = 0° phương

θ = 90° 4

θĐơn phương = 0° θ = 20° θ = 45° θ = 70° θ = 90°

θ = 70°

Dr =70( } 3)% ƒ Á =0.1 %

Dr = 70( 3})% ƒ Á =1.0 %

θ = 45°

Toyoura sand

θ = 20°

’ Effective vertical stressσ’v (kPa) Ứng suất hữu hiệu, v (kPa)

of cycles SốNumber lượng chu kỳ, n

(b) γ = 1.0%

(a) γ = 0.1%

Hình 7. Sự suy giảm ứng suất hữu hiệu trong đất cát Toyoura theo số lượng chu kỳ Kết quả ghi lại sự suy giảm ứng suất hữu hiệu trong đất cát Toyoura chịu cắt trượt động chu kỳ đơn phương và đa phương được trình bày trong Hình 7a và 7b cho độ biến dạng trượt γ = 0,1 % và 1,0 %. Nhìn chung, ứng suất hữu hiệu của mẫu đất suy giảm theo số lượng chu kỳ. Độ bền cắt trượt của đất hoàn toàn mất đi khi ứng suất hữu hiệu trong mẫu bằng không, và đây chính là điều kiện xảy ra hóa lỏng. Từ kết quả trong Hình 7 dể dàng thấy rằng sự suy giảm ứng suất hữu hiệu trong trường hợp cắt trượt đa phương lớn hơn so với cắt trượt đơn phương. Khi độ biến dạng trượt lớn, sự suy giảm ứng suất hữu hiệu trong đất xảy ra rất nhanh (Hình 7b) và hầu hết số lượng chu kỳ để xảy ra hóa lỏng thường nhỏ hơn 5. Vì vậy, có thể kết luận rằng độ biến dạng và phương cắt trượt có ảnh hưởng quan trọng đến sự suy giảm ứng suất hữu hiệu cũng như sức kháng hóa lỏng của đất cát.

409

Quan hệ giữa hệ số suy giảm ứng suất hữu hiệu (|∆σ’v/σ’vo|), với |∆σ’v| là độ suy giảm ứng suất hữu hiệu, trong thí nghiệm cắt trượt chu kỳ đơn phương và đa phương với độ biến dạng tích lũy G* được trình bày trong Hình 8a và 8b cho trường hợp γ = 0,1 % và 0,3 %. Trong đó, G* là chiều dài của đường biến dạng trượt tích lũy trong quá trình cắt trượt nên nó liên quan đến mức độ phá hủy cấu trúc mẫu đất. G* được định nghĩa bằng công thức (1) như sau (Fukutake và Matsuoka, 1989): * G = ∑ ∆G * = ∑ ∆γ 2 + ∆γ 2 x y

(1)

trong đó, ∆γx và ∆γy đặt trưng cho độ tăng lên của độ biến dạng lần lượt theo phương X và Y. 1.0

1.0

ƒ ƒ ¢ vÐ'/ƒ v0 Ð'

θ = 70°

0.6 0.4 0.2

θ = 90°

Toyoura sand

θ = 0° θ = 20°

ƒ ƒ ¢ vÐ'/ƒ v0 Ð'

θ = 45°

0.8

Dr=70( } 3)% ƒÁ =0.1%

0 0.01

0.8

θ = 45° θ = 70°

0.6

θ = 90°

0.4 0.2

0.1 1 10 * Cumulative shear strain G (%)

100

0 0.01

(a) γ = 0.1%

θ = 0° θ = 20°

Toyoura sand 3)% Dr=70( } ƒÁ =0.3%

0.1 1 10 * Cumulative shear strain G (%)

100

(b) γ = 0.3%

Hình 8. Quan hệ giữa hệ số suy giảm ứng suất (|∆σ’v/σ’vo|) với độ biến dạng tích lũy (G*) trong thí nghiệm cắt trượt chu kỳ đơn phương và đa phương với γ = 0,1 % và 0,3 % Từ quan hệ trong hình 8a và 8b có thể thấy rằng, ứng với mỗi điều kiện của phương cắt trượt (đơn phương, đa phương có độ lệch pha khác nhau), hệ số suy giảm ứng suất hữu hiệu là hàm số của độ biến dạng tích lũy. Trong Hình 8b, quan hệ giữa |∆σ’v/σ’vo| với G* trở nên đồng nhất và không phụ thuộc vào phương cắt trượt. Điều này cho thấy khi độ biến dạng trượt lớn hơn (cụ thể

γ ≥ 0,3 %), ảnh hưởng của phương cắt trượt lên sự suy giảm ứng suất hữu hiệu trong đất cát là không đáng kể. Matsuda & nnk., (2011) đề xuất công thức mới mô tả quan hệ giữa hệ số suy giảm ứng suất hữu hiệu (|∆σ’v/σ’vo|) với G* cho đất cát chịu cắt trượt chu kỳ đa phương như sau: ∆σ v'

G* α + β G*

(2) σ trong đó, α và β được định nghĩa bằng hàm của độ biến dạng trượt (γ) và các hằng số thí nghiệm (A, B, C và m) như sau: α = Aγm và β = γ/(B + Cγ). Hằng số thí nghiệm A, B, C và m được xác định bằng phương pháp “curve-fitting” và giá trị của các hằng số này cho đất cát Toyoura và GBFS được trình bày trong Bảng 2. ' v0

410

Bảng 2. Giá trị các hằng số A, B, C and m. Loại đất

Dr (%) 50 70 90 50 70 90

Đất cát Toyoura GBFS

A 1,00 1,20 1,90 2,30 2,40 2,70

0 .4

ƒ = Á 0 .1 % ƒ = Á 1 .0 % ƒ = Á 2 .0 % calculated

Toyoura sand Dr=90% ƒ = Æ90 ‹

0.2

Tính toán

∆σv’ σv0’

Toyoura sand Dr=50% ƒ = Æ 90 ‹

0 .2

∆σv’ σv0’

C 0,96 1,05 0,98 1,00 1,00 1,00

m -0,40 0,55 -0,70 -0,40 -0,42 0,32

0 .6 0 .8

0.4

ƒ = Á0.1% ƒ = Á1.0% ƒ = Á2.0% calculated Tính toán

0.6 0.8 1

1 1 .2

B 0,01 0,02 0,02 -0,04 -0,05 0,05

Độ biến dạng G* tích lũy, G* (%) (a) Dr= 50%

1.2

Độ biến dạngG* tích lũy, G* (%) (b) Dr= 90%

Hình 9. Kết quả thí nghiệm và tính toán hệ số suy giảm ứng suất hữu hiệu trong đất cát Toyoura chịu cắt trượt chu kỳ đa phương (θ = 900) Kết quả thí nghiệm và giá trị tính toán hệ số suy giảm ứng suất hữu hiệu trong điều kiện cắt trượt chu kỳ đa phương (θ = 900) được trình bày trong Hình 9 và 10 cho đất cát Toyoura và đất cát GBFS. Các thí nghiệm trong hai hình này có độ biến dạng trượt γ = 0,1 %, 1,0 % và 2,0 % và mẫu đất cát có độ chặt tương đối là Dr = 50 % và 90 %. Kí hiệu trong hình là kết quả thí nghiệm và các đường cong nét liền là giá trị tính toán theo công thức (2) với giá trị các hằng số A, B, C và m được lấy từ Bảng 2. Giá trị tính toán và kết quả thí nghiệm khá phù hợp nhau. Khi so sánh kết quả thí nghiệm theo độ chặt tương đối cho thấy sự suy giảm ứng suất hữu hiệu trong các mẫu đất cát có độ chặt cao (Dr = 90 %) xảy ra chậm hơn so với các mẫu kém chặt (Dr = 50 %). Khi so sánh theo loại đất, hệ số suy giảm ứng suất hữu hiệu trong đất cát GBFS nhỏ hơn so với đất cát Toyoura và do đó đất cát GBFS có độ bền kháng cắt và sức kháng hóa lỏng cao hơn đất cát Toyoura.

411

0 ƒ Á = 0.1% ƒ Á = 1.0% ƒ Á = 2.0% calculated Tính toán

calculated Tính toán

σv0’

0 .4

0 .4 0 .6

0 .6 0 .8 GBFS Dr=50% ƒ = Æ 90 ‹

1 1 .2

ƒ Á =0.1% ƒ Á =1.0% ƒ Á =2.0%

0 .2

∆σv’

σv0’

0 .2

0 .8 GBFS Dr=90% ƒ Æ = 90 ‹

Độ biến dạng tíchilũy, G* “jG* (%) (a) Dr= 50%

1 .2

Độ biến dạng G* tích i “lũy, j G* (%) (b) Dr= 90%

Hình 10. Kết quả thí nghiệm và tính toán hệ số suy giảm ứng suất hữu hiệu trong đất cát GBFS chịu cắt trượt chu kỳ đa phương (θ = 900) Quan hệ giữa hệ số suy giảm ứng suất hữu hiệu với G* trong thí nghiệm cắt trượt đa phương có độ lệch pha khác nhau được trình bày trong Hình 11a và 11b cho đất cát Toyoura và GBFS. Độ chặt tương đối của mẫu đất là Dr = 70 % và độ biến dạng trượt là γ = 0,3 %. Kí hiệu trong hai hình này là kết quả thí nghiệm và đường cong nét liền thể hiện kết quả tính toán theo công thức (2) với giá trị của các hằng số A, B, C và m được lấy từ Bảng 2. Giá trị tính toán hoàn toàn phù hợp với kết quả thí nghiệm. Từ quan hệ trong Hình 11 có thể kết luận rằng, khi độ biến dạng trượt tương đối lớn (cụ thể γ ≥ 0,3 %), sự suy giảm ứng suất hữu hiệu trong đất cát không phụ thuộc vào phương cắt trượt và do đó kết quả tính toán hệ số suy giảm ứng suất Hình 9, 10 và 11 có thể áp dụng cho độ chặt tương đối và phương cắt trượt khác nhau, tối thiểu khi độ biến dạng trượt lớn hơn 0,3 %. 0

Toyoura sand Dr=70% ƒ = Á0.3%

0 .4

ƒ ƒ ƒ ƒ

= Æ 90 = Æ 70 = Æ 45 = Æ 20

‹ ‹ ‹ ‹

0 .2

Tính toán

calculated

∆σv’ σv0’

0 .2

0 .6 0 .8 1 1 .2

ƒ ƒ ƒ ƒ

0 .4

Độ biến G* dạng tích lũy, G* (%) (a) Toyoura sand

‹ ‹ ‹ ‹

Tính toán

calculated

0 .6 0 .8

GBFS Dr=70% ƒ Á = 0.3%

= Æ 90 = Æ 70 = Æ 45 = Æ 20

1 .2

Độ biến dạng G* tích lũy, G* (%) (b) GBFS

Hình 11. Kết quả thí nghiệm và tính toán hệ số suy giảm ứng suất hữu hiệu trong đất cát Toyoura và GBFS chịu cắt trượt chu kỳ đa phương với độ lệch pha khác nhau

412

3.2. Tiêu chuẩn đánh giá sức kháng hóa lỏng của đất cát Shear strain amplitude Á (%) Độ biến dạng trượt, γ ƒ(%)

2.0 Toyoura sand 3)% Dr =70( }

1.5

Đơn ƒÆ =phương 0 ‹ ƒÆ =20 ‹ ƒÆ =45 ‹ ƒÆ =70 ‹ ƒÆ =90 ‹

1.0

0.5

0 1

100

of cycles SốNumber lượng chu kỳ, n

1000

Hình 12. Quan hệ giữa độ biến dạng trượt với số lượng chu kỳ tại thời điểm xảy ra hóa lỏng trong đất cát Toyoura Quan hệ giữa số lượng chu kỳ và độ biến dạng trượt tại thời điểm xảy ra hóa lỏng được trình bày trong Hình 12 cho đất cát Toyoura chịu cắt trượt chu kỳ đơn phương và đa phương với độ lệch pha khác nhau. Ứng với mỗi độ biến dạng trượt trong Hình 12, số lượng chu kỳ để xảy ra hóa lỏng giảm khi điều kiện cắt trượt thay đổi từ đơn phương sang đa phương và điều này cho thấy điều kiện cắt trượt chu kỳ đa phương làm giảm sức kháng hóa lỏng của đất cát. Hơn nữa, khi độ biến dạng γ ≥ 2,0 %, đất cát Toyoura bị hóa lỏng chỉ sau một vài chu kỳ và do đó việc xác định chính xác số lượng chu kỳ để xảy ra hóa lỏng gặp khó khăn khi độ biến dạng trượt lớn. Ngược lại trong Hình 8a và 8b, giá trị của độ biến dạng tích lũy G* có thể được xác định chính xác từ thời điểm bắt đầu suy giảm ứng suất trong đất (G* ≈ 0,1 %) đến thời điểm xảy ra hóa lỏng. Vì vậy, việc sử dụng độ biến dạng tích lũy cho phép xác định thời điểm xảy ra hóa lỏng trong đất cát chính xác hơn, đặt biệt với điều kiện cắt trượt chu kỳ có độ biến dạng lớn và xảy ra trong thời gian ngắn. Từ kết quả này, chúng tôi đã xây dựng biểu đồ quan hệ giữa độ biến dạng tích lũy (G*) với độ biến dạng trượt (γ) để đánh giá sức kháng hóa lỏng cho đất cát Toyoura như thể hiện trong Hình 13. Ứng với mỗi độ biến dạng trượt trong hình này, độ biến dạng tích lũy tại thời điểm xảy ra hóa lỏng giảm khi điều kiện cắt trượt thay đổi từ đơn phương sang đa phương. Tuy nhiên, khi độ biến dạng lớn hơn 0,5 %, đường cong quan hệ ổn định tại giá trị G* ≈ 20 %. Giá trị này tương ứng với độ biến dạng tích lũy nhỏ nhất để xảy ra hóa lỏng trong đất cát và được xem là tiêu chuẩn đánh giá sức kháng hóa lỏng trong điều kiện cắt trượt chu kỳ đa phương.

413

Shear strain amplitude Á (%) Độ biến dạng trượt, γ ƒ (%)

2.0 Đơn ƒ Æ =phương 0 ‹

ƒ Æ = 45 ‹ ƒ Æ = 90 ‹

1.5

Toyoura sand Dr=70( } 3)%

1.0

0.5

0 0

20 40 60 80 Cumulative shear G*(%) Độ biến dạng tíchstrain lũy, G* (%)

100

Hình 13. Quan hệ giữa độ biến dạng tích lũy (G*) và độ biến dạng trượt (γ) tại thời điểm xảy ra hóa lỏng trong đất cát Toyoura 3.3. Hóa lỏng của đất cát trong điều kiện cắt trượt động không chu kỳ từ động đất Toyoura sand

NS direction Phương Bắc Nam Phương Đông Tây EW direction

0.5 0

-0.5

Toyoura sand

σ'v0 = 49kPa; γEW = 0.3%; γNS=0.5%

-1

10 15 Thời (giây) Timegian (second) (a) γEW =0.3% and và γNS=0.5% 2.5 2 2.0 1.5 1 1.0 0.5 0 0.0 -0.5 -1 -1.0 -1.5 -2 -2.0 -2.5

0.5

0.0 -1.0

σ'v0 = 49kPa; γEW = 0.6%; γNS=1.0%

-1.5

Strain (%) Biến dạng (%)

Phương Bắc Nam NS direction EW direction Phương Đông Tây

1.0 Strain (%) Biến dạng (%)

Strain (%)(%) Biến dạng

10 15 Timegian (second) Thời (giây)

(b) γEW =0.6% and và γNS=1.0%

Toyoura sand

NS direction Phương Bắc Nam Phương Đông Tây EW direction

σ'v0 = 49kPa; γEW = 1.2%; γNS=2.0% 0

10 15 Timegian (second) Thời (giây) (c) γEW =1.2% and và γNS=2.0%

Hình 14. Biểu đồ biến thiên độ biến dạng ghi lại từ thí nghiệm cắt trượt không chu kỳ đa phương với các giá trị của γNS, γEW khác nhau Hình 14 a, 14b và 14c là kết quả ghi lại sóng cắt trượt trong thí nghiệm cắt trượt không chu kỳ đa phương được lấy từ kết quả ghi nhận trong động đất Hyogo-kan Nanbu năm 1995. Độ biến dạng lớn nhất theo phương Bắc Nam và Đông Tây (γNS, γEW) của biểu đồ trong Hình 14a tương tự với giá trị gốc tính toán từ trận động đất Hyogo-kan Nanbu trong khi giá trị của γNS, γEW trong Hình 14b và 14c được tăng lên.

414

Quan hệ giữa hệ số suy giảm ứng suất hữu hiệu với độ biến dạng tích lũy trong thí nghiệm cắt trượt không chu kỳ đa phương với các giá trị của γNS, γEW khác nhau được trình bày trong Hình 15 cho đất cát Toyoura. Dể dàng thấy rằng quá trình suy giảm ứng suất hữu hiệu và thời điểm xảy ra hóa lỏng giữa các giá trị của γNS, γEW khác nhau là khá giống nhau. Giá trị của độ biến dạng tích lũy tại thời điểm xảy ra hóa lỏng trong điều kiện cắt trượt không chu kỳ của động đất giống với kết quả thu được trong Hình 13, nghĩa là G* ≈ 20 %. Điều này cho thấy quá trình hóa lỏng của đất cát trong động đất thực có thể được nghiên cứu và mô tả bằng tiêu chuẩn đánh giá sức kháng hóa lỏng thu được từ quan hệ giữa độ biến dạng tích lũy (G*) và độ biến dạng trượt

stress HệEffective số suy giảm ứngreduction suất hữu ratio hiệu ∆σ'v/σ'v0

(γ) trong Hình 13. 0

γEW=1.2%; γNS=2.0% γEW=0.6%; γNS=1.0% γEW=0.3%; γNS=0.5%

0.2 0.4 0.6

Toyoura sand Dr=70%

0.8 1 0

20 40 Cumulative shear G*(%) Độ biến dạng tíchstrain lũy, G* (%)

Hình 15. Quan hệ giữa hệ số suy giảm ứng suất hữu hiệu với độ biến dạng tích lũy trong thí nghiệm cắt trượt động không chu kỳ đa phương với các giá trị của γNS, γEW khác nhau 4 KẾT LUẬN Nhằm mục đích làm sáng tỏ ảnh hưởng của phương cắt trượt lên đặc tính hóa lỏng của đất cát bão hòa nước, chúng tôi đã thiết kế và thực hiện các thí nghiệm cắt trượt động chu kỳ và không chu kỳ bằng thiết bị thí nghiệm cắt trượt đơn giản chu kỳ đa phương tại Đại hoc Yamaguchi Nhật Bản. Các kết luận chính thu được trong nghiên cứu này như sau: (1) Ảnh hưởng của phương cắt trượt lên sự suy giảm ứng suất hữu hiệu trong đất loại cát bão hòa chịu cắt trượt động chu kỳ chỉ đáng kể khi độ biến dạng trượt nhỏ hơn 0,3 %. Điều kiện cắt trượt động chu kỳ có độ biến dạng lớn có thể gây giảm ứng suất hữu hiệu trong đất cát một cách đột ngột và do đó mẫu đất dể dàng bị hóa lỏng chỉ sau thời gian gia tải rất ngắn (nhỏ hơn 5 chu kỳ). (2) Đối với đất cát tự nhiên và nhân tạo bão hòa nước chịu cắt trượt động chu kỳ đơn phương và đa phương (có độ lệch pha khác nhau), hệ số suy giảm ứng suất hữu hiệu là hàm số của độ biến dạng tích lũy G*. (3) Biểu đồ quan hệ giữa độ biến dạng tích lũy và độ biến dạng trượt tại thời điểm xảy ra hóa lỏng có thể được sử dụng thành tiêu chuẩn đánh giá sức kháng hóa lỏng cho đất cát bão hòa chịu cắt trượt động chu kỳ đơn phương và đa phương. Giá trị độ biến dạng tích lũy nhỏ nhất để xảy ra hóa lỏng trong đất cát Toyoura bão hòa là khoảng G* ≈ 20 %. Tiêu chuẩn mới này có thể áp dụng vào nghiên cứu quá trình hóa lỏng của đất cát Toyoura bão hòa trong điều kiện tải trọng động của động đất. 415

TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Ansal, A., Iyisan, R. & Yildirim, H., “The cyclic behavior of soils and effects of geotechnical factors in microzonation”, Soil Dynamics and Earthquake Engineering, Vol. 21, No. 5, 2001, pp. 445-452. 2. Fukutake, K. & Matsuoka, H., “A unified law for dilatancy under multi-directional simple shearing”, Journal of JSCE Division C, JSCE, Vol. (412:III-1), 1989, pp.143-151 (tiếng Nhật). 3. Lee, K. L. & Albaisa, A., “Earthquake induced settlements in saturated sands”, Journal of Geotechnical Engineering, ASCE, Vol. 100(GT4), 1974, pp. 387-406. 4. Ishihara, K. & Okada, S., “Effects of large pre-shearing on cyclic behavior of sand”, Soils and Foundations, Vol. 22, No. 3, 1982, pp. 109-125. 5. Ishihara, K. & Yoshimine, M., “Evaluation of settlements in sand deposits following liquefaction during earthquakes”, Soils and Foundations , Vol. 32, No:1, 1992, pp. 173-188. 6. JGS., “Soil test procedure and explanation”, 2000 (tiếng Nhật). 7. Matsuda, H., Shinozaki, H., Okada, N., Takamiya, K. & Shinyama, K., “Effects of multi-directional cyclic shear on the post-earthquake settlement of ground”, 13th World Conference on Earthquake Engineering, 2004, Paper No.2890. 8. Matsuda, H., Baek, W.J. & Shinyama, K., “Effect of particle crushing on the geotechnical properties of GBFS”, Geomechanics and Geotechnics of Particulate Media, Taylor and Francis Group, London, 2006. 9. Matsuda, H., Shinozaki, H., Ishikura, R. & Kitayama, N., “Application of granulated blast furnace slag to the earthquake resistant earth structure as a geo-material”, 14th World Conference on Earthquake Engineering, Bắc Kinh, Trung Quốc, 2008. 10. Matsuda, H., Andre, P.H., Ishikura, R. & Kawahara, S., “Effective stress change and post-earthquake settlement properties of granular materials subjected to multi-directional cyclic simple shear”, Soils and Foundations, Vol. 51, No. 5, 2011, pp. 873-884. 11. Pyke, R., Seed, H.B. & Chan, C.K., “Settlement of sands under multidirectional shaking”, Journal of Geotechnical Engineering, ASCE, Vol. 101:GT4, 1975, pp. 379-398. 12. Tatsuoka, F., Sasaki, T. & Yamada, S., “Settlements in saturated sand induced by cyclic undrained simple shear”, Proc. 8th World Conference on Earthquake Engineering, San Fransisco, Vol. 3, 1984, pp. 95-102. 13. Tokimatsu, K. & Seed, H.B., “Evaluation of settlements in sands due to earthquake shaking”, Journal of Geotechnical Engineering, ASCE, Vol. 113(GT8), 1987, pp. 861-878.

416

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

PHÂN TÍCH VÀ ĐÁNH GIÁ KẾT QUẢ QUAN TRẮC TRONG THI CÔNG XỬ LÝ NỀN ĐẮP TRÊN ĐẤT YẾU TỪ THỰC TẾ GÓI THẦU EX-9, KM91+300-KM96+300 DỰ ÁN XÂY DỰNG ĐƯỜNG Ô TÔ CAO TỐC HÀ NỘI - HẢI PHÒNG Nguyễn Đình Thứ*, Phạm Văn Lương , Nguyễn Trọng Quang TÓM TẮT: Xử lý nền đất yếu bằng các đường thấm thẳng đứng như bấc thấm (PVD), giếng cát (SD), cọc cát đầm (SCP)đã được sử dụng rộng rãi với các công trình giao thông. Tuy nhiên giữa kết quả tính toán và thực tế khi thi công có sự sai khác về tổng lún, thời gian cố kết và đặc biệt sau khi đưa công trình vào khai thác nền đường vấn tiếp tục lún và lún kéo dài gây khó khăn cho xe cộ khi tham gia giao thông, gây lãng phí cho công tác sửa chữa và gây bức xúc cho dự luận. Từ thực tế công tác quan trắc tại gói thầu 9: km91+300-km96+300, Dự án đường ô tô cao tốc Hà Nội Hải Phòng, nhóm tác giả muốn trao đổi về phân tích đánh giá các số liệu quan trắc nhằm đề xuất tiến trình thi công, thời gian kết thúc chờ đất cố kết; từ đó góp phần giải quyết tình trạng lún chênh giữa đoạn đường chuyển tiếp từ nền đường vào cầu và cống.

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Giải pháp xử lý nền đường đắp trên đất yếu bằng đường thấm thẳng đứng như bấc thấm (PVD), giếng cát (SD) cọc cát đầm chặt (SCP), đã được sử dụng rộng rãi trong xây dựng công trình giao thông ở Việt Nam từ hơn 15 năm nay, đã đem lại hiệu quả rõ rệt về rút ngắn thời gian xây dựng và nâng cao chất lượng công trình. Tuy nhiên giữa kết quả tính toán thiết kế và thực tế thi công vẫn có những sai khác về tổng lún, thời gian cố kết và đặc biệt sau khi thi công và đưa công trình vào khai thác nền đường vẫn xảy ra lún và lún kéo dài gây khó khăn cho xe cộ khi tham gia giao thông và bức xúc cho dư luân xã hội. Từ các số liệu quan trắc của gói thầu EX-9, km91+300-km96+300, Dự án đường ô tô cao tốc Hà Nội- Hải Phòng, nhóm tác giả mong muốn trao đổi về phân tích, đánh giá kết quả quan trắc nhằm đề xuất tiến trình thi công, thời gian kết thúc chờ đất cố kết, từ đó góp phần giải quyết chênh lún giữa đoạn chuyển tiếp từ nền đường vào cống hoặc cầu. 2 QUAN TRẮC VÀ XỬ LÝ SỐ LIỆU QUAN TRẮC TẠI GÓI THẦU EX-9, DỰ ÁN ĐƯỜNG Ô TÔ CAO TỐC HÀ NỘI-HẢI PHÒNG 2.1. Sơ lược về cấu tạo địa tầng gói thầu EX-9 Địa tầng từ trên xuống gồm(xem hình 1): Lớp 1: đất trồng trọt, đất lấp. Lớp 2: Sét béo, sét gầy, sét gầy pha cát, bụi và bụi dẻo, trạng thái rất mềm yếu đến rất cứng. Lớp 2 có thể chia làm 3 phụ lớp: Phụ lớp 2a: sét béo, sét gầy, sét gầy pha cát, bụi, bụi dẻo, màu xám xanh, xám đen, xám nâu, trạng thái rất mềm yếu đến mềm yếu *

Nguyễn Đình Thứ, Tổng công ty tư vấn thiết kế giao thông vận tải (TEDI), thund.tk@gmail.com, 0913 00 22 33

417

(CH, CL, ML, MH); phụ lớp 2b: sét béo, sét gầy, sét gầy pha cát, trạng thái cứng vừa, màu xám xanh, xám đen, xám nâu (CH, CL); phụ lớp 2c: sét béo, sét gầy, sét gầy pha cát, trạng thái cứng đến rất cứng, màu xám xanh, xám đen, xám nâu (CH, CL). Lớp 3 là cát bụi, lẫn sét chặt vừa; đến chăt. Lớp 5 sét gầy, sét béo cứng vừa đến cứng.

Hình 1. Mặt cắt địa chất điển hình của gói thầu 9 2.2. Công tác TKKT về xử lý nền đất yếu Trong TKKT của gói thầu EX-9, nền đất yếu tuyến chính đuợc xử lý bằng 2 giải pháp là Bấc thấm (PVD) với 13 đoạn và Giếng cát (SD) với 8 đoạn và khoảng 100m bố trí 1 mặt cắt ngang quan trắc (xem hình 2) và gồm 2 loại: Mặt cắt ngang quan trắc loại I, gồm: bàn đo lún trên mặt (3 bàn: tim, và 2 vai nền đắp ), cọc đo chuyển vị ngang 10 cọc (mỗi bên 5 cọc), thiết bị đo áp lực nước lỗ rỗng Piezometer (đặt ở 2 hoặc 3 độ sâu: 5m, 10m và 15m); 2 thiết bị đo chuyển vi ngang inlinometer) đặt ở 2 bên chân taluy nền đắp; Mặt cắt ngang quan trắc loại II, gồm: bàn đo lún trên mặt (3 bàn), cọc đo chuyển vị ngang 10 cọc (mỗi bên 5 cọc);

Hình 2. bố trí các thiết bị quan trắc loại I và loại II 2.3. Quá trình thi công Công tác thi công được bắt đầu từ tháng 8/2008, đến hết tháng 6/2012 đã có 10 đoạn thi công xong, đã dỡ tải và thi công các hạng mục khác. a) Lắp đặt các thiết bị quan trắc gồm: Bàn đo lún trên mặt: được lắp đặt sau khi đã thi công xong PVD hoặc SD và đệm cát thoát nước; Cọc đo chuyển vị ngang; thiết bị đo ngang sâu: lắp đặt sau bàn đo lún mặt; Thiết bị đo áp lực nước lỗ rỗng: lắp đặt sau khi đã thi công xong lớp cát thoát nước; b) Kết quả quan trắc: Kết quả quan trắc lún và đánh giá thực tế về ổn định của gói thầu EX-9 418

được tổng hợp trong bảng 1. Trong bài viết này chỉ tập trung phân tích đánh giá so sánh giữa các kết quả quan trắc (đặc biệt là kết quả quan trắc lún) của 1 trắc ngang km94+360 với các kết quả tính toán trong thiết kế kỹ thuật, nhằm quyết định tiến trình thi công (tốc độ đắp, chiều cao đắp, thời gian kết thúc đắp). Các đoạn khác cũng có cách làm tương tự. Theo thiết kế nền đắp được thi công 1 giai đoạn với tốc độ đắp 10cm/ngày (41ngày: 4.10m). Tuy nhiên khi thi công phải kéo dài tới 5 giai đoạn với thời gian đắp 205 ngày. Bảng 1: Tổng hợp tiến trình thi công và quan trắc gói thầu EX-9 Gói thầu EX-9-Bảng tổng hợp tiến trình thi công và quan trắc P hân đoạn

Lý t rình

Số giai đoạn

Kiểu

Km91+320

Km91+400

Km91+500

EX9-3

Km91+600

14.5

EX9-4

Km91+700

P VD

16.5

EX9-5

Km92+100

EX9-6

Km92+120

P VD

EX9-7

Km92+200

Km92+800

Km92+900

P VD

16.8

Km93+400

Km93+500

Km93+800

Km93+900

Km94+100

Km94+200

Km94+300

Km94+500

EX9-1 EX9-2

EX9-8 EX9-9 EX9-10

EX9-11

EX9-12

T hời gian xây dựng

P hương Chiều sâu pháp xử lý (m) SD

1.8

14.7

Dỡ t ải

20/6/2012

T hời gian chờ

Độ lún

Chiều cao đắp

Nhận xét độ ổn định

Hiện t ại

T hiết kế

Hiện t ại

T hiết kế

Hiện t ại

T hiết kế

Hiện t ại

T hiết kế

t háng

35.9

15.8

2.9

7.17

6.98

58.6

111.6

35.9

15.8

3.4

6.41

6.23

59.8

111.6

35.8

15.3

8.9

4.9

91.2

16.1

20/6/2012

35.6

5.29

5.04

51.5

119.8

20/6/2012

35.9

8.1

4.60

4.34

81.5

137.1

01/07/2011

35.9

12.5

28.5

2.64

2.9

104.9

78.1

14.3

01/07/2011

35.9

16.5

28.5

2.66

2.9

104.9

95.3

16.3

01/07/2011

35.7

7.4

28.5

2.75

3.01

62.7

85.7

20/09/2011

35.5

15.7

28.3

1.81

2.52

112

112.5

20/09/2011

35.5

15.7

28.3

1.01

1.72

94.4

112.5

20/6/2012

35.2

14.8

12.3

4.82

4.44

98.9

137

P VD

15.5

P VD

13.9

P VD

8.1

20/6/2012

35.2

14.8

11.6

5.13

4.75

101.5

137

27/07/2012

35.9

15.5

5.0

6.10

5.93

119

140

27/07/2012

35.9

15.5

5.6

5.38

5.21

107.3

140

15/02/2012

35.8

14.7

13.8

7.5

2.93

3.64

109.4

127.37

15/02/2012

35.8

14.7

14.6

7.5

4.65

4.05

96.7

127.37

01/07/2011

30.1

14.7

14.6

7.5

2.66

2.24

111.1

127.37

13.0

8.8

2.99

2.61

98.7

117.51

13.0

8.8

3.36

3.12

92.5

117.51

12.8

14.7

7.8

4.01

3.24

74.5

190.2

11.9

16.7

7.4

5.04

4.93

82.1

140.35

Km94+600

EX9-13

Km94+700

EX9-14

Km95+400

EX9-15

Km95+500

4.52

32.7

176.6

EX9-16

Km95+600

P VD

9.0

14.8

6.2

3.33

3.9

42.6

115.6

EX9-17

Km95+700

P VD

31.5

9.3

15.9

7.5

3.16

2.97

54.9

150.5

EX9-18

Km95+800

P VD

10.0

15.2

0.0

2.91

1.81

122.9

EX9-19

Km95+900

P VD

10.0

14.9

7.6

8.5

3.74

2.82

155.1

Km96+100

15.2

14.8

EX9-20

31.5

P VD

9.0

15.3

5.8

2.7

3.74

3.23

2.15

50.6

EX9-21

Km96+280

15.2

16.3

2.5

4.32

4.76

54.9

189.5

Đoạn T hí điểm dùng BT N

Km94+360

P VD

13.9

11/01/2012

29.4

9.7

12.0

8.3

4.84

4.1

136

94.72

145.1

Km94+420

P VD

13.9

11/01/2012

29.4

9.7

12.0

8.3

4.84

4.1

127.4

94.72

2.4. Phân tích số liệu quan rắc 2.4.1. Tính toán độ lún và độ cố kết dựa trên kết quả quan trắc lún theo phương pháp Hyperbolic và Asaoka (hình 4) Có một số phương pháp dự báo độ lún cuối cùng, và độ cố kết dựa theo tiến trình đắp và thời gian đắp, thường hay sử dụng 3 phương pháp là: Hyperbolic, Asaoka và Hoshino. Hai phương pháp đầu được sử dụng rộng rãi hơn nên ở đây chỉ trình bầy 2 phương pháp đó. Phân loại

Phương pháp Hyperbolic

Phương pháp Asaoka

t =¥ + á¥ â St-So ¥è ¥= âtan¥ è

t/S t-S

Khái niệm

¥á Time

Phương trình mẫu Phương trình

St = S0 + S

t α + βt

= S0 +

S i = β 0 + β 1 S i −1

Sf =

419

β0 1 − β1

Phân loại Độ tin cậy

Phương pháp Hyperbolic Phương pháp Asaoka - giá trị dự đoán và đo sát nhau - dự đoán lún thấp hơn đo đạc,theo thời - khi cấp cố kết vượt 70%, dự đoán có gian, nó tiến dần tới giá trị đo đạc. thể sai số 10% - khi độ cố kết vượt 80%,dự đoán có thể sai số 10%.

(a)

(b)

Hình 3. Kết quả tính lún đoạn km 94+340-km94+440-TKKT (3a) và kết quả quan trắc (3b) Prediction Final settlement k94+360

Km94+360

1500 1.20

1400

1.00

1350 Si (cm)

y = 0.0023x + 0.24 2 R = 0.993

0.80 (t-to)/(S-So)

y = 0.95x + 70 R2 = 0.9984

1450

1300 1250

0.60

1200 1150

0.40

1100 1050

0.20

1000 1000

0.00 0

100

150

200

250

t-to

300

350

1050

1100

1150

1200

1250

400

1300 Si-1 (cm)

1350

1400

1450

1500

Computation of Final Settlement and consolidation degree Computation of Final Settlement Coefficient 0.0023 β 0.2400 α

Node of Intersection x 1451.783

Computed Final Sf 1452 mm

Settlement

93.68%

Expected Residual Settlement Residual Settlement 9.2 cm

Requirement Less than 20.0

Judgment OK

Coefficient a 0.9500 b 70

Node of Intersection x 1400.00

Computed Final Sf (mm) 1400.00 U (%) 97.14

Settlement

Expected Residual Settlement Residual

Settlement

Requirement Less than 20.0

4.000

(a)

Judgment OK

(b)

Hình 4. Tính độ lún cuối cùng và độ cố kết theo phương pháp Hyperbolic (a) và Asaoka (b) Kết quả tính lún của 2 phương pháp trên đều có tổng lún lớn hơn quan trắc thực. 2.4.2. Tính toán lại độ lún (Re-calculated settlement), độ lún dư và độ cố kết Tính toán lại độ lún là căn cứ chiều cao đắp và tiến trình đắp thực, với tính chất cơ lý như TKKT hoặc có điều chỉnh theo kết quả khảo sát ở BVTC (nếu có). Kết quả tính toán lại của đoạn km94+360 với chiều cao đắp: He=4.85m và Htk=4.10m (hình 5)

420

(a)

(b)

Hình 5. tính lún lại với chiều cao đắp thực và thời gian thi công thực a) chiều cao đắp khi thi công He=4.85m, b) chiều cao đắp theo thiết kế-Htk=4.10m. 2.4.3. Phân tích phản hồi Kết quả quan trắc lún là 136cm với chiều cao đắp 4.85m, tuy nhiên do khi thi công xong lớp đệm cát 0.80m mới đặt bàn đo lún nên chiều cao gây lún thực sự sẽ chỉ là 4.85-0.80=4.05m. Như vậy nếu đắp với chiều cao Htk = 4.10m thì độ lún sẽ là 137.67cm. Kết quả tính toán lún theo phương pháp Hyperbolic và Asaoka và kết quả đo lún thực cũng lớn hơn kết quả trong TKKT, do đó cần phải phân tích phản hồi. Tổng hợp kết quả tính toán độ lún, kết quả đo lún (xem bảng 2) Bảng 2. Tổng hợp kết tính toán và kết quả đo lún TT

TKKT

Quan trắc

Chiều cao thiết kế Htk (m) Htk+bù lún(m): chiều cao đắp theo thiết kế+bù lún Tổng lún (cm)

3.20 4.10

3.20 4.05(a)

97.72

136.00(b) 137.67(c)

Độ lún dư (cm) Độ cố kết (%) thời gian (ngày) Độ lún qui đổi do lớp đệm cát gây ra trước khi đặt bàn do lún (cm) * Tổng lún thực đo+lún qui đổi (cm)

7.39 494

494 26.86 164.53 (g)

Tính lại 4.85 4.10 131.39(d) 93.93 (e) 2.15 93.58 494

Tính phản hồi 3.20 4.85

Hyperbolic

Asaoka

3.20 4.85

145.20

140.0

494

9.20 93.68 494

4.0 97.14 494

167.73

26.86 172.06

26.86 166.86

Ghi chú: 9 * Độ lún qui đổi : thực tế thi công-sau khi vét hữu cơ, đắp trả bằng cát đắp, đắp lớp đệm cát dưới (60cm), thi công PVD, đắp lớp đêm cát trên (20cm), Nhà thầu mới đào để đặt bàn lún, nên độ lún do lớp đệm cát gây ra tạm tính theo tỷ lê: 4.05m lún thực đo là 136cm thì 0.80m lún 26.86cm; 9 (a) Chiều cao nền đắp tính từ khi đặt bàn quan trắc: 4.85-0.80=4.05m; 9 (b) Độ lún thực đo từ khi đặt bàn đo lún; 9 (c) Đô lún ngoại suy từ độ lún thực đo với chiều cao đắp 4.10m; 9 (d)và (e): độ lún tính lại với chiều cao đắp He=4.85m và 4.10m; 9 (g) : độ lún thực +độ lún qui đổi với chiều cao đắp 4.85m;

Theo bảng 2, nếu độ lún theo TKKT là 94.72cm, độ lún của lớp đệm cát là 26.86 cm, thì độ lún ứng với chiều cao đắp 4.10m và 4.85m tương ứng là 137.67cm và 164.53. Khi chiều cao đắp cộng với đắp bù lún là 4.10, sau khi chờ đất đạt độ cố kết thì chiều cao nền đường sẽ chỉ còn là: 4.10m-1.37m=2.72m. Chiều cao nền đường sau lún sẽ thấp hơn chiều cao thiết kế là 3.20m421

2.72m=0.48m. Theo phương pháp Hyperbolic sẽ cần đắp thêm khoảng 0.505m và phương pháp Asaoka là 0.453m. Phương pháp phân tích phản hồi sẽ dựa trên các lựa chọn sau: - Trường hợp 1: Thông thường khi phân tích phản hồi người ta sẽ vẽ tập hợp các đường cong lún (các chỉ tiêu như TKKT), nhưng giá trị hệ số ép nén(Cc) thay đổi theo số liệu thu được từ thí nghiệm các lớp đất, và sẽ lựa chọn đương cong lún phù hợp với kết quả với đường cong thực đo; - Trường hợp 2: Nếu theo trường hợp 1 mà vẫn không tìm được đường cong phù hợp với kết quả đo, ta cần vẽ thêm chùm đường cong thứ 2: các tính chất cơ lý như trường hợp trên, nhưng giá trị hệ số cố kết theo phương ngang (Ch) thay đổi. Lựa chọn đường cong lún phù hợp với đường cong lún thực đo; - Có thể tổ hợp 2 trường hợp trên để (vừa thay đổi Cc, vừa thay đổi Ch) để vẽ ra một tập hợp các đường cong lún và tìm được đường cong lún phù hợp với kết quả quan trắc. Tổ hợp lựa chọn chỉ tiêu để tính phản hồi (feed back analysis) như sau: Bảng 3: lựa chọn chỉ tiêu cho tính phản hồi Hạng mục

Thiết kế kĩ thuật ∆E

Phương pháp tính lún Cc (hệ số ép nén)

Pc/OCR(áp

lực tiền cố kết/hệ số quá cố kết

Ch/Cv

hệ số cố kết ngang /hệ số cố kết theo đứng

Km94+360 Feed back/tính phản hồi Cc (a) Cc (b)

- Layer 2a1 - Layer 2a2

- không sử dụng

- 1.0 - 0.40;

- 0.90 - 0.40;

- Layer 2a1 - Layer 2a2

0/1 0/1

- 3.1/1 - 6.2/1

- 3.1/1 - 6.2/1;

- Layer 2a1 - Layer 2a2

1 1

- Ch=Cv; - Ch=1.5Cv; - Ch=2Cv;

- Ch=Cv; - Ch=2Cv;

Kết quả tính toán thể hiện trên hình 6. Km94+360: lún quan trắc, lún tính phản hối và lún quan trắc có hiệu chỉnh lún do lớp đệm cát

Surcharge elevation（cm）

600 400 200 0 -200 -400 -600 -800

Set t l ement ( ch=cv)

Set t l ement ( Cent er )

Settlement（mm）

-1000

Cent er l i ne adj ui ment set t l ement

Set t l ement Ch=1. 5cv

-1200 -1400

Set t l ement ( ch=2cv) -1600 -1800 -2000 0

120

150

Surcharge Settlement(Right) Settlement Ch=1.5cv

180

210

240

270

300

330

360

Settlement(Left) Actual Emb(cm) Settlement (ch=2cv)

390

420

450

480

510

Settlement(Center) Settlement (ch=cv) Centerline adjuiment settlement

Hình 6. Tổ hợp kết quả tính lún phản hồi Theo kết quả tính toán phản hồi thể hiện trên các hình: 6 thấy rằng: trường hợp với Ch=Cv, có tổng lún 167.73cm khá phù hợp với các giá trị tổng lún từ giá trị đo đạc (có hiệu chỉnh lún do lớp đêm cát gây ra), và giá trị lún theo phương pháp Hyperbolic và Asaoka (xem bảng 1). 422

2.4.4. Cố kết (Piezometer) Trong quá trình đắp áp lực nước lỗ rỗng dư tăng lên, khi ngừng đắp thì áp lực nước lỗ rỗng dư giảm xuống đó là sự tiêu tán áp lực nước lỗ rỗng. (xem hình 7). Độ cố kết của nền đất có thể tính theo phương pháp Hyperbolic và Asaoka (như trình bầy ở trên) và có thể tính theo mức độ tiêu tán áp lực nước lỗ rỗng (bảng 4).

Hình 7. Đồ thị áp lực nước lỗ rỗng dư theo tiến trình đắp và thời gian Bảng 4. Tính độ cố kết theo áp lực nước lỗ rỗng dư và tải trọng nền đắp

2.4.5. Ổn định a) Ổn định nền đắp theo kết quả quan trắc cọc chuyển vị ngang trên mặt. Theo qui trình 22TCN262-2000 nền đường ổn định khi chuyển vị ngang đo tại các cọc 2 bên taluy nền đắp <=5mm/ngày. Tuy nhiên biên độ dịch chuyển ngang lớn nhất không nằm trên mặt mà phân bố ở độ sâu dưới nền đắp. Tùy thuộc vào tính chất của nền đất yếu, chiều cao đắp mà biên độ chuyển vị ngang lớn nhất thường phân bố ở độ sâu từ vài mét đến bảy, tám mét, hoặc lớn hơn. Do vậy với nền đường đắp cao trên đất yếu (có chiều cao nền đắp Htk>4.5m) cần thiết phải có thiết bị quan trắc chuyển vị ngang sâu (Incinometer). b) Ổn định nền đắp theo kết quả quan trắc của thiết bị đo chuyển vị ngang sâu(inclinometer) Khi thi công nền đường đắp trên đất yếu, dựa vào kết quả quan trắc lún trên mặt tại tim và kết quả đo chuyển vị ngang sâu (Inclinometer) để kiểm soát ổn định, thường dùng 3 phương pháp sau: phương pháp Kurihara-Mochinaga, Tominaga-Hasshimoto và Masuo-Kawamura. Từ kết quả đo đạc có thể lập các các quan hệ giữa độ dịch chuyển ngang (theo Inclinometer) và độ dịch 423

chuyển đứng. Ở đây chỉ đánh giá ổn định theo phương pháp Masuo - Kawamura (xem hình 8) như sau: Phương pháp Kurihara –Mochinaga Đặc điểm

• Vẽ đồ thị quan hệ dịch chuyển ngang và thời gian. Nếu giá trị dịch lớn hơn giá trị dưới đây là nền đường mất ổn định.

• Dịch chuyển ngang >2cm/ngày, nền đường đắp mất ổn định. Tiêu chí • Tiêu chuẩn kiểm tra: nếu ∆σ/∆t = đặc trưng > 2cm/ ngày, nền đường mất ổn định.

Ứng dụng • Dễ áp dụng. Phân loại

Phương pháp TominagaHashimoto

Phương pháp Matsuo & Kawamura

Khái niệm

Tiêu chuẩn kiểm tra

Ứng dụng

nền đắp sẽ phá hoại: α2 ≥ 0.7 or α2 ≥ α1+0.5 Chuyển vị ngang > chuyển vị đứng nếu nền đắp tiến dần tới phá hoại,sự tăng δ đáng kể so với S. Như vậy nó tiến về khu vực I-II,có nghĩa nền đắp không ổn định

nền đắp sẽ nguy hiểm nếu: qi/qf>0.8 qi: tải trọng nền đắp ; qf: tải trọng phá hoại nền đắp phá hoại hay không tùy thuộc đường cong có tiến gần tới đường phá hoại không trong quá trình đắp nền.

Hình 8. Kiểm soát ổn định trong quá trình đắp theo phương pháp Masuo-Kawamura Theo biểu đồ như trên: Phương pháp Masuo-Kawamura: qi/qf>0.80 - nền đường có biểu hiện mất ổn định. Thực tế tại vị trí này ống đo Inclinometer do nền đường biến dạng ngang quá lớn nên không thể đo được phải thay ống đo mới tới 2 lần. 424

3 KẾT LUẬN Quan trắc trong quá trình thi công xử lý nền đất yếu là công tác bắt buộc nhằm đảm bảo ổn định cho nền đường và giúp điều chỉnh kịp thời tiến trình đắp, thời gian đắp, chiều cao đắp để nền đường được chất đủ tải và quan trọng là đánh giá độ lún cuối cùng, độ cố kết để quyết định cho phép kết thúc một giai đoạn đắp hoặc kết thúc toàn bộ tiến trình đắp chuyển sang thi công các hạng mục khác trong tiến trình xây dựng một tuyến đường. Nội dung phân tích đánh giá có thể tóm tắt như sau: 3.1. Đánh giá lún 3.1.1. Đánh giá độ lún theo phương pháp Hyperbolic và Asaoka: dựa trên kết quả đo lún với chiều cao đắp thực để tìm ra độ lún cuối cùng và độ cố kết; 3.1.2. Tính toán lại độ lún (recalculated settlement): Dựa theo chiều cao và tiến trình đắp thực. 3.1.3. Phân tích phản hồi: khi số liệu quan trắc lún sai khác với lún tính toán trong TKKT (có thể lớn hơn, hoặc nhỏ hơn độ lún tính toán trong TKKT), cần thiết phải tính phản hồi. Nội dung tính phản hồi xem mục II phần 3. 3.2. Dự tính chiều cao đắp, độ lún, độ cố kết, thời gian chờ nền đất cố kết và độ ổn định cho giai đoạn tiếp theo Từ kết quả đo lún (136cm), kết quả tính lại với He=4.10m (93.93cm), kết quả tính độ lún và độ cố kết theo phương pháp Asaoka (138.4cm) và Hyperbolic (145.20cm) thấy rằng với chiều cao Htk là 3.20m, chiều cao có phòng lún là 4.10m (lún 94.7cm), thì nền đường đắp sau khi lún sẽ thấp hơn chiều cao thiết kế khoảng 0.50m. Do vậy cần thiết phải đắp thêm khoảng 0.50m để sau khi đạt tiêu chí về độ cố kết nền đường sẽ cao độ bằng và lớn hơn chiều cao thiết kế. Thực tế đoạn này nhà thầu đắp với chiều cao là 4.85m. Kết quả phân tích tại bảng 3 độ lún thực đo (có hiệu chính độ lún do lớp đệm cát) với chiều cao đắp 4.85 là 164.53cm. Chiều cao nền đắp sau chờ cố kết là 4.85m-1.64m=3.21m, đúng bằng chiều cao thiết kế. Giả sử đoạn này có chiều cao Htk là 4m, nên phải đắp giai đoạn 2. Từ kết quả tính phản hồi như trên ta sẽ tính để sau khi nền đạt độ cố kết thì chiều cao nền đắp bằng hoặc lớn hơn 4.0m. Kết quả tính toán xem bảng 5: Bảng 5. so sánh kết quả tính toán chiều cao đắp giữa TKKT và BVTC Hạng mục

TKKT*

BVTC**

Chiều cao thiết kế Htk (m) Chiều cao đắp giai đoạn 2 He(GD1) Chiều dầy bù lún giai đoạn 2: Hbl-(GD2_ (m) Thời gian chờ (ngày) Chiều cao đắp GD2 có bù lún (m) Tổng lún (cm) Độ lún kết thúc chờ(cm) Độ lún dư (cm) Độ cố kết (%) Tổng thời gian (ngày)

4.0 4.10 1.0 100 5.15 109.32 103.59 5.73 94.76 610

4.0 4.85 1.05 100 5.90 192.33 184.22 9.11 95.29 610

Ghi chú:(*) kết quả tính theothiết kế kĩ thuật (TKKT) và (**) kết quả tính theo quan trắc lún 425

3.3. Kiến nghị 3.3.1. Đưa tải trọng do xe (hoạt tải) là một phần của tải trọng gây lún vào tính toán để sau khi dỡ tải thì nền đất đã ở trạng thái quá cố kết và do đó khi khai thác không phát sinh tải trọng gây lún. 3.3.2. Nên bỏ cọc đo chuyển vị ngang ở 2 bên taluy nền đắp với nền đắp có chiều cao He <2.50m, bởi vì với nền đắp thấp tải trọng gây lún nhỏ, chuyển vị ngang rất nhỏ và cũng chưa phát hiện trượt xẩy ra với nền đắp thấp (He<2.50m). Với nền đắp trên 2.50m cũng nên giảm cọc do chuyển vị ngang thay vì 5 cọc mỗi bên như hiện tại còn 2 cọc để giảm bớt thời gian đo đạc và thực tế không cần thiết. 3.3.3. Đưa vào qui trình, qui định về đánh giá kết quả quan trắc trong quá trình thi công xây dựng nền đắp trên đất yếu nhằm đảm bảo nền đắp đủ tải khi thi công và đưa vào khai thác, giảm tối đa hiện tượng lún kéo dài và chênh lún giữa nền đường vào đầu cầu và cống như nhiều tuyến đường giao thông hiện nay của Viiệt Nam. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Báo cáo khảo sát địa chất công trình gói thầu EX-9: km91+300-96+600 Dự án Đường ô tô cao tốc Hà Nội-Hải Phòng-Liên danh Yooshin-KPT-Hà Nội 5-2008; 2. Báo cáo thiết kế xử lý nền đất yếu gói thầu EX-9, km91+300-km96+300, Dự án Đường ô tô cao tốc Hà Nội-Hải Phòng-Liên danh Yooshin-KPT-Hà Nội 5-2009; 3. Kết quả quan trắc lún gói thầu EX-9, km91+300-km96+300; Dự án Đường ô tô cao tốc Hà Nội-Hải Phòng-Nhà thầu SHANDONG LUQIAO GROUP CO., LTD;

426

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

NGHIÊN CỨU XÁC ĐỊNH HỆ SỐ CỐ KẾT THEO PHƯƠNG NGANG Ch CỦA ĐẤT BÙN SÉT (amQ22-3) PHÂN BỐ Ở CÁC TỈNH VEN BIỂN ĐỒNG BẰNG SÔNG CỬU LONG Đỗ Minh Toàn*, ThS.Nguyễn Thị Nụ, TS.Nguyễn Viết Tình TÓM TẮT: Trong xây dựng đường, xác định hệ số cố kết theo phương ngang có ý nghĩa rất quan trọng trong thiết kế xử lý nền đường đất yếu. Báo cáo trình bày kết quả nghiên cứu xác định hệ số cố kết theo phương ngang (Ch) cho đất bùn sét amQ22-3 phân bố ở các tỉnh ven biển đồng bằng sông Cửu Long bằng các phương pháp đo tiêu tán áp lực nước lỗ rỗng bằng thí nghiệm CPTu, thí nghiệm trong phòng trên các thiết bị khác nhau và tính toán từ bài toán phân tích ngược theo kết quả quan trắc độ lún ngoài hiện trường. Kết quả đã chỉ ra đặc trưng hệ số cố kết theo phương ngang của đất bùn sét amQ22-3 thay đổi trong phạm vi từ 1,27 đến 30,48m2/năm ở giai đoạn quá cố kết; từ 2 đến 9,41m2/năm ở gian đoạn cố kết thông thường tương ứng với tỷ số ch/cv bằng từ 1 đến 12,35 ở giai đoạn quá cố kết và từ 1,35 đến 6,49 ở giai đoạn cố kết thông thường. TỪ KHÓA: Hệ số cố kết theo phương ngang.

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Khi lắp đặt thiết bị tiêu thoát nước thẳng đứng (bấc thấm, giếng cát) vào nền đất sét yếu sẽ điều khiển tốc độ cố kết của đất nền do giảm chiều dài đường thấm và tận dụng khả năng thoát nước lớn theo phương ngang của đất, từ đó tăng độ chặt và sức kháng cắt của đất yếu, đáp ứng được yêu cầu chịu lực của công trình. Khả năng thoát nước theo phương ngang nhanh hay chậm được đánh giá bằng hệ số cố kết theo phương ngang (Ch). Do vậy, Ch đóng vai trò quan trọng trong tính toán thiết kế, bố trí mạng lưới bấc thấm, giếng cát. Trên thế giới, hệ số cố kết theo phương ngang có thể được xác định thông qua các thí nghiệm trong phòng và ngoài trời hoặc từ kết quả phân tích bài toán ngược dựa vào tài liệu quan trắc lún, áp lực nước lỗ rỗng ngoài thực tế. Tại Việt Nam, cho đến nay, việc xác định Ch ngang hầu như rất ít, chỉ có một số công trình xác định theo thí nghiệm tiêu tán áp lực nước lỗ rỗng thông qua thiết bị CPTu. Một số tác giả tính toán Ch dựa vào tài liệu quan trắc lún và áp lực nước lỗ rỗng của nền sau khi xử lý bằng bấc thấm tại một số dự án [7,8,9]. Đáp ứng nhu cầu thực tế, báo cáo trình bày kết quả xác định hệ số cố kết theo phương ngang bằng các phương pháp trong phòng và ngoài trời khác nhau cho đất yếu bùn sét amQ22-3 phân bố ở các tỉnh ven biển đồng bằng sông Cửu Long. 2 KHÁI QUÁT CÁC PHƯƠNG PHÁP XÁC ĐỊNH HỆ SỐ CỐ KẾT THEO PHƯƠNG NGANG CỦA ĐẤT 2.1 Thí nghiệm cố kết hướng tâm kiểu hộp nén Rowes Thí nghiệm cố kết hướng tâm tiến hành theo tiêu chuẩn BS 1377:1990:Part 6. Thiết bị do nhóm tác giả chế tạo và được Trung tâm Tiêu chuẩn đo lường chất lượng I cấp giấy chứng chỉ đạt tiêu *

Đỗ Minh Toàn, Trường Đại học Mỏ - Địa chất, dominhtoan50@gmail.com, +84 091.350.2009

427

chuẩn về chất lượng. Sơ đồ thí nghiệm được thể hiện ở hình 2. Trong quá trình thí nghiệm, khi gia tải nén, đất bị nén không nở hông theo chiều thẳng đứng, nước bị ép ra khỏi đất theo kiểu hướng tâm vào lõi cát (thoát nước ngang), sau đó di chuyển theo lõi thấm và thoát ra ngoài theo đường thoát nước ở dưới đáy mẫu. Quá trình nén, đồng thời đo được cả độ lún của mẫu đất và áp lực nước lỗ rỗng tại điểm cách tâm 0,55R (R - bán kính của mẫu). Đồng hồ đo biến dạng

Đường thấm bằng cát mịn

Mẫu đất

Đồng hồ đo áp lực nước lỗ rỗng

Hệ thống thoát 0,55R

Hình 1. Sơ đồ cấu tạo của hộp nén kiểu Rowe dùng trong thí nghiệm cố kết ngang. Hệ số cố kết theo ngang (ch) được xác định theo công thức : c h = 0,131

Tri ( D) 2 t 50

(m2/năm)

(1)

trong đó: D - đường kính mẫu thí nghiệm, mm; t50 - thời gian để mẫu đạt độ cố kết 50%, phút; Tri - nhân tố thời gian trong trường hợp thoát nước hướng tâm, được tra bảng tùy thuộc vào tỷ lệ giữa bán kính của mẫu và của lõi thoát nước [6]. 2.2 Thí nghiệm hộp nén CRS -R với đường thoát nước hướng tâm Thiết bị và phương pháp thí nghiệm nén cố kết với tốc độ biến dạng không đổi (CRS -R) với đường thoát nước hướng tâm, được Seah và Juirnarongrit (2003)[10] nghiên cứu và chế tạo dựa vào lý thuyết biến dạng đều của Barron (1948). Hệ số thấm theo phương ngang của đất (kh) trong điều kiện dòng thấm hướng tâm: kh = α

ν p γ w r e2 ubH

(2)

Hệ số cố kết theo phương ngang của đất (ch) : ch =

mvγ w

=α

ν p r e2 u b Hm v

428

(3)

Do nước lỗ rỗng phát triển trong mẫu, nên khi đất chỉ biến dạng theo chiều thẳng đứng, ứng suất hữu hiệu thẳng đứng sẽ không đổi trong toàn bộ mẫu. Ứng suất hữu hiệu trung bình (σ’v.ave) xác định theo:

σ v' ⋅ave =

P − β ub A

(4)

trong đó: re - đường kính mẫu đất; rw - đường kính lõi thoát nước ở tâm; P - tải trọng thẳng đứng; A - tiết diện của mẫu; νp - tốc độ gia tải nén; ub - áp lực nước lỗ rỗng trong đất tại biên ngoài không thấm của hộp nén; γw - khối lượng riêng của nước; H - chiều cao của mẫu; mv - hệ số nén thể tích; α, β - hàm phụ thuộc vào re, rw; khi rw = 5.0 mm, re = 31.75 mm, α = 0.68; β = 0.846;

α=

⎛ r ⎞ ⎛ r 2 − rw2 re2 ln ⎜⎜ e ⎟⎟ − ⎜ e ⎜ ⎝ rw ⎠ ⎝ 2 re2

⎞ ⎟ ⎟ ⎠

, β =

⎡ ⎢r 4 ⎢ e ⎣⎢ ⎡ ⎢r 2 ⎢ e ⎣⎢

⎛ ⎜ ⎜ ⎝

re rw

⎞ ⎟ ⎟ ⎠

−

⎛ ⎜ ⎜ ⎜ ⎝

3 r e4 r4 + r w2 r e2 − w 4 4 r e2 − r w2 2

⎞⎤ ⎟⎥ 2 ⎟ ⎥ ( re ⎟⎥ ⎠⎦

⎤ ⎥ ⎥ ⎦⎥

− r w2 )

Hệ số và

1.5

β 1

β =0.846 α =0.68

0.5

n =6.35

0 1

Tỷ số, n

100

r Hình 2. Quan hệ giữa α, β và n = e rw 2.3 Xác định theo thí nghiệm tiêu tán áp lực nước lỗ rỗng bằng thiết bị xuyên đo áp lực nước lỗ rỗng CPTU Thí nghiệm đo tiêu tán áp lực nước lỗ rỗng bằng thiết bị CPTu là thí nghiệm xác định sự tiêu tán áp lực nước dư theo thời gian ở độ sâu thí nghiệm (ASTM D5778-98). Thí nghiệm tiêu tán được tiến hành liên tục cho đến khi mức độ tiêu tán áp lực nước lỗ rỗng đạt ít nhất là U = 50%. Mức độ tiêu tán (U) được xác định như sau:

ut − u 0 ⋅100% ui − u 0

(5)

trong đó: ut - áp lực nước lỗ rỗng tại thời điểm t; u0 - áp lực thủy tĩnh; ui - áp lực nước lỗ rỗng tại thời điểm tiêu tán hoặc áp lực nước lỗ rỗng lớn nhất. 429

Từ tài liệu đo tiêu tán áp lực nước lỗ rỗng, xác định hệ số cố kết ngang Ch của đất theo công thức của Houlsby và Teh (1988)[11] như sau: T50* × I r Ch = × r02 T50

(6)

trong đó: T*50 - nhân tố thời gian phụ thuộc vào độ cố kết U và loại mũi côn. Với thiết bị thí nghiệm của Hà Lan, được xác định theo Houlsby và Teh, T*50 = 0,245; r0 - bán kính của mũi xuyên, r0 = 0,0178m; Ir - chỉ số độ cứng, G/Su; G - mô đun trượt; Su - sức kháng cắt không thoát nước; T50 - thời gian khi áp lực nước lỗ rỗng dư tiêu tán được 50%. 2.4 Xác định từ kết quả quan trắc độ lún ngoài hiện trường

Đối với nền xử lý bằng các thiết bị tiêu thoát nước thẳng đứng, áp dụng phương pháp Asaoka cho trường hợp sử dụng thiết bị tiêu thoát nước thẳng đứng. Dựa trên kết quả quan trắc lún theo thời gian tại hiện trường, xác định các độ lún S1, S1, S2, S3,....Sn ứng với các thời gian ∆t,2∆t ,.....,n∆t với ∆t = tn – tn-1 không đổi. Lập đồ thị quan hệ giữa Sn; Sn-1 có dạng đường thẳng theo phương trình: Sn = β0 +β1 Sn-1

(7)

Trong trường hợp chỉ có thoát nước theo phương ngang, hệ số cố kết theo phương ngang dựa theo lý thuyết của Barron(1948), Hansbo(1981) được tính theo:

2 ln β 1 ch = − D F ∆t 8

(8)

trong đó: F = F(n) + F(s)+F(r), nhân tố ảnh hưởng bởi sự xáo động, khoảng cách giếng và sức cản của giếng; β1 - hệ số góc của của đường độ lún; ∆t - thời gian xác định độ lún. Khi xác định hệ số cố kết theo phương ngang tương đương của nền, nhân tố F được thay bởi hệ số khoảng cách bấc thấm F(n): c h (ap ) = −

D 2 F (n) ln β 1 8 ∆t

(9)

3 KẾT QUẢ XÁC ĐỊNH HỆ SỐ CỐ KẾT THEO PHƯƠNG NGANG CHO ĐẤT BÙN SÉT amQ22-3 PHÂN BỐ Ở CÁC TỈNH VEN BIỂN ĐỒNG BẰNG SÔNG CỬU LONG

Kết quả xác định hệ số cố kết theo phương ngang của đất bùn sét bằng thiết bị thí nghiệm nén cố kết trong phòng và thí nghiệm đo tiêu tán áp lực nước lỗ rỗng ngoài hiện trường cũng như từ kết quả quan trắc độ lún ngoài hiện trường của nền sau xử lý được thể hiện ở các bảng 1,2,3 và hình 3, 4. Thí nghiệm nén cố kết kiểu hướng tâm được thực hiện chủ yếu với các mẫu đất tại Tiền Giang, Sóc Trăng, Cà Mau, thực hiện tại phòng thí nghiệm Địa kỹ thuật công trình (LAS – 430

XD928). Thí nghiệm nén với tốc độ biến dạng không đổi CRS-R với tốc độ nén là 0,0036mm/phút thực hiện tại phòng thí nghiệm LAS – XD 442. Thí nghiệm nén cố kết thông thường ở các cấp áp lực 12,5; 25; 50; 100; 200 và 400kPa. Hệ số cố kết theo phương ngang được tính toán từ bài toán phân tích ngược dựa trên kết quả quan trắc lún ngoài hiện trường tại dự án xử lý nền bằng phương pháp bấc thấm kết hợp hút chân không và gia tải trước tại Long Phú Sóc Trăng. Bảng 1. Kết quả xác định các thông số cố kết của bùn sét amQ22-3 theo thí nghiệm trong phòng

T T

Nén cố kết thẳng đứng, Cv , m2/năm

Nén cố kết hướng tâm, Ch , m2/năm

Tỷ số Ch/Cv (TB)

Giá trị

Tên chỉ tiêu TB

Max

Min

Max

Min

Max

Min

Bùn sét Sóc Trăng Số mẫu

Hệ số cố kết, ở các cấp áp lực (σ, kPa), m2/năm

0-12,5

3,19

7,92

1,00 13,26 30,48 7,59

4,91

9,80

2,23

12,5-25

2,33

6,36

0,94

6,07

11,48 1,74

2,95

5,76

1,27

25-50

1,86

4,31

0,86

5,39

13,46 1,27

2,91

6,55

1,14

50-100

1,56

3,06

0,88

5,40

9,41

3,17

3,57

6,49

2,16

100-200

1,44

2,90

0,77

5,24

7,73

2,93

3,94

6,01

1,91

200-400

1,37

2,64

0,59

4,64

7,59

2,46

3,75

6,09

1,35

Cà Mau Số mẫu 2

Hệ số cố kết, ở các cấp áp lực (σ, kPa), m2/năm

0-12,5

3,75

4,88

1,34 13,32 18,51 2,51 4,73 12,35 1,62

12,5-25

2,10

4,31

1,01

5,30

15,90 2,76 3,07

4,80

1,85

25-50

1,59

2,76

0,72

4,79

9,79

3,47 3,73

6,73

1,42

50-100

1,10

2,51

0,72

3,73

5,98

2,74 3,91

6,49

2,02

431

100-200

0,87

1,13

0,64

3,40

4,89

2,37 4,18

5,98

2,51

200-400

0,89

1,10

0,67

3,38

4,25

2,66 3,96

4,92

2,03

Tiền Giang Số mẫu

Hệ số cố kết, ở các cấp áp lực (σ, kPa), m2/năm

0-12,5

4,68 12,71 1,75

9,98

15,88 6,10 2,60 5,03

1,25

12,5-25

2,57

7,09

1,37

6,56

10,44 5,30 2,94 4,44

1,47

25-50

1,65

2,99

0,77

5,16

7,85

2,20 3,44 5,79

1,98

50-100

1,16

1,59

0,68

3,22

4,04

2,22 2,84 3,61

1,83

100-200

1,04

1,43

0,77

2,72

3,59

2,00 2,72 3,73

1,64

200-400

0,96

1,32

0,66

2,87

3,62

2,04 3,13 4,72

2,06

Hình 3. Biểu đồ đo tiêu tán áp lực nước lỗ rỗng ở các độ sâu khác nhau (Long Phú- Sóc Trăng)

432

Bảng 2. Kết quả xác định tỷ số giữa hệ số cố kết theo phương ngang và theo phương thẳng đứng tại Long Phú, Sóc Trăng

Thí nghiệm CPTu

Điểm xuyên

Độ sâu

H, m

Áp lực hữu hiệu,

Áp lực nước lỗ rỗng lớn nhất

Áp lực nước lỗ rỗng ban đầu

Thời gian khi tiêu tán được 50%

ui, MPa

u0, MPa

T50, s

σ', kPa

Hệ số cố kết theo Hệ số cố phương Hệ số kết theo ngangcố kết phương thí theo thẳng nghiệm phương đứng trong ngang phòng

Ch, m /năm

Cv, m /năm

Tỷ số ch/cv

Theo CPTu

Theo TNTP

6,0

38,4

0,181 0,030

3156

3,09

4,70

1,65

1,87

2,85

CPTu 10,0 -01

64,0

0,318 0,707

946

10,32

7,03

1,57

6,58

4,48

14,0

89,6

0,364 0,110

795

12,28

6,21

2,47

4,96

2,51

5,0

32,0

0,098 0,020

5011

1,95

4,95

1,15

1,70

4,30

9,0

57,6

0,245 0,060

2296

4,25

3,36

1,13

3,76

2,97

13,0

83,2

0,326 0,100

1216

8,03

8,35

1,96

4,10

4,26

6,0

38,4

0,150 0,050

3985

2,45

3,88

1,34

1,83

2,90

9,0

57,6

0,153 0,080

795

12,28

11,51

3,06

4,01

3,76

12,0

76,8

0,190 0,110

855

11,42

7,30

2,18

5,25

3,36

4,0

25,6

0,132 0,030

4875

2,00

1,39

1,00

2,00

1,39

8,0

51,2

0,287 0,070

1845

5,29

5,00

2,01

2,63

2,48

12,0

76,8

0,347 0,110

975

10,01

9,41

2,24

4,47

4,21

6,95

6,09

1,81

3,60

3,29

CPTu -02

CPTu -03

CPTu -04

433

Hệ số cố kết,10 -3cm 2/s

100

Ch,Nén CRS-R Ch,Nén cố kết kiểu hướng tâm Cv,Nén cố kết thông thường

0.1 1

100 Áp lực nén,σ, kPa

1000

10000

Hình 4.Hệ số cố kết theo phương ngang và thẳng đứng theo các thiết bị nén khác nhau (mẫu DB-CM9)

Từ bảng 1 cho thấy, hệ số cố kết theo phương ngang thay đổi trong phạm vi rộng, lớn hơn hệ số cố kết theo phương thẳng đứng. Tỷ số Ch/Cv ở giai đoạn quá cố kết thay đổi trong phạm vi từ 1 đến 9 ÷12 lần còn ở giai đoạn cố kết thông thường thay đổi từ 2 ÷6 lần. Hệ số cố kết theo phương ngang từ kết quả thí nghiệm nén cố kết kiểu hướng tâm (nén thông thường) và nén với tốc độ biến dạng không đổi (nén CRS - R) cho kết quả tương đương nhau (hình 4). Hệ số cố kết theo phương ngang xác định theo thí nghiệm đo tiêu tán áp lực nước lỗ rỗng bằng thiết bị CPTu khá sát với kết quả thí nghiệm trong phòng, với hệ số cố kết theo phương thẳng đứng và theo phương ngang được lấy trong khoảng áp lực nén tương ứng với áp lực hữu hiệu ngoài hiện trường. Như vậy có thể thấy, đất bùn sét amQ22-3 có tính dị hướng theo phương ngang, hệ số cố kết theo phương ngang lớn hơn nhiều so với theo phương thẳng đứng, tỷ số ch/cv thay đổi trong phạm vi rộng. Tỷ số ch/cv thay đổi từ 1,7 ÷ 6,58 (CPTu) và thay đổi từ 1,39 ÷ 4,48 (TNTP). Bảng 3. Kết quả hệ số cố kết theo phương ngang từ bài toán phân tích ngược

Giá trị

Hệ số theo cố kết ngang tương đương, Ch (ap), m2/năm

Hệ số cố kết theo phương ngang của đất với các hệ số xáo động khác nhau, Ch, m2/năm s=2, k=3

s=3, k=3

s=3, k=4

s=6, k=2

s=6, k=3

s=6, k=4

k = kh/ks =2.5 s=ds/dw =2

1,82

3,20

3,89

4,83

3,50

4,99

6,48

2,90

Max

3,03

5,40

6,55

8,12

5,90

8,41

10,91

4,90

Min

1,27

2,23

2,70

3,35

2,44

3,47

4,50

2,02

Khi so sánh với kết quả thí nghiệm trong phòng lựa chọn hệ số cố kết theo phương ngang xác định với k = 2 và s = 2,5. Hệ số cố kết theo phương ngang trong phòng được lấy tại ứng suất 434

hữu hiệu của nền xử lý, nằm trong khoảng từ 1 đến 2kG/cm2 tùy thuộc vào độ sâu lấy mẫu thí nghiệm (bảng 4). So sánh giữa kết quả xác định Ch theo thí nghiệm trong phòng và Ch theo kết quả đo lún quan trắc ngoài hiện trường (bảng 4) cho giá trị tương đối giống nhau. Bảng 4. Kết quả so sánh hệ số cố kết theo phương ngang tính toán theo bài toán ngược và theo thí nghiệm trong phòng

Độ sâu,m

Ứng suất hữu hiệu, σ',kPa

Hệ số cố kết theo phương ngang, Ch, m2/năm Asaoka (Mốc SS 1.3-02)

Thí nghiệm trong phòng

Hệ số cố kết theo phương thẳng đứng,Cv, m2/năm

4,0

127,9

4,25

4,26

1,11

6,0

144,1

4,25

4,26

1,27

7,0

138,7

4,25

3,69

1,14

10,0

160,3

4,25

4,15

1,09

12,0

171,3

4,25

4,09

1,09

16,0

193,3

4,25

4,91

0,89

4 KẾT LUẬN VÀ KIẾN NGHỊ

- Kết quả nghiên cứu cho thấy, hệ số cố kết theo phương ngang lớn hơn hệ số cố kết thẳng đứng và thay đổi tùy thuộc vào cấp áp lực tác dụng. Đối với đất bùn sét (amQ22-3) phân bố ở các tỉnh ven biển đồng bằng sông Cửu Long ở các cấp áp lực nhỏ 12,5; 25 và 50kPa (khi chưa vượt quá áp lực tiền cố kết) tỷ số giữa hệ số cố kết theo phương ngang và phương thẳng đứng thay đổi trong khoảng lớn từ 1,02 đến 12,35. Ở giai đoạn cố kết thông thường, tỷ số thay đổi trong khoảng từ 1,36 đến 6,49. - Đất loại sét yếu có thể xác định hệ số cố kết theo ngang bằng các phương pháp khác nhau: thí nghiệm trong phòng, đo tiêu tán áp lực nước lỗ rỗng bằng thí nghiệm CPTu hoặc từ kết quả phân tích ngược ở các công trình đã thi công. Kết quả thí nghiệm theo CPTu thường cho giá trị lớn là do kết quả thí nghiệm ứng với điều kiện hiện trạng của đất nền đang ở trạng thái quá cố kết có OCR >1. Việc xác định từ kết quả phân tích ngược phụ thuộc vào các giả thuyết về hệ số thấm và đường kính của vùng xáo động xung quanh giếng thoát nước thẳng đứng. Do vậy, cần lựa chọn các thông số hệ số cố kết theo phương ngang phù hợp với giá trị ứng suất hữu hiệu ngoài hiện trường khi xây dựng công trình. - Thí nghiệm xác định Ch trong phòng có ưu điểm là tiến hành hàng loạt mẫu, đồng thời lựa chọn cấp áp lực phù hợp với điều kiện ứng suất hữu hiệu ngoài hiện trường khi xây dựng công trình. 435

Do vậy, kiến nghị nên sử dụng phương pháp thí nghiệm trong phòng kiểu hộp nén Rowes để xác định Ch của đất loại sét yếu. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. TCVN 4200: 1995, Đất xây dựng- Phương pháp xác định tính nén lún trong phòng thí nghiệm. 2. Nguyễn Thị Nụ, Nghiên cứu xác định quan hệ giữa hệ số cố kết theo phương thẳng đứng và ngang của một số loại đất amQ22-3 phân bố ở các tỉnh ven biển đồng bằng sông Cửu Long, Đề tài cấp cơ sở năm 2009. 3. BS 1377:1990: part 6: Các thí nghiệm cố kết và thấm trong buồng thủy lực và có đo áp lực nước lỗ rỗng. 4. ASTM Standards Book of Standards, Volume 04.08, March 2003 Soil and Rock (I): D420 - D5779. 5. Công ty cổ phần kỹ thuật Nền Móng và Công trình Ngầm FECON, Kết quả quan trắc lún mặt tại dự án xử lý nền nhà máy nhiệt điện Long Phú 1, 2012. 6. Head, K.H. Manual of Soil Laboratory Testing, Volume 3: Effective Stress Tests, London: Pentech Press Limited. 1986. 7. Koji Suzuki, Nguyen Cong Oanh (2010), Apparent Value of ch Determined from Field Bahavior of Two Soft Clay Deposits in Southern Vietnam ,Geotec Hanoi 2011. 8. Nguyen Duy Quang, P.H.Giao, T.Seah (2010), Settlement calculation and back-analysis of soil proprties for a test embankment on a soft clay ground improved by PVD and vacuum-assisted preloading at a site in Vung Tau, Vietnam, No14/2010. 9. Suzuki, K. and Takeuchi, H. (2008), Performance of band shaped vertical drain for soft Hai Phong Clay, Soils and Foundations, Vol. 48, No. 4, pp. 577-585. 10. Tian Ho Seah, Teerawut Juirnarongrit, Constant Rate of Strain Consolidation with Radial Drainage, Geotechnical Testing Journal, Vol. 26, No. 4, 2003. 11. T.Lune, P.K.Robertson and J.J.M.Powell, Cone Penetration Testing in Geotechnical Practice.

436

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

BIỆN PHÁP GIA CỐ CHO CỌC KHOAN NHỒI KHI CÓ LỚP THẤU KÍNH CÁT YẾU Ở MŨI CỌC Nguyễn Anh Tuấn*, Nguyễn Tiến Quyết TÓM TẮT: Bài viết trình bầy biện pháp gia cố cho các cọc khoan nhồi nhằm đảm bảo khả năng chịu lực khi có lớp cát xen kẹp dầy đến 7m nằm ngay dưới mũi cọc. Biện pháp này đã được dùng để xử lý cho cọc thí nghiệm bị hỏng và sau đó áp dụng để xử lý mũi cọc khi có lớp xen kẹp độ chặt thấp, chiều dầy lớn mà không cần kéo dài cọc. Nhờ đó làm giảm chi phí thi công phần móng công trình. TỪ KHÓA: gia cố mũi cọc, gia cố sâu.

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Công trình Chung cư cao tầng tại Minh Khai, Hai Bà Trưng, Hà Nội, cao 27 tầng, bao gồm 2 khối nhà, mỗi khối gồm hai đơn nguyên. Dưới các khối nhà được liên kết với nhau thông qua hệ 4 tầng hầm sâu 24m. Tư vấn Thiết kế sử dụng cọc D1200 và D1500 để truyền tải từ kết cấu bên trên xuống đất nền bên dưới. Mũi cọc được đặt vào lớp 7 - Cát cuội sỏi, có SPT=>100. Lớp này bắt đầu xuất hiện ở cao độ -34m. Sức chịu tải của cọc được dự kiến như sau cọc D1200 có [P]=1000T, cọc D1500 có [P]=1350T. Mỗi loại cọc được thi công theo hai phương án khác nhau: - PA1 (cọc CT1-D1500, CT2-D1200): là cọc khoan nhồi thông thường không gia cường mũi cọc. Mũi cọc được hạ đến cốt -50m. - PA2 (cọc CT3-D1200, CT4-D1500): là cọc khoan nhồi có gia cường mũi cọc. Mũi cọc được đặt ở độ sâu -45m. Cọc thí nghiệm được thi công theo hai phương án nói trên để đối chứng về sức chịu tải và giá thành thi công cọc. Sau khi thi công Chủ đầu tư đã tiến hành thí nghiệm. Kết quả thí nghiệm cho thấy: - Cọc CT1 và CT2 thi công theo PA1 không đạt yêu cầu chịu lực. Cọc CT1 bị phá hoại tại tải trọng Ptn=1.42P, độ lún là 76mm. Cọc CT2 bị phá hoại tại cấp 1.5P với độ lún là 85.3mm. - Cọc CT3 và CT4 thi công theo PA2 đạt yêu cầu thí nghiệm với độ lún dư ở 2P là 11.2mm (cọc CT3) và 10.7mm (cọc CT4). Đơn vị gia cố mũi cọc đã kiến nghị gia cố lại các cọc bị phá hoại để tận dụng sức chịu tải của cọc và được Chủ đầu tư chấp thuận. 2 BIỆN PHÁP GIA CỐ 2.1 Khảo sát và đánh giá tình trạng cọc bị phá hoại Việc bơm vữa gia cường mũi cọc khoan nhồi ở Hà Nội đã bắt đầu được triển khai thử từ năm 2002 tại một số công trình cao tầng như Everfortune tại 83 Lý Thường Kiệt, Chung cư 27 Láng

Nguyễn Anh Tuấn, Viện KHCN Xây dựng, kcxdvkh@gmail.com, +84 904.279.203, Nguyễn Tiến Quyết,

437

Hạ ...và cho thấy hiệu quả cao của công nghệ này. Để tạo cơ sở khoa học và thực tiễn áp dụng đại trà công nghệ trên, một đề tài nghiên cứu thực nghiệm đã được tiến hành theo kế hoạch nghiên cứu của Sở Khoa học và Công nghệ Hà Nội từ đầu năm 2004, Mã số 01C-04/01-2005-1. Đơn vị chủ trì là Trường Đại học Xây dựng và đơn vị phối hợp là Công ty Xây dựng dân dụng và Công nghiệp Delta. Sau khi đề tài được nghiệm thu, đến thời điểm hiện tại phương pháp này được áp dụng tại nhiều công trình như Dự án tổ hợp văn phòng và chung cư cao cấp Sky City Tower tại 88 Láng Hạ, Hà Nội, Dự án chung cư cao cấp New Skyline tại Khu đô thị Văn Quán, Hà Đông... do nhiều đơn vị khác nhau thực hiện. Bản chất công nghệ nói trên được dùng để gia cố cho vùng mũi cọc tiếp xúc với đất nền, bằng cách xi măng hóa khu vực này, sau khi làm sạch mũi cọc khỏi các chất bẩn bùn đất và dung dịch khoan. Tuy nhiên, khi áp dụng công nghệ này cần hiểu rõ yêu cầu về độ chặt của lớp đất dưới mũi cọc để có các biện pháp khảo sát thích hợp.

Hình 1. Quy trình thổi rửa và bơm phụt vữa xi măng đáy cọc thông thường Bước 1 : Thi công cọc khoan nhồi có đặt sẵn ống thép Bước 2 : Khoan thủng đáy cọc theo ống đặt sẵn Bước 3 : Dùng nước áp lực cao thổi sạch mùn khoan đáy cọc Bước 4 : Bơm vữa xi măng xuống đáy cọc Bước 5 : Bịt một đầu ống , tiếp tục bơm và giữ áp

Trong trường hợp cọc bị phá hoại ở PA1 (cọc CT1, CT2), chúng tôi đã tiến hành khảo sát độ chặt của đất dưới mũi cọc bằng khoan đóng SPT, với tiêu chí mũi cọc phải được đặt vào lớp có NSPT>=100. Nhờ vậy đã phát hiện ra mũi cọc đặt vào lớp thấu kính cát dầy đến 7m, có NSPT ≈ 40÷50. Đây chính là nguyên nhân làm cọc không đảm bảo khả năng chịu lực khi thí nghiệm. Như vậy, nếu áp dụng qui trình gia cố mũi cọc thông thường (GCTT) đang làm hiện nay khó có thể đảm bảo SCT của cọc sau gia cố đạt tải trọng thiết kế. 2.2 Phân tích đánh giá hiện trạng và đề xuất biện pháp gia cố 2.2.1 Yêu cầu xi măng hóa mũi cọc Với lớp thấu kính cát dầy đến 7m có NSPT ≈ 40÷50, để đảm bảo truyền lực không bị biến dạng lớn, lớp này cần được xi măng hóa toàn bộ chiều dầy cho đến lớp có NSPT ≈ 100. 438

Việc xi măng hóa theo các qui trình thông thường hiện nay được nhiều đơn vị áp dụng là: làm sạch các tạp chất ở mũi cọc bằng việc tuần hoàn nước qua các ống đặt sẵn, thường là đối lưu qua hai ống D110. Đối với các cọc có đường kính lớn D1500 việc đối lưu qua hai ống thường không làm sạch được toàn bộ mũi cọc. Vì vậy, chúng tôi đã tận dụng các ống siêu âm để làm các ống đối lưu giúp rửa sạch toàn bộ bề mặt mũi cọc. Việc xi măng hóa toàn bộ chiều sâu 7m đòi hỏi phải đưa được ống bơm xuống và bơm vữa xi măng trên toàn bộ chiều sâu này. Ngoài ra, để vữa xi măng có thể thẩm thấu toán bộ khu vực tiết diện cọc thì ít nhất nên có hai đường bơm. Ống bơm cần chịu được áp lực cao để có thể chịu được áp lực khi bơm vữa. Việc đưa ống bơm xuống tận mũi cọc sẽ tạo được áp lực cao trong vữa tại mũi cọc. Hiện nay nhiều đơn vị chỉ bơm vữa thông qua ống đặt sẵn trong cọc có đường kính lớn hơn nhiều so với ống bơm vữa vì vậy áp lực vữa tại mũi cọc sẽ nhỏ hơn nhiều so với chỉ số của đồng hồ đo áp lực. Khi đưa ống bơm xuống mũi cọc áp lực yêu cầu chỉ cần trong khoảng 3-5 MPa không cần đạt đến 5-10 MPa như trường hợp đặt ống bơm ở trên đầu cọc. Do áp lực bơm thực tế cao ở mũi cọc nên dung dịch vữa có thể pha loãng hơn trong giai đoạn đầu, sau khi bơm đủ một lượng xi măng nhất định đảm bảo sự lan tỏa (thẩm thấu) của vữa xi măng trong khu vực dự kiến bơm gia cố, tiếp theo có thể tăng độ đậm đặc của vữa và áp lực bơm để đảm bảo xi măng hóa toàn bộ khu vực đầu ống bơm. Tất nhiên, khi đưa đầu bơm xuống dưới mũi cọc các thao tác sẽ phức tạp, thời gian thi công kéo dài vì vậy các yêu cầu về thời gian ninh kết đối với dung dịch vữa cũng cao hơn để đảm bảo không bị kẹt ống bơm trong quá trình rút ống bơm. 2.2.2 Yêu cầu về bơm vữa Để đảm bảo yêu cầu xi măng hóa toàn bộ lớp thấu kính cát dưới mũi cọc nói trên thì ống bơm phải đưa được xuống tận đáy lớp cần gia cố để bơm vữa, ống bơm được rút dần lên theo mức độ vữa đã bơm được. Muốn vậy ống bơm cần phải đủ cứng để không bị đẩy lên do áp lực khi bơm. Toàn bộ chiều sâu cần gia cố cần được tạo lỗ có thành (để không bị sập thành khi bơm vữa) để đưa ống bơm xuống khu vực cần gia cố. 2.2.3 Đề xuất biện pháp Gia cố sâu Căn cứ vào các yêu cầu kỹ thuật nêu trên chúng tôi đã đề xuất biện pháp gia cố mũi cọc đặt trên lớp thấu kính cát không chặt có chiều dầy lớn (đến 7m) - biện pháp gia cố sâu (GCS) với qui trình thực hiện như sau: - Khảo sát và đánh giá chiều sâu cần gia cố dưới mũi cọc. - Khoan tạo lỗ và hạ ống giữ thành lỗ đến độ sâu cần gia cố. - Bơm tuần hoàn nước với tất cả các ống có trong cọc (ống siêu âm và ống dùng để bơm vữa) để đảm bảo rửa sạch bùn đất và dung dịch khoan dưới mũi cọc và trong lỗ đặt ống bơm. - Hạ ống bơm vữa xuống khu vực cần gia cố và bơm vữa cho đến khi đạt các yêu cầu kỹ thuật đề ra. Biện pháp kiểm tra chất lượng của phương pháp gia cố sâu trong lớp đất cát là vấn đề khó kiểm soát nhất trong công tác gia cố đầu cọc. Chủ yếu là thí nghiệm nén tĩnh, khoan lấy lõi vữa phun, nếu cần thiết có thể thí nghiệm PDA.

439

2.3 Kết quả Sau khi xử lý cọc bị hỏng bằng biện pháp gia cố sâu (GCS) theo qui trình nói trên cọc được thí nghiệm lại. Kết quả cho thấy cọc đảm bảo khả năng chịu lực theo thiết kế. Độ lún tổng cộng tại 2P là 28.5mm, lún dư là 10.2mm. Với giá trị lún dư đủ bé có thể nói biện pháp gia cố đề ra đạt yêu cầu kỹ thuật theo tiêu chuẩn TCXDVN 269:2002 Cọc - Phương pháp thí nghiệm bằng tải trọng tĩnh ép dọc trục. P (Tấn) 0.0 0

200.0

400.0

600.0

800.0

1000.0

1200.0

1400.0

1600.0

1800.0

2000.0

2200.0

-3

Chuyển vị S (mm)

-6 -9 -12 -15 -18 -21 -24 -27 -30

Biểu đồ quan hệ: S=f(t) - cọc D1200

Hình 2. Biểu đồ tải trọng - Độ lún cọc CT2 sau khi xử lý Gia cố sâu 3 TRIỂN KHAI ÁP DỤNG CHO CỌC ĐẠI TRÀ 3.1 Điều kiện địa chất khu vực xây dựng công trình Mặt bằng hố khoan KSĐC: Trên khu vực xây dựng có 14 hố khoan. Tư vấn thiết kế đã tính toán và bố trí hệ đài - cọc của công trình như trên hình 3. Sau khi khảo sát các mặt cắt I-I, III-III, IVIV thấy rằng: - Lớp 7 là lớp có NSPT >100 tuy nhiên trong lớp 7 có nhiều thấu kính tại đó có NSPT ≈ 40÷70. - Theo mặt cắt địa chất IV-IV theo phương dọc phía trên khu đất, các thấu kính xuất hiện trong khoảng độ sâu -45m đến -48m. - Theo mặt cắt địa chất III-III theo phương dọc phía dưới khu đất, các thấu kính xuất hiện bắt đầu từ độ sâu -49m đến -56m. - Xem xét các mặt cắt địa chất I-I, III-III, IV-IV theo phương ngang nhà thấy: ở khu vực giữa nhà, lớp 7 có ít thấu kính và thấu kính xuất hiện ở độ sâu từ -50m đến -54m.

440

Hình 3. Mặt bằng bố trí hệ đài - cọc

441

Hình 4. Mặt cắt địa chất I-I đi qua các hố khoan HK13, HK13B, HK14B, HK14

Hình 5. Mặt cắt địa chất III-III đi qua các hố khoan HK13, HK15, HK17, HK19

442

Hình 6: Mặt cắt địa chất IV-IV đi qua các hố khoan HK16, HK18, HK20 3.2 Giải pháp cọc của Tư vấn thiết kế Sau khi có kết quả nén tĩnh cọc lần hai (xử lý gia cố các cọc thí nghiệm không đủ sức chịu tải lần 1), Tư vấn thiết kế đã đề xuất phương án cọc với Chủ đầu tư như sau: - Tại khu vực I (khu vực có thấu kính trong khoảng -44m đến -48m) sẽ khoan cọc đến cốt -50m sau đó gia cố đầu cọc theo các biện pháp thông thường. - Tại khu vực II (khu vực có thấu kính trong khoảng -49m đến -54m sẽ khoan cọc đến -53m sau đó gia cố đầu cọc theo các biện pháp thông thường. 3.3 Giải pháp cọc khi áp dụng biện pháp Gia cố sâu Trên cơ sở kết quả gia cọc lần 2 theo biện pháp gia cố sâu, kết hợp với các tính toán kiểm tra: chiều dầy tối thiểu của lớp không cần gia cố đảm bảo độ lún yêu cầu khi dưới lớp đó có thấu kính, chúng tôi đã kiến nghị với Chủ đầu tư giải pháp cọc cho công trình như sau: - Tại khu vực I: cọc được khoan đến độ sâu -45m. - Tại khu vực II: cọc được khoan đến độ sâu -50m. - Các cọc này được gia cố theo biện pháp gia cố sâu nói trên. 4 KẾT LUẬN Biện pháp gia cố sâu đề xuất đã được Chủ đầu tư chấp thuận và đưa vào thi công cho móng công trình. Nhờ đó đã tiết kiệm cho Chủ đầu tư khoảng 9 tỷ đồng. Biện pháp nói trên có thể triển khai cho các trường hợp lớp đặt mũi cọc xen kép thấu kính có độ chặt kém. Tuy nhiên, khi triển khai cần có các tính toán cụ thể xác định chiều dầy tối thiểu của lớp không cần gia cố, đảm bảo độ lún của lớp này đạt yêu cầu thiết kế.

443

TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Quách Ngọc Ân, "Nhìn lại hai năm ứng dụng công nghệ xây dựng", Tạp chí Khoa học Công nghệ Xây dựng, 05(1), 1992, tr. 10-16. 2. Đề tài nghiên cứu thực nghiệm gia cố mũi cọc của Sở Khoa học và Công nghệ Hà Nội năm 2004,

Mã số 01C-04/01-2005-1.

444

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

CÁC CƠ SỞ KHOA HỌC THIẾT LẬP HỆ THỐNG QUAN TRẮC ĐỊA KỸ THUẬT MÔI TRƯỜNG KHU VỰC ĐỚI ĐỘNG VEN SÔNG HỒNG TRÊN ĐỊA BÀN HÀ NỘI Đoàn Thế Tường*, Trần Mạnh Liểu, Nguyễn Công Kiên TÓM TẮT: Đới giữa hai con đê dọc sông Hồng ở khu vực Hà Nội được gọi là đới động do các tai

biến địa kỹ thuật môi trường thương xuyên phát sinh và phát triển (lũ lụt, bất ổn tuyến bờ, tuyến đê, ..). Trong bài báo này trình bày điều kiện địa kỹ thuật môi trường của đớt động sông Hồng khu vực Hà Nội và xem nó như là cơ sở để thiết lập hệ thống quan trắc địa kỹ thuật môi trường nhằm thu thập thông số đầu vào phục vụ khai thác bền vững lãnh thổ. 1 ĐẶT VẤN ĐỀ Khai thác hợp lý và bền vững lãnh thổ có nghĩa là khai thác, sử dụng lãnh thổ không phát sinh và phát triển các tai biến địa kỹ thuật môi trường (ĐKTMT)-quá trình tự nhiên-kỹ thuật bất lợi cho các hoạt động kinh tế xã hội của con người. Dự báo và giảm thiểu các tai biến ĐKTMT đã được thể chế hóa bằng công tác đánh giá tác động môi trường trong luận chứng kinh tế kỹ thuật của bất kỳ dự án khai thác sử dụng lãnh thổ nào. Quan điểm hệ thống được sử dụng để nghiên cứu dự báo và đánh giá các tai biến ĐKTMT, khi xem lãnh thổ khai thác là một Hệ Địa-Kỹ thuật tự nhiên (HĐKT) thống nhất nhiều cấu tử thành phần luôn tương tác với nhau. Hai cấu tử cơ bản trong HĐKT là quyển đất đá (môi trường địa chất) và quyển kỹ thuật (tập hợp tất cả các hoạt động kinh tế, kỹ thuật, sinh hoạt của con người). Bằng sự thay đổi tính chất của các cấu tử thành phần có thể điều khiển điều kiện ĐKTMT của Hệ theo hướng mong muốn. Tính nhạy với thay đổi trạng thái của một HĐKT được đặc trưng bằng tính động của chúng tức là khả năng dễ phát sinh các tai biến ĐKT. Các nghiên cứu đã chỉ ra rằng, khu vực có mặt hệ thống nước mặt (sông, hồ, kênh dẫn ,..) thường tiềm ẩn các điều kiện dễ dẫn tới các tai biến ĐKTMT. Xét về điều kiện ĐKTMT, toàn Tp Hà Nội có thể phân biệt thành 2 miền lớn với đặc điểm phát sinh tai biến ĐKT khác nhau, trong đó miền đồng bằng, bị chia cắt bởi một hệ thống sông dày đặc, tạo nên một đới Hệ ĐKT ven sông và điển hình là đới động ven sông Hồng địa phận Hà Nội (ĐĐHN). Khu vực ĐĐHN được xem là diện tích nằm giữa hai tuyến đê sông Hồng phân bố trong địa phận hành chính của Hà Nội, bắt đầu từ ngã ba sông Hồng-sông Đà thuộc địa phận huyện Ba Vi (Hà Nội) chạy xuôi xuống phía nam tới quận Long Biên, huyện Gia Lâm (bờ tả, thuộc Hà Nội), Châu Giang, Kim Thi (bờ tả thuộc Hưng Yên) với chiều dài chừng 135 Km. Lãnh thổ ĐĐHN là khu vực giàu Đoàn Thế Tường*, Viện CN Địa kỹ thuật - Viện KHCN Xây dựng, 0904116550, Trần Mạnh Liểu, Đại Học QG Hà Nội, Nguyễn Công Kiên, Viện CN Địa kỹ thuật - Viện KHCN Xây dựng

445

tiềm năng kinh tế do vị trí đắc địa của nó, nhưng hiện chưa được quản lý quy hoạch khai thác đúng tầm vì các tai biến ĐKTMT chưa được đánh giá, dự báo tin cậy và do vậy chưa thể chế ngự, giảm thiểu hiệu quả. Nhiều công trình chỉnh trị, nghiên cứu khoa học liên quan đến đánh giá, dự báo ứng xử của HĐKTMT đới động sông Hồng Hà Nội đã được tiến hành, nhưng hiệu quả của các biện pháp công trình, tính chính xác của các dự báo nói trên còn chưa được xác nhận vì chưa có các số liệu đo đạc kiểm chứng và các thông số đầu vào là chưa đồng bộ, chưa đầy đủ. Một hệ thống quan trắc địa kỹ thuật môi trường cho phép thu thập các số liệu đầu vào đặc trưng cho điều kiện ĐKTMT của khu vực phục vụ các tính toán dự báo, kiểm tra và đánh giá tính đúng đắn của kết quả dự báo là thực sự cần thiết. Bài báo này, trên quan điểm hệ thống, mô tả và đánh giá điều kiện ĐKTMT khu vực ĐĐHN và xem đây là cơ sở khoa học để thiết lập một hệ thống quan trắc ĐKTMT phục vụ khai thác. sử dụng hợp lý và bền vững lãnh thổ nghiên cứu. 2 ĐIỀU KIỆN ĐKTMT KHU VỰC ĐĐHN NHƯ LÀ CƠ SỞ THIẾT LẬP HỆ THỐNG QUAN TRẮC ĐKTMT LÃNH THỔ Quan điểm hệ thống nghiên cứu HĐKT bắt đầu bằng các nghiên cứu tính chất của từng cấu tử thành tạo Hệ và sau đó nghiên cứu các tương tác giữa chúng. ĐĐHN là một HĐKT được cấu thành từ 3 cấu tử chính là Môi trường địa chất, Thủy quyển (sông Hồng) và quyển kỹ thuật (các tác động của con người vào Hệ). 2.1 Môi trường địa chất khu vực ĐĐHN Môi trường địa chất ĐĐHN chủ yếu được đặc trưng theo các yếu tố Địa hình-địa mạo, Kiến tạo và Tân kiến tạo, Địa tầng và Tính chất của các phân vị địa tầng và Điều kiện địa chất thủy văn. Mỗi một yếu tố trên ở những mức độ khác nhau tham gia vào quá trình hình thành và biến đổi điều kiện ĐKTMT của khu vực nghiên cứu. • Địa hình-địa mạo Đây là yếu tố biểu hiện kết quả của các hoạt động nội, ngoại sinh của vỏ trái đất trong khu vực trong lịch sử phát triển của chúng. Dựa vào cao độ và nguồn gốc địa hình, có thể phân biệt các dạng địa mạo sau theo thứ tự thấp dần của cao độ địa hình và vị trí của chúng vè phía lòng dẫn: bãi bồi cao, bãi bồi thấp, bãi bồi di động. Tuyến bờ hình thành trên cơ sở các phân bậc giữa bãi bồi cao và thấp. Các bãi bồi cao là địa hình tương đối ổn định và các bãi bồi thấp, bãi bồi di động luôn biến đổi. Theo dõi các biến đổi về cao độ, diện phân bố của các bãi bồi thấp, di động cho phép xác lập các tác động ĐKT đến khu vực nghiên cứu. Hướng của dòng chảy (sông) được quyết định bởi các hoạt động kiến tạo của khu vực còn hướng lòng dẫn và các biến đổi của các bãi bồi thấp, di động –bằng các hoạt động tân kiến tạo của khu vực. • Kiến tạo và tân kiến tạo

446

Mạng đứt gẫy hoạt động của khu vực nghiên cứu đã được phát hiện khá đầy đủ.Các hệ thống đứt gãy hoạt động chính bao gồm các đứt gẫy hệ Tây Bắc - Đông Nam, hệ Đông Bắc - Tây Nam và á kinh tuyến và tạo nên hình dáng sông hiện nay. Nghiên cứu tân kiến tạo khu vực cho phép xác lập quy luật biến đổi lòng dẫn và ngược lại, theo dõi biến đổi lòng dẫn qua từng thời kỳ cho phép dự báo xu hướng phát triển quá trình tân kiến tạo của khu vực. • Địa tầng và tính chất của các phân vị địa tầng ĐĐHN được cấu tạo từ các trầm tích hệ Thứ Tư phủ trực tiếp lên các đá gốc. - Đá gốc không lộ ra trên địa phận ĐĐHN và ngoài đá vôi, ít có ý nghĩa liên quan đến các tai biến ĐKTMT. - Trầm tích Hệ Thứ Tư là các thành tạo chủ yếu của ĐĐHN với bề dày tổng thể 20-30m ở phía tây bắc (Ba Vì), tăng dần tới hơn 100m về phía đông nam dọc dòng chảy. Dựa vào tuổi, nguồn gốc và thành phần thạch học có thể phân biệt thành 5 Phức hệ địa chất nguồn gốc và 25 dạng đất đá. Hình H-1 là một lát cắt địa chất ngang sông, cho một hình ảnh điển hình về địa tầng và các trong ĐĐHN. e3 - K m 53 - K m 53+ 840 T û lÖ :

T ¶ H ång

§ øng: 1: 500 N gang: 1: 10000

H ÷u H ång

10 13a

13a

1 1 13b

13b

C a o ® é H K (m ) K h o ¶n g c ¸ c h (m ) K ý h iÖ u H K

Hình 1. Lát cắt địa chất ngang sông tại Km53 Các trầm tích hệ Thứ Tư lại đóng một vai trò cực kỳ quan trọng và khác nhau trong sự hình thành và biến đổi điều kiện ĐKTMT của ĐĐHN. Xét về tính dễ biến đổi, có thể xếp theo thứ tự như sau theo thứ tự giảm dần về tính dễ bị biến đổi (cũng là nguy cơ gây các tai biến cho môi trường địa chất dưới tác động từ các cấu tử khác của hệ ĐKTMT): các đất chứa tàn tích thực vật thuộc đất đặc biệtđất cát pha-đất cát-đất sét pha và cuối cùng là đất sét. Đất yếu nhất, dễ bị biến đổi nhất, nhậy nhất là thuộc tầng Hải Hưng. Khoanh vùng phân bố chúng cho phép dự báo nguy cơ phát sinh và phát triển các tai biến ĐKTMT trong khu vực. • Địa chất thủy văn

447

Căn cứ vào thành phần thạch học và các đặc điểm địa chất thủy văn, có thể phân biệt 9 tầng chứa nước và 7 tầng cách nước trong khu vực tp Hà Nội .Ảnh hưởng lớn nhất tới điều kiện ĐKTMT của ĐĐHN là tầng chứa nước Holoxen qh (tầngThái Bình), nằm ngay trên mặt, quan hệ chặt chẽ với các tầng chứa nước dưới nó và trực tiếp với nước sông Hồng . Các nghiên cứu đã định lượng được các tương quan chặt chẽ mực nước sông-dưới đất và đánh giá nguy cơ mất ổn định thấm tuyến đê. 2.2 Thủy quyển khu vực ĐĐHN Thủy quyển của ĐĐHN chính là sông Hồng và hoạt động của thủy quyển chính là các hoạt động của sông và mang tính quyết định đến điều kiện ĐKTMT của toàn hệ. • Về hình thái, Sông Hồng trong địa phận Hà Nội có thể được xem như là có chế độ hoạt động của sông vùng đồng bằng: uốn khúc, chuyển hướng liên tục với bồi lắng xâm thực ngang là cơ bản. Tác động của con người, tuy ngày càng lớn, nhưng cũng không thể làm thay đổi hình thái, mà chỉ có thể làm thay đổi cường độ các hoạt động dòng của chúng, ví dụ các công trình chỉnh trị dòng trên sông. • Về đặc điểm chế độ hoạt động của dòng, sông Hồng chịu sự chi phối của các sông khác trong mạng và do đó, chế độ thủy văn của nó khác nhau trong từng đoạn khác nhau. - Đoạn Trung Hà-Cổ Đô-Tản Hồng, Châu Sơn: Chế độ thủy văn chịu ảnh hưởng rất lớn từ sông Đà và của tác động điều tiết đập thủy điện Hoà Bình, Sơn La. Sông chủ yếu xâm thực ngang, mở rộng dòng, tạo nhiều bãi cát bồi. Hình H-2 cho thấy rõ các biến đổi lòng dẫn của đoạn sông này.

Hình 2. Sơ đồ biến đổi lòng dẫn đoạn Trung Hà -Cổ Đô - Đoạn Tản Hồng-Sơn Tây-Cẩm Đình-Nhật Tân: Dòng chảy uốn khúc chuyển hướng xuống phía nam theo phương á kinh tuyến sau khi hợp lưu với sông Lô. Xem xét chế độ thủy văn của đoạn này cho phép đánh giá vai trò của sông Lô và các điều tiết dòng chảy của trạm thủy điện Tuyên Quang. - Đoạn Nhật Tân, Tứ Liên-Bát Tràng-Duyên Hà-Quang Lãng: Bắt đầu từ sau vị trí phân dòng Hồng -Đuống chảy theo hướng á kinh tuyến xuống phía nam. Dòng chảy ngoằn nghèo với nhiều khúc uốn với xâm thực bồi tụ ngang điển hình.

448

2.3 Quyển kỹ thuật khu vực ĐĐHN Quyển kỹ thuật là toàn bộ các hoạt động của con người tác động vào HĐKT của khu vực nghiên cứu. Đó là:Tuyến đê, Các hoạt động khai thác lãnh thổ (canh tác, khai thác vật liệu, xây dựng..), Các công trình chỉnh trị sông (kè bờ, mỏ hàn, cống,..), Các hoạt động giao thông thủy, bộ. • Về tuyến đê Ổn định thấm qua nền đê là vấn đề quan trọng nhất vì liên quan đến mất ổn định tổng thể của đê. Thông số cơ bản sử dụng để đánh giá sự mất ổn định thầm của đê là giá trị gradian áp lực thầm và tương quan của chúng với giá trị gradian áp lực thấm tới hạn của các khu vực hạ lưu. Những yếu tố ảnh hưởng tới hai giá trị này bao gồm: - Mực nước sông; - Cấu tạo địa tầng nền đê và tính chất cơ lý (quan trọng là thành phần hạt, sức kháng cắt và tính chất thấm của chúng) mà quan trọng nhất là bề dày và diện phân bố tầng phủ cách nước ở cả hai phía thượng và hạ lưu đê; - Quan hệ thủy lực giữa nước sông và nước dưới đất của khu vực đang xét và thời điểm đang quan tâm; Cần xác định được giá trị mực nước sông tới hạn cảnh báo mà vượt qua nó, nguy cơ mất ổn định thấm của đê dẫn tới vỡ đê. Giá trị mực nước sông tới hạn cảnh báo này có thể được xác định và quy định cho từng đoạn dọc theo tuyến đê. Ổn định lún và trượt mái đê cũng có thể xảy ra cục bộ tại một vài khu vực có mặt các dạng đất yếu. • Về các hoạt động khai thác lãnh thổ Hai hoạt động khai thác lãnh thổ ảnh hưởng đáng kể đến điều kiện ĐKTMT lãnh thổ ĐĐSH là hoạt động khai thác vật liệu xây dựng và xây dựng nhà và công trình. Hoạt động khai thác vật liệu chủ yếu là khai thác cát và đất sét làm gạch ngói làm thay đổi chế độ dòng chảy, thay đổi khả năng bào xói bờ và lòng sông, gia tải lên bờ, làm sập lở bờ. Cần thiết thống kê các vị trí khai thác và đo đạc quan trắc các đặc trưng của quá trình vận chuyển vật chất của dòng như độ đục của nước, lượng bùn cát,.. để xác định đặc điểm quá trình khai thác. Hoạt động xây dựng chủ yếu là xây dựng nhà và cầu, làm gia tăng tải trọng lên đất nền, làm thay đổi điều kiện địa chất thủy văn do tạo nên đường thấm nhân tạo thông thương giữa các tầng chứa nước trong khu vực, cản trở dòng chảy (dâng cao mực nước, thay đổi hướng và tốc độ dòng,..). • Về xây dựng và hoạt động của các công trình chỉnh trị dòng Xây dựng và đưa các công trình chỉnh trị vào hoạt động nhằm mục đích hoặc là bảo vệ đoạn bờ có nguy cơ bị dòng chảy phá hoại hoặc điều chỉnh hướng dòng chảy chủ lưu. Hiệu quả của các công trình chỉnh trị được thể hiện thông qua các quan trắc chế độ dòng chảy sau khi đưa chúng vào khai thác.

449

• Về các hoạt động giao thông thủy bộ Đối với ĐĐHN, giao thông thủy đóng vai trò quan trọng hơn do tạo áp lực sóng vào bờ, làm gia tăng khả năng phá hủy bờ. Đo đạc quan trắc chế độ dòng trong các thời kỳ khác nhau cho phép đánh giá tác động của hoạt động này. 2.4 Các tai biến ĐKTMT trong khu vực ĐĐHN Tai biến ĐKTMT là kết quả của mối tương tác giữa các cấu tử thành phần trong HĐKT của ĐĐHN và chủ yếu là Ngập lụt, Mất ổn định tuyến bờ, Mất ổn định tuyến đê và Ô nhiễm môi trường nước sông. • Ngập lụt: Tai biến ngập lụt là thường xuyên vào mùa mưa lũ với quy mô (diện và độ sâu ngập) phụ thuộc vào điều kiện thuỷ văn khí tượng và sự điều tiết lưu lượng dòng chảy của con người. Mục tiêu cần đạt được là thu hẹp phạm vi ngập lụt tới mức tối đa. • Mất ổn định tuyến bờ Tuyến bờ sông Hồng Hà Nội thường xuyên bị xâm thực và sạt lở nghiệm trọng gây nhiều thiệt hại cho cư dân trong khu vực do tác động của thủy quyển. Hình thái và độ ổn định của tuyến bờ được quyết định chủ yếu do tác động thuỷ động lực học của dòng chẩy liên quan đến sự phát triển và thay đổi của tuyến lòng dẫn. Các tác động của quyển kỹ thuật cũng làm mất ổn định cục bộ bờ. Ổn định tuyến lòng dẫn và gia cố chống sói lở các đoạn bờ chịu tác động của dòng nước trong tuyến lòng dẫn ổn định là biện pháp tối ưu đảm bảo ổn định tuyến bờ. - Mất ổn định tuyến đê Mất ổn định tuyến đê chủ yếu được đánh giá theo hai tiêu chí: mất ổn định lún và mất ổn định thấm. Tuyến đê Hà Nội kéo dài qua các khu vực với cấu tạo địa chất khác nhau với các lớp đất khác nhau về tính chất cơ học (độ bền và biến dạng) và tính thấm. Đánh giá mất ổn định tuyến đê sẽ được tiến hành trên cơ sở phân vùng địa chất công trình tuyến đê và dự báo ứng xử của tuyến đê dưới tải trọng và áp lực thuỷ động. Thấm qua đê là hậu quả của tác động ngập lụt vì tăng áp lực thấm khi mực nước dâng cao. Thấm có thể thấm qua thân và đáy đê, dẫn tới làm mất ổn định đê với các mạch đùn, mạch sủi, sói ngầm và kết quả là phá hủy đê. - Ô nhiễm môi trường nước sông Nước sông Hồng hiện đang bị ô nhiễm nặng dưới tác động của nước thải công nghiệp, sinh hoạt của các khu đô thị, công nghiệp phân bố trên bờ sông lân cận đới động. Ô nhiễm nước sông không chỉ ảnh hưởng đến vệ sinh môi trường sinh hoạt của cư dân hai bờ sông mà còn ảnh hưởng đến đặc điểm thành phần vật liệu vận chuyển và sa lằng của dòng chảy làm thay đổi động năng của quá trình bồi sói của dòng chảy, giảm tuổi thọ của các công trình chỉnh trị,..

450

3 HỆ THỐNG QUAN TRẮC ĐKTMT LÃNH THỔ ĐĐHN Quan trắc địa kỹ thuật môi trường là đo đạc và theo dõi theo thời gian các thông số đặc trưng cho điều kiện ĐKTMT và các thông số đặc trưng cho các tương tác giữa các cấu tử thành phần của Hệ. Hệ thống quan trắc kỹ thuật môi trường là một tổ hợp hợp lý các phương pháp quan trắc khác nhau, phân bố hợp lý theo không gian (diện và chiều sâu) trên lãnh thổ nghiên cứu với mục đích thu thập và theo dõi sự biến đổi của các thông số địa kỹ thuật môi trường khác nhau nhằm đánh giá sự phát sinh và phát triển các tai biến địa kỹ thuật môi trường. Thành phần và đặc trưng của hệ thống quan trắc địa kỹ thuật môi trường được lựa chọn khác nhau tuỳ thuộc vào đặc điểm địa kỹ thuật môi trường của lãnh thổ đang nghiên cứu và mục đích khai thác các số liệu quan trắc. 3.1 Mục tiêu và yêu cầu của hệ thống quan trắc ĐKTMT khu vực ĐĐHN • Mục tiêu thành lập hệ thống quan trắc ĐKTMT khu vực ĐĐHN là thu thập một cách toàn diện, hệ thống và đồng bộ các thông số đặc trưng cho điều kiện ĐKTMT và sự biến đổi của chúng theo thời gian lâu dài dưới tác động của các tác nhân nội, ngoại sinh phục vụ khai thác sử dụng hiệu quả và bền vững lãnh thổ đới động. • Các yêu cầu đặt ra cho một hệ thống quan trắc ĐKTMT trong ĐĐHN cần đạt được phải bao gồm: tính toàn diện hệ thống, tính toàn vùng, tính tin cậy, tính tương tích với phương pháp xử lý, tính kế thừa, tính bền vững lâu dài và tính tập trung trong quản lý khai thác, tự động hóa ở mức tố đa. 3.2 Các thành phần cơ bản của hệ thống quan trắc ĐKTMT khu vực ĐĐHN Các thành phần cơ bản của hệ thống quan trắc ĐKTMT tong phạm vi ĐĐHN bao gồm: - Một tập hợp các thiết bị, dụng cụ đo đạc có khả năng đo được các thông số ĐKTMT cần thiết để đánh giá điều kiện ĐKTMT của khu vực. Đó là các thiết bị: quan trắc một số thông số của môi trường địa chất; quan trắc các thông số của hệ kỹ thuật; quan trắc các thông số của thủy quyển. Các thiết bị, dụng cụ này hoặc được lắp đăt hoặc được thực hiện các phép đo tại các trạm đo cố định, các trạm đo di động và các trạm đo thời vụ. - Một tập hợp các phần mềm điều khiển thiết bị đo, lưu giữ, phân tích, tài liệu hóa các số đo, xử lý số liệu đo theo các hướng định sẵn. Các phần mềm này được cài đặt trên một hệ thống máy tính tại trạm đo trung tâm được chọn trong số các trạm cố định. 3.3 Các thông số của điều kiện ĐKTMT cần đo Các thông số thuộc về môi trường địa chất Các thông số thuộc về môi trường địa chất bao gồm các thông số đặc trưng cho địa hình địa mạo, địa tầng, kiến tạo, tính chất cơ lý và điều kiện địa chất thủy văn. Đây là các thông số thuộc điều tra cơ bản và chủ yếu là các thông số cần thu thập, lưu trữ và tài liệu hóa chúng để sử dụng như là các số liệu nền cơ bản giải quyết các vấn đề địa kỹ thuật liên quan.

451

• Các tài liệu cần thu thập là: Bản đồ địa chất, địa chất công trình và bản đồ địa chất thủy văn; Bản đồ địa hình- địa mạo , Bản đồ kiến tạo và tân kiến tao . Các tài liệu liên quan đến môi trường địa chất được khảo sát và thu thập được trong các công trình xây dựng, điều tra sự cố ..trong phạm vi đới động cũng cần được thu thập, lưu giữ và tài liệu hóa. • Các tài liệu cần thành lập thêm nhằm phục vụ cho công tác dự báo tai biến thấm qua nền đê dẫn đến mất ổn định đê là: Bản đồ (sơ đồ) phân bố tầng phủ và áp lực tới hạn của khu vực dọc theo đê ở cả hai phía thượng và hạ lưu. Bản đồ này có thể thành lập được bằng cách đo vẽ địa chất công trình trong phạm vi ảnh hưởng thấm qua nền đê. • Các thông số cần quan trắc thuộc về môi trường địa chất là địa hình và sự thay đổi của chúng trong phạm vi đới động, đặc biệt là tuyến đê và tuyến bờ. Thông số cần đo, lấy số liệu: cao độ và diện phân bố. Phương pháp quan trắc: chụp và giải đoán ảnh hàng không, ảnh vệ tinh kết hợp công nghệ GIS chồng ghép ảnh ở những thời gian chụp khác nhau. Công nghệ GPS cũng được sử dụng để xác định tọa độ và cao độ của các đối tượng. Tần suất đo, lấy số liệu: 1 năm Các thông số này được sử dụng đề đánh giá và xác định độ ổn định của tuyến đê (lún) và tuyến bờ (sạt lở,.) và quan trọng nhất là theo dõi sự mất ổn định của quỹ đất trong phạm vi đới động dưới tác động của các tác nhân nội, ngoại và nhân sinh. Các thông số thuộc về hê thống kỹ thuật Thông số cần đo, lấy số liệu: Cường độ khai thác sử dụng đất. Phương pháp quan trắc: chụp và giải đoán ảnh vệ tinh kết hợp công nghệ GIS chồng ghép ảnh ở những thời gian chụp khác nhau. Tần suất đo, lấy số liệu: 1 năm Thông qua chụp và giải đoán ảnh vệ tinh và viễn thám có thể xác định đượccác loại hình sử dụng, khai thác quỹ đất (xây dựng, trồng trọt,..). Các tác động liên quan đến giao thông thủy quy về xác định tốc độ và hướng dòng chảy ở tần suất hoạt động cao nhất của các phương tiện giao thông thủy. Các thông số thuộc về thủy quyển Thông số cần đo, lấy số liệu: -Mực nước sông; - Vận tốcdòng chảy và sự phân bố vận tốc trên mặt cắt ngang - Hướng dòng chảy và vectơ dòng trên mặt cắt ngang; - Lưu lượng dòng chảy; - Lượng bùn cát lơ lửng và lượng bùn cát đáy; - Một số thông số đánh giá chất lượng nước; - Hình thái và biến đổi lòng dẫn của sông.

452

Phương pháp quan trắc: đo đạc, quan trắc với các thiết bi và dụng cu đo phù hợp. Tần suất đo, lấy số liệu: tùy thuộc vào thông số đo - Mực nước sông : 2lần/ngày (7h và 19h), trong mùa lũ 4-8-12-24 lần/ngày hoặc mau hơn tùy theo yêu cầu lấy số liệu đặc biệt (ví dụ, cần xác định chân lũ, đỉnh lũ,..) - Vận tốcdòng chảy và sự phân bố vận tốc trên mặt cắt ngang: 2-3 tuần/lần và theo con lũ lờn, xuống. - Hướng dòng chảy và vectơ dòng trên mặt cắt ngang : 2-3 tuần/lần và theo con lũ lờn, xuống; - Lưu lượng dòng chảy: 2-3 tuần/lần và theo con lũ lờn, xuống.; - Lượng bùn cát lơ lửng và lượng bùn cát đáy: 2-3 tuần/lần và tập trung vào mựa lũ; - Một số thông số đánh giá chất lượng nước: 2 lần/năm; - Hình thái và biến đổi lòng dẫn của sông theo chiều dọc và ngang: 1lần/năm. 3.4 Các trạm quan trắc điều kiện ĐKTMT Các quan trắc ĐKTMTsẽ được thực hiện theo hai hướng: theo diện với công nghệ chụp và giải đoán ảnh vệ tinh kết hợp công nghệ quản lý dữ liệu thông tịn địa lý GIS và theo các mặt cắt đặc trưng phân bố trên toàn bộ tuyến sông với các trạm quan trắc cố định, di động và thời vụ. Các trạm quan trắc cố định • Các trạm quan trắc cố định được đặt cố định và hoạt động lâu dài tại vị trí có thể quan trắc được các thông số ĐKTMT đặc trưng cho một đoạn sông có chế độ thủy văn nhất định. Trạm được trang bị các thiết bị quan trắc hiện đại và ở mức độ tự động cao và các thiết bị quản lý, lưu giữ, xử lý các thông tin về điều kiện ĐKTMT tại khu vực do trạm quan lý và các trạm liên quan khác. • Các thông số ĐKTMT được quan trắc tại các trạm cố định bao gồm: Mực nước sông; Vận tốcdòng chảy và sự phân bố vận tốc trên mặt cắt ngang; Hướng dòng chảy và vectơ dòng trên mặt cắt ngang; Lưu lượng dòng chảy; Lượng bùn cát lơ lửng và lượng bùn cát đáy; Một số thông số đánh giá chất lượng nước; Hình thái và biến đổi lòng dẫn của sông. Cùng với công việc giải đoán ảnh vệ tinh thu được trong đoạn này, có thể đánh giá khá đầy đủ điều kiện ĐKTMT của đọan sông trong khu vực trạm quản lý. Các thông số trên sẽ được quan trắc định kỳ theo các quy định có hiệu lực của cơ quan quản lý và theo lịch trình được duyệt. • Có 4 trạm cố định được đề xuất trong phạm vi ĐĐHN với mục đích quan trắc các dữ liệu trên 3 đoạn sông điển hình đã được chia ở trên. Đó là các Trạm Cổ Đô (Km3+000), Trạm Sơn Tây (Km31+600 hữu Hồng, Km16 tả Hồng),Trạm Hà Nội (Km67+980 hữu Hồng, Km66+400 tả Hồng, cách 300 m về hạ lưu cầu Long Biên) và Trạm An Cảnh (Km96+500 hữu Hồng) .

453

Các trạm quan trắc di động • Các trạm quan trắc di động thực hiện các quan trắc chỉ trong mùa lũ và tại các vị trí đoạn sông thay nhiều về hướng, độ cong của dũng chảy. Trạm cũng được bố trí để có thể hoạt động lâu dài. Trạm di động được chia thành trạm quan trắc biến đổi lòng dẫn và trạm quan trắc dòng chảy. • Các thông số ĐKTMT được quan trắc tại các trạm cố định bao gồm: -Đối với các trạm quan trắc di động thông số dòng chảy: Mực nước sông; Vận tốc dòng chảy và sự phân bố vận tốc trên mặt cắt ngang; Hướng dòng chảy và vectơ dòng trên mặt cắt ngang. -Đối với các trạm di động lũng dẫn: Hình thái và biến đổi lòng dẫn của sông. • Về vị trí các trạm quan trắc di động - Đối với các trạm quan trắc lòng dẫn: sử dụng 60 trạm đo biến đổi lòng dẫn hiện có thuộc Cục Quản lý đê điều và Phòng chống lụt bão thuộc Bộ Nông nghiệp và Phát triển Nông thôn. - Đối với các trạm di động quan trắc dòng chảy: Các trạm quan trắc di động được bố trí theo khu vực đoạn sông được chỉ định trước như trên đã trình bày. Mỗi trạm quan trắc di động đo đạc từ 3 - 4 mặt cắt ngang trong khu vực mà trạm quan trắc đảm nhiệm. Mỗi mặt cắt ngang cách nhau khoảng 300m-500m tới 1000 m. tùy theo từng nhiệm vụ. Các trạm này được bố trí trùng với các trạm quan trắc lòng dẫn trong đoạn sông đã chỉ ra.. Các trạm di động quan trắc dòng chảy bố trí trên 4 khu vực sau: Khu vực Chu Minh - Văn Tập; Khu vực Bá Giang; Khu vực từ cầu Long Biên tới cầu Thanh Trì; Khu vực Duyên Hà. • Về chế độ quan trắc tại các trạm quan trắc di động - Đối với các trạm quan trắc lòng dẫn: 1 lần/năm thường vào mùa kiệt - Đối với các trạm quan trắc dòng chảy: 2-3 lần trong mựa lũ Các trạm quan trắc thời vụ Quan trắc thời vụ chỉ thực hiện phục vụ giải quyết các sự cố, tai biến bất ngờ xảy ra trong khu vực đới động như khu vực phát hiện mất ổn định thấm qua nền đê, khu vực xảy ra mất ổn định tuyến bờ,..Địa điểm, thời gian và các phép quan trắc được các cơ quan điều hành quan trắc quyết định. Các dữ liệu này bổ sung và làm phong phú cho cơ sở dữ liệu trong khu vực nghiên cứu quan trắc. Sơ đồ bố trí hệ thống quan trắc ĐKTMT của ĐĐHN như hình 3 3.5 Vấn đề quản lý điều hành hệ thống Hệ thống quan trắc phải được vận hành thống nhất, tương thích, tập trung nhằm thu được các thông số đặc trưng nhất phục vụ đánh giá và dự báo điều kiện ĐKTMT của khu vực nghiên cứu. Tính thống nhất điều hành được đảm bảo bởi tính tương thích, tính liên kết cao với sự sử dụng các thành tựu mới nhất của công nghệ thông tịn. Cụ thể là:

454

- Thành lập một Trạm trung tâm-Trạm cố định Long- Biên được trang bị là cài đặt các phần mềm điều khiển và giám sát toàn hệ . - Các thiết bị, dụng cụ đo tại các trạm quan trắc phải được chuyển đổi để có thể chuyển các tín hiệu đo thành tín hiệu truyền tin, ví dụ theo kiểu tin nhắn,.. ; - Các trạm quan trắc cố định phải được trang bị để tiếp nhận được sự điều khiển từ Trạm trung tâm, truyền không dây các số liệu quan trắc được về Trạm trung tâm . Hình 4 ví dụ một hệ thống quan trắc điều khiển tập trung

Hình 3. Sơ đồ bố trí hệ thống quan trắc ĐKTMT của ĐĐHN

455

4 KẾT LUẬN 1. Hệ thống quan trắc ĐKTMT là cần thiết nhằm thu thập các dữ liệu về điều kiện ĐKTMT phục vụ khai thác hiệu quả và bền vững lãnh thổ ĐĐHN. 2. Đã xác định được các yêu cầu của một hệ thống quan trắc ĐKTMT của khu vực nghiên cứu. Đó là Tính toàn diện hệ thống, Tính toàn vùng, tính tin cậy, Tính tương tích với phương pháp xử lý, Tính kế thừa, Tính bền vững lâu dài và Tính tập trung trong quản lý khai thác, Tự động hóa ở mức tối đa. 3. Đã xác định được các thông số của điều kiện ĐKTMT của hệ thống quan trắc với các phương pháp và thiết bị quan trắc và chế độ quan trắc tương ứng cũng như sơ đồ bố trí không gian các trạm quan trắc trong hệ thống quan trắc của khu vực nghiên cứu nhằm đáp ứng với các yêu cầu trong kết luận 2.

Hình 4. Hệ thống điều khiển tập trung SCADA-H

456

TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Nghiên cứu đánh giá điều kiện địa kỹ thuật môi trường và kiến nghị phương hướng quy hoạch sử dụng đất hợp lý cho khu vực đới sông ven sông Hồng trong phạm vi Hà Nội. Báo cáo tổng kết đề tài NCKHCN. Sở khoa học và công nghệ, 2006, Hà Nội. Chủ nhiệm đề tài Đoàn Thế Tường. 2. Nghiên cứu cơ sở khoa học của sự hình thành và phát triển các loại hình sự cố đê hữu Hồng từ K0-K48, tỉnh Hà Tây và đề xuất các giải pháp phòng chống có hiệu quả. Báo cáo tổng kết đề tài NCKHCN. Sở khoa học và công nghệ, 2003, Hà Nội. Chủ nhiệm đề tài Trần Văn Tư. 3. Luận chứng cơ sở khoa học và thiết lập hệ thống quan trắc địa kỹ thuật môi trường trong đới động sông Hồng địa phận Hà Nội. Báo cáo tổng kết đề tài NCKHCN. Sở khoa học và công nghệ, 2012, Hà Nội. Chủ nhiệm đề tài Đoàn Thế Tường.

457

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

NGHIÊN CỨU KIỂM TRA NỀN ĐẤT-ĐÁ PHỤC VỤ THI CÔNG MÓNG CỌC KHOAN NHỒI NHÀ MÁY NHIỆT ĐIỆN QUẢNG NINH Trần Văn Việt*, Đỗ Anh Tuấn TÓM TẮT: Dự án Nhà máy nhiệt điện Quảng Ninh đặt trên khu vực đồi núi trên nền địa chất sét-bộtcát-sạn kết phong hoá, hệ tầng Hồng gai (T3 n-r hg). Một số hạng mục chính đã thiết kế móng cọc khoan nhồi, trên cơ sở số liệu khảo sát địa kỹ thuật kết hợp với kết quả thí nghiệm nén tĩnh cọc thử phục vụ thiết kế. Không may sự cố xảy ra khi thi công một phần, đó là một số cọc bị nghi hỏng và kết quả thí nghiệm các cọc đó không đạt yêu cầu. Sau khi nghiên cứu thì nguyên nhân sự cố được cho là đấ-đá nền phức tạp khó kiểm soát. Giải pháp khắc phục với các cọc đá thi công là điều chỉnh giảm sức chịu tải và bổ xung them cọc gia cường. Tuy nhiên, vấn đề đặt ra là cần đánh giá đúng mức độ phức tạp đất-đá nền, qua đó để ra được giải pháp kiểm tra-kiểm soát đá ngàm cọc trong quá trình thi công tiếp theo. Đó là lí do Nhà thầu dự án đã mời một “Chuyên gia” có kinh nghiệm về địa chất và nền móng công trình khu vực để nghiên cứu đặc điểm địa chất-đất đá khu vực, qua đó lập biện pháp kiểm tra-kiểm soát chất lượng đá ngàm cọc trong quá trình thi công. Báo cáo trình bầy khái quát quá trình diễn biến sự cố, kết quả nghiên cứu để lập phương pháp kiểm tra-kiểm soát chất lượng đất-đá ngàm cọc và đánh giá độ ổn định nền móng công trình dự án. TỪ KHÓA: Độ phức tạp khó lường nền đất-đá. Kiểm tra-kiểm soát chất lượng đá ngàm cọc. Đánh gía độ an toàn và ổn định nền móng.

1 MỞ ĐẦU Nhà máy nhiệt điện công suất 2x500 MW đặt ở Cẩm Phả, Quảng Ninh, (xem hình 1) đang thi công một số cọc khoan nhồi ở một số hạng mục thì xảy ra sự cố nền móng. Một số cọc khu boiler.1 xệ thành, sụt bê-tông và kết quả thí nghiệm nén tĩnh một số cọc không đạt yêu cầu. Nhà thầu dự án nghiên cứu nguyên nhân được xác định là do “điều kiện đất-đá nền tại đây phức tạp không thể kiểm soát, dẫn đến sai sót trong việc đánh giá nền đá phong hóa tựa cọc…”.

Trần Văn Việt*, Công ty TNHH Một thành viên KSXD, Đỗ Anh Tuấn2, Viện KHCN Xây dựng

458

Hình 1. Quang cảnh tổng quát dự án Giải pháp xử lý là điều chỉnh sức chịu tải làm việc các cọc đã thi công đồng thời bổ xung cọc để gia cường các móng đã thi công. Tuy nhiên, để kiểm tra và soát được chất lượng đá ngàm trong trong quá trình thi công, Nhà thầu dự án đã mời Chuyên gia có đủ kinh nghiệm về địa chất và nền móng khu vực lập biện pháp kiểm tra và kiểm soát chất lượng đá ngàm cọc cũng như chiều dài ngàm thích hợp trong quá trình thi công. 2 ĐẶC ĐIỂM ĐỊA TẦNG KHU VỰC DỰ ÁN 2.1 Đặc điểm địa chất Theo bản đồ địa chất - khoáng sản Việt Nam, tỷ lệ 1/200 000, khu vực dự án thuộc hệ tầng Hồng Gai: + Tập dưới (T3n-r hg1): nhiều vỉa than, cuội kết, sạn kết, cát kết thạch anh, bột kết, phiến sét + Tập trên (T3n-r hg2) gồm cuội kết thạch anh, cát kết, xen kẹp bột kết xám đen. Theo địa kiến tạo, trầm tích trong vùng trũng Hồng Gai rất dày, phía dưới chứa lớp cuội kết hạt nhỏ không dày lắm, trên là cát kết-đá phiến chứa than. Đây là trầm tích lắng đọng trong điều kiện địa hình lục địa thấp “kiểu vũng vịnh”. 2.2 Đặc điểm địa kỹ thuật: Theo “Báo cáo khảo sát địa kỹ thuật”, FECON tiến hành 2012, được khái quát sau đây và một phần sơ đồ bố trí hố khoan và mặt cắt địa kỹ thuật đại diện thể hiện trên hình 2. 2.2.1 Mô tả các lớp địa kỹ thuật Lớp 1: “(SC, SP, SW, CL) Đất lấp: cát pha, cát lẫn sạn, cuội, tảng kích thước lớn; nâu đen, vàng. Lớp 2: “(CL, ML, SC) Sét pha lẫn cát cát pha, nâu vàng-xám đen, chứa hữu cơ; dẻo mềm-dẻo chảy. Lớp 3: “(SC, SP, SW): Cát pha, cát lẫn sạn cấp phối kém; xám vàng; xốp/chặt vừa. Lớp 4 “(CL, SC): Sét pha cát, xám đen-vàng, nửa cứng (đất tàn tích).

459

Lớp 3 đất lấp

Lớp 5: Đá phong hóa

Hình 2. Mặt cắt địa kỹ thuật đại diện khu turbine-boiler Lớp 5: “Đới đá phong hóa cao-vừa: Sét bột kết, sét kết chứa than xám đen; RQD < 25 %”. Lớp 6: “Đới đá nứt nẻ: Sét bột kết, chứa khoáng vật mầu trắng. Màu xám đen; RQD ≥ 25 %”. Nước dưới đất: Mực nước dưới đất biến đổi từ +0,3 m đến -5,8 m và chủ yếu chứa trong đất lấp và trong đới nứt nẻ của đá gốc. 2.2.2 Đặc trưng cơ lý các lớp đất-đá (xem Bảng 1) Bảng 1. Tổng hợp đặc trưng cơ lý các lớp đất đá (trích trong bcks) No 2 3 4 5

Thông số cơ lý

Nén dọc trục, qu, (MPa)

Nén một trục (OTC)

9 10 11

Lớp 2 32,6 18,5

0,624

0,930

0,837

0,607

0,04

0,05

20038’ 15,8

15013’ 12 22021’ 17,38

17050’ 11 17054’ 9,8

21037’ 15,8 15023’ 19,8

34,3

Saturate

Pc (kPa) Cc CR Cv (cm/s)

69 0,116 0,010 3,97,10-

83 0,226 0,224 2,65,10-3

66 0,333 0,027 0,82,10-

85 0,125 0,014 3,42,10-3

29,2 (Min 12,3) -

Độ ẩm, W (%) Dung trọng, γ (kN/m3) Hệ số rỗng e Cắt trực tiếp (DST) Nén 3 trục (CU)

Giá trị các thông số đại diện Lớp 3 Lớp 4 Lớp 5 27,9 19,7 0,34 18,7 19,9 26,5

Lớp 1 20,2 19,9

ϕ (deg) C (kPa) φcu (deg) Ccu (kPa) Natural

KẾT QUẢ THÍ NGHIỆM HIỆN TRƯỜNG 7 – >50 Xuyên tiêu chuẩn N30 (SPT) 17 7 15 23 Nén ngang PL (Mpa) (PT) Ep (MPa) Bề dày lớp (m) 0,5– 1,5–9 0,3–15 0,8–6,1 16,4 2,4 4,5 4,2 6.2

460

N30 > 50 RQD<25 8.0 (*) 1210 2,5–42,2 17,6

Lớp 6 0,32 26,6

39,7 37,0 (Min 12.4) -

N30 > 50 RQD >25 8.0 (*) 2600 0,6–16,4 ≥ 3,2

3 SỰ CỐ CỌC SAU KHI THI CÔNG BƯỚC ĐẦU VÀ BIỆN PHÁP XỬ LÝ 3.1 Tổng hợp kết quả thí nghiệm nén tĩnh phục vụ thiết kế cọc khoan nhồi Sau khi thi công một phần móng cọc khu turbine và boiler 1 (lò nung), đã tiến hành thí nghiệm nén tĩnh kiểm tra sức chịu tải cọc khoan nhồi và tổng hợp kết quả như sau:

CPLT-001 CPLT-001 BH-006-1 (1.97m ngàm trong đá)

CPLT-002

a) Vị tr

CPLT-002 BL-007-1 (3.84m ngàm trong đá)

b) Biểu đố thí nghiệm nén tĩnh cọc b) Biểu đồ chuyển vị-tải trọng thí nghiệm nén

a) Sơ đồ điểm thí nghiệm nén tĩnh cọc

Hình 3. Biểu đố thí nghiệm nén tĩnh cọc phục vụ thiết kế cọc khoan nhồi 3.2 Thi công bước đầu và kết quả thí nghiệm nén tĩnh kiểm tra sức chịu tải 3.2.1 Kết quả thí nghiệm nén tĩnh cọc khu vực turbine Tại khu vực turbine-motor đã tiến hành thí nghiệm 4 cọc và kết quả được tổng hợp trong hình 3. Kết quả cho thấy 1 cọc bị phá hoại, 1 cọc đạt yêu cầu, 2 cọc cần xét lại tải thiết kế.

a) Biểu đồ tải trọng-độ lún – Cọc P67

b) Biểu đồ tải trọng-độ lún - Cọc P22

d) Biểu đồ tải trọng-độ lún - Cọc P55

c) Biểu đồ tải trọng-độ lún - Cọc P29

Hình 4. Biểu đố kết quả thí nghiệm nén tĩnh cọc kiểm tra sức chịu tải khu turbine

461

3.2.2 Kết quả thí nghiệm nén tĩnh cọc khu vực nồi hơi.1 (boiler.1) Tương tự, khu vực boiler.1 đã tiến hành thí nghiệm nén tĩnh 04 cọc và kết quả được tổng hợp trong Hình 5. Biểu tải trọng-chuyển vị cọc P374

Biểu tải trọng-chuyển vị cọc P455

Biểu tải trọng-chuyển vị cọc P378

Biểu tải trọng-chuyển vị cọc P200

Hình 5. Biểu đố kết quả thí nghiệm nén tĩnh cọc kiểm tra sức chịu tải khu boiler.1 Kết quả cho thấy cọc P374 bị phá hoại, các cọc P200 và P378 đạt yêu cầu, cọc P455 cần điều chỉnh sức chịu tải. 3.3 Giải pháp xử lý sự cố Giải pháp xử lý sự cố được Nhà thầu dự án đề xuất có thể khái quát như sau: - Điều chỉnh sức chịu tải là việc cọc ở 2 móng turbine-motor (1,2) từ 290 tấn/cọc xuống 210 tấn/cọc. Bổ xung mỗi móng 22 cọc khoan nhồi D800 để gia cường sức chịu tải móng. - Điều chỉnh sức chịu tải là việc cọc ở khu tây móng boiler.1 từ 280 tấn/cọc xuống 110 tấn/cọc. Do không đủ điều kiện thi công cọc khoan nhồi đã thiết kê bổ xung 162 cọc đóng tròn, bê-tông ứng suất trước, D400, để gia cường sức chịu tải móng. - Kiểm tra-kiểm soát chất lượng đá ngàm cọc trong quá trình thi công cọc cần được tiến hành dưới sự tư vấn và kiểm tra của “Chuyên gia địa chất & nền móng công trình, CĐ&NC” giàu kinh nghiệm địa phương về đất-đá nền. 4 NGHIÊN CỨU ĐẤT ĐÁ NỀN VÀ BIỆN PHÁP KIỂM TRA PHỤC VỤ THI CÔNG 4.1 Tổng hợp kết quả nghiên cứu phân loại đất-đá tại hiện trường dự án Để đánh giá được mức độ phức tạp thực tế nền đất-đá, CĐ&NC đã tiến hành thị sát, nghiên cứu, mô tả chi tiết hiện trường, tại các vêt lộ tại các mặt cắt sườn núi, các mặt cắt các hố đào trong phạm vị dự án. Nền đất đá dự án đã được phân loại, phân biệt và được mô tả bản chất, đặc điểm phong hóa-nứt nẻ-độ cứng, thế nằm mức độ phân lớp và phân phiến và được tổng hợp trong Bảng 2. 462

Bảng 2. Tổng hợp phân loại nhóm đất-đá & tương quan với vận tốc khoan Nhóm

Tên đất-đá

Màu sắc

I (a)

Đất đắp: đất-đá đồi núi, dăm mảnh, tảng đá gốc

Màu nâu-xámđen

I (b)

Đất tàn tích (sét pha, cát pha lẫn sạn, mảnh đá ph) Đá gốc phong hóa hoàn toàn loại sét bột cát kết mềm yếu. Sét kết, sét bột kết mềm yếu Phiến sét chứa than. Vỉa than Cát bột kết phong hóa cao Sét kết nhiễm than, Sét bột kết lẫn sạn sỏi

Vàng, nâu đỏ, nâu xám Màu xám đen đến xám nhạt

I (c)

III

Bột kết và cát bột kết IV

Sét kết nhiễm than, Sét bột kết lẫn sạn sỏi Cát bột kết, Cát sạn kết Cát kết, cát bột kết

V Bột kết lẫn sạn sỏi Cát kết lẫn sạn sỏi. Cát kết hạt thạch anh VI

Cát kết dạng quartzit Cát cuội kết dạng quartzit

Màu nâu vàng Màu xám đến đen Màu xám xanh Đen đến xám đen Nâu đến nâu vàng Xám đến xám nâu Đen đến xám đen Nâu đến nâu vàng Xám đến xám nâu Xám đến xám nâu Xám nâu Xám đến xám nâu Xám nhạt đến xám xanh

Mức độ phong hóa Đất lấp tự do không đầm chặt Phong hóa triệt để cấp WR.VI Phong hóa hoàn toàn cấp WR.V Mức độ phong hóa cao, cấp WR.IV

Trạng thái Trên hơi chặt, dưới rời xốp Đất nửa cứng đến cứng Đất rất cứng/đá rất mềm Đá rất mềm yếu đến mềm yếu vừa

Vận tốc Kh, ph/m 1.5’ – 2’/m 0.5’-1’/m ≠ 1’/m 1.5’ – 2’/m 2’ – 3’/m

Phong hóa vừa, cấp WR.III-IV

Mềm yếu vừa đến cứng vừa

4’ – 8’/m

Phong hóa nhẹvừa, cấp độ. WR.II-III

Cứng vừa đến cứng

9’ – 15’/m

Phong hóa nhẹ, phân lớp dày WR.II

Cứng đến rất cứng

15’ – 30’/m

Đá tươi, phân lớp dày WR.I (FR)

Rất cứng đến cực cứng

> 30’/m

4.2 Kết quả nghiên cứu phân loại và đặc trưng đất-đá theo thiết bị khoan Quang cảnh chung hiện trường thi công cọc khoan nhồi thể hiện trong Hình 6a. Các đặc trưng chính của thiết bị, dụng cụ, quy trình khoan được khái quát như sau: Thiết bị khoan xoay loại N.S - DH608 - 120M made in Japan. Phương pháp là kết hợp khoan xoay và khoan rung đập búa khí với mùn khoan được thổi lên bằng khí nén (Hình 6d). Có 2 loại mũi khoan: sử dụng cho đá cứng (Hình 6e) và sử dụng cho đá mềm (Hình 6f ).

463

a Xe bơm bê tông

Xe cẩu

Máy khoan cọc

Máy xúc Xe chở lồng

Ống đổ BT

Máy nén Khí

Ống chống

Hình 6. Một số hình ảnh thi công cọc khoan nhồi tại dự án

464

Hình 7. Trụ ghi chép khoan cọc nhồi Khoan tạo lỗ áp dụng phương pháp phá toàn đáy, thâm sâu liên tục và đôi khi được dạo lên/xuống để làm thoáng khí nén đẩy mùn khoan lên trên mặt đất. Với thiết bị và phương pháp khoan tạo lỗ nêu trên, vận tốc khoan phụ thuộc vào trạng thái độ cứng khối đất đá, nghĩa là tùy thuộc loại đá và mức độ phong hóa-nứt nẻ của chúng. Đăc trưng độ cứng đất đá được xác định tương đối theo tiêu chí vận tốc khoan được tổng hợp trong Bảng 2. Việc ghi chép “vận tốc khoan sâu” từng mét khoan sâu kết hợp với mô tả mùn khoan đẩy lên mặt đất cho phép ta lập được một dạng “Trụ ghi chép khoan cọc nhồi” (Hình 7). Nhận xét & Kiến nghị 1: a. Qua thực tế nghiên cứu hiện trường cho thấy nền đất đá là xen kẹp các loại đá khác nhau (sét bột kết, cát sạn kết, phiến sét nghiểm than, vỉa than…), có chiều dày phân lớp hay phân phiến khác nhau, lại có thế nằm nghiêng và uốn lượn phức tạp, chịu mức độ phong hóa khác nhau (từ đất tàn tích cấp VI đến đá tươi cứng cấp I). Do đó có thể kết luận nền “đất-đá dự án có mức độ phức tạp khó lường”, khó có thể suy diễn chất lượng đá ở các vị trí khác nhau, cho dù chỉ cách nhau một vài mét. Do đó, để bảo đẩm an toàn trong quá trình thi công cọc khoan nhồi, đất-đá ngàm cọc cần được kiểm tra-kiểm soát ở từng vị trí. b. Qua “Trụ ghi chép khoan cọc nhồi” cho phép ta “định lượng tương đối” ngay tại hiện trường bản chất & đặc tính đá ngàm cọc, là cơ sở để quyết định độ sâu cọc. 4.3 Kết quả nghiên cứu sức chịu tải cọc theo loại đá và độ sâu ngàm Sức chịu tải cọc khoan nhồi được tính toán theo nén ngang Menard, tiêu chuẩn Đức - DIN 4014 – và theo Goodman (1980) được tổng hợp trong Bảng 3.

465

Bảng 3. Tổng hợp tính toán cọc khoan nhồi theo loại và chiều dài ngàm trong đá Loại đá Phương pháp tính toán

Trạng thái

Theo Nén ngang Menard (MPT) Theo DIN 4014 Tiêu chuẩn Đức Theo Goodman (1980)

Đá mềm Đá mềm-cứng vừa Đá cứng vừa Đá mềm Đá mềm-cứng vừa Đá cứng vừa Đá mềm Đá mềm-cứng vừa Đá cứng vừa

Vận tốc khoan, Vd 2’ – 3’/m 4‘ – 8’/m 9’ – 15’/m 2’ – 3’/m 4‘ – 8’/m 9’ – 15’/m 2’ – 3’/m 4‘ – 8’/m 9’ – 15’/m

Theo DIN 4014 Theo Canadian’s Theo Goodman’s

Đá cứng-rất cứng (ngàm sâu 1m)

> 30’/m

Sức chịu tải cho phép cọc khoan nhồi Cọc D800, Qa (tấn/cọc) Chiều sâu ngàm trong đá, Lb (m) 2m 4m 6m 8m 10m 226 268 310 362 394 322 385 448 510 574 419 502 586 670 754 184 234 285 335 385 260 335 410 486 561 335 435 536 636 737 227 265 303 340 378 260 331 402 472 544 325 434 543 651 760 Sức chịu tải cho phép mũi cọc tựa trên đá cứng, (Ngàm sâu 1m, Qpa (tấn/cọc) > 502 923 838

Nhận xét & Kiến nghị 2: Phải kiểm soát chất lượng đá ngàm cọc và độ sâu ngàm cần thiết trong quá trình thi công để đạt được sức chịu tải theo yêu cầu. 5 KẾT QUẢ THI CÔNG CỌC KHOAN NHỒI CÓ KIỂM TRA ĐẤT-ĐÁ TRONG QUÁ TRÌNH THI CÔNG & ĐÁNH GIÁ MỨC ĐỘ ỔN ĐỊNH 5.1 Tổng hợp kết quả thi công cọc khoan nhồi Kết quả thi công móng cọc khoan nhồi - có áp dụng phương pháp kiểm tra-kiểm soát chất lượng đá ngàm cọc ở các hạng mực chính dự án được tổng hợp trong bảng 4. Bảng 4: Tổng hợp kết quả thi công cọc khoan nhồi có kiểm tra đất-đá Hạng mục Số lượng cọc

Thiết kế cọc khoan Bổ xung gia cường

Tình trạng thi công

Loại cọc Tổng độ sâu cọc, ∑Lp (m) Độ sâu TB cọc, Lp (m) Độ dài trung bình Thiết kế cọc ngàm trong đá, Lb (m) Thực tế Tăng %

Turbine-motor 1 & 2 67 67 22 22

Turbine-building 1 & 2 190 187 -

Boiler.1 (Dải phía Tây) 63 162

Stack.1

- Thi công trước. - Kiểm tra đá các cọc bổ xung Cọc khoan nhồi, D800 345 339 15,7 15,4 4,5 4,5

- Thi công mới. - Kiểm tra đá trong quá trình thi công

- Thi công trước. - Kiểm tra độ chối trong thi công Cọc đóng, ống BTƯST, D400 2430 15 Độ chối 3,5mm Đội chối 3,0mm -

- Thi công mới. - Kiểm tra đá trong quá trình thi công

Cọc khoan nhồi, D800 3209 3309 16,8 17,6 4,5 4,5

6,3

7,1

6,8

7,9

140

158

151

176

110 -

Cọc khoan nhồi, D800 1998 18,0 4,5 15,8 351

5.2 Kết quả thí nghiệm nén tĩnh kiểm tra sức chịu tải sau khi công Kết quả thí nghiệm được thể hiện trên các biểu đồ (Hình 8). Sức chịu tải cọc rất tốt. Có thể huy động đến tải cho phép vật liệu cọc: Qw = Qca = 430 tấn/cọc 466

Độ lún, mm

Biểu đồ tải trọng-độ lún – P25 - Khu ống khói.1

Biểu đồ tải trọng-độ lún – P462, Turbine.2

Độ lún, mm

Biểu đồ tải trọng-độ lún - P184,Turbine.1

Kết quả thí nghiệm nén tĩnh cọc đóng Cọc đóng BTƯST D400

Sức chịu tải cho phép Nén tĩnh tĩnh Nén

Tínhtoán toán Tính

Sức chịu Thiết kế

Nén Đẩy ngang

Kéo

Hình 8. Biểu đồ kết quả thí nghiệm nén tĩnh cọc kiểm tra sau thi công 5.5 Đánh giá mức độ ổn định nền móng công trình 5.5.1 Đánh giá ổn định nền móng công trình theo hệ số an toàn Fs a. Khu vực móng turbine-motor 1,2: Tại đây mỗi móng đã thi công 67 cọc. Do sự cố móng cọc nên đã điểu chỉnh sức chịu tải làm việc, từ 290 tấn/cọc theo tính toán thiết kế xuống còn 210 tấn/cọc và bổ sung mỗi móng 22 cọc gia cường.

467

Kết quả phân tích thực tế các cọc còn lại tối thiểu có thể huy động sức chịu tải làm việc Qw = 260 tấn/cọc, nên sức chịu tải giới hạn có thể ước tính QL = Qmax = 2Qw = 260 x 2 = 520 tấn/cọc. Do đó, tổng sức chịu tải “giới hạn” của 67 cọc đã điều chỉnh sức chịu tải được xác định: ∑(1)QL = 67 x 520 tấn/cọc = 34840 tấn. Bổ sung thêm 22 cọc gia cường mỗi móng và thi công có kiểm tra đá ngàm cọc nên đã huy động sức chịu tải làm việc Qw = 430 tấn/cọc, sức chịu tải giới hạn ∑(2)QL = 22 x 430 tấn/cọc x 2 = 18920 tấn. Do đó, tổng sức chịu tải móng cọc sau gia cường ∑ QL = 34840 + 18920 = 53760 tấn. Theo thiết kế ban đầu mỗi móng bố trí 67 cọc với sức chịu tải làm việc mỗi cọc Qw = 290 tấn/cọc có thể suy ra tổng tải trọng kết cấu mỗi móng ∑QST ≤ 67 x 290 tấn/cọc = 19430 tấn. Hệ số an toàn móng cọc chính là tỷ số giữa tổng sức chịu tải giới hạn của móng với tổng tải trọng kết cấu phân bố: Fs =

∑Q ∑Q

= 53760 : 19430 = 2,77.

b. Khu vực móng turbine-building 1,2: Tại đây mỗi móng đã thi công mới 190 cọc và do thi công có sự kiểm tra chất lượng đá ngàm cọc nên sức chịu tải làm việc có thể huy động 430 tấn/cọc. Với cách đặt vấn đề tương ta có: Fs =

∑Q ∑Q

= 190x430x2 : 190x290 = 2,97.

c. Khu vực móng ống khói 1: Tại đây mỗi móng đã thi công mới 110 cọc và do thi công có sự kiểm tra chất lượng đá ngàm cọc, sức chịu tải có thể huy động 430 tấn/cọc. Với cách đặt vấn đề tương tự, ta có: Fs =

∑Q ∑Q

= (110x430x2) : (110x290) = 2,97.

d. Khu vực móng boiler 1: Tại đây, phần móng phía tây bị sự cố, đã thi công 63 cọc khoan nhồi với sức chịu tải làm việc theo tính toán thiết kế Qw = 280 tấn/cọc. Do sự cố một số cọc và kết quả thí nghiệm ở cọc xấu nhất cho sức chịu tải làm việc chỉ khoảng Qw = 110 tấn/cọc . Lấy sức chịu tải trên để điểu chỉnh và đã bổ xung 162 cọc đóng D400 với sức chịu tải làm việc tương ứng Qw = 110 tấn/cọc. Tuy nhiên, giá trị sức chịu tải cọc đóng, theo kết quả nén tĩnh (Hình 8) có thể huy động thực tế Qw = 142 tấn/cọc. Tương tự ta có: Fs =

∑Q ∑Q

= [(63x110) + (162 x 142)]: (63x280) = 1,7

Lưu ý: a. Hệ số an toàn tính toán như trên quy ước QL = Qmax = 2 Qw như quy định trong thí nghiệm nén tĩnh cọc. Thực tế thể hiện trên các biểu đồ Hình 8, ở tải trọng Qmax độ lún cọc biến đổi từ 3,8 mm đến 6,2 mm, nghĩa là cọc hoạt động ở pha đàn hồi nên sức chịu tải thực cao hơn nhiều. b. Sức chịu tải làm việc Qw = 430 tấn/cọc là lấy theo vật liệu bê-tông. Vì cọc khoan nhồi có lồng thép toàn phần nên thực tế sức chịu tải vật liệu có thể còn cao hơn nhiều.

5.5.2 Đánh giá ổn định nền móng công trình theo điều kiện thi công Công tác thi công sau sự cố, đặc biệt là có sự kiểm soát chặt chẽ chất lượng và chiều dài ngàm cọc trong đá, đã bảo đảm: • Tất cả các cọc đều có thể huy động được sức chịu tải tối đa theo vật liệu cọc (Bảng 4).

468

• Độ dài cọc ngàm trong đá đã tăng lên từ 140 % đến 176 % so với yêu cầu thiết kế và quan trọng hơn là tất cả mũi cọc đều bảo đảm được ngàm trong đá tốt. Riêng khu vực ống khói cọc ngàm sâu trong đá đạt 351 % so với yêu cầu thiết kế chịu nén. Tất nhiên, móng ông khói còn sức kháng chịu nhổ và chịu đẩy ngang (do gió, động đất…) nên độ sâu ngàm trên 10 m như trên là bảo đảm an toàn chống nhổ và lật. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Canadian Geotechnical Society, "Canadian Foundation Engineering Manual", 1985. 2. Cục Địa chất, "Bản đồ Địa chất & Khoáng sản Viet Nam", Tỷ lệ 1: 200 000. NXB Bản đồ, Hà Nội, 1998. 3. F62. T5, "Regles Techniques de Conception de Calcul des Foundations de Genie Civil", LCPC, Paris, 1995. 4. Techniques de Menard, "Regle D’Utilisation des Techniques Pressiometriques et D’Exploitation des Resultats Obtenus pour le Calcul des Fondations", Notice General D60, Paris 1975. 5. Trần Văn Việt, "Cẩm nang dành cho Kỹ sư Địa kỹ thuật", NXB Xây dựng, Hà Nội, 2004.

469

ABSTRACT PROCEEDING OF CONFERENCE Vietnam Institute for Building Science and Technology with the 50 years of Building and Development TRINH VIET CUONG, VU THI NGOC VAN In 50 years from the establishment, the Institute for Building Science and Technology (IBST) has accomplished the assigned tasks of research, carrying out the duties for the Sate management in construction field, training and development of new technologies in constructions. IBST has also provided important contribution to the solution of complex technical problems in key projects of construction. This paper summaries the main achievement and the advantages of IBST in principal fields of work. Research applying advanced building materials and adapted technology for construction Ho Chi Minh President mausoleum NGUYEN MANH KIEM Ho Chi Minh president mausoleum is the most important construction of Vietnam, so it is distinct architectural style with high quality construction, long life service but need to construction only in two years (1973-1975). In this project, many advanced building material such as cement grade 60 MPa, concrete grade 40 MPa, motar, acoustical obsort concrete, architectural concrete, watertight, mastic, anti-axit mortar, paint, epoxy paint, glue, flame-resistant material, ect..; new technology building such as consolidate base ground, produce HPC, cement 60MPa, finish plaster, anchor stone cover ectâ&#x20AC;Ś are used. All results are presented in this the paper. Construction cost and Technology choice: An International Comparison TOONG KHUAN CHAN Building economists have produced construction cost indices to allow for a comparison of building construction costs for many countries but these indices do not take into account or optimizes the choice of materials or technology used in the construction process. The aim of this project is therefore to develop new construction cost indices which are linked to the various methods of building construction. The differences in local practices, availability of local resources (raw materials, land, labour, capital and technology), domestic building materials industries, and local regulations all combine to influence the construction cost of a building. These new indices are derived from a global survey of the costs of building material, construction costs for various building elements, labour costs, capital costs together with the choice of construction method and technology employed. The findings will inform on many current research and policy initiatives: to manage the exploitation of indigenous resources, to develop domestic building materials industries, to improve construction methods, modernise and upgrade the construction sector in developing countries. 470

Application of Reinforced Soil-Geosynthetic Composites PHAM QUYET THANG Reinforced soil structures are used rapidly in recent years in transportation and construction projects for reinforced soil slopes/walls.. The behavior and other characteristics of reinforced soil structures such as stress-strain relation of constitutive models, and a number of full-scale tests are presented in this paper. Furthermore, several equations and models are also developed and verified. Study on behavior of High-Strength CFT Columns TAKAYUKI NANBA, HISAYA KAMURA The objective of this study is to elucidate the properties of high-strength CFT columns under external force. From many results of past research, it is known that the ultimate strength and ductility of a concrete filled steel tube (CFT) structure increase due to the effect of mutual confinement between the concrete and the steel tube. CFT structures are adopted in many buildings that use an improved design method. On the other hand, high-strength materials have been developed to enable construction of more spacious buildings and reduce manufacturing work. In this study, compressive tests of high strength CFT columns were carried out to determine their ultimate resistance and to clarify the mechanism of the confinement effect. Compressive and bending tests were also carried out to demonstrate the high performance of high strength CFT columns against seismic force. This research clarified the fact that high strength CFT columns also have excellent structural characteristics, such as ultimate resistance and deformation capacity. GEOTECHNICAL - SURVEYING ENGINEERING Design of water supply pipeline with large diameter in soft soil along Thang Long Avenue TRINH VIET CUONG The water supplying project from Da river resource invested by VINACONEX is implemented to diversify water supply resource for Hanoi and restrict excessive ground water extraction. The encountered difficulty in implementing project is unsure construction schedule due to the construction time of pile foundation for supporting large diameter pipeline through soft soil is prolonged. To ensure construction schedule, the IBST proposes solution of adjusting pipeline design toward minimizing the use of pile foundation. The execution of adjusting design allows to accelerate construction schedule and reduce cost, contributing to roam new water resource to the city water system in mid-2008. Combination adjustment of gps measurement and measurements caried out by electronic total station in the local tĂ´pcentric coordinate system DANG NAM CHINH

471

Modern measurement technology as satellite positioning (GPS) and electronic total stations are used in engineering surveying. Combination adjustment of GPS measurements and measurements carried out by electronic total station in engineering surveying networks is a necessary problem and need perform by rigorous method.. This problem can by easily solve in the local topocentric coordinate system. This coordinate system can using for purpose of civil and industry egineering surveying. Tensile strength and fracturing of transversely isotropic rock in Brazilian test DINH QUOC DAN Splitting tensile strength and fracture development of foliation homogeneous rock are studied by the Brazilian tests in slate and gneiss rocks, which are 2 typical rocks with anisotropy by layers. With 332 samples correspond to matrix {7x7} of different cases showing the anisotropy through the weak planeâ&#x20AC;&#x2122;s stratification and the effective loadâ&#x20AC;&#x2122;s direction. Combining simulation of the test cases, the results have shown the anisotropyâ&#x20AC;&#x2122;s affect to the splitting tensile strengt and the initial fracture and fracture propagation in 3-dimensional space of sample. Also, the simulation result has revealed the complexity of the failure mechanism of each rock sample, the cracks development in the sample corresponding to the changing degree of anisotropy of rock. Some new regulation of pile foundation design of international standards in the application and nail for the design and construction in vietnam NGUYEN VAN DUNG Vietnam Construction Standards were established based on oversea standards. But oversea standards such as International Building Code IBC hay SNiP 2.02.03.85 are always reviewed and some important requests of pile material capacity and soil resistance in normal or in seismic condition have been corrected. The corrections and proposal for its using in pile foundation design of projects especialy of super high rise buildings will be presented In the report. Monitoring stress distribution in bored piles NGUYEN ANH DUNG In the civil engineering field, monitoring equipments, including monitoring stress distribution along pile length of bored piles, are widely used. The results from the tests allow designers to understand deeper about the interaction between soil and pile. It also helps to estimate the capacity of a bored pile more accurately and shows the direction for further studies in this area. Based on the results from the authors and others, some comments and suggestions are made to share their experiences with geotechnical engineering experts to assess this testing type. Strate features and physico-mechanical properties of coral sedimentation on some islands 472

of the spratly islands. Proposal of foundation solutions to the types of works constructed. NGUYEN QUY DAT The report presents the characteristics of coral rock strata on a floating island consists of two zones (zones 1 - the tip of the atoll and zones 2 - submerged coral shelf), and the characteristics of physical properties and processing that changed the nature of the sediment over the coral research results indoors and outdoors. There are typical fingures concern to reference about choosing foundation design parameters. From above result, researcher suggest to using base and foundation solution for each kind of construction in the structural architecture of the zones 1 and 2 on the island. Research on applying georobot and goca software into monitoring the work displacement in vietnam TRAN NGOC DONG There have been many nations in the world such as China, America, German, Belgium, Switzerland, Singapore, etc, applying the automatic monitor system into monitoring the work displacement. In comparison with the traditional methods, applying the automatic monitor system has some advantages such as producing out high accuracy, providing three-dimension displacement information of the monitor points, continuous monitor data, automation from the step of gathering, transmitting and managing the data to analyzing and expecting the deformation displacements, achieving the purpose of remote prompt supervision and control. In Vietnam, monitoring the work displacement using the automatic monitor system is still in the experiment period. Thus, the group of authors have conducted the research on applying georobot and GOCA software into monitoring the work displacement in Vietnam to give specific evaluations about applying the automatic monitor system into monitoring the work displacement in Vietnam. Comparison of some codes for bored piles quality cross holes ultrasonic test applied in viet nam PHAM HONG DUONG Cross holes ultrasonic sonic test is a popular and effective method for bored piles quality assessment. In Vietnam, many construction projects used varied quality control programs and consequently varied ultrasonic test standards. This report comments and denotes the advantages and disadvantages the concerned standards, contributing to update and improve these temporarily used documents. Study of soil lateral deformation by triaxial test HOANG THI BICH HANG Now calculation of soil settlement under the load of construction structure based on the oedometer test without lateral displacement of the soil sample but considering it by the use of 473

some factors. Factors are changed by soil classification and soil mechanics parameters. Thus the debating about the accuracy of settlement calculation based on the results of oedometer test still remains. To get the data as the scientific evidences for the settlement calculation, authors carried-out the triaxial test under constant axial load and different chamber pressures. The test results clarify the relation between volume strain and shear strain of the soil sample. And initially, the authors get more comprehension about taking place of the soil lateral movement and vertical settlement simultaneously under loading of superstructure above. Proposing the use of national coordinate system 'one-degree zone vn-2000' for construction engineering surveying work NGO VAN HOI From 2001 Vietnamese National Coordinate System has been changed. The HN-72 coordinate system was replaced by VN-2000 one. It is unable to negate the advantages of this coordinate system, but using it in construction surveying caused the some inconvenient by the scale distortion. The paper present the National coordinate system VN-2000 in one-degree zone that ensure the minimal scale distortion in all over the zone Research method adjustment network monitoring horizontal movement of constructions HOANG THI MINH HUONG The report presents the results of the research of method free network adjustment - a method commonly used in our country to analyze the stability of the base points in deformation monitoring. On this basis, important conclusions and necessary recommendations are drawn. Research positioning specialized geodetic network by GPS technology and ground measurement value in the construction of high â&#x20AC;&#x201C; rise buildings. DIEM CONG HUY The paper presents method of measurements and data adjustment when using ground-based geodetic networks â&#x20AC;&#x201C; GPS in order to ensure the verticality in the construction of high-rise building. The results of empirical calculation and measurement are used to test the performance, method of data processing, accuracy and applicability. Studying horizontal strain coefficients of several soil types in Hanoi for deep excavations NGUYEN TRUONG HUY Geometry deformation characteristic of each soil type is coefficient of transverse deformation has been established in the tables of foundation calculation and design. But practice shows that the predicted results of horizontal displacement based on tables has low accuracy which is not satisfy the requirements because have not quantified the influence of volumetric strain on the nature of its behavior, specially in excavation problem. Therefore, besides soil structure, the influence of stress state to the relationship between horizontal strain and volumetric strain 474

should be considered quantitatively. Based on the results of soil testing by triaxial equipment with horizontal unloading scheme, this article mentioned a number of change rules of horizontal deformation coefficient of the soil under stress state of excavation. From the experimental results, this report also presents some problems which assess techniques for excavation design purposes for soil in Hanoi. The shift work forecast based on the geodetic monitoring data TRAN KHANH This paper surveys content shifting forecast method based on the work of the geodetic monitoring data. The predicted shift not only allows accurate assessment of the relationship between shifting and the cause of that shift but also for the management and operation of the monitoring plan a time reasonable. A method to determine stability of datum points in tunnel deformation monitor PHAM QUOC KHANH Datum points in the deformation monitoring datum network for tunnel are generally laid out at the 2 tunnel ends , where geologic conditions are relatively stable. How to determine if datum points are stable and can be used for calculating deformation monitor and deformation analysis. This paper proposes a method called â&#x20AC;&#x153;combination variance of unit weight testâ&#x20AC;? to determine unstable datum points, which is based on clear analysis, simple calculation and easy application. Testing results from a real live case and a model of deformation monitoring datum network have proved high effeciency of this method. Study on the horizontal bearing capacity of steel pipe piles with wings ATT PHAM HOANG KIEN ATT pile is a steel pipe pile with wings installed in soil cement column. In the present study, the horizontal loading tests were conducted in Japan to estimate the horizontal bearing capacity of ATT piles. The subject of this study is the combined effect of improved soil body and steel pipe with wings and the effect of the improved soil diameter on horizontal bearing capacity of the pile. The results show that the horizontal bearing capacity of the pile is increased with the combination between improved soil column and wing pipe with different wing distribution. Estimating and reviewing the rish of slope sliding in Bac Can TRAN MANH LIEU This paper presents methods, process of forecasting landslide hazard, intensity of Lanslide development based on a weighted combination of conditioning and causing factors leading to landslide; building regression function calculating landslide volumes; integrating both hazard map and landslide volume map into maps about distribution and value of houses and properties (houses and properties, crops, transportation infrastructure system) with ArcGIS tool support. 475

This method is applied to Bac Kan town. The hazard map, landslide volume map, and risk assessment map of the properties due to landslides in Bac Kan is the basis for the direction of technical solutions to prevent sliding, calculating the investment, insurance and environmental projects, planning sustainable urban development Free network and application for surveying construction DAO XUAN LOC The paper presents the computational steps when applying Helmert transformation for the analysis of the displacement of observation base net of the construction. To confirm the application of free net adjustment method is the best way to solve two problems the adjustment and Helmert transformation, even if there is no redundant measurements. Piled raft foundations for high-rise buildings PHUNG DUC LONG During the last two decades, piled raft foundations have been more and more widely applied for tall buildings. In conventional pile foundations the piles are designed to take the full load from superstructure. As a result the settlement is small, and the foundation is expensive. In piled raft foundations, piles are only designed to take a part of load and reduce the settlement to an allowable level, or a level chosen by the designer. The raft therefore takes a considerable part of the load from superstructure. This foundation solution can lead to considerable economy without compromising the safety and performance of the foundation. In this paper new achievements in piled-raft foundations are reviewed. Some recent high-rise buildings both on piled raft and conventional pile foundations are discussed and compared. Two examples of design piled-raft foundation for two high-rise buildings carried out by the Author are presented Forcasting of the disadvantages of geotechnic problems in building basement in deposit, water saturation at flat terrain of danang city LUONG TAN LUC For saving and effectively using of land to build, which is more and more scarce, the construction of buildings with basements, constructions with deep pitâ&#x20AC;Ś to meet the needs of using effectively the on-the-ground and the underground space. In addition, unexpected and unpredictable consequences seriously affect on the stability and safety of project under constructions and more specifically on the construction works that have been built. These problems tend to increase and become more complex. This is an essential part related to the survey, design and especially the construction methods applied to the differently geotechnical conditions. In this paper, the authors refer to the adversely geotechnical problems occur when constructing the buildingâ&#x20AC;&#x2122;s basements and some appropriate technological solutions. Some problems about the residual deformation of ground during strong earthquake in 476

ha noi NGUYEN DUC MANH Maximum earthquake occurred in Ha Noi City in 1277 and 1285 with respective level of 7-8 MSK-64. During a strong earthquake, the geological phenomenon of ground subsidence, cracked soil, landslide, soil liquefaction,... can occur. From the qualitative analysis and quantitative forecast, it is allowed to evaluate and predict the danger caused by the residual deformation of the ground during strong earthquakes in Ha Noi City. Pile settlenment estimation with non-linear behavior of soil under pile tip NGUYEN GIANG NAM Linear soil model is commonly used to determine the effect of pile in the ground, but many cases this model canâ&#x20AC;&#x2122;t describe accurately the pile behavior. This paper presents the estimation of settlement of pile in the ground with non-linear behavior of soil under pile tip. Incident of Pile Movement at Grinding Station in ThangLong cement Plant - Cause and Remediation Measure TRAN DINH NGOC During foundation construction process at Thang Long cement grinding station, piles in the foundation at some items shifted significantly and were broken. The determining the cause of the incident was made. Measures to prevent incidents happening to other item are also considered. The results of this studies was presented in this article Some ideas and technical solutions for trafic roads in urban areas NGUYEN DUC NGUON The article presents some problems about design and some technical demands for transport Urban underground. Chief, there are ventilation, noise, brightness and sewage for transport Urban underground, simultaneous relatives some that problems with transport Urban underground in Vietnam. Requirements on geological survey to reduce geological hazards during urban tunneling NGUYEN QUANG PHICH Although only few underground structures have been built in the two great cities Hanoi and Ho Chi Minh, but it happened a lot of serious problems, which caused great economical losses. The main reason hereby are the unforseen complicated, variable and extraordinary geological conditions. An important measure to reduce geological hazards is the continuous geological invetigation ahead the tunnel face. In this paper, we analysed problems connected to the excavation methods and pointed out some requirements on geological investigation and also some critical factors by choosing of survey methods. 477

Using local topocentric coordinate system in engineering surveying NGUYEN QUANG PHUC Local topocentric coordinate system has many advantages in creating engineering surveying networks as measured by the Global Positioning System (GPS). The report presents several results of applying this coordinate system in some tasks of engineering surveying. On this basis, important conclusions and necessary recommendations are drawn. Aplication of mathemtical model for calculating and predicting state fluctuation of underground water on the grand spratly island NGUYEN HUY PHUONG The paper presents the origin of underground water source on the floating islands of Spratly Islands and theorotical basis to develop model for calculating itâ&#x20AC;&#x2122;s reserves. Based on the data on the characters of hydrogeological condition, meteology, sea water level, specialy on the underground water level, a mathematical model was developped using software VisualModFlow in order to predict underground water level fluctuation, prospective reserver of underground water resources for the purpose of itâ&#x20AC;&#x2122;s exploitation. Bored pile bearing capacity estimation by static loading test results NGUYEN HONG SINH This paper summarizes static load test results of some buildings in Hanoi, compares with the pile bearing capacity predicted by test result which accepted in the Vietnamese standard and suggests some appropriate recommendations. Slope stability evaluation by method of 3d analysis with rational bars â&#x20AC;&#x201C; the case of ellipsoid sliding mass PHAM HUU SY Slope stability evaluation by 2D method was proposed by K.E. Petterson since 1915, developed for long time and nowadays uses widely in the World. This method gives imprecise results because of ignoring boundary conditions of the sliding mass. The 3D method takes into account of boundary conditions so it gives more precise results but is complicated and so, was studied 50 years later than the 2D method. Most of researchers in the World used the same methodology based on 2D method, which is dividing sliding mass on columns by rectangular rigid, so the calculation is complicated. In Vietnam up to now 3D stability calculation has not been studied. This paper studied the 3D stability calculation by considering the sliding mass to be ellipsoid as a general case and dividing it rationally. Hence, the calculation is less complicated and gives results approaching practical. Measuring the accumulating tilt value of hight tower structures under the impact of their 478

own weights NGUYEN QUANG TAC The composite tilt value of high tower structures is a results to the influence of various factors such as uneven wind pressures or solar reactions on the structure body, uneven foundation settlement or construction mistakesâ&#x20AC;Ś However, in addition to these factors, another factor that contributes to the composite tilt value of a structure is its own weight. Until now, there has not been any research that discussed this particular factor. Thus, it is necessary to measure the impact of the structureâ&#x20AC;&#x2122;s own weight so as to have suitable solutions for the potential problem even at the design stage as well as to have a correct measure of the structureâ&#x20AC;&#x2122;s tilt value during the operation process. In this article, basing on theoretical analysis and empirical calculations, we will propose a method to measure the accumulating tilt value of high tower structures under the impacts of their own weight. Our research will help to improve the theories and practices regarding the monitoring of the tilt value of high tower structures using geodetic methods. Some issues about assessment of soil strain properties for estimating settlement of construction TRAN HUY TAN Predition of the settlements of structures is a very important geotechnical task. This is especially important for structures on soft clays with highly thick. There are many structures when settlements computed in accordance with the Code, while the actual observed settlement reach the values of more than computed settlements. Otherwise the water pressure gradient during laboratory tests always exceed those calculated in subsoils in situ. The perpose of this paper is to present some problems are estimated when using the oedometer test resuls to settlement calculations and deformaton of the structure. Analyzing and reviewing soil improvement using vacuum at some projects in Red river and Cuu Long Delta, Vietnam TRAN HUY TAN The vacuum consolidation method (VCM) is one of the new methods, effecting in soft soil improvement. Unlike the preloading embankment method, VCM make pore water pressure in the soil decreased from the initial state of the same magnitude with effect vacuum pressure. The decrease in pore water pressure will increase consolidation degree of the ground. This parameter is considered as a criterion to assess the quality of soft soil improvement. The consolidation degree is the ratio between the current settlement and the ultimate settlement this is totally unknown quantities and having plan. In this paper presents the theoretical basis for calculating combined analysis of pore water pressure monitoring data and actual settlement to analyze and assess the quality of the soil improvement process in the project in Vietnam Preliminary studies of the Soil dynamics parameters in Hanoi area by Cyclic triaxial tests 479

LE TRONG THANG This paper presents the theoretical and experimental basis determination of dynamic parameters of the soil by Cyclic triaxial tests. Some test results with different frequency, amplitude and methods were carried out with stift clay, sandy clay, soft clay and fine sand is given. The research results have initially taken the necessary conclusions for the selection of parameters and fit testing scheme. Establishment of urban 3D model using CityGML PHAM THANH THAO CityGML is a standard and language created and used by o Open GIS Consortium (OGC) for establishment and exchange of city 3D data. In CityGML, the 3D objects are defined for geometry, topology, semantic attributes and appearence. These definitions are used for city 3D data presentation and analysis in urban planning, geo-positioning, simulation of urban environment and urban infrastructure management. This paper presents concepts of CityGML and a test of establishment of 3D model in CityGML and visualization of the model in opensource software environment. Study on excess pore water pressure changes of saturated soft clay subjected to undrained uni-directional and multi-directional cyclic simple shears DO QUANG THIEN In this paper, normally consolidated specimens of Kaolinite clay were tested under undrained uni-directional and multi-directional cyclic simple shears. It is shown from the test results that shear strain amplitude (), cyclic shear direction (phase difference ()) and the number of cycles (n) have significant effects on the changes of excess pore water pressure during cyclic shearing. However, the effect of cyclic shear direction on the excess pore water pressure can be eliminated by using a new parameter – cumulative shear strain (G*). Conventional estimation method of excess pore water pressure can not be used for the case of multidirectional cyclic shear with the number of cycles larger than 50 (n > 50). Consequently, a new estimation method, which is a function of cumulative shear strain was proposed. This method can be applied to various experimental conditions including uni-directional and multidirectional cyclic simple shears with different shear strain amplitudes and number of cycles. New criterion for the liquefaction resistance of saturated granular materials subjected to uniform and irregular cyclic shears DO QUANG THIEN In order to investigate the effect of cyclic shear direction on the effective vertical stress reduction and liquefaction characteristics of saturated sandy soils, several groups of unidirectional and multi-directional cyclic simple shear tests were conducted on natural and artificial sands. It is indicated from the test results that the reduction of effective vertical stress 480

is only affected by the cyclic shear direction when the shear strain amplitude smaller than 0,3 %. In addition, The reduction of effective vertical stress is a function of cumulative shear strain (G*), which is newly defined as the accumulation of shear strain increment. The relationships between cumulative shear strain and shear strain amplitude can be used to describe the liquefaction characteristics as well as become the criterion for liquefaction resistance of Toyoura sand. The liquefaction occurrence of saturated Toyoura sand subjected to earthquake induced-strain histories can be evaluated by using this criterion. Analysis and monitoring assessment results construction of dealing in soil embankment. Package from actual Ex-9, Km91+300, Km96+300 - Road construction project car of the Ha Noi - Hai Phong NGUYEN DINH THU Soft soil treatment by vertical drains such as (PVD), (SD) and (SCP) have been used popularly for transport engineering. But there is the honestly significant difference on the total settlement and consolidation time between design calculation and actual construction. Therefore after construction finishing and opening for public use the embankment is continued to settle more than expected and caused some difficulties for transportation of vehicles and created unendureable public opinion. From actual monitoring at construction package of EX-9: km91+300-km96+300 under Ha Noi - Hai Phong Expressway, this paper discusses on analysis, evaluation of monitoring data to propose construction progress, finished time for waiting consolidation to solve difference settlement between embankment to culverts or bridges. Research on the determination of coefficient of horizontal cosolidation of very soft soil (amq22-3) distributing in coastal provinces of mekong delta DO MINH TOAN In road construction, determining the coefficient of horizontal consolidation is very important in the design of ground improvement. This article is represented the result of the coefficient of horizontal consolidation of very soft soil (amQ22-3) distribution in coastal provinces of Mekong delta determining by three method: oedometer tests and constant rate of strain consolidation tests with radial drainage, the pore water pressure dissipation test by CPTu, back analysis of settlement field date. The result showed that the horizotal coefficient (ch) is is in the range of 1,27 to 30,28m2/ nÄ&#x192;m in the overconsolidation period, from 2 to 9,41m2/nÄ&#x192;m in normal consolidated state corresponding to the ratio of ch/cv is in the range of 1,02 to 12,35 in the overconsolidation state and from 1,36 to 6,49 in normal consolidated state. Application of jet grouting technique to improve load bearing of piles on mixed loose sand layers NGUYEN ANH TUAN 481

The paper presents a case study on enhancement of load bearing capacity of piles bedded on a 7m-thick mixed sand layer. The method has been used for treatment of failed test piles, as well as for piles on relatively thick mixed soil in loose state, without extending the pile length. The application of this technique could reduce the pile construction cost. Scientifical bases to develop the Enviro - Geotechnical Monitoring System for Red riverside active zone in Hanoi area DOAN THE TUONG The zone between 2 dikes along Red river in Hanoi area is called the active one due to regularly araising enviromental geotechnical hazards (flood, instability of riverside line, dike line,..). In the paper the envirogeotechnical condition of Ha noi Red riverside active zone is described and considered as the bases to develop envirogeotechnical monitoring system in order to get input data for the purpose of exploiting sustainable the Hanoi territory Studying soil and rock conditions for using bored piles at Quang Ninh power Plant TRAN VAN VIET Thermal power plant in Quangninh is located on an mountain area formatted by siltstoneclaystone-sandstone-conglomerate belonged to Hồnggai formation (T3 n-r hg1,2). Some main components were designed by bored pile foundation, which is based on the geotechnical investigation parameters in combination with the preliminary pile loading test for foundation design. Unfortunately, breakdown occurred with some bored piles are suspected defections and during construction of some bored pile foundations. The pile loading tests on such bored piles are failed. The failure reason study was concluding that the cause is unforeseen complexity of sub ground condition, especially “weathered rocks”. The remedial countermeasure is to revision of the working capacity of the constructed piles and addition of required piles for foundation improvement. However, problems occurred are that “what is real unforeseen complexity of bed-rock” and “how to control and check the bed-rock quality fore continued piling?”. That is the reason the Main Contractor has appointed a “Geological & Foundation Engineering Expert” for studying of the local geological engineering feature and issue a “method for soils & rock quality control”, consulting for bored piles construction process, and finally, the project’s foundation stability judgment.

482