ПРЕДИСЛОВИЕ

Провозглашенные новой Конституцией СССР основные права граждан нашей страны на труд, отдых, жилище, образование, пользование достижениями культуры подкреплены грандиозным стреительетд^м во всех областях нараднргу хозяйства. Сооружаются промышленные предприятия, общественные зДация, здравницы, жилые дома, школы, институты, культурно-просветительные учреждения н ^р. Все эдо огромное строительство выполняется в соответствии с решениями съездов КЦСС, В которых самое серьезное внимание обращено на рост производительности труда в капитальном строительстве, снижение егостоимости и повышение его, надежности.

Вследствие грандиозных объемов строительства в ндшей стране уменьшение затрат на устройство оснований и фундаментов, составляющих иногда до 20% стоимости сооружений, дает весьма ощутимый эффект, выражающийся в миллионах рублей. Добиваться уменьшения этих затрат следует путем макеимдльной индустриализации и удешевления работ по подготовке оснований и возведению фундаментов, не допуская при этом устройства недолговечных и ненадежных фундаментов, так кац это может привести к обрушению зданий и сооружений. Над решением ностацленной задачи работает большая армия рабочих, инженеров И научных д^бетникой, в Т^м числе коллективы многих кафедр высших учебных заведений. Планомерное развитие науки и подготовку научных кадров, внедрение результатов научных нссдадоадний в народное хозяйство согласно статье 26 новой Конституции СССР обеспечивает и организует государство в соответствии с потребностями общества,

Надежность оснований и фундаментов и удешевление работ но их устройству в значительной степени зависят от умения правильно оценивать еврйвтаа грунтов в основаниях и их совместную работу с деформирующимися фундаментами И надземными конструкциями, от рациональности выбранных типов оснований и фундаментов и размеров последних, от качества выполнения этих работ.

Вследствие многообразия грунтовых условий в основаниях большое количество вопросов в области механики грунтов и фундаментостроении еще не решено или требует дальнейшего решения с учетом законов диалектики. Эти вопросы будут решены при условии постоянного развития науки механики грунтов, оснований И фундаментов. Развитие этой науки в Советском Союзе опережает по многим направлениям развитие ее за рубежом. Об этом свидетельствуют материалы, преДставленцые на двух последних конгрессах по механике грунтов и фундаментостроению, проведенных в Москве (1973 г.) и в Токио (1977 г). Так, если в СССР основания начинай с 1962 г. рассчитывают по предельным состояниям согласно требованиям норм, то в аападйых странах эту методику расчета оснований-, еще только рассматривают ученые, Наша страна опережает европейские страны и США также в решении многих других проблем механики грунтов и фундаментостроения: искусственное замораживание грунтов, строительство фундаментов в районах распространения вечномерзлых грунтов, разработка сборных конструкций фундаментов, массовое использование свайных фундаментов.

Изучение материала, изложенного в данном учебнике, позволит будущему инженеру-строителю правильно проектировать основания и фундаменты и выполнять работы по их устройству.

За основу при составлении данного учебника взяты лекции авТора в Ленинградском инженерно-строительном институте (ЛИСИ). Кроме того, широко использованы существующие учебники: Цытович Н. А. «Механика грунтов» (М., Стройиздат, 1963), Цытович Н. А. «Механика грунтов (краткий курс)» (М„. Высш, школа, 1979) и Цытович Н. А., Березанцев В. Г., Далматов Б. И., Абелев М. Ю. «Основания И фундаменты (краткий курс)» (М., Высш, школа, 1970), а также другая техннчёская литература. Из указанных учебников автор заимствовал методологию изложения ряда вопросов. Объединение двух разделов одного курса в одном учебнике упростит освоение материала студентами. х

Вследствие значительно меньшего объема данного учебника nd сравнению с существующими в нем опущено рассмотрение ряда вопросов, не отражающихся на общем понимании основ курса и методов решения задач механики грунтов и фундаментостроения. ■

Автор благодарит членов кафедры оснований, фундаментов и Механики грунтов ЛИСИ и слушателей факультета повышения квалификации преподавателе! при ЛИСИ, просмотревших отдельные разделы рукописи и давших ценные замечайия по ним.

Автор благодарит также рецензентов учебника — коллектив кафедры инженерной геологии, оснований и фундаментов Новосибирского инженерно-строительного института, возглавляемой канд. техн, наук, доц М. И. Забылиным, и профессора кафедры механики грунтов, оснований и фундаментов МИСИ им. В. В. Куйбышева Р. С. Ше- ляпйма. .

1*

ОСНОВНЫЕ ОБОЗНАЧЕНИЯ

6—ширина подошвы фундамента, ширина площади загружения;

с — удельное сцепление грунта (параметр);

су — коэффициент консолидации грунта;

С2 —коэффициент равномерного упругого сжатия (постели);

d — диаметр;

е — коэффициент пористости грунта, эксцентриситет силы;

Ео — модуль общей деформации грунта;

Еа, Еп — активное давление и пассивный отпор грунта;

/ — коэффициент трения, расчетное сопротивление сдвигу боковой поверхности сваи по грунту;

F — площадь;

g — ускорение свободного падения;

G — коэффициент водонасыщенности (степень влажности) грунта;

h — высота, толщина слоя, глубина заложения;

h3l Нэ — толщина эквивалентного слоя;

Н — глубина промерзания, мощность сжимаемой толщи грунтов;

Нр —расчетная мощность сжимаемой толщи;

i—градиент напора, крен фундамента (сооружения), относительная льдис- тость, обозначение элемента;

гн — начальный градиент;

/ — момент инерции площади сечения;

Iq — показатель плотности сложения грунта;

lL — показатель консистенции грунта;

1р — число пластичности грунта;

к? — коэффициент безопасности по грунту;

ка — коэффициент надежности;

Кн — коэффициент нагрузки;

Кп —отношение размеров подошвы фундамента;

/ — длина;

т — коэффициент условий работы, объем твердых частиц в единице объема, масса;

тй —коэффициент сжимаемости грунта;

ти — коэффициент относительной сжимаемости грунта;

т^ — средний коэффициент относительной сжимаемости грунта;

М — момент сил;

п — пористость грунта;

N — нормальная сила;

р — давление, напряжение;

Рд — природное давление в грунте;

Р стр — структурная прочность грунта;

рт —давление в поровой воде (нейтральное);

Р —сосредоточенная сила;

г —радиус;

R — расчетное давление на грунт, радиус;

S — осадка (сооружения, фундамента, поверхности грунта);

t — время, температура;

Т — сдвигающая сила;

и — периметр;

И — степень консолидации осадки;

Цф — скорость фильтрации;

V — объем;

W — влажность грунта;

Гп— полная влагоемкость грунта;

IFC — суммарная влажность мерзлого грунта;

^L’ ^р—влажность на границе текучести и на границе пластичности (раскатывания) грунта;

х, у, г— координаты;

у > 7ск> ?s’ "^ — удельный вес соответственно грунта, скелета, твердых частиц, воды;

Основные обозначения

6Пр. ботт — коэффициент относительной просадочности соответственно при замачивании и при оттаивании грунта;

ех, 8у, 8z — относительные нормальные деформации соответственно по осям х, у, г;

т] — коэффициент запаса устойчивости;

р0 — коэффициент бокового расширения грунта (аналогичный коэффициенту Пуассона);

£ — коэффициент бокового давления грунта в состоянии покоя;

Р> Рск» Ps,

Рск.опт — плотность (объемная масса) соответственно грунта, скелета, твердых частиц, оптимальная;-

т — касательное напряжение;

Ф — угол внутреннего трения грунта;

Ф — несущая способность основания, сваи.

ВВЕДЕНИЕ

Основные понятия и определения. Всякое сооружение передает действующие на него нагрузки, включая его собственный вес, на основание. Основание — это напластование грунтов, воспринимающее давление от сооружения (рис. В.1).

Различают основания естественные, сложенные природными грунтами, и искусственно улучшенные — при искусственном улучшении свойств природных грунтов или частичной замене грунтов.

Располагать сооружение непосредственно на поверхности земли (на дневной поверхности) можно в относительно редких случаях. Этому обычно препятствуют следующие особенности верхних слоев грунта:

неспособность восприятия давления от сооружения (малая несущая способность);

возможность вертикального перемещения под воздействием метеорологических факторов (пучение при промерзании, просадка .при оттаивании, набухание при увлажнении, усадка при высыхании);

возможность разрушения различными землероями, корнями растений и выветриванием.

Все это обусловливает необходимость устройства подземной конструкции, предназначаемой главным образом для передачи давления на грунты, лежасцие на некоторой глубине. Эту конструкцию называют фундаментом.

Фундамент 1 (см. рис. В.1) чаще всего располагают ниже поверхности земли 2. Надземные конструкции 3 опираются на верхнюю плоскость фундамента — его обрез 4. Нижнюю плоскость фундамента называют его под.ошвой 5. В основании различают несущий слой грунта 6, на которой передается давление от фундамента, и подстилающие слои 7.

Высота фундамента Аф обычно несколько меньше глубины его заложения А, поскольку обрез фундамента располагают, как правило, ниже планировочной отметки поверхности земли около фундамента.

Грунтами называют горные породы коры выветривания литосферы. В геологии все горные породы, кроме скальных, называют рыхлыми горными породами. Именно эти породы в механике грунтов называют грунтами. Основной их особенностью является раздробленность (дисперсность). По СНиП различают грунты скальные, крупнообломочные, песчаные, глинистые и органогенные.

Состав курса и его связь с другими дисциплинами. Курс состоит из двух разделов.

В первом разделе «Механика грунтов» рассматриваются физико-механические свойства грунтов (ряд вопросов этого раздела освещается в курсах «Инженерная геология» и «Грунтоведение»), распределение в них напряжений, деформации грунтов в основании сооружений и условия устойчивости массивов грунтов. Изложение первого раздела построено с учетом необходимости знания следующих дисциплин: инженерной геологии, сопротивления материалов, теории упругости и гидравлики. Механика грунтов является теоретической базой для расчета оснований.

Во втором разделе «Основания и фундаменты» освещаются вопросы проектирования и устройства фундаментов в различных грунтовых условиях. Для их усвоения необходимо знать следующие дисциплины: инженерную геологию, механику грунтов, строительную механику, строительные конструкции, технологию строительного производства, технику безопасности и экономику. В то же время надземные конструкции невозможно рационально спроектировать без оценки де-

SdeMw

формаций грунтов осноййния, так как от этих деформаций зависят усилия, возникающие в конструкциях, а иногда и их сохранность.

Основные задачи курса. Грунты основания, обычно обладают а тысячи раз большей деформативностью и в сотни раз меныйей прочностью, чём материалы, из которых возводятся конструкции сооружений, поэтому благополучное существование последних в айаййт&твНОй степени зависит от величины неравномерности деформацйй грантов

2 32 3Рис. ВЛ. Схема фундамента с основаниемРис. ВЛ. Схема фундамента с основаниемоснований. Следствием нейравйльйой оценки характера напластовйнйй и строительных качеств грунтов часто являются большие деформаций конструкций сооружений и даже их разрушение.

2 3

2 3

Рис. ВЛ. Схема фундамента с основанием

Рис. ВЛ. Схема фундамента с основанием

Деформации конструкций сооружений в рЯде случаев обусловлены наличием* в основании слабых й струк- , турно неустбйййвых грантов (сййьйо сжимаемых, просаддчных, вечномерзлых, рыхлых перков, илов, торфов и др.). Эти грунты часто неоднородны, что приводит к развитию неравйомер-

ных осадок.

Деформаций грунтов в основании в значительной степени зависят от характера распределения йафуаки по подбШвё фундаментов. В связи с этим при проектировании фундаментов их конструкции и раЗМеры в плане требуется выбирать с учетом совместной работы грунтов в рс- нованйи с конструкциями сооружения; при которой обеспечивались бй нормальные условия эксплуатации последних.

Поскольку деформации верхнего слоя грунтов зависят от хаДкте- ра нарушения их природного состояния, необходимо сгремитьсй сохранять природную структуру грунтов во время отрывки котлованов й выполнения других строительных работ.

Глубокое, изучение курса позволит будущим инженерЯм-строи- телям: '

правильно оценивать свойства различных грунтов; возможйость их деформаций под действием нагрузок и степень устойчивости грунтов в массивах;

улучшать в случае необходимости стройтеЛьные. качества фунтов для возможности использования их в основайий;

выбирать основные размеры фундаментов и надземные конструкции сооружений, при которых обеспечивалась бы надлежащая их долговечность;

выбирать методы устройства фундаментов, прй которых йё нарушалась бы природная структура грунтов в основании в период строительства.

Стоимость рабЬт по подгртовке оснований и устройству фундаментов обычно составляет 5—10% общей стоимости здания, однако при сложных грунтовый услоййях она мо^кет превысить 20%. Это свидетель- / Ствует о важности изучений перечйсленнйх осйовнЫх задач курса.

Роль отечественных учёных в развитии науки механики грунтов, оснований и фундаментов. Еще в I в. до н.э. римский архитектор и инженер Вйтрувий в трактате «Десять книг об архитектуре» подчеркивал важность устройства надежных фундаментов;, включая свайные. По мере увеличения веса возводимых сооружений строители сталЙ уделять вопросам фундаментостроения и оценке поведения грунтов в

основании все большее и большее внимание. Первой капитальной теоретической работой по механике грунтов, пожалуй, следует считать теорию давления грунтов на подпорные стенки, предложенную Кулоном (1773). В современной постановке теория предельного равновесия грунтов развита в нашей стране В. В. Соколовским, В. Г. Березанце- вым, М. В. Малышевым и др.

Разработка вопросов оценки деформаций грунтов и расчета осадки фундаментов, начатая за рубежом К. Терцаги, получила в связи с огромным строительством в Советском Союзе значительное развитие в трудах Н. М. Герсеванова, Н. АЦытовича, В. А. Флорина, Н. Н. Маслова, М. Н. Гольдштейна, К. Е. Егорова, Б. И. Далматова и многих других отечественных ученых. Исследования ползучести грунтов освещены в работах С. С. Вялова, С. Р. Месчана, Ю. К. Зарецкого и др.

Значительные исследования были выполнены по оценке свойств и деформируемости структурно неустойчивых грунтов. Деформациям вечномерзлых грунтов посвящены работы Н. А. Цытовича, С. С. Вялова и др.; лессовых грунтов — работы Ю. М. Абелева, Н. Я. Денисова, А. К. Ларионова и др.; торфянистых грунтов — работы Л. С. Аморяна, Н. Н. Морарескула и др.

Деформируемость грунтов при динамических воздействиях исследовали Д. Д. Баркан, П. Л. Иванов, Н. Н. Маслов и др.

В области расчета фундаментных балок и плит на упругом основании заслуживают внимания работы М. И. Горбунова-Посадова, И. А. Симвулиди, Б. Н. Жемочкина, А. П. Синицина и др.

Многочисленные исследования посвящены оценке совместной работы несущих конструкций сооружений с деформируемым основанием. В частности, этим вопросом занимались Б. Д. Васильев, С. Н. Клепиков, Д. Е. Польшин, П. П. Шагин и др.

Исследования, выполненные советскими учеными, послужили основой для создания теории расчета и норм проектирования оснований по предельным состояниям.

Значительное внимание уделяется многими проектными организациями сборным фундаментам, широко применяемым в Советском Союзе.

За последние 20 лет фундаменты на естественном основании во многих случаях вытеснены свайными фундаментами. Большой вклад в развитие расчетов и применения свайных фундаментов внесли Н. М. Герсеванов, В. Н. Голубков, Б. И. Далматов, Ф. К. Лапшин, А. В. Паталеев, Ю. В. Россихин, Ю. Г. Трофименков и др. В последнее время все шире применяются сваи, изготовляемые в грунте (набивные). Этому способствовали исследования, проведенные Е. Л. Хлебниковым, А. А. Лугой, Д. А. Романовым, Е, М. Перлеем и др.

Существенный вклад внесли ученые нашей страны в разработку способов крепления стен котлованов методом замораживания грунта (Н. Г. Трупак, X. Р. Хакимов и др.), устройства фундаментов методами «стена в грунте», опускного колодца, погружения оболочек (К. С. Силин и др.).

Значение науки механики грунтов, оснований и фундаментов в век технического прогресса. В настоящее время возводятся все более высокие здания и тяжелые сооружения. Кроме того, в промышленных зданиях часто устанавливается уникальное оборудование, не допускающее сколько-нибудь ощутимых взаимных смещений. То и другое заставляет предъявлять все более высокие требования к основаниям и фундаментам, что приводит к удорожанию строительства, так как нагрузку от фундаментов приходится передавать на более плотные грун-

ты. Однако при правильном прогнозе совместной деформации грунтов и конструкций возводимого сооружения можно найти более дешевое инженерное решение, обеспечивающее требуемую надежность. Поэтому перед специалистами стоят задачи разработки методов прогноза о требуемой точностью совместной деформации надземных конструкций и основания.

Кроме того, строителям все чаще приходится заглублять различное оборудование в грунт и даже устраивать подземные этажи. В таких случаях грунты не только воспринимают давление от сооружений, но и в значительной степени сами создают нагрузку на боковые поверхности заглубленных в грунт конструкций. Следовательно, грунты являются средой, в которой приходится возводить и обеспечивать долговечное существование подземных конструкций. Это значительно расширяет задачи, решаемые при проектирований и возведении подземных частей сооружений.

Усложнение в решение задач вносит и развитие подземного хозяйства городов (устройство метрополитена, глубоко заложенных канализационных коллекторов и Др.). Как его устройство, так и возможные в будущем неисправности могут отражаться на благополучном существовании надземных зданий и сооружений.

Таким образом, при проектировании и устройстве фундаментов и заглубленных в грунт частей сооружений инженер-строитель должен уметь решать задачи не только с позиции совместной их работы с основанием, но и в части оценки грунтов как среды, в которой возводятся конструкции.

Раздел первый

МЕХАНИКА ГРУНТОВ

Глава 1

ФИЗИЧЕСКИЕ свойства ГРУНТОВ

ПРОИСХОЖДЕНИЕ, СОСТАВ ГРУНТОВ И СВОЙСТВА ИХ СОСТАВНЫХ ЧАСТЕЙ

Происхождение грунтов. Являясь рыхлыми горными породами — дисперсными телами, грунты образовались в результате накопления продуктов физического и химического выветривания. Некоторые грунты образовались вследствие отложения органических веществ (торф и др.), а также при искусственной отсыпке или намыве различных материалов (техногенные отложения). Результатом физического выветривания ярляются крупнообломочные и песчаные грунты. Результатом химического и частично биологического выветривания являются минералы, составляющие мелкодисперсную часть глинистых грунтов.

В зависимости от условий образования различают грунты континентальные и морские. К континентальным грунтам относят отложения элювиальные, делювиальные, пролювиальные, аллювиальные, дельтовые, лагунные, эоловые и все виды ледниковых отложений. К морским грунтам относят все накопления из материала, приносимого в море поверхностными водными потоками и образующегося при переработке морских берегов волновым прибоем.

Из-за различий в условиях образования и последующих процессов диагенеза свойства грунтов весьма разнообразны. В ряде случаев разнообразие свойств наблюдается и у грунтов одного и того же происхождения. В связи с этим грунты являются телами неоднородными как по глубине слоя, так и по простиранию.

Составные части грунтов. В большинстве случаев грунты состоят из трех компонентов: твердых частиц (твердых тел), воды (жидкого тела) и воздуха или иного газа (газообразного тела). Таким образом, составные части грунта находятся в трех состояниях: твердом, жидком и газообразном. Соотношение этих компонентов обусловливает многие свойства грунтов.

Если грунт состоит из твердых частиц, все поры между которыми заполнены водой, то он является двухкомпонентной (двухфазной) системой. Иногда его называют грунтовой массой. В большинстве же случаев в грунте кроме твердых частиц и воды имеется воздух или иной газ, растворенный в поровой воде или находящийся в виде пузырьков, окруженных поровой водой, или свободно сообщающийся с атмосферой. Такой грунт является трехкомпонентной (трехфазной) системой.

В мерзлом грунте, кроме того, содержится лед (пластичное тело). Лед придает грунту специфические свойства, которые приходится учитывать, особенно при строительстве в районах распространения вечномерзлых грунтов. Мерзлый грунт является четырехкомпонентной (четырехфазной) системой.

В некоторых грунтах содержатся органические вещества в виде растительных остатков или гумуса. Наличие даже, сравнительно небольшого количества органических веществ в грунте (свыше 3% в пес-

кдх и 5% в глинистых грунтах) руществецно отражается на его свойствах.

Краткая классификация твердых Частиц грунта. Поскольку свойства грунтов в значитедьцрИ степени предопределяются размерами И M^Hepa4iqrn4₽pwM составом слагающих их твердых ЧйРТйК, №' лрдцие принят0 ющрсифнцировать пр размер ДУ (табл, 1.1). При этом ТАБЛИЦА 1.1. КРАТКАЯ КЛАССИФИКАЦИЯ ТВЕРДЫХ ЧАСТИЦ

Наименование частиц

Размеры частиц, мм

Галечцые (щебень)* .'

Грзре^стые (хрятц) . х ..

Песчаные . . V

Пылеватые..

Глинистые .

>20 20-2 . 2-0,05 0,05—0,005 <0,005

* В скобках указаны наименования частиц при остроугольной форме их.

в некоторой степени учитывается содержание глинистых минералов, так как в большинстве случаев частицы Из таких минералов имеют размеры менее 0,005 мм. Частицы крупнее 0,05 мм обычно имеют остроугольную или округлую форму, а более мелкие глинистые частицы — пластинчатую (рис. 1.1) и иногда игольчатую- Песчаные частицы подразделяются, в свою очередь, на крупные, средние и мелкие, а пылеватые — на крупные и мелкие.

Крупные частицы грунта разделяют просеиванием через сита. Размеры частиц мельче 0,1 мм определяют по скорости падения идеализированных шарообразных частиц в врде. В зрм случае размеры частиц, указанные в табл. 1.1, следует рассматривать как их гидравлический диаметр . (по шкале Сабанцна). При использовании

шкалы Стокса принимают, что глини- р?с LL пластинчатая форма тля- стые частицы имеют гидравлический нистых частиц каолинита (снято в диаметр менее 0,002 мм.МГУ)

Деление частиц грунтов на категории обусловлено тем, что грунты, состоящие из частиц одрор рртегорцр, обладают специфическими осо- бенностями и свойствами.

Грунъ состоящий только цз та личных частиц (щебня), весьма водопроницаем, имеет жесткий скелет и выс°хую цесущую способ- ность. Такой грунт встречается редко. Грунт, состоящий только из гравелистых частрц, т^К^Р обладает больщой водопроницаемостью, сравнительно жестким скелетом и достаточно высокой несущей4 способностью. В некоторых слуррях ПРИ динамических воздействиях он модсет уплотняться. Оба ати грунта не обдадащт связноДью (сыпучи); капиллярное поднятие в них отсутствует.

Песчаные частицы слагают различные по крулпрсти пески, которые обладают водопроницаемостью, не пластичны, имеют сравнительно жесткий, мало сжимаемой ПРИ действии ртатич^рй нагрузки скелет. В зависцмосТи рт плотности сложения частиц пески способны

существенно уплотняться при динамических воздействиях. Они характеризуются небольшой высотой капиллярного поднятия (до 0,5 м) и в сухом состоянии являются сыпучими телами.

Грунт, состоящий только из глинистых частиц, практически водонепроницаем, во влажном состоянии характеризуется высокой пластичностью, может обладать большой сжимаемостью при действии статической нагрузки, при динамических воздействиях не уплотняется, но может терять свою прочность. После прекращения динамических воздействий прочность глинистого грунта частично или полностью постепенно восстанавливается, т. е. он обладает специфическими тиксотропными свойствами. Такой грунт при изменении содержания в нем воды изменяет объем — набухает при увлажнении и получает усадку при высыхании. Все эти свойства, характерные для глины, особенно ярко проявляются, когда она содержит некоторое количество весьма мелких коллоидных частиц и состоит из минерала монтмориллонита.

Пылеватые частицы составляют пылеватый грунт, который имеет в строительном отношении все недостатки песка и глины. Пылеватый грунт слабо водопроницаем, плохо отдает воду и обладает свойством плывунности — перемещается вместе с водой даже при малой скорости ее движения. Капиллярное поднятие в нем развивается быстро, и высота его обычно достигает 2—3,5 м.

В природных условиях образования в состав одного грунта обычно входят частицы различных категорий.

Краткая классификация грунтов. Строителям часто встречаются грунты, состоящие из смеси песчаных, пылеватых и глинистых частиц. Наибольшее влияние на свойства грунтов оказывает наличие глинистых частиц, поэтому грунты принято классифицировать по содержанию глинистых частиц (табл. 1.2).

ТАБЛИЦА 1.2. КРАТКАЯ КЛАССИФИКАЦИЯ ГРУНТОВ

Наименование грунта

Содержание глинистых частиц по массе, %

Число пластичности

Глина

Суглинок

Супесь . .

Песок . . .

>30 30—10 10-3

<3

>0,17 0,17—0,07 0,07—0,01 Не пласти

чен

При наличии в глинистых грунтах, к которым относятся глины, суглинки и супеси, преобладающего количества по массе пылеватых частиц к их наименованию добавляют слово «пылеватый»

В зависимости от содержания в песке частиц различной крупности ему, согласно СНиП 11-15-74, дают наименования: гравелистый, крупный, средней крупности, мелкий и пылеватый.

Наличие в грунтах гальки, гравия, органических веществ, растворимых солей и других включений, отражающихся на свойствах этих грунтов, также отмечается в их наименовании.

Поскольку определение содержания пылеватых и глинистых частиц сопряжено с довольно сложными анализами, глинистые грунты классифицируют по числу пластичности [см. формулу (1.11)], указывающему, в какой степени грунт способен проявлять свойства пластичности.

Виды воды в грунте и их свойства. Вода в глинистых грунтах в значительной степени предопределяет их свойства, которые зависят,

Рис. 1.2. Схема расположения молекул воды около отрицательно заряженной поверхности частицы грунта (а) и график сил взаимодействия между поверхностью частицы грунта - и молекулами воды (б)Рис. 1.2. Схема расположения молекул воды около отрицательно заряженной поверхности частицы грунта (а) и график сил взаимодействия между поверхностью частицы грунта - и молекулами воды (б)в первую очередь, от ее относительного содержания. Это объясняется взаимодействием молекул воды вследствие наличия электромолекуляр- ных сил с поверхностями коллоидных и глинистых частиц грунта. Твердые частицы грунта, состоящие из тех или'иных обычно кристаллических минералов, имеют на поверхности заряд статического электричества, чаще всего отрицательный. Молекулы воды, являясь диполями, и ионы различных веществ противоположного заряда, растворенных в грунтовой воде, попадая в поле заряда частицы грунта, ориентируются определенным образом и притягиваются к поверхности этой частицы. В результате поверхность твердой частицы покрывается монослоем молекул воды. Этот первый слой молекул воды, адсорбированных на поверхности твердой частицы с ее наружной стороны, будет иметь заряд, аналогичный заряду поверхности твердой частицы, и, следовательно, будет воздействовать на близко расположенные другие молекулы воды. Таким образом возникают достаточно стройные цепочки молекул воды (рис. 1.2).

Рис. 1.2. Схема расположения молекул воды около отрицательно заряженной поверхности частицы грунта (а) и график сил взаимодействия между поверхностью частицы грунта - и молекулами воды (б)

Рис. 1.2. Схема расположения молекул воды около отрицательно заряженной поверхности частицы грунта (а) и график сил взаимодействия между поверхностью частицы грунта - и молекулами воды (б)

Электромолекулярные удельные силы взаимодействия между поверхностью твердой частицы и молекулами воды у самой поверхности составляют около 1000 МПа. По мере удаления от этой поверхности удельные силы взаимодействия быстро убывают и на некотором расстоянии уменьшаются до нуля. Вне пределов, ограниченных этим расстоянием, вода обладает свойствами, присущими ей в открытых сосудах, и ее молекулы не притягиваются к поверхности твердой частицы. Эту воду принято называть свободной —она свободна от сил взаимодействия с твердыми частицами. Свободной яв

1 — прочно связанная вода; 2 — рыхло связанная вода; 3 — свободная вода1 — прочно связанная вода; 2 — рыхло связанная вода; 3 — свободная водаляется вода гравитационная, перемещающаяся под действием силы тяжести, и капиллярная.

1 — прочно связанная вода; 2 — рыхло связанная вода; 3 — свободная вода

1 — прочно связанная вода; 2 — рыхло связанная вода; 3 — свободная вода

Вода, адсорбированная на поверхности твердых частиц, называется связанной — она связана с твердыми частицами. Эта вода создает гидратные пленки вокруг твердых частиц, и ее часто называют пленочной водой. Поскольку в пределах слоя адсорбированной воды удельные силы взаимодействия изменяются от очень больших ве-

личин до нуля, его принято , условно делить на два слоя — прочно связанной и рыхло связанной воды.

Прочно связанная вода, слой которой состоит из одного или нескольких слоев молекул, обладает свойствами, существенно отличающимися от свойств свободной воды. Свойства ее скорее соответствуют твердому, а не жидкому телу. Прочно связанная вода не отделяется от твердых частиц даже при воздействии сил, в десятки раз превышающих силы земного притяжения, замерзает при - температуре значительно ниже 0°С, имеет большую, чем свободная вода, плотность, обладает

ползучестью; такую воду можно отделить от твердых частиц лишь выпариванием при температуре выше 100° С.

Рыхло связанная вода представляет собой диффузный переходный слой от прочно связанной воды к свободной. Она обладает свойствами прочно связанной воды, но эти свойства выражены слабее. Это обусловлено резким уменьшением в ее слое удельных сил взаимодействия между поверхностью твердой частицы и молекулами воды (см. рис. 1.2, б).

Так как в пределах слоя связанной воды удельные силы взаимодействия резко меняются, свойства глинистых грунтов в значительной степени будут зависеть от толщины пленок рыхло связанной воды. При этом чем больше дисперсность грунта, тем в большей степени будет, проявляться это обстоятельство, поскольку при большей дисперсности грунта, содержащего глинистые и особенно коллоидные частицы, удельная площадь их поверхности, т. е. суммарная площадь поверхности частиц в 1 см3, будет больше. Обычно удельная площадь поверхности частиц у глинистых грунтов (глин и суглинков) больше, чем у песков, в тысячи раз. Кроме того, она зависит от минералогического состава глинистых частиц. Таким образом, минералогический состав и удельная площадь поверхности частиц глинистых грунтов обусловливают их специфические свойства.

Наличие между частицами глинистого грунта связанной (пленочной) воДы определяет его пластичность. При этом чем толще будут пленки воды, тем меньше будет прочность грунта, и наоборот. Изменение толщины пленок воды, окружающих частицы глинистого грунта, приводит к изменению его состояния от почти жидкого до твердого. При малой толщине пленок воды глинистые грунты обладают сцеплением. Поскольку сцепление в значительной степени обусловлено наличием связанной воды, глинистые грунты обладают присущей этой воде ползучестью.

Увлажнение глинистого грунта приводит к увеличению толщины пленок воды между частицами. Это сопровождается увеличением объема грунта, т. е. грунт набухает. Наоборот, при высыхании глинистые грунты уменьшаются в объеме вследствие утончения пленок воды (грунт получает усадку). Когда связность грунта обусловлена наличием пленочной воды или растворимых 'солей, его увлажнение может приводить к полному его размоканию.

Если глинистый грунт содержит небольшое количество рыхло связанной воды и при этом все его поры заполнены водой, фильтрация воды практически невозможна. В связи с этим строители используют перемятую глину в качестве гидроизоляционного материала.

Связность (прочность) грунта, зависящая от толщины слоя рыхло связанной воды, может резко снижаться при нарушении определенного расположения молекул воды и частиц (например, при динамических воздействиях или перемятии). Со временем прочность грунта может восстанавливаться (явление тиксотропии).

Итак, глинистые грунты, особенно содержащие коллоидные частицы, обладают свойствами пластичности, связности, ползучести, набу- хаемости при увлажнении, усадки при высыхании, размокаемости, водонепроницаемости, тиксотропности и т. д.

Влияние газа; содержащегося в порах грунтов, на их свойства. Газ содержится в грунтах в виде пузырьков, окруженных поровой водой, в растворенном виде (в поровой воде) или в свободном виде (воздух, сообщающийся с атмосферой). Пузырьки газа, содержащиеся в относительно крупных порах грунтов, а также растворенный в поровой воде газ придают грунтам свойство упругости, отражающееся на их сжимаемости и дефор мируемости во времени. Газ, сообщающийся с

атмосферой, не влияет на распределение давления между твердыми частицами и пдровой водой.

Структура, текстура и связность грунтов. Структурой грунтов называется их строение, т. е. взаимное расположение отдельных минеральных Частиц или агрегатов частиц, на которые могут раейа^ даТЬся Грунты. Структура Грунтой формируется в процессе отлоЖенйя твердых частиц и в услОйийх ДИ агенса a. Uh й зависит от свойств Whfe- ральйЫх Частиц (минералогиЧёСййЙ состав, размеру, форма) И свойств среДы, й которой образуется грунт. Различает Трй ОсновйЫх типа структуры грунтов ОсадЬчйого происхождения: зёрНистуй, соТообразную (губчатую) и хлопьевЙДнуШ.'

Зернистая структура характерна для несвязных грунтов (песок, гравий и Др.) (рис. 1Да). Взаимное расположение отдельных. частИц

Рис. 1.3. ОсЯоййые типы структуры грунтов -

в грунте зависит от условий их отложения и может варьировать От рыхлого до плотного. Рыхлая зернистая структура образуется при большой концентрации ЧаСТйД в потоке воды, из -которого они выпа- ; дайТ.।

Сотообразная (губЫтая) структура (рис. 1.3, б) свойственна гли- НиетЫМ грунтам; Глинистые чйстйцй, имея на поверхности заряд ста- ■. тиЧесйогб злеКтрЙчесТйа, При бСёДаНЙй 8 Йоде остаютей в том положении, в каком они косИуЛйск plheb бГлоЖйЙШеГОсй осадка. Это прйНо- дит к формирЬййййй ббтоббразЙВи ЬТруйТурЫ^’

кЛЬпьеей^на^ структура (№.1:3, 8. Ыё Частицы грунта пбкаЗа- ЙЫ черточками) ббрйЗ^ётся й|1и Вождений Й воде коЯлЬиДнЫ^ частиц. ЭТИ Частйцы ■ обычно ДЛЙельЙбё йрёмй Находятся в водЬ во взвешенной состоянии Йод ВлйЯнрёМ броуновского ДййЖения и осаждаются в х Нроцёссё кВагуЛяЦйй с ВбразОвайЙёй сНЛоШНой Хлопьевидной структуры.

Тёкстурой грунтов йайыйаётСя Их сложение, Зависящее ОТ условий ИйкВпйенЙй оСаДкД. Найрй^ёр, й озерах ЛёДнйкойбГо периода образовывались глинистые отложения с характерной слоистбй Текстурой. Эти отложения Представляет собой Чередующиеся тонкие слои из глинистых частиц, вйПадавших 6 зимний пёрйбД под льдом, и из пылеватых и песчаных частиц, оеёДашйих в теплый период года. Различают слоистую, сыпучую.и слитную текстуру.’

Слоистая текстура — бто наиболее распространенный вид сяожё6- ния грунтов, характерный для морских, озерных 'и других отложений»

Сыпучая текстура характерна для несвйзных, Грунов— песМ, гравелистых грунтов и др.7J'

Слитная текстура присуща морским отложениям, а также лессовым грунтам эолового происхождения.

Связность между отдельными твердыми частицами грунтов, определяющая структурную прочность последних, поскольку прочность самих твердых частиц значительна и обусловлена прочностью минералов, из которых они состоят, зависит от структурных связей двух видов: водно-коллоидных и кристаллизационных.

Водно-коллоидные связи обусловлены наличием пленок связанной воды вокруг твердых частиц. Эти связи вязкопластичные, обратимые. При увеличении влажности они уменьшаются до величин, близких к нулю, а при уменьшении влажности возрастают.

Кристаллизационные связи имеют сложное происхождение, в частности, они возникли в результате химических процессов в точках контактов частиц и вследствие старения коллоидов. Эти связи хрупкие — при разрушении не восстанавливаются.

Структурные связи зависят от строения грунта (взаимного расположения частиц), его плотности и влажности.

§ 2. ХАРАКТЕРИСТИКИ ФИЗИЧЕСКОГО СОСТОЯНИЯ ГРУНТОВ

Плотность грунта, плотность его твердых частиц и влажность грунта. Поскольку при нарушении структурных связей грунта его свойства изменяются, необходимо изучать его состояние при ненарушенной структуре. Для этого в процессе инженерно-геологических изысканий из шурфов и скважин отбирают монолиты — большие образцы грунта ненарушенной структуры. Из монолитов в лабораторных условиях берут образцы и экспериментально определяют три основные

характеристики:

плотность (объемную массу) грунта естественной (ненарушенной) структуры р, равную отношению массы образца грунта к его объему;.

Рис. 1.4. Схема составных частей (ком-Рис. 1.4. Схема составных частей (ком-понентов) образца грунтапонентов) образца грунтаплотность (объемную массу) твердых частиц грунта ps, равную отношению массы твердых частиц к их объему;

Рис. 1.4. Схема составных частей (ком-

Рис. 1.4. Схема составных частей (ком-

понентов) образца грунта

понентов) образца грунта

природную весовую влажноеть грунта W, равную отношению массы содержащейся в нем воды к массе твердых частиц.

Выделим из грунта образец объемом 7—1 см3

и мысленно разделим его на две части: занятую твердыми частицами объемом Vi и занятую пора-

ми, расположенными между этими частицами, объемом У2 (рис. 1.4). Пространство, занятое порами, можно разделить в общем случае на две части,

одна из которых занята водой, а другая — воздухом. Пусть масса твердых частиц в объеме У будет gi, а масса воды g2. Масса воздуха не оказывает влияния на результаты расчетов. В соответствии с опре

делениями

р =р =gi-Vg» . ^i + ^ ’gi-Vg» . ^i + ^ ’PS — уW „^1giPS — уW „^1gi(LI)(LI)

р =

р =

gi-Vg» . ^i + ^ ’

gi-Vg» . ^i + ^ ’

PS — уW „

^1gi

PS — уW „

^1gi

(LI)

(LI)

Плотность грунта чаще всего определяют взвешиванием по образцу, взятому в режущее кольцо, иногда парафинированием или другим методом. Плотность твердых частиц находят с помощью пикномет-

ра. Влажность грунта устанавливают взвешиванием образца естественной влажности перед высушиванием и после высушивания до постоянной массы при температуре 105° С.

Вычисляемые характеристики грунта. Зная величины р, ps и W, можно вычислить ряд характеристик грунта. Введем понятие плотности (объемной массы) скелета грунта рск, равной отношению массы твердых частиц грунта к объему образца ненарушенной структуры до высушивания. Для нахождения величины рск рассмотрим образец объемом 1 см3. При этом влажность грунта можно выразить через р и рск, а именно

IF = (р Рск)/рск*

Отсюда

рск =—^-.(1,Г)

Здесь и далее влажность грунта принимается в долях единицы.

Зная плотность грунта, обычно выражаемую в т/м3, легко найти удельный вес грунта в кН/м3 по формуле

^ = pg.0-2)

где g — ускорение свободного падения, равное 9,81 м/с2, часто принимают g-Ю м/с2.

По аналогии удельный вес скелета грунта уск и твердых частиц грунта ys найдем из выражений:

Уок — Рек 8»(1-2')

Ys —Psg-(i. 2")

Отношение объема пор в образце к объему самого образца обозначают п и называют пористостью грунта. Отношение же объема твердых частиц к объему образца обозначают т. В таком случае:

n=V4KVv + V^ Ц-т=1;

Поскольку объем рассматриваемого образца принят равным 1 см3, величины п и т будут являться объемами соответственно пор и твердых частиц в единице объема грунта. Тогда величины т и п можно получить из выражений:

„m = pCK/ps; n=l— pCK/ps. (1.3)

В расчетах часто применяется коэффициент пористости грунта е — отношение объема пор к объему твердых частиц. Согласно определению и выражениям (1.3) он равен:

п е = — или е = т ’п е = — или е = т ’Ps — РскРскPs — РскРск(1.^(1.^

п е = — или е = т ’

п е = — или е = т ’

Ps — Рск

Рск

Ps — Рск

Рск

(1.^

(1.^

Зная величину е, можно определить пористость грунта п или объем твердых частиц в единице объема грунта т по формулам;

Вследствие неоднородности любого рассматриваемого слоя грунта и ошибок при измерениях во время экспериментального определения р, ps и W эти величины находят многократно, и полученные результаты обрабатывают методами математической статистики (см. § 7). Это положение относится и к другим определяемым экспериментально характеристикам грунта, рассмотренным далее.

2-495

Состояние грунтов по водонасыщенности устанавливается в зависимости от коэффициента водонасыщенности G (или степени влажности по СНиП), который равен отношению естественной влажности грунта к влажности, соответствующей полному заполнению пор водой (без пузырьков воздуха), т. е. к полной влагоемкости WV

G = WjWn.(1.6)

Согласно определению,

Tn = ^MHWn=^,(1.7)

mpsр5

где pw — плотность (объемная масса) воды.

(1.8)(1.8)степени характеризустепени характеризуразличают грунты:различают грунты:Подставив значение Wn в выражение (1.6), найдем

(1.8)

(1.8)

степени характеризу

степени характеризу

различают грунты:

различают грунты:

ф[$7 ^W

Коэффициент водонасыщенности в известной

ет качество грунтов.

По водонасыщенности (степени влажности)

О < G < 0,5 0,5 < G < 0,80,8 < G < 1О < G < 0,5 0,5 < G < 0,80,8 < G < 1маловлажные . . . влажные насыщенные водой

О < G < 0,5 0,5 < G < 0,8

0,8 < G < 1

О < G < 0,5 0,5 < G < 0,8

0,8 < G < 1

Грунты называют насыщенными водой при С<1, потому что они не содержат воздуха, сообщающегося с атмосферой.

Глинистые грунты (не лессовые) ниже зоны аэрации чаще всего имеют G — 1. В связи с этим состояние по водонасыщенности используют как характеристику только для песчаных, крупнообломочных и лессовых грунтов.

При полной водонасыщенности грунтов (G — 1) из выражения (1.8) устанавливается зависимость между влажностью W7 и коэффициентом пористости е, а именно:

e-Wpslpw.(1.9)

В формулах (1.7) — (1.9) плотность воды pw обычно принимают равной 1 г/см3 или 1 т/м3. Строго говоря, это не соответствует действительности, так как плотность прочно связанной воды, как сказано ранее, существенно больше единицы. Однако методика определения pw с учетом большей плотности связанной воды по сравнению со свободной пока еще не разработана. Кроме того, при малом количестве гцэочйо связанной воды в грунте это ведет к небольшой погрешности.

Разность у' удельного веса грунта у и удельного веса воды yw при учете ее взвешивающего действия, определяемая для залегающих ниже уровня грунтовых вод грунтов в соответствии с законом Архимеда, находится по выражениям:

?'=(?s —"МЛ1-W:У' = (У8~ Уи/И1 — nVО-10)

В некоторых случаях ниже уровня грунтовых вод необходимо дополнительно учитывать гидростатическое давление в поровой воде.

Характерные влажности и число пластичности. Если взять образец глинистого грунта, находящегося в пластичном состоянии (когда из глины можно лепить), и высушить его, то глина превратится в твердое тело. Если же, наоборот, к образцу добавлять воду, то можно

* По СНиП \w — удельный вес воды.

достигнуть такого состояния глины, когда она по свойствам будет соответствовать вязкой жидкости. Таким образом, глинистые грунты могут менять консистенцию (густоту теста) от твердой до текучей.

Для определения консистенции грунта находят характерные влажности, соответствующие границе раскатывания (пластичности)—^ и границе текучести — WL, где WP — влажность грунта, при которой он теряет способность раскатываться в шнур диаметром 2—3 мм; WL— влажность грунта, при которой стандартный конус погружается в образец на глубину 10 мй. Разность между этими влажиостями называется чиЬлом пластиЧностй/р.

Ip = WL-Wp. (1.11)

Хотя границы раскатывания и текучести определяются неточно, величина Ь используется для установления наименования гликцетего грунта в соответствии с табл. 1.2. Определение Wl и Wp несложно, и при минеральных грунтах (без органических веществ) значение /р достаточно хорошо характеризует глинистость грунта. Пески не пластичны и имеют /Р<0,01. . ,

Состояние глинистого грунта по консистенции. Сравнение естественной влажности грунта с влажностью на границе пластичности и текучести позволяет уйанавливать состояние его по консистенции. Для этого определяют п о к а з а т е л ь консистенции

(1.12)(1.12)W—Wp'L = VL-TP

(1.12)

(1.12)

/l < 0 (когда W < Wp)0<Д<0,2£0,25 </ь< б,&0 0,50<Д < 0,75 0,75 < Il < 1Il > 1 (когда W > Wl)/l < 0 (когда W < Wp)0<Д<0,2£0,25 </ь< б,&0 0,50<Д < 0,75 0,75 < Il < 1Il > 1 (когда W > Wl)ГлинЫ и суглинки имёйт в зависимости от значения показателя консистенции следующие состояния:

/l < 0 (когда W < Wp)0<Д<0,2£

0,25 </ь< б,&0 0,50<Д < 0,75 0,75 < Il < 1

Il > 1 (когда W > Wl)

/l < 0 (когда W < Wp)0<Д<0,2£

0,25 </ь< б,&0 0,50<Д < 0,75 0,75 < Il < 1

Il > 1 (когда W > Wl)

твердое #. . . .

полутвердое . . '.

тугопластичное мягкопластичное

текучепластичное текучее . . . ; . .

Консистенцию глинистых грунтов устанавливают также по резуль- татам зондирования или пенетрации (по погружению конуса в грунт).

Для супесей; вследствие малой точности определения значений WL и WP различают только три состояния: твердое (Л<0), пластичное (О^Д^:1) й текучее (/L>1).

Состояние сыпучих грунтов по плотности сложения: Из сравнения коэффициента пористости грунта природного сложения в с коэффициентами пористости этого же грунта в самом рыхлом состоянии вшах и в самом плотном состояний emin устанавливается показатель плотности сложения

Значение emax определяют свободным насыпанием песка в мерный сосуд, а значение emin находят при максимальном уплотнении песка постукиванием или вибрированием в мерной коЯ^е. В заУйЕЙМОС-Гй 6t значения показателя плотности /р различают трй состояния сыпучего ■ грунта:

0</п<0,33Q,33 <Zp < 0,670,67 <Id « 10</п<0,33Q,33 <Zp < 0,670,67 <Id « 1рыхлое . ^ . . ,

0</п<0,33

Q,33 <Zp < 0,67

0,67 <Id « 1

0</п<0,33

Q,33 <Zp < 0,67

0,67 <Id « 1

средней плотности

плотное

Поскольку Кварцевые Окатанные Пески имеют бОлёе иЛй мёйеё Cfd- бйльНЫе значения ehax й еД|п, нормы рекомендуют-определять Их COZ’

стояние по плотности сложения, руководствуясь приведенной в них таблицей коэффициента пористости е. Для определения коэффициента е необходимо иметь образец грунта ненарушенной структуры. Отбор образцов песчаного грунта ниже уровня грунтовых вод требует применения специальной аппаратуры.

Правильнее определять состояние грунтов по плотности сложения по данным статического или динамического зондирования, применяя стандартные зонды. По сопротивлению, которое оказывает грунт погружению в него зонда, с учетом крупности и обводненности песка устанавливают по таблицам СНиП 11-15-74 состояние песка по плот

ности сложения.

Понятие об оптимальной плотности скелета грунта и оптимальной влажности грунта. При устройстве искусственно улучшенных оснований, засыпке грунтом пазух фундаментов, возведении насыпей при планировке территории или прокладке дорог приходится искусственно уплотнять грунт, в том числе и глинистый. Для оценки уплотняемости

грунта при данной влажности его подвергают исследованию согласно ГОСТ 22733—77 в приборе Союздорнии для стандартного уплотнения. Грунт укладывают в прибор тремя слоями и каждый слой уплотняют 30—40 ударами стандартного груза, сбрасываемого с определенной высоты. Такому исследованию подвергают один и тот же грунт при различных влажностях.

° Чли W После уплотнения определяют плотность (объемную массу) грунта и влажность, по

Рис. 1:5. Зависимость плотности (объемной массы) скелета грунта Рек от его влажности после стандартного уплотненияРис. 1:5. Зависимость плотности (объемной массы) скелета грунта Рек от его влажности после стандартного уплотнениякоторым вычисляют, согласно формуле (М'), плотность (объемную массу) скелета грунта, характеризующую уплотненность грунта, и строят графическую зависимость плотности скелета грунта от влажности (рис. 1.5). По графику оп

Рис. 1:5. Зависимость плотности (объемной массы) скелета грунта Рек от его влажности после стандартного уплотнения

Рис. 1:5. Зависимость плотности (объемной массы) скелета грунта Рек от его влажности после стандартного уплотнения

ределяют влажность, при которой стандартным уплотнением достигается наибольшая плотность скелета грунта рск. Эта влажность называется оптимальной влажностью ^опт, так

как грунт при такой влажности при одной и той же затрате энергии может быть уплотнен до наибольшей плотности скелета грунта. Плотность скелета грунта, достигнутую в приборе стандартного уплотнения при оптимальной влажности,называют оптимальной плотностью

скелета грунта рск.опт.

При устройстве искусственно улучшенных оснований и насыпей плотность скелета грунта обычно задается в долях единицы; за единицу принимается оптимальная плотность скелета грунта. Иногда для глинистых грунтов в качестве оптимальной приближенно принимается влажность на границе раскатывания.

Глава 2

МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА ГРУНТОВ

ОСНОВНЫЕ ЗАКОНОМЕРНОСТИ МЕХАНИКИ ГРУНТОВ

Под действием передаваемых сооружением вертикальных или наклонных сил в массиве основания возникают нормальные и касательные напряжения, приводящие к деформации грунтов. Кроме того, напряжения возникают под действием собственного веса грунта. Деформации от этих напряжений развиваются, как правило, в процессе образования и диагенеза грунтов. Напряжения, возникающие от усилий,

передаваемых сооружением, приводят к новой деформации грунтов. Наиболее часто приходится рассматривать деформации уплотнения грунтов под действием нормальных напряжений, реже рассматривают деформации сдвигов грунтов под действием касательных напряжений.

Воздействие нормальных напряжений на сплошные тела рассматривают в механике деформируемых тел (сопротивление материалов, теория упругости). Поскольку грунты относятся к дисперсным телам, при их рассмотрении кроме закономерностей деформируемости сплошных тел приходится учитывать изменение объема пор при сжатии, т. е. дополнительно рассматривать закон уплотнения (закон компрессии). Кроме того, в грунтах, как и в сплошных телах, при действии нормальных напряжений наблюдается боковое расширение, но по более сложной закономерности.

Деформируемость сплошных тел под действием касательных напряжений характеризуется модулем сдвига при упругих деформациях, границей текучести, которая характеризует начало развития пластических деформаций, и коэффициентом вязкости, обусловливающим вязкое течение. В грунтах деформации сдвигов рассматривают сравнительно редко, обычно интересуются сопротивлением их сдвигу при предельном напряженном состоянии. Это сопротивление зависит от определяемых в соответствии с законом сопротивления грунтов сдвигу угла внутреннего трения и удельного сцепления грунтов.

Как деформируемость грунтов во времени, так и их сопротивление сдвигу зависят от долей напряжений, передаваемых на скелет грунта и на воду, находящуюся в порах грунта. Поровая вода под действием возникающего в ней давления постепенно отжимается, передавая давление на скелет грунта, поэтому деформируемость грунтов и их сопротивление сдвигу зависят от фильтрационных, способностей грунта. Кроме того, фильтрация воды в грунтах интересует строителей в отношении определения притока воды в котлованы и расчета водопонижающих установок. Все это обусловливает необходимость изучения закона фильтрации поровой воды.

Для так называемых структурно неустойчивых грунтов, структура которых нарушается при увлажнении, динамических воздействиях, напряженном состоянии или оттаивании, приходится рассматривать закономерности, определяющие характер их деформируемости (закономерности разрушения структуры).

Знание указанных трех законов и закономерностей разрушения структурно неустойчивых грунтов позволяет составлять прогнозы ожидаемой осадки и предусматривать возможность потери устойчивости массивов грунтов.

СЖИМАЕМОСТЬ ГРУНТОВ

Физические представления. Так как грунт состоит из твердых частиц и пор, которые частично или полностью заполнены водой, теоретически при его сжатии должны уменьшаться объемы всех трех компонентов: твердых частиц, воды и воздуха (газа). Вследствие сравнительно небольших напряжений сжатия, возникающих обычно в основаниях сооружений, объемные деформации твердых частиц, состоящих из таких минералов, как кварц и полевой шпат, ничтожно малы. Поэтому эти деформации не учитывают. Следовательно, можно считать, что изменение объема грунта при сжатии происходит только из- за изменения объема пор.

Вследствие упругих деформаций скелета (частиц) грунта, тонких

пленок воды, расположенных между частицами, упругого сжатия пузырьков воздуха, а также сжатия поровой воды, содержащей растворенный воздух, могут проиходить упругие изменения объема грунта. Упругие деформации грунта, как правило, во много раз меньше остаточных. Последние развиваются, когда возникающие в грунте напряжения превышают структурную прочность грунта. В конечном счете остаточные деформации приводят к уплотнению — уменьшению пористости грунта.

Деформации уплотнения развиваются вследствие сдвигов — смещений отдельных частиц относительно соседних, а также разрушения частиц, особенно в точках их контактов. Деформации уплотнения глинистых грунтов чаще всего протекают медленно во времени. Это обус

ловлено прежде всего тем, что при уплотнении из црр водонасыщенного грунта должна быть выдавлена водц. Без выдавливания воды из

пор такого грунта он уплотняться не мржет, так как вода практически не сжимается. Процесс выдавливания воды из водонасыщенных глинистых грунтов протекает очень медленно вследствие их малой водопроницаемости. Кроме того, медленное развитие деформаций как уплотнения, так и сдвигов обусловливается ползучестью связанной воды, окружающей твердые частицы, и ползучестью самого скелета грунта.

Компрессионная зависимость. Возьмем образец грунта 6 (рис. 2.1), полностью насыщенного водой, и поместим его в кольцо 4

Рис. 2.1. Схема испытания образца грунта на сжатие в одометреРис. 2.1. Схема испытания образца грунта на сжатие в одометревысотой h прибора, называемого одометром (прибор для исследования компрессионных свойств грунта). Кольцо поставим на днище 5 с отверстиями (фильтрующее), а сверху установим поршень 2 тоже с отверстиями. Одометр поместим в ванночку 3 с водой 1 для исключения капиллярного давления и предотвращения высыхания образца грунта. Когда грунт насыщен водой неполностью, одометр не заливают водой, а окружают влажным пористым материалом, чтобы вода не испарялась из образца. Если к поршню одометра приложить силу, создающую давление р на образец, вы

Рис. 2.1. Схема испытания образца грунта на сжатие в одометре

Рис. 2.1. Схема испытания образца грунта на сжатие в одометре

сота образца уменьшится вследствие уплотнения грунта (уменьшения его пористости). При этом изменится влажность образца. Если увеличить давление на образец грунта, то он получит дополнительное уплотнение из-за изменения объема пор. Возрастание давления приводит к увеличению вертикального перемещения поршня прибора.

Поскольку образец грунта в кольце не может получить бокового расширения, изменение его пористости Дп, под давлением pi, распределенным по площади F, найдем по выражению

(2.1)(2.1)Ьп,. = Si F/hF = St/h,

(2.1)

(2.1)

где Si — осадка от давления рь

Объем твердых частиц в образце грунта до и после деформации остается практически неизменным, так как действующие напряжения не могут ощутимо изменять объем частиц, состоящих из различных минералов. Согласно выражению (1.5), объем твердых частиц в единице объема образца грунта составляет

т = ~—5(1.5')

+ «0

где сц —= начальный коэффициент пористости грунта (до приложения давления).

Делением формулы (2.1) на выражение (1.5J получим изменение

коэффициента пористости образца грунта Аб; под действием давления Ри т. е.

Ав; = (I + во) Si/h.

Исключив значение Аег из начального коэффициента пористости во, найдем ^ — коэффициент пористости грунта при давлении pi:

et = ей — (1 4-е0) St/h.

(2.1')(2.1')Эта формула позволяет определять коэффициент пористости грунта для любого приложенного давления. По значениям et для различных давлений можно построить кривую е как функцию давления р. Для грунтов, не обладающих структурной прочностью и уплотняющихся под действием даже небольших давлений, получим компрессионную кривую—-ветвь сжатия / (рис. 2.2, а). Если теперь разгружать образец грунта, уменьшая давление ступенями, то будет наблюдаться обратный процесс — увеличение объема (набухание). При этом поршень одометра будет перемещаться вверх. Зная величину перемещения и руководствуясь формулой (2. Iх), можно построить ветвь набухания 2.

(2.1')

(2.1')

Кривую зависимости коэффициента пористости от давления называют компрессионной кривой, так как она характеризует сжимаемость грунта. Закономерность изменения коэффициента пористости е, установленная К. Терцаги, развита многими советскими

учеными (Н. М. Герсевановым, Н. А. Цытови- чем, Н. Н. Масловым, М. Н. Гольдштейном и др.).

Расположение ветви набухания намного ниже ветви сжатия свидетельствует о том, что грунт обладает значительной остаточной деформацией уплотнения. Ветвь набухания характеризует упругие деформации грунта и деформации упругого последействия. Процесс набухания протекает медленно во времени, так как вода медленно входит в поры грунта под всасывающим действием скелета, стремящегося занять первоначальный объем, и расклинивающим действием молекул воды, проникающих между частицами. После снятця всей нагрузки образец грунта не может занять первоначального объема вследствие происшедших при уплотнении грунта взаимных смещений частиц, их разрушения, особенно в точках

Рис. 2.2. Компрессионные кривыеРис. 2.2. Компрессионные кривыеа — общая закономерность; б — расчетная схема для определения коэффициента относительной сжимаемостиа — общая закономерность; б — расчетная схема для определения коэффициента относительной сжимаемостиконтактов, и установления новых связей между частицами при более плотном состоянии грунта (в результате сближения частиц при уплотнении).3. Коэффициент относительной сжимаемости. Во многих случаях в пределах сравнительно небольших изменений давления от природногоконтактов, и установления новых связей между частицами при более плотном состоянии грунта (в результате сближения частиц при уплотнении).3. Коэффициент относительной сжимаемости. Во многих случаях в пределах сравнительно небольших изменений давления от природногозначения рг до значения р2, возникающего в грунте после возведения сооружения, компрессионная кривая грунта ненарушенной структуры сравнительно близка к секущей прямой АВ (рис. 2.2,6). Уравнением этой прямой будет

Рис. 2.2. Компрессионные кривые

Рис. 2.2. Компрессионные кривые

а — общая закономерность; б — расчетная схема для определения коэффициента относительной сжимаемости

а — общая закономерность; б — расчетная схема для определения коэффициента относительной сжимаемости

контактов, и установления новых связей между частицами при более плотном состоянии грунта (в результате сближения частиц при уплотнении).

3. Коэффициент относительной сжимаемости. Во многих случаях в пределах сравнительно небольших изменений давления от природного

контактов, и установления новых связей между частицами при более плотном состоянии грунта (в результате сближения частиц при уплотнении).

3. Коэффициент относительной сжимаемости. Во многих случаях в пределах сравнительно небольших изменений давления от природного

(2.2)(2.2)ег = е0 — р! tga.

(2.2)

(2.2)

Величина tga характеризует сжимаемость грунта в пределах изме-

нения давления от pi до р2, поэтому ее называют коэффициентом сжимаемости и обозначают буквой то. Тогда

tga = m0.

Из рассмотрения рис. 2.2, б найдем значение tg а, т. е. коэффициент сжимаемости

(2.2')(2.2')£j '— 6»6] — ^2

(2.2')

(2.2')

mQ —=

Рг — Pi Р

где р — дополнительное, давление сверх природного pi, равного давлению столба вышележащего грунта, т. е. pi = pgH=^H [здесь р — средняя плотность (объемная масса) грунта в пределах глубины взятия образца Н; g— ускорение свободного падения, равное 9,81 м/с2; у — удельный вес грунта].

При определении значения у—pg выталкивающее (взвешивающее) действие воды необходимо учитывать только в тех случаях, когда грунтовые воды на данной глубине воздействовали на скелет грунта в течение всего периода после отложения верхних слоев грунта до настоящего времени.

Заменяя в выражении (2.2) tga на то, получим уравнение секущей прямой, близкой к компрессионной кривой на участке АВ:

ег = е0 —mopz.(2.3)

Для любой компрессионной кривой справедливо выражение (2.Г). Если секущая АВ (см. рис. 2.2,6) близка к экспериментальной кривой, то можно принять начальный параметр прямой во равным начальному коэффициенту пористости и, использовав выражение (2.1'), записать

^=ео-(1 + ео)5;//1,(2.1")

где во — начальный параметр прямой (см. рис. 2.2, б); S, — осадка образца при изменении давления от 0 до pt, развивающаяся по секущей АВ.

Тогда из сопоставления выражений (2.3) и (2.1") найдем

^о Pi = G + ^о) S^H»

откуда

(2.4)(2.4)i^oSt

(2.4)

(2.4)

1 4" г0^Pi

(2.4')(2.4')Правая часть уравнения (2.4) является относительной объемной деформацией грунта (отнесенной к единице давления). Поэтому левую часть этого уравнения обозначают буквой тю и называют коэффициентом относительной с ж и м а е м о сти . Тогда

(2.4')

(2.4')

hpi 1+^0

где т„ и т0 - коэффициенты, измеряемые в единицах, обратных единицам давления, т. е. в МПа-1; S, — осадка образца грунта при изменении давления от 0 до pi по компрессионной кривой.

Структурная прочность грунта. Выше была рассмотрена деформация грунта, не обладающего структурной прочностью, т. е. уплотняющегося под действием даже небольшого давления. Такое явление обычно свойственно очень слабым грунтам.

В большинстве случаев грунты природного сложения уплотнены давлением вышележащих слоев. В некоторых случаях уплотнение произошло под действием капиллярного давления, развивавшегося при высыхании грунта, или вследствие понижения уровня грунтовых вод

а)а)ееPiPitgptgpРис. 2.3. Компрессионные кривые грунта, обладающего структурной прочностью, в простой (а) и полулогарифмической (б) системе координатРис. 2.3. Компрессионные кривые грунта, обладающего структурной прочностью, в простой (а) и полулогарифмической (б) системе координат

а)

а)

е

е

Pi

Pi

tgp

tgp

Рис. 2.3. Компрессионные кривые грунта, обладающего структурной прочностью, в простой (а) и полулогарифмической (б) системе координат

Рис. 2.3. Компрессионные кривые грунта, обладающего структурной прочностью, в простой (а) и полулогарифмической (б) системе координат

еснятая взвешивающего действия воды). В результате уплотнения частицы грунта сблизились и между ними образовались водно-коллоидные связи. В процессе длительного существования грунтов при определенных условиях в них дополнительно могли возникнуть хрупкие кристаллизационные связи. Суммарно эти связи придают грунту некоторую прочность, которую называют структурной прочностью грунта Рстр.

При давлении, меньшем структурной прочности (р<рСтр), когда оно воспринимается водно-коллоидными и кристаллизационными связями, процесс уплотнения практически не развивается. Лишь после разрушения этих связей при р>рСтр происходит уплотнение грунта. Компрессионная кривая для такого грунта имеет вид, показанный на рис. 2.3, а.

Казалось бы, по компрессионной кривой легко определить структурную прочность грунта, так как при изменении давления до рСТр экспери-

ментальные точки должны образовывать слегка наклонную прямую. Однако в действительности этот участок кривой обычно имеет выпуклость, направленную вверх. Объясняется это частичным нарушением структуры грунта, взятого в одометры (нарушение происходит при отборе монолитов грунта из скважины, хранении их и взятии образца в одометр), а также тем, что при сжатии образца разрушение структуры происходит вначале в отдельных наиболее напряженных точках контактов частиц даже при незначительном давлении. По мере увеличения давления разрушение в точках контактов быстро возрастает и процесс переходит в стадию уплотнения грунта во всем объеме образца.

Из-за выпуклости начального участка компрессионной кривой точно установить по ее изображению в простой системе координат структурную прочность грунта рСтр и, следовательно, начало первичного сжатия при р"> >рстр в большинстве случаев затруднительно. Под первичным сжатием понимают процесс уплотнения грунта давлением, превышающим его структурную прочность, обусловленную уплотнением грунта обычно в природных условиях и возникшими связями между частицами грунта в процессе его диагенеза.

Более четко выявляется начало первичного сжатия грунта при использовании компрессионной кривой, построенной в полулогарифмической системе координат (рис. 2.3,6). В этом случае компрессионной кривой пер

в и ч н о г о сжатия будет прямая CD. Продолжение этой прямой вверх до пересечения с горизонтальной (пунктирной) линией ЕС', соответствующей значению начального коэффициента пористости во, позволяет найти величину р0, которую можно рассматривать как значение структурной прочности.

Структурную прочность грунта можно также определять по результатам измерения бокового давления грунта при испытании его в прибо-

Рис. 2.4. Семейство компрессионных кривых первичного сжатия с учйбм ползучести скелета грунтаРис. 2.4. Семейство компрессионных кривых первичного сжатия с учйбм ползучести скелета грунта

Рис. 2.4. Семейство компрессионных кривых первичного сжатия с учйбм ползучести скелета грунта

Рис. 2.4. Семейство компрессионных кривых первичного сжатия с учйбм ползучести скелета грунта

ре трехосного сжатия (по Е. И. Медкову) или по моменту возникновения давления в поровой воде (по Н. А. Цытовичу и М. Ю. Абелеву).

Действительно, при загружении образца водонасыщенного грунта в одометре или приборе трехосного сжатия давлением менее рстр оно будет восприниматься скелетом грунта, и поэтому давление в поровой воде будет равно нулю. Как только давление превысит структурную прочность, образец грунта начнет уплотняться и значительная часть давления будет передаваться на поровую воду. При медленном увеличении давления на образец или при приложении нагрузки небольшими ступенями можно зафиксировать момент возникновения давления в поровой воде. Это давление, как считают Н. А. Цытович и М. Ю. Абелев, и будет соответствовать структурной прочности водонасыщенного грунта рстр.

Если скелет грунта обладает ползучестью, определение структурной

прочности по рассмотренным методикам не дает ее точного значения из- за малой деформируемости образца за период действия отдельной ступе-

ни давления до условной стабилизации. Если бы каждая ступень давления выдерживалась длительный период времени (например, год), то компрессионная кривая первичного сжатия располагалась бы ниже.

Пусть грунт после его образования уплотнялся непродолжительное время нагрузкой pt (рис. 2.4). В таком случае на полулогарифмической сетке компрессионная кривая первичного сжатия будет являться прямой CD. Если бы грунт, обладающий ползучестью, при каждой нагрузке уплотнялся в течение года, коэффициент пористости грунта характеризовался бы прямой, параллельной линии CD. Аналогичные прямые, как указал Л. Бьеррум, должны получаться при более продолжительном действии нагрузки. В результате получаем семейство параллельных прямых (см. рис. 2.4). Их

взаимное расположение зависит от развития деформаций ползучести грунта при сжатии без возможности бокового расширения. Пусть грунт уплотнился под действием природного давления рх в течение 10 000 лет др коэффициента пористости ен. В таком случае при испытании образцов грунта ненарушенной структуры в одометрах получается компрессионная кривая MND. Казалось бы, в качестве структурной прочности можно принять давление ро. Однако поскольку возводимое сооружение должно существовать в течение ряда десятилетий, нам представляется,

что за структурную прочность следует принять давление, которое не вызовет деформации грунтов в течение расчетного периода существования сооружения. Это давление на рис. 2.4 обозначено р0 Стр-

Таким образом, для грунтов, обладающих ползучестью при уплотнении, компрессионные кривые приводят к завышенным значениям их

структурной прочности.

Закон уплотнения и линейная деформируемость грунтов. Поскольку уравнение (2.3) описывает изменение коэффициента пористости et лишь в пределах секущей АВ (см. рис. 2.2,6), оно дает приближенную зависимость между коэффициентом пористости и давлением. Для большого диапазона изменения давлений компрессионная кривая первичного

сжктйя (п^ймйя С2) на рис. 2.3,5) бййсЫваётся логарйфмической зависимостью

st = е6— Cclg(pf/Po), (2.5)

где 81 — коэффициент пористости при давлении pt; во —начальный коэффициент пористости грунта; Сс — коэффициент коййрессйи (параметр крйвой); р» — Давлений, йрй котором начинается первичное сжатие грунта.

Продифференцировав выражение (2.5), получим

арde=-CK-^

Р

где Ск — Постоянная величина. ।

Следовательно, при первичном сжатии изМейёние коэффициента nb- ристости грунта прямо пропорЦйбнальйо йзмёйению давлеййя и Ьбрйтйо пропорционально суммарному давлеййю. Эту зависимость примеЙЯют при рассмотрении деформаций лишь Ойёнь слабых грунтов или при изменении давления в значительных пределах.

Давление в грунте оснований промышленных и гражданских зданий и сооружений обычно изменяется в небольших пределах. Чаще всего drib повышается Не бблёе чем до ОД МГ1а й в редких случаях до 0,5 МПа. При таких давлениях секущая АВ (см. рис. 2.2, б) близка к кривой, т. е. для расчетов можно пользоваться уравнением (2.3). Продифференцировав его, получим

de =—modp.

Поэтому закон компрессии грунта формулируется так: изменение коэффициента пористости грунта прямо пропорционально изменению давления. /

Линейная деформируемость грунта в Нределах небольших изменений давления Вытекает из выражения (2.4'). Действительно, из этого выражения следует

tn^pt = Si/L

Правая часть этого выражения является относительной деформацией грунта. Поскольку для данного грунта и данного изменения давления величина щу постоянна, относительна^ Деформация грунта прямо пропорциональна давлению. СлеДбв&тёЯкно, грунт можно считать линейно деформируемым телом.

Однако в ряде случаев это положение приводит к значительным расхождениям между рассчитанными й наблюдаемыми в натуре деформациями. Поэтому в пбслёдйёе Врёмй исслёдоватёлй стремятся учесть нелинейную зависимость между напряжениями и деформациями. Однако такие решения еще не вошли в инженерную практику и требуют дополнительных разработок. г

Компрессионная зависимость при объемном сжатий. При рассмотрении сжатия грунта Н. М. Гёрсеванов,.принял, что коэффициент пористости в любой точке грунтовой массы (бесструктурного грунта, все поры которого заполнены водой) зависит 6т суммы возникших главных напряжений в, действующих в данной точке. Этр допущение справедливо лишь для грунтов, которые не меняю! своего объема при действии касательных напряженйй. Такое положение обычно действительно для глинистых водонасыщенных грунтов с влажностью, большей влажности на границе раскатывания (^>^р).

При проведении компрессионных испытаний в-одометрах образец грунта, находясь в жестком кольце, не может расширяться в стороны. При этом грунт будет оказывать на с!ейки кольца одометра горизонтальное давление. Это давление соответствует горизонтальным напряжениям рх й ри; развивйюйщМся в образце; при этом рх—ру. Верти-

кальное же нормальное напряжение pz равно интенсивности р приложенной нагрузки (рг=ру Поскольку боковое расширение грунта отсутствует, относительные горизонтальные деформации gx=ey=0.

Известно, что относительная деформация упругого тела в соответствии с законом Гука находится из выражения

еж =еж =РхЕмРхЕм-^-(Py + P^i-^-(Py + P^i(2.6)(2.6)

еж =

еж =

Рх

Ем

Рх

Ем

-^-(Py + P^i

-^-(Py + P^i

(2.6)

(2.6)

где Ем — модуль упругости материала; цм — коэффициент бокового расширения материала (Пуассона).

Так как в пределах небольших изменений давления грунты можно рассматривать как линейно деформируемые тела, аналогичное выражение можно написать и для зависимости между напряжениями и деформациями грунта в одометре (при сжатии образца грунта без возможно; сти бокового расширения). В таком случае

«,= -^~ТГ^+Рг),(2-6')

где Ео — модуль деформации грунта; ц0 — коэффициент бокового расширения грунта (Пуассона).

Модуль деформации грунта часто называют модулем общей деформации грунта, тем самым подчеркивая, что этот модуль суммарно характеризует остаточные и упругие деформации грунта.

Подставив в это выражение ру=рх, pz=p, еж=0 и произведя преобразования, получим

Рх = Ру = -Г^- Р = 1р,(2.7)

где | — коэффициент бокового давления грунта в состоянии покоя, т. е. при отсутствии горизонтальных перемещений, равный:

Зная рх и ру, найдем сумму главных напряжений 0 и р:

в = Рх + РуА- рг = (! + 2§) р;

р=в/(1 + 2^).(2.9)

Если это значение р подставить в выражение - (2.3), получим

ег=г0-щ0е/(1+2£).(2.10)

Выражение (2.10) может быть представлено в таком виде:

е0 ~ ei + w0 8/0 +2£) = const.

Следовательно, сумма главных напряжений вполне определяет изменение коэффициента пористости грунта в образце или рассматриваемой точке. Поскольку для водонасыщенных грунтов коэффициент пористости обусловливает и влажность грунта, Н. М. Герсеванов назвал эту закономерность принципом гидроемкости.

Принцип гидроемкости можно использовать для определения эквивалента капиллярного давления рк, т. е. всестороннего давления, развивающегося под действием капиллярных сил. Для грунтов, не обладающих структурной прочностью, значение этого давления найдем, используя выражение (2.9).

При всестороннем капиллярном давлении рк на образец грунтовой массы сумма главных напряжений

8 = Рх + Ру + Рг = ЗДк-

В то же время в образце грунта в одометре e = (l+2^)ps.

Приравняв правые части этих выражений, легко получить значение

(2.11)

Здесь рз — вертикальное давление при компрессионном испытании грунтовой массы в текучем состоянии; при этом давлении коэффициент пористости равен коэффициенту пористости бесструктурного полностью насыщенного водой глинистого грунта.

Этот способ определения эквивалента капиллярного давления используется для глинистых грунтов, не обладающих структурной прочностью (образовавшихся в условиях водного бассейна и уплотненных под действием только сил гравитации).

В песчаных грунтах и супесях капиллярное давление находят по выражению

где yw — удельный вес воды; hK — высота капиллярного поднятия над уровнем грунтовых вод.

Выражения для коэффициента бокового давления £ [см. формулы (2.8) и (2.7)] получены исходя из предположения, что коэффициент бокового расширения р0 постоянен и не зависит от напряженного состояния грунта. Работы Е. И. Медкова и других исследователей свидетельствуют, что эта величина переменна. Однако учет переменности р0 и £ усложняет расчеты, в связи с чем в инженерных расчетах их принимают постоянными.

Многочисленные измерения бокового давления покоя, выполненные рядом исследователей, показали, что для песков g—0,25.., ...0,37, а для глинистых грунтов в зависимости от консистенции £= =0,11...0,82.

Определение модуля деформации грунта. В качестве деформационной характеристики грунта часто используют модуль общей деформации Ео, характеризующий остаточные и упругие деформации. Модуль деформации грунта определяют различными методами, в том числе по компрессионной кривой, испытанием грунта статической нагрузкой, с помощью прессиометров, а также по простейшим физическим характеристикам грунта.

Определение модуля деформации грунта с помощью компрессионной кривой. Для определения модуля деформации грунта используют обычное выражение для вертикальной относительной деформации при объемном сжатии, аналогичное выражению (2.6')

В соответствии с формулой (2.4') вертикальная относительная деформация может быть найдена по выражению

е2 = 8г/Н = Мур.

Приравняв правые части этих равенств и учтя, что Pz=p, а согласно выражению (2.7) р2с=Ру=Рцо/(1—Цо), получим

Если обозначить

ТОТОmc - - - или Ео .£0mDmc - - - или Ео .£0mD(2.13)(2.13)

ТО

ТО

mc - - - или Ео .

£0mD

mc - - - или Ео .

£0mD

(2.13)

(2.13)

Применение формул (2.13) возможно, когда известно достаточно точное значение щ или р и, конечно, если эти величины постоянны. Использование табличных значений ц0 и р может приводить к существенным ошибкам. Поэтому при компрессионных испытаниях без крайней необходимости не рекомендуется переходить к модулю деформации.

Исследованиями Е. И. Медкова доказано, что ц0, а следовательно, и р являются для сравнительно плотных грунтов функциями давления.

Для слабых грунтов часто допустимо принятие этих величин постоянными; в инженерных расчетах это делается для всех грунтов.

Значение модуля деформации грунта, найденное с помощью компрессионной кривой, нередко отличается от действительного. Это обусловлено следующими причинами. Для проведения компрессионных испытаний необходимо извлечь образец грунта из скважины или шурфа. Это неизбежно сопровождается уменьшением напряжений в скелете образца грунта (снятие природного давления) и снижением до нуля давления в "поровой воде (при отборе образца грунта ниже уровня грунтовых вод). Изменение напряжений в скелете грунта и в поровой воде вызывает увеличение объема образца грунта. При грунтах, обладающих относительно большой структурной прочностью, увеличение объема образца грунта может ограничиться упругими деформациями расширения. Но в большинстве случаев при извлечении образцов из скважин ниже уров

ня грунтовых вод происходит частичное или полное разрушение структурных связей, действовавших в грунте. Этому способствует увеличение объема пузырьков воздуха или газов, заключенных в порах грунта. Действительно, при уменьшении давления в поровой воде объем пузырьков

воздуха (газа) существенно увеличивается, что приводит к развитию напряжений растяжения в скелете грун-

Рис. 2.5. Испытание грунта статической нагрузкой в шурфеРис. 2.5. Испытание грунта статической нагрузкой в шурфеа — схема установки; б—зависимость осадки от интенсивности нагрузкиа — схема установки; б—зависимость осадки от интенсивности нагрузкита. При этом связи малой прочности между частицами грунта разрушаются. Таким образом, нередко компрессионные испытания проводятся с образцами частично нарушенной, а не природной структуры. Это сказывается на результатах компрессионных испытаний и может приводить к получению заниженных значений модуля деформации грунта. По этой причине для получения характеристики деформируемости грунта (модуля деформации грунта) строители давно применяют

Рис. 2.5. Испытание грунта статической нагрузкой в шурфе

Рис. 2.5. Испытание грунта статической нагрузкой в шурфе

а — схема установки; б—зависимость осадки от интенсивности нагрузки

а — схема установки; б—зависимость осадки от интенсивности нагрузки

испытания грунтов статической нагрузкой.

Определение модуля деформации грунта по данным его испытания статической нагрузкой. На дно / шурфа (рис. 2.5, а) или скважины ус

танавливают жесткий штамп 4, тщательно притирая его к основанию. К платформе 3 прикладывают нагрузку 2 со ступенчато возрастающей интенсивностью. В результате такого эксперимента получают график зависимости осадки штампа от среднего давления по его подошве (рис. 2.5,6). Эта зависимость в пределах небольших давлений, как правило, сравнительно близка к прямой, что еще раз подтверждает возможность принятия линейной зависимости между напряжениями и деформация

ми в грунтах.

Результаты испытаний грунтов статической нагрузкой с помощью жестких штампов позволяют определить модуль деформации грунтов, используя теорию упругости, ио формуле

■ ^-«^-^Ар/ДЗ, (2.14)

где « — коэффициент, ириннмаямый для круглых жестких штампев равным 0,8; d — диаметр штампу Др — црирар^рйе среднего давления пр цодешве штампа в пределах интересующих нас изменений дадденря ра участке приблизительно линейной зависимости между 8 и р; AS— приращение осадки штампа при изменении давления на Ар.

Это выражение получено из формулы осадки жесткого штампа на упругом основании, выведенной для условий деформаций упругого полупространства Буссинеском. Оно в определенной мере справедливо и для линейно деформируемого полупространства.

На первый взгляд кажется, что значения Ео, найденные по формуле (2.14), близки к действительности. Однако это не так. Значение Ео в данном случае найдено исходя из линейной деформируемости бесконечного полупространства. Фактически же грунты уплотняются в пределах сравнительно ограниченной глубины, ниже которой вследствие рассеивания давления возникают напряжения, меньшие структурной прочности грунта. Следовательно, ниже некоторой глубины деформируемость грунта будет намного меньше. Принимая линейную зависимость между напряжениями и деформациями в пределах полупространства, получают завышенный модуль деформации грунта Ео.

Однако это завышение, а также завышение модуля деформации вследствие неполной стабилизации деформаций грунта во времени из-за медленного развития частично компенсируются тем, что при вскрытии шурфа или бурении скважины В Массиве грунта, подвергаемого в дальнейшем испытанию, неизбежно уменьшаются ■ напряжения, Уменьшение же напряжений ведет к разуплотнению грунта и к частичному нарушению природной структуры. По этой причине в последнее время для испытания грунтов стали применять аанйцчивавмые штампы.

Другие методы определения модуля деформации грунта. Одним из относительно распространенных методов определения модуля деформации грунтов является прессиометрическое испытание их. Суть такого испытания сводится к бурению скважины, в которую опускают резиновый цилиндрический баллон, заполненный жидкостью, — прессиометр. По мере увеличения давления в баллоне оно передается на стенки скважины и уплотняет окружающий грунт. Зная давление и деформации, по соответствующим формулам находят значение модуля деформации грунта. ■ 4 "

Применение такого испытания целесообразно при изотропных грунтах, которые обладают одинаковой деформативностью в вертикальном и горизонтальных направлениях. Конечно, бурение частично изменяет напряженное состояние грунта вокруг скважины, что создает погрешности при определении модуля деформации.

Можно определять значение Ео на приборе трехосного сжатия (ста- билометре). Иногда же его принимают по таблицам Норм исходя из простейших физических характеристик грунта,

| 5. ВОДОПРОНИЦАЕМОСТЬ ГРУНТОВ ■

Ранее было отмечено, что уплотнение грунта, в том числе водонасыщенного, происходит путем уменьшения его иористости и, следовательно, влажности. Значит, во время уплотнения грунта выдавливается вода. Эта вода должна пройти некоторый путь в толще грунта, т. е. профильтроваться через грунт, Скорость процесса уплотнения, очевидно, будет

зависеть от скорости отжатия воды из пор. Кроме того, строителей часто интересуют и другие вопросы, связанные с фильтрацией воды через грунт (приток воды в котлован, размеры воронки депрессии поверхности грунтовых вод и т. п.). Для решения этих вопросов необходимо знать законы фильтрации воды в грунте.

Закон ламинарной фильтрации. Как показывают опыты, движение воды в порах грунта происходит в соответствии с законом ламинарной фильтрации. Математическое выражение этого закона, предложенное Дарси, имеет вид

Оф = £фг# (2.15)

где Оф — скорость фильтрации — объем воды, проходящей через единицу площади поперечного сечения грунта в единицу времени; &ф — коэффициент фильтрации, равный скорости фильтрации при гидравлическом градиенте 1=1; 1 — гидравлический градиент, равный потерям напора Я2— Н\=Н на отрезке пути фильтрации L:

1 = фа -H^IL. (2.16)

Закон ламинарной фильтрации (Дарси) формулируется так: скорость фильтрации Уф прямо пропорциональна гидравлическому градиенту L

Поскольку давление в поровой воде pw измеряется в мегапаскалях, напор выражается высотой столба воды

H = Pwhwi (2.17)

где утр — удельный вес воды.

Коэффициент фильтрации измеряется в единицах скорости—обычно в сантиметрах в секунду или в сантиметрах в год (1 см/с^З-107 см/год). Значение его варьирует в больших пределах в зависимости от гранулометрического состава и плотности грунтов. Для песков &ф=г-10-1... ...г-10~4 см/с, для супесей £ф=г-Ю-3...г-10~6 см/с; для суглинков &ф= — г-10~5...г-10~8 см/с; для глин ^ф=г-10~7...г-10-10 см/с, где г — любое число от 1 до 10. Указанные значения коэффициента фильтрации относятся к монолитным изотропным грунтам, не имеющим слоистой текстуры и включений, хорошо фильтрующих воду.

значениезначениенять среднеенять среднееРис. 2.6. Зависимость скорости фильтрации от гидравлического градиентаРис. 2.6. Зависимость скорости фильтрации от гидравлического градиентаГлинистые грунты обладают малой водопроницаемостью. Если при- коэффициента фильтрации песка &ф = 10“2 см/с

значение

значение

нять среднее

нять среднее

Рис. 2.6. Зависимость скорости фильтрации от гидравлического градиента

Рис. 2.6. Зависимость скорости фильтрации от гидравлического градиента

и глин ^ф= 10—8 см/с, то окажется, что при одном и том же градиенте за одно и то же время вода пройдет в песке путь в 10 км, а в глине — в 1 см.

влагавлагаПонятие о начальном градиенте. Движение воды в порах грунта происходит по закону ламинарной фильтрации (кривая 1 на рис. 2.6), когда грунт содержит свободную воду в порах, большая часть которых сообщается друг с другом. В плотном глинистом грунте,-в порах которого не содержится свободной воды или если таковая находится в разобщенных между собой

влага

влага

относительно крупных порах, т. е.

содержится в грунте преимущественно в виде гидратных оболочек связанной воды, "окружающих частицы грунта, как показали исследования С. А. Роза, Б. Ф. Рельтова и др., фильтрация воды начинается лишь при градиенте, большем

некоторого значения, необходимого для преодоления сопротивления ее движению вязких водно-коллоидных пленок. В этом случае зависимость между градиентом и скоростью фильтрации будет иметь вид,

изображенный на рис. 2.6 кривой 2. На этой кривой можно выделить два основных участка: криволинейный участок АВ, соответствующий переходу от момента возникновения фильтрации к моменту развития установившейся фильтрации, и участок установившейся фильтрации ВС. При больших значениях градиента зависимость между i и Уф изучена слабо.

Для участка ВС скорость фильтрации находят по выражению

^^^"^ (2Д8)

где йф—параметр прямой Пф=/(0; ia — начальный градиент, определение которого показано на рис. 2.6.

В большинстве случаев начальный участок кривой 2 можно заменить прямой (пунктир на рис. 2.6). Прямая / на рис. 2.6 соответствует зависимости Уф от i в грунтах, не обладающих начальным градиентом.

При водонасыщенных грунтах, обладающих начальным градиентом, вода практически не будет выдавливаться в зоне с небольшими градиентами и, следовательно, в этой зоне при возникшем напряженном состоянии грунт не сможет уплотняться по закону фильтрационной консолидации.

Как показывают исследования, при градиентах, меньших начального, процесс фильтрации воды развивается очень медленно (по иным законам). По-видимому, это явление можно объяснить ползучестью связанной воды. Процесс уплотнения грунтов во времени при градиентах, меньших iH, будет развиваться на несколько порядков медленнее, чем при фильтрационной консолидации. В связи с этим его часто не учитывают.

Определение коэффициента фильтрации. Для хорошо фильтрующих грунтов (супесей, песков и др.) коэффициент фильтрации определяют с помощью простейшего прибора (рис, 2.7,а), состоящего из

Рис. 2.7. Схемы установок для определения коэффициента фильтрации а — песка; б — глинистого грунта

трубы длиной L, заполненной грунтом, и двух трубок — подводящей и отводящей воду. При разности напоров Н2—Н\ вода будет фильтроваться под действием градиента I, вычисляемого по формуле (2.16). Собрав воду в колбу, находят объем воды V, профильтровавшейся за время t. Тогда можно записать

где F— площадь поперечного сечения образца грунта.

Из этого выражения находим k^ = VIFU, При глинистых грунтах, даже не обладающих начальным градиентом, для определения коэффициента фильтрации приходится создавать большой напор. Тогда значение Аф можно определить с помощью прибора конструкции Б. И. Далматова (рис. 2.7,6). В этом приборе образец грунта 5 помещается в кольцо 1, устанавливаемое на фильтрующее днище 6. Сверху располагается фильтрующий поршень 4. Вода поступает со значительным давлением под фильтрующее днище, проходит через образец грунта, заполняет пространство над поршнем и выливается в колбу. Для ускорения процесса фильтрации камера над поршнем заранее заливается водой. Как установлено опытами, вследствие образующегося выпуклого мениска вода поступает в колбу периодически сразу в относительно большом количестве. Для устранения возникновения мениска на уровне сливного отверстия устанавливается пластинка 3 с вырезом в месте отверстия. Это способствует капельному поступлению воды в колбу. Для исключения испарения воды прибор герметизируется завинчивающейся крышкой 2.

Для предотвращения движения воды вдоль стенок кольца к фильтрующему поршню прикладывают внешнюю нагрузку, большую структурной прочности грунта. Если это по каким-либо причинам нежелательно, используют образец, имеющий диаметр на 8—10 мм меньше внутреннего диаметра кольца, и зазор между грунтом и стенками кольца заполняют очень вязким веществом, не фильтрующим под прикладываемым напором.

С помощью рассмотренного прибора можно устанавливать коэффициент фильтрации суглинков и глин от текучей до тугопластичной консистенции при Аф^ 10"9 см/с.

Коэффициент фильтрации для расчета притока воды в котлованы и в другие выработки вследствие слоистости грунтов, особенно песков и супесей, рекомендуется определять в полевых условиях методом пробных откачек или путем налива воды в скважины.

са уплотнения грунтаса уплотнения грунтаРис. 2.8. Модель деформации грунта, полностью насыщенного водой, во времениРис. 2.8. Модель деформации грунта, полностью насыщенного водой, во времениМодель водонасыщенного грунта. Для лучшего понимания процес- рассмотрим механическую модель грунтовой массы. В стакан 1 (рис. 2.8) поставим пружину 5 и до ее верха нальем практически несжимаемую (не содержащую воздуха) воду 4. На поверхность воды и верх пружины поставим поршень 2 с отверстием малого диаметра и приложим к поршню нагрузку 3, создающую давление р.

са уплотнения грунта

са уплотнения грунта

Рис. 2.8. Модель деформации грунта, полностью насыщенного водой, во времени

Рис. 2.8. Модель деформации грунта, полностью насыщенного водой, во времени

ни давление полностьюни давление полностьюВ первый момент времени после загру- жения (при /=0), пока несжимаемая вода не успела выйти из отверстия, поршень еще не смог переместиться по вертикали. Следовательно, пружина не могла деформироваться, и усилие в ней, отнесенное к единице площади поршня, рг будет равно нулю" (рг=±0). В воде же возникает давление р^ — — р. Таким образом," в первый момент време- передается на воду.

ни давление полностью

ни давление полностью

По мере выдавливания воды из стакана через отверстие в поршне последний будет опускаться. Это вызовет развитие все большей деформации пружины. В течение этого процесса значение ргс будет уменьшаться, а значение рг увеличиваться. При этом будет сохраняться ра

венство

\z4-Pt» = P- ФЛЭ)

После выдавливания определенного количества воды из-под поршня давление р будет полностью передано на пружину, т. е. при t—оо Pw=0 и pz=p.

Эта механическая модель в известной степени иллюстрирует деформацию полностью насыщенного водой грунта, не обладающего структурной прочностью и ползучестью скелета. При сжатии образца водонасыщенного грунта, помещенного в одометр, в поровой воде возникает давление pw. По мере выдавливания воды из образца давление в поровой воде падает, а давление рг в деформирующемся скелете грунта увеличивается. Таким образом, давление в пружине моделирует давление в скелете грунта, а давление в воде соответствует давлению в поровой воде. .

Если в поровой воде содержится воздух в растворенном виде или в виде пузырьков, то она будет мгновенно деформироваться сразу после приложения нагрузки. Это можно исследовать с помощью той же модели (см. рис. 2.8). В данном случае вследствие сжатия воды после приложения нагрузки часть давления будет передаваться на воду, а часть на скелет, т. е. будет справедливо выражение (2.19). Чем большей сжимаемостью обладает поровая вода, тем большая часть усилия в начальный момент времени будет передаваться на скелет. Во все последующие отрезки времени после загружения давление в воде будет уменьшаться вследствие выдавливания ее из грунта. Этот процесс будет развиваться, пока все давление не будет передано на пружину (скелет грунта). -

В водонасыщенном грунте, обладающем ползучестью, деформации будут развиваться во времени как в результате постепенного выдавливания воды из пор грунта, так и вследствие ползучести самого скелета. Этот вопрос рассмотрен в § 20.

Понятие об эффективном и нейтральном давлении. Механическая модель (см. рис. 2.8) наглядно демонстрирует, что в процессе уплотнения грунта в нем одновременно действуют две системы давлений: давление в скелете грунта, называемое эффективным, и давление в поровой воде, называемое нейтральным. Эффективное давление характеризует напряженное состояние скелета грунта. Под этим давлением грунт уже деформировался, т. е. уплотнился и упрочнился. Следовательно, это давление эффективно сказывается на состоянии грунта. Нейтральное же давление не сказывается на напряженном состоянии скелета полностью водонасыщенного грунта, т. е. оно нейтрально для такого грунта.

Обозначим эффективное давление рСк, а нейтральное давление р^. Руководствуясь выражением (2.19), можем записать

Р ” Рек + Pw- '

Отсюда эффективное давление

Рек = Р — Рия где р — полное, или тотальное, давление, действующее в грунте.

Эти рассуждения справедливы только для грунта, полностью насыщенного водой. Если же поровая вода содержит воздух в растворенном виде или в виде пузырьков, то, как показали опыты, проведенные в ЛИСИ, после приложения к образцу грунта гидростатического давления он получает деформации, так как объем поровой воды, содержащей воздух, уменьшается. В таком случае давление в поровой воде нельзя 3* ■

считать нейтральным. Однако и в этих опытах гидростатическое давление передавалось частично на воду, заключенную в порах, и частично на скелет грунта.

§ 6. СОПРОТИВЛЕНИЕ ГРУНТОВ СДВИГУ. ЗАКОН КУЛОНА

Грунты в основании вооружений, а также при неодинаковых отметках их поверхности испытывают воздействие не только нормальных, но и касательных напряжений. Когда касательные напряжения по какой- либо поверхности в грунте достигают его предельного сопротивления, происходит сдвиг одной части массива грунта по другой.

Сопротивление грунта сдвигу (предельное) может быть установлено испытанием его образцов на прямой сдвиг (срез), путем трехосного сжатия, вдавливания штампа с шаровой или конусообразной поверхностью, по результатам среза грунта крыльчаткой по цилиндрической поверхности и другими способами.

Сопротивление сдвигу сыпучих грунтов. Если образец песка I 1 поместить в сдвиговой прибор в виде кольца, разрезанного по гори- 1 зонтальной плоскости (рис. 2.9, я), то, приложив силу Р и постепенно

Рис. 2.9. Схема прибора для испытания грунта на сдвиг (а) и графики сопротивления сдвигу сыпучего (б) и связного (в) грунта

увеличивая силу Т, можно достигнуть среза (сдвига) одной части образца по другой приблизительно по линии, обозначенной пунктиром. Прибор имеет нижнюю неподвижную обойму 4, верхнюю подвижную обойму 3 и зубчатые фильтрующие пластины сверху и снизу 2.

Если мы проведем несколько таких опытов при различном давлении p — P^F, где F— площадь образца в плоскости среза, то получим, что чем больше р, тем больше предельное сопротивление грунта сдвигу тПр. По данным экспериментов построим зависимость предельного сопротивления сыпучего грунта сдвигу тПр от давления (рис. 2.9,6). На основе многочисленных опытов установлено, что для несвязных (идеально сыпучих) грунтов экспериментальные точки в пределах обычных изменений давлений (до 0,5 МПа) оказываются на прямой, выходящей из начала координат. В таком случае для любого нормального напряжения pi

Tinp = Pitgq),(2.20)

где tgcp = f — коэффициент, характеризующий трение грунта о грунт, который называют коэффициентом внутреннего трения; <р— угол внутреннего трения. Зависимость (2.20) установлена еще в 1773 г. Ш. Кулоном. Она выражает закон сопротивления сыпучих грунтов сдвигу, который формулируется так: предельное сопротивление сыпучих грунтов сдвигу прямо пропорционально нормальному напряжению. Этот закон называется законом Кулона по имени установившего его Ш. Ку- лона.

Сопротивление сдвигу связных грунтов. Глины, суглинки и супеси обладают связностью, интенсивность которой зависит от влажности и степени уплотненности. Как установлено в § 5, приложенная к образцу водонасыщенного глинистого грунта вертикальная нагрузка в первый момент времени передается на поровую воду. Лишь по мере выдавливания ее из пор это давление будет действовать на скелет грунта. В связи с этим грунт испытывают на сдвиг после консолидации образца, когда все возникающее нормальное напряжение будет передано на скелет грунта.

Для сохранения природной структуры глинистого грунта фильтрующий поршень и днище обычно делают плоскими — без зубцов, показанных на рис. 2.9, а. Если в таком приборе провести несколько испытаний на сдвиг одного и того же грунта, загружая образцы различным внешним давлением р, то получим в общем случае криволинейную зависимость предельного сопротивления грунта сдвигу тпр от р (рис. 2.9,в). Криволинейность зависимости наиболее ощутима при малых значениях р. При давлениях в диапазоне 0,05—0,5 МПа практически имеем прямую, описываемую уравнением

Tjnp■= с -]- Pt tg ф, (2.21) где с и ф — параметры прямой.

Закон сопротивления глинистых грунтов сдвигу формулируется так: предельное сопротивление связных грунтов сдвигу при завершенной их консолидации есть функция первой степени нормального напряжения.

Следует обратить внимание, что уравнение (2.21) получено для образцов грунта, находящихся в различном состоянии по плотности, так как перед сдвигом образцы подвергались уплотнению различным давлением. Очевидно, что при этом каждый образец будет обладать своим значением сцепления, т. е. сцепление образцов одного и того же грунта, уплотненных неодинаковым давлением, будет различным. По этой причине угол наклона прямой АВ на рис. 2.9, в, строго говоря, не является углом внутреннего трения. Однако в механике грунтов параметр с принято называть удельным сцеплением, а ср —углом внутреннего трения.

Для нахождения истинных значений сцепления и угла внутреннего трения необходимо испытывать образцы, находящиеся в одном и том же состоянии по плотности. С этой целью образцы грунта иногда испытывают на сдвиг сразу же после приложения нагрузки, не дожидаясь их консолидации. Однако такое испытание не позволяет учитывать упрочнение грунтов в связи с их уплотнением в основании под действием приложенной нагрузки.'

Если прямую АВ продлить влево до пересечения с осью абсцисс, то она отсечет на ней отрезок ре (рис. 2.9,в). Величину ре часто называют давлением связности. Используя это давление, параметр сцепления (связности) грунта можно представить в виде

c = petg<p. (2.22)

Отсюда

ре = c/tg ф = c-ctg ф. (2.23)

Сопротивление сдвигу неконсолидированных грунтов. Для оценки сопротивляемости грунтов сдвигу при неполной их консолидации используют график с параметрами с и ф, приведенный на рис. 2.9, в, но нормальное напряжение уменьшают на давление в поровой воде, т. е. принимают нормальное напряжение равным давлению в скелете грунта

Рок = Р —■ Pw. (2.24)

где р — полное нормальное напряжение; pw — давление в поровой воде при неполной консолидации грунта.

Другой путь учета неполной консолидации глинистых грунтов был предложен Н. Н. Масловым. Он сводится к испытанию образцов грунта на неконсолидированный сдвиг через различные промежутки времени после приложения давлений одной и той же интенсивности. Сразу после сдвига из области среза берут пробы грунта для определения его влажности. Это позволяет построить график зависимости предельного сопротивления грунта сдвигу от влажности. Три-четыре серии таких испытаний при различных давлениях (Pi—Рз) позволяют построить семейство кривых предельного сопротивления сдвигу как функции влажности (рис. 2.10, а). Используя этот график, строят график зависимости предельного сопротивления сдвигу от давления для любой влажности, зафиксированной при испытаниях (рис. 2.10,6). Такой график позво-

Рис. 2.10. Зависимости предельного сопротивления сдвигу от влажности Щ). от давления (б) и параметров фду и Cw от влажности (в)Рис. 2.10. Зависимости предельного сопротивления сдвигу от влажности Щ). от давления (б) и параметров фду и Cw от влажности (в)Рис. 2.11. Схема четырехлопастной крыльчатки ^Рис. 2.11. Схема четырехлопастной крыльчатки ^

Рис. 2.10. Зависимости предельного сопротивления сдвигу от влажности Щ). от давления (б) и параметров фду и Cw от влажности (в)

Рис. 2.10. Зависимости предельного сопротивления сдвигу от влажности Щ). от давления (б) и параметров фду и Cw от влажности (в)

Рис. 2.11. Схема четырехлопастной крыльчатки ^

Рис. 2.11. Схема четырехлопастной крыльчатки ^

ляет устанавливать значения удельного сцепления cw и угла внутреннего трения qhv грунта, обладающего определенной влажностью. Таким образом, значения cw и tpw относятся к определенному состоянию грунта. Зная эти характеристики грунта при различных влажностях, можно построить график, зависимостей удельного сцепления и угла внутреннего трения от влажности (рис. 2.10, в).

Использование полученных значений характеристик затрудняется сложностью прогнозирования изменения влажности грунта в основании возводимых сооружений. В связи с этим при водонасыщенных грунтах, действуя в запас, чаще всего ориентируются на максимальную влажность, соответствующую природной. Для такого состояния грунтов их предельное сопротивление сдвигу можно определить наиболее точно полевыми испытаниями путем четырехлопастного среза, зондирования или пенетрации— внедрения в грунт' пенетрометра с конусообразной или шаровой поверхностью.

Четырехлопастный срез сводится к следующему. В грунт ниже забоя скважины внедряют четырехлопастную крыльчатку (рис. 2.11) и поворачивают ее вокруг вертикальной оси. Максимальное значение момента, затрачиваемого на вращение этого прибора в грунте, относят к площади цилиндрической поверхности и двух круглых поверхностей сдвига и тем самым определяют предельное сопротивление грунта сдвигу в условиях его природного состояния.

При анизотропном грунте его предельное сопротивление сдвигу по вертикальным плоскостям часто существенно отличается от его предель-

ного сопротивления сдвигу по горизонтальным плоскостям (верхнему и нижнему основаниям цилиндра вращающейся части грунта). В таком случае проводят испытания на срез двумя крыльчатками, у которых су

щественно различается отношение радиуса к высоте.

Сопротивление грунтов сдвигу при трехосном сжатии. Испытания грунта на трехосное сжатие обычно проводят в ста билом е,тр ах (рис. 2.12, а), где цилиндрический образец грунта /, заключенный в резиновую оболочку 2, предварительно подвергают всестороннему сжатию с

Рис. 2.13. Круги Мора, построенные по результатам испытания образцов грунта на сжатие в ста- билометреРис. 2.13. Круги Мора, построенные по результатам испытания образцов грунта на сжатие в ста- билометреинтенсивностью р3 путем повышения давления в жидкости 3, заполняющей полость прибора. Затем через шток 4 к поршню 5 прикладывают вертикальную нагрузку Р, создавая на грунт давление р\ (после суммирования с р3). Давления pi и р3 будут главными напряжениями (рис. 2.12,6).

Рис. 2.13. Круги Мора, построенные по результатам испытания образцов грунта на сжатие в ста- билометре

Рис. 2.13. Круги Мора, построенные по результатам испытания образцов грунта на сжатие в ста- билометре

Рис. 2.12. Схема стабилометра для трехосного испытания образца грунта (а) и напряжения, действующие на трехгранную призму, вырезанную из образца (б)

Увеличивая р\, можно достигнуть разрушения образца либо в виде сдвига по наклонной поверхности, либо в виде существенного расширения в стороны в результате уменьшения высоты.

Зная главные напряжения в момент разрушения образца, строят круг напряжений Мора (рис. 2.13). Проведя несколько таких Испытаний при различных значениях р3, находят огибающую кругов Мора. В пределах давлений, возникающих в основаниях сооружений, огибающую можно принять в виде касательной прямой, как и при испытании грунтов на прямой сдвиг. Эта прямая для связных грунтов пересекается с осью р левее начала координат, отсекая на ней отрезок ре. Полученный график аналогичен графику сопротивления сдвигу связных грунтов (см. рис. 2.9, в).

Предельное напряженное состояние в точке. Рассмотрим плоское напряженное состояние трехгранной призмы, мысленно вырезанной из образца грунта, подвергнутого трехосному сжатию (см. рис. 2.12,6). В таком случае по двум взаимно перпендикулярным плрщадкам действуют главные напряжения pi и р3, а к площадке, отклоненной на угол а от главной площадки, по которой действует наибольшее главное напряжение, будет приложена равнодействующая R, отклоненная от нормали рп на угол в. Значение угла 0 при изменении угла а от 0 до 90° сначала возрастает от нуля до некоторого Отах, а затем убывает до нуля.

Из сопротивления материалов известно, что значение 0тах может быть найдено из выражения

-^~Ps -stab»» (2.25)

Pi + Ps

Для сыпучих грунтов во всех случаях 0тах не может быть больше угла внутреннего трения ф. Следовательно, условием предельного равновесия сыпучих грунтов будет

0тах ~ ф, (2.26)

или

— =,sin<p.(2.27)

Ра + Рэ

Для связных грунтов, как отмечалось ранее, давление связности рассматривается как сила всестороннего сжатия, равная ре (см. рис. 2.9,в и 2.13). Прибавляя в выражении (2.27) к pt и р3 по ре, получим условие предельного равновесия связных грунтов

Pi — РзРл + Рз + ^РеPi — РзРл + Рз + ^Ре— sin ф.— sin ф.(2.28)(2.28)

Pi — Рз

Рл + Рз + ^Ре

Pi — Рз

Рл + Рз + ^Ре

— sin ф.

— sin ф.

(2.28)

(2.28)

Круги Мора. Рассмотрим круг Мора (см. рис. 2.13). Радиус круга АВ = (щ — р3Ш,

а отрезок О'А можно найти из выражения

О' А = ре + р3-р (Р1—Рз)/2 = Ре+ (Р1+ Рз)/2.

Зная АВ и О'А, найдем

•„ А8 Р1 — Рз

sin АО' В = ———— .

О'А Р1 + Р3 + 2ре

Сопоставляя это выражение с выражением (2.28), видим, что Z-AO'B— ф.

Итак, в результате испытания грунта на трехосное сжатие можно построить касательную к кругам Мора и определить параметры ф и с.

Для определения направления площадок скольжения (см. рис. 2.13) соединим точку В с концами отрезков напряжений рх (точка f) и рл (точка D). Из сопротивления материалов известно, что ZJBAE=2a,) где а — угол между площадкой наибольшего главного напряжения и площадкой скольжения. Поскольку 2а=90°+ф, а—45о+ф/2. Отсюда отклонение площадок скольжения от направления наибольшего главного напряжения рх будет

р = 45°-ф/2.(2.29)

§ 7. ВЫЧИСЛЕНИЕ ХАРАКТЕРИСТИК ГРУНТА

Статистический подход к определению характеристик грунта. Грунт по своей природе —тело неоднородное. Определение какой-либо его характеристики по одному образцу дает только частное ее значение, поэтому требуются многократное определение данной характеристики и статистическая обработка результатов экспериментов. Методами математической статистики обрабатывают данные, полученные для каждого инженерно-геологического элемента (слоя), выделенного по цвету, гранулометрическому составу, консистенции и визуально. Если возникает сомнение в правильности членения толщи грунта на инженерно-геологические элементы, целесообразно построить кривые вероятности для простейших физических характеристик, в частности при глинистых грунтах для показателя консистенции. При наличии на кривой двух максимумов или явного уступа рассматриваемый слой расчленяют на два-три инженерно-геологических элемента в соответствии с требованиями ГОСТ 20522—75 и для каждого из них проводят статистическую обработку.

Определение характеристик физического состояния и деформационных характеристик грунта. По данным частных определений какой- либо характеристики физического состояния грунта устанавливают ее нормативное значение Дн как среднеарифметическую величину: ■

п

1=1

где п — число экспериментов по определению характеристики; А,—частное (i-тое) значение определяемой характеристики.

Характеристики Л, используемые в расчетах, обычно называют расчетными и определяют по формуле

4 = АНМГ,(2.31)

где Аг — коэффициент безопасности по грунту.

Расчетные значения физических характеристик грунта, кроме плотности (объемной массы) грунта р, определяют при /гг= 1. Расчетное значение плотности грунта находят с учетом показателя точности оценки ее среднего значения аналогично прочностным и деформационным характеристикам грунта.

Деформационные характеристики грунта вычисляют также по формулам (2.30) и (2.31). В этом случае рекомендуется при компрессионных испытаниях определять непосредственно по данным опытов коэффициент относительной сжимаемости mD, а при полевых испытаниях штампами, загружаемыми статической нагрузкой, вычислять модуль деформации грунта £0, так как переход от mv к Ео и наоборот не точен из-за малой точности определения коэффициента р, зависящего от ц0.

Вследствие трудоемкости полевых испытаний грунта статической нагрузкой ограничиваются двух-трехкратной их повторностью.

Определение нормативных и расчетных значений прочностных характеристик грунта и его плотности. Прочностные характеристики грунта — угол внутреннего трения <р и удельное сцепление с — определяют не непосредственно из опытов, а после построения трафиков (см. рис. 2.9 или 2.13). Поскольку построение этих графиков по точкам вносит в расчеты элемент субъективности, результаты серии опытов на сдвиг аппроксимируют прямой, используя для обработки экспериментальных данных метод наименьших квадратов. Тогда нормативные значения параметров прямой сн и tgфп определяют по формулам:

п пп п

ca=T(5TiSp'~S,'i2jT,,’i):(2,32)

ппп

(2.33)

i=l1=1Z=1

где п — число экспериментов по определению сопротивления грунта сдвигу Ti при давлении рг, Л —общий знаменатель этих выражений, определяемый по формуле

пп

A = n2 P^-Qp,)2.(2.34)

Z=11=1

Расчетные значения прочностных характеристик с, <р и Rc (временного сопротивления на сжатие образцов скальной породы в водонасыщенном состоянии), а также плотности грунта р, которая используется для оценки устойчивости массивов грунтов, определяют по формуле (2.31). При определении указанных расчетных значений характеристик

коэффициент безопасности по грунту кт вычисляют по выражению

=5<2-35>

1 ± Рт

где рт — показатель точности оценки среднего значения характеристики грунта.

Знак перед показателем точности рт выбирают такой, который обеспечивает большую надежность расчета. Величину рт устанавливают по формулам:

для с иtgф

Рт = ^>(2.36)

для /^е и р

(2.37) где /а - • коэффициент, зависящий от односторонней доверитель но if вероятности а (табл. 2.1); с — коэффициент вариации определяемой характеристики, вычисляемый по формуле

У = о/Дн,(2.38)

где о— среднее квадратичное отклонение определяемой характеристики; Л11 — нормативное значение характеристики.

ТАБЛИЦА 2.1. ЗНАЧЕНИЯ КОЭФФИЦИЕНТА /а ДЛЯ ОПРЕДЕЛЕНИЯ ПОКАЗАТЕЛЯ ТОЧНОСТИ ОЦЕНКИ СРЕДНЕГО ЗНАЧЕНИЯ ХАРАКТЕРИСТИКИ ГРУНТА р т

Число степеней свободы

/а при односторонней доверительной вероятности а

0,85

|0,90

I 0,95|

0,98

|0,99

О

1,34

1,89

2,92

4,87

6,96

1,25

1,64

2,35

3,45

4,54

4

1,19

1,53

2,13

3,02

3,75

5

1,16

1,48

2,01

2,74

3,36

6

1,13

1,44

1,94

2,63

3,14

8

1,11

1,40

1,86

2,49

2,90

10

1,10

1,37

1,81

2,40

2,76

1'2

’ ,08

1,36

1,78

2,33

2,68

15

1,07'

1,34

1,75

2,27

2,60

20

1,06

1,32

1,72

2,22

2,53

30

1,05

1,31

1,70

2,17

2,46

60

1,05

1,30

1,67

2,12

2,39

Примечай и е. Число степеней свободы для нахождения с и tg ф принимается равным п — 2, а для нахождения Rc и р — равным n—1, где п — число экспериментов.

мулам:мулам:гдегдеос квадратичное отклонение для с и tgcp вычисляют ио фор-

мулам:

мулам:

где

где

(2.39)

(2.40)

(2.41)

А определяется по выражению (2.34).

Среднее квадратичное отклонение для /?с и р вычисляют по формуле

°=1/ 2(л" ~ АЙ"‘

где 4Н— нормативное значение характеристики (Я” или рн); Д» — частное значение характеристики при Ртом определении.

Пользуясь этими формулами при числе экспериментов не менее 6, определяют необходимые расчетные значения характеристик грунта. При назначении чисда определений следует иметь в виду, что чем больше опытов будет проведено, тем меньше будет при той же доверительной вероятности а значение /а (см. табл. 2.1), и, следовательно, искомое расчетное значение характеристики будет в большей степени приближаться к нормативному значению. В таком случае получится наиболее экономичное решение использования грунтов в основании.

Глава 3

ОСНОВНЫЕ ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА

СТРУКТУРНО НЕУСТОЙЧИВЫХ ГРУНТОВ

ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ

Структурно неустойчивыми называют грунты, у которых при определенных условиях сравнительно резко нарушается природная структура. К ним относят следующие грунты:

лессовые, структура которых нарушается при замачивании их под нагрузкой;

мерзлые и вечномерзлые, структура которых нарушается при их оттаивании;

рыхлые пески, резко уплотняющиеся при динамических воздействиях;

йлы и чувствительные глинистые грунты, деформационные и прочностные свойства которых резко изменяются при перемятии (нарушении их природной структуры).

Кроме того, к структурно неустойчивым грунтам относят набухающие, которые при увлажнении способны существенно увеличиваться в объеме даже под нагрузкой.

ОСНОВНЫЕ СВОЙСТВА ЛЕССОВЫХ ГРУНТОВ

Общие сведения. Лессовые отложения, обычно залегающие под растительным слоем, встречаются во многих странах мира. В нашей стране они занимают огромные территории на Украине, в Среднем и Нижнем Поволжье, в степных районах Западной Сибири, среднеазиатских республиках и других районах.

По гранулометрическому составу лессовые грунты чаще всего относятся к пылеватым супесям и суглинкам. Это — макропористые грунты, т. е. грунты, имеющие крупные поры, видимые невооруженным глазом (макропоры). Размеры макропор в десятки и сотни раз превышают размеры частиц грунта. Общая пористость лессов значительная — как правило, более 0,44. Лессовые грунты чаще всего имеют небольшую влажность (0,08—0,16) и сравнительно небольшой коэффициент водонасы- щенности - (степень влажности), обычно не превышающий 0,5. Помещенный в воду лессовый грунт быстро увлажняется и размокает, распадаясь на мелкие агрегаты и пылеватые частицы.

Рис. 3.1. Графики деформации лессового грунта при замачиванииРис. 3.1. Графики деформации лессового грунта при замачиванииа—изменение объема (компрессионная кривая); б — изменение коэффициента относительной проса- дочностиа—изменение объема (компрессионная кривая); б — изменение коэффициента относительной проса- дочностиh* — Адуh* — Аду(ЗЛ)(ЗЛ)

Рис. 3.1. Графики деформации лессового грунта при замачивании

Рис. 3.1. Графики деформации лессового грунта при замачивании

а—изменение объема (компрессионная кривая); б — изменение коэффициента относительной проса- дочности

а—изменение объема (компрессионная кривая); б — изменение коэффициента относительной проса- дочности

h* — Аду

h* — Аду

(ЗЛ)

(ЗЛ)

Для лессовых грунтов характерна столбчатая структура. При природной влажности эти грунты способны держать вертикальный откос высотой более 10 м; при увлажнении этот откос может обрушаться.

При замачивании загруженного лессового грунта наблюдается резкое уменьшение его объема, что приводит к просадке дневной поверхности и возведенных сооружений. Просадкой называют быстро развивающуюся осадку, вызванную резкими изменениями структуры грунта.

Просадочность лессовых грунтов. При увлажнении лессового грунта происходят следующие явления: размягчаются и частично растворяются

жесткие кристаллизационные связи, развивается расклинивающее действие пленочной воды, снижается прочность водно-коллоидных связей между частицами. Это при некотором давлении приводит к заплыванию макропор, вызывающему просадку. Просадочность грунта зависит от его состава, структуры и напряженного состояния, поэтому для каждого лессового грунта определяют просадочность при давлениях, которые он будет испытывать в основании сооружения. Известны случаи, когда после замачивания сравнительно большой толщи лессовых грунтов поверхность грунта проседала на 2—2,5 м.

Просадочность грунта оценивают коэффициентом относительной п р о- садочности 6щ>, который можно определить по данным компрессионных испытаний с подачей при определенном давлении воды в одометр. В результате таких испытаний строят график зависимости высоты образца от давления и характера деформации при замачивании (рис. 3.1,а), а затем находят коэффициент относительной просадочности при данном давлении по формуле

где h' — высота образца грунта природной влажности при давлении, ожидаемом на данной глубине после возведения сооружения; /Ыр — высота образца после просадки от замачивания; Ао — высота образца при природном давлении р^ на данной глубине.

Условно считают грунт просадочным при бцр^0,01. Этот коэффициент в значительной степени зависит от действующего давления. При малом давлении обычно бщ><0,01, т. е. грунт можно считать практически непросадочным. .

Если провести в компрессионных приборах серию испытаний лессового грунта с замачиванием образцов при различных нагрузках, то нетрудно получить график зависимости коэффициента относительной просадочности бпр от давления (рис. 3.1,6). Такие графики позволяют оценивать начальное просадочное давление рщ>, при котором 6пр=0,01. При меньшем давлении лессовый грунт считают практически непросадочным. Однако более правильно определять начальное просадочное давление путем налива воды в опытные котлованы. Для этого снимают растительный слой и им выполняют обвалование экспериментальной площадки. На вскрытый лессовый грунт насыпают небольшой слой песка для исключения кольматацни поверхности грунта.

В центре площадки устанавливают глубинные марки и подают в котлован воду до тех пор, пока не будет промочена вся толща лессовых грунтов. Размеры котлована в плане должны быть не менее просадочной толщи испытываемых грунтов.

Под действием дополнительного увлажнения лессовый грунт проседает не только непосредственно под дном котлована, но и за его пределами. Эта просадка сопровождается образованием трещин и уступов (рис. 3.2). Такого рода деформации отражаются на надземных сооружениях и подземных коммуникациях. Измерения с помощью глубинных

Рис. 3.2. Просадка поверхности лессового грунта при замачивании

1 — поверхность грунта после замачивания; 2 — то же, до замачивания; 3— подсыпка песка;

4 — замоченный грунт; 5 — непросадочный грунт

марок вертикальных послойных перемещений позволяют установить глубину, ниже которой грунт начинает проседать от действия собственного веса. Это давление и является начальным просадочным давлением р^. Чем больше начальное просадочное давление, тем устойчивее грунт при замачивании. Если на нижней границе просадочной толщи давление от веса сооружения, включая собственный вес грунта, не превышает начального просадочного давления, просадки можно не опасаться.

Этот же эксперимент позволяет установить тип просадочности лессовой толщи:

тип —когда под действием собственного веса грунта вся толща проседает не более чем на 5 см;

тип —когда под действием собственного веса грунта вся толща проседает более чем на 5 см.

При I типе толщи по просадочности просадка развивается преимущественно в пределах активной зоны основания, а ниже она, как правило, незначительна.

При II типе толщи по просадочности фундаменты будут получать вертикальные перемещения в результате просадки грунта как в пределах активной зоны, так и ниже ее, где грунт испытывает напряжения от действия собственного веса.

§ 10. СВОЙСТВА МЕРЗЛЫХ И ВЕЧНОМЕРЗЛЫХ ГРУНТОВ

И ФОРМЫ ИХ ЗАЛЕГАНИЯ

Основные определения. Почти на всей территории нашей страны температура воздуха зимой опускается ниже 0°С. В результате действия отрицательной температуры в течение длительного периода времени грунт с поверхности промерзает, превращаясь в мерзлый.

Мерзлыми называют грунты с отрицательной температурой, часть поровой воды в которых находится в замерзшем состоянии (в виде кристаллов льда). Известно, что неминерализованная вода замерзает при 0°С. Однако грунты замерзают при такой температуре только при наличии в них свободной неминерализованной воды, поскольку связанная вода в виде тонких пленок и минерализованная вода замерзают при более низких температурах.

На большей части территории нашей страны грунт, промерзший зимой, летом оттаивает. Однако многие районы севера и северо-востока имеют среднегодовую температуру воздуха ниже 0°С. При среднегодовой температуре воздуха ниже —2° С грунт, промерзший за зиму, часто не успевает оттаять летом. Это приводит к накоплению мерзлого грунта под слоем грунта, оттаивающего в летний период (слоем сезонного оттаивания). Чем ниже среднегодовая температура воздуха, тем этот процесс протекает быстрее. Таким путем образуется слой вечномерзлого грунта.

К вечномерзлым относят грунты, находящиеся в мерзлом состоянии в течение многих лет (обычно столетий и даже сотен тысяч лет). Этим они отличаются от так называемых перелетков (рис. 3.3, а).

Рис. 3.3, Схемы расположения слоев грунта1 — деятельный слой (слой сезонного промерзания и оттаивания) ; 2 — перелеток; 3 —• талый грунт; 4 — вечномерзлый грунт; 5 — слой талого грунта, не промерзающего зимойРис. 3.3, Схемы расположения слоев грунта1 — деятельный слой (слой сезонного промерзания и оттаивания) ; 2 — перелеток; 3 —• талый грунт; 4 — вечномерзлый грунт; 5 — слой талого грунта, не промерзающего зимой

Рис. 3.3, Схемы расположения слоев грунта

1 — деятельный слой (слой сезонного промерзания и оттаивания) ; 2 — перелеток; 3 —• талый грунт; 4 — вечномерзлый грунт; 5 — слой талого грунта, не промерзающего зимой

Рис. 3.3, Схемы расположения слоев грунта

1 — деятельный слой (слой сезонного промерзания и оттаивания) ; 2 — перелеток; 3 —• талый грунт; 4 — вечномерзлый грунт; 5 — слой талого грунта, не промерзающего зимой

образующихся в виде слоя мерзлого грунта небольшой толщины, чаще всего при наступлении периодов с температурами ниже среднегодовых или вследствие временного изменения местных условий промерзания. В дальнейшем, когда наступают более теплые годы, перелеток оттаивает. К местным условиям промерзания относятся: толщина и время образования снежного покрова, наличие и характер растительности, заболоченность, направление склона местности относительно стран света, интенсивность солнечной радиации и др.

В любом случае с поверхности грунта залегает ежегодно промерзающий и оттаивающий слой. Его часто называют деятельным сло- е м или слоем сезонного промерзания и оттаивания, поскольку в нем происходят интенсивные процессы, связанные с промерзанием и оттаиванием грунта. Различают деятельный слой сливающийся (рис. 3.3, б), когда грунт промерзает до верхней границы слоя вечномерзлого* грунта, и несливающийся (рис. 3.3,в), когда грунт не промерзает до указанной границы.

Формы залегания вечномерзлых грунтов. Характер распространения слоя вечномерзлых грунтов и его мощность в значительной степени обусловлены местными условиями промерзания и среднегодовой тем- пературой воздуха. В связи с этим в одном и том же районе этот слой может встречаться на одних площадках и отсутствовать на других (соседних). В то же время при рассмотрении районов, расположенных по одному меридиану, видно, что с юга на север мощность слоя вечномерзлых грунтов увеличивается, достигая в районе Якутска и севернее £О-

тен метров. В'южных районах распространения вечномерзлых грунтов они залегают в виде островов (островное залегание) с толщиной слоя, достигающей 20—50 м. Севернее наблюдается кружевное залегание вечномерзлых грунтов. Здесь много таликов, т. е. площадок, где слой вечномерзлых грунтов отсутствует. Далее на север эти талики постепенно разобщаются, уменьшаются и, наконец, пропадают. Еще севернее наблюдается сплошное залегание вечномерзлых грунтов с толщиной слоя обычно более 100 м. В этих районах талики по всей глубине залегания вечномерзлых грунтов встречаются лишь под достаточно большими реками и озерами.

Мерзлые и вечномерзлые грунты могут иметь слитную, слоистую и ячеистую (сетчатую) морозную (криогенную) текстуру.

Грунты слитной морозной текстуры (рис. 3.4, о) содержат преимущественно лед-цемент без крупных включений. Иногда в грунтах слитной текстуры имеются сравнительно небольшие включения льда в виде гнезд. Слитная текстура характерна для грунтов крупнообломочных, гравелистых и всех песков, кроме пылеватых. Глинистые и пылеватые грунты обладают слитной текстурой лишь при малой влажности.

а)б)а)б)Рис. 3.4. Морозные текстуры грунтаРис. 3.4. Морозные текстуры грунта

а)б)

а)б)

Рис. 3.4. Морозные текстуры грунта

Рис. 3.4. Морозные текстуры грунта

Слоистая морозная текстура (рис. 3.4, б) характерна для глинистых грунтов и пылеватых песков, находящихся в вечномерзлом состоянии. Такая текстура обнаруживается преимущественно в верхних слоях вечномерзлых грунтбв До глубину 15—25 м и значительно реже на больших глубинах. Слоистая текстура образуется при одностороннем промерзании достаточно увлажненных грунтов и при подтоке (миграции) воды из нижних водоносных горизонтов. Строительные качества грунтов со слоистой текстурой обычно низкие.

Ячеистая (Сетчатая) морозная текстура (рис. 3.4, в) образуется при промерзании глинистых грунтов, находящихся в сильно увлажненном состоянии в результате свободного подтока воды. Она характерна для верхней части деятельного слоя, если он сильно обводнен.

В вечномерзлбм грунте иногда имеются весьма крупные включения льда в виде линз й слоев толщиной в несколько метров либо в виде клййьев. Цри застройке территорий эти включения, можно рассматривать как горную породу.

Явления, происходящие при замерзании грунта. Если образец талого глинистого грунта помеМпъ в морозильную камеру и измерять изменение его температуры, получается характерная кривая с четырьмя участками (рис. 3.5,а), участок АВ соответствует понижению температуры с переохлаждением поровой воды. Участок ВС характеризует резкое повышение температуры, связанное с кристаллизацией части воды в образце, до температуры начала замерзания 1Нд. Участок CD, параллельный оси времени Т, характеризует переход значительной части но-

ровой воды в лед. После этого происходит постепенное понижение температуры уже замерзшего образца (участок DE). В этот период в порах грунта замерзает вода, не замерзшая при температуре начала замерзания.

Наличие в мерзлом грунте незамерзшей воды подтверждают калориметрические опыты с замороженными и выдержанными при определенной температуре образцами грунта. Если такие образцы поместить в калориметр с водой и измерить количество калорий, потребных для их оттаивания, то по скрытой теплоте плавления льда можно найти содер-

Рис. 3.5. Графики процесса замерзания грунта (а) и содержания незамерзшей воды при различных отрицательных температурах (б) для образцов/ — глины; 2 — суглинка; 3 — супеси: 4 — пескаРис. 3.5. Графики процесса замерзания грунта (а) и содержания незамерзшей воды при различных отрицательных температурах (б) для образцов/ — глины; 2 — суглинка; 3 — супеси: 4 — песка1212Рис. 3.6. Схема миграции влаги к фронту промерзанияРис. 3.6. Схема миграции влаги к фронту промерзания

Рис. 3.5. Графики процесса замерзания грунта (а) и содержания незамерзшей воды при различных отрицательных температурах (б) для образцов

/ — глины; 2 — суглинка; 3 — супеси: 4 — песка

Рис. 3.5. Графики процесса замерзания грунта (а) и содержания незамерзшей воды при различных отрицательных температурах (б) для образцов

/ — глины; 2 — суглинка; 3 — супеси: 4 — песка

12

12

Рис. 3.6. Схема миграции влаги к фронту промерзания

Рис. 3.6. Схема миграции влаги к фронту промерзания

жание льда в них. По данным, полученным в таких опытах, находят количество незамерзшей воды при соответствующей температуре. Серия опытов с замороженными и выдержанными при различных температурах образцами позволяет построить график содержания незамерзшей воды в различных грунтах (рис. 3.5,6). Такие опыты показывают, что чем мелкодисперснее грунт, тем больше в нем при данной температуре содержится незамерзшей воды. С понижением температуры количество незамерзшей воды уменьшается. Однако даже при очень низких температурах (—70° С и ниже) небольшое количество воды в глинистых грунтах находится в незамерзшем состоянии. Наличие в мерзлом грунте незамерзшей воды существенно отражается на его свойствах (прочности, деформативности и др.).

При строительстве часто приходится учитывать возможность увеличения объема грунта при промерзании — его морозное пучение. Пучению подвержены глинистые грунты, а также пылеватые и мелкозернистые пески. Пучение лишь частично объясняется тем, что объем воды, содержащейся в грунте, увеличивается при ее замерзании приблизительно на 9%, поскольку при замерзании даже всей поровой воды увеличение объема грунта редко превышало бы 3—4%. В то же время опыты и наблюдения в натуре показывают, что увеличение объема грунта при его промерзании иногда достигает 50 и даже 100%. Увеличение объема грунта при его промерзании сопровождается резким увеличением влажности грунта с выделением льда в виде линз и других включений. Пучение грунта развивается вследствие притока воды к фронту промерзания из нижележащих слоев грунта. Миграция влаги (рис. 3.^ обусловливается главным образом движением пленочной воды 4, окружающей твердые частицы 3, вследствие разности сил притяжения молекул воды к поверхности твердых частиц у фронта промерзания, где толщина гидратных оболочек 2 резко уменьшается из-за включения молекул воды в состав растущих кристаллов льда 1, и несколько ниже гра-

ницы промерзания, а также движением свободной воды по капиллярам.

Аналогичное пучение происходило при образовании верхних слоев вечномерзлого грунта. При протаивании этих слоев, а также грунтов, содержащих клинья и слои льда толщиной в несколько метров, неизбежны значительные просадки. Поэтому при протаивании вечномерзлых грунтов в основании зданий и сооружений часто наблюдаются просадки, приводящие к их деформации или даже разрушению.

Состояния вечномерзлых грунтов. Вечномерзлые грунты могут находиться в твердомерзлом, пластичномерзлом и сыпучемерзлом состоянии.

Твердомерзлые грунты прочно сцементированы льдом. При относительно быстром приложении нагрузки происходит их хрупкое разрушение. Под нагрузками от сооружений такие грунты практически несжимаемы (модуль деформации £'о>100 МПа). Незасоленные грунты находятся в твердомерзлом состоянии при температуре ниже tT, соответствующей переходу грунта из пластичного в твердомерзлое состояние:

ГрунтыР, *С

Крупнообломочные. .......... О

Пески:

крупные и средней крупности --0,1

мелкие и пылеватые —0,3

Супеси.,,,....—0,6

Суглинки .—1,0

Глины .................-—1,5

Для заторфованных и засоленных грунтов значение /г определяется экспериментально.

Пластичномерзлые грунты сцементированы льдом, но обладают вязкими свойствами. Эти грунты характеризуются достаточно большой сжимаемостью (Ео<Ю0 МПа). Температура пластичномерзлых песчаных грунтов колеблется в пределах от температуры начала замерзания /н.з до температуры перехода в твердомерзлое состояние tT.

Сыпучемерзлые грунты — это грунты, имеющие отрицательную температуру, но не сцементированные льдом. К ним относятся крупнообломочные, гравелистые и песчаные грунты с суммарной влажностью Гс<0,03.

Состав и физические свойства вечномерзлых грунтов. Обязательной составной частью мерзлых грунтов, прибавляемой к трем компонентам, из которых состоят талые грунты/ является лед. В связи с этим мерзлые грунты образуют четырехкомпонентную (четырехфазную) систему, состоящую из твердых частиц, незамерзшей воды, воздуха или иного газа н льда (пластичного тела).

Свойства мерзлых грунтов в значительной степени зависят от количества содержащейся в них незамерзшей воды и свойств льда. Как уже было сказано, количество незамерзшей воды в грунте определяется калориметрическим методом. Оно зависит от гранулометрического состава, обменных катионов, засоленности и температуры грунта.

На основе проведенных исследований1 Н. А. Цытович еще в 1945 г. установил один из основных принципов механики мерзлых грунтов, который читается так: сколичество, состав и свойства незамерэшей воды и льда, содержащихся в мерзлых грунтах, не остаются постоянными, а изменяются с изменением внешних воздействий, находясь в динамическом равновесии с последними»*.

♦"11>еготачГ^ А. Механика гмерздмх грунтов (обща* и прикладная). Л» Высш, шкала, 1973. с. 44.

4—4Я5

Этот принцип устанавливает зависимость между количеством незамерзшей воды в данном грунте и его температурой. При повышении температуры мерзлого грунта в нем уменьшается содержание льда и увеличивается количество незамерзшей воды, и наоборот. Кроме того, этот принцип указывает, что количество незамерзшей воды в данном грунте зависит от давления. При повышении давления увеличивается количество незамерзшей воды и уменьшается содержание льда, и наоборот. Прочность же мерзлых грунтов и их деформативность в значительной степени зависят от содержания незамерзшей воды. В связи с этим указанный принцип является основополагающим.

Поскольку мерзлый грунт является четырехкомпонентной системой, для оценки его физического состояния экспериментальным путем необходимо определять четыре основные характеристики:

плотность (объемную массу) мерзлого г р у н т а рм ненарушенной (природной) структуры;

плотность (объемную массу) твердых частиц грунта ps (плотность воды принимается равной 1 т/м3, плотность льда — 0,9 т/м3); -

суммарную весовую влажность мерзлого грунта №с, зависящую от содержания в нем воды и льда;

количество (весовое содержание) незамерзшей воды WH при температуре в условиях природного залегания грунта или при возможных изменениях температуры.

Плотность (объемная масса) мерзлого грунта равна отношению массы образца gTp, находящегося в мерзлом состоянии, к его объему Vip,T. е. рм=^гр/Игр. Масса образца грунта природного сложения определяется достаточно точно взвешиванием. Объем устанавливается выпиливанием образца определенной формы и размеров или при отрицательной температуре в пикнометре, заполненном керосином.

Плотность (объемная масса) твердых частиц мерзлого грунта ps определяется с помощью пикнометра, так же как для талых грунтов.

Суммарная весовая влажность мерзлого грунта ^с равна отношению массы всех видов воды в грунте, испаряющейся при температуре 105° С, к массе твердых частиц. В составе суммарной влажности учитываются и включения льда, поэтому значение Wc зависит от места взятия пробы. Наименьшая ошибка получается при отборе пробы по всему слою грунта из' вертикальной бороздки, устраиваемой в стенке шурфа, или вдоль колонки монолитов, взятых из данного слоя. Суммарная влажность слагается из влажности, обусловленной включениями льда ^в и влажности грунта между включениями льда ^гр- Последняя в свою очередь делится на две слагаемые, обусловленные льдом-цементом (№ц) и незамерзшей водой (W^. Следовательно,

Wc^WBWrp = WB-Wu-WH. (3.2)

Если известны суммарная влажность №с, найденная бороздковым способом, и влажность грунта W^rp, установленная по образцу, тщательно отобранному между прослойками, то по их разности находят значение Жв—ГСс—IFrp. Иногда при взятии образца грунта тщательно замеряют толщину всех прослоек льда и по этим данным находят значение №в. Это позволяет вычислить значение №%. Влажность, обусловленную льдом-цементом, находят по разности №ц=№Гр—WV При этом количество незамерзшей воды определяют калориметрическим способом по образцам грунта нарушенной структуры. Так как результаты таких расчетов в значительной степени зависят от тщательности отбора об-

разцов мерзлого грунта, допускается принимать значение Frp равным влажности грунта на границе раскатывания, т.е. принимать Wrp=WP.

Количество незамерзшей воды WH ориентировочно, можно определять по формуле СНиП II-18-76

где few —коэффициент, зависящий от числа пластичности грунта, определяемый по табл. 3.1; №р —влажность грунта на границе раскатывания.

ТАБЛ ИЦ А 3.1. ЗНАЧЕНИЯ КОЭФФИЦИЕНТА^

Грунты

Число пластичности

кщ при температуре, °C

—0,3

| —0,5

1 -1

——3 | —6

-10

Пески и супеси .

1р < 0,02 \

0

0

0

0

0

0

Супеси

0,02 </р <0,07

0,60

0,50

0,40

0,33

0,28

0,25

( 0,07 <1р <0,13

0,70

0,65

0,60

0,48

0,43

0,40

Суглинки . . . .

1 0,13</р < 0,17

0

0,75

0,65

0,53

0,48

0,45

Глины

0,17</р

0

0,95

0,90

0,63

0,58

0,55

Найдя по формуле (3.3) значение Ж, для различных температур, можно построить график зависимости Жн от температуры.

Зная четыре основные характеристики грунта рм, ps, ^с и №н, можно вычислить ряд характеристик, необходимых при расчетах. К ним прежде всего принадлежит относительная льдистость мерзлого грунта I, равная отношению массы включений льда и льда- цемента к массе всех видов воды в грунте, создающих влажность:

Для расчетов широко используют объемную льдистость мерзлого грунта, обуслов л енну ю включениями льда, Лв, равную отношению объема включений льда к объему мерзлого грунта (с учетом и включений льда), и суммарную объемную л-ьдистость мерзлого грунта Лс, равную отношению объема содержащегося в грунте льда всех видов к объему мерзлого грунта, Эти две характеристики определяют по формулам:

В Рл + р5(^с-0,1^н)'

лс_лв + ля_ Рл(1 + Ус) .(3.6)

где рл — плотность льда; Л^ — льдистость грунта, обусловленная льдом-це;ментом.

Иногда считают целесообразным определять так называемую общую влажность Жобщ, которая показывает, какую долю от общей массы грунта (с учетом и включений льда) составляет масса влаги:

^общ = j _|_ ^ •(®J)

Зная общую влажность Ж>бщ, можно определить плотность (объемную массу) скелета мерзлого грунта

Рек — Рм (1 ^Общ)"(З-®)

По рассмотренным характеристикам легко найти массу каждой составной части единицы объема мерзлого грунта:

масса твердых частиц

бек =^8м^ ”*Жобщ)«

масса льда

5Л — Рм ^Общ G масса незамерзшей воды

§В — Рм Vобщ (1 — l) .

Суммарная масса компонентов равна плотности (объемной массе) грунта, т. е. массе мерзлого грунта в единице объема:

£ск + §л 4" ёв = Рм*

Степень заполнения пор мерзлого грунта льдом и незамерзшей водой G определяют по формуле

G =2 ~,(3.9)

где ем — коэффициент пористости — отношение объема пор, заполненных льдом, водой и газом, к объему твердых частиц грунта; pw— плотность воды.

Зная соответствующие плотности, легко найти удельный вес мерзлого грунта по формуле

Тм = Рм£

и удельный вес льда

Ул = Рл §> где g — ускорение свободного падения.

Для расчетов требуются также теплофизические характеристики грунта, а именно:

теплопроводность мерзлого Хм и талого %т грунта; теплоемкость мерзлого См и талого Ст грунта.

Эти характеристики определяют в лабораторных условиях при проведении точных опытов, а чаще принимают для различных грунтов по таблицам Норм в зависимости от плотности скелета грунта (мерзлого и талого) и суммарной влажности.

Рис. 3.7. Зависимости прочности мерзлого грунта от времени (а) и температуры (б)Рис. 3.7. Зависимости прочности мерзлого грунта от времени (а) и температуры (б)Некоторые механические свойства твердомерзлых грунтов. Как показывают исследования, проведенные Н. А. Цытовичем, С. С. Вяловым, В. В. Докучаевым и другими учеными, сопротивление мерзлых грунтов различным видам загружения зависит от продолжительности воздействия нагрузки (рис. 3.7, а) и температуры, при которой проводится опыт (рис. 3.7, б). Чем продолжительнее действует постоянная нагрузка, тем меньше длительная прочность грунта. Предел длительной прочности при данной температуре соответству

Рис. 3.7. Зависимости прочности мерзлого грунта от времени (а) и температуры (б)

Рис. 3.7. Зависимости прочности мерзлого грунта от времени (а) и температуры (б)

ет наибольшей бесконечно действующей нагрузке.

При оценке работы грунтов в основании под действием постоянных и временных нагрузок приходится исходить из длительной прочности грунта, которая зависит от температуры, льдистости и продолжительности действия нагрузки. Поскольку температура в верхней части слоя вечномерзлого грунта переменна и с глубиной понижается, задача учета всех факторов при использовании вечномерзлых грунтов в основании чрезвычайно сложна (см. гл. 12).

Если при промерзании грунт испытывал пучение, то при его оттаивании неизбежна просадка. По этой причине многие вечномерзлые грун-

ты при оттаивании получают просадку — резко уменьшаются в объеме.

При небольших толщинах включений льда, измеряемых долями миллиметра, практически невозможно взять образец, в котором присутствовал бы только лед-цемент. В то же время невозможно взять образец для испытания деформации грунта при оттаивании со средними значениями количества включений льда. В связи с этим применяют следующую методику определения характеристик деформируемости грунтов при оттаивании.

Опыты с оттаиванием грунта проводят, как обычно, с помощью предложенного Н. А. Цытовичем одометра (рис. 3.8,а), который имеет стенки и днище из нетеплопроводного материала. Используют одо-

Рис. 3.8. Испытание грунта на оттаивание

1 — кольцо одометра; 2 — направляющее кольцо; 3 — образец мерзлого грунта; 4 — фильтрующий подогревающий штамп; 5 — днище; 6 — термопара

метры больших размеров (площадью штампа 50—100 см2-), чтобы отдельные включения не играли существенной роли. Образец грунта берут по возможности с минимальным числом линз и прослоек льда, точно вырезая его по одометру и загружая внешней нагрузкой при отрицательной температуре. После затухания деформаций штамп подогревают до полного оттаивания образца грунта, что устанавливают по термопаре, вделанной в днище одометра. Затем прикладывают несколько ступеней нагрузок для определения сжимаемости грунта после оттаивания.

По результатам опыта строят кривую относительных деформаций образца грунта 6 (рис. 3.8,6) (отнесенных к первоначальному размеру образца). На этой кривой имеется вертикальный прямолинейный отрезок, длина которого соответствует коэффициенту относительной про-, садочности образца грунта, содержащего включения льда, при оттаивании. Этот коэффициент определяют по формуле

где $6 и ^ —"высвтз образца, вэяо?гящсгося-в мерзлом и талом состоянии, при неизменном давлении.

Такое испытание проводят несколько раз при различных нагрузках на образец (рис. 3.8,6).

Как известно, при сравнительно небольших изменениях давления значения бегт связаны с давлением, при котором произведено оттаивание, линейна Поэтому зависимость бОтт от р (внешнего давления) должна иметь вид прямой (рис. 3.8,в). Однако при грунтах, содержащих лед в виде включений, прямая часто не получается, так как испытываемые образцы содержат различное количество включений льда.

Чтобы избежать таких расхождений и точно определить просадоч- вость рассматриваемого слоя грунта, необходимо установить разность

средней суммарной льдистости слоя грунта Лс, устанавливаемой при изысканиях, и суммарной льдистости каждого образца Ло, испытанного при оттаивании. Тогда коэффициент просадочности данного слоя грунта при данной нагрузке будет

^отт ~ ^^ОТТ 4~ (^С ^(3.11)

где Диотт — изменение пористости образца грунта или относительная просадка при оттаивании под данной нагрузкой; ArtoTT=Sou/Лм (здесь S0TT — перемещение поршня при оттаивании; /iM— высота образца мерзлого грунта до испытания).

Найдя несколько значений 60тт при различных внешних давлениях, можно построить график изменения 60тт при изменении давления р. Эта зависимость описывается выражением

60ТТ — Ао т ^отн Р>(3.12)

где Ао — коэффициент оттаивания грунта; аОтн — коэффициент относительной сжимаемости при оттаивании.

Зная эти коэффициенты, определяют осадку фундаментов в процессе оттаивания.

ОСНОВНЫЕ СВОЙСТВА НЕКОТОРЫХ СТРУКТУРНО НЕУСТОЙЧИВЫХ ГРУНТОВ

Рыхлые пески. Природная структура рыхлых песков легко нарушается при динамических воздействиях (вибрации или сотрясении). Уровень необходимого воздействия, измеряемый обычно ускорением, зависит от плотности сложения песка. Ускорение, при котором песок начинает уплотняться, называют критическим. При динамическом воздействии больше критического происходит уплотнение песка, проявляющееся с нарушением природной структуры, т. е. просадка. При этом компрессионная кривая будет аналогична кривой, приведенной на рис. 3.1, а. Значение относительной просадочности песка при данном динамическом воздействии может быть найдено из выражения (3.1). При этом К' будет высотой образца до динамического воздействия; йпр — то же, после динамического воздействия, a ho — то же, при природном давлении.

Чем больше плотность сложения песка, тем при большем значении критического ускорения начинается его уплотнение. Сплошная распределенная нагрузка также ведет к повышению значения критического ускорения. Однако при местной нагрузке наблюдается обратная картина. Это объясняется влиянием касательных -напряжений, возникающих в грунтах.

Илы и чувствительные глины. Некоторые глинистые грунты, в частности илы, резко меняют свои прочностные и деформационные характеристики при нарушении их природной структуры даже без изменения влажности. Это свидетельствует о значительном влиянии структурных связей на механические свойства грунтов. Показателем структурности грунтов служит индекс их чувствительности

7f = T1/t2,(3.13)

где Ti и Т2 — предельное сопротивление грунта сдвигу при ненарушенной и нарушенной структуре.

Индекс чувствительности 1р для многих глинистых грунтов равен двум—четырем. Для очень чувствительных глин он достигает восьми и даже более. Поэтому при разработке котлованов и возведении фундаментов в таких грунтах иногда применяют специальные меры для сохранения их природной структуры.

Набухающие грунты. Многие глинистые грунты меняют свой

объем с изменением влажности. Наиболее значительно изменяется объем глины, содержащей большое количество частиц глинистого минерала монтмориллонита. Зависимость объема образца глинистого грунта от влажности обусловлена тем, что вода адсорбируется на поверхностях частиц в виде гидратных оболочек. При близком располо

жении частиц друг к другу вода, стремясь к равновесному состоянию, раздвигает частицы до полного насыщения образца грунта водой. Кроме того, глинистые частицы, состоящие из минерала монтмориллонита, кристаллы которого имеют пакетную структуру, способны впитывать в себя воду вследствие увеличения расстояний между пакетами молекул. Процессу набухания препятствуют сопротивление сцепления, развивающееся между отдельными частицами и их агрегатами, и действующее напряжение. При некотором напряжении набухания не происходит.

Рис. 3.9. Изменение объема набухающего грунта при увлажненииРис. 3.9. Изменение объема набухающего грунта при увлажненииМинимальное напряжение, при котором прекращается набухание, называется давлением набухания рп. Когда на всех глубинах в слое глины действующее суммарное давление больше давления набухания, перемещения грунта вверх при замачивании не происходит.

Рис. 3.9. Изменение объема набухающего грунта при увлажнении

Рис. 3.9. Изменение объема набухающего грунта при увлажнении

Набухаемость грунтов оценивают коэффициентом относительного набухания бн, который находят испытанием грунта в одометре. Для этого образец набухающего грунта помещают в кольцо одометра (см. рис. 2.1) и загружают давлением, которое ожидается на данной глубине от возво-

димого сооружения. Затем в одометр подают

воду. В результате набухания образца грунта поршень одометра перемещается вверх. По данным испытания можно построить кривую (рис. 3.9), из которой коэффициент относительного набухания

(3.14)(3.14)л 1V “ h

(3.14)

(3.14)

н~ и ’

где h'— высота .образца грунта ненарушенной структуры под давлением, ожидаемым в основании сооружения, после замачивайня; h — то же, до замачивания.

Набухающие грунты при высыхании, как правило, дают усадку, которая может приводить к деформации сооружений, особенно выделяющих тепло.

Глава 4

ОПРЕДЕЛЕНИЕ НАПРЯЖЕНИЙ В МАССИВЕ ГРУНТА

ПРИМЕНИМОСТЬ РЕШЕНИЙ ТЕОРИИ УПРУГОСТИ К ГРУНТАМ

Исследования деформируемости грунтов, в частности в одометрах, позволили прийти к следующим выводам:

грунт в большинстве случаев не является упругим материалом —- остаточные деформации грунта значительно больше упругих;

грунту не свойственна строгая линейная зависимость между напряжениями и деформациями.

Кроме того, грунт является несплошным (зернистым) материалом, состоящим из мелких частиц, между которыми располагаются поры, заполненные полностью или частично водой.

В связи с этим возникает вопрос, в каких случаях допустимо с не-

которым приближением использовать .решения теории упругости для определения напряжений и деформаций грунтов под действием внешних нагрузок? С целью выяснения этого вопроса рассмотрим характер перемещений фундамента (штампа) в случае его загружения статической нагрузкой.

Фазы напряженного состояния грунта. Пусть на поверхности грунта, обладающего структурной прочностью, - установлен жесткий штамп, загружаемый нагрузкой Р (рис. 4.1, а). Под действием этой

Рис. 4.1. Схема испытания грунта штампом (а) и графики зависимости осадки штампа от нагрузки (б и в)

нагрузки в массиве грунта происходят перемещения, величина которых будет возрастать по мере увеличения давления на основание. Вследствие развития в грунте дополнительных сверх ранее существовавших (от действия собственного веса грунта) напряжений он будет деформироваться. Интегральным выражением этих деформаций является осадка штампа S. Эта осадка S, показанная на рис. 4.1, а, при увеличении нагрузки развивается в соответствии с зависимостью 1, приведенной на рис. 4.1,6. На кривой 1 можно выделить четыре участка: ОА, АВ, ВС и CD.

Участок ОА соответствует нагрузке, при которой возникающие в грунте под основной частью подошвы штампа напряжения не превышают структурной прочности грунта рСтр- При таких напряжениях развиваются преимущественно упругие осадки и осадки, связанные с упругим последействием. Вследствие неравномерности распределения давления по подошве жесткого штампа напряжения под его отдельными частями (под краями), как правило, будут превышать рстр. Это приведет к перераспределению давления. Так как под основной частью штампа р*<рстр, деформации будут возрастать примерно пропорционально изменению нагрузки. Эту фазу напряженного состояния грунтов в основании штампа называют фазой упругих деформаций, хотя одновременно с ними развиваются деформации упругого последействия и в небольших зонах пластические деформации и деформации уплотнения. Последнее обстоятельство приводит к тому, что в пределах и этой фазы нет строгой линейной зависимости между нагрузкой и осадкой.

Когда давление под всей подошвой штампа превысит структурную прочность грунта, в основании станут развиваться деформации уплотнения. Эти деформации в пределах сравнительно небольших напряжений, обычно возникающих в основании сооружения, как показывают компрессионные испытания (см. § 4), можно принять линейно возрастающими с увеличением давления. Если бы в пределах изменения нагрузки, соответствующей участку АВ кривой 1 (см. рис. 4.1,6), деформации уплотнения развивались в пределах одного и того же объема, указанный участок кривой был бы прямолинейным. Однако это не так. При давлении, незначительно превышающем структурную прочность грунта, уплотнение развивается лишь в зоне, непосредственно примы-

кающей к подошве штампа. По мере увеличения нагрузки Р грунт будет уплотняться в пределах все большей зоны, так как в пределах все большего объема напряжения р будут превышать структурную прочность грунта. Одновременно в грунте под краями штампа, где происходит концентрация напряжений, будут развиваться пластические деформации (деформации сдвигов), усугубляя криволинейность участка АВ. Тем не менее при сравнительно небольших давлениях, обычно возникающих под подошвой фундаментов сооружений, кривую 1 на участке АВ можно с некоторым приближением заменить на прямую. Эту фазу напряженного состояния грунтов в основании называют фазой уплотнения и местных сдвигов.

При еще большем давлении зоны пластических деформаций, развиваясь в стороны, будут приводить к уплотнению грунтов и по сторонам от этих зон, вследствие чего радиус кривизны кривой 1 на участке ВС будет меньше. Этот участок соответствует значительному развитию местных сдвигов, поэтому фазу напряженного состояния грунтов в основании, соответствующую участку ВС, назовем фазой развития интенсивных деформаций сдвигов и уплотнения по сторонам от зон пластических деформаций.

Наконец, при некоторой нагрузке Р на сравнительно неглубоко заложенный фундамент произойдет резкая ©садка его с выпором грунта из основания в стороны и вверх (см. далее рис. 6.1). На кривой осадок появится практически вертикальная линия. CD, соответствующая фазе выпора.

Таким образом, для грунтов, обладающих структурной прочностью, можно приближенно выделить четыре фазы напряженного состояния, в условиях которых последовательно преобладают деформации: 1) упругие и упругого последействия; 2) уплотнения и местных сдвигов; 3) интенсивных местных сдвигов и уплотнения по сторонам от зон пластических деформаций; 4) выпирания.

Поскольку структурная прочность грунта часто незначительно превышает давление от собственного веса слоев грунта, расположенных выше точки, в которой рассматриваются деформации, зависимость между средним давлением по подошве штампа и его осадкой (при небольшом развитии пластических деформаций) и, следовательно, между напряжениями и деформациями принято считать линейной.

Основные допущения. Простейшие решения теории упругости применяют к задачам о напряженно-деформированном состоянии сплошных упругих изотропных тел. Чтобы использовать эти решения для грунтов, приходится принимать ряд. допущений и вводить некоторые ограничения.

Выше была доказана возможность принятия в пределах двух фаз напряженного состояния: упругих деформаций, а также уплотнения и местных сдвигов линейной зависимости между давлением и осадкой штампа, а также приблизительно линейной зависимости между давлением и относительной деформацией [формула (2.4)]. Следовательно, в пределах этих фаз можно принять допущение, что грунт является линейно-деформируемым телом.

Рассмотрим, как развиваются деформации грунта в основании при разгрузке штампа (см. рис. 4.1, а). Для этого будем разгружать штампы после уплотнения грунта основания нагрузкой Р, еще не вызывающей интенсивных местных сдвигов. При уменьшении нагрузки уменьшается осадка S— кривая 2 на рис. 4.1, в. После полной разгрузки кривая 2 никогда не возвращается в начало координат, поскольку грунт получает остаточные деформации. Следовательно, грунт не яв-

ляется упругим телом, что подтверждают данные компрессионных испытаний (см. рис. 2.2, а). Вследствие остаточных деформаций грунта решения теории упругости для изотропных тел можно использовать лишь при одноразовом загружении основания. Этому условию удовлетворяют задачи определения напряжений и деформаций в основании возводимых сооружений. Основания испытывают преимущественно одноразовое загружение во время возведения сооружений (как правило, без разгрузки). Кроме того, при действии вертикальных сил, направленных вниз, в основании возникают преимущественно деформации сжатия.. Поэтому решения теории упругости можно применять к указанным задачам. При повторном загружении получим кривую 3, которая будет соответствовать приблизительно линейной зависимости до значения нагрузки, ранее приложенной к штампу (см. рис. 4.1,в).

Вследствие зернистости грунта определить истинное напряжение, возникающее в какой-либо точке его массива, используя теорию упругости, невозможно. В связи с этим приходится ограничиваться определением средней интенсивности напряжения в требуемой точке основания, принимая условно, что грунт является сплошным телом. В точках контактов частиц напряжения будут во много раз больше средних значений.

Иногда грунты обладают анизотропией, обусловленной как характером их образования, так и предшествующим напряженным состоянием. Тем не менее при решении инженерных задач с некоторым приближением обычно принимают, что грунты изотропны. Это во многих случаях близко к действительности (для песков, неслоистых глин и суглинков и т. п.). При необходимости возможен учет анизотропности грунтов, но это приводит к усложнению расчетов.

Таким образом, при определении напряжений в массиве принимают, что грунт является сплошным линейно-деформируемым телом, испытывающим одноразовое загружение. При этих условиях для определения осредненных напряжений в точке массива грунта используют решения теории упругости.

ОПРЕДЕЛЕНИЕ НАПРЯЖЕНИЙ В МАССИВЕ ГРУНТА ОТ ДЕЙСТВИЯ ВНЕШНИХ НАГРУЗОК

Действие вертикальной сосредоточенной силы, приложенной к поверхности линейно-деформируемого полупространства. Рассмотрим действие вертикальной сосредоточенной силы Р, приложенной в, точке О к горизонтальной плоскости, являющейся поверхностью линейно-деформируемого полупространства, простирающегося в бесконечность ниже этой плоскости (рис. 4.2, а). От действия этой силы во всех точ-

Рис. 4.2. Схема к выводу формулы (4.1)

а — расположение точек М^ и Л12 в полупространстве; б — распределение напряжений по полушаровой поверхности с радиусом R; в — напряжения, действующие в точке Мх

ках полупространства возникает сложное напряженное состояние. В общем случае в каждой точке полупространства, несколько удаленной от точки О, будет действовать шесть составляющих напряжений ^рх,р8,рх, т*у, т^, Tzx). Решение этой задачи было выполнено Буссинеском (1885 г.).

Пусть положение точки Afi (см. рис. 4.2, а) определяется полярными координатами R и р системы координат с началом в точке приложения силы Р. Под действием силы Р точка Mv переместится в направлении радиуса R на величину Sb Чем дальше от точки О будет расположена точка Мь тем меньше будет ее перемещение. При R—oo перемещение точки Mi будет равно нулю. Следовательно, перемещение точки Mi можно принять обратно пропорциональным радиусу R. В то же время при одном и том же 'значении R перемещения точек при различных величинах угла р будут неодинаковы. Наибольшее перемещение получит точка, расположенная на оси z, т. е. при 0=0. С увеличением угла р перемещения уменьшаются, и при 0=90° (на поверхности грунта) перемещения по направлению радиуса R при малых деформациях будут равны нулю. В связи с этим можно принять, что перемещение точки Afi по направлению радиуса, кроме зоны около точки приложения силы Р, будет равно:'

„ А в

Sj=— cos ^

где А — коэффициент пропорциональности.

Эта зависимость удовлетворяет граничным условиям. • Рассмотрим теперь точку М2 на продолжении радиуса R, отстоящую от точки Mi на расстоянии dR. Руководствуясь записанным выражением, найдем перемещение точки М2 по направлению радиуса R; .

В таком случае относительная деформация грунта на отрезке dR составит

Sf — Ss ( А А \ со$р ДсозрdRR-V.dR / dR ^R^RdR'

Пренебрегая величиной RdR, малой по сравнению cR2, и учитывая линейную зависимость между напряжениями и деформациями, найдем выражение для напряжений. сжатия, действующих на площадки, перпендикулярные направлению радиуса R, без учета силы тяжести грунта:

где В — коэффициент пропорциональности между напряжениями и деформациями.

Для нахождения произведения коэффициентов АВ отсечем мысленно часть полупространства полушаровой поверхностью (рис. 4.2, б), имеющей центр в точке О и радиус R, и составим уравнение равновесия проекций на ось z всех сил, действующих на отсеченный элемент для невесомой среды. В таком случае получим

'P = f pRcos^dF^(^(б)

о

где dF -- площадь кольца полушаровой поверхности при изменении угла 0 на величину (ф."

Подставив в уравнение (б) значение pR по выражению (а) и решая его, найдем значение произведения коэффициентов АВ. Подставив его в выражение (а) , получим

3 Р

<=)

Напряжение pR действует на наклонную площадку dF. Рассматривая равновесие элементарной треугольной призмы (рис. 4.2, в), составим уравнение проекций всех сил на вертикальную ось

рг dF/cos р — pR cos ^dF = 0.

Подставив сюда значение pR по выражению (в), получим вертикальное напряжение, называемое здесь и далее в соответствии со СНиП 11-15-74 давлением, которое принимается с положительным зна-^ ком при сжатии:А

(4.1)(4.1)3 РО, =COS3 В.

(4.1)

(4.1)

Рг 2л R^ Р

Рг = ДО,Рг = ДО,?" К 2л [1 + (г/г)=]5« '?" К 2л [1 + (г/г)=]5« '3 п г3Pz~ 2л Р R» '3 п г3Pz~ 2л Р R» 'Поскольку cos ^=z(R (см. рис. 4.2, а^, найдем

Рг = ДО,

Рг = ДО,

?" К 2л [1 + (г/г)=]5« '

?" К 2л [1 + (г/г)=]5« '

3 п г3

Pz~ 2л Р R» '

3 п г3

Pz~ 2л Р R» '

Учитывая, что R^=r2-V^^ по

Аналогично могут быть найдены остальные пять компонентов напряжений в точке Mi.

Так как величина К зависит только от отношения rjz, ее легко представить в табличной форме (табл. 4.1).

ТАБЛИЦА 4.1. ЗНАЧЕНИЯ КОЭФФИЦИЕНТА А ПРИ РАЗЛИЧНЫХ ОТНОШЕНИЯХ rlz

Г/2

А

Ф

А

r/z

А

г/г

К

0,00

0,4775

0,50

0,2733

1,00

0,0844

1,5

0,0251

0,05

0,4745

0,55

0,2466

1,05

0,0744

1,6

0,0200

0,10

0,4657

0,60

0,2214

1,10

0,0658

1,7

0,0160

0,15

0,4516

0,65

0,1978

1,15

0,0581

1,8

0,0129

0,20

0,4329

0,70

0,1762

1,20

0,0513

1,9

0,0105

0,25

0,4103

0,75

0,1565

1,25

0,0454

2,0

0,0085

0,30

0,3849

0,80

0,1386

1,30

0,0402

2,5

0,0034

0,35

0,3577

0.85

0,1226

1,35

0,0357

3,0

0,0015

0,40

0,3294

0,90

0,1083

1,40

0,0317

4,0

0,0004

0,45

0,3011

0,95

0,0956

1,45

0,0282

5,0

0,0001

По формуле (4.1) с учетом табл. 4.1 находят вертикальное сжимающее давление р2> развивающееся в грунтах при действии сосредоточенной силы.

Действие нескольких сосредоточенных сил. Когда к поверхности изотропного линейно-деформируемого полупространства приложено несколько сил ^Рх, Р^ ..., Рп на рис. 4.3), то при прямой пропорциональности между напряжениями и деформациями можно использовать принцип суперпозиции и найти значение рг в любой точке М простым суммы-

рованием:рованием:■ (4-2)■ (4-2)Рг - Ki Р^ + К2 Р^ + --+Кп PJ^ •

рованием:

рованием:

■ (4-2)

■ (4-2)

Значения коэффициента К определяют по табл. 4.1 в зависимости от отношения rjz , в данном случае — в зависимости от отношений rjz, г2/2, ..., f^Z.

Действие любой распределенной нагрузки. Пусть к поверхности изотропного линейно-деформируемого полупространства в пределах площади F приложена распределенная любым образом нагрузка (рис. 4.4, а). Загруженную площадь можно разбить на небольшие прямо

угольники со сторонами bi и h и более сложные фигуры по ее контуру. С некоторым приближением нагрузку, распределенную в пределах t-ro

Рис. 4.3. Схема к расчету действия нескольких силРис. 4.3. Схема к расчету действия нескольких силРис. 4.4. Схемы к расчету действия любой распределенной нагрузки (а) и равномерно распределенного давления в пределах прямоугольной площадки загружения (б)

Рис. 4.3. Схема к расчету действия нескольких сил

Рис. 4.3. Схема к расчету действия нескольких сил

прямоугольника, можно заменить равнодействующей Р^ приложенной в центре тяжести этой нагрузки. Вертикальное сжимающее давление от действия силы Pi составит pzi=KiPiW.

Найдя давления pti от нагрузки каждой из небольших фигур, на которые разбита площадь F, и произведя суммирование этих давлений, определим давление рх от действия распределенной местной нагрузки

Pz = ^KiPi№, (4.3)

где К» — коэффициент, зависящий от отношения г,/2 (см. табл. 4.1).

Чем на большее число фигур будет разбита площадь, тем точнее будет расчет, т. е. точность расчета увеличивается с уменьшением размеров фигур; например, погрешность расчета не превысит 3%, если расстояние между точкой приложения сосредоточенной силы Рг и точкой М в пространстве в 3 раза и более превышает размеры площадки загружения, т. е. Li и Ьг-

Действие местного равномерно распределенного давления. Если закон распределения давления по поверхности ^изотропного линейно-деформируемого полупространства известен, то можно заменить элемен- торые разбита площадь F, и произведя суммирование этих давлений, равномерно распределенного в пределах прямоугольной площади загружения, для значения рх получается довольно громоздкое выражение. Однако для точек, расположенных под центром прямоугольной площади загружения А, а также под ее угловыми точками С (рис. 4.4,6), решение приводится к выражению

Рг^ар, (4.4)

где а — коэффициент, принимаемый но табл. 4.2; р —равномерно распределенное давление,

ТАБЛИЦА 4,2. ЗНАЧЕНИЯ КОЭФФИЦИЕНТА а

ос для фундаментов

прямоугольных с отношением сторон K^^ljb

m

5

1

1,2

1,4

1,6

1,8

2

2,4

2,8

3,2

4

5

5 А

SK ■ о „

Я Q.

2 С

0,0

1,000

1,000

1,000

1,000

1,000

1,000

1,000

1,000

1,000

1,000

1,000

1,000

1,000

0,4

0,949

0,960

0,968

0,972

0,974

0,975

0,976

0,976

0,977

0,977

0,977

0,977

0,977

0,8

0,756

0,800

■0,830

0,848

0,859

0,866

0,870

0,875

0,878

0,879

0,880

0,881

0,881

1,2

0,547

0,606

0,652

0,682

0,703

0,717

0,727

0,740

0,746

0,749

0.753

0,754

0,755

1,6

0,390

0,449

0,496

0,532

0,558

0,578

0,593

0,612

0,623

0,630

0,636

0,639

0,642

2,0

0,285

0,336

0,379

0,414

0,441

0,463

0,481

0,505

0,520

0,529

0,540

0,545

0,550

2,4

07214

0,257

0,294

0.325

0;352

0,374

0,392

0,419

0,437

0,449

0,462

0,470

0,477

2,8

0,165

0,201

0,232

0,260

0,284

0,304

0,321

0,350

0,369

0,383

0,400

0,410

0,420

3,2

0,130

0,160

0,187

02210

0,232

0,251

0,267

0,294

0,314

0,329

0,348

0,360

0,374

3,6

0,106

0,130

0,153

0,173

0,192

0,209

0,224

0,250

0,270

0,285

0,305

0,320

0,337

4,0

0,087

0,108

0,127

0,145

0.161

0,176

0,190

0,214

0,233

0,248

0,270

0,285

0,306

4,4

0,073

0,091

0,107

0,122

0,137

0,150

0,163

0,185

0,203

0,218

0,239

0,256

0,280

4,8

0,062

0,077

,0,092

0,105’

0.118

0,130

0,141

0,161

0,178

0,192

0,213

0,230

0,258

5,2

0,053

0,066"

■0,079

0,091

0,102

0,112

0,123

0,141

0,157

0,170

0,191

0,208

0,239

5,6

0,046

0,058

'0,069

0,079

0,089

0,099

0,108

0,124

0,139

0,152

0,172

0,189

0,223

6,0

0,040

0,051

?0,060

0,070

0,078

0,087

0,095

0,110

0,124

0,136

0,155

0.172

°,208

6,8

О,о32 0,024

0,040

i0,048

0,055

0,062

0,069

0,076

0,088

0,100

0,110

0,128

0,144

иД 84

7,6

0,022

>0,038

0,044

0,050

0,056

0,062

0,072

0,082

0,091

0,107

0,123

0 !66

8,4

0,021

0.025

, 0,032

0,037

0,042

0,046

0,051

0,060

0,069

0,077

0,091

0,105

9.150

9,2

0,018

0,022

; 0,026

0,031

0,035

0,039

0,043

0,051

0,058

0,065

0,078

0,091

0,137

10

0,015

0,019

0,022

0,026

0,030

0,033

0,037

0,044

0,050

0,056

0,067

0.079

0,126

12

0,009

0,015

0,018

0,020

0,024

0,026

0,028

0,034

0,038

0,044

0,051

0,060

0,104

При определении давления в точках, расположенных на различных глубинах под центром площади загружения, значение а принимают в зависимости от величин Кп=1]Ь и m—^zjb, где Ал— отношение сторон прямоугольной площади загружения; I— длинная ее сторона; b— ее . ширина; z— глубина, на которой определяется давление рг.

При определении значения рг на различных глубинах под угловыми / точками прямоугольной площади загружения (например, под точкой J С на рис. 4.4,6) значения а, как показал Д. Е. Польшин, также можно ] принимать по табл. 4.2 в зависимости от величин K.^=llb и т, которое Д в этом случае находят по выражению m—z[b. Давление под угловыми \ точками определяют по формуле

р2 = 0,2Бар.(4.5)

Определение давления р- по методу угловых точек. По выражению (4.5) легко найти вертикальное давление р2 под угловыми точками. Однако, согласно работам Н. А. Цытовича и К. Е. Егорова, этим выражением можно воспользоваться для определения вертикального давления pz в любой точке полупространства.

Действительно, если проекция рассматриваемой точки АГ на горизонтальную поверхность полупространства (точка М) располагается в пределах площади загружения (рис. 4.5,а), то эту площадь можно разбить на четыре прямоугольника (/—МеаД II— Mfbg, III — Mgch, IV — Mhde) таким образом, чтобы точка М являлась угловой точкой каждого из них. Тогда давление: рг найдем суммированием давлений под угловыми точками четырех площадей загружения:

Р7 = Pzl + РгП 4- РгШ 4“ PzlV = 0,25 («j + ац 4" <%ш 4" aiv) Р» (4-6)

где ai, ап, аш, агг—коэффициенты, принимаемые по табл. 4.2 в зависимости от отношения сторон площадей загружения /, //, ///, /V и отношения г (глубины расположения точки ЛК; к ширине каждой из этих площадей.

Когда проекция точки М' на горизонтальную поверхность полупространства (точка М) располагается вне пределов площади загружения (рис. 4.5,6), точку М аналогично можно представить как угловую точку фиктивных площадей загружения /, IIy III, IV (Meaf, Mgbf, Mhde, MhcgY При этом в пределах площадей II и IV фиктивная нагрузка

Рис. 4.5. Схемы к расчету давления в точке М при различном ее расположенииРис. 4.5. Схемы к расчету давления в точке М при различном ее расположении11ПШПППП1НП11ПШПППП1НП

Рис. 4.5. Схемы к расчету давления в точке М при различном ее расположении

Рис. 4.5. Схемы к расчету давления в точке М при различном ее расположении

11ПШПППП1НП

11ПШПППП1НП

Таким образом, пользуясь методом угловых точек, можно найти давление .рг в любой точке полупространства, к поверхности которогоТаким образом, пользуясь методом угловых точек, можно найти давление .рг в любой точке полупространства, к поверхности которогораспределенная нагрузка в пределах прямо-распределенная нагрузка в пределах прямо-Рис. 4.6. Линии равных напряжений (изобары) pz (а), р, (6) и Tyz (в) при действии равномерно распределен- нойлолособой нагрузкиРис. 4.6. Линии равных напряжений (изобары) pz (а), р, (6) и Tyz (в) при действии равномерно распределен- нойлолособой нагрузки

Таким образом, пользуясь методом угловых точек, можно найти давление .рг в любой точке полупространства, к поверхности которого

Таким образом, пользуясь методом угловых точек, можно найти давление .рг в любой точке полупространства, к поверхности которого

распределенная нагрузка в пределах прямо-

распределенная нагрузка в пределах прямо-

Рис. 4.6. Линии равных напряжений (изобары) pz (а), р, (6) и Tyz (в) при действии равномерно распределен- нойлолособой нагрузки

Рис. 4.6. Линии равных напряжений (изобары) pz (а), р, (6) и Tyz (в) при действии равномерно распределен- нойлолособой нагрузки

прикладывается в обратном направлении. Давление находится по выражению

^^^"Pzu + Pziii — Pziv —0125(а1 ~■ ап + аш “ aiv) Р- (4-6')

В случае расположения точки М' так, как показано на рис. 4.5, в, ее проекцию на горизонтальную поверхность полупространства (точку Л1) можно представить как угловую точку фиктивных площадей загружения Mhae (/) Mgbe (II) Mhdf (Ш), Mgcf (IV), и тогда

pz = 0,25 (^ ^an — am + aIV)p. (4.6")

приложена равномерно угольной площади.

Действие . равномерно .распределенной полосовой нагрузки (плоская задача). По мере увеличения отношения длины площади . загружения I к ее ширине задача по определению напряжений все с большим основанием может рас-, сматриваться как плоская (плоская деформация). При бесконечной длине полосы нагрузки I в каждом сечении, перпендикулярном ее продольной оси, будет одинаковая картина напряжений. Обычно

рассматривают плоскую задачу, когда /:Ь^10. В таком случае

определяют три составляющих: нормальные напряжения рг, ру и касательные напряжения туг. Указанные выше сечения остаются в процессе деформации плоскими (плоская деформация), и, следовательно, тху— "Ttz^O, а рх является функцией рг и ру.

Если во всех точках перпендикулярного продольной оси нагрузки

сечения изотропного тела определить pz, ру и ту2 и соединить точки с одинаковыми значениями каждой из этих величин линиями равных напряжений, то получим своеобразные графики (рис. 4.6). Эти графики

б)б)Рис. 4.7. Эпюры давлений рг по горизонтальным (а) и вертикальным (б) сечениямРис. 4.7. Эпюры давлений рг по горизонтальным (а) и вертикальным (б) сечениямпоказывают, что нормальные напряжения pz распространяются на значительную глубину (цифры на линиях указывают долю от нагрузки р), а нормальные напряжения ру и касательные напряжения ту2 — в пределах полутора-двух ширин полосы загружения. По этим графикам, применяя интерполяцию, можно найти значения рг, Ру И Tyz в любой точке.

б)

б)

Рис. 4.7. Эпюры давлений рг по горизонтальным (а) и вертикальным (б) сечениям

Рис. 4.7. Эпюры давлений рг по горизонтальным (а) и вертикальным (б) сечениям

Эпюры напряжений (давлений) рг по вертикальным и горизонтальным сечениям при разных значениях у и г представлены на рис. 4.7. Из рисунка видно, что в вертикальных сечениях давления ргс глубиной убывают,

Рис. 4.8. Эллипсы напряжений при действии полосовой нагрузкиРис. 4.8. Эллипсы напряжений при действии полосовой нагрузкиа в горизонтальных сечениях давления р2 будут максимальными по оси полосовой нагрузки. Это свидетельствует о том, что давления с глубиной рассеиваются на все большую площадь.

Рис. 4.8. Эллипсы напряжений при действии полосовой нагрузки

Рис. 4.8. Эллипсы напряжений при действии полосовой нагрузки

Плоское напряженное состояние изотропного тела может быть охарактеризовано главными напряжениями и их направлением. Главные напряжения в любой точке полуплоскости могут быть найдены по выражениям:

Pi = (а + sin а) p/я; р3 — (а — sin а) р/л,

где а — угол видимости полосы загружения в радианах (рис. 4.8).

Наибольшее главное напряжение р^ направлено по биссектрисе угла видимости а. Это дает возможность легко построить эллипсы напряжений (см. рис. 4.8).

ВЛИЯНИЕ НЕКОТОРЫХ ФАКТОРОВ НА РАСПРЕДЕЛЕНИЕ ДАВЛЕНИЯ

у L Влияние неоднородности напластования грунтов. Приведенные вы- чле решения справедливы, когда деформируемая толща грунтов относительно однородна. Если же она сложена из двух или большего числа слоев грунтов, обладающих существенно неодинаковой сжимаемостью (различающейся в несколько раз), то это обстоятельство иногда приходится особо учитывать при расчете. Исследования многих советских ученых (О. Я. Шехтер, К. Е. Егоров, М. И. Горбунов-Посадов и др.) показали, что при наличии жесткого подстилающего слоя — практически несжимаемого, давление рг концентрируется по оси нагрузки, увеличиваясь по мере приближения жесткого слоя к загружаемой поверхности (сплошные эпюры на рис. 4.9). Если подстилающий слой обладает значительно большей сжимаемостью, чем несущий, наблюдается, наоборот, рассеивание давления на большую площадь и уменьшение рх по оси нагрузки (штриховые эпюры на

рис. 4.9). Штрихпунктиром показана эпюра давления pz в линейно-деформи- руемом полупространстве.

Концентрация давления наблюдается также по сторонам от линз и гнезд сильно сжимаемых включений (торфянистых, илистых и др.). В то же время в самих этих линзах возникающее давление будет существенно меньше. Обратная картина наблюдается, при наличии практически несжимаемых включений, например валунов.

Действие сосредоточенной сйлы , внутри полупространства. При глубоком заложении фундаментов давление от них прикладывается не к поверхности (или вблизи от нее) линейно-деформируемого

положении подстилающего' слоя на различной глубинеположении подстилающего' слоя на различной глубинеполупространства, а на некоторой глубине h от нее внутри массива грунта. Задача по определению компонентов напряжений в любой точке полупространства при таких условиях была решена Р. Миндлином. Вертикальные нормальные напряжения pZh, согласно В. А. Кофману, можно определить по выражению

положении подстилающего' слоя на различной глубине

положении подстилающего' слоя на различной глубине

zlh

К^ при значениях r(h

0

0.2

0,4

0.6

0,8

1,0 '

0

0

0

0

0

0

0

0,4

—0,3709

—0,2582

—0,0880

—0,0024

+0,0206

+0,0202

0,8

—4,9217

—0,8510

—0,0152

+0,0590

+0,0568

+0,0440

1,2 ,

+5,1378

+1,0639

+0,2012

+0,0968

+0,0666

+0,0495

1,6

+0,6234

+0,4966

+0,2901

+0,1600

+0,0959

+0,0635

2,0

+0,2480

+0,2291

+0,1874

+0,1368

+0,0982

+0,0708

(4.8)

. Ргн = КпР№,

ТАБЛИЦА 4.3. ЗНАЧЕНИЯ КОЭФФИЦИЕНТА Kh

Примечание. Знак минус показывает растяжение.

5-495

а)а)2г2гООДеформация грунта под равномерноДеформация грунта под равномерноРис. 4.10.поверхности действиемРис. 4.10.поверхности действиемраспределенной гибкой нагрузки (а) и жесткого штампа (фундамента) с эпюрами контактных давлений (6)распределенной гибкой нагрузки (а) и жесткого штампа (фундамента) с эпюрами контактных давлений (6)РрРрРср2К1 —р2/г?Рср2К1 —р2/г?(4.9)(4.9)

а)

а)

2г

2г

О

О

Деформация грунта под равномерно

Деформация грунта под равномерно

Рис. 4.10.

поверхности действием

Рис. 4.10.

поверхности действием

распределенной гибкой нагрузки (а) и жесткого штампа (фундамента) с эпюрами контактных давлений (6)

распределенной гибкой нагрузки (а) и жесткого штампа (фундамента) с эпюрами контактных давлений (6)

Рр

Рр

Рср2К1 —р2/г?

Рср2К1 —р2/г?

(4.9)

(4.9)

где Кь. — коэффициент, определяемый по табл. 4.3 в зависимости от отношений zfh и rjh (здесь z — глубина расположения рассматриваемой точки; г — расстояние от нее до оси 2; к — глубина расположения точки, в которой приложена сосредоточенная сила Р). '

Используя это решение, Н. М. Дорошкевич путем интегрирования нашла значения напряжений р^ для нагрузки, равномерно распределенной по прямоугольной площади загружения.

Решение Р. Миндлинд справедливо, когда деформационные характеристики тела, внутри которого действует сила Р, при сжатии и растяжении одинаковы. Таким свойством грунты не обладают даже в условиях природного залегания. В связи с этим решение Р. Миндлина следует использовать с известной осторожностью.

■ 3. Распределение давления по цодощве жестких фундаментов (контактная задача). Ранее были рассмотрены задачи определения давления в массиве грунта от действия равномерно распределенной нагрузки, которая следовала за перемещениями (осадками) поверхности грунта. В этом случае в каждом горизонтальном сечении грунты испытывают наибольшее давление pz под центром нагрузки (см. рис. 4.7). Следовательно, при действии равномерно распределенной нагрузки поверхность грунта получает наибольшую осадку в центре, а наименьшую по краям и в угловых точках нагрузки, т. е. наблюдается чаша оседания (рис. 4.10,а).■

Если же нагрузка передается на грунт жестким фундаментом, то при симметричном загру- жении осадка поверхности грунта под фундаментом будет равномерной. Это повлечет за собой неравномерное распределение давления по подошве фундамента, обусловленное, в частное- * ти, резкой неравномерностью деформации поверхности грунта вокруг фундамента. Теоретическое решение этой задачи для абсолютно жест-

кого круглого штампа, выполненное Буссинеском, приводит к выражению

где рр —давление по подошве круглого фундамента на расстояний р от его центра при р^г (здесь г — радиус подошвы фундамента); рСр — среднее давление по подошве фундамента.

В этом случае эпюра контактных давлений будет «усатой» (эпюра 1 на рис. 4.10,6). Теоретически контактные давления по краям (при р=г) получаются бесконечно большими. Однако в действительности бесконечно большое давление грунты воспринимать не могут, и вследствие развития пластических деформаций контактное давление перераспределяется, уменьшаясь под краями подошвы и увеличиваясь в остальной ее части (седлообразная эпюра 2 на рис. 4.10,6).

Перераспределение давления по подошве жестких фундаментов незначительно изменяет напряжения на глубине более половины ширины

фундамента, но его необходимо учитывать при расчете конструкций фундаментов, обладающих жесткостью.

Экспериментальные данные о распределении давления р массиве грунта. С целщр проверки допустимости применения решении теории упругости к грунтам были проведены эксперименты с установкой месс- доз на разных глубинах и сложенных природными грунтами основаниях опытна фундаментов. Такие эксперименты проводили многие исследователи, в том числе М* Ю. Абелев (МИСИ), А. В. Ролла- и В. М- Чикишрр (ЛИСИ) и др.

В результате проведения экспериментов с загрузкой оснований, сложенных илами, М- Ю. Абелевым было установлено, что в илах фактическое вертикальное давление по оси, проходящей через центр круглого жесткого штампа площддвю 1 м2, превышает, начиная с некоторой глубины, давление, вычисленное исходя из линейной зависимости между напряжениями и деформациями. На рис. 4.11, а вертикальное давле-

Рис. 4.11. Сопоставление теоретических 1 и экспериментальных 2 значений давления рг в основании круглого штампа радиусом г на разных глубинах г

ние, определенное экспериментально, показано сплошными линиями, а вычисленное для слоя линейно-деформируемого грунта, подстилаемого несжимаемой породой, — штриховыми линиями.

Аналогичная картина распределения давления выявлена А. В. Голли и В. М. Чикишевым. Они проводили эксперименты с жесткими штампами площадью до 4 м2, устанавливаемыми на суглинках, находящихся в текучепластичном и мягкопластичном состоянии (рис. 4.11,6 и в).

Большее фактическое давление цо сравнению с теоретическим, начиная с некоторой глубины, свидетельствует о меньшей распределительной способности глинистых грунтов по сравнению со сплошными упругими телами. Однако расхождение между фактическим и полученным по расчету давлением в большинстве случаев не превышает 20 % -

Меньшее фактическое давление по сравнению с теоретическим на малых глубинах объясняется вычислением последнего для равномерно распределенной нагрузки, тогда как в опытах нагрузка передавалась жесткими фундаментами. При небольших нагрузках давление под центром подошвы меньше средней интенсивности вследствие концентрации его под краями площади загружения.

Обнаруженные расхождения сравнительно невелики, поэтому нри инженерных расчетах принимают распределение давления в массиве 5*

грунта в соответствии с теорией упругости, используемой для линей- но-деформируемых тел.

ааРис. 4.12. Эпюра давления р^г от собственного веса грунта / — песок; 2 — супесь; 3 — глинаРис. 4.12. Эпюра давления р^г от собственного веса грунта / — песок; 2 — супесь; 3 — глинаДавление от действия собственного веса грунта. Фактическое напряженное состояние грунтов основания при современных методах изысканий точно определить не представляется возможным. В большинстве случаев ограничиваются определением вертикального давления от действия веса вышележащих грунтов. Эпюра этого давления по глубине однородного грунта имеет вид треугольника. При слоистом залегании эпюра грунтов изображается ломаной линией (линия abode на рис. 4.12).

а

а

Рис. 4.12. Эпюра давления р^г от собственного веса грунта / — песок; 2 — супесь; 3 — глина

Рис. 4.12. Эпюра давления р^г от собственного веса грунта / — песок; 2 — супесь; 3 — глина

Для нахождения вертикального давления от действия веса грунта на глубине г мысленно вырежем столб грунта до этой глубины с единичной площадью основания и найдем суммарное давление р^г от веса столба

P6z=2jVi^,(4- Ю)

где п — число разнородных слоев в пределах глубины г; у — удельный вес грунта 1-го слоя; hi — толщина i-ro слоя.

Удельный вес водопроницаемых грунтов, залегающих ниже уровня грунтовых вод, принимается с учетом взвешивающего действия воды согласно выражению (1.10).

Когда монолитные практически водонепроницаемые глины и суглинки подстилаются слоем водопроницаемого грунта, содержащего грунтовые воды с пьезометрическим уровнем ниже уровня грунтовых вод верхних слоев, взвешивающее действие этой воды не учитывается. Так, если бы в напластовании грунтов, изображенном на рис. 4.12, слой толщиной h^ представлял собой монолитную плотную глину, а пьезометрический уровень грунтовой воды в подстилающем глину водоносном слое был бы ниже уровня грунтовой воды верхнего слоя, слой глины являлся бы водоупором, воспринимающим давление воды сверху. В таком случае эпюра вертикальны^ давлений в скелете грунта была бы изображена ломаной линией abcdmn.

Деформации от действия веса природного грунта считаются давно стабилизировавшимися. Исключение составляют свежеотсыпанные насыпи и случаи снятия взвешивающего действия грунтовой воды. При большой мощности толщи насыщенных водой сильносжимаемых грунтов, обладающих ползучестью, иногда приходится считаться с незавершенной фильтрационной консолидацией и консолидацией ползучести. Как сказано выше, вертикальное давление от действия собственного веса грунта при его горизонтальной поверхности определяется сравнительно просто. Горизонтальное давление точно установить практически невозможно. Ранее было рассмотрено горизонтальное давление на стенки одометра при увеличении вертикальной нагрузки р вовремя компрессионных испытаний. Это давление, согласно равенству (2.7), может быть выражено так:..

Рх = Рд=£Р>(2-7')

где | —- коэффициент бокового давления грунта в состоянии покоя.

Это выражение справедливо, когда давление p=pz больше структурной прочности грунта, х. е. вызывает процесс первичного сжатия.

При постепенном послойном отложении осадка (например, в условиях водных бассейнов) давление от действия собственного веса образующихся грунтов увеличивается. При этом процесс сжатия будет первичным. В таком случае есть основание считать, что горизонтальное давление под действием собственного веса грунта соответствует равенству (2.7'). Если же в результате горообразовательных процессов происходит сжатие слоя грунта в горизонтальном направлении, цапример, по направлению оси х, то в двух других направлениях давление составит

Pz = Ру = 1Рх-

. Поскольку pz не может быть больше природного давления, определяемого по формуле (4.10), величина р* находится по выражению

.Рх = РЛ-;.

(4. И)(4. И)Итак, горизонтальное давление в грунте может варьировать в пределах•

(4. И)

(4. И)

^Рг < Рх < Рг!^

Аналогичное положение будет и при уменьшении вертикального давления от действия веса грунта. Как отмечено ранее, процесс уплотне

Рис. 4.13. Эллипс напряжений от собственноговеса грунтаРис. 4.13. Эллипс напряжений от собственноговеса грунтания грунта является следствием главным образом сдвигов одних частиц грунта относительно других. Значит, в точках контактов возникает предельное напряженное состояние, которое и обусловливает минимальное значение меньшего главного напряжения в грунте. При этих обстоятельствах в процессе эрозии верхних слоев грунта вертикальное давление снижается и вытянутость вертикального эллипса напряжений уменьшается (рис. 4.13). Однако горизонтальное давление остается без изменения до тех пор, пока не возникнет предельного напряженного состояния в грунте вследствие уменьшения pz. Это произойдет лишь при рг=^рх. Следовательно, условие (4.11) справедливо и при уменьшении природного давления грунта.

Рис. 4.13. Эллипс напряжений от собственного

веса грунта

Рис. 4.13. Эллипс напряжений от собственного

веса грунта

Поскольку установить фактическое значение горизонтального давления во многих случаях

трудно, для определения давления, при котором в основании возникают пластические деформации, часто принимают шаровой тензор напряжений от действия собственного веса грунта, т. е.

Рх = Ру = Pz* (4- !2)

Это положение справедливо, в частности, при определенном динамическом воздействии, когда трение между частицами практически равно нулю и грунты ведут себя как тяжелые жидкости. Кроме того, по второму закону термодинамики напряженное состояние стремится к такому, при котором потенциальная энергия минимальна. Поскольку эллиптическое напряженное состояние обладает большей энергией по сравнению с шаровой, за многомиллионный период существования грунтов напряжения в естественных отложениях стремятся к шаровому тензору, характеризуемому равенством (4.12). -

Г л а в а 5

РАСЧЕТ ОСАДОК ФУНДАМЕНТОВ

ОСНОВНЫЕ ИСХОДНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ

Виды и природа деформаций грунта. Под действием нагрузки, приложенной к основанию сооружения через фундамент, в грунте основания возникает напряженное состояние, которое вызывает развитие его деформаций, приводящих к перемещению (осадке) фундамента и поверхности грунта вокруг него.

Поскольку в общем случае грунт состоит из твердых частиц (твердых тел) и пор, заполненных водой и воздухом (жидкостью и газом), его деформации будут развиваться в зависимости от дефор мативност.и указанных составляющих.

Виды деформаций грунта и физические причины, их вызывающие, можно систематизировать и свести в таблицу (табл. 5.1).. Эта таблица является развитием предложений Н. А. Цытовича*.

ТАБЛИЦА 5.1. ОСНОВНЫЕ ФИЗИЧЕСКИЕ ПРИЧИНЫ РАЗЛИЧНЫХ ВИДОВ ДЕФОРМАЦИЙ ГРУНТА

Виды деформаций

Физические причины деформаций

Упругие деформации с упругим последе йствием:

искажения формы

Действие молекулярных сил упругости, развивающихся при искажении структурной решетки твердых частиц и цементирующего коллоидного вещества

изменения объема

Действие молекулярных сил упругости замкнутых пузырьков воздуха, тонких пленок воды и твердых частиц

Остаточные деформации:

уплотнения

Разрушение скелета грунта и отдельных его частиц в точках контактов, вёаймный сдвиг Частйц, выдавливание поровой воды, обусловливающие уменьшение пористости (компрессию грунта)

кластические

Развитие местных сдвигов в областях предельного напряженного состояния при возможности бокового расширения грунта

просадки

Резкое нарушение природной структуры грунта при изменении условий его существования (замачивание лессов, оттаивание вечномерзлых грунтов, суффозия грунтов и др.)

набухания

Проявление расклинивающего эффекта в результате действия электромолекулярных сил и выделение из поровой воды растворенного в йей газа при понижении давления

Как правило, при расчете осадок, фундаментов рассматривают интегрально остаточные деформации уплотнения и упругие деформации искажения формы. Из упругих деформаций изменения объема учитывают только деформации замкнутых пузырьков воздуха (газа), так как деформации объема твердых частиц и воды в сотни и даже тысячи раз меньше остаточных деформаций уплотнения.

Определение конечной осадки поверхности слоя грунта при сплошной нагрузке (одномерная задача уплотнения). Пусть к поверхности

слоя грунта толщиной h. (рис. 5.1,а), лежащего на несжимаемой скальной породе, приложена сплошная нагрузка (распространенная в стороны на очень большие расстояния) интенсивностью р. В этом случае грунт рассматриваемого слоя будет испытывать сжатие без возможности бокового расширения. Это соответствует одномерной задаче уплотнения грунта под действием вертикальной нагрузки при компрессионных испытаниях в низком жестком кольце одометра практически без трения по era стенкам. Аналогия напряженного состояния дает возможность воспользоваться для определения деформации грунта рассмат

риваемого слоя компрессионной кривой этого грунта (рис. 5.1,6).

Рис. 5.1. Схема к расчету осадки поверхности слоя грунта при сплошной нагрузке а—слой грунта, загруженный сплошной нагрузкой; б — компрессионная криваяРис. 5.1. Схема к расчету осадки поверхности слоя грунта при сплошной нагрузке а—слой грунта, загруженный сплошной нагрузкой; б — компрессионная кривая11 + Cj11 + CjFh =Fh =11 + ^211 + ^2Eh',Eh',(а)(а)Выделим из слоя грунта толщиной Л прямоугольный параллелепипед ABCD площадью основания F и примем, что при деформации грунта объем содержащихся в йем твердых частиц практически не изменяется. Составим уравнение деформации исходя из равенства объема твердых частиц грунта до и после нагружения с учетом выражения (1.5):

Рис. 5.1. Схема к расчету осадки поверхности слоя грунта при сплошной нагрузке а—слой грунта, загруженный сплошной нагрузкой; б — компрессионная кривая

Рис. 5.1. Схема к расчету осадки поверхности слоя грунта при сплошной нагрузке а—слой грунта, загруженный сплошной нагрузкой; б — компрессионная кривая

1

1 + Cj

1

1 + Cj

Fh =

Fh =

1

1 + ^2

1

1 + ^2

Eh',

Eh',

(а)

(а)

где ex — начальный коэффициент пористости грунта природного сложения, уплотненного под действием среднего давления pi от собственного Реса (под действием природного давления); е2 — коэффициент пористости грунта, уплотненного под действием дополнительного (сверх природного) давления р, определяемый По компрессионной кривой (см. рис. 5.1,6); h' — конечная (стабилизированная после уплотнения) толщина слоя грунта.

Решая уравнение (а), найдем

Л' = Ml + <?2)/(И- *1).(б)

По рис. 5.1, а с учетом выражения (б)

5 = h - h' = h [1 - (1 + е2)/(1 + е^ = h Ui - ^)/(l + ^.(в)

Согласно формуле (2.2х), коэффициент сжимаемости

m0 = Ui~ е2)/(р2 — Pi^Ui — еа)1р>

откуда

ej — ^ — m6 р.

. Подставляя полученное значение разности коэффициентов пористости в выражение (в), найдем

Дробь в этом выражении, согласно формуле (2.4х), является коэффициентом относительной сжимаемости mv. Тогда формула для определения конечной (стабилизированной) осадки поверхности слоя грунта при сплошной нагрузке будет иметь вид

S — hm^p.(5.1)

Если выразить коэффициент относительной сжимаемости грунта через модуль- деформации согласно формуле (2.13), получим

з=»-т-^ем)

где р — коэффициент, зависящий от коэффициента бокового расширения грунта [см. формулу (2.12)]; Ео — модуль деформации грунта.

Когда компрессионную кривую из-за большой кривизны нельзя заменить прямой на участке АВ (см. рис. 2.2,6), осадку поверхности слоя грунта при сплошной нагрузке находят в принципе так же, но с учетом нелинейной зависимости между напряжениями и деформациями.

Выражением (5.1) можно пользоваться при расчете осадок сооружений, если суммарная толщина слоев сжимаемых грунтов меньше четверти ширины площади загружения или подошвы фундамента.

§ 16. МЕТОДЫ ПОСЛОЙНОГО РАСЧЕТА ОСАДКИ ФУНДАМЕНТА

Метод послойного суммирования. Как было показано ранее (см. рис. 4.7), давление в грунте от местной нагрузки рассеивается в пределах основания и с глубиной интенсивность его уменьшается. В то же время, если известно вертикальное давление, действующее на поверхность какого-либо слоя грунта, осадку ее можно определить по формуле (5.1). Вследствие постепенного изменения давления по глубине основания толщу его можно разбить на ряд слоев, в каждом из которых давление можно осреднить без большой погрешности. Эти соображения приняты в качестве исходных положений в методе послойного суммирования.

При расчете осадки фундамента методом послойного суммирования сначала находят дополнительное среднее давление, рд, распределенное по подошве фундамента

Рд-Рп-Рб^п-^ф* (5.2)

где рп— среднее давление по подошве фундамента от нагрузок, учитываемых при расчете по деформациям (по второй группе предельных состояний); ре—природное (бытовое) давление на уровне подошвы фундамента; у —удельный вес грунта в пределах глубины заложения фундамента от природного рельефа.

Зная рд, определяют по формуле (4.4) давление рг на разной глубине под центром площади загружения и строят эпюру р2 (рис. 5.2,а).

Рис. 5.2. Схемы к расчету осадки фундамента а — методом послойного суммирования; б — методом К- Е. ' Егорова;' / — поверхность планировки подсыпкой; 2 — поверхность природного рельефа; 3 — подошва i-ro слоя грунта; 4 — нижняя граница сжимаемой толщиРис. 5.2. Схемы к расчету осадки фундамента а — методом послойного суммирования; б — методом К- Е. ' Егорова;' / — поверхность планировки подсыпкой; 2 — поверхность природного рельефа; 3 — подошва i-ro слоя грунта; 4 — нижняя граница сжимаемой толщи

Рис. 5.2. Схемы к расчету осадки фундамента а — методом послойного суммирования; б — методом К- Е. ' Егорова;' / — поверхность планировки подсыпкой; 2 — поверхность природного рельефа; 3 — подошва i-ro слоя грунта; 4 — нижняя граница сжимаемой толщи

Рис. 5.2. Схемы к расчету осадки фундамента а — методом послойного суммирования; б — методом К- Е. ' Егорова;' / — поверхность планировки подсыпкой; 2 — поверхность природного рельефа; 3 — подошва i-ro слоя грунта; 4 — нижняя граница сжимаемой толщи

Величина р2 с глубиной убывает, поэтому при расчете целесообразно ограничиться толщей, ниже которой деформации грунтов пренебрежимо малы. Предложений по такому ограничению много, но все они имеют недостатки. Нормы рекомендуют для обычных грунтов принимать сжимаемую толщу И до глубины, на которой давление р' от дей-

ствия дополнительного давления рд не превышает 20% природного давления, т. е,-

p2<0,2p’z,(5.3)

где p^g природное вертикальное давление на глубине Н.

При залегании ниже глубины, соответствующей условию (5.3), сильно сжимаемых грунтов с модулем деформации Ео^5 МПа деформации учитывают до •

' р'г^ЛРбг-(5.4)

С целью проверки выполнения условия (5.3) или условия (5.4) строят эпюру рбг в.том же масштабе.

Найдя значения pz в пределах сжимаемой толщи (активной зоны), разбивают ее на слои применительно к напластованию грунтов. При большой толщине отдельных пластов их делят на слои толщиной не более 0,4 Ь, где b — ширина подошвы фундамента. Зная среднее давление рг< в каждом слое сжимаемой толщи, находят осадку фундамента S в виде суммы осадок поверхностей отдельных слоев в соответствии с формулой (5.1):■

п ■'

'S = 2W.i'(5-5>

где п — число слоев грунта в пределах сжимаемой толщи; hi — толщина i-ro слоя грунта; пц>«—коэффициент относительной сжимаемости грунта i-ro слоя; pZi— среднее давление в i-том слое.

Заменив значение ту согласно выражению (2.13) и вынеся ₽ за знак суммы, получим■

'$=р5^’@'6)

где р — коэффициент, зависящий от коэффициента бокового расширения грунта ц0; Ео« — модуль деформации грунта i-ro слоя.

Вследствие сложной зависимости ро от характера и напряженного состояния грунта Нормы рекомендуют принимать р—0,8 для всех грунтов, считая его коэффициентом, корректирующим условность расчетной схемы.

Так как величина р0, от которой зависит р, является функцией многих факторов, для определения осадки целесообразно использовать выражение (5.5), если сжимаемость грунта определяется по компрессионным кривым, и формулу (5.6), когда дано значение модуля деформации."

В основу метода послойного суммирования положены следующие допущения:

грунт в основании представляет собой сплошное, изотропное, ли- нейно-деформируемое тело; ,

осадка обусловлена действием только давления рг, остальные пять компонентов напряжений не учитываются; "-

боковое расширение грунта в основании невозможно;.

давление рг определяется под центром подошвы фундамента;

. д) при определении давления рг различием в сжимаемости грунтов отдельных слоев пренебрегают;*

фундаменты не обладают жесткостью;'

деформации рассматриваются только в пределах, сжимаемой толщи мощностью Н;'

значение коэффициента р принимается равным 0,8 независимо от характера грунта.

Достоинством метода послойного суммирования является его универсальность и ясность оценки работы грунта основания. Однако при использовании этого метода следует помнить о допущениях, принятых при его построении.

Учет влияния загружения соседних фундаментов и площадей.

Часто сооружения, особенно здания, передают нагрузку на основание _ церез систему фундаментов, которые располагаются на сравнительно ^. Небольших расстояниях друг от друга. Загружение каждого из таких ’ фундаментов приводит к развитию давления и, следовательно, деформаций в основании соседних фундаментов. В связи с этим при определении давления рг необходимо учитывать загрузку не только фундамента, осадка которого определяется, но и всех соседних фундаментов, а в некоторых случаях подсыпку грунта на территории и загрузку поверхности грунта около фундамента.

Давление от загрузки соседних фундаментов и площадей определяют методом угловых точек, как указано в п. 5 § 13. В таком случае давление р-н в /-том слое по оси рассчитываемого фундамента при наличии нескольких соседних фундаментов будет составлять

Pzi=pz^ + 2 O’SS^j — ап + аш — ^N^P^cj’^-^

где ргф — вертикальное давление в грунте на глубине г от загрузки рассчитываемого фундамента; п — число соседних фундаментов; ai, an, аш, aJV — коэффициенты, принимаемые по табл. 4.2 (знаки при коэффициентах определяют в зависимости от расчетной схемы); рд.с;—дополнительное (сверх природного) давление, передаваемое по подошве соседним /-тым фундаментом.

При учете загружения соседних фундаментов увеличивается мощность- сжимаемой толщи Я, так как условие (5.3) или условие (5.4) удовлетворяется на большей глубине. Вопрос о минимальных расстояниях до соседних фундаментов, при которых можно не учитывать влияния их загружения, до настоящего времени не решен. В связи с этим рекомендуем принимать это расстояние равным мощности сжимаемой толщи, найденной с учетом загружения соседних фундаментов. При определении мощности сжимаемой толщи необходимо учитывать загружение тех соседних фундаментов, которые располагаются на расстояниях, не больших этой мощности.

Расчет влияния загружения группы соседних фундаментов зданий методом угловых точек довольно громоздок.

При планировке подсыпкой или загружении поверхности пола по грунту в пределах большой площади (в каждую сторону больше мощности сжимаемой толщи) создаваемое ими давление прибавляют к значениям р2ф на всех глубинах сжимаемой толщи.

Метод послойного учета деформаций, предложенный К. Е. Егоровым. К. Е. Егоров решил задачу о деформации упругого слоя грунта., лежагцего на несжимаемом основании, под действием местной нагрузки. При этом были приняты следующие допущения:

грунт рассматриваемого слоя представляет собой линейно- деформируемое тело;

деформации в слое грунта развиваются под действием всех компонентов напряжений;

осадка фундамента равна средней осадке поверхности слоя

грунта, развивающейся под действием местной равномерно распределенной нагрузки;

• г) фундамент не обладает жесткостью (она мало влияет на величину средней осадки);

д) распределение напряжений в слое грунта соответствует задаче однородного полупространства, а жесткость подстилающего слоя учитывается поправочным коэффициентом Me.

С учетом этих допущений была получена формула для определения осадки поверхности слоя однородного грунта

'S=to(l-^)pAfE/fio,(5.8)

где k — коэффициент, зависящий от формы подошвы фундамента и отношения толщины слоя однородного грунта Н к ширине подошвы Ь, определяемый по таблице СНиП П-15-74; ц0— коэффициент бокового расширения грунта; р— среднее давление по подошве фундамента, принимаемое без вычета природного давления на глубине его заложения; Me — коэффициент, учитывающий концентрацию напряжений при наличии жесткого подстилающего слоя; Ео —- модуль деформации грунта.

При широких фундаментах К. Е. Егоров рекомендует увеличивать значение модуля деформации в 1,5 раза по сравнению со штамповым Еш, т. е. принимать Ео=1,5 Евд.

Значение коэффициента Me предлагается считать функцией отношения 2Hjb~m' (где Н— мощность сжимаемой толщи):

' mV ... .0—0,50,5-11-22—33—5>5

МЕ . . . .1,5,1,41,31,21,11

В СНиП П-15-74 приведены значения М=Ме1Х^, т. е. учитывающие рекомендуемое увеличение модуля деформации в 1,5 раза.

Для слоистого залегания грунтов (рис. 5.2, б) К. Е. Егоров привел формулу (5.8) к виду *

8=ьрМе2г^—(5-9)

где kt, ki-i — коэффициенты, принимаемые по таблице СНиП П-15-74 в зависимости от отношений 2zijb и 2zi-'Jb.

Мощность сжимаемой толщи //, в пределах которой следует учитывать деформации грунта основания, по этому методу установить нельзя. В СНиП П-15-74 для фундаментов шириной более 10 м рекомендуется определять расчетную толщину линейно-деформируемого слоя Нр по эмпирической формуле, установленной по данным наблюдений за осадками фундаментов высоких дымовых труб, возведенных на сравнительно хороших грунтах:

Hp = H0-^tb.(5.10)

Значения Яо и t принимают в зависимости от вида грунта:

яе, М <'

пески 60,1

глинистый грунт .......90,15

Метод К. Е. Егорова, учитывающий деформации грунта от всех компонентов напряжений, можно использовать и при расчете осадки небольших фундаментов. При этом мощность сжимаемой толщи определяют как в методе послойного суммирования, а давление принимают за вычетом природного давления на уровне подошвы фундамента.

РАСЧЕТ ОСАДКИ ФУНДАМЕНТА МЕТОДОМ ЭКВИВАЛЕНТНОГО

СЛОЯ ГРУНТА [ПО Н. А. ЦЫТОВИЧУ]

Осадка фундамента при однородном грунте в основании. Метод послойного суммирования основан на большом числе допущений, но-

этому его нельзя считать достаточно точным. Кроме того, расчет по нему довольно трудоемок. Метод К. Е. Егорова имеет ряд преимуществ, но он не позволяет учитывать влияния загружения соседних фундаментов. В связи с этим во многих случаях осадки фундаментов можно рассчитывать более простым методом эквивалентного слоя, предложенным и детально разработанным Н. А. Цытовичем*.

Основные допущения этого метода при мощном слое однородного грунта:

грунт однороден в пределах полупространства;

грунт представляет собой линейно-деформируемое тело, т. е. деформации его пропорциональны напряжениям;

деформации грунта в пределах полупространства принимаются по теории упругости.

Из теории упругости известно, что осадка поверхности линейно- деформируемого полупространства может быть найдена по формуле Шлейхера

S=<i>4(l-^)p„/Eoi(5.11).

где о — коэффициент осадки, зависящий от формы площади загружения, жесткости фундамента и места расположения точки поверхности грунта, в которой определяется осадка; остальные обозначения пояснены в экспликации к формуле (5.8),

Формула (5.11) учитывает ограниченное боковое расширение грунта основания и деформации его под действием всех компонентов напряжений.

Согласно выражению (2.13),

Ео " Р/^п»

, ^о (1 + Ро)(1-2Ро)где р=1 — =—.

1-Но1— ц0

Подставив эти значения £0 и р в формулу (5.11), получим

Обозначив

найдем

8 = А<йЬттрд.(5.13)

Формула (5.13) позволяет определять точное значение осадки при принятых допущениях. Сравним ее с формулой (5.1);

S = hmQ Pi

где h— толщина слоя грунта, к поверхности которого приложена сплошная нагрузка интенсивностью р.

Поскольку р в формуле (5.1) имеет то же значение, что и рд в формуле (5.13), произведение АюЬ можно рассматривать как толщину эквивалентного с л о я /ig, осадка поверхности которого при сплошной нагрузке равна осадке фундамента, т. е.

йэ = А®Ь.(5.14)

С учетом этого получим окончательное выражение для определения осадки фундамента

S = й3 mD рд.(5.15)

* Цытович Н. А. Основы механики грунтов. Л.—М., ОНТИ, 1934.

Таким образом, определив по формуле (5.14) толщину эквивалентного слоя Лэ, легко найти осадку фундамента по выражению (5.15), точно соответствующую .осадке поверхности бесконечного полупространства под действием местной нагрузки, вычисляемой по формуле (5.11).

Произведение А®, называемое коэффициентом эквивалентного слоя, для абсолютно жестких фундаментов приведено в табл. 5.2 (данные Н. А. Цытовича).

ТАБЛИЦ А 5.2. ЗНАЧЕНИЯ КОЭФФИЦИЕНТА ЭКВИВАЛЕНТНОГО СЛОЯ Ай

ДЛЯ ЖЕСТКИХ ФУНДАМЕНТОВ (ПО Н. А. ЦЫТОВИЧУ)

——1

Гравий и галька

Пески

Суглинки пластичные

ГЛИНЫ (СИЛЬНО пластичные

Глины и суглинки твердые

Супеси

Глины пластичные

Дю при значении ц0

0,1|0,2|0,25|

0,3

0,35

0,4

1

1,5

2

3

4

5

>10

0,89 1,09 1,23 1,46 1,63 1,74 2,15

0,94 1,15 1,30 1,54 1,72 1,84 2,26

0,99 1,21

1,37

1,62

1,81

1,94 2,88

1,08 1,32

1,49

1,76 1,97

2,11

2,60

1,24 1,52 1,72 2,01 2,26 2,42

2,98

1,58

1,94

2,20 .

2,59

2,90

3,10

3,82

Понятия об эквивалентной эпюре и активной зоне. Для расчета осадки фундамента при слоистом залегании грунтов в основании и для расчета осадки во времени на основе теории фильтрационной консолидации Н. А. Цытович рекомендует заменять эпюры уплотняющих давлений рг сложных очертаний эквивалентной треугольной эпюрой (рис. 5.3, а). Один из катетов треугольника принимается равным до-

Рис. 5.3. Расчетные схемы к методу эквивалентного слоя

а — эквивалентная эпюра; б — различные случаи определения глубины актианой зоны;

в — схема к определению среднего коэффициента относительной сжимаемости полнительному давлению по подошве фундамента р^ а второй определяется исходя из равенства осадки фундамента, подсчитанной по формуле (5.15), осадке поверхности слоя грунта толщиной Н при треугольной эпюре давлений

S = Hmvpnl2.

Так как левые части этих выражений равны между собой, получим

H = 2ha.(5.16)

Руководствуясь эквивалентной треугольной эпюрой, можно определять осадку исходя из вертикальных уплотняющих давлений, распределенных по этой эпюре. Следовательно^ для грунтов, не обладающих структурной прочностью, мощность активной зоны Н (сжимаемой толщи) можно принять равной высоте эквивалентной эпюры, т. е.

ha — H = 2ha,(5.17)

Таким образом, в рассматриваемом методе мощность сжимаемой толщи не зависит от интенсивности внешней нагрузки.

Для грунтов, обладающих структурной прочностью, активная зона будет простираться до глубины, на которой сжимающее давление равно структурной прочности грунтов рстр. Это дает возможность приближенно определять глубину активной зоны Ка (рис. 5.3, б).

Если уплотняющийся грунт водонасыщен, а фильтрация воды в нем начинается лишь при градиенте i, большем начального градиента iH, характеризуемого тангенсом угла /(tg/—гн), глубина активной зоны будет еще меньше Wa на рис. 5.3,6).

Учет слоистого залегания грунтов. Для определения осадки фундамента при слоистой толще грунтов в основании Н. А. Цытович предложил приближенное решение*. Он рекомендовал использовать формулы (5.15) и (5.17), однако с подстановкой в формулу (5.15) значения среднего коэффициента относительной сжимаемости пг^т. В таком случае задача сводится к определению величины niom, зная которую, осадку можно вычислить по формуле

S—hamVTnp^.(5.18)

Так как осадка зависит в большей степени от деформации верхних слоев грунта, залегающих на небольшой глубине под подошвой фундамента, чем от деформации подстилающих слоев, Н. А. Цытович считает возможным определять значение тот только для активной зоны, а напряжения в пределах этой зоны принимать распределенными по эквивалентной треугольной эпюре.

Учитывая сказанное, рассмотрим расчетную схему, изображенную на рис. 5.3, в. Пусть в результате учета всех факторов найдены глубина активной зоны ha и давление рД, под действием которого деформируются грунты в пределах активной зоны. По значениям ha и рД построена эквивалентная треугольная эпюра уплотняющих давлений. Поскольку с глубиной давление уменьшается, сжимаемость слоев, залегающих на большей глубине, в меньшей степени отразится на величине осадки. В связи с этим принимают, что средний коэффициент относительной сжимаемости зависит от значений коэффициентов относительной сжимаемости отдельных слоев т^г в пределах активной зоны, толщин этих слоев hi и среднего уплотняющего давления в каждом слое pi. Среднее уплотняющее давление в /-том слое (см. рис. 5.3, в) можно найти по выражению

Рг = Рп чРч< где Zi — расстояние от Иижнёй границы активной зоны до середины Г-го слоя.

Полная осадка слоев грунта в пределах активной зоны может быть представлена в виде суммы осадок отдельных слоев:

Исходя из равенства осадок, определяемых по выражениям (5.18) и (5.18'), найдем значение пг^т. При этом, согласно формуле (5.17), примем, что ha—haJS. В таком случае получим

2

mom = 2 h; т^; 2;. (5.19)

При подстановке /гэ=0,5/га выражение (5.18) примет вид

S = 0,5 йа mpm Рд. (5.20)

Методом эквивалентного слоя, как считает Н. А. Цытович, можно пользоваться при площади подошвы фундаментов менее 50 м5. Это обстоятельство ограничивает возможность применения метода для определения осадки фундаментов с учетом загружеййя соседних площадей.

РАСЧЕТ ОСАДКИ ФУНДАМЕНТА МЕТОДОМ ОГРАНИЧЕННОЙ СЖИМАЕМОЙ ТОЛЩИ

Общие положения. Метод послойного суммирования для расчета конечной осадки основан на большом числе допущений, приводящих к значительным ошибкам. Метод эквивалентного слоя не Позволяет правильно учитывать влияние загрУ&ёНйй соседних фундаментов, так как после нахождения 'тУт его зййЧёнйе распространяется на все полупространство. При этом чем больше площадь загружения, тем в большей степени отражаются на получаемой величине осадки деформации слоев, залегающих ниже определяемой по расчету сжимаемой толщи.

Многочисленные опыты показывают, что осадки штампов и фундаментов развиваются главным образом вследствие деформации слоев грунта, располагающихся на небольшой глубине под их подошвой. Толщина слоя, обусловливающего основную часть осадки, при однородном грунте приблизительно равна диаметру штампа. Это заставляет учитывать деформации не бесконечного полупространства, а ограниченного слоя грунта, от которых фактически зависят осадки фундаментов. Следовательно, необходимо рассматривать двухслойное основание. Деформации двухслойного основания можно определять в соответствии с методом К. Е. Егорова, а мощность сжимаемой толщи находить по методике определения глубины активной зоны, разработанной Н. А. Цы- товичём. На основе этих методов и построен метод ограниченной сжимаемой толщи.

Примем, что двухслойное основание состоит из ограниченной толщи сжимаемых грунтов, называемой расчетной сжимаемой толщей, и подстилающего условно несжимаемого бесконечного полупространства. Как показали опыты, ИрбёеДёНные в ЛИСИ А. В. Голли, в пределах этого условно несжимаемого полупространства развиваются только упругие деформации. Таким образом, грунт ниже сжимаемого слоя обладает во много раз меньшей деформативностью. В верхнем сжимаемом слое можно рассматривать только остаточные деформации уплотнения. Тогда упругйе деформации определяют методом эквивалентного слоя Н. А. Цытовича.

Осадку поверхности ограниченного по толщине слоя грунта на несжимаемом осйоВании под действием местной нагрузки можно Найти по формуле (5.8), однако при этом необходимо задаваться мощностью сжимаемой толщи, что иногда приводит к ошибкам.

В связи с этим поставим задачу определения осадки фундамента методом ограниченной сжимаемой толщи. Сформулируем эту задачу так. Найти осадку фундамента, которая соответствует осадке поверхности условного эквивалентного слоя грунта от действия сплошной равномерно распределенной нагрузки. При этом толщина условного эквивалентного слоя грунта определяется исходя из развития дефор- ; мации ограниченного слоя грунта, загруженного фундаментом. Ниже ; этого слоя вследствие рассеивания напряжений грунты практически не деформируются. Толщину ограниченного слоя грунта (расчетную мощность сжимаемой толщи //р) следует находить в зависимости от загрузки и свойств грунтов основания.

Осадка фундамента при однородном грунте в основании. Примем следующие допущения:

однородный грунт, распространенный на большую глубину, деформируется в пределах верхнего слоя, толщина которого равна расчетной мощности сжимаемой толщи 2/р; ниже грунт практически не сжимается;

величина Яр является функцией формы подошвы фундамента, нагрузки и расчетного давления на грунт основания;

грунт сжимаемого слоя представляет собой линейно-деформи- руемое тело;

касательные напряжения по подошве сжимаемой толщи равны нулю (трение о недеформирующийся грунт отсутствует).

Тогда выражение (5.8) перепишем в следующем виде:

S=®b^-ii^pA/E0.(5.8')

Это выражение аналогично формуле (5.11), но здесь коэффициент осадки ® зависит дополнительно от отношения Н^Ь.

Используя методику Н. А. Цытовича, представим формулу (5.8') в виде

5> = НэГПуР^(5.21)

где Яэ — толщина условного эквивалентного слоя, определяемая по формуле

H^Ato^b,(5.22)

где А — коэффициент, вычисляемый по формуле (5.12); Юж — коэффициент осадки жесткого фундамента, зависящий в основном от отношения сторон подошвы фундамента Кп=11b и отношения расчетной мощности сжимаемой толщи к ширине подошвы Яр/5.

ТАБЛИЦА 5.3. ЗНАЧЕНИЯ КОЭФФИЦИЕНТОВ А ДЛЯ ФОРМУЛЫ (5.22),

А ТАКЖЕ ₽ и КбокДЛЯ ФОРМУЛЫ (5.39)

Коэффициент

Грунт, не имеющий бокового расширения

Галька и гравий

Пески

Суглинки пластичные

Глины сильно- пластичные

Глины и суглинки твердые

Супеси

Глины пластичные

Значения коэффициентов при значении ц0

0

0,1

0,2;

0,25

0,27|

0,3

0,35

0,4

А

^бок

1,000 1,00 0,863

1,012 0,98 0,874

1,067 0,90 0,921

1,125 0,83 0,971

1,158 0,80 1,000

1,225 0,74 1,057

1,408 0,62

1,216

1,800 0,47

1,554

Значения коэффициента А приведены в табл. 5.3, в которой даны также значения коэффициентов Р, найденные по формуле. (2.12), и Абок, являющихся функциями значения ро.

Значения коэффициента осадки ю® подсчитаны для некоторых отношений Нр/Ь путем использования метода К. Е. Егорова и приближенного учета жесткости фундамента (табл. 5.4).

ТАБЛИЦА Б.4. ЗНАЧЕНИЯ КОЭФФИЦИЕНТА ОСАДКИ аж

ь

®ж для жестких фундаментов

круглых

прямоугольных с соотношением сторон K^l/b

*

1.5

2

3

5 1

7

10

0

0

0

0

0

0

0

0

0

0,1

0,089

0,089

0,091

0,091

0,091

0,093

0,093

0,093

0,25

0,209

0,209

0,214

0,216

0,217

0,221

0,223

0,223

0,5

0,368

0,372

0,395

0,398

0,405

0,414

0,417

0,419-

1

0,537

0,562

0,630

0,650

0,677

0,702

0,711

0,717

1,5

0,614

0,656

0,756

0,797

0,847

0,893

0,905

0,922

2

0,650

0,711

—.

0,894

0,978

—

—

1,080

2,5

0,687

0,738

0,878

0,940

1,042

1,127

1,162

1,179

3,5

0,721

0,777

0,935

1,019

1,139

1,263

1,316

1,354

5

0,760

0,806

0,979

1,075

1,219

1,384

1,461

1,520

10

—

0,840

1,145

1,322

1,784

25

0,771

0,858

—

1,182

1,378

1,972

со

0,789

0,873

1,082

1,210

1,422

1,713

1,904

2,109

При мощном слое однородного грунта (толщиной более Яр) осадку фундамента можно найти по формулам (5.21) и (5.22), если известна расчетная мощность сжимаемой толщи Нр. Следовательно, задача сводится к отысканию величины Нр. Нахождение ее экспериментальным путем связано со значительными затратами. В связи с этим рассмотрим приближенный прием определения этой величины.

В простейшем случае, когда среднее давление по подошве фундамента равно расчетному давлению на грунт R, т. е. предельно допустимому давлению [см. формулу (7.11)], следует принимать дополнительное предельно допустимое давление равным:

Рд.п = R — Т^ф,(5.23) ,

где у — удельный вес грунта в пределах глубины заложения фундамента й$ (от природного рельефа).

В соответствии с выражением (5.16) примем, что расчетная мощность сжимаемой толщи равна удвоенной толщине условного эквивалентного слоя

HP=:2HW(5;24)

где Яэ—толщина условного эквивалентного слоя, осадка поверхности которого под Действием сплошной равномерно распределенной нагрузки равна осадке рассматрива- , емого фундамента при местной нагрузке той.же интенсивности, приложенной к поверхности сжимаемого слоя толщиной Яр.

Тогда, согласно формуле (5.22),

Нр = 2Афж бу,-(5525)

где бу — условная ширина подошвы фундамента, соответствующая случаю полной загрузки основания, т. е. при удовлетворении равенства (5.23).

Найдем величину Ьу, исходя из полной ‘загрузки основания по подошве фундамента. Для этого примем, что по обрезу фундамента (см. рис. 5.2,. а) действует расчетная нагрузка Non (эта нагрузка на рис. 5.2, а не показана). Индекс II свидетельствует, что расчет про- водится по второй группе предельных состояний — по деформациям. При действии нагрузки Non и полном загружении основания в пределах подошвы фундамента площадь этой подошвы F можетбыть-найде- 6—495

на по формуле (8.3). В то же время условную площадь прямоуголь ной подошвы можно представить в виде

КпЬу, где Кп — отношение сторон подошвы фундамента, т. е. Кп = 1у?Ьу [здесь /у и by— соответственно длина и ширина условной прямоугольной подошвы фундамента, при которых полностью загружено основание и дополнительное давление определяется выражением (5.23)].

Подставив в выражение (8.3) значение условной площадй подошвы фундамента, соответствующее полной ее загрузке, и учтя выражение (5.23), получим с некоторым приближением значение условной ширины подошвы фундамента

(5.26)

Рис. 5.4. Схемы для определения mcmРис. 5.4. Схемы для определения mcmУчитывая, что мощность сжимаемой толщи Нр в формуле (5.25) не должна зависеть ОТ бокового расширения грунта, принимаем коэффициент А равным единице, что соответствует цо=0, т. е. случаю отсутствия бокового расширения. Найдя Ьу, можно последовательным приближением определить Нр, поскольку Нр является функцией отношения Нр/by, и вычислить значения 1Н и S по формулам (5.22) и (5.21).

Рис. 5.4. Схемы для определения mcm

Рис. 5.4. Схемы для определения mcm

Учет слоистого залегания грунтов. При слоистой толще грунтов в основании вследствие небольшой точности определения характеристик деформируемости грунтов допустимо приближенное их осреднение в пределах Нр (рис. 5.4).

Средний коэффициент относительной сжимаемости mvm определим по методике Н. А. Цытовича [см. формулу (5.19)]. При этом рассмотрим два случая.

Случай 1. Расчетная мощность сжимаемой толщи Яр меньше фактической толщины сжимаемых слоев грунта Нф, т. е. Нр^Нф (рис. 5.4, а^ Тогда mym находят по формуле, аналогичной формуле п 2

mnm— 2 / ^1 УПуг Zg(5.27)

ЯР

где hi—толщина i-ro слоя грунта в пределах расчетной сжимаемой толщи; щУ,— коэффициент относительной сжимаемости Pro слоя; ^—расстояние от нижней границы расчетной сжимаемой толщи до середины i-ro слоя.

Случай 2. При Нр>Нф (рис. 5.4,6)

-ГТ;—Г7Т77- V hiг1-<5-28)

(2л р—Нф)Нф

z=l

Зная m^n и руководствуясь выражением (5.21), найдем

S = Нэ Шут^р^.(5.29)

При вычислении величины Нэ по формуле (5.22) также различают два случая.

В случае 1, когда Н^Н& толщину условного эквивалентного слоя определяют исходя из Яр.

В случае 2, когда Нр>Нф, за мощность сжимаемой толщи при определении Яэ принимают фактическую толщину сжимаемых слоев Яф.

Условную ширину подошвы фундамента by при неполной загрузке основания и слоистой толще грунта можно представить в виде

^=^^6,(5.30)

где &i — коэффициент, учитывающий степень загрузкй основания; /^ — коэффициент, учитывающий слоистое залегание грунтов! в основании.

Приняв для прямоугольных фундаментов

^оП«^2Рд(3.31)

и подставив это значение Яоц в формулу (5.26), найдем (Йока без учета слоистого залегания грунтов)

к = VРдДР—Т^ф) .(3 •32)

Значение й2 зависит от напластования грунтов. Расчетное давление на грунт R обычно определяют для несущего слоя. Если под ним в пределах сжимаемой толщи залегают грунты с более высокими или более низкими строительными качествами, целесообразно в порядке первого приближения принять

k2 = V m^tm^ ,(5-33)

где mг: — коэффициент относительной сжимаемости грунта несущего сЛбя, для которого определялось R.

Формул^ (5.32) и (5.33) получены для прямоугольных фундаментов с отношением сторон Кп—lib. Для ленточных фундаментов аналогично:

к1 = РдКР У^ф)‘> &2 ~ Hlvml!Tlvf,

Поскольку m^m является функцией мощности Яр, зависящей от Ьу, а слеДоваФеЛьно, и оФ Мот, задача может быть решена последовательным нрибЛи&ёнйёМ. Однако Проще для нахождения т^ by и Нр поЛь- збваться Линейной интерполяцией. Зададимся значениями мощностей сжимаемый Фолщ Н = Нх й Й = Н2, удовлетворяющими условию

Нг<Нр<Н2;(5.34)

Для данных значений Нх и Я2 составим выражения средних коэффициентов оФноёйтелЬной сжимаемости, аналогичные формуле (3.27):

пп

mvmi — ТТ 7 Лцт^ z^; mDm2 ———^ h^ mD1 zf2,(5.35)

^ ^rя21ST

где hu и hi2 — толщины i-го слоя в пределах мощностей Нх и Нг; zn и Zn—расстояния от нижних границ сжимаемых толщ; находящихся соответственно на глубинах Н\ & Нг, до середины г-го слоя (рис. 5.5).

Подставив полученное значения mym\ и mvA1 в формулу (5.33), найдем значения ki\ и к^. Затем, использовав выражения (5.30), (5.32) И (5.33), вычислим соответствующие мощностям Нх и Нг значения условной ширины подошвы фундамента:

byi = kik2ib = bVPrKR—^ Vmvml/myl; ^ ^ 6У2 = kik22b = byP^KR—y^) Vmym2lmui.

Расчетные мощности сжимаемых толщ дЛя двух случаев, соответст-

вующих значениям Hi и Я2, найдем, использовав формулу (5.25):

(5.37)(5.37)Яр1 — 2<оЖ1 &у1;

(5.37)

(5.37)

Ярг = 2<»жа 6у2,

где <оЖ1 и ®жз — коэффициенты осадки, принимаемые по табл. 5.4 в зависимости от отношений Hijbji и Haio^.

Зная ЯР1 и Яр2, путем линейной интерполяции найдем значение Яр, которое равнялось бы значению Я:

Р (^-^-(Я^-ЯрВР (^-^-(Я^-ЯрВ(5.38)(5.38)

Р (^-^-(Я^-ЯрВ

Р (^-^-(Я^-ЯрВ

(5.38)

(5.38)

Зная Яр, определим по формуле (5.27) коэффициент относительной сжимаемости mum, по формуле (5.22) толщину эквивалентного слоя и по формуле (5.29) осадку.

Аналогично решается задача и для случая 2, когда ЯР>ЯФ.

Рис. 5.5. Расчетная схема для определения hi и Zi при мощностях сжимаемой толщи Я1 и Я2Рис. 5.5. Расчетная схема для определения hi и Zi при мощностях сжимаемой толщи Я1 и Я2Рис. 5.6. План площадей загруженияРис. 5.6. План площадей загружения

Рис. 5.5. Расчетная схема для определения hi и Zi при мощностях сжимаемой толщи Я1 и Я2

Рис. 5.5. Расчетная схема для определения hi и Zi при мощностях сжимаемой толщи Я1 и Я2

Рис. 5.6. План площадей загружения

Рис. 5.6. План площадей загружения

Учет влияния загружения соседних площадей. Рассмотрим осадку фундамента А с учетом влияния загружения кольцевой площади В, центр которой О совпадает с центром тяжести площади рассчитываемого фундамента А (рис. 5.6). Тогда осадка фундамента будет

• S — 5ф + 5к,(а)

где 8ф — осадка фундамента Д от его загрузки; SK — осадка точки О от загрузки площади кольца В.

Загрузку кольца В можно рассматривать как разность давления, приложенного в пределах площади круга радиусом R^ и давления, равного по интенсивности, но обратно направленного, действующего в пределах площади круга радиусом Ri. Тогда, согласно формуле (5.29):

5ф = Яэ.ф mDm рд;

Sr — Я32 mum Рк ЯЭ1 mcm рк,

где Нэ.ф — толщина условного эквивалентного слоя, соответствующая загружению только фундамента .4; Яз2 и Hat— то же, при загружения круглой площади соответственно радиусом R^ и Rv, рД и рк— давление соответственно по подошве фундамента А и по площади кольца В, под действием которых уплотняется грунт основания.

Обозначив рк/рД=кн и подставив значения 5ф и SK в формулу (а) с учетом кн, получим■

.5 = [Нэ ф-|-(ЯЭ2 — Яэ1) &н] тР7П рд.

Выражение в квадратных скобках представляет собой толщину условного эквивалентного слоя, т. е.■

Разобьем кольцо В на п0 равных частей, тогда увеличение толщины условного эквивалентного слоя от загружения каждой такой часта составит

АЯЭ = Шэа — Н3^[пй1

Когда загружено п частей кольца В, то

Я8 = Я9^ + пАЯэ^н.(б)

Если при определенной расчетной мощности сжимаемой толщи все поле вокруг рассчитываемого фундамента разбить на кольца, а кольца на доли так, чтобы загружение каждой доли любого кольца приводило к увеличению толщины условного эквивалентного слоя на определенную величину (далее принято ДНЭ — 2 см), то можно построить кольцевой график. При наложении такого графика на план подошвы фундаментов, вычерченный в масштабе графика, можно подсчитать число долей колец, укладывающихся в пределах подошвы каждого соседнего фундамента или расположенной вблизи площади загружения. Использование такого графика затрудняется тем, что многие доли колец будут делиться контуром подошвы фундаментов на части. Оценка загруженных частей на глаз вносит элемент субъективности в расчеты.

С целью упрощения расчетов найдены положения центров тяжести долей каждого кольца для мощностей сжимаемых толщ Н = 5, 7, 10, 15, 20 и 30 м. Значение радиусов г этих центров приведены в табл. 5.5.

ТАБЛИЦА Б.5. ЗНАЧЕНИЯ РАДИУСОВ г центров тяжести долей

КОЛЕЦ ПРИ цо-0,27

Мощность , сжимаемой толщи

Н, м

г, м,

5

0,24; 0,58; 1,00; 1,47; 2,05; 2,78; 3,90

’ 7

0,24; 0,57; 0,95; 1,38; 1,85; 2,37; 2,97; 3,69; 4,61; 6,00

10

0,23; 0,56; 0,93; 1,32; 1,74; 2,18; 2,66; 3,17; 3,74; 4,36; 5,07*, 5,91; 6,93;

8,31; 10,87-

15

0,23; 0,55; 0,91; 1,28; 1,67; 2,07; 2,49; 2,92; 3,38; 3,85; 4,35; 4,88;

5,45; 6,05 6,70; 7,40; 8,18; 9,06; 10,07; 11,27; 12,79; 14,99

20

0,23; 0,55; 0,90; 1,26; 1,64; 2,02; 2,42; 2,83; 3,24; 3,67; 4,12; 4,58; 5^05 5,55; 6,06; 6,60; 7,16; 7,75; 8,37; 9,03; 9,74; 10,50, 11,32; 12,22; 13,22; 14,36; 15,69; 17,29; 19,41; 22,83

30

0,23; 0,54; 0,89; 1,25; 1,61; 1,98; 2,36; 2,74; 3,13; 3,52; 3,93; 4,34; 4,75;

5,18; 5,61; 6,06; 6,51; 6,98; 7,45; 7,94; 8,44; 8,95; 9,48; 10,02; 10,59; 11,17; 11,77; 12,39; 13,04; 13,71; 14,42; 15,16; 15,93; 16,76; 17,63: 18,56; 191.56; 20,64; 21,82; 23,14; 24,62; 26,34; 28,40; 31,05; 35,02

По этим данным могут быть построены графики в масштабе 1:200 для коэффициента бокового расширения грунта р,о=0,27. Пример такого графика при Н—15 м приведен на рис. 5.7. При расчете толщи грунтов, обладающих другим значением ц0> вводят коэффициент Кбох, принимаемый по табл. 5.3.

Наложив график на план подошв фундаментов (или наоборот), вычерченный в масштабе графика (1:200), подсчитывают число точек пересечения радиусов с окружностями, находящихся в пределах подошвы, каждого соседнего фундамента. При наличии нескольких соседних фундаментов формула (б) будет иметь такой вид;

Нэ = Нвф + 2Кбок 2 nt kM, (5.39) i=i

(5.40)(5.40)где /Сбои — коэффициент, учитывающий значение р0 или 0 (см. табл. 5.3); ]— число учитываемых соседних фундаментов; nt — число точек пересечения радиусов и окружностей в пределах подошвы t-ro фундамента (точки, расположенные на контуре фундамента, считаются за 0,5 точки); кщ — коэффициент нагрузки i-ro фундамента, определяемый по формуле

(5.40)

(5.40)

^Hi — PnilPiif

где pst — давление по подошве соседнего i-ro фунадмента, под действием которого уплотняется грунт основания.

Рис. 5.7. Кольцевой график для определения влияния загружения соседних площадей на значения Ну и Hs при Н—15 м и р.о=0,27Рис. 5.7. Кольцевой график для определения влияния загружения соседних площадей на значения Ну и Hs при Н—15 м и р.о=0,27

Рис. 5.7. Кольцевой график для определения влияния загружения соседних площадей на значения Ну и Hs при Н—15 м и р.о=0,27

Рис. 5.7. Кольцевой график для определения влияния загружения соседних площадей на значения Ну и Hs при Н—15 м и р.о=0,27

Для определения Нэ с помощью графиков необходимо знать расчетную мощность сжимаемой толщи Нр. В данном случае мощность Яр зависит, в частности, от размеров, взаимного расположения и характера загружения соседних фундаментов, поэтому ее определяют, задавшись значениями Я1 и Я2 в соответствии с условием (5.34). Величины Я1 и Я2 принимают равными значениям, для которых построены кольцевые графики. Для Я1 и Я2 по формулам (5.35) — (5.37) находят /птт1, тут2, 5У1, 5У2, #р.фь Нр^2. Далее, совместив центры графиков, соответствующих Я1 и Я2 при Цож 0,27, с центром тяжести площади подошвы рассчитываемого фундамента, подсчитают число точек пересечения радиусов и окружностей в пределах контура подошвы каждого соседнего фундамента пц, п^. При наложении графики ориентируются несимметрично относительно осей фундамента на четверть угла- между лучами. Затем определяют расчетную мощность сжимаемой толщи для принятых значений Я1 и Я2 по формулам:

HPi = Яр фх 4* 4Кбок Уд «,1 &ш ’

(5.41)

где ЯР.ф1 и Нр. фа-— расчетные мощности сжимаемой толщи для случаев Hi и Нг, определяемые по формулам (5-37); &бок— коэффициент, зависящий от бокового давления грунта; при определении Нр принимается р.о=0 и в таком случае К^к”0,863; / - число учитываемых соседних фундаментов; пц и п.ц—число точек пересечения радиусов и окружностей, взятых по графикам, соответствующим Щ и Н2; feV --коэффициент, зависящий от загружения соседнего i-ro фундамента, определяемый по выражению

<6Л2>

Зная ЯР1 и ЯР2, по формуле (5.38) находят Яр и по формуле (5.27) или (5.28) определяют mam.

При расчете осадки относительно небольших фундаментов, вблизи которых расположены большие тяжело загруженные площади (фундаменты), иногда трудно выполнить интерполяцию по формуле (5.38). Тогда можно величину Яр принять равной расчетной мощности сжимаемой толЩи, полученной для большего соседнего фундамента, но, как правило, не более 30 м.

При известном значении Яр, руководствуясь формулой (5.39) и линейной интерполяцией, найдем толщину условного эквивалентного слоя

/

Н» = '««ж^б.ж^^^+^Г^ №р - «1)].(5.43)

где Пц и п<2 — число точек пересечения, определяемое по графикам, соответствующим Hi и Нэ, подсчитываемое раздельно для каждого соседнего фундамента.

Если вычисляется ’осадка ленточного фундамента, то целесообразно рассмотреть участок этого фундамента с соотношением сторон 1 :5, а нагрузку на площадь подошвы за пределами этого участка учитывать как загруженные соседние фундаменты.

Зная Яэ и mtim, вычисленные с учетом загружения соседних фундаментов, определяют осадку по формуле (5.29).

Рекомендуется следующий порядок расчета конечной осадки фундамента с учетом загружения соседних фундаментов или площадей: 1) определяют уплотняющее давление, действующее по подошве рассчитываемого и всех соседних фундаментов или йо поверхности

загруженных площадей и устанавливают характеристики деформируемости всех слоев грунта;

задаются Hi и Н2 в соответствии с условием (5.34);

находят mvmi и momi по формулам (5.35);

определяют byi и 5у2 по формулам (5.36);

вычисляют Нр. ф1 и Нр. ф2 по формулам (5.37);

выбирают среднее значение коэффициента бокового расширения Цо для сжимаемой толщи. Наложив план подошв фундаментов на кольцевые, графики, соответствующие Hi и Hi, подсчитывают пц и пц для каждого соседнего фундамента;

определяют k'H£ по выражению (5.42) и находят HPi и Н^ по формулам (5.41);

подсчитывают Нр по выражению (5.38) и проверяют условие (5.34); если оно не выполнено, повторяют расчет для других значений Hi и Hi,

находят mDm по формуле (5.27) или (5.28);

вычисляют Нэ по формуле (5.43);

определяют осадку фундамента по формуле (5.29).

Некоторые новые предложения по расчету осадок фундаментов. При расчете осадок фундаментов всеми рассмотренными выше способами принималось постоянное значение модуля деформации или коэффициента относительной сжимаемости в пределах отдельного слоя. Фактически же модуль деформации в значительной степени зависит от напряженного состояния грунта.

Экспериментами, проведенными А. В. Голли, В. Н. Голубковым, М. Г. Ефремовым, П. А. Коноваловым, В. В. Михеевым и другими исследователями, установлено, что деформации грунтов под опытными фундаментами развиваются преимущественно в верхней зоне основания. С глубиной деформируемость грунтов существенно уменьшается, и ниже глубины, равной примерно 1,2—1,5 диаметра опытного фундамента, наблюдаются только деформации упругие с упругим последействием. Вследствие малости этих деформаций в расчетах ими часто пренебрегают.

Проведенными в ЛИСИ В. М. Чикишевым опытами, во время которых измерялись послойно перемещения и вертикальные напряжения при загрузке и разгрузке штампов с площадью подошвы от 0,5 до 4 м2, установлено, что изменение модуля деформации грунта по глубине основания можно аппроксимировать гиперболической закономерностью. При этом непосредственно под подошвой фундамента модуль деформации близок к компрессионному модулю [определяемому по формуле (2.13)], а на глубине, где вертикальное давление равно структурной прочности грунта, этот модуль равен модулю деформаций упругих с упругим последействием (приблизительно на порядок больше компрессионного модуля). Отмеченное обстоятельство позволяет построить функции для расчета осадок с использованием формулы К. Е. Егорова для двухслойного основания. Кроме того, этими исследованиями установлено, что мощность сжимаемой толщи грунта увеличивается с увеличением давления, вследствие чего нарушается линейная зависимость осадки от нагрузки.

Определение осадок фундаментов с учетом изменения модуля деформации по глубине и изменения мощности сжимаемой толщи должно найти широкое применение в инженерных расчетах оснований.

Вторым направлением расчета работы оснований фундаментов в настоящее время должно являться ограничение деформирующейся части основания не только по глубине, но и в стороны. Поскольку при

расчете оснований рассматриваются деформации уплотнения, которые развиваются при большем главном напряжении, превышающем структурную прочность грунта, зона таких деформаций должна быть ограничена как по вертикали, так и по горизонтали. В связи с этим все решения, основанные на рассмотрении деформаций бесконечно простирающихся по горизонтали слоев, следует считать приближенными. В этом плане интересны исследования, выполненные И. И. Черкасовым, В. И. Голубковым и др.

За последнее время появились предложения учета нелинейной зависимости между нагрузками и деформациями, когда в основания развиваются существенные деформации сдвигов. Однако вследствие необходимости в таких случаях точного определения экспериментальным путем дополнительных характеристик деформируемости грунта эти методы в инженерных расчетах цока не применяются. По этой причине приходится ограничивать интенсивность давления по подошве фундаментов значениями, при которых можно пользоваться линейной зависимостью между напряжениями и деформациями.

Таким образом, применяемые в настоящее время методы расчета следует рассматривать лишь как приближенные инженерные решения.

§ 19. ИЗМЕНЕНИЕ ОСАДОК ВО ВРЕМЕНИ

Общие положения. Опыт строительства зданий и сооружений на глинистых грунтах показывает, что осадки фундаментов происходят не мгновенно, а развиваются постепенно с течением времени. В немото-

Рис. 5.8. График осадки во времени образцов грунта . .Рис. 5.8. График осадки во времени образцов грунта . .рых случаях нарастание осадок продолжается несколько лет, десяти-», летий и даже столетий. Так, неравномерная осадка известной падающей башни в Италии в г. Пизе постепенно нарастает уже более 700 лет. Осадка восьмиэтажного административного здания, построенного в Ленинграде, развивается уже более 40 лет. В настоящее время, по данным ЛИСИ, скорость осадки этого здания ооставлят 2—3 мм в год. В то же время осадка зданий, возводимых на песчаных грунтах, происходит, в основном, во время строительства. На рис. 5.8 представлен график осадки во времени образцов песка 1 и глины 2 в одометре при мгновенном приложении нагрузки.1

Рис. 5.8. График осадки во времени образцов грунта . .

Рис. 5.8. График осадки во времени образцов грунта . .

Медленное нарастание осадок полностью насыщенных водой глинистых грунтов обусловлено прежде всего тем, что при полном заполнении всех пор практически несжимаемой водой добиться уменьшения их объема при развитии дефор-

мации уплотнения можно только путем вытесне

ния (отжатия) из них некоторого количества воды. Однако вследствие незначительной водопроницаемости глинистых грунтов процесс отжатия из них поровой, воды развивается очень медленно. Таким образом, если требуется определить осадку полностью насыщенного водой глинистого грунта, то необходимо рассмотреть его деформацию во времени в результате фильтрационной консолидации —посте

пенного процесса уплотнения, связанного с выдавливанием воды из пор грунта.

Однако, как показывают опыт строительства и испытания образцов полностью насыщенных водой глин, деформация их во времени не может быть в полной мере описана уравнениями фильтрационной консолидации. Кроме того, эксперименты показывают, что и ненасыщенные

водой глины, уплотнение которых происходит без выдавливания из образцов поровой воды, медленно деформируются во времени. Это объясняется явлением ползучести глинистых грунтов, связанным с

ползучестью тонких пленок воды, окружающих твердые частицы, ползучестью цементирующего вещества в точках контактов отдельных частиц, в том числе коллоидного вещества между более крупными частицами. Этот процесс, развивающийся во времени, часто называют вторичнойконсолидацией.

Сказанное заставляет рассмотреть теорию фильтрационной консолидации и явления ползучести грунтов (вторичную консолидацию).

Осадка слоя грунта во времени при фильтрационной консолидации. Рассмотрим развитие осадки поверхности слоя полностью насыщенного водой глинистого грунта, подстилаемого водонепроницаемой скалой и загруженного сплошной равномерно распределенной нагрузкой. Рассматриваемый слой покрыт пластовым фильтром, отводящим

СкалаСкалаРис. 5.9. Расчетная схема для определения хода развития осадки слоя грунта при сплошйой Нагрузке во времениРис. 5.9. Расчетная схема для определения хода развития осадки слоя грунта при сплошйой Нагрузке во временивыжимаемую воду. Уплотнение грунтов происходит в соответствии с теорией фильтрационной консолидации при следующих предпосылках:

Скала

Скала

Рис. 5.9. Расчетная схема для определения хода развития осадки слоя грунта при сплошйой Нагрузке во времени

Рис. 5.9. Расчетная схема для определения хода развития осадки слоя грунта при сплошйой Нагрузке во времени

рассматриваемый слой толщиной h сложен однородным грунтом, полностью ' насыщенным свободной, несжимаемой и гидравлически непрерывной водой;

скелет грунта представляет собой линей- но-деформируемое тело; напряжения, возникающие в нем, мгновенно вызывают его дефор-

мации;

грунт не обладает структурной прочностью, поэтому внешнее давление в момент времени, следующий за приложением нагрузки, полностью передается на воду;

движение воды в порах грунта соответствует закону ламинарной фильтрации (Дарси) .

(5.44)(5.44)При этих предпосылках после приложения сплошной равномерно распределенной нагрузки грунт будет уплотняться по мере выдавливания воды из его пор вверх (рис. 5.9). Сразу после приложения нагрузки в грунте на всех глубинах возникает давление, равное р. Это давление в момент, следующий за приложением нагрузки, будет передано на свободную воду, заключенную в порах грунта (поровую воду). Под действием давления вода будет отжиматься вверх, и в дальнейшем часть давления р будет передаваться на воду (рт), а часть — на скелет грунта (рг). На всех глубинах будет соблюдаться равенство;

(5.44)

(5.44)

Рг + Pw = р.

Так как путь фильтрации воды из слоя грунта, примыкающего к поверхности, бесконечно мал, то в этом слое при 2-^-0 гидравлический градиент будет стремиться к бесконечно большой величине. В связи с этим сразу же после приложения нагрузки р давление в нем будет передано на скелет. С увеличением z путь отжимаемой воды увеличивается и градиент уменьшается. Следовательно, с глубиной все меньшая часть давления в тот же момент времени будет передаваться на скелет. Пусть к моменту времени /[ давление, передаваемое на скелет

грунта, характеризуется редко заштрихованной эпюрой ре. Остальная часть давления pw передается на воду (см. рис. 5.9).

Выделим элементарный слой грунта dz на глубине г. В этом слое увеличение расхода воды q равно уменьшению пористости грунта п в отрезок времени dt Следовательно, dq да "дг^- dt *

задачи, состав-•' (5.45)задачи, состав-•' (5.45)Это уравнение, составленное в 1925 г. К- Терцаги, является частным случаем общего условия неразрывности для пространственной сформулированного акад. Н. К Павловским в 1922 г.

задачи, состав-

•' (5.45)

задачи, состав-

•' (5.45)

Используя законы ламинарной фильтрации и компрессии, ленное уравнение после преобразований представим в виде д^Рг дрг С° dz* di *

(5.46)(5.46)гдеч?» —коэффициент консолидации, определяемый по формуле

(5.46)

(5.46)

где ^ф — коэффициент фильтрации грунта; т» — коэффициент относительной сжимаемости грунта; yw — удельный вес воды.

Выражение (5.45) — это однородное линейное дифференциальное уравнение второго порядка в частных производных. Значение функции этого уравнения находится в виде ряда Фурье для любого отрезка времени с начала загруження —

Pz (0 = Р 1-5Pz (0 = Р 1-5(2m+l) ft 2ft(2m+l) ft 2ft

Pz (0 = Р 1-5

Pz (0 = Р 1-5

(2m+l) ft 2ft

(2m+l) ft 2ft

где m— положительное целое число натурального ряда; е — основание натуральных логарифмов;

(5.47)

Здесь к — толщийа слой; t — время от Момента загружения.

Если известно значение давления pz в Слое dz По протесте йИ времени t от момента загружения. Фо можно ВЫЧИСЛИТЬ деформацию этого слоя, руководствуясь выражением (5.1^

dS = mD pz dz.

Осадку поверхности слоя толщиной h за время t найдем, взяв интеграл из этого выражения в пределах от 0 до А;

и

Sf^tn-Q J pz dz.

Подставив зйаЧёНие р2 и проинтегрировав, получим

St-to^p 1(5.48)

Задавшись временем t, по формуле (5.47) легко вычислить значения N. Подставив их в быстро сходящийся ряд (5.48), получим St. Такой путь громоздок. Поэтому применяют обратный ход реШёНйя задачи.

Степень консолидации осадки и эпюры уплотняющих давлений. Введем понятие о степени консолидации о’садки U, равной отношению нестабилизированной осадки St К стабилизированной (ко- нечноу осадке S;

U = 3^/5,

В соответствии с этим значение U получается при делении выражения (5.48) на выражение (5.1). Тогда для нашей задачи получим

Здесь индекс «ноль» показывает, что рассматривается степень консолидации для случая «О», т. е. осадки поверхности слоя грунта при сплошной равномерно распределенной нагрузке (см. далее).

Величины U и N функционально связаны. Для каждого значения U можно найти соответствующее значение N и составить таблицу зависимости U и N для трех случаев (табл. 5.6).

ТАБЛИЦА 5.6. ЗНАЧЕНИЯ N ДЛЯ ФОРМУЛЫ (5.49)

и

N для случая

и

N для случая

0 1

1

‘ 2

1 1

2

0,1

0,02

0,12

0,005

0,6

0,71

0,95

0,42

0,2

0,08

0,25

0,02

0,7

1,00

1,24

0,69

0,3

0,17

0,39

0,06

0,8

1,40

1,64

1,08

0,4

0,31

0,55

0,13

0,9

2,09

2,35

1,77

0,5

0,49

0,73

0,24

0,95

2,80

3,17

2,54

Приняв

по таб

л. 5.6

значение

J N, руков

одствуяс

,ь выра

женвем

(0.4/), легко наити

г, соответствующее данной степени фильтрацион-

нои консолидации и, а именно

^<5-49)

Л2 Су

В таком случае при расчетах задаются степенью консолидации U и определяют

St = US,(5.50)

а, кроме того, находят по табл. 5.6 соответствующее заданной величине U значение N и вычисляют время t по формуле (5.49).

Рис. 5.11. Эпюры уплотняющих давлений ■а —в случае «0»; б — в случае <1»; в —в случае «2»Рис. 5.11. Эпюры уплотняющих давлений ■а —в случае «0»; б — в случае <1»; в —в случае «2»Задавшись рядом значений U, легко определить соответствующие значения St и t для случая «0» и построить график осадки поверхности слоя грунта во времени (рис. 5.10).

Рис. 5.11. Эпюры уплотняющих давлений ■

а —в случае «0»; б — в случае <1»; в —в случае «2»

Рис. 5.11. Эпюры уплотняющих давлений ■

а —в случае «0»; б — в случае <1»; в —в случае «2»

Рис. 5.10. График осадки поверхности слоя грунта во времени, полученный расчетным путем

. Для рассмотренной одномерной задачи — осадки поверхности слоя грунта при сплошной нагрузке — эпюра уплотняющих давлений прямоугольная (рис. 5.11,а), что соответствует случаю «О».

Случай «1», когда уплотняющие давления увеличиваются пропорционально глубине, т. е. эпюра их имеет вид прямоугольного треуголь- * ника с вершиной вверху (рис. 5.11,6), соответствует уплотнению отсыпанного слоя грунта под действием собственного веса.

Случай «2», когда уплотняющие давления уменьшаются пропорционально глубине, т. е. эпюра имеет вид прямоугольного треугольника с вершиной внизу (рис. 5.11,в), соответствует эквивалентной эпюр# уплотняющих давлений, принимаемой Н. А. Цытовичем (см. рис. 5.3) для расчетов осадок фундаментов. При этом, как и в случаях «О» и «1», рассматривается только фильтрация отжимаемой воды вверх.

Часто при одномерных задачах ограничиваются этими тремя слу- чаями, так как эпюры более сложных очертаний всегда можно с известным приближением разбить на две эпюры, соответствующие указанным случаям.

Учет начального градиента. При рассмотрении закона ламинарной фильтрации было отмечено, что в плотных глинах и суглинках при малых значениях градиентов вода практически не фильтруется. Только когда градиент превышает iH, начинается фильтрацй'я воды (см. рис. 2.6). Определим конечную осадку поверхности слоя грунта толщиной h, обладающего начальным градиентом iH и загруженного равномерно распределенной сплошной нагрузкой. Пусть этот слой снизу подстилается фильтрующим слоем, не содержащим напорной воды (рис. 5.12). После приложения нагрузки р во всех точках по глубине

Рис. 5.12. Схемы уплотнения гр-унта, обладающего начальным ЕрадиентомРис. 5.12. Схемы уплотнения гр-унта, обладающего начальным Ерадиентом

Рис. 5.12. Схемы уплотнения гр-унта, обладающего начальным Ерадиентом

Рис. 5.12. Схемы уплотнения гр-унта, обладающего начальным Ерадиентом

слоя в поровой воде возникает напор, равный p/yw, где yw — удельный вес воды. В таком случае градиент напора будет

t = p/^w zy

Если при z = 0,5 h возникающий градиент меньше ia, вода не сможет фильтроваться из середины слоя и здесь будет располагаться «мертвая зона», из которой вода не будет отжиматься. Для нахождения этой зоны построим эпюру напоров (рис. 5.12, я) и определим

гтах = Р/(^^/)-

Но tg / является отношением напора p/yw к пути фильтрации Zmax. Предельное значение этого отношения обусловлено начальным градиентом, следовательно, tg/—iH-Отсюда

гшах ” P^W гн)-

Чем меньше z, тем пропорционально меньше будет напор, затрачиваемый на преодоление начального градиента. В связи с этим эпюра напоров будет иметь вид треугольника (см. рис. 5.12,а). Аналогии-

ная эпюра напоров будет и внизу слоя. Под действием этих двух треугольных эпюр будет развиваться осадка сдоя грунта црД нагрузкой р, откуда получим значение конечной осадки

S = 22mas mG р1^>

Подставив значение zmax, найдем

ь5 = рШД^-(5.51)

Если 2max>0,5 h, то «мертвая зона» не наблюдается. Осадка в этом случае, сообразуясь с рис. 5.12,6 и выводом формулы (5.51), будет

S = mvh(p — 0,25 iHh^wy(5.52)

" Осадка во времени при двух треугольных эпюрах уплотняющих давлений, соответствующих эпюрам напоров, находится по случаю «2» (см. табл. 5.6), а при двух трапециях — по комбинации случаев «2» и «0».

Определение осадки фундамента во времени. При развитии осадки поверхности слоя грунта, загруженного сплошной нагрузкой, во времени происходит фильтрация воды либо только вверх, либо вверх и вниз. Даже эта линейная задача фильтрации приводит к дифференциальному уравнению в частных производных. Для плоской и пространственной задач при местной нагрузке решение о деформации грунтов во времени было выполнено В. А. Флориным в конечных разностях..Для плоской задачи направления фильтрации из зоны повышенных давлений схематично показаны на рис. 5.13. Так как эта зона располагается

Рис. 5.13. Схема основных направлений фильтрации при плоской задаче1 — зона повышенных давлений через некоторый промежуток времени после приложения нагрузки; 2— линии наибольших главных напряжений; 3 — пути фильтрацииРис. 5.13. Схема основных направлений фильтрации при плоской задаче1 — зона повышенных давлений через некоторый промежуток времени после приложения нагрузки; 2— линии наибольших главных напряжений; 3 — пути фильтрацииРис. 5.14. Схемы основных направлений фильтрации воды при однородном грунте в основанииРис. 5.14. Схемы основных направлений фильтрации воды при однородном грунте в основании

Рис. 5.13. Схема основных направлений фильтрации при плоской задаче

1 — зона повышенных давлений через некоторый промежуток времени после приложения нагрузки; 2— линии наибольших главных напряжений; 3 — пути фильтрации

Рис. 5.13. Схема основных направлений фильтрации при плоской задаче

1 — зона повышенных давлений через некоторый промежуток времени после приложения нагрузки; 2— линии наибольших главных напряжений; 3 — пути фильтрации

Рис. 5.14. Схемы основных направлений фильтрации воды при однородном грунте в основании

Рис. 5.14. Схемы основных направлений фильтрации воды при однородном грунте в основании

непосредственно под фундаментом, преобладающим будет вертикальное направление фильтрации вверх. В связи с этим при расчетах часто ограничиваются учетом только этого направления, пренебрегая фильтрацией воды в стороны от напряженной зоны.

Для обеспечения отвода воды, отжимаемой вверх, под фундаментом часто делают песчаную подсыпку. Наличие ее приближает реальные условия к принятой расчетной схеме.

При расчете осадки фундамента методом эквивалентного слоя Н. А. Цытович рекомендует принимать распределение уплотняющих давлений по эквивалентной треугольной эпюре. При расчете осадки методом ограниченной сжимаемой толщи фактор времени можно также

учитывать исходя из треугольной эпюры уплотняющих давлений в пределах расчетной сжимаемой толщи. В этих случаях фильтрация воды условно рассматривается только по вертикали.

При однородном грунте в пределах сжимаемо# толщи рассматривают два характерных вида фильтрации воды (рис. 5.14).

Однородный глинистый грунт залегает мощным сдоем (рис. 5.14,а). Фильтрация воды развивается преимущественно вверх. Осадку во времени рассчитывают приближенно по случаю «2».

Слой однородного глинистого грунта подстилается фильтрующим слоем, расположенным в нижней точке треугольно# эпюры давления (рис. 5.14,6). При этом расчет можно свести к случаю «О», Высоту треугольной эпюры следует принять равной 2/ь .Есди треугольную эпюру разбить пунктирными линиями, как показано на рис. 5.14,6, то осадка во времени будет развиваться от действия прямоугольной эпюры уплотняющих давлений AEFD (случай «О») и от действии двух треугольных эпюр уплотняющих давлений FEB и DCF, Прц §трм под действием первой треугольной эпюры фильтрация происходит снизу вверх, а под действием второй — сверху, вниз. Как доказано, процесс уплотнения от действия этих двух треугольных эпюр соответствует ходу уплотнения в результате фильтрации отжимаемой воды под действием суммарной прямоугольной эпюры DCGF, т. е. суммарно эти две треугольные эпюры приводят к случаю «О».

При слоимом залегании грунтов в пределах сжимаемой толщи возможны различные случаи расчетов осадки фундаментов зданий и промышленных сооружений во времени. Когда коэффициенты фильтрации слоев отличаются незначительно, ограничиваются осреднением характеристик грунта. Как считает Н. А. Цытович, средние значения коэффициента фильтрации в пределах сжимаемой толщи в указанном случав могут быть установлены по формуле

где ha — мощность сжимаемой толши (активной аоцы); hi — мощность i-ro слоя грунта; Ьфг — коэффициент фильтрации грунта ко слоя.

Зная k^m, представим выражения (5.49) и (5.46) в виде:

C = W(Vtl* »•*«

Здесь Л — путь фильтрации воды.

При слоистом залегании грунтов, полностью насыщенных водой, направления фильтрации отжимаемой воды зависят от водопроницаемости слоев. На рис. 5.15 даны схемы характерных напластований грунтов.

Схема на рис. 5.15, а соответствует случаю, когда водопроницаемость грунтов пр мере увеличения глубины уменьшается, т. е. ^ц> >^Ф22>&фз. При таком напластовании затухание осадок во времени приближенно определяют по случаю «2».

Схема на рис. 5.15,6 соответствует случаю, когда под сжимаемой толщей залегает прослоек хорошо фильтрующего грунта, способного отводить отжимаемую воду из основания, а наименьшей водопроницаемостью обладает средний слой, т. е. Аф1>^фг<^фз- При таком напластовании принимают, что вода отжимается вверх и вниз. Задачу

Рис. 5.15. Схемы основных направлений фильтрации воды при слоистом залегании грунтов в основании

приближенно сводят к случаю «О», принимая путь фильтрации h = = 0,5 hai где ha — мощность сжимаемой толщи.

Схема на рис. 5.15, в соответствует случаю, когда в толще хорошо фильтрующих грунтов залегает слой глины или суглинка. При этом дополнительно определяют осадку в результате уплотнения слоя слабо фильтрующего глинистого грунта. Развитие этой осадки рассматривают во времени. Вследствие фильтрации воды из слоя глинистого грунта в основном вверх и вниз расчет сводится, как указано выше, к случаю «О». При этом путь фильтрации h принимают равным Я2/2. Этим расчетом учитывают развитие осадки во времени только слоя глинистого грунта. Нарастание осадки во времени вследствие деформации верхнего и нижнего слоев песка происходит в процессе приложения нагрузки.

Учет структурности грунта и сжимаемости воды. Известно, что многие глинистые грунты обладают структурной прочностью, а вода в их порах содержит воздух (газ) в растворенном виде или в виде пузырьков. Такие грунты можно рассматривать как двухфазное тело, состоящее из скелета (твердых частиц, связанных между собой относительно жесткими связями) и сжимаемой воды в порах.

Структурная прочность такого грунта зависит от связей, возникших до приложения нагрузки. Если прикладываемое давление менее структурной прочности, процесс уплотнения грунта не возникает, а развиваются лишь небольшие упругие деформации его скелета как твердого тела. Чем прочнее грунт (больше рстр), тем большее сопротивление уплотнению оказывает его скелет и тем меньшая доля приложенной нагрузки будет передаваться на поровую воду. Этому дополнительно способствует сжимаемость поровой воды, содержащей газ.

В начальный момент времени на перовую воду вследствие прочности скелета грунта и сжимаемости воды в порах будет передаваться лишь часть внешнего давления рюо. Зная это давление, можно определить коэффициент начального порового давления

₽о = Рин)/Р>(5.56)

где р — внешнее давление.

В этих условиях начальное давление на скелет грунта

р2ё = р™ Ро*-1

Относительная мгновенная деформация скелета грунта согласно выражению (2.4') может быть найдена по формуле

8g — Н1р(Р Ршо) » где ти — коэффициент относительной сжимаемости грунта.

Относительная деформация грунта вследствие сжижаемости воды , при условии заполнения ею всех пор составит

8^ = Olw р^ П, где mw — коэффициент объемной сжимаемости воды в порах грунта; п — пористость грунта.

Если принять, что при действии давления рг объем твердых частиц остается без изменения, то относительная деформация скелета грунта должна равняться относительной деформации поровой воды, т. е. ео= — Eto. Приравняв правые части предыдущих двух равенств, получим

Р^^ртщКтуА-тузПу

Из сопоставления этого выражения с равенством (5.56) найдем

Ро = т^Кт^А-тшпу(5.57)

Следовательно, чем меньше относительная сжимаемость скелета грунта (коэффициент т^, тем в большей степени на величине ^сказывается сжимаемость поровой воды. В связи с этим при каждой последующей нагрузке все большая часть давления в момент ее приложения будет передаваться на скелет грунта.

Исходя из сжимаемости пузырьков воздуха при начальном давлении в поровой воде, равном нулю, 3. Г. Тер-Мартиросян получил

т® = (1 — GMPa,(5.58)

где G — коэффициент водонасышенности (степень влажности грунта); ра —атмосферное давление.

Вследствие малой .точности определения величины G правильнее Находить mto в гидрокомпрессионном приборе, разработанном в ЛИСИ. Сущность опыта в таком герметизированном приборе сводится к приложению на образец грунта, взятый в кольцо, гидростатического давления. По мере приложения гидростатического давления. рг, как показывают опыты, относительная деформация увеличивается даже при от-' сутствии внешней нагрузки на скелет грунта. В результате опытов получаются кривые tw^f^pr). Лишь в пределах небольших изменений давлений приближенно можно принять, что тю является постоянной величиной. Тогда относительная деформация образца грунта вследствие уплотнения скелета под действием гидростатического давления может* быть принята равной:

®ог ” ^и Ргг>

где рГг — напряжения в скелете грунта при приложении гидростатического давления.

Эту же деформацию образец грунта получит вследствие сжатия газосодержащей воды

£ш — nty) pmj п.

При этом

Prw 4“ Ргг — Рг #где prw — давление в поровой воде при приложении гидростатического давления рг.

Приняв eor=6w==8, где е—относительная деформация образца грунта, и решив совместно три приведенных выше уравнения, найдем

ПТ® — ТПу б/GHt> Рг ™ 8) П-(5.59)

Зная mr, пористость грунта п и проведя опыт в гидрокомпрессионном приборе, можно найти mw. Тогда по формуле (5.57) получим коэффициент начального порового давления р0. Аналогично можно провести опыт с образцом грунта, предварительно уплотненным интересующим нас давлением,'

7-465

Рассмотрим теперь деформацию слоя грунта во времени при сплошной нагрузке. Эпюры давлений после приложения нагрузки р для грунтов, но о^ладатрщих структурной прочностью, но содержащих сжимае-

Рис. 5.16. Эпюры вертикальных давлений в слое грунта от нагрузки при сжимаемой поровой водеРис. 5.16. Эпюры вертикальных давлений в слое грунта от нагрузки при сжимаемой поровой водер мую поровую воду, приведены на рис. 5.16. Сразу после приложения равномерно распределенного давления часть его р^ будет передана на скелет гр унта' вследствие сжимаемости воды и мгновенной деформации скелета, а остальная часть рюо будет передана на поровую воду. Под давлением р^ вода будет выжиматься из деформируемого слоя грунта, как и в задаче, рассмотренной в п. 2 этого параграфа. В таком случае эпюра давлений Рг будет изменяться во времени в пределах от рго до р. Это дает возможность по аналогии найти осадку поверхности слоя грунта во времени по выражению

Рис. 5.16. Эпюры вертикальных давлений в слое грунта от нагрузки при сжимаемой поровой воде

Рис. 5.16. Эпюры вертикальных давлений в слое грунта от нагрузки при сжимаемой поровой воде

St-^hmDp 1 е 2V + ~e . (5.60)

[ . р № \ . У/]

(5.61)(5.61)Здесь N определяют по выражению (5.47), при этом с^ находят по формуле, аналогичной формуле (5.46):

(5.61)

(5.61)

где &ф—коэффициент фильтрации грунта; р0 — коэффициент начального порового давления [см. формулу (5.57)]; yw — удельиый-вес воды.

Если грунт, содержащий сжимаемую поровую воду, обладает структурной прочностью рстр, то при р>/?стр картина деформируемости будет иной. Сразу после приложения давления оно будет передаваться частично на скелет грунта и частично'на поровую воду. При р2о>рстр будут разрушаться структурные связи грунта, и он будет уплотняться как вследствие сжатия поровой воды, так и вследствие ее выдавливания. Обычно при давлении /7СтР разрушаются не все структурные жесткие связи. В Факбм случае в процессе их разрушения при малой сжимаемости поровой воды некоторый период времени, 'пока грунт не достигнет относительной деформаций few, обусловленной сжимаемостью поровой воды, давление в воде будет оставаться практически без изменения или несколько повышаться. После этого деформация слоя грунта будет развиваться во времени в соответствии с выражениями (5.60) и (5.61).

При наличии водно-коллоидных структурных связей скелет грунта, как правило, обладает ползучестью, которая существенно отражается на развитии осадок во времени.

ОБЩИЕ ПРЕДСТАВЛЕНИЯ О РЕОЛОГИИ И НЕЛИНЕЙНОЙ МЕХАНИКЕ ГРУНТОВ

Основные понятия о реологических процессах. Реология как наука, изучающая вопросы течения материалов, имеет три основных направления: исследование медленно развивающихся во времени деформаций— деформаций ползучести, исследование расслабления (уменьшения) напряжений при постоянстве деформации — релаксации напряжений и исследование разрушения материалов при длительном действии нагрузки--длительной прочности материалов.

/ — затухающей; 2 — установившейся; 3 — прогрессирующего течения/ — затухающей; 2 — установившейся; 3 — прогрессирующего теченияВ Советском Союзе вопросами реологии грунтов занимались многие исследователи: С. С. Вялов, М. Н. Гольдштейн, Ю. К. Зарецкий Н. Н. Маслов, С. Р. Меечян, Г. И- Тер-Степарян, Ц. А. Цытовцч и др.

/ — затухающей; 2 — установившейся; 3 — прогрессирующего течения

/ — затухающей; 2 — установившейся; 3 — прогрессирующего течения

Деформации ползучести развиваются z как в процессе уплотнения грунтов под действием нормальных напряжений, так и при сдвиге, т> ё. при приложении касательных напряжений.

Реологические процессы особенно характерны для глинистых грунтов, а также для любых грунтов, находящихся в мерзлом состоянии. Кроме того, они проявляются в скальных породах и песках при определенном напряженном состоянии их. Физические причины ползучести в полной мере пока еще не вскрыты. С. С. Вялов и Ю. К. Зарецкий объясняют развитие реологических процессов в грунтах и, в частности# при деформациях ползучести так. При увеличении напряжений в жестких связях между частицами грунта возникают усилия, под действием которых постепенно разрушаются сначала менее прочные, а затем и более прочные связи. В результате этого процесса в грунте появляются дефекты (микротрещйны между частицами). Однако одновременно в этих и соседних местах возникают вследствие сближения отдельных частиц (при сжатии и сдвиге) новые водно-коллоидные и молекулярно-контактные связи. В связи с этим грунт не разрушается, а лишь получает большие деформации.

Если к нескольким образцам одного и того же грунта приложить различную сдвигающую нагрузку, то относительная деформация будет развиваться во времени так, как показано на рис. 5.17. Анализируя кривые деформации во времени, можно выделить мгновенную деформацию и три стадии ползучести. В пределах первой стадии, называемой стадией затухающей ползучести, происходит постепенное уменьшение скорости развития деформаций во времени. В пределах второй

стадии — установившейся ползучести — деформации пластического течения развиваются практически с постоянной скоростью. Установившаяся ползучесть возникает лишь при.напряжениях, больших определенного предела. Как доказано С. С. Вяловым, установившаяся ползучесть всегда переходит в третью стадию^—стадию прогрессирующего течения, при которой скорость развития деформаций во времени возрастает, что и ведет к разрушению образца.

В стадии затухающей ползучести возникают микротрещины, но одновремецнр образуется значительно большее количество' новых связей и увеличивается, сопротивление разрушению существующих связей вследствие развивающихся деформаций. Поэтому деформации затухают.

В стадии установившейся ползучести наблюдается равновесие между прочностью грунта, теряемой в связи с разрушением связей, и прочностью, приобретаемой грунтом вследствие возникновения водно-коллоидных и молекулярно-контактных связей. Этим обусловливается пластично-вязкое течение. В процессе такого течения изменяется структура грунта, вследствие чего постепенно уменьшается сопротивляемость образца грунта разрушению и наступает стадия прогрессирующего течения.

В стадии прогрессирующего течения количество дефектов в связях все увеличивается, а возникновение новых связей иногда уменьшается, поскольку на этой стадии в ряде случаев наблюдается увеличение объема образца грунта. Прогрессирующее течение при неизменном напряженном состоянии всегда заканчивается разрушением.

Рис. 5.18. Кривая длительной прочности грунтаРис. 5.18. Кривая длительной прочности грунтаДлительная прочность грунта и релаксация напряжений. Если образец грунта подвергать деформациям сдвига, осевого сжатия или растяжения при различных нагрузках (см. рис. 5.17), то можно отметить, что чем большая нагрузка приложена к образцу, тем скорее наступает стадия прогрессирующего течения и происходит разрушение образца. Проводя опыты все с меньшими нагрузками, можно достигнуть такого напряженного состояния грунта, при котором не возникает установившейся ползучести и прогрессирующего течения, а будет развиваться только затухающая ползучесть и разрушение образца не произойдет, сколь длительно не действовала бы нагрузка, вызывающая это напряженное состояние.

Рис. 5.18. Кривая длительной прочности грунта

Рис. 5.18. Кривая длительной прочности грунта

Минимальные напряжения, при которых происходит разрушение образца через бесконечно большой промежуток времени, называются пределом длительной прочности R^.

Напряжения, при которых образец грунта разрушается через некоторый период времени после приложения нагрузки в связи с развитием деформаций установившейся ползучести и прогрессирующего течения, соответствуют длительной прочности грунта Rt.

Рис. 5.19. Испытание грунта на релаксацию напряжений при сжатии со свободным боковым расширениемРис. 5.19. Испытание грунта на релаксацию напряжений при сжатии со свободным боковым расширениемНаконец, можно приложить нагрузку такой интенсивности, при которой образец грунта разрушается мгновенно. Это соответствует мгновенной прочности грунта при данном напряженном состоянии.

Рис. 5.19. Испытание грунта на релаксацию напряжений при сжатии со свободным боковым расширением

Рис. 5.19. Испытание грунта на релаксацию напряжений при сжатии со свободным боковым расширением

Таким образом, в результате серии испытаний какого-либо грунта, обладающего ползучестью, можно получить кривую его длительной прочности (рис. 5.18).

/ — образец грунта; 2 — динамометр; 3 — домкратный винт для приложения нагрузки; 4 — жесткая рама/ — образец грунта; 2 — динамометр; 3 — домкратный винт для приложения нагрузки; 4 — жесткая рамаПри проектировании сооружений, передающих постоянную нагрузку, приходится исходить из предела длительной прочности. При периодическом возрастании и снижении нагрузки можно исходить из длительной прочности с учетом продолжительности действия нагрузки (например, порывов ветра). Такое проектирование рациональнее.

/ — образец грунта; 2 — динамометр; 3 — домкратный винт для приложения нагрузки; 4 — жесткая рама

/ — образец грунта; 2 — динамометр; 3 — домкратный винт для приложения нагрузки; 4 — жесткая рама

Релаксацией напряжений называется явление уменьшения напряжений (расслабле-. ние напряжений) при постоянстве общей дефор- * мации. Если образец грунта, обладающего ползучестью (рис. 5.19), поместить в прибор (например, динамометрический) и приложить к этому образцу нагрузку, немного меньшую мгновенной прочности грунта, то измерение усилий по динамометру во время опыта покажет, что напряжения в грунте будут уменьшаться. В то же время размеры образца практически останутся без изменения. В результате опыта мы получим кривую уменьшения напряжений, аналогичную кривой длительной прочности. Доказано, что напряжения будут

уменьшаться до предела длительной прочности. В связи.с этим С. С. Вялов и рекомендует определять предел длительной прочности по напряжениям, до которых происходит их релаксация при постоянстве данного вида деформации.

Кривая релаксации напряжений может быть описана уравнением

' Pt -Poo+ (Р0-Роо)^”>

где Pt — напряжение в данный момент времени /; р® — предельно длительное напряжение после релаксации; р0 — напряжение, возникающее в начале опыта при ^=0; t— время от начала приложения нагрузки; и—-параметр, который характеризует скорость релаксации напряжений (обычно п<1).

Так как опыты невозможно проводить в течение бесконечно больше’ го периода времени, выполняют несколько длительных экспериментов при различных значениях рй и расчетом находят р^ и п.

Предел длительной прочности можно определить с помощью шариковой пробы, предложенной Н. А. Цытовичем, т. е. вдавливанием шарика в грунт до затухания деформации, или измерением сопротивления грунта динамометрическим методом С. С. Вялова.

Деформации ползучести грунта при уплотнении. Если деформацию образца водонасыщенного грунта в одометре или осадку слоя грунта без возможности бокового расширения изобразить во времени кривой в полулогарифмической системе координат, то она будет иметь вид, показанный на рис. 5.20, а. На этой кривой можно выделить три основных

Рис. 5.20. Кривые нарастания деформаций (осадок) во времени

участка, соответствующих трем слагаемым осадки: преимущественно упругой (начальной) осадке SH, развивающейся до начала фильтрационной консолидации; осадке 5ф.к, обусловленной фильтрационной консолидацией, и осадке Sn, развивающейся вследствие ползучести грунта. Осадку, развивающуюся после фильтрационной консолидации, обычно называют осадкой втор ичной к о н с о л и д а ц и и. Фактически деформации ползучести развиваются с момента приложения нагрузки, но, поскольку они составляют небольшую долю 5ф.к, в период развития фильтрационной консолидации их можно не выделять.

Начальную (преимущественно упругую) осадку можно найти по графику, построенному в координатах S и V t (рис. 5.20,6). Развитие осадки во времени в период фильтрационной консолидации определяют в соответствии с рекомендациями § 19. Нарастание во времени относительной деформации грунтов, неполностью насыщенных водой, может быть, как считает Н. А. Цытович, установлено по теории наследственной ползучести. В таком случае уравнение напряженно-

деформированного состояния грунтов при затухающей ползучести и при непрерывном одноосном загружении или одномерном уплотнении различным давлением (переменным или постоянным) в момент времени I будет иметь вид

P^Wt-WW ,(5.62)

где 5мг — мгновенный модуль деформации скелета грунта: р^ и р^ —напряжения, развивающиеся к моментам времени t и U; t — текущая координата времени; f0 — момент времени, соответствующий приложению нагрузки, вызывающей напряжение p^to), действующее в течение отрезка времени dto;

К^-10) = ЕмгО-^.(5.63)

Здесь К (/—/о) —ядро ползучести, характеризующее скорость деформации ползучести при постоянном давлении, отнесенную к его единице.

Рис. 5.21. График для определения параметра ползучести 61 после окончания фильтрационной консолидации 'Рис. 5.21. График для определения параметра ползучести 61 после окончания фильтрационной консолидации 'Уравнение (5.62) свидетельствует о зависимости полной деформации скелета грунта, обладающего ползучестью, не только от напряженного состояния, но и от предыстории нагружения в момент времени /0- Этим обусловлено название теории — теория наследственной ползучести.

Рис. 5.21. График для определения параметра ползучести 61 после окончания фильтрационной консолидации '

Рис. 5.21. График для определения параметра ползучести 61 после окончания фильтрационной консолидации '

Ядро ползучести для дисперсных грунтов часто представляют в виде простейшей зависимости, подтверждаемой экспериментами:

—,(5.64)

где 6 и 61 — параметры ползучести, определяемые по результатам опытов.

Для нахождения di после окончания фильтрационной консолидации (начиная с момента времени /ф.к) строят графическую зависимость, показанную на рис. 5.21, где S — скорость осадки; р — давление; h— толщина деформирующегося слоя. Эта зависимость имеет вид прямой линии. Тангенс угла наклона ее к абсциссе и будет являться бщ 6i = tgi|).(5.65)

Параметр ползучести 6 можно определить по формуле

6 = 6, mvlm0,(5.66)

где ту —коэффициент относительной сжимаемости вследствие ползучести грунта, определяемый на конец опыта; mD —коэффициент относительной сжимаемости вследствие упругих деформаций образца и фильтрационной консолидации.

Величину тг. определяют по формуле

(5.67)

где туГ — коэффициент относительной сжимаемости за период упругих деформаций; ш^ — коэффициент относительной сжимаемости за период фильтрационной консолидации.

Когда деформации ползучести за период фильтрационной консолидации можно считать незначительными,

mD = m0 +my=7•(5.68)

Здесь Sn и Зф к определяются по графику (см. рис. 5.20): h — высота образца; р— приложенное давление.

Величину тв определяют по формуле

„®1Z^L

1 — s 1 к

где т£ — коэффициент относительной сжимаемости грунта при условной стабилизации образца грунта за период времени tK (на конец опыта).

Таким образом, по результатам экспериментов определяются всё параметры, необходимые для нахождения относительной деформации ползучести однофазного грунта. Это даёт возможность составлять прогноз Деформаций ползучести грунтов.

В двухфазных грунтах одновременно развиваются деформации ползучести, деформации фильтрационной консолидации и изменения объема пузырьков воздуха в поровой воде по мере изменения в ней давления. Решения для ряда таких задач освещены в трудах Н. А. Цыто- вича, Ю. К. Зарецкого, 3. Т. Тер-Мартиросяна и др.

Однако при приближенных расчетах осадки во времени относительно хорошо фильтрующих грунтов (суглинков или глин с прослоями песка) используют раздельное определение развития осадок во времени в результате сжатия поровой воды, фильтрационной консолидации и ползучести с применением графика развития деформаций во времени (см. рис. 5.20). В таком случае кривую нарастания осадки во времени в период деформаций ползучести заменяют прямой, начиная от точки D.

Вопросы, нелинейной механики грунтов. В гл. 4 была рассмотрена зависимость осадки жесткого штампа от нагрузки (см. рис. 4.1,6) и отмечалось, что близкая к линейной зависимость при небольших давлениях наблюдается в пределах фазы упругих деформаций и фазы уплотнения и местных сдвигов. Если давление по подошве жестких фундаментов не вызывает развития интенсивных деформаций сдвигов (пластических деформаций), то, как показано ранее, осадку сооружений с успехом можно рассчитывать исходя из линейной зависимости между напряжениями и деформациями.

В ряде случаев осадка, полученная при таком расчете, оказывается существенно меньше предельно допустимого значения. Однако повысить давление по подошве рассчитываемых фундаментов на основе линейной механики грунтов нельзя, так как при повышенных давлениях нарушается принятая в расчетах линейная зависимость.

Нарушение линейной зависимости между давлением и осадками жесткого фундамента можно объяснить значительным развитием деформаций сдвигов и изменением объема грунта не только в зависимости от суммы главных напряжений, но и от соотношения между главными и касательными напряжениями (явления контракции и дилатансии).

Это Приводит.к необходимости рассмотрения напряженного состоя-, ния грунтов, например по октаэдрическим площадкам, равйонаклонен-. ным к плоскостям, по которым действуют гла’вные напряжения. Согласно решениям общей механики сплошных сред, на эти площадки будут действовать октаэдрические напряжения:

нормальные

Рокт = "у ^Pi + Ра + РзУ

касательные

Токт= ~ К(Р1 — Рз)2 + (Ра — р3)2 + (Рз — ргу.

Кроме деформаций объема существенное значение имеют деформации формы. В качестве меры деформаций формы принимают интенсивность деформаций сдвигов

г = ]/у№ + ^ + $,

где уь у2, Уз — наибольшие (главные) деформации сдвигов.

Деформации объема и формы могут быть выражены через рОкт и Токт-

На рис. 5.22, а показано изменение относительной октаэдрической деформации (изменения объема) 80Кт при увеличении рокт. Линия 1 соответствует линейной зависимости между напряжениями и деформация-

ч,

Рис. 5.22. Графики зависимости деформаций объема (а) и формы (6) от октаэдрических напряжений

ми; линия 2— это экспериментальная кривая в случае неизменности объема при действии касательных напряжений; линии 3— экспериментальные кривые при изменении объема в результате деформаций сдвигов. .

На рис. 5.22,6 представлена зависимость меры деформаций формы Г от Токт при различных октаэдрических нормальных напряжениях. Здесь также линия 1 соответствует линейной зависимости между напряжениями и деформациями. Кривые 4 соответствуют развитию меры деформаций формы при различных октаэдрических нормальных напряжениях.

Анализируя эти графики, следует отметить, что линейную зависимость между напряжениями и деформациями можно использовать при сравнительно небольших октаэдрических нормальных и касательных напряжениях. При больших же значениях этих напряжений необходим учет нелинейной зависимости между напряжениями и деформациями грунтов. Такая необходимость обычно возникает при возведении тяжелых сооружений (плотин, атомных реакторов и др.), передающих на грунт давление, существенно большее так называемого расчетного, при котором еще обеспечивается линейная зависимость между напряжениями и деформациями.

Решения нелинейной механики грунтов позволяют более рационально проектировать фундаменты обычных сооружений, имеющих в основании сравнительно малосжимаемые грунты (пески, глинистые грунты в твердом и полутвердом состоянии). Однако в настоящее время эта возможность, как правило, не используется, так как для расчетов деформаций по нелинейной механике грунтов требуется определение с высокой точностью сравнительно большого числа параметров деформируемости грунта. При этом расчеты необходимо вести методом итерации с использованием вычислительной техники.

В связи с этим при проектировании фундаментов промышленных и гражданских зданий и сооружений используют линейную зависимость между напряжениями и деформациями, поскольку в этом случае решения могут быть прлучены более простыми методами.

Решения с отражением нелинейных связей между напряжениями и деформациями в настоящее время используются, в частности, при проектировании высоких плотин из грунтовых материалов и их оснований.

Глава 6

ТЕОРИЯ ПРЕДЕЛЬНОГО НАПРЯЖЕННОГО СОСТОЯНИЯ ГРУНТОВ И ЕЕ ПРИЛОЖЕНИЯ

ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ

Понятие о предельном равновесии грунта в точке.

Предельным напряженным состоянием массива грунта является такое, при котором малейшее добавочное силовое воздействие или малейшее уменьшение прочности грунта может привести к нарушению су- ществующего равновесия — к потере устойчивости массива грунта (возникновению в нем поверхностей скольжения, развитию различных деформаций сдвигов, нарушению природной структуры). Обычно нарушение существующего равновесия сопровождается выпором грун- та из-под фундаментов с их большой осадкой, сползанием масс грунта в откосах, значительным смещением конст- । рукций, ограждающих массив грунта или заделанных в грунте.

Поскольку существенные смещения для подавляющего большинства сооружений недопустимы, весьма важно правильно оценивать максимально возможную нагрузку данного направления на массив грунта, при которой еще соблюдается его равновесие — не наступает потери устойчивости.

В теории предельного равновесия грунтов рассматриваются задачи устойчивости грунтов в основании сооружений, устойчивости грунтов в откосах, определения давления грунта на ограждающие конструкции (подпорные стенки, обделки тоннелей) и сопротивления грунта перемещению различных анкеров и ограждающих конструкций.

Начало решению задач предельного равновесия грунтов было положено более двух столетий назад Ш. Кулоном. В конце прошлого столетия оригинальные опыты провел В. И. Курдюмов. С помощью фотографирования процесса потери устойчивости грунтов в основании им зафиксированы траектории движения частиц песка в стороны и вверх при выпоре грунта из-под штампа (рис. 6.1). Этими опытами была раскрыта сущность процесса деформирования грунтов при потере их устойчивости в основании фундаментов. Около 30—40 лет назад советские ученые (В. В. Соколовский, С. С. Голушкевич, В. Г. Березанцев и др.) разработали эффективные методы решения дифференциальных уравнений устойчивости грунтов в условиях предельного равновесия.

В этих методах используется теория прочности Мора, согласно которой условие предельного равновесия сыпучего грунта при сдвиге выражается формулой (2.20), а при сложном напряженном состоянии — формулой (2.27). Отсюда устанавливается зависимость соотношения

Рис. 6.1. Перемещения частиц песка при выпоре грунта из-под штампа (опыт В. И. Курдюмова)

между главными напряжениями от угла внутреннего трения сыпучего грунта

Рз = Р1(1 — 51Пф)/(1+з1Пф),

где р3 и pi — главные напряжения, соответствующие предельному напряженному состоянию.

Произведя тригонометрические преобразования, получим

Рз/Р1 = 1^(45=_ф/2).(6.1)

В этом выражении, как и ранее, рз<рь

Для связного грунта, по теории Кулона, условие предельного рав новесия при сдвиге выражается формулой (2.21). Если сцепление представить Через давление связности [см. выражение (2.22)], то формула (6.1) будет справедлива и для связного грунта, поскольку к напряжениям pi и рз будет добавлено давление связности ре.

Иногда удобнее условие предельного равновесия выразить через компоненты напряжений, соответствующие координатным осям. Тогда условием предельного равновесия для связного грунта будет выражение

\Рг + Ру Т 2с-cig ф)2

Для сыпучего грунта это выражение справедливо при с=0.

В настоящее время считают, что теория прочности Кулона, рассмат-

ривающая плоскую деформацию, не позволяет решать некоторые задачи устойчивости грунтов в основании сооружений при сложном напряженном состоянии. В связи с этим все большее число исследователей в условиях интенсивного пространственного напряженного состояния учитывает нелинейность зависимости между напряжениями и деформация* ми грунтов и использует более сложные теории прочности с учетом всех компонентов напряжений, концентрации их и явления изменения объема при сдвиге, принимая, что при потере устойчивости касательные октаэдрические напряжения являются прямой функцией нормальных ок- таэдрицескйх напряжений.. z .

Уравнений Предельного равновесия. В; случае горизонтальной поверхности .грунта, обладающего удельным весом у, уравнений равновесия в дифференциальной форме при плоской задаче имёЩт вид

^ + Да=т. 8р$ + ^К. = 0. ’ (6.3) dz ду ’ ду; дг .

. Присоединяя уравнение предельного равновесия (6.2), получаем систему трех уравнений с тремя неизвестными. Следовательно, плоская задача предельного равновесия статически определима. Решение, этих уравнений зависит от граничных условий конкретной задачи. Это решение, основанное на численном интегрировании, выполнено В. В. Соколовским. Таким образом, можно решать различные задачи устойчивости массивов грунта.

Для осесимметричной пространственной задачи . принимается, что меньщие главные напряжения равны ^е^ду собой, т. е. рг=^з. С учетом этого четвертого уравнения В. t. Березанцевым получено решение дифференциальных ураййений предельного равновесия прй осесимметричной загрузке грунтов основания.

УСТОЙЧИВОСТЬ ГРУНТОВ В ОСНОВАНИИ СООРУЖЕНИЙ

Развитие предельного напряженного состояния в грунте основания жестких Штампов. В гл. 4 была рассмбт’рёйа картина напряженного со-, стояния грунтов в основании при развитии преимущественно упругих деформаций и остаточных деформаций уплотнения. Кроме того, в § 14 было отмечено, что под краями жестких штампов происходит концентрация напряжений (см. рис. 4.10). Большие вертикальные напряжения приводят к тому, что под краями штампов в пределах небольших зон (/ на рис. 6.2, а) развиваются пластические деформаций (деформации сдвигов). По мере возрастания нагрузки эти зоны увеличиваются. Росту этйх зон препятствует горизонтальное сопротивление расположенного по сторонам от них грунта, который уплотняется в пределах напряженных зон 2. Это сопротивление постепенно возрастает до определенной величины, называемой пассивным отпором грунта (см. § 24). Возрастание горизонтального сопротивления грунта приводит к замедлению роста зон сдвигов, хотя и сопровождается все большими и большими деформациями грунта по сторонам от наиболее напряженной зоны основания. Вследствие перемещения границ, зон сдвигов в стороны йроисходцт все большее отклонение зависимости между нагрузкой и ОСадкой на участке АВС (см. рис. 4.1,6) . от прямой. Поскольку кривая на участке АВ с некоторым приближением может быть заменена на прямую (как отмечалось ранее), прй расчетах деформаций уплотнения грунтов* в пределах этой фазы обычно принимается линейная зависимость между напряжениями и деформациями. При существенном, же развитии зон сдвигов необходимо решение смешанной задний теорий

упругости и пластичности. Главным в этом случае является учет развития областей деформаций уплотнения как под штампом, так и вокруг зон сдвигов (рис. 6.2,а).

При слиянии зон сдвигов на некоторой глубине под штампом (рис. 6.2,6) образуются уплотненное ядро 3 и при еще большем загружении области 4 с непрерывными поверхностями скольжения, вследствие чего происходит потеря устойчивости грунтов в основании. Главной за-

Рис. 6.2. Схемы развития деформаций грунта а — при возникновении зон сдвигов; б—при -выпоре грунта из-под фундамента а стороны и вверхРис. 6.2. Схемы развития деформаций грунта а — при возникновении зон сдвигов; б—при -выпоре грунта из-под фундамента а стороны и вверх

Рис. 6.2. Схемы развития деформаций грунта а — при возникновении зон сдвигов; б—при -выпоре грунта из-под фундамента а стороны и вверх

Рис. 6.2. Схемы развития деформаций грунта а — при возникновении зон сдвигов; б—при -выпоре грунта из-под фундамента а стороны и вверх

дачей является определение нагрузки, при которой теряется устойчивость грунтов в основании. Кроме того, рассмотрение возникновения предельного напряженного состояния в некоторых точках позволяет найти предельную нагрузку, до которой можно принимать линейную зависимость между напряжениями и деформациями при небольшом развитии зон сдвигов.

Критические нагрузки на грунт основания. Как уже было отмечено, под жесткими штампами и фундаментами небольшие зоны пластических деформаций возникают даже при незначительном их загружении. Это ведет к перераспределению давления по подошве. Криволинейное очертание эпюры реактивного давления грунта по подошве фундамента или штампа (рис. 6.3) по мере увеличения нагрузки будет ме-

Рис. 6.3. Схема изменения формы эпюры противодавления грунта по подошве жесткого круглого штампа (а) и схема полосовой нагрузки (б)

няться от седлообразного / до параболического 4. Точное определение реактивного давления в каждой точке подошвы в настоящее время затруднительно, так как в этом случае потребовался бы учет деформируемости грунта в основании во всех точках, включая и зоны пластических деформаций. В связи с этим давление по подошве условно принимают равномерно распределенным при центральной нагрузке и распределенным по трапеции при внецентренной нагрузке. Для фундаментов промышленных и гражданских зданий и сооружений это допущение, как показывает опыт строительства, обеспечивает надежность решения.

Рассмотрим условие возникновения предельного равновесия в некоторых областях под полосовой равномерно распределенной нагрузкой

(плоская задача). Пусть в пределах бесконечной полосы (фундамента) действует равномерно распределенная нагрузка интенсивностью р, по сторонам от которой приложена вертикальная пригрузка ^нН, №—

удельный вес грунта в пределах глубины заложения фундамента h. Оси координат направлены так, как показано на рис. 6.3,6. Примем, согласно § 14, шаровой тензор напряжений (гидростатическое давление) от действия собственного веса грунта, залегающего ниже подошвы фундамента. Тогда главные напряжения от собственного веса грунта по всем направлениям будут составлять

Ргр1 =Ргра = Ргрз = Тл^+уг,(6-4)

где у—удельный вес грунта ниже подошвы фундамента в пределах глубины г.

Рассмотрим условие возникновения предельного напряженного состояния в точке М. Для этого составим выражения для главных напряжений согласно равенствам (4.7), (5.2) и (6.4):

Д1=(р~УйА)(а4-81па)/л + 7^4-уг; )

Pa =(p — YfiAj(a — sin а)/я + уд h+yz. I

Значения pi и р3 подставим в выражение (2.28). При этом учтем, что давление связности грунта рг==с ctgф. После преобразований из условия предельного равновесия (2.28) найдем координату г точки М (см. рис. 6.3,6):

р —y^ft/sina\ с ,.

2 =— -— — a — — ctg ф—^.(б)

лу \sm ф / у

Максимальную глубину зоны сдвигов (пластических деформаций) 2тят найдем, взяв производную 2 по а и приравняв ее нулю, т. е.

0.0.dz р —удА /cos ada лу \sin ф

0.

0.

Это уравнение удовлетворяется, когда cos a—sin ф. Из тригонометрии известно, что cosa=sin( л/2—а), следовательно, ф=л/2—а, откуда а=л/2 —ф.

Подставив это значение а в выражение (б) и решив его относительно р, получим значение давления, при котором на глубине zmax возникает предельное напряженное состояние. Это будет критическое давление рКр для глубины zmax, так как развивающиеся зоны предельного напряженного состояния достигают этой глубины с каждой стороны по

лосы загружения:

(В)(В)"(^шах + т^ + сс^ф) ,ctg ф + ф — л/2^

(В)

(В)

Выражение (в) позволяет найти критическое давление, при котором предельное напряженное состояние возникает лишь в точках, расположенных под краями полосовой нагрузки, т. е. для случая zmax=0. Исходя из этого, Н. П. Пузыревский, Н. М. Герсеванов и О. Фрелих получили выражение для начального критического давления, вызывающего на

пряженное состояние грунта:

(6.5)(6.5)„ч=^№Л+£5£Й

(6.5)

(6.5)

ctgф+ф —я/2

Весьма, заманчиво определять по этой формуле давление р, при котором во всех точках основания, за исключением точек, расположенных под краями фундамента, отсутствуют деформации сдвигов. Однако, во- первых, это не соответствует фактическому положению, так как под краями фундаментов, обладающих жесткостью, концентрируются напря-

жения и, следовательно, при среднем давлении ркр в некоторой зоне неизбежно возникнут деформации сдвигов. Во-вторых, как показал опыт строительства, даже при давлениях, больших ркр4, некоторое развитие зон сдвигов почти не вызывает нарушения приблизительно линейной зависимости между напряжениями и деформациями. В связи с этим по Нормам допускается развитие зон,сдвигов в глубину по крайней мере на 0,25 Ь, где b — ширина подошвы фундамента. При указанном развитии зон сдвигов нетрудно найти условную критическую нагрузку

уел _ л (0,25+ ^/г + С Ctg ф)

^крctg ф + ф — л/2/l

Это выражение можно привести к виду

Ркр1= л76 + B^h h + Dc'$•6)

,0,25л_л , , _ лНёф

где А—; ; В = р 1 ; D = — коэффициен-

Нёф+ф —л/2-^ф + ф —л/2с1§ф + ф — л. 2

ты несущей способности; значения коэффициентов А, В и D приведены во втором разделе (см. табл. 7.3).

Учитывая, что при малосжимаемых грунтах и жестких зданиях допустимо большее развитие зон сдвигов, СНиП 11-15-74 рекомендуют определять расчетное давление на грунт R по формуле (6.6) с введением в нее коэффициентов условий работы и надежности [см. формулу (7.11)].

Для глинистых грунтов, обладающих малым значением угла внутреннего трения, особенно в условиях незавершенной консолидации, можно принять ф«0. В таком случае грунт рассматривают как идеально связное тело, для которого условие предельного равновесия записывается в виде

Tmax — (.Pi—Р^^^с.

Следовательно,

Подставим в это выражение значения рх и р3 по формулам (а) при 2—0. Тогда для случая предельного состояния при максимальном значении sina = l (см. рис. 6.3,6) получим

р^ч = лс + ^Н.

Это выражение соответствует возникновению предельного напряженного состояния только в системе точек без развития зон сдвигов.

Предельная нагрузка на грунт. При действии равномерно распределенной начальной критической нагрузки предельное напряженное состояние наблюдается лишь в системе отдельных точек, а зоны сдвигов могут возникать только мри давлениях, больших рУ •

По мере увеличения давления (больше р^ ) вод краями равномерно распределенной полосовой нагрузки будут развиваться зоны сдвигов. В этих зонах наряду с деформациями уплотнения происходят деформации сдвигов (пластические). Поскольку эта зоны имеют замкнутую форму (см. рис. 6.2,а), развитию деформаций сдвигов в них будет оказывать сопротивление окружающий грунт, обладающий свойством уплотняться под действием приложенного к нему давления. В связи с этим границы зон.сдвигов будут перемещаться преимущественно в стороны от полосовой нагрузки и частично вверх. По мере перемещения границ зон сдвигов грунт, расположенный по сторонам от них, уплотняясь, будет оказывать все большее и большее сопротивление этому перемещению.

Возникает вопрос, чему будет соответствовать указанное сопротивление грунта, при котором в Нем возникнет Предельное напряЖёиНбес-о- стояние? Очевидно, оно должно характеризоваться условием (2.27) йлй (2.28). Непосредственно под вертикальной нагрузкой р большее главное напряжение pi будет направлено вертикально, а при развитии зон Пластических деформаций В качестве нагрузки можно рассматривать прей-’ мужественно горизонтальное давление со стороны * этих Зон. В связи с этим По сторонам от зон пластических-деформаций большее главное напряжение pi. будет иметь практически горизонтальное направление (См.- рис. 6:2). Следовательно, ^еслй яа>4фШлайя площади загружения внешней нагрузкой вертикальное главное Напряжение Рз£Цй$ц тд, со» гЛадно йыраженйю (64), '

• ^=Ш^=^^!(45“+Ф/2);С. м

..Таким. образом, горизонтальное давление при развитии .вон. пдаоти- ческик деформаций увеличивается от величинной [см. формулу (2.7) ) до величины, устанавливаемой пр формуле (6.7). В песках это увеличение может составлять 10 раз и более. Этим и объясняется допустимость некоторого развития зон сдвигов, особенно в грунтах малосжимаемых, к которым обычно относятся песди.,

На первый взгляд кажется,,что, ерли при. максимальном напряжении возникает предельное напряженное состояние в некоторой зоне, то нагрузку, при которой достигается 3^0 положение, и следуй считать предельной. Однако этощё так вследствие замкнутости зон сдвигов. Чтобы произошел выпор грунта из-под равномерно распределенной нагрузки в стороны и вверх, необходимо образование непрерывных поверхностей скольжения, выходящих на поверхнрсть грунта:

Приняв, что ниже подошвы фундамента залегает невесомый грунт (у—0), можно построить, поверхности. скольжения ад>Полосовой равномерно распределенной нагрузке исходя из того, что они отклонены от направления наибольшего главного напряжения pi на угол 45° — ф/2 [см.: формулу (2.29)]. В. таком случае непосредственно под.нагрузкой, где Д[ действует в вертикальном направлений, два семейства пересекающихся поверхностей скольжения образуют в зоне ОАВ вертикальные

РЯс. 6.4. Два семейства линий скольжения при предельной полосовой нагрузке 1‘ случае, когда у=0

ромбы (рйс. 6.4). В зоне ОВС, как доказано Прандтлем и Нйсйеро^ одно Семейство ДЬверДябстёй Скольжения образует лучи, расходящиеся из точки О, а другое — логарифмические спирали. Далее в зоне ОСЬ образуются также, ройбы, но Горизонтальные, так как в этой збйе йаи- болыйёе главное напряжение нДпрйвйено горизонтально.

Задача о предельном напряженном состоянии грунтов в основании может быть решена в двух случаях: 1) дана пригрузка q=^hh и надо найти предельное значение интенсивности полосовой нагрузки рпр, при которой в основании возникает предельное напряженное состояние; 2) дана интенсивность нагрузки и надо найти пригрузку, при которой в основании возникает предельное напряженное состояние.

При учете собственного веса грунта построение поверхностей скольжения в зонах предельного равновесия усложняется. Оно делается еще более сложным при учете жесткости фундамента и трения грунта о его подошву. Для полосовой нагрузки эта задача решена В. В. Соколовским, а для осесимметричной нагрузки — В. Г. Березанцевым. На основе этих решений можно построить два семейства поверхностей скольжения. Кроме того, В. Г. Березанцев пришел к выводу, что вследствие трения грунта о подошву фундамента при потере устойчивости фундамента вместе с ним перемещается расположенное под ним уплотненное ядро грунта в виде прямоугольного треугольника. Тогда очертание обертывающих поверхностей скольжения под жестким круглым фундаментом будет со-

Рис. 6.5. Обертывающие поверхности скольжения для осесимметричной задачи

ответствовать схеме, изображенной на рис. 6.5. Вопросу образования уплотненного ядра под фундаментом уделили много внимания М. И. Горбунов-Посадов, М. В. Малышев и др.

При центральном загружении среднее предельное давление по подошве жестких фундаментов с учетом возникновения под ними уплотненного ядра находят по формулам:

при полосовой нагрузке

= 4V„ Т»/2 + Bgn ?Л Л + Dm с,(6.8)

при круглом фундаменте/

^=AwWA-B№4hh-YDmc,(6.9)

где Л, В, D с соответствующими индексами — коэффициенты несущей способности, принимаемые по табл. 6.1 в зависимости от угла внутреннего трения ф; у и ух— средний удельный вес грунта соответственно ниже и выше подошвы фундамента; b — ширина ленточного фундамента; d — диаметр круглого фундамента; к — глубина заложения подошвы фундамента относительно планировочной отметки; с—удельное сцепление.

• При давлении р^^ или РкРсд под фундаментами возникает предельное напряженное состояние. Превышение этого давления может привести к выпору грунта по рассмотренным выше поверхностям скольжения.

В случае глинистых грунтов, обладающих малым углом внутреннего трения, часто принимают ф = 0. Тогда при полосовой равномерно рас-

ТАБЛ ИЦ А 6.1. ЗНАЧЕНИЯ КОЭФФИЦИЕНТОВ НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ С УЧЕТОМ СОБСТВЕННОГО ВЕСА ГРУНТА И УПЛОТНЕННОГО ЯДРА

Ф, град

При полосовой нагрузке

При круглом фундаменте

Луп|

в»п

° СП

А ук

В<?к

° СК

16

3,4

4,4

11,7

4,1

4,5

12,8

18

4,6

5,3

13,2

5,7

6,5

16,8

20

6,0

6,5

15,1

7,3

8,5

20,9

22

7,6

8,0

17,2 -

9,9'

10,8

, 24,6

24

9,8

9,8

19,8

14,0

14,1

29,9

26

13,6

12,3

23,2

18,9

18,6

36,4

28

16,0

15,0

25,8

25,3

24,8

45,0

30

21,6

19,3

31,5

34,6

32,8

55,4

32

28,6

24,7

38,0

48,8

45,5

71,5

34

39,6

32,6

47,0

69,2

64,0

93,6

36

52,4

41,5

55,7

97,2

87,6

120,0

38

74,8

54,8

70,0

142,5

127,0

161,0

40

ЮС,2

72,0

84,7

216,0

185,0

219,0

42

154,6

98,7

108,7

317,0

270,0

300,0

44

220,6

137,2

141,2

—

46

319,2

195,0

187,5

—

—

—

пределенной нагрузке, по Прандтлю,

р"Ред = 5,14 с + yh Я;(6.10)

при круглом фундаменте, по А. Ю. Ишлинскому,

р£РеД=5,7С-НлЯ.(6.11)

Формулами (6.8) —(6.11) можно пользоваться, когда гарантировано осевое приложение нагрузки. При малейшем эксцентриситете устойчивость фундаментов резко снижается. При наклонной и эксцентричной нагрузке применяют специальные решения. Жесткость фундаментов в этом случае учитывают приближенно по методам В. С. Христофорова, М. Ш. Минцковского или Е. Захареску.

Определение предельного давления по формулам (6.10) и (6.11) при небольших глубинах заложения фундамента (Л: 6^0,5) дает значения Рпред и РкРед, близкие к полученным опытным путем. Формулы же (6.8) и (6.9) приводят, как правило, к заниженным значениям рпред и РкРед. В связи с этим необходимы дальнейшие исследования предельного напряженного состояния грунтов в основании жестких фундаментов.

УСТОЙЧИВОСТЬ ГРУНТОВ В ОТКОСАХ

Основные виды нарушения устойчивости откосов. При разработке котлованов, вертикальной планировке площадок с уступами, устройстве выемок и насыпей, возведении сооружений на склонах и в ряде других случаев приходится оценивать устойчивость массивов грунтов в откосах. Принятие пологих откосов резко увеличивает объем земляных работ и значительно удорожает строительство. Крутые откосы могут привести к авариям. Задачей является отыскание оптимальной крутизны откоса.

Основные виды нарушения устойчивости откосов:

оползни вращения, когда массы грунта сползают по криволинейным поверхностям скольжения (рис. 6.6,а);

оползнискольжения (прислоненный откос), когда массы грунта сползают, по подстилающей породе (рис. 6.6,6);

8—495

оползни разжижения, когда в результате каких-либо воздействий происходит разжижение грунтов и разжиженные массы перемещаются как вязкая жидкость;

оползни медленного течения, когда грунт как очень вяз

кое тело постепенно сползает по. склону, при этом поверхностные слои

Рис. 6.6. Основные виды оползнейРис. 6.6. Основные виды оползней2 — вращения; б — скольжения; в — медленного течения; г — обрушения2 — вращения; б — скольжения; в — медленного течения; г — обрушенияперемещаются быстрее нижераспо- ложенных (рис. 6.6, в);

Рис. 6.6. Основные виды оползней

Рис. 6.6. Основные виды оползней

2 — вращения; б — скольжения; в — медленного течения; г — обрушения

2 — вращения; б — скольжения; в — медленного течения; г — обрушения

обвалы, когда перемещаются поверхностные слои грунтов, не обладающие сцеплением;

оползни обрушения, когда разрушается основание откоса (выдавливанием, суффозией и т.п.) и часть массива грунта откалывается, а иногда даже опрокидывается (рис. 6.6, а).

Основные причины потери устойчивости откосов:

устранение естественной опоры массива грунта вследствие разработки котлованов, траншей, подмы

ва откоса ит.п.;

увеличение внешней нагрузки на откос (возведение сооружений или складирование материалов на откосе или вблизи его бровки);

устройство недопустимо крутого откоса;

увеличение удельного веса грунта в призме обрушения в результате заполнения водой его пор (в случае грунта, неполностью насыщенного водой);

уменьшение удельного веса грунта в основании откоса при подня

тии уровня грунтовых вод;

увеличение гидродинамического давления воды, выходящей через

поверхность откоса;

снижение сцепления и трения грунта при его увлажнении, которое часто обусловлено поднятием уровня грунтовых, вод, и при рдзрыхлении

Рис. 6.7. Схемы к расчету устойчивости от-Рис. 6.7. Схемы к расчету устойчивости от-косов сыпучего грунтаа — сухого; б — фильтрующего водукосов сыпучего грунтаа — сухого; б — фильтрующего водувследствие промерзания и оттаивания;

Рис. 6.7. Схемы к расчету устойчивости от-

Рис. 6.7. Схемы к расчету устойчивости от-

косов сыпучего грунта

а — сухого; б — фильтрующего воду

косов сыпучего грунта

а — сухого; б — фильтрующего воду

динамические воздействия при движении транспорта, забивке свай, проявлении сейсмических сил и др.

Нарушение устойчивости откосов часто является результатом нескольких причин. При расчетах устойчивости откосов необ-

ходимо оценивать вероятные изменения условий существования

грунтов в откосах в течение всего

периода их эксплуатации и своевременно принимать меры по исключению возможного уменьшения коэффициента запаса устойчивости.

Устойчивость откоса грунта, обладающего только трением. Рассмотрим устойчивость частиц .идеально сыпучего грунта, слагающего откос. Для этого составим уравнения равновесия твердой частицы А, которая лежит на поверхнрсти откоса (рис. 6.7, а). Вес Р этой частицы разложим на две составляющие: N, нормальную к поверхности откоса, и Т, касательную к ней. Кроме того, на частицу действует сила трения Г. В таком случае:

N — fcosa; Т = Р sin a; 1V=fN, где f — коэффициенттрения частицы грунта,по грунту, равный тангенсу угла внутреннего трения-

Составим уравнение проекций см йа йаправлейие поверхности of» коса ВС в условиях предельного.равновесия:

Р sin Ct — Р cos a tg ср = 0.

Отсюда получим, что в условиях предельного равновесия tga= tg<p, или а = ф.

Следовательно, предельный .угол откоса сыпучего грунта равен его углу внутреннего трения. Иногда этот угол называют углом естественного откоса. Это понятие относится только к сыпучим грунтам,Фйк как при наличии сцепления грунт мржет. держать даже вертикальный откос.

Для обеспечения устойчивости откоса сила, удерживающая частицу А, должна быть больше сдвигающих сил. Обозначим коэффйцйёйФ запаса устойчивости на сдвиг ц. Тогда

т)1^&<1Йф1. - (6-12)

Обычно коэффициент запаса устрйчинрсуи на сдвиг п принимают равным 1,1—),3 в зависимости от ответственности, сооружения;.при уду расчетный угол внутреннего трения $j определяют с учётом неоднородности грунта. ■ • ' ^qx;.

Гидродинамическое давление грунтовой воды учитыВаЙФ путём расчета фильтрационного Ротока, выходящего через поверхность откоса. Рассчитывают поверхность депресеирнной кривой и ноЛожёние касательной к ней в .точке выхода..воды через поверхность откоса. По направлению касательной откладывают силу, гидродинамического,.дав» ления £Дрисч6Лб). Из гидравлики известно, что интенсивнрсты гидродинамического давления на единицу поперечного сечения пористого те- да обставляет г

где yw г^гд^щ< вес W|T ^ -г[Лористосгъ грунта; I — градиент напеки,,

(6.13)(6.13)Рис. 6.8. Схема к расчету устойчивости откоса грунта, ч, -о^ладаюдегдРис. 6.8. Схема к расчету устойчивости откоса грунта, ч, -о^ладаюдегдВ точке выхода воды через йовёрхйо.сть откорм действуют силы D п Р. h(p^ 6J, б^даорые приводятся к .равнодейс^руюШ, Я Сила Р отклонена от вертикали нд^грл р..Этр равноейльно йойбро^^ткоса, показанного нд ^^ ^7, ах на угол р. В таком случае устойчивы! угол откоса нахддят из условия

(6.13)

(6.13)

Рис. 6.8. Схема к расчету устойчивости откоса грунта, ч, -о^ладаюдегд

Рис. 6.8. Схема к расчету устойчивости откоса грунта, ч, -о^ладаюдегд

HtgeKtg-^-p).

& Устойчивость вертикального откоса грунта, обладающего только, сцеплением» Глинистые грунтц,нйст£..рблд^ малым угЛдм внут- рерн^Гб трёния, который пфи п^блйжёйном решении задач можно не учитывать. В то же время эти грунты имеют сцепленйе, благодаря чему они могут удержийафь Вертикальный откос. Для строителей при рытье жотлбванрв весьма важно знать, иа какую глубйну можно разрабатывать грунте вертикальным откосом.

только сцеплением (ф— «0)только сцеплением (ф— «0)Рассмотрим для такого фунта устойчивость вертикального откоса А В вкебтой h (рис. 6.8),

только сцеплением (ф— «0)

только сцеплением (ф— «0)

Проведем след АС возможной поверхности обрушения в виде плоскости под углом, и к горизонту, та к . как ыанмень-

шей площадью такой поверхности между точками А и С будет обладать 88681600». По всей агой плоскости будут действовать удельные силы

сцепления с. Разобьем призму обрушения АВС на вертикальные элементы толщиной dy, как показано на рис. 6.8. Так как эти элементы сползают одновременно по поверхности АС, взаимодействие между ними не учитываем. Рассмотрим интенсивность сдвигающей силы в точке А. Вес крайнего элемента толщиной dy (без учета второй степени малости) dP=yhA dy, и сдвигающая сила по наклонной площадке составляет

dT = y/i sin го-Idy,

где у удельный вес грунта; 1—размер призмы, перпендикулярный плоскости чертежа который в дальнейших задачах везде опускаем.

Удерживающая сила на этом участке обусловлена только удельной силой сцепления

dT* = (c/cos ®) dy.

В таком случае коэффициент устойчивости на участке _ dT'cdy 2с

11 dT ~ cos®-yhsinto-dyуЙ81п2®

Наименьшее значение ц будет при наибольшей величине sin2(o, которая может достигнуть единицы при 2(о=9О°. Значит при о=45о будут худшие условия устойчивости. В таком случае при минимальном Л = 1, т. е. в условиях предельного равновесия, высота вертикального откоса

» = 2с/у.(6.14)

В данном случае h — максимально возможная высЪта откоса.

Для получения устойчивого откоса обычно снижают сцепление, принимая его расчетное значение ci, учитывающее неоднородность грунта. Кроме того, вводят коэффициент запаса устойчивости в пределах 1,1— 1Д Тогда Н=2с1^т\.

Рис. 6.9. Схема к расчету устойчивости плоского откоса по теории предельного равновесияРис. 6.9. Схема к расчету устойчивости плоского откоса по теории предельного равновесияГрунт в пределах вертикального откоса подвергается метеорологическим воздействиям, которые могут снижать сцепление. В связи с этим незащищенный вертикальный откос может существовать лишь непродолжительное время.

Рис. 6.9. Схема к расчету устойчивости плоского откоса по теории предельного равновесия

Рис. 6.9. Схема к расчету устойчивости плоского откоса по теории предельного равновесия

очертание, при которомочертание, при которомУстойчивость откосов по теории предельного равновесия. Теория предельного равновесия грунтов, развитая В. В. Соколовским, позволяет решать задачи двух типов: 1) задан откос и определяется интенсивность внешней нагрузки на верхней горизонтальной поверхности грунта; 2) задана интенсивность нагрузки на верхней горизонтальной поверхности грунта и определяется равноустойчивое очертание откоса, т. е. такое ;льное напряженное состояние возникает

очертание, при котором

очертание, при котором

сразу во всех точках откоса. При сложном очертании откоса и слоистом залегании грунтов эти задачи решаются с помощью машинного счета.

При однородных грунтах и плоском откосе (рис. 6.9) задача первого типа решена в безразмерных величинах р (табл. 6.2), которые вычислены В. В. Соколовским.

Зная р, находят предельную нагрузку на верхней горизонтальной поверхности откоса

рПреД _ р с _р с ctg ф(6.15)

ТАБЛИЦА 6.2. БЕЗРАЗМЕРНЫЕ ВЕЛИЧИНЫ р ДЛЯ ОПРЕДЕЛЕНИЯ ПРЕДЕЛЬНОГО ДАВЛЕНИЯ НА ВЕРХНЮЮ ГОРИЗОНТАЛЬНУЮ ПОВЕРХНОСТЬ ОТКОСА

р при ф, град

h

10|20|30|40

а,

'рад

0

. ю

°

10

20

10

20

30

10

20

30

40

0

8,34

7,51

14,8

12,7

10,9

24,3

19,6

15,7

55,9

41,4

30,6

22,5

1

9,64

8,26

20,6

16,6

13,1

39,8

28,8

20,3

126,0

81,1

50,9

31,0

2

10,80

8,95

25,4

19,9

15,0

52,9

36,7

24,2

186,0

115,0

68,4

38,1

3

11,80

9,59

29,8

23,0

16,7

65,1

44,1

27,8

243,0

148,0

84,9

44,4

4

12,80

10,20

34,0

25,8

18,3

76,8

51,2

31,1

299,0

179,0

101,0

50,4

5

13,70

10,80

38,0

28,7

19,9

88,3

58,1

34,3

354,0

211,0

117,0

56,2

6

14,50

11,30

41,8

•31,4

21,4

99,6

65,0

37,4

409,0

241,0

132,0

61,7

Задача второго типа решена В. В. Соколовским для случая, когда на верхней горизонтальной поверхности откоса распределена равномерная нагрузка

р0 = 2с cos ф/(1 — sin ф). (а)

Очертания равноустойчивых откосов в безразмерных координатах приведены на рис. 6.10. Для нахождения действительного очертания равноустойчивого откоса определяют z

z~ с zh; у— с у!у.(б)

Если рассматривать нагрузку р0 как давление грунта с вертикальным откосом, приняв po=yh, тогда из выражения (а) можно получить

h — 2ccosq)/[(l — sin<р) у].(в)

Когда ф=0 (идеально связный грунт), выражение (в) превращается в выражение (6.14). Таким образом, точное решение подтверждает выражение, полученное ранее элементарным путем.

Приближенный метод круглоцилиндрических поверхностей скольжения. Об

следования многих оползней показали, что

в грунтах, обладающих трением и сцепле- Рис. 6.10. Очертания равноустой- нием, оползни развиваются в результате чивых откосов в безразмерных ко- смещения массивов грунта по поверхнос- °Рдинатах ти, близкой к круглоцилиндричес

кой. Поверочные расчеты откосов с уже происшедшими оползнями свидетельствуют, что метод круглоцилиндрических поверхностей скольжения дает некоторый запас. В то же время этот метод вполне нагляден и прост.

Сущность применения этого метода сводится к следующему. Задаются центром вращения О откоса АВ (рис. 6.11). Проводят след круглоцилиндрической поверхности радиусом R через точку А. Призму обрушения АВС делят вертикальными плоскостями нал отсеков. Суммируют силу тяжести каждого отсека с его внешней нагрузкой и сносят рав-

недействующую на поверхность скольжения. Эту силу Pt для каждого отсека раскладывают на две составляющие: Nu действующую нормально к заданной поверхности скольжения, и Т{, касательную к этой поверхности. Кроме того, учитывают сцепление грунта по всей поверхности скольжения. Коэффициент запаса устойчивости определяют как отношение момента удерживающих сил к моменту сдвигающих сил:

м (п п п \ z

" = ^= 2^« + 2чг1« + I^fil/V^^

Д11—11=// 1=1

сократив на R, получим ^.( , , <'Т",

/ п # п 8 п \ /7

Л = | ^«ih^liT^T,,, /2 Пел,(6.16)

\z=l ' i=l -1=// i—'i .

где f-;, Ci — соответственно коэффициент внутреннего трения и удельное сцепление на i-том участке поверхности скольжения; /, — длина дуги поверхности скольжения на i-том участке; ГгУД— касательная составляющая, направленная против движения приемы обрушения; Г;сд — касательная составляющая, направленная по ходу движения пэизмы обрушения; / — число отсеков, приводящих к сдвигающим силам ricR.

Рис. 6.11. Схема к расчету устойчивости откоса методом круглоцилиндрической поверхности скольженияРис. 6.11. Схема к расчету устойчивости откоса методом круглоцилиндрической поверхности скольженияТаким образом получено значение коэффйциента запаса устойчивости для данной поверхности скольжения. Однако через точку Л можно провести бесконечное множество круглоцилиндрических поверхностей. При расчете нас интересует минимальное значение коэффициента запаса устойчивости, которое должно быть больше единицы. В связи с этим надо задаться системой точек О и в пределах поля размещения их найти такую, относительно которой коэффициент запаса устойчивости будет мйнимален. Решением этого вопроса занимались многие исследователи. Для реальных откосов с достаточным приближением можно применять следующий приём.

Рис. 6.11. Схема к расчету устойчивости откоса методом круглоцилиндрической поверхности скольжения

Рис. 6.11. Схема к расчету устойчивости откоса методом круглоцилиндрической поверхности скольжения

• ..Из верхней точки откоса В проводят наклонную линию под углом 369 к горизонту (рис. 6.12). На этой линии располагают точки Оь (?2, Оз, О4 на расстояниях, указанных на рис. 6.12, где m=ctga. Эти точки принимают в качестве центров вращения. Проводят следы круглоцилиндрических поверхностей скольжения ЛСЬ ЛС3, ЛС3, ЛС4 и для каждой такой поверхности вычисляют значение коэффициента запаса устойчивости по формуле (6.16). Затем откладывают в некотором масштабе значения <11=1)1—1; а2=^2—1; а3=т]3—1 и а4=т)4—1 в виде отрезков, перпендикулярных линии ВО4 в соответствующих точках. Через концы этих отрезков строят плавную кривую. К этой кривой проводят касательную, параллельную линии ВО4, и точку касания проецируют йа линию ВО4. Для полученной точки О делают пятое построение, аналогичное рис. 6.11, и по формуле (6.16) находят минимальное значение коэффициента запаса устойчивости, которое должно быть не менее 1,1—1,3 в зависимости от класса сооружения.

Если в основании откоса залегают относительно слабые грунты с углом внутреннего трения менее 10°, необходимо дополнительно рассматривать возможность потери устойчивости по круглоцилиндрической по-

верх-нос^и, указанной пунктиром на риС. 6.12, с выпиранием груйтОй основания откоса.

Устойчивость прислоненных откосов. Устойчивость прислонеййд- го откоса определяется, если можно наметить вероятный сдвиг масе грунта по ломаной поверхности скольжения (рис. 6.13). Оползающий

Рис. 6.12. Определение 1№ра' врв- Рис. 6,13. Схема к расчету устойчивости крк щения наиболее опасной поверхно- слоненного откоса сти скольжения

массив грунта разбивают вертикальными плоскостями на ряд отсеков, и рассматривают силы, действующие на каждый из нйх, начиная сверху вниз.

При рассмотрении t-ro отсека учитывают приложенную к нему внешнюю нагрузку и силу тяжести грунта отсека, сумму которых Qi раскладывают на два направления: перпендикулярное плоскости ёдвйгй этого отсека по основанию и параллельное ей. Нормальная сила Кд позволяет учесть сг^ы трения по основанию AiBu Кроме того, учитывают сцейле- ние грунта при сдвиге по этой плоскости. Дополнительно на отёёК И^- ствуют неуравновешенное оползневое давление от вышел&ЙаШх ofe^ ков Ei-i и неизвестное оползневое давление на нижёлежаШё отсСКИ —Ei. Рассмотрение уравнений равновесия (сумм проекций Всех сил йй направление ДД и нормаль к этому направлению) йоЗйбЛяёт йдйтй значёнйе дпоЛзйевого дНвЛёйия Ей передаваемого на следующий отсек. Расчёт Начинают с первого отсека, на который tie даЬй!* сверху оИолзйе- вое давление, т. е. для которого £t-i=sO. -Переходя от отсека к отсеку, Достигают Последнего отсека и, который должен быть устойчивым при Ёп^т.е. сила Еп должна иметь противоположное (отрицательное) t направление.

Чтобы Откос имел определенный запас устойчивости, сдвигающие силы от собственного веса и Внешних нагрузок увеличивают.на коэффициент запаса УСТОЙЧИВОСТИ Т], ■

При расчете устойчивости По круглоцилиндрическим поверхностям и прислоненных откосов можно учитывать слоистость и даже динзоббраз- ность залегания отдельных груйтов, фильтрационное Давление потока грунтовых вод и сейсмические воздействия.

Меры борьбы с оползнями. Вопрос о принятии мер по увеличению устойчивости откосов обычно возникает при нарушений или возможности нарушения их устойчивости по причинам, укадашым в п. 1 данного параграфа. Причиной оползания естественных сйЛбйоВЧасто является .ранее происшедший оползень, поскольку он1 может существенно изменить их гидрогеологические условия, вызывая обВоднеййё склонов.

До принятия каких-либо мер, обычно дорогих, по увеличению устойчивости существующих откосов необходимо тщательное инженерно-геологическое обследование района возможного оползня с бурением глубоких скважин. Обследованием устанавливаются напластование и свойства грунтов, режим грунтовых вод, зависимость его от климатических особенностей района и от влияния застройки территории. Определяются также причины, которые могут повлечь развитие оползня. Затем приступают к разработке мероприятий.

Основной мерой по увеличению устойчивости откосов обычно является снижение влажности грунтов и исключение гидростатического и гидродинамического давлений. С этой целью регулируют сток поверхностных вод, проводят дренирование грунтовых вод [глубокими дренами, штольнями (туннелями), колодцами] и другие мероприятия.

Радикальной мерой является устранение причин увеличения крутизны откоса при разработке траншей, котлованов и размыве основания и нижней части откоса. При разработке траншей и котлованов необходима немедленная постановка прочных распорок, которые могли бы передавать оползневое давление на противоположную стенку траншеи (котлована). Необходимо устранять возможность размыва потоком воды основания откоса. Иногда .производят уположение откосов.

При небольшой глубине возможного оползня располагают в пределах откоса набивные сваи, которые заделывают в нижележащем прочном неподвижном грунте.

В ряде случаев устраивают подпорные стенки и другие оградительные сооружения, способные выдержать давление грунта.

§ 24. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ДАВЛЕНИЯ ГРУНТА НА ПОДПОРНЫЕ СТЕНКИ

Понятия об активном давлении и пассивном отпоре грунта и о поверхностях скольжения. Когда устойчивость откоса требуемой крутизны не обеспечивается, а уположить откос нельзя, для его поддержания приходится устраивать подпорные стенки. Подпорные стенки, поддерживая грунт, испытывают с его стороны давление, которое называется активным давлением.

Рассмотрим подпорную стенку, возведенную на мягких грунтах (рис. 6.14, а) . Эта стенка поддерживает расположенный за ней грунт, ко-

Рис. 6.14. Схема развития активного Еа и пассивного ЕП давлений грунта на подпорную стенку (а) и семейства поверхностей скольжения при активном и пассивном давлении грунта на подпорную стенку (б)Рис. 6.14. Схема развития активного Еа и пассивного ЕП давлений грунта на подпорную стенку (а) и семейства поверхностей скольжения при активном и пассивном давлении грунта на подпорную стенку (б)

Рис. 6.14. Схема развития активного Еа и пассивного ЕП давлений грунта на подпорную стенку (а) и семейства поверхностей скольжения при активном и пассивном давлении грунта на подпорную стенку (б)

Рис. 6.14. Схема развития активного Еа и пассивного ЕП давлений грунта на подпорную стенку (а) и семейства поверхностей скольжения при активном и пассивном давлении грунта на подпорную стенку (б)

торый, перемещаясь по поверхности скольжения АС, стремится сдвинуть и повернуть стенку в сторону от него. При небольшом смещении подпорной стенки в призме обрушения АВС наступает предельное равновесие, при котором и будет проявляться активное давление грунта на подпорную стенку.

Так как подпорная стенка заглублена в грунт, ее смещение сопровождается развитием давления на грунт в пределах участка А'В'. По мере перемещения низа подпорной стенки (ее фундамента) сопротивление грунта будет возрастать до тех пор, пока в пределах призмы выпирания А'В'С' не возникнет предельного напряженного состояния, при котором сопротивление грунта максимально. Это максимальное сопротивление грунта, когда элемент сооружения давит на него, и называется пассивным отпором (или давлением) грунта. Пассивное давление (отпор) возникает также, когда фундамент воспринимает большой распор от сооружения (например, распор от пологой арки). '

Таким образом, активное давление и пассивный отпор соответствуют двум крайним случаям предельного напряженного состояния массива грунта у подпорной стенки при ее подвижке. Иногда интересуются давлением покоя, возникающим в массиве грунта, когда грунт не испытывает горизонтальных перемещений. Это давление обычно определяется с помощью стабилометров и компрессионных приборов путем измерения горизонтальных напряжений. .

В призме обрушения за подпорной стенкой при активном давлении грунта наибольшее главное напряжение имеет преимущественно вертикальное направление, отклоняясь от него под действием трения; при пассивном давлении (отпоре) наибольшее главное напряжение имеет преимущественно горизонтальное направление. Это обусловливает направления поверхностей скольжения в призмах обрушения и выпирания (рис. 6.14,6). Некоторое искривление поверхностей скольжения около подпорной стенки объясняется трением грунта о стенку.

Поскольку в пределах призмы обрушения АВС возникает предельное равновесие, задача по определению активного давления грунта на подпорную стенку решается методами теории предельного равновесия. Однако для решения многих практических задач вместо поверхности обрушения сложного криволинейного очертания принимают, по предложению Ш. Кулона (1773 г.), плоскость А С (показана на рис. 6.14, а штрихпунк- тиром). Это значительно упрощает расчет, в то же время расхождение с точным решением не превышает 2—3%.

При определении пассивного давления на грунт также исходят из предельного напряженного состояния, однако принятие плоских поверхностей скольжения приводит к значительному расхождению с точным решением. В связи с этим для данной задачи лучше использовать теорию предельного равновесия.

Аналитический метод определения давления грунта на подпорную стенку.

Определение давления идеально сыпучего грунта (с=0) на вертикальную абсолютно гладкую подпорную стенку при горизонтальной засыпке. Рассмотрим условие предельного равновесия элементарной призмы, вырезанной из призмы обрушения вблизи задней грани подпорной стенки (рис. 6.15,а). На горизонтальную и вертикальную площадки этой призмы при трении о стенку, равном нулю, будут действовать главные напряжения рх (большее) и р3 (меньшее). При небольших горизонтальных смещениях стенки возникнет предельное равновесие рассматриваемой элементарной призмы. Соотношение между р3 и рх будет обусловлено уравнением (6.1). Величина рх на глубине z составит рх=^2. Отсюда

р3 Y^ tg2 (45° — ф/2). (6.17)

Так как рг прямо пропорционально глубине 2, а остальные величины для однородного грунта постоянны, эпюра давления грунта на подпор-

ную стенку будет треугольной (см. рис. 6.15,о). Площадь этой эпюры соответствует равнодействующей активного давления грунта £а на подпорную стенку

Подставив сюда значение рз*ах по выражению (6.17) й учтя, что в таком случае следует принять z — H, получим

=(6.18)

Точка приложения равнодействующей £а находится как центр тяжести эпюры давления р3.

Рис. 6.15. Схемы для определения давления грунта на гладкую подпорную стенкуРис. 6.15. Схемы для определения давления грунта на гладкую подпорную стенку

Рис. 6.15. Схемы для определения давления грунта на гладкую подпорную стенку

Рис. 6.15. Схемы для определения давления грунта на гладкую подпорную стенку

а — идеально сыпучего; б — то же. с учетом равномерно . распределенной нагрузки; в — обладающего сцеплением

Аналогично исходя из выражения (6.7), найдем значение пассивного отпора (давления) грунта. В этом случае в условиях предельного равновесия горизонтальное давление рх больше вертикального р^. Равнодействующая пассивного отпора при заглублении конструкции, передающей давление на грунт, на величину Н составит

Еп =Еп =22tg2|45°+-^tg2|45°+-^(6.18')(6.18')

Еп =

Еп =

2

2

tg2|45°+-^

tg2|45°+-^

(6.18')

(6.18')

Пользоваться этим выражением надо с большой осторожностью, так -как расхождение с точным решением теории предельного равновесия значительно.

Полученные величины £а и £п имеют некоторый запас, поскольку не учтено трение грунта о подпорную стенку, развивающееся при смещении призм обрушения и выпирания.

Для сокращения записи часто обозначают:

tg2 (45° — ф/2) ~ Аа; tg2 (45° + ф/2) = Ап. (6.19)

Аа и Хп называют коэффициентами соответственно активного и пассивного давления.

Следует помнить, что горизонтальное давление на ограждающую конструкцию может меняться от активного давлеййя до Пассивного отпора. Это давление зависит от направления и величины смещений ограждающей конструкции. При отсутствии смещений давление на конструкцию, находясь в указанных пределах, будет зависеть от предыстории загружения грунта.

Учет равномерно распределенной нагрузки, приложенной к поверхности грунта. Пусть к поверхности грунта приложена равномерно рае-

пред елейная нагрузка q (рис. 6.15,6). Действие этой нагрузки можно заменить действием слоя грунта толщиной h=q/y. Мысленно продолжим подпорную стенку на высоту h и получим точку Вх. Тогда будет справедливо выражение (6.17), если считать глубину точки от верха фиктивной подпорной стенкй. Найдем значения р3 на глубинах h и НН;

p^yhUH^-W; ^ax-Y(tf + /0tgW-<p/2).(6.20)

По этим значениям построим эпюру активного давления на подпорную стенку и наймём суммарное активное давление £а как площадь трапеции с основанием АВ;

=(№ + 2№018г(45«-у).(а)

Верхняя треугольная часть эпюры не создает давления на стенку. Сила Еа приложена в Центре тяжести эпюры р3.

Определение давления связного грунта (^#=0 и с^=0) на вертикальную абсолютно гладкую подпорную стенку при горизонтальной засыпке. Заменив пр формуле (2.23) сцепление действием всесторонних сил связности ре—с ctg ф, которые приложим к поверхности грунта и по контакту грунт — подпорная стенка (рис. 6.15,в), составим выражение для рз на глубине z. Согласно равенству (6.20), учитывая силы СВЯЗНОСТИ ре, ПОЛуЧИМ

Ре = V (г + V tg2 (45° - ф/2) - ре.(б)

Подстаййм в Выражений (б) значения h—pe^ и pe=cctg<p. Тогда

Рз = У (2 + f ctg qj/y) tg2 (45е — ф/2) — с ctg ф.

Отсюда путем тригонометрических преобразований получим

Рз = уг tg2 (45° - ф/2) - 2с tg (45° - ф/2).(6.21)

Сопоставляя это выражение с формулой (6.17), отметим, что первое слагаемое здесь характеризует давление сыпучего грунта без учета сцепления, а второе показывает, насколько снижается интенсивность давления вследствие того, что грунт обладает сцеплением; Следовательно, это выражение можно представить в виде

₽,=>Фз-/’с8>^.22)

где

РфЗ ~ 7^ tg2 (45° — ф/2); рс3 = 2с tg (45° - ф/2).

Для определения суммарного активного давления целесообразно , построить треугольную эпюру давления рФз* приняв z—Н, и прямоугольную эпюру давления интенсивностью рсз. Геометрическим сумми- ровайцем (наложением) получим эпюру активного давления на подпорную стенку в виде заштрихованного треугольника (см. рис. 6.15, в). В верхней части стенки грунт теоретически -не давит, а удерживает подпорную стенку. Однако обеспечить сцепЛенйе между подпорной стенкой и грунтом трудно, поэтому считают, что на участке hc стенка не испытывает давления грунта. Когда известна эпюра давления, нахождение величины Еа и точки ее приложения не представляет трудностей.

Выше были рассмотрены простейшие случаи определения активного давления грунта на подпорные стенки. При наклонном положении задней грани подпорной стенки и наклонной поверхности засыпки за подпорной стенкой интенсивность активного давления и его суммарная величина могут быть определены для сыпучего грунта по справочникам

с COS фс COS фили методом, изложенным ниже. При этом значение рс3 определяют по формуле

с COS ф

с COS ф

(6.23)(6.23)„

(6.23)

(6.23)

с3 cos2 [45° - (ф + 0)/2]

где 0 — угол между вертикалью и задней гранью подпорной стенки; значение £ положительно, когда грунт нависает над задней гранью подпорной стенки, и отрицательно, если стенка наваливается на грунт.

Направление Еа при отсутствии трения грунта о подпорную стенку принимается горизонтальным при отрицательном значении р и перпендикулярным к задней грани при р^О.

Графический метод определения давления грунта на подпорную стенку. В некоторых случаях определить давление грунта на подпорные стенки аналитически очень сложно. Тогда можно использовать графические построения, предложенные Ш. Кулоном. Им были сделаны два допущения:

поверхность скольжения призмы обрушения плоская;

Рис. 6.16. Расчетная схема построения, предложенного Кулоном для определения давления грунта на подпорную стенкуРис. 6.16. Расчетная схема построения, предложенного Кулоном для определения давления грунта на подпорную стенкупризма обрушения соответствует максимальному давлению грунта на подпорную стенку, поэтому для расчета необходимо найти такую поверхность скольжения, при сдвиге по которой давление грунта на стенку будет наибольшим.

Рис. 6.16. Расчетная схема построения, предложенного Кулоном для определения давления грунта на подпорную стенку

Рис. 6.16. Расчетная схема построения, предложенного Кулоном для определения давления грунта на подпорную стенку

Кроме того, им принято, что призма обрушения ведет себя как твердое тело, что позволяет применить уравнение равновесия к призме обрушения в целом.

шие на призму обрушения. Пусть АВС с учетом возможных веотшие на призму обрушения. Пусть АВС с учетом возможных веотПостроение Кулона сводится к следующему. Через нижнюю точку А задней грани подпорной стенки проводят возможную поверхность скольжения АС под углом а к горизонту (рис. 6.16). Затем находят силы, действую- сила тяжести призмы грунта <альных внешних нагрузок на

шие на призму обрушения. Пусть АВС с учетом возможных веот

шие на призму обрушения. Пусть АВС с учетом возможных веот

поверхности грунта ВС в пределах призмы обрушения будет равна Q. Эта сила вертикальна. При давлении призмы обрушения на стенку по задней ее грани развивается реактивная сила, равная силе давления Е. Реактивная сила образует с нормалью к задней поверхности стенки угол фо (фо — угол трения грунта о стенку, обычно составляющий долю угла внутреннего трения грунта ф). Как правило, для глины принимают фо=О, для сыпучих грунтов фо=О,67ф. Третьей силой, действующей на призму АВС, является реакция R неподвижного массива грунта. Эта реакция отклонена от нормали к плоскости АС на угол внутреннего трения ф.

Силу Q легко определить, рассматривая равновесие участка подпорной стенки длиной 1 м:

Q — пл д ABC- 1у + S^,

где T-q — сумма всех вертикальных внешних нагрузок, действующих в пределах поверхности ВС.

Зная силу Q и направления всех трех сил, действующих на призму обрушения, можно построить треугольник сил, поскольку призма об-

рушения находится в предельном равновесии. Для построения этого треугольника отложим вертикальную силу Q в каком-либо масштабе (рис. 6.16, б). Угол между вертикалью и направлением реакции R будет равен а—ф, так как угол между вертикалью и нормалью к линии ДС равен а, поскольку он образован линиями, перпендикулярными к линиям, образующим угол а по заданию. Это дает возможность провести из точки F (см. рис. 6.16, б) луч силы R под углом а—ф. Угол между вертикалью и линией действия силы Е обозначим ф и проведем под этим углом из точки G луч силы Е до пересечения с лучом силы R. Точка пересечения Н позволит найти значение силы Е в масштабе, в котором была отложена'сила Q. Таким путем при заданной поверхности скольжения АС находят давление грунта на подпорную стенку. Однако это давление не обязательно максимально.

Для нахождения максимального давления на подпорную стенку АВ производят несколько построений, задаваясь возможными поверхностями скольжения ДСЬ АС^ АСз и ACi (рис. 6.17, а). Для этих по-

Рис. 6.17. Определение положения наиболее опасной поверхности скольжения по Кулону

верхностей скольжения при аь «2, аз и а4 направления реактивных сил RX1 R2 Rs, Ri будут различны, отклоняясь от вертикали под углами «1—ф, «2—ф, а3—ф и а4—ф. Направление же реактивных сил Е будет одинаковым. Зная направления сил, строим совмещенно силовые треугольники. Для этого из точки F откладываем значения сил Qi, Q2, Q3 и Q4 и проводим лучи по направлениям реактивных сил Rx, Rz, Ra и R4. Затем из точек Gx, G2, G3 и Gi проводим лучи параллельно действию сил Е и получаем соответственно точки пересечения каждой пары лучей Нх—Н^ Через эти точки проводим плавную кривую и к ней вертикальную касательную. В точку касания Н проводим линию, параллельную действию сил Е, Отрезок GH в масштабе сил Q и будет являться активным давлением грунта Еа на подпорную стенку, так как длина этого отрезка максимальна. По полученному значению силы Еа строим эпюру давления и находим точку приложения силы.

Определение давления грунта на подпорные стенки методом теории предельного равновесия. Теория предельного равновесия позволяет путем численного интегрирования дифференциальных уравнений равновесия для плоской задачи решать два типа задач: 1) определять силу, которая должна поддерживать массив грунта, чтобы он не обрушился; 2) определять силу преимущественно горизонтального направления, которую надо прикладывать к заглубленной в грунт конструкции (фундаменту), чтобы достигнуть предельного равновесия при выпоре грунта.

Применяя численное интегрирование, В. В. Соколовский методом конечных разностей нашел значения активного и пассивного давлений сыпучего грунта для подпорных стенок, имеющих горизонтальную поверхность засыпки. Результаты выполненных под его руководством расчетов в виде безразмерных коэффициентов qo и qo соответственно для активного и пассивного давления приведены в табл. 6.3 й 6.4 (где р — угол наклона задней грани подпорной стенки к вертикали, см. рис. 6.1b).

ТАБЛИЦА 6.3. ЗНАЧЕНИЯ БЕЗРАЗМЕРНЫХ КОЭФФИЦИЕНТОВ q8 ДЛЯ ОПРЕДЕЛЕНИЯ АКТИВНОГО ДАВЛЕНИЯ ГРУНТА

В. град

q» при ,ф град

10I

20

30

40

Фо. град

0

5

10

°

ю

20

0

15

30

0

•20

40

30

0,72

0,68

0,68

0,60

0,57

0,57

0,50

0,47

0,50

0,42

0,40

0,46

20

0,73

0,70

0,70

0,58

0,54

0,54

0,46

0,43

0,45

0,35

0,34

0,38

10

0,72

0,70

0,68

0,54

0,50

0,50

0,40

0,37

0,38

0,29

0.27

0,29

0

0.70

0,67

0,65

0,49

0,45

0,44

0,33

0,30

0,31

0,22

0.20

0,22

-10

0,65

0,61

0,59

0,42

0,38

0,37

0,26

0,24

0,24

0,16

0,14

0,15

—20

0,58

0,54

0,52

0,35

0,31

0,30

0,20

0,18

0.17

0,11

0,09

0,10

-30

0,49

0,45

0,44

0,27

0,24

0,23

0,13

0,12

0.11

0,06

0.05

0,05

ТАБЛИЦА 6.4. ЗНАЧЕНИЯ БЕЗРАЗМЕРНЫХ КОЭФФИЦИЕНТОВ ц' ДЛЯ ОПРЕДЕЛЕНИЯ ПАССИВНОГО ДАВЛЕНИЯ ГРУНТА

Р, град

9q при ф, град

101

|1 20

а)

|40

Фо,

град

0

о

1 10

1 0

10 1

1 20 1

1 0 1

1 15 1

30

« 1

| 20

40

30

1,04

1,11

1,16

1,26

1,49

1,73

1,49

2,08

2,80

1,86

3.17

5,42

20

1,18

1,29

1.35

1,51

1,83

2,13

1,90

2,79

3,80

2,50

4,70

8,23

10

1,31

1,43

1,52

1,77

2,19

2,57

2,39

3,62

5,03

3,37

6,77

12,3

0

1,42

1,56

1,66

2,04

2,55

3,04

3,00

4,62

6,55

4,60

9,69

18,2

-10

1,49

1,65

1,76

2,30

2,93

3.53

3,65

5,82

8,42

6.16

13,9

26,6

-20

1,53

1,70

1.8.3

2,53

3,31

4,03

4,42

7,38

10.7

8,34

19.5

39,б

-30

1,52

1,71

1.85

2.76

3,67

4,51

5,28

9,07

13,5

11,3

28,4

56,7

Для активного давления

Р<рз = <70(Уг+9):(6.24)

Для пассивного давления

^3= 7о (?*+?)’(6-25)

где у--удельный вес грунта призмы обрушения; z— глубина рассматриваемой точки от верха подпорной стенки; q — равномерно распределенная нагрузка на поверхности засыпки.

Представляет интерес сравнение значений q0 и qo, вычисленных аналитическими методами по теории предельного равновесия с допущениями Кулона. Эти расчеты для песка (с = 0 и ф = ф0 = 30°) приводят к следующим значениям: ^о=О,31 и ^о=6,55 по точному решению, qo — 0,3 и ^о — 10,1 по приближенному решению с допущениями Кулона.

6г6гРис. 6.18. Построение эпюр давления грунта на заднюю грань подпорной стенки при слоистом залегании грунтовРис. 6.18. Построение эпюр давления грунта на заднюю грань подпорной стенки при слоистом залегании грунтовЭти данные и данные других расчетов свидетельствуют, что активное давление грунта на подпорную стенку вполне можно определять с принятием допущений Кулона, но надо с осторожностью относиться к использованию приближенных решений для определения пассивного отпора.

6г

6г

Рис. 6.18. Построение эпюр давления грунта на заднюю грань подпорной стенки при слоистом залегании грунтов

Рис. 6.18. Построение эпюр давления грунта на заднюю грань подпорной стенки при слоистом залегании грунтов

Построение эпюр давления грунта на подпорную стенку. При сложном очертании подпорной стенки или смене слоев грунта по глубине Н приходится выполнять расчеты одним из рассмотренных методов сначала для верхней части подпорной стенки, а затем, приняв верхние слои грунта в качестве нагрузки, для второй и последующих частей подпорной стенки. По найденным на границах участков подпорной стенки давлениям строят эпюры давления по задней грани, учитывая сцепление [см. формулу (6.22)].

Пример такого построения приведен на рис. 6.18. Точка приложения каждой силы Еа располагается в центре тяжести соответствующей эпюры давления. Местные нагрузки на призме обрушения при приближенных решениях суммируют с силой тяжести этой призмы.

Таким образом, при плоской задаче давление грунта на подпорную стенку определяется достаточно просто. При пространственной задаче приходится принимать некоторые дополнительные допущения. Эти задачи рассматриваются в специальных курсах.

Раздел второй

ОСНОВАНИЯ И ФУНДАМЕНТЫ

Глава Г

ПРИНЦИПЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ ОСНОВАНИЙ И ФУНДАМЕНТОВ ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ СОСТОЯНИЯМ

ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ

Основные принципы проектирования оснований и фундаментов. Такими принципами являются:

проектирование оснований сооружений по предельным состояниям независимо от типа фундаментов;

учет совместной работы системы — основание, фундаменты и надземные несущие конструкции сооружения;

комплексный подход при выборе типа фундаментов и характера работы грунтов в основании в результате совместного рассмотрения:

инженерно-геологических условий площадки строительства;

чувствительности несущих конструкций сооружения к неравномерностям осадки и особенностей сооружения;

метода выполнения работ по устройству фундаментов и подземной части сооружения.

Перечисленные положения делают задачу проектирования и возведения фундаментов сложной, зависящей от нескольких факторов. В связи с этим рекомендуется разрабатывать несколько вариантов фундаментов и выбирать из них на основе технико-экономического сравнения наиболее рациональное решение.

Предельные состояния оснований сооружений. При приложении нагрузки на фундамент в основании сооружения, состоящем из дисперсных грунтов, развиваются деформации уплотнения, в результате чего происходит осадка загружаемого фундамента. Поскольку сооружения опираются, как правило, на систему различных фундаментов или на относительно гибкую общую плиту, осадка под отдельными частями сооружений будет неодинаковой, т. е. она будет неравномерной. Это приводит к деформации большинства сооружений и может вызвать разрушение несущих конструкций. Кроме того, деформации сооружений иногда недопустимы по технологическим причинам (создаются ненормальные условия эксплуатации оборудования), из-за нарушения архитектурного облика строения и т. п. По указанным причинам расчет оснований прежде всего ведется по второй группе предельных состояний, т.е. по деформациям.

В некоторых случаях, особенно при слабых грунтах, обладающих малым сопротивлением сдвигу, может произойти полная потеря устойчивости грунтов под фундаментами, что заставляет в этих случаях дополнительно рассчитывать основания по первой группе предельных состояний — по устойчивости.

Основные типы сооружений по жесткости и характер их деформаций. Все сооружения можно разбить на три типа: 1) абсолютно гибкие; 2) абсолютно жесткие; 3) обладающие конечной жесткостью.

Абсолютно гибкие сооружения беспрепятственно следуют за перемещениями поверхности грунтов основания во всех точках контакта с нею. При этом в случае развития неравномерной осадки в конструкциях сооружения не возникает дополнительных напряжений. К таким сооружениям относятся земляные насыпи. Их неравномерная

осадка не вызывает осложнений во время строительства и эксплуатации. Для получения проектных отметок насыпи ее делают выше на величину ожидаемой осадки, т. е. придают насыпи строительный подъем.

Абсолютно жесткие сооружения не могут искривляться. При симметричном загружении и симметричной податливости основания их осадка будет равномерной, а при неравномерной деформации основания они получают крен без изгиба конструкции (дымовые трубы, доменные печи и т. п.). Эти сооружения взаимодействуют с основанием: в местах большей податливости основания давление по подошве фундаментов уменьшается, а меньшей — увеличивается. Вследствие перераспределения давления уменьшаются неравномерности осадки поверхности грунта основания. В то же время перераспределение давления приводит к развитию в абсолютно жестких сооружениях дополнительных усилий, которые в большинстве случаев не опасны для них, так как конструкции часто имеют значительный запас прочности на изгиб.

К сооружениям конечной жесткости относятся большинство зданий и многие инженерные сооружения. Такие здания и сооружения при развитии неравномерных осадок получают искривления. В то же время они частично уменьшают неравномерности осадок, так как давление по подошве фундаментов в некоторой степени перераспределяется. В несущих конструкциях рассматриваемых сооружений развиваются дополнительные усилия, которые, к сожалению, довольно часто не учитываются при проектировании этих конструкций. В результате в несущих конструкциях возможно появление трещин. Для исключения этого при проектировании фундаментов и надземных конструкций необходимо уделять существенное внимание оценке совместной работы грунтов основания и несущих конструкций сооружения (например, железобетонных рам, несущих стен и т. п.).

Оценка работы грунтов основания совместно с несущими конструкциями сооружения конечной жесткости относится к наиболее сложным задачам расчета сооружений. Сложность заключается в трудности определения жесткости несущих конструкций сооружения, работающих как единая пространственная система, в целом и в неопределенности деформативности грунтов в каждой точке основания.

Иногда сооружения обладают незначительной конечной жесткостью. В этом случае их с успехом можно считать практически гибкими. Такие сооружения в основном следуют за перемещениями поверхности грунта, т. е. получают искривления (невысокие одноэтажные здания с разрезными балками покрытия). В то же время на отдельных участках небольшой протяженности они в некоторой степени уменьшают неравномерность осадки. Обычно это вызывает появление в несущих конструкциях небольших дополнительных усилий. При значительных неравномерностях осадок указанные усилия могут привести к разрушению конструкций — возникновению в них трещин.

Формы деформаций и смещений сооружений. В зависимости от характера развития неравномерной осадки и от жесткости сооружения возникают деформации и смещения сооружений следующих простейших форм: прогиб, выгиб, перекос, крен, кручение, горизонтальные смещения фундаментов.

Прогиб и выгиб (рис. 7.1, а, б) приводят к искривлению сооружения. Такие деформации могут возникать в длинных зданиях и сооружениях, не обладающих очень большой жесткостью. Иногда на одних участках возникает прогиб, а на других выгиб. При прогибе на- 9-495

иболее опасная зона растяжения находится в нижней части сооружения, а при выгибе — в верхней.

Растягивающие усилия, появляющиеся в несущих конструкциях, зависят от неравномерной податливости основания и от жесткости сооружения. Чем большей жесткостью обладает сооружение, тем боль-

Рис. 7.1. Формы деформаций сооруженийРис. 7.1. Формы деформаций сооруженийи — прогиб: б — выгиб; в, г — перекос; с, е — крен; яс — кручениеи — прогиб: б — выгиб; в, г — перекос; с, е — крен; яс — кручениешие усилия при тех же грунтах появляются в конструкциях. В результате величина прогиба или выгиба уменьшается.

Рис. 7.1. Формы деформаций сооружений

Рис. 7.1. Формы деформаций сооружений

и — прогиб: б — выгиб; в, г — перекос; с, е — крен; яс — кручение

и — прогиб: б — выгиб; в, г — перекос; с, е — крен; яс — кручение

Перекос (рис. 7.1, в, г) возникает в конструкциях, когда резкая неравномерность осадок проявляется на участке небольшой протяженности при сохранении относительно вертикального положения конструкций. Примером могут служить перекосы в каркасных зданиях.

Крен сооружения (рис. 7.1, б)—поворот

относительно горизон

тальной оси — возможен, если основание сооружения загружено несим

метрично или имеет несимметричное напластование грунтов относительно его вертикальной оси. Наибольшую опасность представляет крен высоких сооружений (дымовых труб, узких зданий повышенной этажности, имеющих лифты, и др.). В этом случае крен приводит к развитию существенного дополнительного момента, который, в свою очередь, способствует увеличению крена, что может привести к потере устойчивости высокого сооружения на опрокидывание.

Колонны и стены, не связанные жестко с остальными конструкциями, также могут получать крен вследствие неравномерной осадки (рис. 7.1, е). Если перемещение их верхней части в горизонтальном направлении исключено, то при развитии неравномерной осадки под отдельным фундаментом в несущих конструкциях (колоннах, перекрытиях и др.) возникают дополнительные усилия, которые определяют при оценке совместной работы кинструкций с грунтами основания.

Кручение возникает при неодинаковом крене сооружения по его длине, особенно при развитии крена в двух сечениях сооружения в разные стороны (рис. 7.1, ж). При этом виде деформаций дополнительные усилия развиваются не только в элементах стен, но и в конструкциях перекрытий, которые могут, в частности,- подвергаться изгибу в горизонтальном направлении.

Горизонтальные смещения фундаментов возможны, если опирающиеся на них конструкции передают значительные горизонтальные усилия (например, распорные конструкции). Такие смещения могут наблюдаться также при горизонтальной подвижке массива грунтов в случае оползней откосов и выполнения подземных выработок.

§ 26. ПРИЧИНЫ РАЗВИТИЯ НЕРАВНОМЕРНЫХ ОСАДОК СООРУЖЕНИЙ

Основные слагаемые осадок фундаментов. В общем случае осад- кг. каждого фундамента может рассматриваться как сумма пяти ела-

гаемых:

S = 5упл "Ь Зразупл 4" ^выпН" 5расстр 4" 5ЭКСПд.(74)

Каждое из слагаемых можно охарактеризовать следующим образом:!'ч

5Упл—осадка в результате развития упругих и остаточных деформаций уплотнения грунтов ненарушенной структуры при увеличении напряжений в основании вследствие загрузки рассматриваемого фундамента, а также соседних фундаментов и площадей;

5Разупл — осадка, связанная с разуплотнением верхних слоев грунта, залегающих непосредственно ниже дна котлована, из-за уменьшения в них напряжений при его разработке;'

5ВЫП — осадка в результате выдавливания (выпирания) грунта из- под фундамента в стороны и -вверх при развитии зон пластических деформаций; ■

Spaecip ~ осадка, развивающаяся вследствие увеличения сжимаемости грунтов при нарушении их природной структуры во время производства работ; ,

5ЭКСМ — осадка, обусловленная просадкой, набуханием, изменениями напряженного состояния или деформативности грунта основания , в период эксплуатации здания или сооружения.

Как правило, каждое из слагаемых обусловливает неравномерности осадок фундаментов. Эти неравномерности зависят от двух основных причин: неоднородного напряженного состояния грунтов в основании рассматриваемого сооружения и неравномерной сжимаемости грунтов в основании под площадью загружения. При этом неравномерность податливости основания — неоднородность основания — оценивается степенью изменчивости сжимаемости слагающих его грунтов.

Неравномерные осадки1 уплотнения. Под воздействием напряжений, превышающих природное давление, грунт деформируется. Деформации развиваются преимущественно вследствие-уменьшения объема пор грунта (уплотнения) и искажения формы 'отдельных частиц или агрегатов грунта (упругие деформации) под воздействием касательных напряжений. Упругие деформации искажения формы обычно Во много раз меньше остаточных Деформаций уплотнения. В связи с этим Осадки, развивающиеся под ' воздействием Местной нагрузки, Называют осадками' уплотнения, хотя в них входят и упругие деформации искажения формы". Осадки уплотнения под отдельными частями сооружения обычно неодинаковы из-за неоднородности основания и неоднородности напряженного состояния грунтов в основании. . .

■ Неоднородность основания обусловливается:

' выклиниванием слоев (рис. 7.2,а);-■

линзообразным залеганием различных грунтов (рис. 7.2, б);

неодинаковой толщиной слоев (рис. 7.2, в);

различием в плотности сложения грунта (неоднородностью самого грунта) (рис. 7.2; а);-

использованием слоев разных грунтов под отдельными частями сооружения (передача давления от тяжелой части здания на более плотный подстилающий грунт) (рис. 7.2, б);

■ 6) неодновременной1 консолидацией грунтов в основании под различными частями сооружения (рйс. 7.2;'ё).;\.

: Неоднородность напряженного ' состояния грунтов в основании обусловливается:: ■ и .: ■•.. -

•1) 'неодинаковой загрузкой фундаментов, в связи с чем более за

груженный фундамент приходится делать большей ширины. Однако 9*.■.- .

выравнивание давления непосредственно под подошвой не исключает существенного различия напряженного состояния грунтов в основании (рис. 7.2, ж);

взаимным влиянием загрузки соседних фундаментов, в результате которого наибольшее воздействие испытывает основание фундаментов, расположенных в средней части равноэтажного здания, мень-

Рис. 7.2. Причины развития неравномерных осадок уплотнения

а—е — неоднородность основания; ж—к — неоднородность напряженного состояния грунтов в основании; 1 — нагрузка на фундамент; 2 — осадка медленно деформирующегося основания; 3 — то же, при наличии в основании быстро деформирующегося песчаного прослойка; 4— эпюры р2, 5 — нагрузка на фундамент; 6 — его осадка во времени; 7—нагрузка на второй фундамент; 8 — его осадка; 9 — полная загрузка фундамента; 10 — его осадка: 11 — неполная загрузка второго фундамента; 12 — его осадка

шее — расположенных по краям и наименьшее — расположенных в углах (рис. 7.2, з);

неодновременной загрузкой фундаментов (рис. 7.2, и);

неполной загрузкой некоторых фундаментов (рис. 7.2, к).

Неодновременная загрузка фундаментов часто происходит при возведении разнотипных несущих конструкций, например, при возведении зданий с несущими наружными стенами и внутренними железобетонными колоннами. В таком случае фундаменты наружных стен получают почти полную загрузку в процессе возведения стен, а фундаменты колонн в этот период загружаются в меньшей степени, поскольку они получают большую часть нагрузки от устройства полов, перегородок и установки оборудования. Это создает неодновременность загрузки фундаментов.

Рис. 7.3. Деформации неразрезных прогонов при отставании загрузки колоннРис. 7.3. Деформации неразрезных прогонов при отставании загрузки колоннВ качестве примера рассмотрим 5-этажное жилое здание в Ленинграде. В процессе возведения наружных стен их фундаменты дали осадку, большую осадки фундаментов колонн, и в неразрезных прогонах перекрытий появились трещины с шириной раскрытия 1—2 см (рис. 7.3). Однако по мере загрузки перекрытий эти трещины закрылись.

Рис. 7.3. Деформации неразрезных прогонов при отставании загрузки колонн

Рис. 7.3. Деформации неразрезных прогонов при отставании загрузки колонн

Аналогичная картина деформаций наблюдалась в перекрытиях одного из корпусов табачной фабрики в Ленинграде. Но здесь появившаяся трещина не закрылась даже в процессе эксплуатации здания. Это объясняется тем, что при расчете учитывалась полезная на

грузка на перекрытия 5 кН на 1 м2, в то время как фактическая средняя нагрузка оказалась менее 1 кН на 1 м2. Неполная загрузка грунтов основания колонн привела к неравномерностям осадки, равным приблизительно 5 см.

Расчетом можно найти размеры фундаментов сооружения, при которых они будут иметь почти одинаковую осадку уплотнения. Однако трудно гарантировать, что эти фундаменты получат одинаковые осадки во время постройки и в процессе консолидации грунтов.

Разнообразие рассмотренных причин развития неравномерных

осадок уплотнения свидетельствует, что составление прогноза осадок сооружения, опирающегося на большое число различных фундаментов, обычно является задачей весьма сложной. Однако когда в основании залегают плотные грунты и абсолютные значения ожидаемых осадок невелики, будет мала и их неравномерность. При наличии же в основании сильно сжимаемых грунтов решение задачи усложняется. В этом случае, если возникает сомнение в точности прогноза неравномерностей осадок, приходится либо принимать меры по уменьшению чувствительности несущих конструкций к возможным неравномерностям осадок, либо использовать в качестве основания более плотные слои грунта, залегающие на большей глубине.

Неравномерные осадки разуплотнения. Осадки разуплотнения 5Разупл развиваются под действием нагрузки, которая не превышает веса грунта, вынутого при отрывке котлована. Действительно, при его

отрывке в основании уменьшаются напряжения__

и происходит разуплотнение грунтов. Кроме то- го, под действием давления грунта, располагающегося вокруг дна котлована, возникают упругие деформации искажения формы, а при глубо

ких котлованах могут возникать и остаточные—

пластические деформации выпора в сторону кот-:

лована. Таким образом происходит неравномер- Рис 74 Выпучивание ное поднятие дна котлована (рис. 7.4), а в даль- дна котлована нейшем развиваются неравномерные осадки в результате:

большего разуплотнения грунтов под центральной частью котлована, чем по его краям и в углах, из-за большего уменьшения напряжений в грубине основания под центром котлована;

различной продолжительности времени, в течение которого разуплотняются грунты основания под отдельными фундаментами:

неодинакового поднятия дна котлована вследствие неоднородности основания и неравномерности изменения напряженного состояния грунтов.

Для устройства фундаментов зданий и промышленных сооружений чаще всего отрывают котлованы глубиной не более 5 м. В таком случае осадки разуплотнения незначительны и развиваются преимущественно в процессе устройства фундаментов и обратной засыпки пазух (до возведения надземных несущих конструкций). Влияние осадок разуплотнения может быть ощутимым при глубине котлованов более 5 м и устройстве фундаментов, нагрузка от которых вместе с обратной засыпкой существенно меньше вера вынутого из котлована грунта.

Осадка разуплотнения равна поднятию дна котлована в процессе разгрузки грунтов основания, определяемому методами механики грунтов. С этой целью грунты испытывают не только на сжатие, но и на разуплотнение при уменьшении давления.

Неравномерные осадки выпирания. Осадки выпирания 5ВЫП связаны с развитием пластических деформаций (местных сдвигов) грунта основания. По подошве жестких фундаментов реактивное давление распределяется неравномерно. Даже при небольшой нагрузке под краями фундаментов возникает давление, приводящее к развитию зон сдвигов. Вследствие перемещения границ зон сдвигов (см. рис; 6.2) происходит уплотнение грунтов по сторонам от этих зон. По мере загрузки фундамента указанные зоны растут, грунт, окружающий их, уплотняется и оказывает все большее сопротивление, которое может достигать значения пассивного отпора. Осадки выпирания следовало бы опреде-

лять на основе решения смешанной задачи теорий упругости и пластичности. Вследствие отсутствия такого решения, доведенного до инженерных расчетов, давление по подошве ограничивают величиной, при которой осадки выпирания незначительны.

Причины развития неравномерных осадок выпирания те же, что и осадок уплотнения (см. ранее). Дополнительные неравномерности осадок выпирания могут быть обусловлены неодинаковым сопротивлением грунта сдвигу в зонах пластических деформаций.

Неравномерные осадки расструктуривания. При отрывке котлована грунты основания обнажаются и подвергаются воздействию различных факторов, в результате чего может произойти нарушение их природной структуры — расструктуривание. В связи с этим изменяются их физико-механические свойства. Чаще всего происходит увеличение сжимаемости грунтов и уменьшение сопротивляемости их сдвигу, что отражается на осадке фундаментов.

Поскольку нарушение структуры происходит в различной степени под соседними фундаментами, осадки расструктуривания ЗрасстР будут неравномерными. Величина их зависит от способа производства котлованных работ, характера водоотлива, продолжительности периода с начала отрывки котлована до обратной засыпки пазух фундаментов, а также от вида мероприятий, направленных на сохранение структуры грунтов основания.

Рис. 7.5. Нарушение структуры грунтов основания под влиянием метеорологических воздействийРис. 7.5. Нарушение структуры грунтов основания под влиянием метеорологических воздействийНарушение структуры грунтов основания возможно из-за четырех причин: 1) метеорологических воздействий; 2) воздействий грунтовых вод и газа; 3) динамических воздействий механизмов; 4) грубых ошибок строителей.

Рис. 7.5. Нарушение структуры грунтов основания под влиянием метеорологических воздействий

Рис. 7.5. Нарушение структуры грунтов основания под влиянием метеорологических воздействий

Метеорологические воздействия приводят к расструктуриванию грунтов в результате их промерзания и оттаивания (рис. 7.5, а), размягчения и набухания (рис. 7.5, б), высыхания и усадки (рис. 7.5,в).

/— граница промерзания; 2 —зона набухания и размягчения; 3 — граница котлована/— граница промерзания; 2 —зона набухания и размягчения; 3 — граница котлованаПри промерзании и оттаивании глинистых и мелкопесчаных грунтов возможно существенное изменение их объема. Сильно увлажненные глинистые грунты и насыщенные водой пылеватые и мелкие пески при промерзании испытывают пучение, увеличиваясь в объеме, а при оттаивании под нагрузкой— просадку. При пучении в грунтах могут развиваться значительные напряжения, превышающие давление по подошве фундаментов. В связи с этим промерзание пучи- нистого грунта в основании сооружения опасно не только при отрывке котлованов и возведении фундаментов, но и в период возведения надземных конструкций.

/— граница промерзания; 2 —зона набухания и размягчения; 3 — граница котлована

/— граница промерзания; 2 —зона набухания и размягчения; 3 — граница котлована

Примером может служить деформация двухэтажного кирпичного здания (рис. 7.6). Его стены были возведены осенью, а затем строительство прирстаррвили. Зимой на стенах появились трещины, ширина раскрытия которых к весне достигла 25 см. Под фундаментами со стороны подвалов грунт промерз на глубину до 80 см. Принятие мер по укреплению конструкций, а также по регулированию оттаивания грунтов основания позволило сохранить здание.

Если подошва фундамента расположена ниже глубины промерзания, возможно поднятие фундамента касательными силами пучения, развивающимися по его боковым поверхностям, а также смещение его с креном в сторону подвала в случае промерзания грунта в горизонтальном направлении со стороны неотапливаемого подвала через стенку фундамента. Эти деформации развиваются, когда фундамент еще не загружен

весом сооружения. Вопросы воздействия сил пучения грунтов более подробно рассмотрены в гл. 12. *

Для исключения воздействия касательных сил пучения во время строительства рекомендуется покрывать боковые поверхности фундаментов слоем битума, растворенного в мазуте или соляровом масле. Боковое давление на фундаменты, которое Может развиваться при пучении грунтов, промерзающих в горизонтальном направлении, исключается путем обратной засыпки па

зух непучинистым материалом (песком) или путем надёжного утепления подвальных помещений.

При оттаивании грунтов возникают еще более опасные деформации конструкций сооружений. Процесс просадки при оттаивании развивается очень неравномерно — с южной стороны здания грунт оттаивает быстрее, чем с северной, и быстрее, чем под внутренними стенами и колоннами. Кроме того, после оттаивания грунт приобретает повышенную сжимаемость. В связи с этим недопустимо промораживание грунтов ниже дна котлована, даже если эти грунты оттаивают перед закладкой фундаментов.

При увлажнении глинистого грунта, залегающего ниже дна котлована, атмосферными осадками происходит его размягчение и набухание (см. рис. 7.5,6). Эти процессы быстро протекают в пылеватых су-

Рис. 7.6. Деформация кирпичной стены здания при оттаивании промерзшего грунта ВОД фунда» ментами со стороны подвалаРис. 7.6. Деформация кирпичной стены здания при оттаивании промерзшего грунта ВОД фунда» ментами со стороны подвалаглинках, слоистых и трещиноватых глинах. Чем больше

Рис. 7.6. Деформация кирпичной стены здания при оттаивании промерзшего грунта ВОД фунда» ментами со стороны подвала

Рис. 7.6. Деформация кирпичной стены здания при оттаивании промерзшего грунта ВОД фунда» ментами со стороны подвала

глинистость грунта, особенно обусловленная содержанием монтмориллонита, а также чем глубже котлован, тем больше может быть набуханий грунтов, расположенных выше уровня грунтовых вод. Размягчение в наибольшей степени сказывается на глинистых грунтах, поры которых заполнены воздухом, сообщающимся с атмосферой. Набухание и размягчение грунта приводит к изменению его физико-механических свойств и, как следствие, к развитию неравномерных осадок. Для сохранения структуры грунтов отводят поверхностные воды от котлбвана, а, кроме того, нижний слой, подлежащий разработке, оставляют в качестве защитного, удаляя его непосредственно перед закладкой фундаментов. Этот слой защищает основания и от промерзания.

В районах с жарким климатом может наблюдаться интенсивное высыхание грунтов ниже дна котлована. Высыхание глинистых грунтов сопровождается их усадкой (см. рис. 7.5, в). В последующем при

восстановлении влажности это может привести к поднятию фундаментов в результате набухания грунтов и во всяком случае вызвать неравномерное уменьшение сжимаемости грунта.

Воздействие грунтовых вод и газа приводит к расструктурцванию грунтов в результате влияния гидростатического давления (рис.7.7, а, б), гидродинамического давления (рис. 7.7, в), механической и химической суффозии (рис. 7.7, г), расширения и выделения растворенного газа.

Если гидростатическое давление в водопроницаемом грун- грунтов в результате влияния гидростатического давления (рис. 1.1, а, больше давления от веса оставшегося на дне котлована слоя водонепроницаемого грунта, возможны деформация и даже разрушение этого

Рис. 7.7. Случаи расструктуривания грунтов под воздействием грунтовых вод слоя. Особенно проявляется такая деформация при слоистой текстуре грунтов (ленточные глины и суглинки), когда водопроницаемость вдоль слоистости в 50—100 раз больше, чем поперек (рис. 7.7,6). Для снятия гидростатического давления искусственно понижают уровень грунтовых вод в водоносном слое. При слоистой текстуре глинистых грунтов используют электроосмос или устраивают ниже дна котлована песчаные дрены с выпуском воды в приямок котлована.

При поступлении воды в котлован через фильтрующий слой снизу вверх частицы грунта испытывают гидродинамическое давление фильтрующегося потока воды (рис. 7.7,в). Это давление существенно уменьшает давление в скелете грунта от его собственного веса, способствуя набуханию грунта. Для устранения этого явления искусственно понижают уровень грунтовых вод (см. гл. 11) либо забивают вокруг котлована шпунт с погружением его в подстилающий слой сравнительно водонепроницаемого грунта.

Если вода поступает в котлован по прослойкам, она может выносить из основания глинистые и пылеватые частицы грунта. Это явление называется механической суффозией. Так, во время разработки котлована глубиной 3,5 м в Ленинграде из основания в котлован выносились пылеватые частицы грунта с образованием в нескольких местах его конусов выноса (рис. 7.7,г). Диаметр конусов достигал 20 м, а высота составляла 0,7 м. При растворении минералов скелета грунта основания происходит х и м и ч е с к а я суффозия. При суффозии ухудшаются физико-механические свойства грунтов.

При уменьшении гидростатического давления, например вследствие водоотлива, наблюдается расширение замкнутых пузырьков газа в грунтовой воде, а также выделение из нее растворенного газа (воздуха). Выделение и расширение газа в слабо фильтрующих грунтах (илах, супесях, суглинках) сопровождается их расструктуриванием. Оно особенно ощутимо при уменьше-

нии напряжений от собственного веса грунта. Для сохранения структуры газонасыщенных грунтов котлованы целесообразно разрабатывать подводным способом (см. гл. 11).

Динамические воздействия механизмов могут приводить к существенному расструктуриванию насыщенных водой пылеватых грунтов, залегающих ниже дна котлована. Расструктуривание таких грунтов вызывают перемещения и удары механизмов по дну котлованов, применение для разрыхления промерзшего слоя шар- или клин-бабы и др. В целях сохранения естественной структуры указанных грунтов их разрабатывают легкими механизмами, перемещающимися вблизи бровки котлована. Кроме того, на дне котлована оставляют защитный слой грунта, который удаляют вручную или очень легкими землеройными машинами.

Грубые ошибки строителей иногда приводят к расструктуриванию грунтов и значительным неравномерностям осадок. К таким ошибкам наиболее часто относятся: перебор грунта и некачественная его. обратная укладка; отрывка глубоких котлованов около ранее возведенных фундаментов, имеющих существенно меньшую глубину заложения; заблаговременная отрывка котлованов; затопление котлована производственными или хозяйственными водами.

Все нарушения естественной структуры грунтов основания приводят к развитию неравномерных осадок 5расстр, величины которых заранее установить невозможно. Следовательно, во время производства строительных работ требуется полное сохранение структуры грунтов основания.

Неравномерные осадки в период эксплуатации сооружений. Причины развития осадок во время эксплуатации сооружений можно объединить в пять групп.

Уплотнение грунтов после начала эксплуатации сооружения. Это уплотнение обычно обусловлено:

незаконченной фильтрационной консолидацией и деформациями ползучести грунта;

постепенным увеличением полезной нагрузки до проектной;

' в) увеличением нагрузки сверх проектной.

Рис. 7.8. Развитие во времени осадки ватажного зданияРис. 7.8. Развитие во времени осадки ватажного зданияКак показывают наблюдения за осадками зданий, деформации грунтов в их основании обычно продолжают развиваться после полного завершения строительства, т. е. в период эксплуатации. При наличии в основании глинистых грунтов продолжительность увеличения осадок фундаментов вследствие медленной фильтрационной консолидации и развития деформаций ползучести скелета грунта при уплотнении иногда измеряется десятилетиями.

Рис. 7.8. Развитие во времени осадки ватажного здания

Рис. 7.8. Развитие во времени осадки ватажного здания

На рис. 7.8 приведен график развития во времени осадки восьмиэтажного здания, построенного в Ленинграде. После завершения строительства (1941 г.) здание дало дополнительную осадку около 15 см. Столь

значительные осадки в период эксплуатации необходимо учитывать при проектировании фундаментов, надземных конструкций и особенно трубопроводов, которые должны иметь определенные уклоны.

Увеличение полезной нагрузки до проектной особенно существенно сказывается на деформациях оснований складских сооружений, так как в этих случаях полезная нагрузка может превышать вес самого сооружения (металлические емкости, элеваторы и т. п.). По условиям работы

глинистых грунтов в основании в некоторых случаях в первый год эксплуатации разрешается прикладывать не более 50% полезной нагрузки. Это удлиняет сроки развития деформаций грунтов в основании.

Осадки уплотнения, развивающиеся в период эксплуатации, должны входить в величину Зупл и отдельно в выражении (7.1) не учитываются.

Изменение положения уровня грунтовых вод.

При существенном понижении уровня грунтовых вод может происходить уплотнение слабых глинистых грунтов из-за снятия взвешивающего действия воды. Кроме того, если фундаменты возведены на деревянных сваях или на деревянных лежнях, то при опускании уровня грунтовых вод ниже верха этих конструкций древесина быстро загнивает и через несколько лет полностью теряет прочность и резко уменьшается в объеме.

При повышении уровня грунтовых вод основание дополнительно увлажняется, вследствие чего грунты, ранее ненасыщенные водой, могут частично потерять свою прочность — сцепление и уплотниться; лессовые грунты могут получить значительные деформации, связанные с просадкой, а некоторые глины могут, наоборот, увеличиться в объеме и вызвать поднятие фундаментов. Повышение уровня грунтовых вод часто связано с прониканием в грунт дождевых, хозяйственных и производственных вод. Поднятие уровня грунтовых вод выше подошвы фундаментов может приводить к разрушению бетона и коррозии арматуры при агрессивной среде, а также к понижению прочности кладки фундаментов, выполненной на размягчающемся известковом растворе.

При поднятии уровня грунтовых вод выше пола подвала и систематической откачке воды из подвалов может происходить механическая суффозия пылеватых грунтов из основания.

Аварийные осадки могут возникать при прорыве воды из напорных трубопроводов в грунт. Размыв грунта основания ведет к быстрому развитию дополнительных осадок. Возможно проникание грунта вместе с грунтовой водой в неисправные канализационные коллекторы. При этом грунтовая вода вместе с грунтом может поступать в них под значительным напором. В результате в пределах воронки выноса грунт, особенно плывунный, получает значительные перемещения, которые вызывают перемещения фундаментов с надземными постройками. В связи с этим при пылеватых плывунных грунтах (песках и супесях) вблизи от напорных трубопроводов и глубоких коллекторов желательно располагать фундаменты за

Рис. 7.9. Мульда оседания при пределами возможной воронки размыва подземной выработкеИ выноса грунта.

Ослабление грунтов основания подземными и котлованными выработками. Туннельная проходка линий метрополитена, канализационных коллекторов и других подземных выработок приводит к оседанию в той или иной степени поверхности земли с находящимися на ней сооружениями. Перемещения в пределах мульды оседания (рис. 7.9) определяются методами, применяемыми горными инженерами.

Не менее неприятные осадки могут происходить при разработке около существующих сооружений траншей и котлованов ниже подошвы фундаментов. В этом случае крепления траншей и котлованов должны исключать горизонтальные подвижки грунтов оснований существующих сооружений.

Динамические воздействия на грунты основания. Известно, что при определенном уровне колебаний может происходить уплотнение песчаных и малосвязных глинистых грунтов, снижение прочности глинистых грунтов вследствие разрушения природных связей между частицами и даже полное разжижение грунтов. Во всех этих случаях происхо.- дят дополнительные осадки загруженных фундаментов существующих сооружений.

Чаще всего источниками динамических воздействий могут быть работа машин в самом сооружении или вблизи него, движение транспорта, выполнение строительных работ около существующих фундаментов (забивка шпунта, свай, разрыхление мерзлого грунта и разрушение старых фундаментов ударами и т. п.), разработка горных выработок взрывами, сейсмическая активность. Заблаговременная оценка характера влияния динамических воздействий на грунты может быть выполнена по результатам специальных исследований.

Активность геологических процессов. Наиболее интенсивными геологическими процессами, приводящими к осадкам и смещениям фундаментов, являются карст, оползни, землетрясения. Прогноз такого рода процессов выполняется методами инженерной геологии, где они подробно рассматриваются. .

Таким образом, причин развития неравномерных осадок фундаментов много. Они зависят как от проектных решений и способа устройства фундаментов, так и от условий эксплуатации сооружений. При появлении в несущих конструкциях во время эксплуатации деформаций приходится проводить обследование фундаментов и грунтов основания. Только по результатам детальных обследований и в ряде случаев по данным наблюдений за осадками во времени можно определить причины их развития и выработать меры по исключению дальнейшего нарастания осадок. .

§ 27. ПУТИ УМЕНЬШЕНИЙ ЧУВСТВИТЕЛЬНОСТИ НЕСУЩИХ КОНСТРУКЦИЙ . К НЕРАВНОМЕРНЫМ ОСАДКАМ <ЬУНДАМЕН*ОЙ .

Как видно из предыдущего (см. § 25 и 26), развитие осадок, причем в большинстве случаев неравномерных, неизбежно. Неравномерности осадок зависят от ряда факторов и, в частности, от способов разработки котлованов и возведения фундаментов.

Очевидно, что при возведении любых сооружений желательно принимать меры по уменьшению неравномерностей осадок и их абсолютных величин. Однако в ряде случаев это приводит к очень дорогим решениям по устройству фундаментов. В то же время иногда можно найти другое инженерное решение — уменьшить чувствительность конструкций к развитию неравномерных осадок.

Как было сказано ранее, абсолютно гибкие сооружения не чувствительны даже к значительным неравномерностям осадок, так как их искривление не приводит к развитию в них дополнительных усилий. В связи с этим иногда стремятся сделать сооружения максимально гибкими, применяя разрезные конструкции перекрытий, покрытий, эстакад и т. п. При неравномерных осадках отдельных опор в этих конструкциях не возникает дополнительных усилий. Однако неравномерности осадки не должны приводить к нарушению водостоков и трубопроводов.

В одноэтажных зданиях слабым местом являются стены, которые обладают некоторой жесткостью. При неравномерной осадке по длине фундамента стены искривляются, что может привести к появлению в них трещин. Для исключения этого целесообразно, например, делать

22Рис. 7.10. Осадочный шовРис. 7.10. Осадочный шов/ — упругий непродувае- мый материал; 2 — примыкающие участки стены: а — размер зазора по расчету/ — упругий непродувае- мый материал; 2 — примыкающие участки стены: а — размер зазора по расчету

2

2

Рис. 7.10. Осадочный шов

Рис. 7.10. Осадочный шов

/ — упругий непродувае- мый материал; 2 — примыкающие участки стены: а — размер зазора по расчету

/ — упругий непродувае- мый материал; 2 — примыкающие участки стены: а — размер зазора по расчету

кладку кирпичных стен на медленно твердеющем известковом растворе, который способен развивать деформации ползучести.

Уменьшения чувствительности к неравномерным осадкам кладки стен как одноэтажных, так и многоэтажных зданий достигают устройством вертикальных осадочных швов, которыми стена разрезается на части, способные противостоять местным неравномерностям осадок. Чем большей гибкости стен стремятся достигнуть, тем больше делают осадочных швов. Однако увлекаться осадочными швами не следует, так как, во-первых, осадочный шов — предусмотренная проектом трещина в стене — при некачественном исполнении может продуваться, во-вторых, в зоне швов приходится уделять особое внимание трубопроводам, поскольку их нельзя жестко крепить с обеих сторон осадочного шва, в-третьих, разрезка стен здания осадочными швами приводит к необходимости разрезки перекрытия и других конструкций, что снижает пространственную жесткость здания.

Неравномерные осадки иногда приводят к развитию крена. При продольном крене отдельных частей сооружения осадочные швы могут закрываться либо раскрываться. В первом случае происходит навал одной части стены на другую. Возникающая при этом горизонтальная реакция способна привести к разрушению кладки, поскольку осадочный шов не сможет в полной мере обеспечить самостоятельность осадок отдельных участков стены. Такая деформация особенно опасна для стен многоэтажных зданий.

Для обеспечения самостоятельности осадок отдельных частей здания необходимо делать осадочные швы с надлежащими зазорами (рис.7.10). Размер зазора следует назначать с учетом ожидаемых неравномерностей осадок здания как в продольном, так и в поперечном направлении. Упругая прокладка (см. рис. 7.10) должна обеспечивать непроду- ваемость шва даже при увеличении ширины раскрытия его в 2 раза.

Таким образом, первым направлением уменьшения чувствительности сооружений к возможным неравномерностям осадок является увеличение гибкости надземных несущих конструкций.

Второе направление — увеличение прочности конструкций, обладающих жесткостью, чтобы они могли перераспределить давление по подошве фундаментов и тем самым уменьшить ожидаемые неравномерности осадки. Действительно, как было показано ранее, абсолютно жесткие сооружения, имеющие повышенную прочность, способны уменьшать неравномерности осадки сооружения благодаря уменьшению давления по подошве фундаментов в тех местах, где основание обладает большей податливостью, и передаче этого давления на участки с меньшей податливостью. Под краями и особенно под углами жесткого фундамента прямоугольной формы происходит концентрация давления (см. § 14). Такая же картина распределения давления будет наблюдаться и под жестким сооружением в целом.

Рассматривая распределение давления от жесткого сооружения и распределение реактивных сил основания (рис. 7.11), можно отметить их неуравновешенность в каждой точке подошвы фундамента. Рассчитывая сооружение как балку или плиту на упругом основании, можно найти дополнительные усилия, возникающие в несущих конструкциях

сооружения. В результате такого распределения реактивных сил в верхней зоне сооружения конструкции будут испытывать сжатие, а в нижней — растяжение.

Аналогичная картина наблюдается и у сооружений с конечной жесткостью. Однако чем меньше их жесткость, тем в меньшей степени они

способны уменьшить неравномерности осадки и тем меньшие дополнительные усилия будут возникать в их конструкциях. Поскольку кладка стен, как правило, хорошо сопротивляется сжатию и плохо растяжению, при изгибе в ней образуются трещины. Для исключения таких деформаций в свое время Б. Д. Васильев предложил устраивать в стенах зданий железобетонные пояса или укладывать арматуру в утолщенный шов. Этот прием позволяет существенно уменьшить чувствительность стен и зданий в целом к неравномерным осадкам. В Ленинграде успешно эксплуатируется много зданий высотой 5—10 этажей с армированными кирпичными стенами. Осадка этих зданий достигала 40 см и более, однако трещин в их стенах не наблюдалось.

Армирование фундаментов и кладки стен показано на рис. 7.12. Если неизвестно местоположение по длине здания участков основания с боль-

Рис. 7.12. Устройство поясов армированияРис. 7.12. Устройство поясов армированияРис. 7.11. Распределение давления под жестким сооружениема—фасад здания; б — эпюры давления сооружения и реактивных сил; в — геометрическая сумма эпюрРис. 7.11. Распределение давления под жестким сооружениема—фасад здания; б — эпюры давления сооружения и реактивных сил; в — геометрическая сумма эпюра — размещение поясов 1 в стене по вертикали; б — железобетонный пояс; в — армированный пояс в утолщенном шве кладки; г — пояса

Рис. 7.12. Устройство поясов армирования

Рис. 7.12. Устройство поясов армирования

Рис. 7.11. Распределение давления под жестким сооружением

а—фасад здания; б — эпюры давления сооружения и реактивных сил; в — геометрическая сумма эпюр

Рис. 7.11. Распределение давления под жестким сооружением

а—фасад здания; б — эпюры давления сооружения и реактивных сил; в — геометрическая сумма эпюр

2 в фундаменте

шей податливостью, пояса армирования размещают в фундаменте, по обрезу фундамента и на уровне перекрытий в каждом этаже или через этаж. Верхний пояс зажимают кладкой верхнего этажа, иначе он не будет работать. В каждом поясе обычно укладывают арматуру с площадью сечения 5—10 см2. Пояса делают непрерывными вдоль всех наружных и внутренних стен.

Уменьшения неравномерностей осадок иногда достигают увеличением осадки торцовых частей здания, дающих обычно меньшую осадку при большой мощности толщи сильно сжимаемых грунтов. Для этого под торцовыми частями здания уменьшают ширину ленточных фундаментов либо возводят торцовые стены на консолях, выпущенных из фундаментной плиты, или, по предложению С. Н. Сотникова, забивают по торцам здания разъединительные шпунты со снятием по ним трения сцепиальными смазками. Такие шпунты предотвращают распространение напряжений в грунте в стороны от здания. Все это приводит к повышению напряжений в грунте под торцами здания и, следовательно, к увеличению осадки фундаментов торцовых стен.

Уменьшение чувствительности несущих конструкций сооружений к неравномерным осадкам часто экономически более целесообразно, чем устройство более дорогих фундаментов, приводящих к меньшим неравномерностям осадок.

КОМПЛЕКСНАЯ ВЗАИМОЗАВИСИМОСТЬ ФАКТОРОВ, ПОДЛЕЖАЩИХ УЧЕТУ ПРИ ПРОЕКТИРОВАНИИ ФУНДАМЕНТОВ

Как было отмечено, при сложных грунтовых условиях возможны, по крайней мере, два принципиальных решения: 1) устройство сравнительно дорогих фундаментов под проектируемое сооружение без изменения его конструкций; 2) использование слабых грунтов в основании с приспособлением несущих конструкций к возможным неравномерностям осадок. Кроме того, следует учитывать, что неравномерности осадок в известной мере зависят от способов разработки котлована и возведения фундаментов. Во время отрывки котлована структура грунтов в основании может быть существенно нарушена, что приведет к дополнительной осадке расструктуривания. В связи с этим в проектах обычно дается указание о необходимости сохранения природной структуры грунтов основания. Это указание иногда не подкрепляется практическими рекомендациями.

Действительно, как можно было исключить промерзание грунтов под фундаментной плитой размером в плане 90x600 м при ее устройстве зимой в г. Тольятти. Возведение тепляка пролетом более 90 м очень дорого, прогревание грунта в пределах большой площади требовало затрат огромного количества электроэнергии. В то же время на устройство подготовки, установку арматуры и бетонирование даже отдельной карты площадью 45x45 м необходимо минимум две недели. За это время грунт в условиях г. Тольятти может промерзнуть на 0,8—1 м. Следовательно, в проекте не были учтены особенности возведения такого фундамента.

Таким образом, при разработке проекта фундаментов должен дополнительно решаться вопрос о способах их устройства, гарантирующих в случае необходимости сохранение природной структуры в условиях реального строительства. Однако при возведении малочувствительных к неравномерным осадкам сооружений нет необходимости прибегать к проведению дорогих мер, поскольку даже сильное нарушение природной структуры грунтов в основании не отразится на их благополучном существовании.

Следовательно, при проектировании надо считаться не только с указанными выше инженерно-геологическими условиями и характером возводимого сооружения (его чувствительностью к неравномерным осадкам), но и со способами производства работ с позиции сохранения природной структуры грунтов в основании.

Коротко это можно сформулировать так: при проектировании и устройстве фундаментов необходимо комплексно рассматривать три фактора: что строится (насколько чувствительны конструкции к неравномерным осадкам^ на чем возводится сооружение (каковы инженерно-геологические условия строительной площадки) и как строится (какие меры прицимаются для сохранения природной структуры грунтов основания). Дополнительно в некоторых случаях приходится учитывать возможность развития осадок во время эксплуатации сооружения (например, при возведении зданий на подрабатываемых территориях и т. я.)к.

Если при проектировании и строительстве фундаментов не учитывают одновременно трех указанных факторов (не учитывают комплексно-

сти задачи), возможны различные неожиданности в виде чрезмерных неравномерностей осадок или даже неосуществимости в производстве разработанного проекта. Следовательно, проектирование и строительство фундаментов без комплексного решения задачи недопустимо. ; .

Однако учет трех исходных факторов при изложении отдельных разделов курса очень усложнил бы усвоение материала. По этой причине В последующих главах вопросы проектирования и вопросы устройства фундаментов рассматриваются в большинстве случаев раздельно (без учета комплексности задачи). Лишь,в отдельных параграфах обращается внимание, на взаимозависимость некоторых факторов. Только в гл. 15, уже после рассмотрения различных методов проектирования и устройства фундаментов, выбор наиболее рациональных решений изложен с комплексным подходом к проектированию фундаментов,

ВЫБОР ГЛУБИНЫ ЗАЛОЖЕНИЯ ПОДОШВЫ ФУНДАМЕНТОВ

L Основные факторы, влияющие на глубину заложения подошвы фундаментов. Выбор глубины заложения подошвы фундаментов являемся одним из главных этапов их проектирования. При этом решают вопрос о несущем слое грунта и типе основания.

Обычно чем выше располагается подошва, тем меньше стоимость работ по устройству фундаментов, поэтому стремятся принимать возможно меньшую глубину заложения подошвы фундаментов. Однако часто самые верхние слои грунта не соответствуют требованиям, предъявляемым к грунтам основания, так как они, во-первых, обладают большой сжимаемостью и малой несущей способностью, а во-вторых, периодически изменяют объем и прочность под влиянием метеорологических факторов, а также деятельности растительного и животного мира.

В связи с этим основная задача при выборе глубины заложения подошвы фундаментов состоит в решении вопроса о несущем слое грунта, который совместно с подстилающими слоями обеспечивал бы при уплотнении грунтов развитие осадки в пределах допустимых значений, а после затухания осадки отсутствие перемещений фундаментов (стабильное состояние) . Решая этот вопрос, учитывают три основных фактора:

инженерно-геологические условия площадки строительства;

климатические воздействия на верхние слои грунта;

особенности возводимых и соседних сооружений.

Обычно намечают несколько вариантов решения поставленной задачи и на основе технико-экономического сравнения окончательно выбирают глубину заложения подошвы фундамента. При этом отбрасывают варианты, при которых неравномерности осадки превышают предельные значения или не обеспечивается долговечное существование сооружения.

Для всех вариантов, кроме отброшенных, устанавливают сметную стоимость, в которую включают также расходы, обусловленные различием в стоимости возведения надземных конструкций (нанримерл на армирование кладки или на устройство осадочных швов длй уменьшения Чувствительности конструкций к неравномерным осадкам и Др-h В некоторых случаях приходится учитывать большую стоимость поёлросадочжого ремонта фасадов и помещений, а также расходы, связанные е Агановной производства для рихтовки подкрановых путей, поднятия неравномерно просевших конструкций и т. п.

Иногда дополнительно учитывают удобство выполнения рёббт й Зимнее время, возможность возведения фундаментов в сжатые сроки, гарантированное обеспечение сохранности структуры грунтов в основании во время производства строительных работ.

Таким образом, при выборе глубины заложения подошвы фундаментов задачу рассматривают комплексно (что, на чем и как строится).

Инженерно-геологические условия площадки строительства. Каждая площадка строительства обладает специфическими особенностями. Прежде всего сугубо индивидуально напластование грунтов. Трудно найти даже две площадки с совершенно одинаковым расположением слоев грунта. Это обстоятельство затрудняет оценку инженерно-геологических условий как фактора, влияющего на выбор глубины заложения подошвы фундаментов. В связи с этим рассмотрим типовые схемы напластования, в которые можно сгруппировать все многообразие инженерно-геологических условий. Для схематизации все грунты делят на две условные категории: слабые и надежные (хорошие).

Слабыми называют грунты, если использование их в качестве основания при устройстве фундаментов в открытых котлованах не может обеспечить надежного существования проектируемого сооружения.

Рис. 7.13. Схемы I—III напластования грунтов1 — «надежный» грунт; 2— «слабый» грунтРис. 7.13. Схемы I—III напластования грунтов1 — «надежный» грунт; 2— «слабый» грунт

Рис. 7.13. Схемы I—III напластования грунтов

1 — «надежный» грунт; 2— «слабый» грунт

Рис. 7.13. Схемы I—III напластования грунтов

1 — «надежный» грунт; 2— «слабый» грунт

Надежными называют грунты, которые обеспечивают требуемое существование проектируемого сооружения.

Следует обратить внимание на относительность понятий «слабый» и «надежный» грунт. Эти понятия, как отмечено выше, связываются с проектируемым сооружением. Если проектируется легкое сооружение или сооружение, несущие конструкции которого допускают развитие больших и неравномерных осадок, то даже сильно сжимаемые грунты будут относиться к категории «надежных». И, наоборот, при возведении сооружений, не допускающих неравномерные осадки, а также тяжелых сооружений, под нагрузкой которых происходят большие осадки фундаментов, даже грунты, обладающие средней сжимаемостью и с успехом используемые в основании обычных сооружений, приходится считать «слабыми».

При указанном делении грунтов все многообразие их напластований можно представить в виде трех схем (рис. 7.13).

Схема I. С поверхности на большую глубину залегают «надежные» однородные грунты. Толща «надежных» грунтов может состоять из нескольких слоев. Качество грунтов всех подстилающих слоев по сжимаемости и сопротивлению сдвигу не ниже качества грунтов самого верхнего слоя этой толщи. Простейшим решением для схемы I является принятие минимальной глубины заложения подошв фундаментов, допускаемой при учете климатических воздействий и особенностей сооружения. Иногда за несущий принимают слой более плотного грунта, залегающий на некоторой глубине. Такое решение целесообразно, если качества плотного грунта значительно лучше качеств грунта верхнего слоя (рис. 7.14) и это решение экономичнее.

Схема 11. С поверхности на некоторую глубину залегают один или несколько пластов «слабых» грунтов, ниже которых располагается толща «надежных» грунтов. При таком напластовании можно наметить ряд решений. Их рациональность зависит от глубины, на которой залегают «надежные» грунты, и от характера возводимого сооружения.

Простейшим решением является прорезка «слабых» грунтов и пере-

дача нагрузки на слои «надежных» грунтов (рис. 7.15,а). При высоких качествах «надежного» грунта сооружение можно опереть на столбы (рис. 7.15,6) или сваи (рис. 7.15, в). Сваи могут иметь различную длину в зависимости от качества «надежных грунтов. Легкие сооружения

можно возводить на сваях, передающих нагрузку на «слабые» грунты (рис. 7.15,г). «Слабые» грунты могут быть уплотнены, например, грунтовыми сваями, электроосмосом, временной нагрузкой с дренированием или закреплены химическими или электрохимическими способами (рис. 7.15,6). «Слабые» грунты в пределах наиболее напряженной зоны можно заменить песчаной подушкой. Иногда целесообразно использовать «слабые» грунты в основании, понизив чувствительность несущих конструкций к неравномерным осадкам или уменьшив неравномерности осадок путем устройства сплошных фундаментных плит или ленточных фундаментов под колонны.

Схема III. На некоторой глубине слоистой голщи залегает один или несколько пластов

Рис. 7.14. Варианты устройства фундаментов при наличии более плотных грунтов под «надежным» грунтомРис. 7.14. Варианты устройства фундаментов при наличии более плотных грунтов под «надежным» грунтом1 — «надежный» грунт среднего качества; 2 — более плотный грунт1 — «надежный» грунт среднего качества; 2 — более плотный грунтРис, 7.15. Варианты устройства фундаментов при напластовании грунтов по схеме //Рис, 7.15. Варианты устройства фундаментов при напластовании грунтов по схеме //Рис. 7.16. Варианты устройства фундаментов при напластовании грунтов по схеме III / — «надежный» грунт; 2—«слабый» грунт; 3 — зона закрепления;4 — эпюра напряженийРис. 7.16. Варианты устройства фундаментов при напластовании грунтов по схеме III / — «надежный» грунт; 2—«слабый» грунт; 3 — зона закрепления;4 — эпюра напряжений«слабых» грунтов. В этом случае приемлемы решения, рассмотренные при напластовании грунтов по схеме II, только приходится прорезать и верхний слой «надежного» грунта. При напластовании грунтов по схеме III верхний слой «надежного» грунта можно использовать в ка-

Рис. 7.14. Варианты устройства фундаментов при наличии более плотных грунтов под «надежным» грунтом

Рис. 7.14. Варианты устройства фундаментов при наличии более плотных грунтов под «надежным» грунтом

1 — «надежный» грунт среднего качества; 2 — более плотный грунт

1 — «надежный» грунт среднего качества; 2 — более плотный грунт

Рис, 7.15. Варианты устройства фундаментов при напластовании грунтов по схеме //

Рис, 7.15. Варианты устройства фундаментов при напластовании грунтов по схеме //

Рис. 7.16. Варианты устройства фундаментов при напластовании грунтов по схеме III / — «надежный» грунт; 2—«слабый» грунт; 3 — зона закрепления;

4 — эпюра напряжений

Рис. 7.16. Варианты устройства фундаментов при напластовании грунтов по схеме III / — «надежный» грунт; 2—«слабый» грунт; 3 — зона закрепления;

4 — эпюра напряжений

честве распределительной подушки (рис. 7.16, а) или закрепить слой «слабого» грунта (рис. 7.16,6).

Таким образом, глубина заложения подошвы фундаментов существенно зависит от инженерно-геологических условий площадки строительства.

Климатические факторы. Под влиянием промерзания и оттаивания, высыхания и увлажнения верхние слои грунта могут менять свой объем. Для территории нашей страны большое значение имеет сезонное промерзание и оттаивание грунтов. Многие грунты при промерзании увеличиваются в объеме (испытывают пучение). Это пучение часто, как отмечено в п. 3 § 10, сопровождается образованием в основании линз и прослоек льда из влаги, мигрирующей к фронту промерзания. Такое яв- 10-495

ление может развиваться при промерзании грунта под фундаментами. Однако не все грунты испытывают пучение, поэтому различают грунты пучиноопасные и непучиноопасные. К пучиноопасным относятся все глинистые грунты, а также пылеватые и мелкие пески. Н е п у- чиноопасными являются пески средней крупности, крупные и гравелистые, а также гравий, галька и скальные породы.

Пучиноопасные грунты в благоприятных условиях не проявляют свойства пучения при промерзании. Благоприятные условия создаются при низком положении уровня грунтовых вод, обычно на 2 м ниже глубины промерзания, когда вода не может подниматься по капиллярам к фронту промерзания. При этом глины и суглинки должны иметь твердую или полутвердую консистенцию, а супеси твердую консистенцию. Если грунт в условиях залегания после возведения сооружения не удовлетворяет хотя бы одному из перечисленных выше требований, он будет испытывать пучение. В связи с этим при пучиноопасных грунтах в случае неблагоприятных условий (табл. 7.1) подошву фундаментов наружных

Т А Б Л И Ц А 7.1. ГЛУБИНА ЗАЛОЖЕНИЯ ПОДОШВЫ ФУНДАМЕНТОВ В ЗАВИСИМОСТИ ОТ РАСЧЕТНОЙ ГЛУБИНЫ ПРОМЕРЗАНИЯ Н

Грунты

Расстояние от поверхности 'планировки до уровня грунтовых вод Н^, м

Глубина заложения подошвы фундамента Аф. м

Скальные (медленно выветривающиеся), пески гравелистые, крупные и средней крупности

Любое

Любая, но не менее 0,5 м

Пески мелкие и пылеватые, супеси твердые

>нХ

То же

Пески мелкие и пылеватые

<Wk

^Н

Суглинки и глины твердые и полутвердые

>77+2 м

>0,5 Н

То же

<Н-’Г2 м

>Н

Супеси пластичные и текучие, суглинки и глины текучие и текуче-, мягко- и тугопластичные

Любое

* йк — высота капиллярного поднятия.

стен располагают ниже расчетной глубины промерзания, которую рекомендуется определять по формуле

(7.2)(7.2)Н = mt mH11 ,

(7.2)

(7.2)

где mt — коэффициент влияния теплового режима здания на промерзание грунта у наружных стен; m — коэффициент условий работы для учета изменчивости климата в районе строительства; Нн — нормативная глубина промерзания грунта.

Величину mt определяют для наиболее неблагоприятных условий, к которым относится промерзание грунтов с северной стороны здания около выступающих углов. Правильнее вычислить. mt на основе теплотехнических расчетов, однако часто mt определяют по таблицам СНиП II-15-74, где эта величина колеблется от 0,4 до 1. Кроме того, учитывается вынос фундаментов за наружную грань стены. Если этот вынос равен’ 1,5 м, то значение mt увеличивается на 0,1. Однако при этом увеличении mt не может быть больше 1.

Нормативную глубину промерзания Нн принимают по данным наблюдений как среднюю из ежегодных (не менее 10 лет) максимальных глу-

бин сезонного промерзания под оголенной от снега поверхностью или по карте СНиП II-A.6-72 либо вычисляют по формуле

//H = H0Ks|TMl> .<7’3)

где 2|7Mj —сумма абсолютных среднемесячных отрицательных температур за зимний период в районе строительства; Яо —глубина промерзания при 2|7М| = 1, принимаемая равной 23 см для глин и суглинков, 28 см для супесей и. песков пылеватых и мелких, 30 см для песков средней крупности, крупных гравелистых, 34 см для крупнообломочных грунтов.

При отрывке котлованов со значительным развитием их за наружную грань стены Яо принимают в зависимости от характера грунта обратной засыпки.

Поскольку в качестве глубины промерзания//» принимается среднее значение, тем самым предусматривается лишь 50%-ная обеспеченность грунтов от промерзания. При возведении капитальных сооружений такую обеспеченность нельзя считать достаточной. В связи с этим в районах, где сумма среднемесячных отрицательных, температур воздуха за отдельную зиму в 1,5 и более раза превышает средние данные многолетних наблюдений, целесообразно принимать m больше 1. В настоящее время этот коэффициент в указанных районах рекомендуется принимать равным 1,1.

Рис. 7-17. Тепловая изоляция грунта около фундамента для уменьшения глубины дромерза- ния и глубины заложения подошвы фундаментаРис. 7-17. Тепловая изоляция грунта около фундамента для уменьшения глубины дромерза- ния и глубины заложения подошвы фундаментаГлубину заложения подошвы фундаментов внутренних стен и колонн отапливаемых зданий принимают независимо от глубины промерзания, но обычно не менее 0,5 м. При этом предусматривают меры, исключающие промерзание основания в период возведения здания до пуска отопления (утепляют грунт около фундаментов в пределах верхнего слоя или утепляют подвальные помещения, включая, дестничные клетки). Своевременное утепление подвальных помещений приводит к тому, что глубина промерзания грунта в подвале отапливаемых зданий не превышает 0,5 Н.

Рис. 7-17. Тепловая изоляция грунта около фундамента для уменьшения глубины дромерза- ния и глубины заложения подошвы фундамента

Рис. 7-17. Тепловая изоляция грунта около фундамента для уменьшения глубины дромерза- ния и глубины заложения подошвы фундамента

При неотапливаемых зданиях и сооружениях глубина заложения подошвы фундаментов для пучинистых грунтов обычно принимается не мецее расчетной глубины промерзания, равной 1,1 Я». Для районов глубокого промерзания грунтов со среднегодовой темпердтурой воздуха ниже 0°С такое решение неприемлемо, и приходится проводить теплотехнические расчеты.

1 — граница Проие^занвя; 2—теплоизоляция; 3 — отмостка1 — граница Проие^занвя; 2—теплоизоляция; 3 — отмосткаДля уменьшения глубины заложения подошвы фундаментов, особенно в районах глубокого промерзания грунтов, иногда целесообразно утеплять грунт в пределах верхнего слоя теплоизоляционными материалами, не впитывающими влагу (рис. 7.17).

1 — граница Проие^занвя; 2—теплоизоляция; 3 — отмостка

1 — граница Проие^занвя; 2—теплоизоляция; 3 — отмостка

В южных районах, где чередуются засушливые и дождливые периоды года, в некоторых случаях возникает необходимость устандвливать зону сезонного набухания глинистых грунтов при увлажнении и сезонного их высыхания с усадкой. В таких районах подошву фундздщнтов располагают на глубине, ниже которой объем грунта не изменяется.

Как набухание и усадка, так и пучинистосдь грунтов могут существенно меняться после застройки территории вследствие более интенсивной инфильтрацци воды в грунт, уменьшения испаряемости с поверхности и проникания воды из неисправных трубопроводов.. .Это цеобходимо учитывать при оценке возможного развития деформдций морозного пучения или деформаций усадки и набухания вследствие изменения влажности грунта, ’

Особенности сооружений. К особенностям сооружений, влияющим на выбор глубины заложения подошвы фундамента, относятся: наличие подвальных помещений, приямков, глубоких фундаментов под оборудование, примыкание к фундаментам ранее построенных или будущих сооружений, характер подземного хозяйства около объекта строительства, а также конструкции самого фундамента. Обычно ста

раются предотвратить возможность нарушения структуры грунтов в основании проектируемых фундаментов при отрывке рядом более глубокого котлована. С этой целью предусматривают устройство перехода

с откосом от подошвы фундаментов к глубокому котловану с соотношением размеров h : L— 1 : 2 (рис. 7.18,а). Лишь в плотных связных грунтах допускается соотношение h:L=l:l. При ленточных фундаментах по их длине делают уступы (рис. 7.18,б). Высота уступов при-

Рис. 7.18. Взаимное расположение фуп- смается в зависимости от плотно- дачентов с различной глубиной заложе- сти сложения грунтов в пределах ния0,3—0,6 м. Эти требования не со

блюдаются, если глубокие фундаменты возводят в котлованах, огражденных металлическим шпунтом, забитым до водоупора и не имеющим горизонтальных перемещений, или методами опускного колодца, кессона, «стены в грунте» без выпуска грунта в выемку.

При возведении сооружений в водоемах или в непосредственной бли

зости от них приходится дополнительно учитывать возможность размыва грунта около фундаментов.

К особенностям сооружений относятся также нагрузки, передаваемые на основание, чувствительность конструкций к неравномерным осадкам, планируемая долговечность сооружений и их уникальность. При высоких сооружениях, например дымовых трубах, мачтах и т. п:, глубина заложения подошвы фундаментов диктуется необходимостью значитель

ного развития их в стороны.

§ 30. ПРОЕКТИРОВАНИЕ ОСНОВАНИЙ ПО ВТОРОЙ ГРУППЕ ПРЕДЕЛЬНЫХ СОСТОЯНИЙ (ПО ДЕФОРМАЦИЯМ)

Исходные положения. Проектирование оснований начинают с выбора глубины заложения подошвы фундаментов в соответствии с рекомендациями, приведенными в § 29. Тем самым устанавливаются несущий и подстилающие слои грунтов, испытывающих деформации, которые приводят к осадке сооружения. Размеры областей деформирующихся грунтов зависят от размеров подошвы и взаимного размещения фундаментов, а также от интенсивности давления, передаваемого через фундаменты на основание. В связи с этим проектирование основания при принятой глубине заложения фундамента сводится к определению размеров его подошвы.

Рассмотренная ранее зависимость осадки фундамента от приложенной нагрузки (см. рис. 4.1,6) позволяет выделить четыре фазы напряженного состояния грунтов оснований. Стремление к полному использованию несущей способности грунта, казалось бы, должно приводить к назначению размеров подошвы фундамента, сообразуясь с предельным давлением, при котором происходит выпор грунта основания. Однако это возможно лишь при возведении сооружений, не чувствительных к

неравномерным осадкам, так как у остальных сооружений недопустимые неравномерности осадки, нарушающие их нормальную эксплуатацию, возникают уже при значительно меньших давлениях. Таким образом, главным положением при проектировании оснований, т. е. при выборе основных размеров подошвы фундаментов, является ограничение неравномерностей осадок, приводящих к деформациям конструкций сооружений.

Именно этот основной принцип заложен в нормах проектирования оснований зданий и сооружений.

Расчет оснований по второй группе предельных состояний (по деформациям). Поскольку неравномерные осадки фундаментов сооружения могут вызвать появление в нем недопустимых деформаций, приводящих к разрушению его конструкций или нарушению нормальных условий эксплуатации, приходится ограничивать неравномерности осадок. Это ограничение сводится к проверке условия

AS < ASnp, (7.4)

где AS — неравномерность осадки сооружения, определяемая расчетом с учетом, в частности, фактора времени; ASnp — предельно допустимое значение данного вида неравномерности осадки.

Левая часть условия (7.4) зависит от совместной работы сооружения с основанием (зависящей от жесткости сооружения); от нагрузок, передаваемых на основание; размеров подошвы фундаментов; характера напластования грунтов и их деформационных свойств. Жесткость сооружения в значительной степени уменьшает неравномерности осадки, так как несущие конструкции, обладающие жесткостью, способны перераспределять давление по подошве фундаментов. Таким образом, при определении расчетом неравномерностей осадки необходимо учитывать совместную работу конструкций сооружения, включая фундаменты, с грунтом основания. При реальном проектировании такой расчет проводят, как правило, на ЭВМ, однако его затрудняет сложность правильной оценки жесткости сооружения, состоящего из различных несущих конструкций. В связи с этим иногда при определении AS рассматривают неравномерности осадки только основания, считая сооружения не обладающими жесткостью. <

Правая часть условия (7.4) зависит от чувствительности конструкций к неравномерным осадкам и предъявляемых к сооружениям эксплуатационных требований (архитектурный облик, работа транспорта и другого оборудования). Значение ASnp для некоторых типов сооружений установлено по опыту строительства и приводится в Нормах. При проектировании оснований сооружений, существенно отличающихся по конструкции от широко применяемых, возникает необходимость установления предельно допустимого значения А5Пр. Его можно определить расчетом исходя из условий, при которых в несущих конструкциях возникают дополнительные усилия, приводящие эти конструкции к предельному состоянию по прочности. Конечно, этот расчет следует выполнять с учетом совместной работы сооружения с грунтами основания и возможной неоднородности напластования грунтов. В некоторых случаях значение ASnp приходится ограничивать по условиям работы оборудования, размещаемого в здании.

Расчет основания по условию (7.4) является главным. Однако чтобы убедиться в соблюдении этого условия, необходимо определить осадку каждого фундамента сооружения с учетом влияния загружения соседних фундаментов и площадей и с учетом возможных причин развития неравномерных осадок фундаментов (см. § 26). Такой способ определения осадок трудоемок даже при использовании ЭВМ. В то же время на-

блюдениями установлено, что неравномерности осадки являются функцией средней осадки сооружения или абсолютной наибольшей осадки отдельных фундаментов. В связи с этим при горизонтальном залегании слоев достаточно убедиться в удовлетворении одного из следующих условий:

Sep ^ Snp.cpj(7.5)

Sa6 5цр.аб>(7.6)

где Sep ~ средняя осадка сооружения по расчету; Snp.cp — предельное допустимое значение средней осадки сооружения; Sas— абсолютная наибольшая осадка фундамента по расчету; Snp.a6 — предельно допустимое значение абсолютной осадки фундамента.

Среднюю осадку сооружения определяют по формуле

с _ °i si Л + а2 S2 Е2 + ... + Qn Sn Fn

cp~ ахГгА-а.Е^ ... -VanFn ’(-)

где ai, a2, ..., an — число однотипных фундаментов с одинаковой осадкой даже при учете влияния загружения соседних фундаментов; Si, S2, .... Sn —осадки отдельных или ленточных фундаментов; Fb Fa,.... Fn — площади подошвы этих фундаментов.

При расчете основания по условию (7.5) во многих случаях нет необходимости определять осадки большого числа фундаментов. Обычно достаточно определить осадку одного-двух наиболее загруженных фундаментов, на которые, кроме того, оказывает влияние загружение соседних фундаментов. Если полученные при расчете осадки будут меньше Snp.cp, то можно утверждать, что остальные фундаменты, менее загруженные, также будут иметь осадку, меньшую 5Пр.Ср, т. е. условие (7.5) будет удовлетворено. Аналогично поступают при расчете по условию (7.6). Если осадка наиболее тяжело загруженного фундамента с учетом влияния загружения соседних фундаментов удовлетворяет этому условию, то и остальные фундаменты, как правило, будут иметь осадку меньше предельно допустимой.

Учет внецентренного действия нагрузки. Внецентренно загруженный фундамент, в плоскости подошвы которого действует кроме нормальной силы момент, получает не только осадку, но и поворот относительно главной оси инерции площади подошвы. Поворот выражается Креном, определяемым при прямоугольной подошве фундамента по формулам М. И. Горбунова-Посадова:

(7.8)(7.8)(7.9)(7.9)при действии момента вдоль продольной оси фундамента

(7.8)

(7.8)

(7.9)

(7.9)

4 “ Ео (0,5/)3 ’

при действии момента вдоль продольной оси фундамента

■ ^^ Nueb1ь~ Ео Ч0,Ы)У'

где р0 и Ео — соответственно коэффициент бокового расширения и модуль деформации грунта основания в пределах сжимаемой толщи; kt и кь — коэффициенты, определяемые по табл. 7.2; Мп — равнодействующая вертикальных расчетных нагрузок, передаваемых на основание, при расчете по деформациям; ei и еь— эксцентриситеты равнодействующей соответственно вдоль продольной и поперечной оси подошвы фундамента; I и b — соответственно больший и меньший размеры прямоугольной подошвы фундамента.

ТАБЛИЦА 7.2. ЗНАЧЕНИЯ КОЭФФИЦИЕНТОВ fy и кь

Соотношение сторон Цв

Ч

Ч

Соотношение сторон ЦЬ

Ч

ч

1,0

0,50

0,50

2,4

0,97

0,25

1,4

0,71

0,39

3,2

1,10

0,19

1,8

0,83

0,33

5,0

1,44

0,13

По формулам (7.8) и (7.9) определяют крен отдельных и ленточных фундаментов при одноразовом загружении. Для определения дополнительного крена при многократных загрузках и разгрузках в формулы (7.8) и (7.9) подставляют не модуль деформации грунта при сжатии, а модуль упругих с упругим последействием деформаций при разгрузке, который часто в 5—10 раз превышает модуль деформации при первичном сжатии.

Крен фундамента определяют, если возможен его поворот. Однако надземные конструкции часто исключают поворот фундаментов, что должно учитываться при определении эксцентриситета равнодействующей.

Крен жесткого сооружения, опирающегося на систему фундаментов (см. рис. 7.1,5) или плиту, определяют по формуле

• _ ^1 ~~ ^2

где Si и S2 — соответственно большая и меньшая осадка фундаментов системы или двух противоположных точек фундаментной плиты; L—расстояние между осями рассматриваемых фундаментов или точками, в которых установлены осадки Si и 5$.

Упрощенный расчет (по расчетному давлению на грунт основания). В настоящее время осадки фундаментов рассчитывают, исходя из линейной зависимости между напряжениями и деформациями. В связи с этим Нормы рекомендуют ограничивать среднее давление по подошве любого фундамента расчетным давлением на грунт основания /?, которым обусловливается линейная зависимость. Таким образом, при расчетах оснований по деформациям требуется удовлетворить условие

РП < - 10) где ри — среднее давление по подошве фундамента от основного сочетания расчетных нагрузок при расчете по деформациям; R— расчетное давление на грунт основания, при котором развивающиеся зоны пластических деформаций грунта (зоны местного нарушения устойчивости) незначительно нарушают линейную зависимость между напряжениями и деформациями всего основания в целом.

Расчетное давление на грунт основания определяют по формуле

R ~ 7 (+ В1гЧпк + Dcn — Уш М’ (®4

где mt и т2 — коэффициенты условий работы соответственно основания и сооружения во взаимодействии с основанием; kB— коэффициент надежности; А, В, D — безразмерные коэффициенты, зависящие от расчетного значения угла внутреннего трения фп (табл. 7.3); b— ширина подошвы (меньший размер) фундамента; уи и ут—расчет-

ТАБЛИЦА 7.3. ЗНАЧЕНИЯ КОЭФФИЦИЕНТОВ А, В и D

фп

А

В

D

ФП

А

В

D

0

0

1,00

3,14

24

0,72

3,87

6,45

2

0,03

1,12

3,32

26

0,84

4,37

6,90

4

0,06

1,25

3,51

28

0,98

4,93

7,40

6

0,10

1,39

3,71

30

1,15

5,59

7,95

8

0,14

1,55

3,93

32

1,34

6,35

8,55

10

0,18

1,73

4,17

34

‘ 1,55

7,21

9,21

12

0,23

1,97

4,42

36

1,81

8,25

9,98

14

0,29

2,17

4,69

38

2,11

9,44

10,80

16

0,36

2,43

5,00

40

2,46

10,84

11,78

18

0,43

2,72

5,31

42

2,87

12,50

12,77

20

0,51

3,06

5,66

44

3,37

14,48

13,96

22

0,61

3,44

6,04

45

3,66

15,64

14,64

ные значения удельного веса грунтов, залегающих соответственно в пределах несущего слоя ниже подошвы фундамента и в пределах глубины заложения подошвы фундамента h от уровня планировки; сц — расчетное значение удельного сцепления грунта в пределах несущего слоя; /i0=A—ha — глубина от планировочной отметки до отметки пола подвала или подполья, при отсутствии которых принимают /zo —0 (здесь hn — глубина заложения подошвы фундамента относительно отметки пола подвала или подполья).

Иногда при определении /1П учитывают, что удельный вес бетонного пола в подвале больше удельного веса грунта.

Значения коэффициентов mi, т2 и &н принимают по Нормам. Коэффициенты mi и т2 при надежных грунтах в основании позволяют повышать давление R почти в 2 раза и увеличивать его еще на 20%, если ожидаемая осадка не превышает 40% предельно допустимой.

Значения коэффициентов А, В и D, приведенные в табл. 7.3, установлены исходя из развития зон сдвигов на глубину 0,25&. Принятие коэффициентов условий работы mi и т2 больше единицы ведет к большему развитию этих зон. Однако, как показывает практика строительства, это вполне допустимо для грунтов, обладающих относительно небольшой сжимаемостью, так как зоны сдвигов передают (в горизонтальном направлении) давление на этот «надежный» грунт. Этим и объясняется сохранение линейной зависимости между нагрузкой на фундамент и его осадкой .

Опыт проектирования и строительства фундаментов зданий, имеющих обычные несущие конструкции, показывает, что для сравнительно нетяжелых зданий, например, для протяженных жилых зданий высотой до 9 этажей и жилых зданий башенного типа высотой до 14 этажей при относительно хороших грунтах (см. табл. 19 СНиП П-15-74) расчет по деформациям можно ограничить удовлетворением условия (7.10). Это обусловлено тем, что при удовлетворении условия (7.10)

осадки по расчету получаются существенно меньше предельно допустимых, т. е. автоматически удовлетворяются условия (7.4)— (7.6).

В СНиП строго оговорены случаи, когда допускается такой упрощенный расчет по деформациям. Конечно, этот расчет недостаточен при наличии в основании глинистых грунтов мягкопластичной и тем более текучепластичной консистенции, при выклинивании слоев грунта или

при наклонных границах перехода от одного слоя к другому, а также

Рис. 7.19. Схема условного фундамента ABCD при проверке давления на подстилающий слой слабого грунтаРис. 7.19. Схема условного фундамента ABCD при проверке давления на подстилающий слой слабого грунтаесли размеры ленточных фундаментов по ширине или площади подошвы отдельных фундаментов отличаются более чем в 2 раза.

Рис. 7.19. Схема условного фундамента ABCD при проверке давления на подстилающий слой слабого грунта

Рис. 7.19. Схема условного фундамента ABCD при проверке давления на подстилающий слой слабого грунта

Поскольку упрощенный расчет по соотношению (7.10) условно является расчетом по деформациям, целесообразно принимать единое значение 7? для 'всех фундаментов отдельного сооружения. Величину R в таком случае определяют для основного узкого фундамента. Принятие большего значения R для широких фундаментов проектируемого сооружения

нецелесообразно, так как это приведет к увеличению возможных неравномерностей осадки.

Проверка давления на подстилающий слой слабого грунта. Иногда на глу

бине г под несущим слоем залегает менее прочный грунт (рис. 7.19).

В этом грунте могут развиваться пластические деформации. При значительном развитии таких деформаций возможно нарушение линей-

ной зависимости между напряжениями и деформациями. В связи с этим СНиП рекомендуют определять расчетное давление на подстилающий слой более слабого грунта по формуле (7.11). Коэффициенты условий работы mi и т2 и надежности &н, а также коэффициенты А, В и D (см. табл. 7.3) находят применительно к слою слабого грунта. Значения b и h устанавливают для условного фундамента ABCD (см. рис. 7.19), размеры которого определяют, сообразуясь с рассеиванием давления в пределах слоя толщиной г.

Дополнительное вертикальное давление рД2 от загрузки фундамента находят по выражению (4.4). Если принять, что это давление действует по подошве условного фундамента ABCD, то площадь его подошвы должна составлять

где Моп — нагрузка, передаваемая конструкциями на обрез фундамента.

Зная Fz, найдем ширину условного прямоугольного фундамента по формуле

bz = VF2-Va^ -а,

где а— (I—ЬШ (здесь I и b — размеры подошвы проектируемого фундамента).'

При ленточных фундаментах b2=Fz: 1. Найдя bz, по формуле (7.11) вычисляют Нг — расчетное давление на грунт подстилающего слоя. Считают, что при удовлетворении условия

Рдг + Pdz Rz(7.12)

зоны сдвигов не играют существенной роли в величине развивающейся осадки, поэтому применима линейная зависимость между напряжениями и деформациями. Если же это условие не удовлетворяется, необходимо принять большие размеры подошвы, при которых оно будет удовлетворяться.

§ И. ПРОЕКТИРОВАНИЕ ОСНОВАНИЙ ПО ПЕРВОЙ ГРУППЕ ПРЕДЕЛЬНЫХ СОСТОЯНИЙ (ПО НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ)

Опыт строительства некоторых сооружений показывает, что иногда грунты в основании под действием нагрузки, передаваемой фундаментом, теряют устойчивость и выдавливаются из-под фундамента в стороны и вверх. Примером является потеря устойчивости основания трансконского элеватора в Канаде, один край которого в момент загрузки дал осадку более 8 м с выпором грунта из-под фундаментной плиты.

Нарушение устойчивости грунтов в основании возможно при передаче фундаментами горизонтальных и выдергивающих нагрузок, при возведении сооружений на откосах и при неглубоком заложении фундаментов относительно пола подвалов. В последнем случае выпор происходит в сторону подвала, особенно когда основание сложено насыщенными водой глинистыми грунтами. Кроме того, возможно нарушение прочности скальных пород в основании. В связи с этим расчет по первой группе предельных состояний (по устойчивости или прочности) проводят в следующих случаях:

при передаче на основание значительных горизонтальных нагрузок;

при ограничении основания нисходящим откосом;

при действии на фундамент выдергивающей нагрузки;

при сравнительно неглубоком заложении фундаментов (относительно пола подвалов ) при основании, сложенном насыщенными водой глинистыми грунтами, особенно мягкопластичной и текучепластичной консистенции;

при сложении основания скальными породами.

Расчет оснований по несущей способности сводится к проверке условия

(7.13)(7.13)Ы = ФЛгн,

(7.13)

(7.13)

где N — расчетная нагрузка, передаваемая на основание от основного и особого сочетаний нагрузок; Ф — несущая способность основания, определяемая из условия предельного равновесия грунтов в основании или прочности скальной породы по направлению, соответствующему направлению нагрузки N; Ан — коэффициент надежности, принимаемый не менее 1,2 в зависимости от ответственности сооружения и последствий потери устойчивости грунтов в основании.

Значения Ф можно определять по формулам (6.8) —(6.11), полученным исходя из условия прочности грунтов по Кулону:

(7.14)(7.14)т = С1 + pI tg ф, ,

(7.14)

(7.14)

где ci и фг — расчетные значения соответственно удельного сцепления и угла внутреннего трения с учетом коэффициента безопасности по грунту, зависящего от односторонней доверительной вероятности; pi — расчетное нормальное напряжение в точке проверки условия предельного равновесия по площадке скольжения.

Аналогично формулам (6.8) и (6.9) получена включенная в СНиП 11-15-74 формула, позволяющая учесть прочностные характеристики грунта, наклон нагрузки, действующей по подошве фундамента, и соотношение сторон его подошвы:

(7.15)(7.15)Ф = Ь1^А1Ь^1-^В1Н^н-^П1 q),

(7.15)

(7.15)

где b и I — соответственно приведенные ширина и длина подошвы прямоугольного фундамента, вычисляемые по формулам:

"(7. ,6)

*1=1 — 2еь J

(здесь еь и et — эксцентриситеты равнодействующей нагрузок относительно соответственно продольной и поперечной оси подошвы фундамента); Ai, Bi, Dx — коэффициенты, определяемые по формулам:

(7.17)(7.17)ч ~ \ Ч пч »^1 — 7^ Ц ^qXDi — Ар С Пс>

(7.17)

(7.17)

здесь X^Xq,Xc — коэффициенты, зависящие от расчетного угла внутреннего трения ф! грунтов, залегающих в пределах глубины, равной примерно 0,7 Ь, ниже подошвы фундамента; эти коэффициенты определяют по графику, приведенному в прил. 5 СНиП 11-15-74; iy lq, ic —коэффициенты влияния угла отклонения от вертикали разнодействующей, приложенной к плоскости подошвы фундамента, определяемые по графикам, приведенным в прил. 5 СНиП 11-15-74; п^> nq) пс — коэффициенты влияния соотношения приведенных сторон подошвы прямоугольного фундамента, т. е. отношения п—1/b, определяемые по эмпирическим формулам:

1°’25, , 1-5, , 0,3

Лу 1;п п —si т;п с — 1 ।;

Yп 4 пп

YT и у™—расчетные значения удельного веса грунтов, залегающих соответственно в пределах глубины, равной примерно 0,7 Ь, ниже подошвы фундамента и в пределах глубины заложения подошвы фундамента от уровня планировки, с учетом взвешивающего действия грунтовых вод; h — минимальная глубина заложения подошвы фундамента (например, со стороны подвального помещения); щ— расчетное значение удельного сцепления_ грунта, залегающего ниже подошвы фундамента в пределах глубины, равной 0,7 Ь.

СНиП 11-15-74 рекомендуют пользоваться формулой (7.15), только, если пригрузка с двух сторон фундамента (т. е. ^ihh) отличается по величине не более чем на 25%. Это резко ограничивает возможность использования формулы. ,Нам представляется, что эту формулу можно

использовать и при наличии в зданиях подвальных помещений, рдра^о при этом следует учитывать активное давление грунта на фундамент как на подпорную стенку и отклонение из-за этого равнодействующей на уровне подошвы от вертикали.

Для глинистых грунтов, обладающих только сцеплением (tpi^QJ, несущая способность основания при центральном загружении ленточного фундамента вертикальной нагрузкой определяется по формуле (6.10). При внецентренном загружении и отклонении равнодействующей от вертикали на угол 6 несущая способность находитей по формуле

Ф = bl [<?-{- (л+ 1 — 2а + cos 2а) сф (7.18) где I— длина участка ленточного фундамента, обычно принимаемая равной 1 м; q — интенсивность пригрузки основания со стороны предполагаемого выпора грунта (обычно со стороны подвала); а —угол (в радианах), определяемый по формуле а=0,5 arc sin [77(6ci)J (здесь Т— горизонтальная составляющая внешней нагрузки на участке / ленточного фундамента).

Для прямоугольных фундаментов с соотношением сторон подошвы не более 3: 1 несущую способность связных глинистых грунтов при вертикальной равнодействующей и ф1 — 0 определяют по формуле

Ф = 6/(9 + [5,7-0,28(//5)+0,28] cj. (7.19)

Здесь все обозначения прежние.

Поскольку формулы, рассмотренные в механике грунтов, и формулы (7.15) — (7.19) не охватывают в полной мере возможные случаи устройства и загружения фундаментов, иногда приходится задаваться вероятными поверхностями скольжения и рассматривать устойчивость фундаментов вместе с массивом грунта на сдвиг по этим поверхностям. Наиболее часто принимают скольжение по круглоцилиндричёской поверхности. Этот вопрос рассмотрен в п. 5 § 33.

Опыт строительства показывает, что потеря устойчивости основания чаще всего происходит при его сложении глинистыми грунтами, насыщенными водой. Это объясняется тем, что в таких условиях не все давление, действующее в грунте, передается на скелет. Значительная часть этого давления будет передаваться на поровую воду. В результате предельное напряженное состояние характеризуется согласно формулам (2.21) и (2.24) выражением

т = с1 + (Р —Pjtgtpp (7.20) где р — нормальные напряжения, приходящиеся на рассматриваемую площадку скольжения при действии расчетного давления по подошве фундамента; р,о — избыточное давление в поровой воде, т. е. давление сверх гидростатического при данном уровне грунтовых вод.

Чтобы в рассматриваемом случае использовать формулу (7.15), можно, действуя в запас, найти приведенное расчетное значение угла внутреннего трения грунта <pi, подстановка которого в формулу (7.14) позволяет оценить предельное напряженное состояние. Исходя из сопоставления формул (7.14) и (7.20) можно написать

Pitg^I = (pI-pZ0)tgVr

Отсюда _

Ф! = ф! arcigf/Pi -pj/pf I. (7.21)

Зная ф1, легко использовать выражения (7.15)—(7.17) для расчета несущей способности грунтов основания.

При скальных грунтах в основании их несущая способность определяется исходя из временного сопротивления скальной породы в водо-

насыщенном состоянии сжатию Rc по формуле

Ф = КСЬЬ (7.22)

Величина Rc устанавливается лабораторными испытаниями стандартных образцов на сжатие.

Глава 8 ■ .

ФУНДАМЕНТЫ, ВОЗВОДИМЫЕ В ОТКРЫТЫХ КОТЛОВАНАХ

КОНСТРУКЦИИ ФУНДАМЕНТОВ

Общие положения. Основным назначением любого фундамента является передача нагрузки от несущих конструкций сооружения на грунты основания. Поскольку напряжения в сечениях несущих конструкций (колонн, стен и др.), устанавливаемые исходя из прочности материалов этих конструкций, во много раз больше давления, которое могут воспринять грунты основания, на фундамент возлагается также, задача распределить нагрузку так, чтобы давление по его подошве не приводило к недопустимым деформациям основания сооружения. При небольшом увеличении площади подошвы фундамента по сравнению с площадью опирания надземной конструкции фундамент работает только на сжатие. При значительном развитии площади подошвы фундамента делают большие выносы в стороны, которые работают на изгиб. В связи с этим некоторые элементы фундаментов должны воспринимать растягивающие напряжения.

Иногда перед фундаментами ставится еще одна задача — обеспечить уменьшение неравномерностей осадки до допустимых значений для данного сооружения. С этой целью нагрузку от группы колонн или стен передают на один фундамент, делая его ленточным или в виде плиты. Такие фундаменты, работая на изгиб, частично выравнивают осадку. Кроме того, размеры отдельных и ленточных фундаментов подбирают исходя из условия допустимых неравномерностей осадок.

Таким образом, при проектировании фундаментов после принятия глубины заложения стремятся подобрать такие размеры их подошвы и выбрать такую их конструкцию, которые обеспечивали бы допустимые деформации оснований сооружений.

Типы фундаментов. Основными типами фундаментов являются отдельные, ленточные под колонны, ленточные под стены, сплошные и массивные.

Отдельные фундаменты (рис. 8.1, а) устраивают под колонны и стены в комбинации с фундаментными балками (рандбалками). Эти фундаменты в целях снижения давления по их подошве можно развивать в длину и ширину. Отдельные фундаменты не увеличивают жесткости сооружения. Обычно их применяют в случаях, когда неравномерности осадки не превышают допустимых значений. Иногда удается в некоторой степени выравнять осадки таких фундаментов путем уменьшения давления под подошвой фундаментов, которые по расчету должны получить большие осадки.

Ленточные фундаменты под колонны (рис. 8.1,6) воспринимают нагрузку от ряда колонн. Иногда под сетку колонн делают ленточные фундаменты в двух направлениях. В таком случае фундамент будет состоять из перекрестных лент. Ленточные фундаменты устраивают для уменьшения неравномерностей осадки ряда колонн, а перекрестные ленты позволяют выравнивать осадки не только отдельных колонн в ряду, но и здания в целом. Ленточные фундаменты в

целях снижения давления по их подошве можно развивать только в по

перечном направлении.

Ленточные фундаменты под ст-ены (рис. 8.1,в) иногда называют непрерывными. Такие фундаменты несущественно изменяют

Рис. 8.1. Основные типы фундаментовРис. 8.1. Основные типы фундаментова — отдельный; б — ленточный под колонны; в — ленточный под стены; г — сплошной в виде оболочека — отдельный; б — ленточный под колонны; в — ленточный под стены; г — сплошной в виде оболочекжесткость сооружения. Если стены здания в первом этаже или в подвале имеют большие проемы, ленточные фундаменты перераспределяют нагрузку от стен по длине и объединяют простенки. При большой жесткости стен ленточные фундаменты почти не работают на изгиб в продольном направлении. Длина ленточных фундаментов под стены обусловлена длиной стен. Эти фундаменты в целях снижения давления по их подошве можно развивать только в поперечном направлении. Такие фундаменты иногда делают с

Рис. 8.1. Основные типы фундаментов

Рис. 8.1. Основные типы фундаментов

а — отдельный; б — ленточный под колонны; в — ленточный под стены; г — сплошной в виде оболочек

а — отдельный; б — ленточный под колонны; в — ленточный под стены; г — сплошной в виде оболочек

целью устройства подвальных помещений и технических подполий.

Сплошные фундаменты делают под всем сооружением или под его частью в виде железобетонных плит под сетку колонн и стены (см. далее рис. 8.7,г). Такие плиты работают на изгиб в двух взаимно перпендикулярных направлениях. Иногда целесообразно делать сплошные фундаменты в виде оболочек (рис. 8.1, а) или коробчатой формы (см. далее, рис. 8.3). В последнем случае нижняя фундаментная плита и перекрытие над подвальными помещениями, объединенные вертикальными стенами подвала, совместно работают на изгиб. При устройстве коробчатых фундаментов в подвальных помещениях в стенах делают не двери, а лазы. Сплошные фундаменты способствуют уменьшению неравномерностей осадки в двух направлениях. Размеры подошвы этих фундаментов, как правило, обусловлены размерами в плане сооружения или его части, опирающейся на фундамент. Сплошные фундаменты часто делают при необходимости устройства гидроизоляции подземной части сооружения.

Массивные фундаменты делают в виде жесткого массива под всем небольшим в плане сооружением (дымовая труба, доменная печь, массивная опора моста и т. п.). Эти фундаменты в целях снижения давления по их подошве можно развивать в двух взаимно перпен

дикулярных направлениях, правда, в ограниченных размерах, так как развитие их в стороны приводит к необходимости увеличения их высоты и, следовательно, глубины заложения.

Материалы для устройства фундаментов, фундаменты испытывают кроме действия внешних нагрузок влияние грунтовых и поверхностных вод, а также замерзания и оттаивания влаги в порах кладки. В связи с этим материалы для устройства фундаментов должны обладать определенной прочностью, морозостойкостью и не размокать. Последнее требование особенно важно соблюдать при устройстве верхней части фундаментов, в пределах которой кладка в зимний период имеет отрицательную температуру.

Долговечность фундаментов обычно обеспечивается применением для их устройства таких материалов, как железобетон, бетон, бутобетон, бутовый камень для кладки на неразмокаемом растворе. Дерево применяется только для временных сооружений, а металл для сборноразборных сооружений, когда фундаменты должны иметь минимальный вес.

Для возведения фундаментов из бутовой кладки приходится использовать ручной труд, поэтому в настоящее время ее применяют редко.

Бетон является более совершенным материалом для устройства фундаментов. Применяют бетон марок М50 —М150. С целью уменьшения расхода цемента используют бутобетон' (в бетон втапливают бутовые камни в количестве 25—30% объема фундамента). Монолитные бетонные фундаменты особенно целесообразны при бетонировании без опалубки в распор со стенками траншей и котлованов. Котлованы могут быть получены бурением скважин или вытрамбовыванием ложа.

Из бетона и бутобетона делают блоки для спорных фундаментов, в частности, делают сплошные или пустотелые фундаментные стеновые блоки и при небольшой ширине фундаментов — блоки-подушки.

Наиболее широко применяемым универсальным материалом для устройства фундаментов является железобетон. Особенно незаменим железобетон для устройства ленточных фундаментов под колонны и сплошных фундаментных плит и оболочек, поскольку он хорошо сопротивляется изгибу, морозостоек и при определенной плотности ему можно придать свойство водонепроницаемости. Из железобетона делают самые разнообразные блоки для сборных фундаментов, включая панельные блоки. Это позволяет широко использовать механизацию работ при устройстве фундаментов.

Конструкции сборных фундаментов. Особенно целесообразно устройство сборных ленточных фундаментов под стены. В таком случае на дно котлована насыпают слой песка толщиной 6—10 см, который выравнивают под правило. На песок укладывают блоки-подушки, которые, распределяя нагрузку от стены на грунт основания, работают на изгиб (см. рис. 8.1,в). На эти блоки устанавливают несколько рядов фундаментных стеновых блоков. Для устройства сборных ленточных фундаментов под стены обычно используют типовые блоки-подушки и фундаментные стеновые блоки. С целью экономии материалъно-техни-

Рис. 8.2. Сборные фундаментыРис. 8.2. Сборные фундаментыческих средств и уменьшения числа типоразмеров блоков-подушек их укладывают с зазорами (рис. 8.2,а), т. е. устраивают ленточный фундамент с прерывистой подушкой. Зазоры между блоками-подушками заполняют песком с уплотнением.

Рис. 8.2. Сборные фундаменты

Рис. 8.2. Сборные фундаменты

Если с целью уменьше-

j — подколенник; 2 — плита; 3 — подсыпка из пескания чувствительности зда

ния к неравномерным осадкам в кладке фундаментов и стен делают пояса, то по блокам-подушкам в уширенный шов кладки укладывают непрерывную арматуру (см. рис. 8.1, в), идущую вдоль всех стен. При фундаментах с прерывистой подушкой такое армирование выполняют по первому ряду фундаментных стеновых блоков (см. рис. 8.2, а).

При возведении крупнопанельных зданий иногда применяют фун-

даментные панельные плиты и стеновые панели. В таких случаях последние могут одновременно являться и цоколем с соответствующей облицовкой. Когда фундаментные стеновые панели возвышаются над поверхностью земли и являются опорой надподвальных перекрытий, работы по монтажу нижней части здания резко упрощаются.

Отдельные фундаменты под колонны также иногда делают сборными (рис. 8.2,6). Наиболее целесообразны сборные фундаменты» под колонны, когда их можно сделать из одного блока, т. е. когда они имеют сравнительно небольшие размеры и, следовательно, небольшой вес. Сборка фундаментов под колонны из нескольких блоков приводит к дополнительному расходованию арматуры, располагающейся в нескольких уровнях (см. рис. 8.2,6). Вес блоков принимают в зависимости от грузоподъемности крана, используемого для сборки и погрузки при транспортировке. Применение отдельных фундаментов под колонны из двух и более блоков целесообразно лишь при необходимости везве* дения фундаментов в сжатые сроки (для исключения возможного промерзания грунтов в зимнее время, удешевления работ по осушению котлованов и т. п.). с-

При устройстве фундаментов из пустотелых сборных блоков можно достигнуть уменьшения расхода бетона, веса фундамента, сроков его возведения, трудовых затрат на строительстве, но при этом обычно увеличиваются расход стали, трудовые затраты на заводе и иногда транспортные расходы.

Конструкции монолитных фундаментов. Сплошные фундаменты, ленточные фундаменты под колонны, массивные фундаменты, имеющие небольшую:площадь опалубки по сравнению с объемом бетона,: отдельные фундаменты сложного очертания под колонны и оборудование, как правило, делают из монолитного железобетона. Кроме того, часто делают монолитными фундаменты простого очертания под колонны, когда их нельзя сделать из одного блока вследствие ограниченной грузоподъемности крана.

Недостатками монолитных фундаментов являются: малая оборачиваемость опалубки; значительные трудовые затраты непосредственно на строительстве; сложность обеспечения схватывания и твердения бетона в зимних условиях; большая продолжительность работ по их устройству по сравнению с устройством сборных блочных фундаментов. Однако применение типовой инвентарной опалубки и способов ускорения схватывания и твердения бетона во многих случаях делает монолитные фундаменты более экономичными. Иногда в качестве опалубки используют тонкостенные сборные железобетонные элементы, которые входят в состав конструкции фундамента. Так, для коробчатого фундамента, показанного наВЦкс. 8.3, в качестве опалубки верхней монолитной плиты 1 использЯий корытные настилы перекрытий 2, а для опалубки его стен — Tai^^^e корытные настилы, устанавливаемые ребрами внутрь. Арматура перекрытия 3 укладывалась в зазор между настилами.

Монолитные фундаменты из бетона, бутобетона и бутовой кладки, т. е. плохо сопротивляющй^сйурйстягивающим напряжениям, применяют когда они работают в основном на сжатие. Выступающие части фундаментов в таких случаях делают с уступами или наклонными (рис. 8.4). Наименьшее отношение высоты уступа к его выносу h: I и высоты фундамента к его полному выносу Н: L устанавливается в пределах от 2 до 1 в зависимости от прочности кладки и интенсивности давления по подошве.

Под железобетонные монолитные фундаменты обычно делают под-

Рис. 8.3. Коробчатый фундаментРис. 8.3. Коробчатый фундаментготовку из слоя щебня, втрамбованного в грунт и политого раствором, или из тощего бетона. Подготовка предназначается для предотвращения: 1) вытекания цементного молока из бетонной смеси в грунт (при фильтрующих грунтах); 2) перемешивания бетонной смеси с грунтом (при несвязных и слабых грунтах); 3) возможности погружения арма-

Рис. 8.3. Коробчатый фундамент

Рис. 8.3. Коробчатый фундамент

Рис. 8.4. Разрез по трапециевидному ленточному фундаменту под стену►

туры в грунт (при тяжелой арматуре и слабом грунте). При плотных слабофильтрующих грунтах устраивать подготовку нет необходимости. В этом случае принимают толщину защитного слоя бетона ниже арматуры в пределах 5—8 см. При наличии же подготовки толщина защитного слоя составляет 3 см.

Устройство верхней части фундаментов зависит от характера опирающихся на них конструкций. При сборных железобетонных колоннах для их установки делают стаканы (рис. 8.5, а) или предусматри-

Рис. 8.5. Монолитные железобетонные фундаменты

/ — колонна; 2— фундамент; 3—стакан для колонны; 4 — металлический подколенник; 5 — болты

вают стык колонны с фундаментом с помощью закладных деталей. Фундаменты делают с повышенной стаканной частью, чтобы можно было произвести обратную засыпку грунта до проектной отметки перед установкой колонн. При металлических колоннах обрез фундамента располагают на глубине 0,5—1 м от поверхности грунта для возможности размещения металлического подколонника ниже отметки планировки и пола здания (рис. 8.5, б).

Защита фундаментов от агрессивных грунтовых вод. Грунтовые воды являются слабыми растворами химических веществ. Некоторые из них при определенной концентрации образуют агрессивную по отношению к бетону среду. Под воздействием агрессивных грунтовых вод бетон фундаментов разрушается, арматура оголяется и корродирует. Интенсивность этого процесса зависит от степени и характера агрессивности грунтовых вод, водопроницаемости грунтов, скорости перемещения воды относительно фундамента, плотности бетона, наличия в нем трещин, особенно в зоне растяжения, и толщины конструкции. Для конструкций, располагающихся в грунте, установлены нормы содержания хи-

мических веществ в грунтовой воде, при которых она считается агрессивной по отношению к бетону.

Агрессивностью обладают чаще всего грунтовые воды в районах расположения предприятий, потребляющих или выпускающих химические вещества, в местах городских свалок, складирования отходов предприятий химической промышленности, а также в заболоченных местностях и при наличии в грунте остатков органических веществ или легкорастворимых солей.

Избежать воздействия некоторых видов агрессивности на бетон можно применением более стойких к данному виду агрессивности цементов (например, сульфатостойких цементов при сульфатной агрессивности воды). Хорошо сопротивляются агрессивности грунтовых вод очень плотные бетоны в трещиностойких конструкциях.

t^rsprsptst: УГвt^rsprsptst: УГвРис. 8.6. Изоляция фундамента от агрессивных грунтовых водРис. 8.6. Изоляция фундамента от агрессивных грунтовых водЕсли нет гарантии получения очень плотного бетона, приходится изолировать фундаменты от агрессивных грунтовых вод (рис. 8.6). Особое внимание уделяют гидроизоляции фундамента снизу, где арматура защищена лишь небольшим слоем бетона. Для этого при устройстве монолитных фундаментов делают подготовку / из щебня, втрамбованного в грунт и политого битумом, или из асфальта. Подготовку покрывают за 2 раза битумной мастикой или мастикой из полимерных смол 2. В исключительных случаях по подготовке, выровненной стяжкой, укладывают рулонную гидроизоляцию на соответствующей мастике.

t^rsprsptst: УГв

t^rsprsptst: УГв

Рис. 8.6. Изоляция фундамента от агрессивных грунтовых вод

Рис. 8.6. Изоляция фундамента от агрессивных грунтовых вод

Разрушение бетона с боков фундамента менее опасно, поэтому здесь часто ограничиваются покрытием его поверхностей за 2 раза черным вяжущим или мастикой из полимерных смол 3. Дополнительно вокруг фундамента делают замок из перемятой глины 4. Когда агрессивность грунтовых вод велика или возможен разлив агрессивных химических растворов на пол по грунту, устраивают более сложную гидроизоляцию из рулонных материалов.

При агрессивной среде тщательно изолируют стены здания для предотвращения подсоса капиллярной воды из грунта через фундамент.

Гидроизоляция подвальных помещений. При высоком стоянии уровня грунтовых вод или возможном его подъеме возникает опасность проникания влаги в подвальные помещения и даже угроза затопления подвалов и приямков. Для исключения этого устраивают гидроизоляцию этих помещений. Конструкцию ее выбирают в зависимости от характера грунтов основания, типа фундаментов, допустимой сырости в подвале и превышения уровня грунтовых вод над отметкой пола подвала (рис. 8.7). В связи с этим гидроизоляцию проектируют одновременно с проектированием фундаментов.

Если уровень грунтовых вод располагается ниже отметки пола подвала (рис. 8.7, а) и не поднимается выше ее, но по капиллярам влага может проникать в подвал, то пол и штукатурку стен выполняют из плитки или в виде цементного слоя с железнением, а с наружной стороны фундаменты покрывают гидроизоляционной мастикой. В этом случае осадки здания, развивающиеся после устройства пола и покрытия штукатуркой стен в подвале, могут повредить их. Однако вследст-

вне сравнительно небольшого прониканий влаГЙ по отдельным трёщй- нам это мало отражается на влажностном режиме пОДйалбЁ. Кроме того$ такие трещины легко могут быть задёлайы со сТЬройЫ пбдйала.

Если уровень грунтовых вод находится йли может подниматься выше отметки пола подвала, необходимо делать сплошную гидроизоляцию под полом и по стенам выше отметки его максимального положения. Такая гидроизоляция испытывает гидростатическое давление, нй-

РиС. 8.7. Гидроизоляция подвальных помещений

1 — обмазка; 2 — гидроизоляция между фундаментом и .стеной; 3 — цементный слой Или пл№а; 4 — подготовка; 5 — пригрузочный слой беТона; 6 — рулонная гидроизоляция; 7 — железобетонный кессон; 8 — фуНДамёнтная плита; S —защитная стенка

правленное в сторону изолируемого помещения. Для удержания гидроизоляции в заданном проектном положении ее приЖймйЮт специальной конструкцией, способной воспринять указанное Давление. Если уровень грунтовых вод поднимается выше ОТМёткй Нола подвала Не более чем на 0,5 м (рис. 8.7,6), то гидроизоляцию пола можно удержать пригрузочНЫй слоем бетона. Вес слоя бётОйа йа едиЙйЦу площади должен быть не менее гидростатического давления. Толщина при- грузочного слоя из тощего бетона в этом Случае ДОЛЖНЙ равняться приблизительно расстоянию по Вертикали от пола подвала до уровня грунтовых вод. Если уровень грунтовых вод поднимается ВыШе отметки пола подвала более чём на 0,5 м, то Для удержания гидроизоляций в Проектном положений дёлают специальную конструкцию, работающую на изгиб. В зависимости от характера этой конструкции различают гидроизоляцию внутреннюю и наружную.

Внутреннюю ГйдройзоляцйЮ (рйс. 8.7,й) усТрДИбают после возведений фундаментов изнутри подвального помещений, прижимая ее Железобетонной Плитой со Стейками (КёССОноМ). СТёйКИ Кессона утирают в выступающие части фундаментов или в перекрытие. Тем самым исключают Поднятие (всплытие) Кёёсойа. Одновременно создают Возможность передачи части давления от сооружения на грунт через вертикальные стенкй И дййще кессона (плиту). ЁсЛи после устройства гидроизоляции и кессона будет происходить осадка фундаментов, то Вместе с Ними будет перемещаться И кессон. ОДйако это возможно лишь при уплотнений грунтов под кессоном, сопровождающемся значительным увеличением реактивного давления. Чтобы Избежать такого явления, надо либо делать гидроизоляцию и кессон после стабилизации осадки сооружения, либо устраивать под днищем кессона (плитой) легко сжимаемые прокладки (например, из торфа). Конечно, можно идти и По пути повышения прочности плиты, рассчитывай ее на изгиб от действия гидростатического давления и реактивного сопротивления грунта, возникающего при развитии осадок фундаментов, Но целесообразнее в этом случае делать наружную гидроизоляцию.

Наружную гидроизоляцию (рис. 8.7,г) устраивают до воз-

Ведения фундамента, прижимая её сплошной фундаментной плитой или оболочками. Выполнение йТйх работ значительно проще устройства внутренней гидроизоляции. Кроме того, упрощаются и работа! по устройству фундаментов. В этом случае на бетонную подготовку, выровненную стяжкой Из цементного раствора, укладывают сплошной слой рулонной гидроизоляции, которую покрывают слоем стяжки из цементного раствора ДЛЯ защиты от повреждений Во время устройства железобетонной фундаментной ПЛИТЫ. Изоляционный ковер выпускают за ПрёдёЛы контура фуидамснтной ИЛИШ, защищая выпуски обычно при- сЫНкой песка. После бетонирования фундаментной плиты и устройства стен НОДВаЛОВ йЫйусйк йИоляЦиоНИоШ Ковра отгибают вверх, наклеивая На наружные сТёны фундамента. Вертикальную гидроизоляцию защищают стенками из кирпича или сборными плитами от возможности повреждения При Обратной засЫйке грунта и сползания в случае неплотной укладки грунта В йайухй фундаментов.

Наружная гидроизоляция более надёжна, так как имеет меньшее число изгибов (ИерелОМой) И0 Сравнению с внутренней^ йрй устройстве которой необходимо ДёлИтв изгибы ВО всех помещениях в местах примыканий пОла к стММ, поворота СТеН й й Дверных проемах подвальных ПОмёЩеНйй. Слабым МёстОм внутренней гидроизоляций является вхоДйщйй угол, ГДе с НОЛОм сходятся две стены, расположенные под углом.

Для устройства изоляций применяют рулонные материалы (рубероид, стекйоруберойД, гйДройзОЛ, Й§ЬЛ, брИЗОЛ И Др.) j сварную иоЛиэти- лейойую И другие йлёнкй, Я тййже Материалы, наносимые набрызгай. Материалы Йа битумной основе Недолговечны. Особенно быстро они разрушаются выше уровня грунтовых вод и в зоне его колебания.

ГйДройЗОЛЯцию СЛеДуСт вЫНоЛнятЬ В СУХОМ котйовйнё, поэтому под Подготовкой чаото устраивают временный ЙЛЙСТОВЫЙ Дренаж в виде пёсйаноГО слок, ИЗ которого В8 Время устройства гйДрОйзоляций И фундаментов откачивают йбду. При ЭТОМ Н8 допускают Всйлйтия сделанных конструкций йод найорОМ груйтОВЫХ ЙОД.

ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАЗМЕРОВ ПОДОШвЫ ЖЕСТКИХ ФУЙДАМёНТО*

ИскбдНые ЙЬЛбЖёЙЙЯ. В гл. 7 было отМёЧСНо, ЧТО йрй мИЛОсжи- маемых Грунтах И Грунтах срёднёй ёжйМйёМбёти, зйлёгйЮЩйХ Ий площадках строительства жилых здайий большой Протяженности высотой до б этажей и башеиного Тийй высотой ДО 14 этажей, при расчете оснований по Второй rpyride НрёДёлВИЫх сбёТбяНйЙ (НО ДёфОрМВЦйЯй) достаточно удовлетворить условие (7.10). При грунтах, обладающих Повышенной сжимаемостью, а также при проектирований фундаментов под тяжелые зданий основЙнИМ раёсЧИТыййют, ИсхОДя Из Удовлетворения условий (7.4)—(7.6). Однако для расчета осадок фундаментов надо знать размеры подошвы и давление, передаваемое йа грунты ОсИОйЙ- Ния. 0 эТой целью Предварительно Определяют размеры ПоДОШйы фундаментов, исходя Из расчетного давления НМ грунт основания, т. е. выполняют расчет По второй группе Предельных состояний (по Деформациям).

Нагрузки, учитываемые при расчёте оснований нь деформациям. Расчет основания по расчетному давлёййю на грунт является этййом проектирования оснований по деформациям^ поэтому его проводят на основное сочетание расчетных нагрузок йб СНиП П4‘74. При возможности развития неравномерной осадки НёЖеЛЙТёЛЬйО Кай ЗЙЙНЖёнЙё, так и завышение нагрузок.

11*

В основное сочетание нагрузок входят постоянно действующие и временные нагрузки, принимаемые с коэффициентом сочетания. Постоянной нагрузкой является собственный вес конструкций сооружения. Под его действием уплотняются грунты основания. Фактическое значение временных нагрузок трудно определить точно. Расчетные значения полезных нагрузок на перекрытия зданий при расчете по деформациям часто завышены. Если здание имеет однотипные несущие конструкции (например, внутренние и наружные несущие стены), это приводит к более или менее одинаковому завышению осадки всех фундаментов. При разнотипных конструкциях (например, здание с неполным каркасом и наружными несущими стенами) это вызывает неодинаковую недогрузку фундаментов, что может привести к развитию неравномерных осадок.

При выборе кратковременных нагрузок важно учитывать длительность их действия. Если в основании залегают насыщенные водой глинистые грунты, медленно деформирующиеся по мере выдавливания воды из пор и развития деформаций ползучести, то кратковременные нагрузки (например, порывы ветра) почти не отражаются на величине осадки. В связи с этим из числа так называемых кратковременных нагрузок (по классификации СНиП 11-6-74) выбирают такие, которые действуют относительно продолжительное время. При быстро деформирующихся грунтах (пески, супеси) из кратковременных нагрузок учитывают все с коэффициентом сочетания пс=0,9.

Рассмотренные нагрузки действуют на конструкции сооружений, которые передают их на основания. Деформации же оснований приводят к деформациям конструкций. При неразрезной конструкции в местах с большей податливостью основания несущие конструкции (колонны, стены) будут разгружаться, и наоборот. Это приведет также к разгрузке соответствующих фундаментов и к дополнительной нагрузке фундаментов, расположенных на участках основания с меньшей податливостью. В связи с этим требуется проводить расчеты с учетом совместной работы грунтов в основании, фундаментов и надземных конструкций. Однако вследствие трудности оценки изгибной жесткости надземных конструкций сооружения в целом при проектировании такие расчеты проводятся, к сожалению, относительно редко.

Учет указанной совместной работы при использовании ЭВМ позволит более точно и экономично проектировать основания. В настоящее время для этого необходимо исходить из работы всего сооружения в целом как балки на линейно деформируемом основании (аналогично расчету балок и плит на упругом основании) или решать задачу последовательным приближением. ’

Определение размеров подошвы центрально нагруженных фундаментов. Центрально нагруженным считают фундамент, у которого равнодействующая внешних нагрузок проходит через центр тяжести площади его подошвы.

Как было сказано в § 29, при проектировании сначала задаются глубиной заложения фундамента. Затем определяют максимальное расчетное значение действующей на его обрез нагрузки Nou от основного сочетания для расчета основания по деформациям.

Кроме нагрузки ^п на основание передаются расчетные значения веса фундамента Уфп и грунта обратной засыпки, расположенной над уступами и наклонными гранями, ^грП. Сумма этих нагрузок уравновешивается реактивным давлением грунта рп. Распределение реактивного давления по подошве жестких фундаментов принимается равномерным (рис. 8.8). Если обозначить неизвестное значение площади подошвы

фундамента F и составить сумму проекций всех сил на вертикальную ось, то получим уравнение равновесия, из которого найдем среднее давление по подошве фундамента

Ри ~Ри ~^011+^+^^011+^+^FF(8.1)(8.1)

Ри ~

Ри ~

^011+^+^

^011+^+^

F

F

(8.1)

(8.1)

давления на грунт основа-давления на грунт основа-Рис. 8.8. Расчетная схема центрально нагруженного фундаментаРис. 8.8. Расчетная схема центрально нагруженного фундамента(8-2)(8-2)

давления на грунт основа-

давления на грунт основа-

Рис. 8.8. Расчетная схема центрально нагруженного фундамента

Рис. 8.8. Расчетная схема центрально нагруженного фундамента

(8-2)

(8-2)

Величина ри должна удовлетворять условию (7.10) и быть по воз

можности близка к значению расчетного ния R. Это приведет к наиболее экономичному решению по рассматриваемому условию. Исходя из этого, подставим в формулу (8.1) pn = R- Пока не найдены размеры фундамента, неизвестными являются также Л^фц и Мтрц. Да и значение R, согласно формуле (7.11), зависит от ширины подошвы. Это заставляет решать задачу последовательным приближением. Расчет упрощается, когда величина R принимается постоянной для всех фундаментов проектируемого здания. Это соответствует случаям, когда расчетное давление на грунт основания R либо определяется по опыту . строительства на данных грунтах сооружений с анало-

гичными по чувствительности несущими конструкциями, либо с целью уменьшения неравномерностей осадки принято для всех фундаментов

данного сооружения или его части по фундаменту наименьшей ширины, либо, наконец, установлено по таблицам СНиП 11-15-74.

Сумма Мфи+Мгри зависит от объема параллелепипеда ABCD и удельного веса слагающих его материалов (см. рис. 8.8). Эту сумму с некоторым приближением можно найти из выражения

^фп + ^грИ = Тср^>

где уср—средний удельный вес грунта и других материалов, слагающих рассматриваемый параллелепипед.

Приняв pu=R и учтя выражение (8.2), из уравнения (8.1) получим

(8.3)(8.3)г_ "oil

(8.3)

(8.3)

R Yep ^

Найдя F, подбирают размеры подошвы фундамента с округлением до 10 см, добиваясь по возможности одинакового выноса фундамента во все стороны. Это соответствует возникновению минимальных усилий в теле фундамента. Обычно подошву фундамента делают прямоугольной или квадратной. В последнем случае

^тр — (тр — V~F > (8.4) а при прямоугольной подошве

bTp = F/U (8.5) где &Тр и /Тр — соответственно требуемые ширина и длина подошвы фундамента; / — принимаемая длина подошвы фундамента.

Площадь подошвы ленточных фундаментов определяют на участке длиной /, в пределах которого по обрезу действует нагрузка No ц. Ширину подошвы вычисляют по формуле (8.5).

По полученным значениям bfp И Zjp выбирают блоки-подушки или подбирают размеры подошвы b и I с учетом модуля конструкции.

В процессе расчета следует уточнять значение расчетного давления на грунт основания по формуле (7.11). Затем определяют размеры уступов фундамента, сечение арматуры и конструируют его в зависимости от материала по соответствующим указаниям Норм. С учетом принятых размеров подошвы проводят проверку по формуле

Рп^< R-Рп^< R-(8.6)(8.6)

Рп^< R-

Рп^< R-

(8.6)

(8.6)

При этом уточняют b и I, добираясь уменьшения расхождения между рп и R.

Определение размеров подошвы внецентреино нагруженных фундаментов. Внецеитренно нагруженным считают фундамент, у которого равнодействующая внешних нагрузок не проходит через центр тяжести площади его подошвы. Обычно такое нагружение фундамента является результатом передачи на него надземными конструкциями момента и горизонтальной составляющей или результатом одностороннего давления грунта на его боковую поверхность.

Рассмотрим ленточный фундамент под

Рис 8.9 Расчетная схема вн- СТСНУ В СЭ¥0М °?ЩеМ 9ИДе' ^У^ Р& °брр3 цент-ренно нагруженного фун- фундамента действуют три составляющие дамента нагрузки: Мои, Мои И /Рп (рис. 8.9). Кроме того, на фундамент действуют его собственный вес ^ф и и вес обратной засыпки с одной стороны фундамента Nrpin создающей активное давление на него, как на подпорную стенку, Еа. Зная внешние силы, мож

но найти составляющие усилий, передаваемых через прдощву ца осно

вание:

^1 = ^+^ + ^;(8.7)

Мп = М.п + м*ои + M»»n + ^р„1 +^ + ^;(М

Тп=Т0„+Яа.(8.9)

Здесь индекс у моментов показывает, от действия какого усилия они возникают, а индекс II свидетельствует, что расчетные усилия определены для расчета по деформациям. Некоторые слагаемые могут равняться нулю или иметь отрицательный знак.1

При проектировании, исходя из расчетного давления на грунт основания R, условно принимают, что реактивное давление распределяется по подошве жестких фундаментов по линейному закону. Тогдд эпюра реактивного давления по подошве можёт иметь один из трех видов (см. рис. 8.9). Для построения эпюр найдем Ртахп и рштп по формуле вне- центренного сжатия

^п мп

Pmaxii = -T±^h(816)

minll г *

где IF — момент сопротивления площади подошвы фундамента.

Для прямоугольной подошвы после подстановки значений F=bl, W==b4/6 и Мц=М^е в случае трапециевидной и треугольной эпюр получим

РтахП = -^Ч1±Т ,(8.11)

*inll W6 /

где б^-шадаий нодршры лентдчндго фундаменте или Майер водещву пиМРУГОЩ?- нргр фундаменту а плоскости действия домйШ! J — BW?P П9ДОЩВН R П^рпеиДИку- лярном направлении; е — эксцентриситет равводеяЕтвукнцей относительно центра тяжести площади подошвы.

Поскольку давление ртах и действует лишь под краем подошвы фундамента, а при удалении от края к центру фундамента реактивное давление уменьшается, СНиП LI-1&-74 разрешают принимать краевое давление на 20% больше R:

ц^иСМЯ.18.12)

Кроме того, должно удовлетворяться условие (7.Ю), т. е.

Pcpn = Nn^<R>^

где Рсрп — среднее давление по подошве фундамента.

Biff. 8.1р. Устройству yg- скмМРТратного фундаментаBiff. 8.1р. Устройству yg- скмМРТратного фундамента(рис. 8ДО). Ерд и экс-(рис. 8ДО). Ерд и экс-При проектировании задачу решают воследовательным приближением, руководствуясь выражение# (8.11) и условиями (8.12) и (8.13). В случае необходимости значение £ уточняют по выражению (7.11). Для упрощения сначала определяют размеры подошвы, кан для центрально нагруженного фундамента, по формуле (8.3). Если эксцентриситет меньше 0,036, то достаточно удовлетворить условие (8.13), т. е. можно проектировать фундамент как центрально нагруженный, так как в этом случае рШахп<1,2₽. Условие (8.12) удовлетверяетея для многих фундаментов зданий, в том числе для фундаментов, образующих стены подвалов, поскольку они опираются в горизонтальном направлении на подвальные перекрытия. При е>0,036 увеличивают площадь подошвы на 20—30%. После но л учения первого значения F находят приблизительный вес фундамента с обратной засыпкой грунта на его уступах, исходя из уср. Определяют Nn, Мп и pmax ц и проверяют условия (8.12) и (8.13). Если они не удовлетворяются или имеется большом запас, расчет повторяют до получедця желаемых результатов. Наименьшая ндрщадь подошвы фундамента нолучается, когда Дсип^ ^R и одновременно удовлетворяется усдовне (8.12). Чтобы добиться минимального знанення F какого-либо фундамента, увеличивают размер подошвы в направлении эксцентриситета и уменьшают перпендикулярный размер ИЛИ придают подошве сложное очертание (тавровое двутавровое и т. п.). Другой путь решения — выравнивание давления по подошве фундамента путем смещения центра тяжести ее площади в сторону точки приложения равнодействующей

Biff. 8.1р. Устройству yg- скмМРТратного фундамента

Biff. 8.1р. Устройству yg- скмМРТратного фундамента

(рис. 8ДО). Ерд и экс-

(рис. 8ДО). Ерд и экс-

центрцситет обусловлен постоянными силами, ТО, расПОЛОЖИВ ДШР тяжести площади подошвы в точке приложения равнодействующей, получим центрально нагруженный фундамент.

При различных расчетных сочетаниях нагрузок (например, момент от временных нагрузок действует то сцраиа, то слева) получаются неодинаковые эксцентриситеты. В факом случае путем смещения ЦВИТра тяжести площади подошвы фундамента добиваются выравнивания моментов, действующих справа и едена.

При трапециевидной эцю»е peaHTHWW дввлЦЙМЯ НО НОДОШВе кроме осадки фундамента происходит еще и црворот его. Че# меньше отношение pmmdpmuxp, теМ ЙРД^Ще поворот. В связи е этим указанное отношение ограничивают. Для колонн, несущих тяжелые мостовые Краны, принимают РпипщРщахп^О^б, а для остальных фундаментов принимают

Ртып/Авахи^О, т.е. не допускают отрыва подошвы от основания. Это обусловлено тем, что в зазор между фундаментом и грунтом может проникать вода, приводя к размоканию грунтов под фундаментом. Частичный отрыв подошвы фундамента допускается лишь при действии монтажных нагрузок или в случае проверки его устойчивости при особом сочетании нагрузок. Кроме того, отрыв допускается при наличии под подошвой скальной породы.

В случае возможности отрыва части подошвы от основания максимальное давление по подошве определяют по формуле

Ртх“"Ж№^ГГ (8'14)

Рис. 8.11. План подошвы фундамента, загруженного внецентренно относительно двух главных осей инерцииРис. 8.11. План подошвы фундамента, загруженного внецентренно относительно двух главных осей инерцииВ некоторых случаях точка приложения равнодействующей внешних сил смещена относительно обеих главных осей инерции площади подошвы фундамента (точка А и на рис. 8.11). Тогда для прямоугольной подошвы давление под угловыми точками фундамента находят по выражению

Рис. 8.11. План подошвы фундамента, загруженного внецентренно относительно двух главных осей инерции

Рис. 8.11. План подошвы фундамента, загруженного внецентренно относительно двух главных осей инерции

Ртах II = - П (1 ± —;— ± ———(8.15) min II bl \ I Ь /

Все обозначения даны на рис. 8.11.

В этом случае, поскольку максимальное давление действует лишь в одной' точке, должны соблюдаться условие (8.13) и условие

Ртах II <К5^. (8.16)

Выравнивания давления можно достигнуть, размещая центр тяжести площади подошвы как можно ближе к точкам приложения равнодействующих от различных сочетаний нагрузок.

Следует отметить, что размеры подошвы фундаментов определяют последовательным приближением с уточнением веса фундамента и грунта и, если возможно, расчетного давления на грунт основания.

После нахождения размеров подошвы фундамента при принятой глубине заложения выполняют расчеты по деформациям (см. гл. 5) с учетом указаний гл. 7 и при необходимости определяют устойчивость основания под действием основного и особого сочетания нагрузок. Последний расчет обязателен при значительных горизонтальных составляющих усилий, стремящихся сдвинуть фундамент по подошве или вместе с массивом грунта.

Расчет фундаментов при действии горизонтальных и выдергивающих сил. При действии горизонтальных нагрузок возможны следующие деформации фундамента: опрокидывание, сдвиг по подошве, сдвиг с частью массива грунта.

При недопустимости отрыва части подошвы от основания, когда равнодействующая проходит внутри ядра сечения подошвы фундамента, опрокидывание невозможно, поэтому проверку на опрокидывание не проводят.

Устойчивость, фундамента на сдвиг по подошве рассчитывают по первой группе предельных состояний. Этот расчет является обязательным. Такой сдвиг часто называют плоским сдвигом фундамента. Для построения расчетных формул рассмотрим рис. 8.12. Пусть фундамент весом N$i загружен вертикальной jVoi и горизонтальной Toi составляющими нагрузки. Индекс I показывает, что расчет ведется по пер-

вой группе предельных состояний. Составим сумму проекций всех сил на горизонтальную ось:

ToI-^ol + ^f^O,

где f — коэффициент трения кладки фундамента о грунт основания.

• Это уравнение соответствует предельному равновесию. Для устойчивого положения фундамента необходимо, чтобы коэффициент запаса устойчивости т] был больше единицы:

л=(,17)

Как правило, принимают ц^1,2 в зависимости от ответственности сооружения. Кроме того, известный запас получается и при определении сил, входящих в выражение (8.17), поскольку сдвигающую силу Тот принимают с коэффициентом перегрузки больше единицы, а удерживающие силы — с коэффициентом перегрузки меньше единицы.

В выражении (8.17) при расчете фундамента известны все величины, кроме веса фундамента N$ i, который можно найти путем преобразования равенства (8.17), а именно

(8.18)

По полученному значению Аф1 можно подобрать размеры подошвы фундамента при принятой глубине ее заложения. Следует отметить, что

Рис 8.12. Расчетная схема фундамента при значительной горизонтальной составляющей внешней нагрузкиРис 8.12. Расчетная схема фундамента при значительной горизонтальной составляющей внешней нагрузкипри расположении уровня грунтовых вод выше подошвы фундамента часть его кладки будут испытывать взвешивающее действие воды согласно закону Архимеда. В связи с этим кладку выгоднее располагать частично выше поверхности земли в виде пилонов и других архитектурных деталей, устраиваемых, в частности, иногда на береговых устоях и анкерных блоках

Рис 8.12. Расчетная схема фундамента при значительной горизонтальной составляющей внешней нагрузки

Рис 8.12. Расчетная схема фундамента при значительной горизонтальной составляющей внешней нагрузки

мостов, передающих на эти опоры значительные горизонтальные усилия.

В некоторых случаях возникает необходимость учета сопротивления засыпки пазух смещению фундамента. На первый

взгляд кажется, что по грани АВ (см. рис. 8.12) будет действовать

активное давление на фундамент как на подпорную стенку, а по грани CD будет действовать пассивный отпор. Однако, как показали наблюдения многих исследователей, такие усилия будут развиваться в грунте

лишь при значительном -перемещении фундамента по направлению сдвигающей силы. А это во многих случаях недопустимо. В связи с этим сопротивление засыпки по торцам фундамента АВ и CD не учитывают. В то же время по двум боковым граням (параллельным плоскости чертежа на рис. 8.12) можно учесть активное давление на фундамент, равное 2Sfab Тогда формула (8.17) будет иметь вид

(8.19)(8.19)(^ol + ^l + 2S£aI)f

(8.19)

(8.19)

Если в основании залегает глинистый грунт, обладающий сцеплением, но имеющий малый угол внутреннего трения, подошву фундамента иногда делают наклонной (рис. 8.13,а). При скальном основании подошву делают ступенчатой (рис, 8.13,6). При наклонной подошве фундамента

угол отклонения равнодействующей от нормали п к подошве 02 намного меньше соответствующего угла 61 при горизонтальной подошве. Это увеличивает устойчивость фундамента на плоский сдвиг и приводит к развитию по горизонтальной плоскости АВ дополнительных сил сцепления

грунта. При ступенчатой подошве фундамента скальная порода оказывает сопротивление его перемещению как по горизонтальным, так и по вертикальным площадкам.

Кроме устойчивости фундамента на плоский сдвиг проверяют устойчивость фундамента с частью массива грунта в основании, как это изложено в гл. 7. Если такой расчет невозможен вследствие ломаного очер-

Рис. 8.14. Расчетная схема к определению устойчивости фундамента с массивом грунта на сдвиг по круглоцилиндрической поверхности

танин поверхности грунта (склон местности) или сложного напластования грунтов, проверяют устойчивость фундамента по круглоцилиндриче- кой поверхности скольжения. Для этого задаются центром вращения Ох (рис. 8.14), проводят возможную круглоцилиндрическую поверхность скольжения АВС и определяют коэффициент запаса устойчивости на сдвиг по этой поверхности по формуле

И = М7Д/МСД,(8.20)

где Муд — момент удерживающих сил; Л1СД — момент сдвигающих сил.

Эти моменты определяют по выражениям:

ллп

л

л

W„ = «2 *,*8»к + «2 си Ь^сд ~ ^1 rN + ^ol ГТ ^1 Г1 “ ^2 Г2>

где п— число отсеков, на которые разбивается призма АВС; <рн — расчетный угол внутреннего трения грунта на i-том участке поверхности скольжения; си -~ расчетам удельное сцепление грунта на /-том участке поверхности скольжения; Ц — длина i-ro участка окружности; IFi — вес сдвигающей призмы ABD; №2— вес удерживающей призмы BCD. Остальные обозначения даны на рис. 8.14.Для нахождения наиболее опаснойгде п— число отсеков, на которые разбивается призма АВС; <рн — расчетный угол внутреннего трения грунта на i-том участке поверхности скольжения; си -~ расчетам удельное сцепление грунта на /-том участке поверхности скольжения; Ц — длина i-ro участка окружности; IFi — вес сдвигающей призмы ABD; №2— вес удерживающей призмы BCD. Остальные обозначения даны на рис. 8.14.Для нахождения наиболее опаснойповерхности скольжения задаются системой центров вращения обычно на пересечении трех горизонталей с тремя вертикалями Делают девяти построений, аналогичных рис 8.14, и находят минимальное значение т), как это делается при расчете устойчивости откосов (см. рис. 6.12). Оно должно быть не менее 1,2. Если г) <1,2, увеличивают глубину заложения фундамента или его ширину.Фундамент, работающий на выдергивание, при сравнительно мелком заложении также рассчитывают по предельному состоянию по устойчивости (рис. 8.15). 'поверхности скольжения задаются системой центров вращения обычно на пересечении трех горизонталей с тремя вертикалями Делают девяти построений, аналогичных рис 8.14, и находят минимальное значение т), как это делается при расчете устойчивости откосов (см. рис. 6.12). Оно должно быть не менее 1,2. Если г) <1,2, увеличивают глубину заложения фундамента или его ширину.Фундамент, работающий на выдергивание, при сравнительно мелком заложении также рассчитывают по предельному состоянию по устойчивости (рис. 8.15). 'ТТ**NrpTNrpT^п^пРис. 8.15, Расчетная схема фундамента, работающего на выдергиваниеРис. 8.15, Расчетная схема фундамента, работающего на выдергиваниеКоэффициент запаса устойчивости в таком случае ^01Коэффициент запаса устойчивости в таком случае ^01« _^<Ы + ^rpl + ^al 1g Vi« _^<Ы + ^rpl + ^al 1g Vi(8.21)(8.21)

где п— число отсеков, на которые разбивается призма АВС; <рн — расчетный угол внутреннего трения грунта на i-том участке поверхности скольжения; си -~ расчетам удельное сцепление грунта на /-том участке поверхности скольжения; Ц — длина i-ro участка окружности; IFi — вес сдвигающей призмы ABD; №2— вес удерживающей призмы BCD. Остальные обозначения даны на рис. 8.14.

Для нахождения наиболее опасной

где п— число отсеков, на которые разбивается призма АВС; <рн — расчетный угол внутреннего трения грунта на i-том участке поверхности скольжения; си -~ расчетам удельное сцепление грунта на /-том участке поверхности скольжения; Ц — длина i-ro участка окружности; IFi — вес сдвигающей призмы ABD; №2— вес удерживающей призмы BCD. Остальные обозначения даны на рис. 8.14.

Для нахождения наиболее опасной

поверхности скольжения задаются системой центров вращения обычно на пересечении трех горизонталей с тремя вертикалями Делают девяти построений, аналогичных рис 8.14, и находят минимальное значение т), как это делается при расчете устойчивости откосов (см. рис. 6.12). Оно должно быть не менее 1,2. Если г) <1,2, увеличивают глубину заложения фундамента или его ширину.

Фундамент, работающий на выдергивание, при сравнительно мелком заложении также рассчитывают по предельному состоянию по устойчивости (рис. 8.15). '

поверхности скольжения задаются системой центров вращения обычно на пересечении трех горизонталей с тремя вертикалями Делают девяти построений, аналогичных рис 8.14, и находят минимальное значение т), как это делается при расчете устойчивости откосов (см. рис. 6.12). Оно должно быть не менее 1,2. Если г) <1,2, увеличивают глубину заложения фундамента или его ширину.

Фундамент, работающий на выдергивание, при сравнительно мелком заложении также рассчитывают по предельному состоянию по устойчивости (рис. 8.15). '

Т

Т

*

*

NrpT

NrpT

^п

^п

Рис. 8.15, Расчетная схема фундамента, работающего на выдергивание

Рис. 8.15, Расчетная схема фундамента, работающего на выдергивание

Коэффициент запаса устойчивости в таком случае ^01

Коэффициент запаса устойчивости в таком случае ^01

« _

^<Ы + ^rpl + ^al 1g Vi

« _

^<Ы + ^rpl + ^al 1g Vi

(8.21)

(8.21)

где Sai — расчетное активное дарленце грунта по вертикальным поверхностям, йро- ходящим по контуру подощвы фундамента; фх —расчетный угол внутреннего трения грунта. Остальные обозначения прежние.

Сумма Sfaitgcpi соответствует сопротивлению сдвигу т по вертикальным поверхностям, проходящим по контуру подошвы фундамента.

Анкерная плита должна иметь арматуру в верхней части (см. рис. 8.15). Нижняя арматура устанавливается, если сила Nqi меняет направление.

Для восприятия растягивающего усилия армируется вертикальная часть фундамента.

§ 34. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ ГИБКИХ ФУНДАМЕНТОВ

Общие положения.

На распределение давления под гибкими фундаментами влияет их деформация, а иногда и деформация системы надземных конструкций с фундаментами. В связи с этим на усилия в конструкции гибкого фундамента влияют его жесткость и жесткость оснований.

В зависимости от протяженности гибких фундаментов • различают плоскую задачу, когда фундамент (например, ленточный под стену) в каждом сечении по его длине имеет одинаковую форму деформации (рис. 8.16,а), и пространственную задачу в двух случаях: 1) балка на упругом основании (ленточный фундамент црд колонны, принимаемый в поперечном направлении жестким) (рис. 8.16,6); 2) фундаментная

плита на упругом основании (когда в обоих направлениях учитывается искривление фундамента) (рис. 8.16, в). Фундаментные плиты могут быть сплошные, ребристые и коробчатые.

Основные расчетные модели оснований. В настоящее время насчитывается свыше 20 методов расчета балок на упругом основании, применяемых к линейно-деформируемым грунтам. Наибольшее распространение получили следующие теории: ■

местных деформаций с постоянным коэффициентом постели;

местных деформаций с переменным (по длине балок) коэффициентом постели;

упругого полупространства;

упругого слоя на несжимаемом основании;

упругого слоя с переменным модулем деформации грунтов в основании по глубине.

Все эти теории исходят из положения, что в каждой точке контактной поверхности перемещение фундаментной конструкции равно осадке поверхности грунта.

Теория местных деформаций, предложенная для расчета на изгиб шпал Винклером (1867 г.), исходит из основного положения, выдвинутого русским академиком Н. И. Фуссом в 1801 г.: реакция грунта основания в каждой точке подошвы фундамента (балки) прямо пропорциональна осадке этой точки, т. е.

Ру = С22,(8.22)

где Сг — коэффициент постели (упругого сжатия основания); Z — осадка в месте определения реакции грунта ру.

Схему такого основания можно представить в виде пружин (рис. 8.17,ia). За пределами балки поверхность грунта не получает деформации.

Другой крайней теорией расчета балок и плит на упругом основании является теория упругого полу прост ранетва, когда фундаментная балка принимается лежащей на однородном упругом или линейно-деформируе- мом бесконечном полупространстве (рис. 8.17,6). Эта теория была выд-

Рис. 8.17. Схемы упругого основанияРис. 8.17. Схемы упругого основания

Рис. 8.17. Схемы упругого основания

Рис. 8.17. Схемы упругого основания

Рис. 8.18. Распределение послойных перемещений по глубине основания из суглинка1 — перемещения полные при загрузке жесткого штаагяа; 2 — переегещения упругие с упругем посяедсйетеием при -разгрузке штампаРис. 8.18. Распределение послойных перемещений по глубине основания из суглинка1 — перемещения полные при загрузке жесткого штаагяа; 2 — переегещения упругие с упругем посяедсйетеием при -разгрузке штампа

Рис. 8.18. Распределение послойных перемещений по глубине основания из суглинка

1 — перемещения полные при загрузке жесткого штаагяа; 2 — переегещения упругие с упругем посяедсйетеием при -разгрузке штампа

Рис. 8.18. Распределение послойных перемещений по глубине основания из суглинка

1 — перемещения полные при загрузке жесткого штаагяа; 2 — переегещения упругие с упругем посяедсйетеием при -разгрузке штампа

винута Г. Э. Проктором и развита Н. М. Герсевановым, М. И. Горбуно- вым-Посадовым, Б. Н. Жемочкиным, И. А. Симвулиди, А. П. Синицы

ным и др.

Наблюдения многих исследователей показали, что деформации за пределами площади загру- жения в действительности затухают значительно быстрее, чем согласно теории бесконечного полупространства. Исследования ЛИСИ свидетельствуют, что основные деформации уплотнения грунта развиваются в пределах сравнительно небольшой глубины, а ниже происходят лишь деформации упругие с упругим последействием, составляющие около 5% величины осадки (рис. 8.18). Последние деформации обусловлены модулем упругости грунта, который в 10 и более раз превышает модуль деформации грунта.

Это подтверждает целесообразность использования теории упругого (линейно-деформируемого) слоя на несжимаемом основании.

Дополнительным подтверждением являются результаты наблюдений за осадкой поверхности грунта и осадкой глубинных марок, проведенных С. Н. Сотниковым н А. А. Собениным в ЛИСИ. Эти наблюдения и анализ их результатов показали, что поверхность грунта вблизи возводимых зданий деформируется приблизительно в соответствии с деформацией поверхности слоя линейно- деформируемого грунта, лежащего на упругом основании, имеющем модуль упругости в 10—20

раз больше модуля общих деформаций.

Теория расчета балок на упругом (линейно-деформируемом) слое грунта конечной толщины развита М. И. Горбуновым-Посадовым, С. С. Давыдовым, Г. В. Крашенинниковой, И. К. Самариным, О. Я- Шехтер и др. Эта задача решена при полном проскальзывании или

при полном прилипании деформирующегося слоя грунта по контакту с подстилающим несжимаемым массивом грунта. Основной сложностью использования этой теории является установление толщины деформирующегося слоя. По-видимому, это можно сделать, руководствуясь способом определения расчетной мощности сжимаемой толщи при расчете осадки фундаментов методом, разработанным нами (см. § Ж).

Цдскал^у основные деформации грунтов развиваются главным образрм вследствие c^SM^eMPPTH сн^жх ВРР^ни^ слоев, залегающих непосррдстврнро црд црдрщвой фунда- MeirroB, появилось стремление учесть это обстоятельство введением переменного значения модуля деформации пр глубине основания. В этом направлений проводили исследования Б. Н. Барщевский, Г. К. Клейн и др. Однако оци задавались произвольным законом изменения модуля деформации по глубине. Исследования, выполненные в ЛИСИ В, М. Чикишевым, показали, что в однородных глинистых грунтах изменение модуля деформации по глубине можно принять по гиперболической зависимости. В то же время эти исследования, а также исследования А. В. Голли свидетельствуют, что правильнее рассматривать комбинированное основание, учитывающее упругие деформации в пределах полупространства с модулем упругости приблизительно в 10—-20 раз больше модуля общей деформации грунта и остаточные деформации сжатия грунта по толщине ограниченного слоя. В пределах этого слоя может быть учтена и переменность модуля деформации по глубине.

Использование такой расчетной модели возможно при решении задачи методом конечных элементов.

Параллельно с развитием теорий расчета балок на упругом (линей- но-деформируемом) полупространстве и слое грунта сорершенстворалась теория местных деформаций. С целью приближения этой теории к реальным условиям работы ленточных фундаментов, включая учет совместной работы сооружения с основанием, стали принимать переменное значение коэффициента пастели по длине балки или сооружения. Если известна жесткость (податливость) основания в каждой точке до длине балки (ленточного фундамента), то определение реактивных давлений не представляет больших затруднений. Поэтому такой метод и вошел в практику проектирования. Вся сложность задачи сродртсд к правильному определению закона изменения коэффициента портели по длине балки. Учет неоднородности основания по отдельным скважинам не может дать требуемой точности определения усилий, возникающих в фундаменте, так как при этом не рассматривается пррстрансдреннац работа грунта.

Таким образом, в течение последних 10 лет методы раснртн гибких фундаментов получили значительное развитие. Метод местных деформаций с постоянным коэффициентом постели был единственным более 50 лет. Днщь ц 1919 г. советский ученый Г. Э. Проктор дал решение задачи расчета балки на упругом полупространстве при загрузке ее посредине сосредоточенной сцлой. Этот метод был развит многими советскими учеными. Однако результаты расчетов приводили к завышенным значениям усилий, возникающих в конструкциях на упругом основании. По этой причине ученые в поисках более совершенных моделей развивали как метод местных, так и метод общих деформаций. Последний метод развивался путем принятия переменного значения модуля деформации грунта (Г. К. Клейн, 1948 г.) и ограничения деформирующегося слоя грунта.

Упомянутые ВЭДНР цррцрдрцация деформируемости грунтов в основании, выполненное В Л^СИ, срндеурлцртауют, что с глубиной и с изменением напряженного состояния ГРУНТА его МЙДУДЬ ДефйРМЗЯРн изменяется. При этом деформации грунта развиваются в пределах некоторого сдоя, толщина которого зависит от напряженного состояния. Следовательно, даже при однородном грунте нельзя принимать постоянного значения модуля деформации. При слоистом же залегании грунтов рарнет еще в боль- щей степени усложняется.

Таким образом, на призере рассмотрения развития методов расчета бадок и пдцт на упругом осровднци &цдно, дто они нуждается в даль- нейщй р^зрабо^ 9 соответствии с законами дщдектрки.

^ Н^ЙТ9Р«^ PWBW К ракету фУ№ЙНТ9Р ИР упругом рсно- вдццц. КйК показали исс^оца-ннд Г. Q. Крдщрнщшиковой, метод ме- СТШ* ^ЙРМЭЦЦЙ с пр^да^# коэффициентом постели прц плрской

ДОСШРННо xgugtW ^¥лШты цри трдщине снимаемого едва ЙМ № I — ддфщ бя^. вычитываемой как пдорщш адемент. Метод упр^БО ЦРДУПРДОТЙЙПРЖШ^ИИМ» »» UPPWBPW модуля

деформации распространяется на глубину 2/. В остальных случ^^ ре: комендуется вести расчет балок исходя из р^р^щр^^ упругого слоя.

(8.83)(8.83)при слоистом залегании ррЖШ МОТА 9РШЧт МР^В ЙЙ^ R" формации грунта аналогично осреднению коэффициента относительной сжимаемости [см. формулы (5.27) и (08)] ДА формуле

(8.83)

(8.83)

£ср- 2„

где Нп — рдсчдац толдрнд c^^ee^qi) т^щ{и ц —g^q рл^ев в ДфВ^ируемой - толще; Ei — модуль деформации i-ro с^ря грунта; гц — толщина »-го слоя грунта; Zi — расстояние от нижней границы сжимаемой тбЛщи До середины 1-го слоя.

Расчет балок на упругом основании при нлоской задане б знаииталь- н@й степени зависит от соотношения жесткостей балки и овнраанця. В зависимости от указанрого сортиошения М. И. ГорбуновгНосада»# сватает балку при плоской задаче жесткой, когда

(8-24)(8-24)/ = (!^1“£^Ю1ОА2р-Р») «О Ei №

(8-24)

(8-24)

где Ев и Цо — модуль деформации и коэффициент Пуассона грунта; Ех и ^ — модуль упругости р коэффициент Пуассона материала' балки (полосы); I — момент инерции сечения полосы при размере вдоль балки 6'=( м; / —полудлина' полосы в направлении работы; Н — ее высоту

Зная 7, цр таблицам, составленным М. И. Горбунррым-Посадррым для бесконечного полупространства, и пр таблицам, составленные F. В. Крашенинниковой с |1. К. Самариным для ограниченнрро сдоя грунта при различных загрузках, можно ||6jj^ifTb значения реактивных давлений по д^ире р^срызтРЮ^оц балки прр плоской эа’дачр.

Бодее универсальным является м^тод Б. Н. Же^рчкина и А. П. Си- ницина. Этот метод сводная к следующему. Между рассматриваемой балкой и упругим (линейно-деформируемым) основанием вводятся жесткие стержни, через которые балка опирается на поверхность основания. Затем эти стержни заменяются неизвестными силами. Для балки составляется система канонических уравнений, и в эту систему вводятся уравнения равновесия. Решеине системы этих уравнений позволяет определить реактивные силы, которые распределяется равномерно ра отдельных участках по длине балки. Этот метод применим как й упругому полупространству, так и к линейно-деформируемдму сдою. Нбйд^рае- вределениа реактивных еил по длине балки, легко определить в лрэвам сечении изгибающие моменты и перерезывающие ерлы, яро которым уточняются размеры сечения балки. Если при уточнении размеров сечения существенно меняется жесткость балки, расчет,иолнеетью повторяют.

При предварительном подборе сечения балки на упругом основании обычно принимают равномерное’ или трапециевидное раййределеяие давления ноподошве. Уточненйе размеров сечения, гдавнь|^ обвезем йм- туры, выполняют после деталцрого рррчета.

' Методы расчета балок и и лит '^а упругом освоваяин расм|ртрены в строительной механике. - *' ’ "

Глава 9

СВАЙНЫЕ ФУНДАМЕНТЫ

§ И. ТИПЫ СВАЙ И ВИДЫ СВАЙНЫХ ФУНДАМЕНТОВ

Типы свай. При залегании в верхней части основания слабых грунтов обычно возникает необходимость в передаче давления сооружения на более плотные грунты, залегающие на некоторой глубине, иногда довольно значительной. В таких случаях часто устраивают фундаменты из свай. Сваями называют длинные стержни, погруженные в грунт в готовом виде или изготовленные в грунте; они предназначаются для передачи давления сооружения на грунт основания.

В настоящее время свайные фундаменты применяют очень широко. На свайных фундаментах возводится большая часть жилых зданий с числом этажей более девяти.

По характеру передачи давления сооружения на основание различают сваи-стойки и сваи трения (висячие) (рис. 9.1).

^ Рис. 9.1. Сваи-стойки (а) и сваи трения (висячие) (б)Рис. 9.2. Виды свайных фундаментов в зависимости от размещения свай в плане а — ленточный; б — свайный куст; в — сплошное свайное поле^ Рис. 9.1. Сваи-стойки (а) и сваи трения (висячие) (б)Рис. 9.2. Виды свайных фундаментов в зависимости от размещения свай в плане а — ленточный; б — свайный куст; в — сплошное свайное поле

^ Рис. 9.1. Сваи-стойки (а) и сваи трения (висячие) (б)

Рис. 9.2. Виды свайных фундаментов в зависимости от размещения свай в плане а — ленточный; б — свайный куст; в — сплошное свайное поле

^ Рис. 9.1. Сваи-стойки (а) и сваи трения (висячие) (б)

Рис. 9.2. Виды свайных фундаментов в зависимости от размещения свай в плане а — ленточный; б — свайный куст; в — сплошное свайное поле

Сваи-стойки прорезают всю толщу слабых грунтов и опираются на слой практически несжимаемого грунта (обычно на скальную породу) .Так как сваи-стойки опираются на несжимаемый грунт, при загрузке их силой N они практически не получают вертикального перемещения. По этой причине между боковой поверхностью сваи и грунтом не может возникнуть трения, если не учитывать продольных деформаций самого ствола сваи. При деформации ствола длинных свай (длиной более 16 м) может развиться трение, но лишь в верхней части ствола. В связи с этим считают, что сваи-стойки передают давление только через нижний конец (пяту) и работают как сжатые стойки в упругой среде.

Сваи трения (висячие) окружены со всех сторон, в том числе и со стороны нижнего конца, сжимаемыми грунтами. Под нагрузкой такие сваи перемещаются вниз (получают осадку), и, поскольку они окружены грунтом, по их боковым поверхностям развивается суммарная сила трения Фбк. Кроме того, под нижним концом (острием) сваи развивается сопротивление Фо (см. рис. 9.1,6). Сопротивление основания перемещению сваи трения под нагрузкой, обычно называемое несущей способностью грунта основания сваи или, коротко, несущей способностью сваи, составляет

ф=фо + Фбк. (9.1)

Для получения как можно- меньших осадок свайных фундаментов и

для более полного использования материала свай рекомендуется доводить их до относительно плотных грунтов.

Виды свайных фундаментов и типы ростверков. Несущая способность одиночной сваи в большинстве случаев во много раз меньше нагрузки, передаваемой надземной конструкцией (например, колонной), поэтому свайный фундамент приходится делать из нескольких свай. В зависимости,от характера размещений свай в плане различают следу-' ющие виды свайных фундаментов: одиночные сваи, ленточные свайные фундаменты с размещением свай рядами (рис. 9.2,а), свайные кусты (рис. 9.2, б), сплошное свайное поле (рис. 9.2,в).

Одиночные сваи применяют под легкие сооружения (например, легкие одноэтажные здания), когда нагрузку от колонны здания или стыка панелей воспринимает одна свая. Иногда сваи являются одновременно колоннами здания. Такие конструкции называют сваями-колоннами.

Ленточные свайные фундаменты применяют под стены зданий и другие протяженные конструкции. Различают однорядное (см. рис. 9.2, а) и много рядное (в два-три ряда и более) размещение свай* При многорядном размещении свай свайный фундамент легко воспринимает не только вертикальную нагрузку, но и момент; при однорядном размещении свай внецентренно приложенная нагрузка вызывает изгиб свай. При однорядном размещении свай под внутренними и наружными стенами здания, обладающего пространственной жесткостью, верхние части свай не могут испытывать изгиба, так как надподвальные перекрытия и пересечения стен препятствуют развитию деформаций в сваях.

Свайные кусты —это группы свай, обычно расположенные под отдельными конструкциями (например, колоннами). Минимальное число свай в одном кусте — три. Иногда допускается делать свайные кусты из двух свай, если исключено развитие изгиба свай в перпендикулярном направлении по отношению к оси, проходящей через обе сваи.

Сплошное свайное поле применяют под тяжелые сооружения, когда сваи располагаются по некоторой сетке под всем сооружением или частью его. На сплошное свайное поле опираются все конструкции этой части сооружения (колонны, стены, оборудование).

Свайным полем строители называют также систему свай, размещенных под данным сооружением, состоящую из одиночных свай, лент и свайных кустов.

_ Чтобы все сваи фундамента работали одновременно, их объединяют железобетонной плитой или балкой — ростверком, который обеспечивает распределение нагрузки на сван и равномерность осадка или при несимметричном загружении осадку с креном без изгиба.

Различают три типа свайных ростверков: низкий, повышенный и высокий (рис. 9.3). ,

Низкий свайный ростверк располагают ниже поверхности грунта. Такой ростверк может передавать часть вертикального давления на грунт основания по своей подошве и при практически плотной обратной засыпке может воспринимать давление от горизонтальных сил. Если ростверк находится в зоне сезонного промерзания, на него при промерзании грунта могут воздействовать силы пучения, развивающиеся как под ним, так и с боков от него. В последнем случае развеваются касательные силы пучения.

Повышенный свайный ростверк не заглубляют в грунт, а располагают непосредственно йа его поверхности. В связи с этим отпадает необходимость в устройстве опалубки снизу ростверка. Такне рост* верки можно устраивать там, еде при промерзании не происходит пуче» 12—465

ния верхних слоев грунта. Поскольку верхние слои слржНы, кан прадц- ло, слабыми грунтами, повышенные ростверки не МОГУТ передавать через свою прдошву вертикального давления на груцт ррирндрид.

Высокий свайный ростдерк располагают ДЫШР поверхности грунта, поэтому вокруг верхней части рдан отсутствует ГРУНТ. Пр-

Рис. 9.3. Типы свайных ростверков а — ^рзкйй; б — повышенный; в — высокийРис. 9.3. Типы свайных ростверков а — ^рзкйй; б — повышенный; в — высокий

Рис. 9.3. Типы свайных ростверков а — ^рзкйй; б — повышенный; в — высокий

Рис. 9.3. Типы свайных ростверков а — ^рзкйй; б — повышенный; в — высокий

скольку верхняя части вертикальных рван имеет небольшое сопротивление на поперечный изгиб при действии горизонтальных нагрузок, кроме вертикальных свай забивают наклонные по двумгтрем направлениям. Высокие сданные ростверки применяют при строительстве мостов и гидротехнических сооружений, под внутренними стенами жилых зданий с техническими подпольями и в некоторых других случаях.

Сваи, погружаемые в груцт в готовом виде. В настоящее время известно много конструкций сван, погружаемых в грунт в готовом виде.

В зависимости от материала, разливают рваи деревянные, железобетонные, металлические и комбинированные.

Деревянные сваи в настоящее время применяют редко из-за необходимости экономии древесины, ограниченности сортамента лесных

Рис. 9.4. Деревянная сваяРис. 9.4. Деревянная свая

Рис. 9.4. Деревянная свая

Рис. 9.4. Деревянная свая

материалов и ПЖО древесины при ер расположении ПИШИ У№ня груцтедых йод. Такие ВИН Р^ННР HSfOTRWWT ИЗ 6|№ЙЙМ (РИР- М). На ОДНОМ конце бривпа делают заОРТРаНИе, ^ Ий ДО^ОЙ #Шй»Ж мвтаддн- иескиа бугелю КОТОРЫЙ аащшдет Дйе^еину от рй1М^^ив§йИЯ во И|е-

ця забцвкн. Длина таких срай, щщ прааидщ ^е црррыщает JJ ^ .ПрМ И^хрммости получения свай 0оад$ длад и$ цт^КУ^Т 89 W'W -брад. Й1РГО н^ ВДР0 корея свар nwtW ерзррой ^ада^Ш б.ЙМЙк.

^е^езобетенв^С рВ,18, И№СЩЩЩ|$8 дер^иде, *«Ж в строительстве раибрад ШИЙ№| «T9 ОТЮЖср ## УВД#₽Й#Ж. СТЬЮ W но сяртвмедту, TBS В по форма в найршре ЯРе^ Жед^ ют чаще всего подпрредче кв^рртные (ррр. 9.?, я) 8 ПУ^трЖ^ ВД^ JIHe (р#с. 9.5^) спаи, с датоанда c^|R¥ WR (ПРОД^^в^ВЖ и цилиндрические). Для свай трения целесообразнее применять пустотелые сваи, так как у ицх на 1 м3 б|^она ; больше площрдь боковой поверхности и, следовательно, больще несуща^ спосрбнрсть, обусловленная силами трения, чем у свай без пустот. Круглые пустотелое с^аи изготовляют методом центрифугирования. Применяют также квадратные сваи с круглой полретью (рис. ц.6, f).

хо;хо;Квадратные сваи делают размерами поперечного сечение ;°т ОДХ Х0,2 др 0,4 X0,4 м? длиной от 3 до^ЗО м. Г)^' необходимости родучения свай большей длины их стыкуют 43 не^ко^ьких звеньев. Например, в Ленинграде щирокр йри- меняют сваи сечением 0,4х0,4 м и длиной 32 м (два звена по 16 м). В сваях устанавливают продольную и спиральную поперечную арматуру (рис. 9.6). Последнюю размещают ё мецырим шагом у головы и у нижнего конца. В голове сваи укдадь^ают три — нятб P1M1WIHN emi ма.рМнр.иятнятю^^Щ’

хо;

хо;

лий, возникающих пре ударяв с₽<#ндн» мш*8 о маю. Продольную ариазду нрумай«ю?«р^ варнтельно( напряженную или без Напряжения.

¥ нижнего конца арМИФУРУ ННОрДЙ СВ>ЙД||Ю|, 5,^n вйваду? ивчурвлввый мвталмвйсц| ^т|вш»ды Сваи небольшой длины с целью экб1|9¥|# ИР' тад^а додает без ноадеиндо «тмшжйнчй Р прдаарвшия напражрщщй пй«Ш^ #1М^ турай (ржа, to а).

Для возможности транспортирраания gggji на нар выиускаюФ мон-тажим» пмтлм, рааада- гая их щз длин# рван фв^м «йиним, «Мы а

татаfWfWяей «ямямад равные мМавинж WM*V I евиадт (йтрнцп^ьныв) и я маакей »*wh (положительные) (см. рис. 9.6). Кроме того,

та

та

fW

fW

5*г5см*5*г5см*S,#«*iS,#«*i. для ШВЙЖК^« ИМ W< ШИ Ж W^ # 8#Й НЯ Рв№М88И Q.& дт ГОДОВЫ 1Ю отрстце для штыря, удерживающего подомный трос- WW нустйтвлыа сваи делаю* наружным диаматом от 0Л др 0,8 м. Сван диаматом ди Ркд 9& #w 0,6 М ИЗГОТОВЛЯЮТ С заиритым ИМЖНИМ ВРЯНЙМ.

5*г5см*

5*г5см*

S,#«*i

S,#«*i

При необходимости получения СВЭЙ большой ^перечной арматур длины их стыкуют из неркрльких |ввнш*- Для ■ r F ‘ возможности соединения шнвеи на сварке идя .на болтах пр их W: цам устанавливают западные детали. Цуеготоые сваи армируют Продельной ирщнванзнмю напряженней или гарячакатаией wavy- $№Й И^«М1ЯМЮ^. .

За Шяедае трнтчетыре девятиле^ивпояви-тось много различных вя- довсвай как с постоянном ерчением по Длине: треугольные,- тавровые,

двутавровые и др., так и с переменным сечением по длине: пирамидальные (рис, 9.7,а), плоскопрофилированные (рис. 9.7,6) и продольно расчлененные (рис. 9.7,в иг —дои после погружения). Ветви продольно расчлененных свай при забивке расходятся в стороны вследствие несимметричности их заострения. При этом они получают искривление, которое в отдельных видах грунтов может приводить к излому.

Иногда для увеличения несущей способности свай применяют забивные оголовки (рис. 9.7,6), которые при погружении около свай дополнительно уплотняют грунт вокруг верхней части сваи и сами переда-

Рис. 9.7. Сваи различного профиляРис. 9.7. Сваи различного профиля

Рис. 9.7. Сваи различного профиля

Рис. 9.7. Сваи различного профиля

ют часть нагрузки на основание. Например, усиление свай забивными оголовками в ленинградских условиях в некоторых случаях позволяло увеличивать несущую способность их в 1,5—2 раза. Забивные оголовки целесообразны, когда по длине свай нет слоев слабых, сильно сжимаемых грунтов.

Металлические сваи чаще всего имеют трубчатое сечение, в редких случаях — двутавровое или иное сложное сечение, получаемое при сварке прокатных профилей.

В некоторых случаях применяют комбинированные сваи, отдельные части которых изготовляются из разных материалов. Например, нижняя часть (ниже уровня грунтовых вод) изготовляется из дерева, а верхняя — из железобетона.

По способу погружения в грунт различают сваи забивные, погружаемые вибрированием, вдавливаемые и ввинчиваемые. Для облегчения погружения свай в песчаные и гравелистые грунты иногда применяют размыв этих грунтов, а в глинистые грунты — электроосмос и бурение лидерных скважин.

Забивные сваи чаще всего погружают в грунт свайными молотами. Для большей эффективности погружения вес ударной части свайного молота должен быть не меньше веса самой сваи с наголовником, надеваемым на голову сваи для защиты ее от разрушения ударами молота. Для смягчения удара в металлических наголовниках используют прокладки из дерева, резины и других упругих материалов. Хотя такие прокладки снижают эффективность удара, однако без них разрушается бетон головы сваи. Забивку свай трудно осуществлять через слои плотных сухих песков, особенно гравелистых и крупных. В таких грунтах целесообразно применять подмыв под нижним концом погружаемой сваи.

Погружать сваи с помощью вибропогружателей или вибромолотов целесообразно в толщу насыщенных водой песков. При действии вибратора создаваемые им вертикальные колебательные движения передаются через сваю грунту. Грунт разжижается и

свая погружается при резко уменьшенном трении по ее боковой по верхности. После прекращения вибрации трение полностью восстанавливается, а иногда оказывается даже несколько большим, чем у свай, забитых в грунт свайными молотами.

Вдавливание свай применяют там, где для их погружения нельзя использовать динамические воздействия. Такие условия возникают при устройстве свайных фундаментов вблизи существующих зданий, особенно при наличии в их основании песков и супесей, способных уплотняться под действием колебаний. Иногда вдавливание свай применяют для проходки просадочных лессовых грунтов. В этом случае сваи вдавливают в предварительно пробуренные лидерные скважины, заполненные водой для размягчения грунта.

Ввинчиваемые сваи (рис. 9.7,е) позволяют передавать давление на грунт основания через большие винтовые лопасти диаметром до 2 м. Такие сваи целесообразно применять, когда с поверхности залегает толща слабых грунтов, а ниже расположены малосжимаемые грунты, а также для устройства фундаментов, работающих на выдергивание (анкерных фундаментов). Для завинчивания сравнительно легких металлических анкерных свай применяют агрегаты, аналогичные буровым установкам. Железобетонные сваи с лопастями большого диаметра ввинчивают с помощью кабестана, закрепляемого анкерами. Вследствие сложности завинчивания железобетонные сван с лопастями применяют редко.

Сваи, изготовляемые в грунте. Сваи, изготовляемые в грунте, часто называют набивными. В настоящее время известно большое число различных конструкций набивных свай и способов их изготовления.

Прежде всего их различают по материалу: бетонные; железобетонные; грунтовые, включая песчаные; щебеночные; грунто-известковые и грунто-цементные. Бетонные и железобетонные сваи представляют собой конструкции, передающие давление сооружения на грунт основания. Устройство грунтовых, щебеночных, грунто-известковых и грунто-цементных свай, по существу, относится к способам искусственного улучшения грунтов основания, рассмотренным в гл. 10.

Бетонные набивные сваи впервые предложил устраивать русский инженер Страус (1899 г.). В дальнейшем было разработано много их модификаций.

По способам изготовления набивные железобетонные и бетонные сваи можно объединить в три группы: безоболочковые, с извлекаемой оболочкой, с неизвлекаемой оболочкой.

Безоболочковые сваи изготовляют в таких грунтах, в которых можно обойтись без крепления стенок скважин. Этому требованию отвечают связные грунты выше уровня грунтовых вод. Скважину можно пробурить или изготовить с помощью забивки и извлечения сердечника либо вытрамбовать специальной трамбовкой и т. д. Заполнение скважины бетонной смесью с трамбованием или вибрированием позволяет получить сваю со значительной несущей способностью, особенно если ее нижний конец опирается на плотные грунты. Бетонирование нижней части скважины без трамбования часто приводит к тому, что под сваей остается разрыхленный грунт (шлам), удалить который из скважины довольно трудно. Наличие под сваей шлама резко снижает ее несущую способность.

При залегании уровня грунтовых вод в пределах глубины изготовления свай для поддержания стенок скважин последние заполняют раствором тонкодисперсной глины (например, бентонитовой). Раствор глины подают в скважину в процессе ее бурения, удаляя с его помощью

грунт из забоя. После бурения в забой скважины через бетонолитную трубу подают бетонную смесь, которая вытесняет раствор глины, используемый после очистки на виброситах в последующих скважинах.

С целью увеличения несущей способности свай, изготовляемых бурением, в нижней части скважины устраивают уширенную часть путем разбуривания (рис. 9.8) либо путем камуфлетного взрыва после заполнения ствола скважины бетонной смесью. В таких сваях может быть

Рис. 9.8. Последовательность изготовления буронабивной сваи с уширенным нижним концома —бурение скваживы под защитой, глинистого раствора; б— бетонирование сваи * через бетонолитную тр^бу; е— готовая" сваяРис. 9.8. Последовательность изготовления буронабивной сваи с уширенным нижним концома —бурение скваживы под защитой, глинистого раствора; б— бетонирование сваи * через бетонолитную тр^бу; е— готовая" сваяРис. 9.9. Последовательность изготовления сваи СтраусаРис. 9.9. Последовательность изготовления сваи Страусаа — бурение скважины под защитой обсадим тр1йы; б—бетонирование с трамбованием; в— готовая сваяа — бурение скважины под защитой обсадим тр1йы; б—бетонирование с трамбованием; в— готовая свая

Рис. 9.8. Последовательность изготовления буронабивной сваи с уширенным нижним концом

а —бурение скваживы под защитой, глинистого раствора; б— бетонирование сваи * через бетонолитную тр^бу; е— готовая" свая

Рис. 9.8. Последовательность изготовления буронабивной сваи с уширенным нижним концом

а —бурение скваживы под защитой, глинистого раствора; б— бетонирование сваи * через бетонолитную тр^бу; е— готовая" свая

Рис. 9.9. Последовательность изготовления сваи Страуса

Рис. 9.9. Последовательность изготовления сваи Страуса

а — бурение скважины под защитой обсадим тр1йы; б—бетонирование с трамбованием; в— готовая свая

а — бурение скважины под защитой обсадим тр1йы; б—бетонирование с трамбованием; в— готовая свая

достигнуто полное использование прочности их материала. Однако сложность бурения скважины под защитой глинистого раствора в зимних условиях во многих случаях приводит к целесообразности бурения скважин для свай под защитой обсадных труб.

Сваи с извлекаемой оболочкой (инвентарной обсадной трубой) широко используют в строительной практике при разнообразных грунтовых условиях. Сущность изготовления таких свай заключается в погружении в грунт оболочки с наконечником на нижнем конце путем бурения, забивки или вибрирования. После погружения оболочки скважину начинают заполнять бетонной смесью. По мере бетонирования скважины оболочку извлекают, оставляя наконечник в грунте. Подача бетонной смеси в скважийу порциями с трамбованием может приводить к расширению ствола скважины из-за уплотнения грунта вокруг нее. Такие сваи, имея неровную боковую поверхность, могут обладать значительной несущей способностью. На рис. 9.9 показана последовательность изготовления сваи Страуса.

Наибольшую механизацию работ по изготовлению свай в грунте с извлекаемой оболочкой обеспечивает применение специальных станков фирм «Беното», «Като» и др. С их помощью можно делить сваи значительной длины диаметром 0,6—0,8 м и более. При применении станков фирм «Беното» и «Като» обсадные трубы вдавливаются в грунт с помощью домкратов. Для уменьшения трения труб о грунт им все время сообщаются вращательно-колебательные двяжения. Грунт в скважине разрабатывает специальный грейфер. Уширение скважины в забое осуществляет фреза, которая, закрываясь, образует емкость для извлече-

ния грунта. Скважины заполняются литой бетонной смесью через бато- нолитную трубу.

В настоящее время во Всесоюзном научнр-нсрледпмтвдьскои институте гидротехнических работ и сооружений предложены способ разработка грунта в екражинах и их бетонирование с помощью ВйброгреЙфера. Это позволяет укладывать бетонную смесь жесткой консистенции е интенсивным ее уплотнением вибрацией.

Сваи с не извлекаемой оболочкой делают при невозможности качественного изготовления свай с извлекаемой оболочкой, например, когда под напором грунтовых вод может быть разрушена бетонная пробки в нижнрй части обсадной трубы. При этом грунтовые воды

вместе с плывунным грунтом заполнят часть обсадной трубы, нарушив тем самым сплошность ствола сван. 1 Свая с ррврывом будет иметь очень малую цеаугцую способность. Металлические оболочки иногда оставляют в случае устройства свай под опорами мостов при высоком свайном ростверке. Такая оболочка служит опалубкой верхней части сваи и обеспечивает ее долговечность даже При воздействии движущихся в реке наносов. Такие сваи довольно дороги, поэтому важно делать их с повышенной несущей способностью. Для этого в нижней части сваи производят ка- муфлетный взрыв, при котором оболочка разрывается и образовавшаяся полость заполняется предварительно уложенной в оболочку бетонной

Рис. 9.10. Последовательность ВЗГО- товления камуфлетных свай в неиз- вдмфрмрй оболочкеРис. 9.10. Последовательность ВЗГО- товления камуфлетных свай в неиз- вдмфрмрй оболочкеа —помещение заряда азрыяпетого вещества в погруженную оболочку: б —заполнение оболочки бетонной смесью; в —заполнение камуфлетной попоете бетонной F¥W ЯЙМ9 W>W #-готовая еме ,а —помещение заряда азрыяпетого вещества в погруженную оболочку: б —заполнение оболочки бетонной смесью; в —заполнение камуфлетной попоете бетонной F¥W ЯЙМ9 W>W #-готовая еме ,смесью (рис. 9.10).

Рис. 9.10. Последовательность ВЗГО- товления камуфлетных свай в неиз- вдмфрмрй оболочке

Рис. 9.10. Последовательность ВЗГО- товления камуфлетных свай в неиз- вдмфрмрй оболочке

а —помещение заряда азрыяпетого вещества в погруженную оболочку: б —заполнение оболочки бетонной смесью; в —заполнение камуфлетной попоете бетонной F¥W ЯЙМ9 W>W #-готовая еме ,

а —помещение заряда азрыяпетого вещества в погруженную оболочку: б —заполнение оболочки бетонной смесью; в —заполнение камуфлетной попоете бетонной F¥W ЯЙМ9 W>W #-готовая еме ,

В грунт можно также погружать железобетонную оболочку с открытым нижним концом. Для погружения оболочки применяют виброМбло ты или вибропогружатели. Чтобы облегчить погружение оболочки, из

нее навлекают грунт. Такие оболочки дмамртром 0,8—3 м широко используют в мостостроении (см. § 46).

Если сваи, изготовляемые в грунте,'работают на изгиб в поперечном направлении, их армируют, опуская в екмжику перед бетонированием каркас из арматуры периодического профиля. Каркас может нВ доходить до дна скважины, заканчиваясь на глубине, где возможность йагн- ' ба ствола сваи исключается.

Возможность точного соблюдения отметок голов рассматриваемых свай упрощает возведение на них ростверков я различных конструкций.

Допустимость изготовления набирных свай в любых грунтовых условиях, большая несущая способность и сравнительно низкая стоимость способствовали их широкому распространению. Недостатком этих свай является необходимость их бетонирования не стройке, что особеяно затруднительно в зимнее время, когда приходится прогревать ветон в пределах глубины промерзания.

$ ^рг»|делЕниб не^^

Явления, происходящие в грунте при погружении свай и при их изготовлении в нем. При погружении свая вытесняет некоторый Объем грунта, Это может приводить К уплотнению окружающего Св грунте, О что-обычно и наблюдается в рыхлых песках и песках средней плотности ^ляажения, а также в ненасыщенных водой глинистых грунтах. Однако

даже в перечисленных грунтах при забивке сваи происходит небольшое поднятие дна котлована вокруг нее.

Глины и суглинки, в которых все поры заполнены водой, уплотняются только в результате отжатия поровой воды. Так как отжатие воды из таких грунтов происходит очень медленно, во время погружения свай наблюдается лишь незначительное уплотнение грунтов в результате вы

давливания воды из пор и отжатия ее вдоль ствола сваи вверх, а такжевследствие упругих объемных деформаций воды, содержащей воздух.давливания воды из пор и отжатия ее вдоль ствола сваи вверх, а такжевследствие упругих объемных деформаций воды, содержащей воздух.

давливания воды из пор и отжатия ее вдоль ствола сваи вверх, а такжевследствие упругих объемных деформаций воды, содержащей воздух.

давливания воды из пор и отжатия ее вдоль ствола сваи вверх, а такжевследствие упругих объемных деформаций воды, содержащей воздух.

Рис. 9.11. Характер деформации насыщенного водой глинистого грунта около забитой сваиРис. 9.11. Характер деформации насыщенного водой глинистого грунта около забитой сваи1 — граница интенсивных деформаций выпора; 2 — эпюры вертикальных перемещений слоев грунта1 — граница интенсивных деформаций выпора; 2 — эпюры вертикальных перемещений слоев грунтаОсновная же деформация грунта развивается в виде смещения его частиц в стороны и вверх, что приводит к поднятию дна котлована (рис. 9.11). При выпоре глинистого грунта происходит его перемятие, что ведет к нарушению его природной структуры и снижению прочности. К снижению прочности глинистого грунта приводят также динамические воздействия, связанные с погружением свай забивкой й вибрированием. Перемещающийся вверх грунт способен поднимать ранее забитые сваи. Это существенно снижает их несущую способность. В связи с этим после забивки всех свай необходима добивка их до проектного положения.

Рис. 9.11. Характер деформации насыщенного водой глинистого грунта около забитой сваи

Рис. 9.11. Характер деформации насыщенного водой глинистого грунта около забитой сваи

1 — граница интенсивных деформаций выпора; 2 — эпюры вертикальных перемещений слоев грунта

1 — граница интенсивных деформаций выпора; 2 — эпюры вертикальных перемещений слоев грунта

Особенно сильно снижается проч

ность глинистого грунта, расположенного непосредственно у боковой поверхности сваи, так как вода, отжимаемая из пор грунта, перемещается вверх по этой поверхности, покрывая ее тонким слоем. В результате резко уменьшается трение сваи о грунт, что способствует ее погружению при ударах.

Таким образом, если по мере заглубления сваи в пески и в ненасыщенные водой глинистые грунты она встречает все большее сопротивление и отказ (погружение сваи от одного удара) все уменьшается, то по мере заглубления сваи в тиксотропные насыщенные водой глины и суглинки отказ нередко увеличивается.

Логично считать, что чем большее сопротивление оказывает грунт погружению сваи, т. е. чем меньше отказ, тем. большую нагрузку можно передать на сваю. В связи с этим можно прийти к заключению, что сра- д X зу после погружения сваи в насыщенные водой глинистые грунты она ') IV имеет небольшую несущую способность.

"Опыт показывает, что надо дать свае «отдохнуть», т. е. не подвергать ее статическим и динамическим воздействиям в течение несколь- / ких дней. За этот период окружающая сваю вода постепенно перемес- / тится от ее боковой поверхности, кроме того, вследствие тиксотропных / свойств грунта прочность его около сваи со временем в значительной /степени восстановится, и тогда несущая способность сваи существенно

(увеличится. Строители говорят, что «грунт засосал сваю». Если теперь

х. произвести по свае удары свайным молотом, аналогичные ударам при ^Хзабивке, отказ, как правило, (Гудет во много раз меньше. Этот отказ разывают действительным отказом или отказом после «отдыха». При забивке же наблюдается производственный отказ, /часто называемый «ложным отказом».

/ В песках, наоборот, «ложный отказ» при забивке ' иногда бывает

меньше действительного отказа, так как в процессе погружения сваи под ее нижним концом образуется ядро сильно уплотненного грунта, препятствующее погружению сваи при ударах свайного молота. Во время «отдыха» сваи происходит релаксация напряжений в песке и сопротивление грунта ее внедрению снижается.

Необходимая продолжительность «отдыха» сваи зависит от характера грунта: обычно для супесей и песков — одна неделя, для суглинков —- две недели, для глин — не менее трех недель.

Применение при погружении свай в пески подмыва приводит, к их разрыхлению, поэтому последний метр сваи забивают без подмыва. Нижний конец сваи должен быть заглублен в грунт, не подвергавшийся размыву. Под влиянием динамических воздействий песок вокруг сваи уплотняется.

' Весьма эффективно погружение свай в водонасыщенные пески вибрированием. При этом происходит интенсивное уплотнение песка вокруг погружаемых свай, и они получают более высокую несущую способность, чем забитые сваи.

При изготовлении свай в грунте (набивных) явления, происходящие в массиве грунта, в значительной степени зависят от применяемой технологии. Использование бурения, для изготовления скважин не приводит к уплотнению грунта вокруг сваи и изменяет в худшую сторону напряженное состояние грунтов около них и под ними. Это существенно уменьшает несущую способность таких свай по сравнению с забивными сваями. Еще в большей степени снижается несущая способность буронабивных свай, когда в забое остается некоторое количество шлама. Для увеличения несущей способности таких свай строители часто стремятся уплотнить грунт под сваями и вокруг них. С этой целью применяют камуфлетные взрывы, механическое трамбование, электрогидроди- намический эффект и др.

Прочность свай по материалу. Сваи, погружаемые в грунт в готовом виде, могут быть разрушены при транспортировании, складировании, подъеме на копер, забивке и при загрузке после погружения. Чтобы сваи не разрушались во время транспортирования, складирования и подъема на копер, их армируют продольной-арматурой и выпускают из их тела, как сказано ранее, монтажные петли (см. рис. 9.6). При складировании сваи укладывают на подкладки, размещаемые так, чтобы расстояние от концов сваи до подкладки составляло 0,209/ (см. рис. 9.6). В случае складирования свай штабелем подкладки располагают строго над подкладками нижнего ряда.

Наибольшие напряжения сжатия сваи получают в момент забивки. При вертикальной нагрузке от сооружения материал свай, забитых в грунт, чаще всего недогружен. При проверке сваи на сжатие продольный изгиб учитывают как для стержня в упругой среде только на участках относительно мощных слоев слабых грунтов (торф, ил). В остальных грунтах продольный изгиб не учитывают. Если на сваю передаются горизонтальные усилия или моменты, то ее рассчитывают на поперечный изгиб как стержень в упругой среде.

При сваях, изготовляемых в грунте, качество бетона часто бывает низкое, особенно если бетонирование производится подводным способом. В связи с этим на прочность материала вводится снижающий коэффициент условий работы, равный 0,6.

Расчеты свай по прочности материала производят в соответствии с методами проектирования железобетонных и бетонных конструкций.

Определение несущей способности свай-стоек. Несущая способность грунта основания свай-стоек, зависящая от прочности грунта, на-

холящегося под нижним концом свай, определяется по формуле

(9-2)(9-2)<$>=«nRf,

(9-2)

(9-2)

где m — коэффициент условий работы, принимаемый равным 1; R—расчетное сопротивление грунта или скальной породы под нижним концом сваи; F — площадь поперечного сечения сваи у нижнего конца.

Для забивных, вдавливаемых и погружаемых вибрированием свай, опирающихся нижним концом на разрушенные скальные породы и круп» нообломочные грунты с песчаным заполнителем, обычно принимают Я = 20 МПа. Высокое расчетное сопротивление грунта объясняется сильным уплотнением грунта под нижним концом свай.

(9.3)(9.3)Под набивными сваями вскрываемый плотный глинистый или крупнообломочный грунт разуплотняется, поэтому нормативное сопротивление такого грунта можно установить лишь путем испытания его штампами или загрузкой свай статической нагрузкой. Когда нижний конец набивной сваи опирается на невыветрелую скальную породу, расчетное сопротивление ее под сваей устанавливается по формуле '

(9.3)

(9.3)

R-RV^

где Я*ж— нормативное (среднее арифметическое значение) временное сопротивление скальной породы одноосному сжатию в водонасышенном состоянии; &г— коэффициент безопасности по грунту, принимаемый равным 1,4.

Для повышения значения R приходится заделывать нижний конец сваи в скальную породу. Тогда

R =R =V +1,5 ’ «г \ “з /V +1,5 ’ «г \ “з /

R =

R =

V +1,5 ’ «г \ “з /

V +1,5 ’ «г \ “з /

где ha—глубина заделки набивной сваи или сваи-оболочци в скальную породу, прини- маемац не менее 0,5 м; d3 — диаметр заделанной в сцальцую породу цастц сваи.

Определение несущей способности свай трения. Несущая способ-' ность грунта основания свай трения, зависящая от сопротивления грун-

Рис. 9.12. Расчетная схема к определению несущей способности сваи тренияРис. 9.12. Расчетная схема к определению несущей способности сваи тренията под их нижним концом давлению и развивающегося по их боковой поверхности сопротивления грунта сдвигу, определяется различными методами. Широко известны следующие четыре метода: практический с использованием таблиц Норм, динамический, статического зондирования, испытания свай статической нагрузкой. Из них только метод испытания свай статической нагрузкой позволяет получать непосредственно опытным путем значение несущей способности сваи. Остальные методы, являясь косвенными, дают относительно приближенные значения несущей способности, которые рекомендуется сравнивать с результатами контрольных испытаний свай статической нагрузкой.

Рис. 9.12. Расчетная схема к определению несущей способности сваи трения

Рис. 9.12. Расчетная схема к определению несущей способности сваи трения

Практический метод. Несущая способность свай трения определяется как сумма двух слагаемых, зависящих от сопротивления грунта под их нижним концом давлению и развивающегося по их

:———

боковой поверхноети сопротивления грунта вдвигу, а именно

Ф = m (mR FF + u£mf ft l^, "(M)

где m— коэффициент условий работы сваи в грунте, принимаемый равным 1; mR и пу — коэффициенты условий работы грунта соответственно под нижним концом и по боковой поверхности сваи, зависящие от способа ее погружения (табл. 9.1); ^—расчетное сопротивление грунта руд "нр^ним концом свай/ определяемое цо туС^. gj!; F — плдщ§йь пдцер^нрго рсШиз рйи у ивжвего конца; и — периметр шшерейвм® сечения сваи;/$ — расчетное саиративление сдвигу боковой поверхности сваи Но t-му слою грунта, определяемое по табл. 9.3; U — толщина 1-то слоя грунта в пределах сваи (рис. 9.12).

ТАБЛИЦА 9.1. КОЭФФИЦИЕНТЫ УСЛОВИЙ РАБОТЫ ГРУНТА ДЛЯ ФОРМУЛЫ (9Л)

Способ погружения с»аи и вид грунта

mf

Забивкой сварными молотамр и вдавливанием прр сплошных и полых сврях с закрытым низшим концом.. . .

То цсе, в пробуренные лидерные скважины с заглублением на 1 м ниже их забо^ при диаметре скважин:

1,0

1,0

равном стороне квадратной сваи

1,0

0,5

на 5 см меньшем' стофоны квадратной сваи

на 15 см меньшец стороны кеддратцой или диаметра круглой

1,0

1,0

^,6

1,0

сваи

С подвидом в цесчаныр груцты при условии внедрения сваи на

1,0

0,9

последнем метре погружения без подмыва .. .

Вибрированием и вибровдавлдванием в грунты:

песк^ средней платности сложении:

крупные и средней крупцости ....... « , V . .

мелкие . . . . .. .

1,2

1,1

1,0

1,0

пылеватые

глинистое при показателе консистенции II=0,5:

1,о

1,0

супеси

0,9

0,9

6.9 й!э

суглинки

0,8

глины-..

0,7

глинистые при показателе консистенции /ь^О

1,0

' 1,0

Забивкой свайными молотами и вдавливанием при полых сваях с открытым нижним концом при диаметре "поядсти, см:

1,о

40 и менее ........

1,0

более 40 . ....................

о;?

1,0

Любой при полых круглых сваях с закрытым нижним концом с устройством ^амуфретного уширения на едубире ниже 10 м в пес-/ чаных грунтах средней плотности сложения и в глинистых грунтах при ПбкаЦз^'к1адрт1ер1^ м:

в ресках и супесях . .

0,9

1,0

0,8

1,0

в сугдинцах и глинах

0,7

1,0

Таким 9браз9м; для уртцнддления несущей способности сваи необходимо знрть ецредб eje цогруженця.

Глубинщ погружения св^и и залегания от^ельрых слоев z для определения значений R и fi принимают от природного рельефа при срезке, подсыпце илц намыве сдоя толщиной не бодее 3 м, а при срезке, подсыпке иди на^ыре елдя трлщццой от 3 до 10 м — от условной отметки, расположенной соответственно на 3 м выше уровня срезки или на 3 м ниже уровня подсыпки, В водотоках учитывают возможный размыв

ТАБЛИЦА 9.2. ЗНАЧЕНИЯ РАСЧЕТНОГО СОПРОТИВЛЕНИЯ ГРУНТА под нижним КОНЦОМ СВАЙ, ПОГРУЖЕННЫХ В ГРУНТ ЗАБИВКОЙ ИЛИ ВДАВЛИВАНИЕМ, R, МПа

R для песчаных грунтов средней плотности сложения

Глубина погружения нижнего конца сваи г0, м

гравелистых

крупных

—

средней крупности

мелких

пылеватых

—

R для глинистых грунтов при показателе консистенции I ^

0

0.1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

3

7,5

6,6

4,0

3,0

3,1

2,0

2,0

1,2

1,10

0,60

4

8,3

6-, 8

5,!.

3,8

3,2

2,5

2,1

1,6

1,25

0,70

5

8,8

7,0

6,2

4,0

3,4

2-, 8

2,2

2,0

1,30

0,80

7

9,7

7,3

6,9

4,3

3,7

3,3

2,4

2,2

1,40

0,85

10

10,5

7,7

7,3

5,0

4,0

3,5

2,6

2,4

1,50

0,90

15

11,7

8,2

7,5

5,6

4,4

4,0

2,9

1,65

1,00

20

12,6

8,5

6,2

4,8

4,5

3,2

1,80

1,10

25

30

35

13,4

14,2

15,0

9,0

9,5

10,0

6^8

7,4

8,0

5,2

5,6

6,0

3,5

3,8

4,1

1,95

2,10

2,25

1,20

1,30

1,40

Примечание, Над чертой даны значения R для песков, под чертой — для глинистых грунтов.

ТАБЛ ИЦА 9.3. ЗНАЧЕНИЯ РАСЧЕТНОГО СОПРОТИВЛЕНИЯ СДВИГУ БОКОВОЙ ПОВЕРХНОСТИ СВАЙ ПО ГРУНТУ f, кПа

f для песчаных грунтов средней плотности сложения

Средняя глубина расположения слоя

крупных и средней крупности

мелких

пылеватых

—

—

—

_

—

—

Ч' м

f для глинистых грунтов при показателе консистенции I^

0,2|

0.3

|0,4

0,5

I 0,6

0,7 |

0.8 |

°.9

1

1

35

23

15

12

8

4

4

3

2

2

42

30 1

21

17

12

7

5

4

4

3

48

35

25

20

14

8

7

6

5

4

53

38

27

22

16

9

8

7

5

5

56

40

29

24

17

10

8

7

6

6

58

42

31

25

18

10

8

7

6

8

62

44

33

26

19

10

8

7

6

10

65

46

34

27

19

10

8

7

6

15

72

51

38

28

20

11

8

7

6

20

79

56

41

30

20

12

8

7

6

25

86

61

44

32

20

12

8

7

6

30

93

66

47

34

21

12

9

8

7

35

100

70

50

36

22

13

9

8

7

грунта. При промежуточных значениях 2 для определения R к fi по табл. 9.2 и 9.3 применяют интерполяцию. Для плотных песков значение fi увеличивают на 30%, а значение R принимают на 60—100% больше, но не более чем 20 МПа. Толщину слоев при членении толщи грунтов для определения fi принимают не более 2 м.

Определение несущей способности свай с использованием таблиц СНиП 11-17-77 нельзя считать точным. Если ошибиться при нахождении IL всего на 0,1, то результат, получаемый по формуле (9.4), может оказаться завышенным или заниженным иногда в 1,5 раза и более. В то же время значения WL и W? по ГОСТ 5183—77 определяются экспериментально довольно приближенно. Кроме того, хотя табличные значения R и fj установлены на основании корреляционной зависимости этих величин от значения II, тем не менее характерные особенности грунтов отдельных регионов не выявляются табл. 9.2 и 9.3. В связи с этим целесообразно накопление данных о значениях R и fi для региональных грунтов районов массовой застройки с составлением соответствующих таблиц.

Динамический метод. Чем глубже погружается свая, забиваемая свайным молотом, тем большее сопротивление оказывает грунт ее внедрению. В результате от каждого удара одинаковой силы получается все меньший и меньший отказ. Как было сказано ранее, в насыщенных водой глинистых грунтах для получения действительного отказа необходим «отдых» сваи 1—3 недели.

Строители давно установили, что меньший отказ сваи после «отдыха» (при одинаковой интенсивности ударов) соответствует большему сопротивлению ее вдавливающей статической нагрузке. Это позволяет оценивать несущую способность свай исходя из величины указанного отказа.

Динамические испытания свай после «отдыха» регламентированы ГОСТ 5686—78 и СНиП 11-17-77. Добивку свай после, «отдыха» производят свайным молотом весом в 1,5—1,25 раза больше веса сваи, а при длинных сваях не менее веса испытываемой сваи.

Работа, совершаемая при ударе свайного молота о голову сваи, QH (где Q — вес ударной части молота, а Н — высота падения его) расходуется на погружение сваи, на упругие деформации системы молот — свая — грунт и частично на превращение механической энергии в тепловую и разрушение головы сваи. В общем виде это положение записывается в виде уравнения

Qff = Фпpeф+Qh+QЯa,

где ФПр — предельное сопротивление сваи погружению в грунт; е$ — отказ сваи после «отдыха»; h — высота отскока свайного молота после удара, зависящая от упругих деформаций системы молот — свая — грунт; a — коэффициент, характеризующий потери работы на разрушение головы сваи, превращение механической энергии в тепловую и др.

пРМ.фпр = —пРМ.фпр = —। ^Эр Qn + е2 (^ -ф д^) пРеф Qn + q + qt। ^Эр Qn + е2 (^ -ф д^) пРеф Qn + q + qtВ результате принятия ряда допущений и преобразования этого выражения Н. М. Герсеванов получил формулу для предельного сопротивления сваи, которая с небольшими изменениями приводится в СНиП в следующем виде:

пРМ.

фпр = —

пРМ.

фпр = —

। ^Эр Qn + е2 (^ -ф д^) пРеф Qn + q + qt

। ^Эр Qn + е2 (^ -ф д^) пРеф Qn + q + qt

(9.5)

где п— коэффициент, зависящий от упругих свойств материала сваи, принимаемый для железобетонных свай равным 1500 кПа, для деревянных свай— 1000 кПа; F— площадь поперечного сечения сваи с включением пустот, м2; М. — коэффициент, учитывающий способ погружения свай, принимаемый для забиваемых свай равным 1; Эр — расчетная энергия удара свайного молота, принимаемая для молота одиночного

действия равнбй QH, для ТрубкатогО диЗёЛь-молбта 0,9 QH и пИйнгбйогЪ дизель-Мота 0,4 QH, кДж; е2— коэффициент восстановления удара, принимаекв1й при забивке равным 0,2; Qn — полный вес молота, кН; q — вес сваи с наголовником, кН; qx — вес поДбабка, кН.

При маЛых значениях отказа (при еф<0,б02 м) необходимо учитывать упругие деформации системы свая — грунт. Для этого, используя отказОмер, заМерЯЮт упругий отказ с и-остаточный отказ еф. Это позволяет определять предельное сопротивление сваи по формуле

Фпр = 1 (9 6)

26 еф 4* с г (2сф + с),2 Q + q J

Здесь коэффициент

е = 4 (^ + 4$-) -5-Ум^),4 \ F й /Q + q

где л» и he — коэффициенты перехода от динамического (включая вязкое сопротивление грунта) к статИчёекому сЬйротиёлёнЙю грунта соответственно под нижним концом И по боковой поверхности сваи, обычно принимают По=0,00025 с-м/кН, Иб = 0,025 с-м/кН; й — площадь боковой поверхности сваи, соприкасающейся с грунтом, м2; g— ускорение свободного падения, принимаемое равным 9,81 м/с2; Н— высота падения ударной часТй Полота, м; /i — высока первого отскока Молота, ЦриниМаемай для дйзель-мблбтбв равной 0,5 м, ДМ другйх мбЛОтЬв равной нулю.

Точность определения ФПр по формулам (9.5) и (9.6) зависит of характера соударяющихся тел й, в частности, от Наличия упругой прокладки в наголовнике. В связи с этим упругая прокладка должна быть предварительно обмята нескОлЬкими ударами Той Же интенсивности, чТо и используемая при определении отказа Свай.

Недостатком динамических испытаний явЛЯётсЯ НёЬбходиМбРть Приложения динамических воздействий к забитой свйе, корда вокруг уже забиты соседние сваи. Кроме того, всегда можно сомневаться, что Переход от сопротивления свай динамическому ПогруЖёнйю К СоПрдтйПЛению ее погружению под действием Статической нагрузки оёуфестйлен Достаточно точно.

Метод статического зондирбеания. Значительно Дешёвлё можно установить несущую способность свай методом стаТическОгб Фондирования, который позволяет оценить Сопротивление Труйта пОТруйенИю сваи как под нижним ее концом, тай и По ёё боковой пОвёрхйосТй. ДЛЯ зондирования в настоящее время применяют, в основном, Две уСТанбВйи. У зон- дировочной установки типа С-979 ФундаМеНтйроёкта зОНдйрбвОЧЙЫй стандартный конус переходит в штангу, по всей дЛййе йОтОрой раЗПИЙа- ется трение по грунту. У зондировочной установки типа С-832 НИИПромстроя трение по грунту развивается только в нижней части штанги в пределах 40 см.

Сопротивление грунта прониканию зонда не идентично сопротивлению грунта загружаемой сййе, так как При внедрении зонда вокруг йёго нарушается структура грунта, которая не может сразу: восстановиться. По этой причине результаты статического зондирования ^насыщенных водой глинистых грунтов не отражают работы свай, особенно в отношении трения боковой поверхности сваи о грунт. В то же вре^я при песчаных грунтах и супесях результаты статического зондирования позволяют достаточно точно определять несущую способность свай. В остальных случаях правильнее предварительно установить Корреляционную зависимость между статической Нагрузкой, требующейся для догружения зонда, и несущей способностью применяемых свай.

Сопротивление груйТЯ ПОд ИИжнИм КойцОМ сййи ОЙреДеЛЯЮт с использованием результатов зондирования По выражению

Ra — Pl Ча» (9.7)

Мё Bi — перехбДйкй коэффйцйёнт di сбНВЬ'ТйЬлёЙйй 1фуйТЙ йод зьйДбй йрй его по$у- ЖейИй к сойВбТйЙлёЙйю Груйта ЙдД сйаей посЛё <дТдыШ, прйнймаемый nd табл, 9.1; ^ — срёДнёе ййййёййё с&1ро1ЙШнйЙ Тр^итй ЙВ^ужёЙйЙ з'бйдй нЙ участЙё, расЬблб- женном на Id выше и н4 43 ййжё нйжйёго кбЙЦа 61§й, гДё d — стбрбна или диаметр сйай.

ТАБЛИЦА 14. ЗНАЧЕНИЯ КОЭФФИЦИЕНТА pj

Тип

Pi йрй ^, МПа

установки

<2,3

57,51615

>Й)

С-979

С-832

0,8

0,650,550,450,35

Ь,5 независимо от значения ^э

0,30

Среднее сопротивление грунта по боковой поверхности сваи определяют по формулам:

при установке типа С-979

Г-Ыа,(9-8)

при установке типа С-832

(9.9)

п

где р2 и Pi — переходные коэффициенты, принимаема» ПО табл. 9.5; f8 — Среднее УДеЛь- ное сопротивление грунта по боковой поверхности зонда йрй погружении его на глубину зйбивки сваи; f3* —среднее удельное сопротивление грунта по боковой поверхности зонда в пределах i-rO слоя; h— Толщина 1-го слОя; h— глубина погружения свай от поверхности грунта около нее.

Т А Ё Л И Ц А 9.5. ЗНАЧЕНИЯ КОЭФФИЦИЕНТОВ & ж Pf

f3- fai- Mf]a

IР{ при глубине расположений t-ro слоя грунта, м

1 1

1 2

Г . 3

1

<0,02

1,5

0,40

0,53

Ь,57

о.бо

0,04

1,5

0,21

о.Зз

0,44

0,55

0,06

- 1,0

0,17

0<27

0,39

0,56

0,08

0,75

0,15

0,24

0,87

0,50

0,10

0,6

0,14

0,22

0,36

0,50

>0,12

0,5

0,12

0,20

0,35

0,50

Прийбчаййе. Прй глубиПе р^СпблоЖеййя слоя От 3 Й ДО Л значения коэффициента pi определяет ннтерполйциЕй.

Зная Ra и f, находят частйбё ЗййЧеййе предельного сопротивления сваи в месте зЬйдйровайиЯ

Фа =J»^ + Nv<(9.Ю) где ^ — площадь поперечногосечеидя сваи у низ^йего койЦа; / — длина сваи; и—-Периметр поперечного сечения сй^и. -"^7;---—

Прй относительно однородных инженерно-геологических условиях по частным значениям Предельного сопротивления сваи, установленным для йсех мест Зойдйрйвйния, находят несущую способность сваи, работающей на Снимающую нагрузку, по формуле

где m — коэффициент условий работа, принимаемый равным 1; п —число точек зондирования, в которых найдены частные значения предельного сопротивления сваи по формуле (9.10); кт— коэффициент безопасности по грунту, определяемый в соответствии с § 7 для односторонней доверительной вероятности а —0,95.

При резких изменениях напластования грунтов в пределах одной строительной площадки ее разбивают на части, имеющие приблизительно однородные инженерно-геологические условия, и для каждой такой части определяют значение Ф по формуле (9.11).

Рассмотренные методы определения несущей способности свай не гарантируют получения ее точного значения, а это приводит либо к неоправданному риску, либо к затрате лишних средств. В связи с этим до настоящего времени используют метод испытания свай статической нагрузкой.

Метод испытания свай статической нагрузкой. Несущую способность сваи можно определять путем испытания статической нагрузкой ее аналога, погружаемого в грунт или изготовляемого в грунте (как предусмотрено в проекте) (рис. 9.13,а). Для приложения нагрузки на испытываемую сваю на некотором расстоянии от нее (вне зоны напряжен-

Рис. 9.13. Испытание свай статической нагрузкой

и — схема испытания; б — зависимость осадки сваи от нагрузки

ного состояния грунта, возникающего при загрузке сваи) забивают или ввинчивают анкерные сваи 3, на которых закрепляют упорную балку 2. Между балкой и головой испытываемой сваи помещают домкрат / и с его помощью передают на сваю нагрузку, обычно ступенями по 0,1— 0,15 ожидаемой несущей способности. Каждую ступень нагрузки выдерживают до некоторого условного затухания осадки сваи согласно ГОСТ 5686—78. После этого прикладывают следующую ступень нагрузки. По результатам эксперимента строят графическую зависимость осадки сваи от нагрузки (рис. 9.13,6). Иногда при некоторой нагрузке происходит провальная осадка сваи — непрерывное погружение ее без затухания скорости осадки (кривая 4 на рис. 9.13,6). В таком случае эта нагрузка и будет соответствовать предельному сопротивлению сваи. Труднее решить вопрос о том, какая нагрузка будет соответствовать предельному сопротивлению сваи, если ее осадка развивается согласно кривой 5 на рис. 9.13,6, когда осадки от каждой ступени нагрузки затухают. Для этого случая в СНиП II-17-77 даны две рекомендации.

Для мостов принимают, что предельное сопротивление испытываемой сваи при вдавливании соответствует нагрузке, на одну ступень меньшей нагрузки, при которой:

приращение осадки за одну ступень загружения (при общей величине осадки более 40 мм) превышает в 5 раз и более приращение осадки, полученное за предшествующую ступень загружения;

осадка не затухает в течение суток и более (при общей величине ее более 40 мм).

Для остальных свайных фундаментов и сооружений принимают, что предельное сопротивление испытываемой сваи вдавливающей нагрузке соответствует нагрузке, при которой эта свая получает осадку А, равную некоторой доле средней предельно допустимой осадки возводимого сооружения Snp.cp, т. е.

А — С^пр.ср» ' (9-12) где g— коэффициент перехода от осадки Snp.Cp к осадке испытываемой сваи до ее условного затухания; этот коэффициент рекомендуется принимать равным 0,2.

При таком подходе расчет по первой группе предельных состояний (по прочности или устойчивости) связан с расчетом по второй группе предельных состояний (по деформациям). В этом случае предельное сопротивление сваи на одной и той же строительной площадке при одних и тех же грунтовых условиях под неодинаковыми по конструкции сооружениями получается различным. Если считать, что такой расчет соответствует второй группе предельных состояний, то коэффициенты перегрузки, безопасности и надежности надо принимать иными.

Предельное сопротивление сваи должно характеризоваться предельным сопротивлением сдвигу ее боковой поверхности по грунту и предельным сопротивлением грунта под ее нижним концом давлению. По мере загрузки сваи возрастают реактивные силы по ее боковой поверхности и нижнему концу, и свая получает небольшое перемещение (осадку). Когда перемещение сваи относительно грунта достигнет некоторого значения, называемого нами с Ф. К. Лапшиным сдвиговой осадкой, сопротивление сдвигу ее боковой поверхности по, грунту будет максимальным. В этом случае, если сопротивление грунта в зоне нижнего конца сваи не может возрастать, свая получает провальную осадку. В большинстве же случаев сопротивление грунта под нижним концом сваи по мере увеличения ее осадки возрастает. Этим и объясняется, что осадка при испытании чаще всего соответствует кривой 5 (см. рис. 9.13,6). Учитывая сказанное, для определения предельного сопротивления сваи целесообразно принять некоторую величину осадки, большую сдвиговой для любых грунтов. В Ленинграде рекомендуется принимать ее равной 40 мм, так как сдвиговая осадка ленточных глин составляет 25 мм. Положительный опыт строительства зданий на сваях исходя из этого критерия (предельного сопротивления свай) свидетельствует о целесообразности его использования.

Определение несущей способности грунта основания свай по результатам их испытаний. При испытаниях свай статической и динамической нагрузкой получают частные значения их предельного сопротивления ФПр. Для нахождения нормативных значений ФпР результаты испытаний свай, проведенных в одинаковых грунтовых условиях, обрабатывают методом математической статистики в соответствии с ГОСТ 20522—75 (см. § 7). Зная ФдР, несущую способность свай находят по формуле

Ф = тФуг, (9.13)

где tn — коэффициент условий работы, принимаемый для вдавливающих нагрузок равным 1; кг — коэффициент безопасности по грунту, устанавливаемый для односторонней доверительной вероятности а = 0,95.

Особенности работы свай, изготовленных в грунте. Сопротивление набивных свай вдавливающей нагрузке зависит от способа их изготовления. Сопротивление сдвигу боковой поверхности свай по грунту зависит от того, происходило ли при образовании погости для сваи уплотнение грунта или, наоборот, грунт около нее разуплотнялся. В общем случае несущая способность набивных свай, работающих на вдавливающую нагрузку, как и забивных свай, вычисляетЬя по формуле (9.4). Различие заключается в определении коэффициентов условий работы m, тк, m.f и расчетного сопротивления грунта R под нижним концом сваи. .

Коэффициент условий работы сваи в грунте m обычно принимают равным единице. Коэффициент условий работы грунта под нижним концом набивных свай mR принимают также равным 1. При бетонировании сваи подводным способом тд=0,9, а при камуфлетных сваях Мц=1,3. Коэффициент условий работы грунта по боковой поверхности свай, изготовленных в грунте, ту обычно принимают по табл. 9.6.

ТАБЛ ИЦ А 9.6. ЗНАЧЕНИЯ КОЭФФИЦИЕНТА mf УСЛОВИЙ РАБОТЫ ГРУНТА ПО БОКОВОЙ ПОВЕРХНОСТИ СВАЙ, ИЗГОТОВЛЕННЫХ В ГРУНТЕ

Виды свай и способы их изготовления

песка

т^ для грунтов

глины

супеси

суглинка

Изготовленные с забивкой инвентарной (извлекаемой) трубы с наконечником

0,8

0,8

0,8

0,7

Вибронггампованные

0,9

0,9

0,9

0,9

Буронабивные, в том числе с уширенной пятой, бетонируемые:

при отсутствии воды в скважине . . . .

0,7

0,7

0,7

0,6

под водой или под глинистым раствором .

0,6

0,6

. 0,6

0,6

Сваи-оболочки, погружаемые вибрированием с выемкой грунта

1,0

0,9

0,7

0,6

Сваи-столбы . . . . .

0,7

0,7

0,7

0,6

Расчетное сопротивление грунта R под нижним концом набивных свай для глинистых грунтов принимают по табл. 7 СНиП II-17-77, а для песчаных и крупнообломочных грунтов определяют исходя из предельного равновесия массива грунта под сваей перед потерей устойчивости. Расчетное сопротивление R глинистых грунтов под набивными сваями значительно меньше, чем под забивными.

Учет слоя сильно сжимаемого грунта, находящегося в пределах длины сваи. Иногда свайные фундаменты делают с целью прорезки слоев слабых грунтов (заторфованных, илов, глинистых в текучем состоянии). В таких случаях слои слабых грунтов оказываются в пределах длины прорезающих их свай (рис. 9.14). Поскольку часть нагрузки, приходящейся на сваи, передается на грунты их боковой поверхностью, вокруг свай возникает напряженное состояние. Следовательно, и в слое сильно сжимаемого слабого грунта также возникнут напряжения. Если эти напряжения приведут к деформации этого грунта в вертикальном направлении, то слои грунта, расположенные над слоем слабого грунта, станут перемещаться вниз вместе со сваей. Однако эти

перемещения обязательно будут меньше осадки сНйи при её зйёрузке. Если разность между осадкой сваи и осадкой йеркййх сЛНеё груйТа будет больше сдвиговой осадки или равна ей, то сопротивление сдвигу

Рис. 9.14. Расчетная схема к определению несущей способжкти сваи при налиЧИЙ сЛОЯ слабЬ1х грунтовРис. 9.14. Расчетная схема к определению несущей способжкти сваи при налиЧИЙ сЛОЯ слабЬ1х грунтовбоковой поверхности сваи по грунту полностью реализуется. Если же указанная

Рис. 9.14. Расчетная схема к определению несущей способжкти сваи при налиЧИЙ сЛОЯ слабЬ1х грунтов

Рис. 9.14. Расчетная схема к определению несущей способжкти сваи при налиЧИЙ сЛОЯ слабЬ1х грунтов

fc = M,fc = M,(9.14)(9.14)разность будет меньше сдвиговой ОсаДКи, то сопротивление сдвигу боковой поверхности сваи по грунту верхних слоев в полной мере развиться не может. В порядке первого приближения его моЖно принять равным:

fc = M,

fc = M,

(9.14)

(9.14)

где fec — коэффициент снижения сопротивления сдвигу боковой поверхности сваи по грунту; f — сопротивление сдвигу боковой повёрхнЬсти сваи ио грунту, принимаемое по табл. 9.3.

Используя решения задачи Р. Минд- лйна о распределении напряжений в мас-

сиве грунта от силы, приложенной к точ

ке внутри него, Д. Пати нашел путем интегрирования знайёййй вёртй- кальных напряжений в грунте ойолб свай трения. Эти напрМёйЙя, показанные на рйс. 9.14 в виде зпюр, определяются по формуле

Р b=atc, где а — коэффищгент, зависящий от отношения расстояния между рассматриваемой точкой и осью сваи г к радиусу сваи гс и от отношения глубины залегания кровли слоя слабого грунта к к радиусу сваи гс (табл. 9.7); fс — сопротйвлёййё сдййГУ бЬКЬ- йой пОйерхности сваи по грунту верхних слоёв с учетом снижения треНйя.

ТАБЛИЦА 9.7. ЗНАЧЕНИЯ КОЭФФИЦИЕНТА а

Ч^гс

а прн r/rG_

1

2

3

4

6

6

5

1,121

0,429

0,237

0,150

0,099

0,082

10

1,147

0,461

0,286

0,202

0,150

0,Ц8

20

1,150

0,469

0,298

0,218

0,171

0,140

30

1,151

- 0,471

0,300

0,221

0,173

0,143

. В таком случае применительно к методу послойного суМмПррйЫйЙ осадка поверхности слоя сильно сжимаемого грунта можёт быть ЙЗй- дена по выражению

5су = 0,8а/с Асд./^д, где hea и Есп — толщина слоя й модуль Деформации слабого ейльйо сЖЙм&^мого грунта.*

Подставив в это выражение значение ft по зависимости (9.14), получим

Sc л. — O,8afec fhcn/ECii-

Сумма осадки поверхности слоя слабого грунта 5СЛ и сдвиговой осадки Зед, умноженной на коэффициент &с, йе должна быть болвшё предельно допустимой осадки свайного фундамента Snp. Следовательно, в пределе

Зел+ kts 8с,д= S^k. 13*

(9.15)(9.15)Подставив сюда найденное выше значение 5СЛ и решив это уравнение относительно &с, получим

(9.15)

(9.15)

&с— 5Пр ЕслК^ i^*№ck"V 5СД Есл)-

Зная £с и f, по формуле (9.14) находим сопротивление сдвигу верхней части боковой поверхности свай по грунту. Значение коэффициента &с должно быть меньше единицы. Если по выражению (9.15) получится kc больше единицы, это будет означать, что осадка поверхности слоя слабого грунта мала и уменьшать значение f не следует. С учетом коэффициента &с, меньшего единицы, находят расчетное сопротивление сдвигу боковой поверхности сваи по грунту для всех слоев, расположенных выше слоя сильно сжимаемого грунта. Все остальные расчеты выполняют, руководствуясь формулой (9.4).

Когда при наличии слоя слабого грунта &с меньше 1, то даже испытание свай статической нагрузкой не может дать правильного значения их несущей способности, так как деформация этого грунта протекает медленно и в период испытания сваи может не отразиться на получае

мых результатах.

Если слой слабого грунта залегает около нижнего конца сваи, возможен выпор грунта из-под сваи вверх. В связи с этим сваю погружают

на три-четыре размера ее поперечного сечения ниже подошвы слоя слабого грунта или производят расчет на выпор грунта из-под сваи.

7. Условия возникновения параграфа была рассмотрена7. Условия возникновения параграфа была рассмотренаРис. 9.15. Расчетная схема к развитию отрицательного трения (а) и эпюры осадок (б)Рис. 9.15. Расчетная схема к развитию отрицательного трения (а) и эпюры осадок (б)отрицательного трения. В п. 6 данного работа загружаемой сваи, в пределах длины которой имеется слой слабого сильно сжимаемого грунта. Если при таком напластовании загружаться будет не только свая, но и поверхность грунта около нее, то при некоторой интенсивности давления q, действующего по этой поверхности, могут создаться условия, при которых грунт, залегающий над слоем слабого грунта, будет давать осадку, большую осадки сваи, т. е. этот грунт будет перемещаться относительно сваи вниз. В результате трение, возникающее между грунтом и боковой поверхностью сваи, будет направлено не вверх, как обычно, а вниз (рис. 9.15, а), дополнительно пригружая сваю. Это трение, имеющее противоположное (отрицательное) направление, обычно называют отрицательным (или негативным) трением.

7. Условия возникновения параграфа была рассмотрена

7. Условия возникновения параграфа была рассмотрена

Рис. 9.15. Расчетная схема к развитию отрицательного трения (а) и эпюры осадок (б)

Рис. 9.15. Расчетная схема к развитию отрицательного трения (а) и эпюры осадок (б)

Отрицательное трение может появиться в следующих случаях:

при планировке территории подсыпкой;

при загружении поверхности грунта или пола по грунту длительно действующими полезными нагрузками;

при снятии взвешивающего действия воды в результате пониже

ния уровня грунтовых вод;

при динамических воздействиях (движении тяжелого транспорта, работе промышленных установок, производстве строительных работ поблизости) на грунты, способные уплотняться от этих воздействий (рыхлые пески, тиксотропные глинистые грунты);

при уменьшении объема грунта, содержащего органические вещества, вследствие биологических процессов;

при незавершенном уплотнении молодых отложений грунта.

Для оценки сил отрицательного трения и несущей способности сваи Ю. В. Россихин рекомендует строить по ее длине совмещенно прямоугольную эпюру 1 осадки сваи под действием нагрузки и ломаную эпюру 2 послойной осадки грунтов около боковой поверхности сваи, откладывая значения осадок от вертикали АВ (рис. 9.15,6). В точке пересечения огибающих этих эпюр вертикальные перемещения грунта равны осадке сваи, следовательно, на глубине 20 перемещение грунта относительно сваи равно нулю. Выше этой точки, которую называют нулевой точкой (н. т.), действует отрицательно направленное трение, а ниже — трение, удерживающее сваю.

Иногда учитывают скорость перемещения грунта относительно сваи. В таком случае нулевой будет являться точка, в которой скорости перемещения будут одинаковы. По мере уплотнения грунтов около сваи под действием нагрузки, приложенной к поверхности, нулевая точка перемещается во времени вдоль ствола сваи.

Необходимо учитывать, что чем меньшее перемещение имеет свая, можно приближенно найти по выражению

I ге

Cb = m^tnRRF-\-u’21mff. I.-u^m^^ f. Q, (9.16) г» О

где гп—глубина расположения нулевой точки; Z — длина сваи; т0Т9— коэффициент условий работы при развитии отрицательного трения, зависящий от величины перемещения. Остальные обозначения даны в экспликации к формуле (9.4).

Если перемещение грунта относительно боковой поверхности сваи больше сдвиговой осадки, следует принимать как для свай, работающих на выдергивание, /иОтр=0,8, а на участке, где перемещение меняется от сдвиговой осадки до нуля, следует принимать тотр=0,4.

Необходимо учитывать, что чем меньшее перемещение имеет свая, тем большие силы отрицательного трения на нее воздействуют. Наибольшие силы отрицательного трения развиваются у сваи-стойки, когда грунт около нее получает осадку (уплотняется).

Сваи, работающие на выдергивание. При больших моментах, дей- ствущих на свайный фундамент, сваи иногда работают на выдергивание. На этот вид нагрузки работают также анкерные сваи. Перемещению сваи вверх препятствуют трение по ее боковой поверхности и ее вес.

Несущую способность сваи, работающей на выдергивание, Фв определяют по формуле

Фв = muSmi fa It + пц G? (9.17)

где пП — коэффициент перегрузки, обычно принимаемый равным 0,9; G — вес сваи. Остальные обозначения даны в экспликации к формуле (9.4).

Коэффициент условий работы свай в грунте пг при их длине 1<. <4 м принимают равным 0,6, а при /^4 м — равным 0,8. При проектировании линий электропередачи в случае кратковременных нагрузок значение пг принимают несколько большим.

Более точные значения несущей способности свай устанавливаются испытанием их на выдергивание.

Сваи, работающие на горизонтальную нагрузку и действие момента. Если свая загружена горизонтальной нагрузкой или моментом, она подвергается изгибу (рис. 9.16). Смещению сваи в горизонтальном направлении грунт оказывает сопротивление. При этом смещении грунт уплотняется и сопротивление его все возрастает, а в самых поверхностных слоях наблюдается выпор грунта, В связи с этим определить это сопротивление довольно сложно,

Поскольку сооружения, как правило, не допускают существенных горизонтальных смещений, расчет рассматриваемых свай чаще всего ведется по деформациям. При этом, если нет других ограничений, принимают в качестве допустимого смещение в 1 см. С целью увеличения

Рис. 9.16. Расчетные схемы при действии на сваю горизонтальной составляющей и моментаРис. 9.16. Расчетные схемы при действии на сваю горизонтальной составляющей и моментаа — при свободном опирании ростверка на сваю; б — при заделке сваи в ростверкеа — при свободном опирании ростверка на сваю; б — при заделке сваи в ростверкежесткости системы ростйерк — свая голову сваи прочно заделывают в ростверке. При невозможности поворота головы горизонтальное смещение сваи уменьшается.

Рис. 9.16. Расчетные схемы при действии на сваю горизонтальной составляющей и момента

Рис. 9.16. Расчетные схемы при действии на сваю горизонтальной составляющей и момента

а — при свободном опирании ростверка на сваю; б — при заделке сваи в ростверке

а — при свободном опирании ростверка на сваю; б — при заделке сваи в ростверке

Методы приближенного расчета свай, воспринимающих горизонтальную силу и момент, весьма многочисленны. Наиболее разработанный инженерный метод расчета таких свай приводится в приложении к СНиП 11-17-77. Сопротивление свай горизонтальной нагрузке часто определяют экспериментальным путем. Для этого между двумя забитыми сваями устанавливают домкрат и прикладывают к сваям горизонтальную силу. С целью получения момента эту силу прикладывают на некоторой Высоте над поверхностью грунта. Несущую способность свай, работающих на горизонтальную нагрузку, определяют по данным экспериментов с помощью формулы (9.13).

§ 37. ПРОЕКТИРОВАНИЕ СВАЙНЫХ ФУНДАМЕНТОВ

Работа свай в кусте. Сваи трения передают усилия на грунты основания через боковую поверхность и нижний конец. В зависимости от соотношения этих усилий эпюра вертикального давления, возникающего в горизонтальной плоскости, проходящей через нижний конец сваи, будет иметь различное очертание. Такую объемную эпюру приближенно можно представить в форме конуса, который проецируется на вертикальную плоскость в виде треугольника (рис. 9.17,и). Под действием этой нагрузки в основании ниже указанной плоскости будут развиваться деформации грунтов.

При загрузке свайного куста со сравнительно редким размещением свай конусообразные объемные эпюры пересекаются, и при некотором

Рис. 9.17. Эпюры давлений в плоскости, проходящей через нижние концы свай

Ряс. 9.18. Схема развития сопротивлеякл сдвигу боковой поверхности сваи по грунтуРяс. 9.18. Схема развития сопротивлеякл сдвигу боковой поверхности сваи по грунту/, 2, 3, 4— эпюры сопро- тивлеейх пр» ПЮслеДОЯХ- тельном эозрастхами нагрузке; 5—9пюра ггре- делмнэге сотрЕленхевее/, 2, 3, 4— эпюры сопро- тивлеейх пр» ПЮслеДОЯХ- тельном эозрастхами нагрузке; 5—9пюра ггре- делмнэге сотрЕленхевее

Ряс. 9.18. Схема развития сопротивлеякл сдвигу боковой поверхности сваи по грунту

Ряс. 9.18. Схема развития сопротивлеякл сдвигу боковой поверхности сваи по грунту

/, 2, 3, 4— эпюры сопро- тивлеейх пр» ПЮслеДОЯХ- тельном эозрастхами нагрузке; 5—9пюра ггре- делмнэге сотрЕленхевее

/, 2, 3, 4— эпюры сопро- тивлеейх пр» ПЮслеДОЯХ- тельном эозрастхами нагрузке; 5—9пюра ггре- делмнэге сотрЕленхевее

расстоянии а между осями свай суммарная эпюра давления в плоскости их нижних концов может быть представлена в разрезе в виде трапецйй (рис. 9.17,6), у которой максимальное давление не превышает возникающего при загрузке одиночной сваи. В этом случае вследствие большей площади выгружения в плоскости нижних концов свай следует ожидать большую осадку свайного куста по сравнению с осадкой одиночной сваи. Еще большая осадка наблюдается при сближений свай в кусте, так как интенсивность давления в рассматриваемой плоскости повышается (рис. 9.17,в). В связи с этим строители давно стали ограничивать максимальное сближение свай в кусте, принимая расстояние между их осями а не менее 3d. Однако и при a=3d наблюдаются значительно большие осадки, чем при загрузке одиночной сваи.

По этой причине некоторые специалисты считают, что несущая способность свай в кусте меньше, чем одиночных. Это в принципе неверно, так как несущая способность сваи зависит от прочности— устойчивости грунтов, окружающих сваю, а не от деформаций уплотнения грунтов в основании. Чтобы разобраться с этим вопросом, рассмотрим работу длинной сваи и грунта вокруг нее. При большой длине сваи существенное значение имеют продольные упругие деформации ее ствола. Под действием сравнительно небольших первых ступеней нагрузки в свае возникают напряжения сжатия, которые вызывают ее укорочение. В результате горизонтальные сечения сваи будут перемещаться относительно окружающего грунта. При перемещениях, меньших сдвиговой осадки, силы трения развиваются не в полной мере, их величина будет больше там, где перемещение больше, т. е. в верхней части (рис. 9.18).

При значительной длине сваи ниже некоторой глубины напряжения при первых ступенях нагрузки (эпюры 1 и 2) приближаются к нулю. Из-за этого нижний конец сваи практически не передает давления на грунт. При некоторой нагрузке сопротивление трению будет развиваться по всей длине сваи (эпюра 3) и часть давления будет передаваться через нижний конец сваи на грунт, который станет деформироваться. Когда эти деформаций приведут к осадке нижнего конца сваи, равной сдвиговой осадке, сопротивление сдвигу боковой поверхности сваи по грунту достигнет предельного значения (эпюра 5). Дальнейшее увеличение нагрузки на сваю будет приво-

дить только к возрастанию давления в грунте под ее нижним кондом.

Давление, передаваемое нижним концом сваи в начале, будет вызывать только упругие деформации грунта; с увеличением его появится зона уплотнения, а при некотором значении давления под сваей возникнет зона пластических деформаций, в которой грунт будет находиться в предельном равновесии. Зона пластических деформаций будет передавать давление от сваи как вниз, так и в стороны. В этом случае в основании одиночной сваи следует различать три зоны (рис. 9.19): зону предельного равновесия (пластических деформаций) I, зону уплотнения грунта 2, зону упругих деформаций 3.■ ■

При сравнительно частом размещении свай, в кустах развитие зон

пластических деформаций ограничивается из-за возникновения в грунте напряженного состояния от загрузки соседних свай. По этой причине устойчивость грунтов под свайным кустом, как правило, существенно выше, чем под одиночными сваями. Однако осадка свайного куста вследствие большего объема грунта, подвергающегося уплотнению в

его основании, превышает осадку одиночных свай при той же нагрузке на каждую сваю. Учитывая повышение устойчивости грунтов под свайным кустом, некоторые исследователи считают возможным умень

шать число свай в кусте, размещая их на большем расстоянии друг от друга.

При устройстве свайных кустов с низким свайным ростверком часто возникает желание учесть работу ростверка, передающего часть давления на грунт межсвайного пространства по своей подошве. Такой учет возможен, когда под подошвой ростверка залегает относительно хороший грунт и в пределах длины свай нет слоев сильно сжимаемых грунтов. Кроме того, необходимо помнить, что учет сжимаемости грунтов межсвайного пространства заставляет

принимать уменьшенное значение трения Рис. 9.19. Схема развития зон Свай о грунт, так как последний переме- деформаций под сваейщается вместе со сваями вниз. При учете

работы межсвайного пространства под ростверком свайные фундаменты проектируют по второй группе предельных состояний (по деформациям).

Для выяснения некоторых особенностей работы грунта основания свайного куста сопоставим ее с работой естественного основания под обычными фундаментами. На рис. 9.20 приведены линии равных вертикальных давлений под узким (а) и широким (6) свайными фундаментами (правые части схем). Для сравнения в левых частях схем показаны аналогичные линии при отсутствии свай и той же ширине фунда

мента.

При узких фундаментах (см. рис. 9.20, а) применение свай позволяет заглубить напряженную зону. Вхтаком случае даже при однородных грунтах осадки существенно уменьшаются благодаря исключению осадок разуплотнения и возможного расструктуривания при отрывке котлована, а также вследствие того, что однородные грунты на глубине обладают, как правило, меньшей сжимаемостью.

Рассмотрение рис. 9.20,6 приводит к заключению, что при широких фундаментах применение висячих свай не позволяет существенно заглубить напряженную зону. В то же время прорезать всю толщу слабых грунтов, чтобы опираться на грунты более плотные, часто затруднительно.

Изложенное свидетельствует, что во многих случаях целесообразно применять сваи большей длины. К окончательному суждению о рациональности того или иного решения приходят на основе технико-эконо

мического сравнения вариантов.

Проектирование центрально нагруженных свайных фундаментов.

При проектировании свайных фундаментов необходимо:

выбрать глубину заложения подошвы ростверка;

выбрать тип и вид свай;

выбрать размеры свай (длину и поперечное сечение) ;

найти несущую способность сваи;

определить необходимое число свай в фундаменте;

разместить сваи в плане и сконструировать ростверк;

произвести проверку нагрузки, приходящейся на каждую сваю;

определить осадку свайного фундамента.

При проработке этих вопросов стремятся достигнуть наиболее экономичного и рационального решения. С этой целью, как правило, рассматривают несколько вариантов.

Глубину заложения подошвы ростверка выбирают, сообразуясь с особенностями сооружения (наличие подвальных этажей, приямков и т. п.), а при пучинистых грунтах также с глубиной промерзания, как это изложено для фундаментов в § 29. Иногда в районах глубокого сезонного промерзания ростверки закладывают в пределах глубины возможного промерзания даже в пучинистых грунтах. В этом случае под ними делают воздушный зазор размером, несколько большим величины ожидаемого пучения грунта под ростверком. Тем самым исключается

Рис. 9.20. Линии равных вертикальных давлений в основании свайного и обычного фундаментов при различной их ширине

воздействие нормальных сил морозного пучения грунта на подошву ростверка. Однако надо учитывать, что промерзание пучинистого грунта в межсвайном пространстве может привести к поднятию свай. По этой причине сваи должны быть загружены нагрузкой не менее касательных сил пучения еще до промерзания.

Меньшая глубина заложения подошвы ростверка обычно обеспечивает более экономичное решение. В ряде случаев представляется возможным вообще не заглублять ростверк в грунт, что позволяет свести к минимуму объем земляных работ. Такое решение приводит к высокому или повышенному свайному ростверку (см .рис. 9.3).

Тип и вид свай выбирают, исходя из характера напластования грунтов, оборудования и опыта устройства свайных фундаментов, имеющихся у строительной организации. Во многих случаях наиболее целесообразны забивные сваи. Однако при необходимости применения свай большой несущей способности целесообразнее набивные сваи с уширенным нижним концом.

Размеры свай также выбирают с учетом характера напластования грунтов. Длина свай обусловливается расположением слоя относительно плотного грунта, на который можно передать сваями большую часть нагрузки. Под этим слоем не должно быть слабых грунтов, способных привести к неравномерным осадкам сооружения.

Поперечное сечение свай принимают в зависимости от их длины, так как очень большая гибкость свай может вызвать искривление их ствола по мере погружения его в грунт. В то же время стремятся принимать наименьшее сечение свай, когда их несущая способность обусловливается удельным трением грунта по боковой поверхности сваи. При одном и том же расходе бетона сваи меньшего сечения имеют большую относительную площадь на 1 м3 бетона и, следовательно, большее относительное сопротивление сдвигу их боковой поверхности по грунту. Однако это ведет к увеличению числа свай в фундаменте.

Несущую способность сваи определяют в соответствии с рекомендациями § 36. После этого иногда уточняют размеры сваи.

Число свай в фундаменте определяют, исходя из допущения, что ростверк осуществляет равномерное распределение нагрузки на свайный куст или свайный ряд под стену. Расчет ведут по первой группе предельных состояний. Ориентировочное число свай в центрально нагруженном кусте определяют по формуле

п =п =^NoФ —&Ha2/iVcp^NoФ —&Ha2/iVcp(9.18)(9.18)

п =

п =

^No

Ф —&Ha2/iVcp

^No

Ф —&Ha2/iVcp

(9.18)

(9.18)

где ^ — коэффициент надежности, принимаемый равным 1,25 при определении несущей способности Ф экспериментально и равным 1,4 при определении Ф расчетом или динамическим методом без учета упругих деформаций; No — расчетная нагрузка, действующая по обрезу фундамента; а —- шаг свай; h -г- глубина заложения подошвы ростверка; уСр —средний удельный вес материала ростверка, фундамента и грунта.

Зная число свай, размещают их в плане и конструируют ростверк. В центрально нагруженном свайном фундаменте сваи размещают рядами (рис. 9.21, а) или в шахматном порядке (рис. 9.21,6). Шахматное

Рис. 9.21. Размещение свай в свайном кусте

размещение свай применяют, когда необходимо иметь в свайном фундаменте 5, 7, 8 и т. д. свай, которые трудно разместить в кусте рядами.

Как отмечалось ранее, минимальное расстояние а между осями цилиндрических и призматических свай принимают равным 3 d (d — размер поперечного сечения сваи). Расстояние от края ростверка до оси крайнего ряда свай ак зависит от точности погружения свай в грунт или их изготовления. Для забивных свай это расстояние чаще всего принимают равным размеру поперечного сечения сваи.

Ростверк (обычно железобетонный) рассчитывают на продавливание колонной или сваей и на изгиб при значительном его развитии в плане в соответствии с расчетом фундаментов по нормам на железобетонные конструкции.

Подготовку под ростверк делают только при наличии слабых грунтов непосредственно под его подошвой, чтобы не перемешать бетонную смесь с грунтом при бетонировании.

Сваи, работающие только на сжатие, заделывают в ростверке обычно на глубину 5—10 см. Сборные ростверки при возможности контроля допускается устанавливать непосредственно на головы свай на растворе. Сваи, работающие на выдергивание или передающие горизонтальную составляющую на грунт, следует прочно заделывать в ростверке. С этой целью разбивают бетон головы свай и обнаженную арматуру заделывают в ростверке..

Проверку расчетной нагрузки, приходящейся на каждую сваю, При центральном нагружении фундамента осуществляют по формуле

(9.19)

где Npqc, Мгр — расчетное нагрузки от веса ростверка и грунта; п — принято^ число свай в фундаменте.' "/ '’ ' '

При этом должно удовлетворяться условие,

.N < Ф/Йн.■(9^

Если это условие не удовлетворяется, изменяют число свай и проводят повторную проверку,.

& Проектирование внецентренно нагруженных свайных фунддмен- тов. При внецентренном загружении фундамента различают два случая.

I случай — момент действует постоянно. При этом стремятся P9BW' тить цецтр тяжести сечений свай в кусте с точкой приложения paw действующей. Тогда свайный куст будет испытывать центральное за- гружение и нагрузку на сваи проверяют по формулам (9.19) и (9.20). Размещать евди с больцщй частотой у наиболее загруженного края ростверка нецелесообразно, так как это ведет к крену ростверка. '

II случай — момент непостоянен и может действовать то справа, то слева. При проектировании таких фундаментов удается несколько снизить влияние момента нд их работу частичным смещением центра . тяжести Й^нрпий свай В кусте относительно оси конструкций. •

Число свай внецентренно нагруженного фундамента обычно определяют до формуле /948) с увеличением приблизительно на 20%.

• Расчетную нагрузку на сдай при эксцентриситете относительно двух осей, инердии площади сечений свай в кусте находят по формуле вне- центренирго сжатия.•

^° Ч~ ^Р°с Ч~ ^гр ।। Му х св ■

2^’2 ^

.е=*1(=1

где Мх, М, — моменты относительно главных осей инерции х и у площади горизонтального сечения свай в кусте; х и у — координаты центра сечения рассматриваемой сваи, для которой определяется нагрузка N; pcs — пддщадд поперечного реяенмд рассматриваемой сваи; ./хг, lyi — моменты инерции сечения Ьтой сдан относительно главных осей инерции х н У-'.

Учитывая, что при применении свай одинакового поперечного сечения

Пп■

и что момент инерции сцчения сваи относительно собственной оси инерции /с во много раз меньше FCB yL а при отсутствии заделки свай в ростверке равен нулю, обычно принимают

пп

2 ^ ^СВ 2 ^

Тогда выражение (9.21) приводится к виду

# _ No + ^Рос + Nrp ± Мжу ± МуХ ПП п П п

Ъй S4

1=11=1

При учете ветровых и крановых нагрузок разрешается принимать расчетную нагрузку N на крайние ряды свай на 20% больше, чем по условию (9.20).

Так как при определении числа свай размеры ростверка и влияние момента учитываются грубо приближенно, условие (9.20) часто не удовлетворяется даже с использованием указанного повышающего коэффициента 1,2. По этой причине расчет повторяют несколько раз, используя метод последовательного приближения.

Наряду с расчетом по несущей способности свай свайные фундаменты рассчитывают по второй группе предельных состояний (по деформациям) (см. далее п. 5).

Свайные фундаменты, воспринимающие горизонтальные нагрузки. Обычно распорные надземные конструкции передают на основание наклонно направленную равнодействующую. Наклонная нагрузка передается на основание и такими сооружениями, как подпорные стенки, набережные и др. Горизонтальные составляющие возникают также от действия ветра, тормозных сил, температурных деформаций и в других случаях.

Рис. 9.22 Расположение свай при наклонной равнодействующейРис. 9.22 Расположение свай при наклонной равнодействующейГоризонтальные составляющие сравнительно небольшой величины (при угле отклонения равнодействующей от вертикали а^6°) обычно передают на вертикально забитые сваи (рис. 9.22, а), за исключением случаев, когда в верхней части сваи окружены слабыми грунтами. Горизонтальную нагрузку, действующую на фундамент, равномерно распределяют на сваи, причем горизонтальное усилие N на одну сваю должно удовлетворять условию, аналогичному условию (9.20). В рассматриваемом случае Ф —несущая способность сваи на горизонтальную нагрузку.

Рис. 9.22 Расположение свай при наклонной равнодействующей

Рис. 9.22 Расположение свай при наклонной равнодействующей

При больших углах отклонения равнодействующей от вертикали часть свай забивают наклонно, т. е. устраивают козловые сваи (рис. 9.22, б). Они обеспечи

вают жесткость фундамента при действии горизонтальной силы. Сваи, забитые в двух направлениях, рассчитывают путем разложения равнодействующей на эти два направления.

При действии горизонтальной составляющей на свайный фундамент с высоким свайным ростверком сваи с ростверком рассчитывают как рамную конструкцию с учетом упругой заделки свай в грунте.

Иногда на вертикальные сваи кроме горизонтальной составляющей действует момент, отражающийся на горизонтальном смещении головы сваи. Воздействие момента на сваю учитывают расчетом по деформациям, изложенным в приложении СНиП 11-17-77.

Определение осадки свайных фудаментов. Давление, передаваемое сваей трения на грунт основания, вызывает в нем развитие напряжений. Под действием возникших напряжений грунты основания будут, как сказано ранее, испытывать деформации пластические, уплотнения

и упругие (см. рис. 9.19). Деформации уплотнения грунта (в зоне уплотнения) и упругие деформации за пределами этой зоны ниже плоёко- сти, проходящей через нижние концы свай, развиваются аналогично деформации грунтов под фундаментами на естественном основании.1 Вследствие этого при расчете осадки свайных фундаментов рассматривают условный фундамент. При этом принимают, что давление по подошве условного фундамента распределено равномерно. В случае сравнительно частого расположения свай это'приблизительно соответствует действительности, начиная с глубины, равной одному-полуторам размеров поперечного сечения используемых свай. Кроме того, этому способствует наличие ниже плоскости, проходящей через нижние концы свай, уплотненной зоны грунта, которая образуется при погружении свай забивкой, вдавливанием и в некоторых случаях вибрированием.

Когда сваи изготовлены в грунте или погружены ввинчиванием, под их нижними концами нет уплотненного грунта, поэтому некоторое значение могут иметь осадки свай, связанные с пластическими деформациями--выпиранием грунта из-под них в стороны. Этим и объясняется принятие существенно меньшего сопротивления грунта под нижними концами свай. Поскольку и под сваями такого вида напряженные зоны сливаются на некотброй глубине, их осадку определяют, исходя из осадки условного фундамента. В связи с этим задача сводится к определению средней интенсивности давления, передаваемого на грунт в плоскости нижних концов свай, и площади, через которую это давление передается на основание. Разные авторы по этому вопросу дают различные рекомендации.

СНиП 11-17-77 рекомендуют для определения размеров условного фундамента, заменяющего свайный, проводить наклонные плоскости под углом фпср/4 от точки пересечения наружной грани свай с подошвой ростверка (рис. 9.23,а). Здесь фпСр — средневзвешенное расчетное (по

Рис. 9.23. Схемы условных фундаментов для расчета осадкиРис. 9.23. Схемы условных фундаментов для расчета осадки

Рис. 9.23. Схемы условных фундаментов для расчета осадки

Рис. 9.23. Схемы условных фундаментов для расчета осадки

деформациям) значение угла внутреннего трения толщи грунтов в пределах длины сваи.

Найдя размеры подошвы АВ условного фундамента ABCD, включающего в себя грунт, сваи и ростверк, и глубину его заложения Аф, определяют среднюю интенсивность давления по подошве фундамента

(9.23)(9.23)в =^pocll + ^грП

(9.23)

(9.23)

РсрНт:i

и-$С 1ус

где Мон — расчетная вертикальная нагрузка по обрезу фундамента; NCBn, ^рмн,

NtPn— вес свай, ростверка и грунта в пределах объема условного фундамента ABCD; b^a, ZyC — ширина и длина подошвы условного фундамента.

Значение р^ц не должно превышать расчетного давления на грунт, определяемого по формуле (7.11), т. е. должно быть удовлетворено условие (7.10). Эта проверка является часто формальной. Если в каких- либо особых случаях окажется, что условие (7.10) не соблюдено, целесообразно раздвинуть сваи, не меняя их числа в фундаменте. Раздвижка свай в Плане приведет к увеличению размеров подошвы условного фундамента Ьус и /ус и, следовательно, к уменьшению давления рСрц. Удовлетворения условия (7.10) можно добиться и увеличением длины свай.

Дополнительное давление рд, под действием которого уплотняются грунты основания, определяют по формуле (5.2). При этом удельный вес грунта у принимают как средневзвешенное значение в пределах глубины йф. Зная р^ одним из методов расчета осадок, изложенных в гл. 5, находят величину конечной осадки.

При применении наклонных свай размеры подошвы условного фундамента устанавливают, исходя из положения нижних концов свай, указанного на рис. 9.23,6.

При высоком свайном ростверке или возникновении отрицательного трения в пределах длины свай размеры подошвы условного фундамента определяют путем проведения наклонных плоскостей под углом Фсри/4 с отметки, ниже которой по боковой поверхности свай развивается трение, поддерживающее их (рис. 9.23,в).

Рассмотренный простой метод определения размеров подошвы условного фундамента приемлем при небольшой длине свай (5—6 м). Если длина свай превышает 12 м, этот метод приводит к большим ошибкам. Так, при длине свай около 30 м проведением плоскостей под углом ,фсрп/4 получают столь значительные размеры подошвы условного фундамента, что величина рсрп может оказаться меньше 0,2 природного давления (0,2уйф). В таком случае, казалось бы, не должно происходить уплотнения грунтов, однако, как свидетельствуют наблюдения, проведенные С. Н. Сотниковым, осадки таких свайных фундаментов, имеющих в основании моренные суглинки с модулем деформации 10— 15 МПа, могут достигать 8—10 см.

Учет рассеяния напряжений в пределах длины свай. Рассмотрим распределение вертикального давления в плоскости, проходящей через нижние концы свай.. При известном значении удельного трения по боковой поверхности свай, используя решение Д. Пати (1963 г.), .полученное исходя из задачи Р. Миндлина, можно найти вертикальное давление ргбк, действующее в плоскости, проходящей через нижние концы свай (рис. 9.24). При удалении рассматриваемой точки от боковой поверхности сваи значения ргбк быстро уменьшаются и на некотором расстоянии становятся такими, при которых не будет происходить уплотнения грунтов, а будут развиваться лишь упругие деформации. Эти деформации во много раз меньше деформаций уплотнений. По этой причине, в частности, при расчете осадок обычных фундаментов сжимаемая толща ограничивается, как правило, глубиной, на цоторой дополнительное давление не превышает 0,2 природного или не превосходит структурной прочности ретр (см. гл. 2 и 5). 1

Исходя из этих положений можно принять, что если давление ргбк<Рстр, то оно практически не уплотняет грунта. Следовательно, ту часть давления, которая передается боковой поверхностью свай на грунт и в-ызьшаст давление в плоскости нижних концов свай: р^к, меньшее ре^, можно считать рассеявшейся в массиве грунта в пределах длины

сваи. В результате рассеяния напряжений при длинных сваях значительная часть нагрузки, которая передана на грунт боковой ipmepx- ностью сваи, не вызывает деформаций уплотнения грунтов ниже цэюе: кости, проходящей через нижние концы свай. По этой причине в passel\ надо принимать лишь заштрихованную часть эпюры (см, рис. 9.24), в

Рис. 9.24. Расчетная схема для определения вертикальных давлений в плоскости нижнего конца сваи с учетом рассеяния напряжений в пределах длины сваи

Поскольку в момент осадки сваи сопротивление сдвигу боковой , ее поверхности по грунту развивается в полной мере, максимальное усилие, передаваемое боковой поверхностью сваи, будет.

P^-uSm^L.(9.24)х

Обозначения см. в экспликации к формуле (9.4).

Усилие, передаваемое нижним концов (острием) сваи на грунт, найдем по разности' ■■. -'

где Нц — расчетная нагрузка, передаваемая на сваю [определяется по выражению (9.19) от действия расчетных нагрузок при расчете по деформациям].

Для определения дополнительного усилия Рд.бк, которое в результате сопротивления сдвигу боковой поверхности сваи по грунту будет деформировать грунт ниже плоскости, проходящей через ее нижний ко- нец, надо найти объем тела вращения эпюры р2бК в пределах от гс ДО гр (см. рис. 9.24). С этой целью выразим р^ по,Д. Пати:

PlpK^^fe*,(^-Мк

где а — коэффициент напряжения* зависящий от отношения радиуса г к црнвед$анр1(у радиусу сваи г с (см. табл. 9.7);' в случае квадратных свай гс определяет по Формуле гс = и/2л; fo—расчетное сопротивление сдвигу боковой поверхности сваи цр грунту в пределах 1—2 м у нижнего ее конца.

Величину а Ф. К. Лапшин рекомендует находить исходя из аппроксимации

а^.из^/гаГ1-237..(9.26)

При известном значении рстр, используя это выражение а, найдем расчетный радиус эпюры загружения

Зная гр, можно вычислить дополнительное усилие Рд.бк, передаваемое через боковую поверхность сваи на грунты, залегающие ниже плоскости, проходящей через нижние концы свай. Под действием этого усилия будут уплотняться грунты основания

Рд.бк = 50,46 [(0,31 4- 'сДр) (гсЛрГ0,763 — 1,31 ] f0 г^.(9.28)

Это выражение можно представить так:

?д.бк=Л^4<9-28')

где Ат — функция отношения гс/гр;

rjr^. . .11,522,533,544,55

Аг01,53,14,66,17,79,210,812,4

При известном значении Рд.бК найдем усилие, которое рассеивается в массиве грунта в пределах всей длины сваи

^асо = РТГ, Ч - Р№-Р- 29)

(9.30)(9.30)Суммарное усилие, вызывающее уплотнение грунтов ниже плоскости, проходящей через нижний конец одиночной сваи, будет

(9.30)

(9.30)

Р — м рупл II расе*

И ^св11 4" ^росП 4" ^грПИ ^св11 4" ^росП 4" ^грП(9.31)(9.31)р упл рсрП —р упл рсрП —Рис. 9.25. План подошвы условного фундаментаРис. 9.25. План подошвы условного фундаментаТеперь с некоторым приближением можно принять, что среднее давление по подошве условного фундамента цилиндрической формы при одиночной свае будет

И ^св11 4" ^росП 4" ^грП

И ^св11 4" ^росП 4" ^грП

(9.31)

(9.31)

р упл рсрП —

р упл рсрП —

Рис. 9.25. План подошвы условного фундамента

Рис. 9.25. План подошвы условного фундамента

ЛГР

Обозначения см. в экспликации к формуле (9.23).

Зная рсрц и размеры условного фундамента (диаметр 2гр), находят осадку одним из методов, изложенных в гл. 5.

Для свайных кустов с расстоянием между осями рядов свай 3—4d (где d— диаметр круглых свай или размер поперечного сечения квадратных свай) размеры прямоугольного условного фундамента в плане определяют в соответствии со схемой, показанной на рис. 9.25, и формулой (9.27). Для та

кого фундамента можно принять, что боковыми поверхностями угловых свай рассеивается часть усилия, равная 0,5 Ррасс, а свай крайних рядов (кроме угловых) —0,25РраСс. В таком случае нагрузка от условного фундамента (свайного куста) будет

Wynil=#„n-(0.25nKp + 2)Ppico + A^ N^-^F^, (9.32) где nRp — число свай в крайних рядах (без угловых); у — удельный вес грунта в пределах глубины йф; /1ф, Fye — глубина заложения и площадь подошвы условного фундамента.

Отсюда найдем среднюю интенсивность дополнительного давления по подошве условного фундамента с учетом рассеяния напряжений в массиве грунта в пределах длины свай

Рд^иН^с- (^^

Далее любым методом (см. гл. 5) можно рассчитать осадку свайного фундамента.

Учет рассеяния напряжения в массиве грунта в пределах длины свай особенно важен при большой их длине и небольшом числе свай в редко расположенных свайных фундаментах.

При близком размещении свайных фундаментов друг к другу при расчете осадок необходимо учитывать взаимное влияние загружения соседних фундаментов. В этом случае рассеяние напряжений происходит только от свай, размещаемых по периметру сооружения. Это может приводить к развитию неравномерных осадок около торцов относительно длинных зданий.

Рассеяние напряжений в массиве грунта в пределах длины свай подтверждается данными наблюдений за распределением давления между сваями в кусте. Многими исследователями, в том числе А. А. Бартоломеем и Н. М. Дорошкевич, установлено, что наибольшую нагрузку воспринимают узловые сваи, несколько меньшую — сваи, расположенные по периметру свайного фундамента (без угловых), и наименьшую— сваи внутри куста. В то же время более свободное развитие пластических деформаций под крайними и тем более угловыми сваями должно бы привести к обратной картине распределения нагрузки.

Кроме большего рассеяния напряжений в пределах длины угловых и крайних свай, неравномерному распределению нагрузки между сваями, по-видимому, способствует большая интенсивность напряжений в грунте основания по вертикали, проходящей через центр тяжести подошвы свайного фундамента, по сравнению с напряжениями по вертикалям, соответствующим крайним рядам свай.

Глава 10

ИСКУССТВЕННО УЛУЧШЕННЫЕ ОСНОВАНИЯ

(МЕТОДЫ УЛУЧШЕНИЯ РАБОТЫ И СВОЙСТВ ГРУНТОВ В ОСНОВАНИИ)

ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ

Согласно постановлениям партии и правительства, для строительства предприятий и жилых объектов следует использовать территории, непригодные для сельского хозяйства (заболоченные, овражистые и др.). Площадки на таких территориях сложены, как правило, слабыми грунтами, которые могут обусловливать развитие недопустимых неравномерностей осадки фундаментов, а в некоторых случаях потерю устойчивости грунтов основания. В таких случаях наряду с применением свайных фундаментов иногда целесообразно искусственно улучшать работу и свойства грунтов в основании. Работу грунтов в основании улучшают конструктивными методами, а свойства грунтов — их уплотнением и закреплением.

। К конструктивным методам улучшения работы грунтов в основании относятся устройство грунтовых подушек, применение шпунтового ограждения, создание боковых пригрузок, армирование грунта.

Для уплотнения грунтов применяют следующие методы: поверхностное уплотнение, глубинное виброуплотнение, использование камуфлет- ных взрывов, устройство грунтовых (из местного грунта) и песчаных свай,1 уплотнение статической нагрузкой с помощью вертикальных дрен и уплотнение водопонижением, в том числе с использованием электроосмоса.

14—435

Из методов закрепления грунтов широко известны следующие: цементация, химические и электрохимические способы, с^олизация, термический метод, битумизация и глинизация. После закрепления грунты иногда превращаются в сравнительно прочную полуск^льную породу.

Выбор метода улучшения работы и свойств грунтов в основании в значительной степени зависит от характера напластования и свойств грунтов, интенсивности передаваемых нагрузок, особенностей сооружения и возможностей строительной организации.

КОНСТРУКТИВНЫЕ МЕТОДЫ УЛУЧШЕНИЯ РАБОТЫ ГРУНТОВ В ОСНОВАНИИ

Устройство грунтовых подушек. В гл. 4 было установлено, что при действии на грунт внешней местной равномерно распределенной нагрузки наибольшие нормальные напряжения возникают в нем непосредственно под местом ее приложения. С глубиной и в стороны от площади загружения напряжения быстро уменьшаются вследствие рассеяния в окружающем грунте. В гл. 6 было показано, что зоны сдвигов возникают под краями фундаментов и затем развиваются в глубину и частично в стороны. Если в пределах области возможных значительных уплотнений и зон сдвигов заменить слабый грунт на малоежрмаемый с относительно высоким сопротивлением сдвигу, можно: существенно улучшить работу грунтов в основании. Примером такого решения является устройство под фундаментами песчаных или из ийого материала (гравия, щебня, шлака, отходов различных производств) ■ подушек (рис. 10.1). К материалу подушек предъявляют следующие требования: удо- боукладываемость с заданной плотностью, малая сжимаемость, относительно высокое сопротивление сдвигу, устойчивость eto скелета при движении грунтовых вод.

Толщину подушки hH принимают исходя из давления^ которое можно передать на подстилающие ее грунты. Расчетное давление на эти грунты устанавливают как на подстилающий слой слабого грунта (см. п. 5 § 30). Размеры подушки в плане зависят от сопротивляемости горизонтальному давлению грунта, расположенного по сторонам от нее. Эта сопротивляемость должна исключить возможность деформации подушки в стороны. Для определения размеров подушки задаются распределением давления в ней под углом а, равным обычно 30—45° (см. рис. 10.1,а). Тогда

Вп = 6 + 2йп tg а. (10.1)

Более экономичное решение можно получить при проектировании песчаной подушки исходя из условия устойчивости приемы ACD (см. рис. 10.1,6)—случай 1 или AGED (см. рис. 10.1, в)—Случай 2. При расчете учитывают трение по поверхности скольжения ДВ, зависящее от угла внутреннего трения песка фп, и активное давление слабого грунта на вертикальную грань песчаной подушки, равное гидростатическому давлению от собственного веса грунта. В случае 2 учитывают, кроме того, трение песчаной подушки о подстилающий грунт на участке а. Обычно ограничиваются расчетом по случаю 1. Тогда, задавшись размерами песчаной подушки и вероятной поверхностью скольжения АВ, последовательным приближением находят наименьшее давление рн, соответствующее условиям предельного равновесия:

(10-9(10-9п 26 ^btgd^i МО тп 26 ^btgd^i МО тПИПИУ — b + d.У — b + d.Остальные обозначения даны на рис. ЮЛ.Остальные обозначения даны на рис. ЮЛ.

(10-9

(10-9

п 26 ^btgd^i МО т

п 26 ^btgd^i МО т

ПИ

ПИ

У — b + d.

У — b + d.

Остальные обозначения даны на рис. ЮЛ.

Остальные обозначения даны на рис. ЮЛ.

где у и уп — удельный вес заменяемого грунта й материала подущки;'фя — расчетное значение угла внутреннего тренм песка;

Среднее давление по подошве фундамента площадью F от расчетных нагрузок по первой группе предельных состояний (но ^УШ# °Я°* собност») N., равное pCp=N/F, должно удовлетворять условию

Рср < Рн/^н»(W»^)

где ^ — коэффициент надежности, обычно принимаемый ранным 1,1—1ЯУ'"'

Песбк в подушке должен быть уплбтпен, так как если он будет цазю- дитъся в рыхлом или близком к рыхдому состоянии, возможна "его осаД* ка в результате различных динамических воздействий (движения Транспорта и т.п.), а также замачивания. По этой причине не допускается укладка в подушку смерзшегося песка, не поддающегося уплотнению* Можно сделать подушку в виде слоя песка, намытого рефулирова- нием. При этом важно, иметь в основании отдельного сооружения Н^ воз-можности однородный по сжимаемости намытый песок.

При большой стоимости песка для устройства подушек иногда, используют местные грунты, поддающиеся уплотнений. Выше уроваяг

грунтовых вод можно применять супеси, суглинки и даже глины. Эти грунты укладывают в подушку при оптимальной влажности с тщательным контролем за однородностью их состава и степенью их уплотнения.

Шпунтовые ограждения, боковые пригрузки и армирование грунта. Для исключения выпора грунта из-под фундамента в стороны иногда применяют шпунтовое ограждение основания (рис. 10.2,а). В таком

7777777777^7777777з7777777777^7777777зРис. 10.2. Укрепление основания, сложенного слабыми грунтамиРис. 10.2. Укрепление основания, сложенного слабыми грунтами

7777777777^7777777з

7777777777^7777777з

Рис. 10.2. Укрепление основания, сложенного слабыми грунтами

Рис. 10.2. Укрепление основания, сложенного слабыми грунтами

случае через толщу слабых грунтов 4 в относительно плотный грунт 3 забивают шпунт 2 с заделкой его в фундаментную плиту /, под которой устраивают дренирующую песчаную подсыпку 5. Такое решение возможно под сооружениями, допускающими значительную осадку.

С целью исключения выпора слабого грунта из-под малочувствительного к неравномерным осадкам сооружения на поверхность грунта в пределах возможной призмы выпирания иногда укладывают пригрузку. К такому решению чаще всего прибегают при устройстве насыпей 6 (рис. 10.2,6). Используя такие пригрузки 7, устраиваемые путем отсыпки грунта, можно достигнуть существенного повышения устойчивости основания.

Этого же можно достигнуть армированием нижних слоев насыпи стальными стержнями или укладкой на основание технической негниющей ткани. Армированием грунта можно резко увеличить устойчивость подпорных стенок. Для этого по мере обратной засыпки грунта в него укладывают арматуру, идущую от стенок за пределы призмы обрушения. При песчаных грунтах можно армировать и основание. Арматура должна выходить за пределы возникающих по сторонам от фундамента призм выпирания грунта. Металлическую арматуру тщательно изолируют для исключения коррозии.

УПЛОТНЕНИЕ ГРУНТОВ

Поверхностное уплотнение грунтов. Производя удары трамбовкой по дну котлована, можно уплотнить грунты некоторых видов и тем самым существенно улучшить их качество. К таким грунтам относятся ненасыщенные водой глинистые грунты (с коэффициентом водонасы- щенности — по СНиП степенью влажности — менее 0,7) и независимо от степени насыщения водой крупнообломочные и песчаные грунты. Уплотняется слой грунта ограниченной толщины, которая зависит от интенсивности воздействия применяемой трамбовки или катка и свойств грунта. В табл. 10.1 приведены ориентировочные данные о возможной толщине уплотняемого слоя.

Грунты уплотняют до плотности сложения, при которой они обладают деформативностью не выше заданной и требуемой прочностью. Уп-

ТАБЛИЦА 10.1. ГЛУБИНА УПЛОТНЕНИЯ ГРУНТА НИЖЕ ДНА КОТЛОВАНА

Уплотняющие машины

Толщжва уплотняемого слоя, м

Пневматические трамбовки . .

0,1—0,2

Катки-"

0,1-0,25

гладкие

кулачковые .

0,2-0,35

Виброкатки -

0,4—1,2

Катки с падающими грузами массой 0,8—1,7 т■. .

1,0—1,5

Виброплиты , . •

0,2-0,6

Молот двойного действия массой 2,2 т на металлической плите

1,2-1,4

(поддоне).

Тяжелые трамбовки массой, т:

1,5—2,0

2-3 • . .

4,5-5 -

2,5-М

10 -

5,5—6,0

лотнение грунта достигается многократной проходкой катков (обычно 6—8 раз) или ударами трамбовки до 8 раз по одному месту.

В Швеции применяли сверхтяжелые трамбовки массой 40 т, свободно падающие с высоты 40 м. Это позволило уплотнить щебеночно-каменную йасынь на глубину до 40 м.

Режим уплотнения устанавливают экспериментально. При этом определяют оптимальные влажность и плотность (см. п. 6 § 2).. Уплотнение производят до определенной плотности сложения, выражаемой коэффициентом уплотнения, равным отношению плотности скелета уплотненного грунта к оптимальной плотности грунта рск/рск.опт, или плотностью скелета грунта рск.

Понижение дна котлована при трамбовании тяжелыми трамбовкэ- ми приближенно определяют по формуле

., Рск.п + Рск.Т — 2рск ,

А» — ~ 1 йуп) ро.5)

2Ps

где рск.п — плотность (объемная масса) скелета грунта ниже дна котлована после уплотнения; рСк.т— требуемая по проекту плотность скелета грунта на нижней грайЙ- це уплотненного слоя; рСк — плотность скелета грунта природного сложения; р,^—плотность твердых частиц грунта; Луп — толщина уплотненного слоя.

Поскольку дно котлована при поверхностном уплотнении грунта понижается на величину ДЛ, отметку дна котлована при его отрывке при- нимают выше на указанную величину.

Грунты с влажностью меньше оптимальной перед уплотнением До- увлажняют путем подачи воды в открытый котлован. Массу необходимой для доувлажнения грунтов воды Q определяют по формуле

Q = Рек (^ОПТ—' (10.6)

где 1Гопт — оптимальная влажность грунта; W — природная влажность грунта; F — площадь замачиваемого дна котлована.

Через 12—24 ч после проникания всей воды в грунт начинают трамбование. При интенсивной испаряемости воды с поверхности грунта в котловане значение Q целесообразно несколько увеличивать. Ход уплотнения контролируют зондированием.

Глубинное уплотнение песков динамическими воздействиями. Для уплотнения насыщенных водой песчаных грунтов применяют глубинное вибрирование. Виброуплотнение песков можно производить двумя способами: погружением вибратора (вибробулавы) в песок (рис. 10,3, а) аналогично погружению вибробулавы в бетонную смесь или

погружением в грунт стержня с прикрепленным к его голове вибропогружателем (рис. 10.3,6). В том и в другом случае колебательные движения передаются песку, который сначала частично рли полностью разжижается, а затем постепенно уплотняется. При определенных условиях можно достигнуть плотного состояния песка. Если песок находится в не насыщенном водой состоянии, к месту вибрирования подают воду или применяют гидровибраторы (виброфлотаторы). ,

Вибробулавы обычно применяют для уплотнения слой песка толщиной от 1 до 10 м и сравнительно реже толщиной до 20 м. В целях уско-

Рис. 10.3. Уплотнение насыщенных водой пескрв вибрированием

/ — граница уплотнения; 2 — трос; 3 — вибратор; 4—вибропогружатель; 5 — стержень из трубы; 6 — приваренные планки

рения работ по уплотнению используют куст вибраторов, укрепляемых на специальной раме, погружая и извлекая его из грунта с помощью крана.

При необходимости уплотнения слоя песка толщиной 5—20 м можно применять вибропогружатель, который крепится к трубчатому стержню. Для увеличения уплотняемого объема грунта к стержню прива- ^рцвают поперечные планки (см. рис. 10.3,6)

Вибрацией хорошо уплотняются все пески, кроме пылеватых. Для их уплотнения применяют, например в Ленинграде, камуфлетные взрывы по методике, разработанной П. Л. Ивановым*. На Месте намеченного уплотнения в грунт на расчетную глубину погружают заряды взрывчатого вещества и производят камуфлетный взрыв. Оседание поверхности грунта после взрыва свидетельствует об уплотнении песка. Для достижения необходимой плотности рыхлых песков, намытых в воду слоем толщиной до 5 м, производят последовательно три взрыва в одном месте.

Взрывами уплотняют также толщи просадочных лерсовых грунтов по методике, предложенной М. И. Литвиновым . Для этого грунты

*‘ Иванов П. Л. Уплотнение несвязных грунтов взрывами. Л., СтройиЗдат, 1967.

предварительно замачивают через фильтрующие или совмещенные скважины. Затем в екважииц устанавливают заряды в трубках и производят ряд взрывов, следующих один за другим через несколько ее* куид: Уплотненный таким образом лессовый грунт теряет просадочные свойства и может быть использован в качестве естественного основания достаточно тяжелых сооружений. Не получает должного уплотнения лишь верхний слой -толщиной 2—3 м, который может быт# уплотнен в дальнейшем, например, тяжелыми тра.мбовкамц или ЦОДВПДПЫМИ взрывами. Для ограничения зоны деформации лесса по периметру замачиваемого объема грунта откапывают контурные траншеи глубиной 4—6 м или устраивают водозащитные экраны; На рис. 10.4 схематично

66

6

6

Рис. ДО-4. Разрез по зоне грунта, уплотненного предварительным зрмачива- нием а глубинными взрывами

/ — граница уплотняемой зоны; 2 — неуп^отнярмцй гдунт; 3— коцтуриая транше?; 4 — поверхность уплотняемого грунта; Л — совмещенные скважины; 6 — (епросадочжнй грунт

показан разрез по зоне грунта, уплотненного предварительным замачиванием и глубинными взрывами.

Динамического воздействия на пески для их уплотнения можно достигнуть с помощью электрогидродинами’Щскрго эффекта. Для этого В z водонасыщенный грунт опускают два электрода-разрядника и подают на них постоянный электрический ток высокого напряжении. Происходит высоковольтный разряд в водной среде, сопровождающийся динамическим воздействием на окружающую среду. Этот метод пока не нашел широкого применения.>'

Известны и другие методы воздействия пульсирующей нагрузки на рыхлые пески.

Устройство грунтовых (из местного грунта) ц песчаных Ср£й. Толщи песков, содержащих органические вещества - или заторфованных, и лессов можно уплотнять с помощью песчаных или грунтовых свай. При погружении свай забивкой или вибрированием вокруг происходит уплотнение таких грунтов без выпора. Этим можно воспользоваться и произвести уплотнение слабого грунта до требуемой плотности.

Уплотнение насыщенных водой песков, содержащих органические

Рис. 10.5. Конструкция раскрывающегося башмакаРис. 10.5. Конструкция раскрывающегося башмакавещества или заторфованных, производят песчаными сваями. Для их изготовления в грунт погружают инвентарную трубу с раскрывающимся (рис. 10.5) или теряемым башмаком. Инвентарную трубу погружают забивкой или вибрированием (рис. 10.6,а). Затем в трубу укладывают порциями песок, трамбуют его и одновременно извлекают инвентарную трубу (рис. 10.6,6). Этот процесс продолжают до полного заполнения скважины песком (рис. 10.6, в).

Рис. 10.5. Конструкция раскрывающегося башмака

Рис. 10.5. Конструкция раскрывающегося башмака

В просадочные лессовые грунты, способные держать вертикальные стенки без обсадной трубы, забивают инвентарный сердечник. В процессе забивки грунт вокруг сердечника уплотняется. Затем сердечник извлекают, а в образовавшуюся скважину укладывают порциями с тщательной трамбовкой, как правило, местный грунт при оптимальной влажности. Это приводит к дополнительному уплотнению грунта вокруг скважин. Иногда полость для грунтовой сваи образуют путем взрыва гирлянды зарядов взрывчатого вещества, опущенной в скважину малого диаметра, шахматном порядке в вершинах равносторонних

— инвентарная труба; 2 — раскрывающиеся створки;— шарнир; 4 — теряемое кольцо— инвентарная труба; 2 — раскрывающиеся створки;— шарнир; 4 — теряемое кольцоСваи оазмешают вСваи оазмешают вQ=e»-^n =Рсмп-рс2| (ю7) 1 4* ^0 Рск.упгде е0, рек — коэффициент пористости и плотность (объемная масса) скелета грунта природного сложения; еуп, рск.уп —■ требуемые по проекту средние значения коэффициента пористости и плотности скелета грунта после уплотнения.Q=e»-^n =Рсмп-рс2| (ю7) 1 4* ^0 Рск.упгде е0, рек — коэффициент пористости и плотность (объемная масса) скелета грунта природного сложения; еуп, рск.уп —■ требуемые по проекту средние значения коэффициента пористости и плотности скелета грунта после уплотнения.Рис. 10.6. Последовательность изготовления песчаных свай (а — в) и размещение их в плане (г)Рис. 10.6. Последовательность изготовления песчаных свай (а — в) и размещение их в плане (г)1 — свая; 2 — зона уплотнения1 — свая; 2 — зона уплотнениятреугольников (рис. 10.6,г). Отношение й площади сечения свай к площади уплотняемого основания определяют по формуле

— инвентарная труба; 2 — раскрывающиеся створки;

— шарнир; 4 — теряемое кольцо

— инвентарная труба; 2 — раскрывающиеся створки;

— шарнир; 4 — теряемое кольцо

Сваи оазмешают в

Сваи оазмешают в

Q=e»-^n =Рсмп-рс2| (ю7) 1 4* ^0 Рск.уп

где е0, рек — коэффициент пористости и плотность (объемная масса) скелета грунта природного сложения; еуп, рск.уп —■ требуемые по проекту средние значения коэффициента пористости и плотности скелета грунта после уплотнения.

Q=e»-^n =Рсмп-рс2| (ю7) 1 4* ^0 Рск.уп

где е0, рек — коэффициент пористости и плотность (объемная масса) скелета грунта природного сложения; еуп, рск.уп —■ требуемые по проекту средние значения коэффициента пористости и плотности скелета грунта после уплотнения.

Рис. 10.6. Последовательность изготовления песчаных свай (а — в) и размещение их в плане (г)

Рис. 10.6. Последовательность изготовления песчаных свай (а — в) и размещение их в плане (г)

1 — свая; 2 — зона уплотнения

1 — свая; 2 — зона уплотнения

В таком случае число свай под фундаментом п = ЙР^п1Рсв,(10.8)

где Гун — площадь уплотняемого основания с учетом зоны, располагающейся за контуром фундамента; ГСв — площадь поперечного сечения свай.

Расстояние между осями свай находят по выражению

L = 0,95d/pyn/(Pyn-P), (10.9) где d — диаметр сваи; руп—средняя плотность грунта после уплотнения; р —плотность грунта природного сложения.

Для достижения уплотненного состояния грунта приходится размещать грунтовые сваи на расстоянии двух-трех диаметров.

Сильно заторфованные, насыщенные водой пески уплотнить песчаными сваями не удается, так как заторфованные прослойки медленно отдают воду. Иногда для уплотнения заторфованных и слабых насыщенных водой глинистых грунтов применяют известковые сваи. Изготовление их аналогично изготовлению песчаных свай. В обсадную трубу в этом случае засыпают негашеную известь. Гашение извести происходит в скважине вследствие миграции воды из окружающего грунта к свае, что способствует уплотнению слабого заторфованного или глинистого грунта. В процессе гашения известь увеличивается в объеме и давит на окружающий грунт.

Уплотнение грунтов поверхностным трамбованием, вибрированием и грунтовыми сваями производят не только непосредственно под подошвой фундаментов, но и на участках, прилегающих к зоне наибольшего давления. Обычно ширина полосы вокруг контура подошвы, в пределах которой уплотняют грунт, равна 0,2 Ь, где b — ширина подошвы фундамента. Иногда приходится проверять устойчивость укрепленного массива грунта аналогично тому, как это делается для песчаных подушек.

Уплотнение грунта статической нагрузкой. Рассмотренными выше способами невозможно уплотнить слабые, насыщенные водой глинистые грунты (илы, очень пористые глины и суглинки, находящиеся в текучем и текучепластичном состоянии) и торфы, так как они обладают малой водопроницаемостью, а их уплотнение связано с выдавливанием воды из пор грунта. Для уплотнения таких грунтов используют статическую нагрузку в виде насыпи. При этом для ускорения процесса уплотнения устраивают вертикальные дрены (рис. 10.7, а) .

уплотнения слабого грунта статической нагрузкой

/ — слабый грунт; 2— пластовый дренаж;

3 — нагрузка в виде насыпи; 4 — вертикальные дрены (стрелками указано направление отжатия воды из грунта); 5 — плотный грунт; 6 — бумажный кожух; 7— пластмассовая лента (поперечное сечение)

Давление по подошве насыпи должно быть несколько большим давления от проектируемого сооружения в пределах площади застройки. Обычно насыпь отсыпают послойно, так как выполнение ее сразу на необходимую высоту может привести к потере устойчивости слабых грунтов в ее основании.

Вертикальные дрены делают песчаными, из специального пористого картона или из пластмассовой ленты в бумажном кожухе (рис. 10.7,6). Песчаные дрены изготовляют аналогично песчаным сваям, но располагают их значительно реже —обычно через 2—4 м, Картонные и пласт-

массовые дрены делают в виде непрерывной ленты. Эту денту пропускают через металлический кожух. Внизу кожуха ленту закрепляют. Затем металлический кожух с лентой вдавливают в грунт специальным агрегатом до глубины, подлежащей дренированию. После этого кожух извлекают, а ленту, образующую дрену, оставляют в грунте. Над поверхностью грунта ленту обрезают и засыпают песком, образующим пластовый дренаж.

Уплотнение грунта водопонижением. Слабые глинистые грунты, которые способны отдавать воду из пор (илы, ленточные глины, затор- фованные супеси и др.), можно уплотнить, понижая уровень грунтовых вод, например, путем откачки воды из скважин-фильтров. Понижение уровня грунтовых вод приводит к снятию выталкивающего давления воды, что вызывает в скелете грунта значительное повышение напряжений, действие которых на грунт будет аналогичным действию внешней нагрузки. Отжимаемая в процессе уплотнения вода откачивается из скважин-фильтров.

При пологой депрессионной кривой у скважин-фильтров уровень грунтовых вод понижается на большой площади, выходящей далеко за пределы намечаемой территории застройки, что может привести к нежелательной осадке существующих зданий или подземных коммуникаций. Для исключения этого уплотняемый участок можно оградить шпунтом или осуществить подачу воды в грунт около объектов, осадка которых недопустима.

Слабо фильтрующие глинистые грунты во многих случаях не отдают воду. Тогда для их уплотнения прибегают к использованию электроосмоса. Для этого в грунт погружают электроды и пропускают через них постоянный электрический ток. По мере прохождения тока поровая вода концентрируется у катода. Катод делается в виде иглофильтра, пред-

Рис. 10.8. Схема осушения грунтов с использованием электроосмоса

1—иглофильтры — катоды; 2 — металлические стержни — аноды; 3— коллектор: 4 — электрические провода; 5 — депрессионная кривая

ставляющего собой трубу диаметром 40—50 мм, имеющую внизу перфорированную часть и сетку (рис. 10.8). Из группы иглофильтров вода откачивается вихревыми насосами. Таким образом, глинистый грунт уплотняется как вследствие понижения уровня грунтовых вод и увеличения напряжений в скелете грунта, так и благодаря уменьшению влажности грунта в результате движения поровой воды к катодам.

При использовании электроосмоса грунт уплотняется достаточно быстро и только в пределах необходимой площади. Кроме того, увеличивается прочность этого грунта, т, е. он закрепляется, что улучшает его строительные качества,

ЗАКРЕПЛЕНИЕ ГРУНТОВ

Общие положения. Если при уплотнении грунтов происходит главным образом сближение частиц (их более плотная укладка), то при закреплении твердые частицы, как правило, не меняют своего положения. Однако между ними устанавливаются прочные, обусловленные вяжущим веществом, связи, которые в значительной степени увеличивают прочность грунта и уменьшают его сжимаемость. В отдельных случаях грунт превращается в полускальную породу.

Закреплению поддаются грунты, относительно хорошо фильтрующие воду или газопроницаемые, так как этот процесс связан с внедрением в их поры растворов или газов. Закрепленные грунты в некоторых случаях можно рассматривать как фундаменты, которые сделаны без отрывки котлована. Хотя такое устройство фундаментов имеет определенные преимущества, однако применяется оно сравнительно редко вследствие высокой стоимости закрепления грунтов. Закрепление грунтов применяют главным образом в тех случаях, когда устройство фундаментов невозможно или связано с затратами значительных средств (например, при усилении основания под существующим фундаментом), либо для уменьшения фильтрации воды около мест ее проникания в подземные помещения.

Цементация. Цементацию (нагнетание цементационного раствора под большим давлением) применяют для закрепления грунтов, обладающих большой водопроницаемостью (трещиноватой скальной породы, гальки, гравия, гравелистого и крупного песка). Закрепление грунтов цементационным раствором, в основном, используют для уменьшения их водопроницаемости, а в некоторых случаях для увеличения их прочности. Наиболее часто для цементации грунтов применяют чистый цементный раствор, т. е. смесь цемента с водой, иногда же в раствор добавляют тонкий песок. Чем мельче поры и тоньше трещины в грунте, тем более жидкий раствор применяют для его закрепления. Обычно на 1 часть цемента принимают 10—50 частей (по массе) воды.

Цементацию применяют также для уменьшения водопроницаемости и повышения прочности материала самого фундамента. С этой целью в бетонной или иной кладке фундамента делают шпуры, в которые устанавливают трубки. Затем через эти трубки подают цементационный раствор под большим давлением. Раствор проникает в поры бетона, в связи с чем его прочность повышается, а водопроницаемость резко снижается.

Цементационный раствор, являясь суспензией, не может проникать в относительно тонкие поры мелких н пылеватых песков. В таких случаях применяют химические растворы.

Силикатизация. Химические растворы (силикаты натрия) легко проникают в поры песков и других грунтов, относительно хорошо фильтрующих воду. В настоящее время в строительной практике применяют два метода силикатизации грунтов: двухрастворный и однорастворный.

Двухрастворный метод силикатизации применяют для закрепления песков крупных и средней крупности, обладающих коэффициентом фильтрации от 80 до 2 м/сут. При закреплении грунта по этому методу в него последовательно нагнетают растворы силиката натрия и хлористого кальция. В результате взаимодействия этих растворов выделяется гель кремниевой кислоты, являющийся вяжущим веществом.

При двухрастворном методе в песок погружают забивкой или вибрированием инъектор — перфорированную трубу длиной 1 м с наконечником (рис. 10,9), Через инъектор в грунт сначала нагнетают раствор

силиката натрия. При толщине массива закрепляемого грунта более 1 м инъектор после подачи раствора в верхний слой погружают еще на 1 м и вновь нагнетают через него в грунт раствор силиката натрия. Такие операции повторяют до тех пор, пока низ инъектора не достигнет глубины, до которой необходимо закрепить грунт. Затем через этот же инъектор в грунт подают раствор хлористого кальция, поднимая инъектор по мере нагнетания раствора каждый раз на 1 м. В результате таких операций закрепляется столб грунта радиусом 30—100 см. Размещая

>ос>ос)О<)О<)О<)О<>ос>осРис. 10.9. Инъектор для закрепления грунтов химическими способамиРис. 10.9. Инъектор для закрепления грунтов химическими способамиI — заостренный наконечник; 2— перфорированная труба: 3 — соединительная муфта; 4 — соединительный тройник; 5—оголовокI — заостренный наконечник; 2— перфорированная труба: 3 — соединительная муфта; 4 — соединительный тройник; 5—оголовокинъекторы в шахматном порядке, закрепляют грунт в пределах необходимого объема (рис. 10.10). Закрепленный грунт похож на песчаник и обладает кубиковой прочностью в пределах 1,5— 3,5 МПа.

>ос

>ос

)О<

)О<

)О<

)О<

>ос

>ос

Рис. 10.9. Инъектор для закрепления грунтов химическими способами

Рис. 10.9. Инъектор для закрепления грунтов химическими способами

I — заостренный наконечник; 2— перфорированная труба: 3 — соединительная муфта; 4 — соединительный тройник; 5—оголовок

I — заостренный наконечник; 2— перфорированная труба: 3 — соединительная муфта; 4 — соединительный тройник; 5—оголовок

Слабо фильтрующие грунты с коэффициентом фильтрации 5—0,3 м/сут (пески мелкие и пылеватые), а также лессовые грунты закрепляют однорастворным методом силикатизации. В пески через инъектор нагнетают сложный раствор, состоящий из силиката натрия и фосфорной кислоты или из силиката натрия, серной кислоты и сернокислого алюминия. Эти вещества медленно вступают в реакцию, поэтому до ее начала раствор можно инъецировать в закрепляемый грунт. Через 28 сут кубиковая прочность песка, закрепленного однорастворным методом силикатизации, достигает 0,4—0,5 МПа.

Лессовые просадочные грунты с коэффициентом фильтрации 0,1—2 м/сут закрепляют путем нагнетания в него одного раствора силиката натрия, так как в лессе, как правило, имеются соли, способные взаимодействовать с силикатом натрия.

Необходимое количество раствора определяют по формуле

7Р = ап¥$ (10.10)

где а — коэффициент, принимаемый при крупных и средней крупности песках равным 0,5 (для каждого раствора), при мелких и пылеватых песках 1,2, при лессах0,8; п—пористость грунта; V — объем закрепляемого грунта.

Для оценки фильтрующей способности грунтов, радиуса распространения нагнетаемого раствора и требуемого количества его производят опытное закрепление грунтов на площадке строительства. При этом контролируют концентрацию раствора и расход его на каждой позиции инъектора.

Электрохимическое закрепление грунтов. Однорастворный метод силикатизации применим только в грунтах с коэффициентом фильтрации более 0,1—0,2 м/сут. Слабые грунты (илы, глины и суглинки, находящиеся в текучем и текучепластичном состоянии), как пра-

Рис. 10.10. Массив грунта, закрепленного при трех за- ходках инъектораРис. 10.10. Массив грунта, закрепленного при трех за- ходках инъектора1 — положение инъектора; 2 — массив закрепленного грунта1 — положение инъектора; 2 — массив закрепленного грунта

Рис. 10.10. Массив грунта, закрепленного при трех за- ходках инъектора

Рис. 10.10. Массив грунта, закрепленного при трех за- ходках инъектора

1 — положение инъектора; 2 — массив закрепленного грунта

1 — положение инъектора; 2 — массив закрепленного грунта

вило, имеют коэффициент фильтрации меньше указанных величин. Что

бы ввести в такие грунты растворы силиката натрия и хлористого кальция, через них пропускают постоянный электрический ток. При пропускании тока в грунтах развивается электроосмос — движение воды, находящейся в порах, от анода к катоду. Используя это явление, через перфорированный анод вводят в грунты химические вещества, в том

числе последовательно раствор силиката натрия и хлористого кальция. Введение этих химических веществ позволяет закрепить грунты с коэффициентом фильтрации от 0,1 до 0,005 м/сут (пылеватые пески, супеси и легкие суглинки).

При малых значениях коэффициента фильтрации (менее 0,01 м/сут) целесообразно для закрепления грунта вводить в него электролиты. В таком случае при прохождении электрического тока через грунт в него внедряются ионы электролита, которые способствует его закреплению. В качестве электролита часто используют раствор хлористого кальция.

Как показывают опыты, закрепление глинистых грунтов с коэффициентом фильтрации менее 0,005 м/сут при пропуске через них постоянного электрического тока возможно и без введения электролитов, особенно при содержании в грунтах солей (например, в илах). В результате электроосмоса уменьшается влажность грунта в анодной зоне, перемещаются ионы, происходят обменные реакции, электролиз и химические процессы, ведущие к образованию необратимых соединений. Все эти явления приводят к улучшению строительных качеств грунта на длительный период времени, т. е. к его закреплению.

Смолизация грунтов. Развитие органической химии привело к получению синтетических смол, способных твердеть при определенных условиях. Растворы таких смол можно нагнетать в поры грунта. После их

твердения грунт превращается в достаточно прочное твердое тело. В качестве вяжу-

щего вещества в настоящее время широко применяют карбамидную смолу с отвердителями.

Карбамидную смолу используют для омоноличивания мелких и пылеватых песков с коэффициентом фильтрации от 0,5 до 5 м/сут, а также для закрепления лессовых грунтов. В качестве отвердителя используют, в частности, раствор соляной кислоты, соединяя с ним раствор карбамидной смолы непосредственно перед инъецированием в грунт. Если в песке содержится от 1 до 3% глинистых частиц, более 1% карбонатов или pH вытяжки превышает 7,6, то в него предварительно нагнетают раствор соляной кислоты 3—5 %-ной концентрации.

Примером применения раствора карбамидной смолы является укрепление пылеватых песков в основании Государственного театра оперы и балета им. С, М, Кирова в. Ленинграде во время его реконструкции. .

В настоящее время известно несколько видов синтетических смол (фенольные, фурановые и др.), которые можно использовать для закрепления грунтов, в том числе получаемых из отходов производства. Для закрепления супесей и суглинков начинают также применять электро- смолизацию.

Термический метод. Термический метод закрепления применяют для устранения просадочности и увеличения прочности и водостойкости лессовых грунтов. Чаще всего его применяют, если в результате замачивания грунтов основания сооружение начинает получать нежелательные неравномерные осадки. Термическому закреплению поддаются также глины и суглинки, если они обладают воздухопроницаемостью.

Сущность термического закрепления заключается в увеличении прочности структурных связей в грунте под влиянием высоких температур. Для обжига грунта в пробуренных скважинах сжигают топливо (Газообразное, жидкое или твердое), в качестве которого обычно используют природный и иные горючие газы, соляровое масло, мазут и др. С целью поддержания процесса горения в скважины подается воздух под давлением от 0,015 до 0,05 МПа.

Подачу воздуха и топлива в скважины регулируют так, чтобы в них поддерживалась температура около 800° С и проникающие в поры грунта горячие газы нагревали бы его до температуры не ниже 300° С. Эффективный обжиг лессового грунта происходит в диапазоне температур от 400 до 800° С. При температуре ниже 300° С устранение просадочных свойств лессов не обеспечивается. При температуре выше 900° С происходит спекание грунта и оплывание стенок скважины, что ухудшает условия проникания горячих газов в грунт.

Для термической обработки грунтов обычно бурят скважины диаметром 200 мм (иногда используют скважины меньшего диаметра). При сжигании топлива в верхней части скважины столб обожженного грунта получает форму усеченного конуса с большим основанием вверху (рис. 10.11). Для увеличения поперечного сечения нижней части столба

Рис. 10.11. Схема установки для термического закрепления груйтов/ — компрессор; 2 — фор- суик4; 3 — насос для подачи топлива; 4 — трубопровод; 5 — емкость с гоплйвом; 6 — закрепленный грунт; 7 — лессовый грунт; 8—непросадочный грунтРис. 10.11. Схема установки для термического закрепления груйтов/ — компрессор; 2 — фор- суик4; 3 — насос для подачи топлива; 4 — трубопровод; 5 — емкость с гоплйвом; 6 — закрепленный грунт; 7 — лессовый грунт; 8—непросадочный грунт

Рис. 10.11. Схема установки для термического закрепления груйтов

/ — компрессор; 2 — фор- суик4; 3 — насос для подачи топлива; 4 — трубопровод; 5 — емкость с гоплйвом; 6 — закрепленный грунт; 7 — лессовый грунт; 8—непросадочный грунт

Рис. 10.11. Схема установки для термического закрепления груйтов

/ — компрессор; 2 — фор- суик4; 3 — насос для подачи топлива; 4 — трубопровод; 5 — емкость с гоплйвом; 6 — закрепленный грунт; 7 — лессовый грунт; 8—непросадочный грунт

обожженного грунта приходится регулировать процесс фйЛьтраций нагретых в скважине газов. С этой целью в скважийу опускают Трубу, тампонируя затрубное пространство отсекателем.

Интересная конструкция отсекателя разработана в НИИСКе в Запорожье (рис. 10.12). Отсекатель состоит из нескольких ножей, расположенных внизу трубы.

Ножи врезаются в стенки скважины при повороте трубы. Топливный fas и воздух в определенной пропорции подаются под давлением по трубке 2 через форсунку 1 в зону горения. Эта зона располагается несколько ниШ отсекателя 4. Для снижений температуры в скважине до определённого уровня (80v С) по трубке 3 дополнйтельйо подается под давлением некоторое количество во^Духа. В результате образовавшаяся смесЬ газов (продуктов горения и воздуха) фильтруется через грунт, вследствие чего происходит его обжиг в пределах объёма 5. Догда диаметр стол-, ба закрепленного грунта достигнет проектной йе- личйЯЫ (это устанавливается По термопарам), трубы и отсекающие ножй переставляют. Сйвй- жину заполняют в пределах закрепленного участка местным грунтом с трамбованием. В результате таких операций можно по-ЛуЧйть желаемую форму столба закрепленного Грунта.

Обжиг грунта продолжается 5—10 дней. При расходе жидкого топлива 80— 180 кг на 1 м длины скважины вокруг нее образуете^ столб закрёйленйоЬо груй- та диаметром 1,5—3 м с кубйковой прочностью 1—3 МПа.

Стоимость закрёйлейий грунта обжи- ; гом во много раз меньше стоимости силикатизации и электрохимического закрепления груйта.

Битумизаций и глйнизацйя. Оба эти Метода Применяют для умейьшеййй водо

проницаемости грунтов.

Битумизацию применяют ДЛЯ p„c. 10.12. Схема применения от- уменьшения водопроницаемости трещи- секателя для обжига грунта в новатой скальной породы. При этом в пределах требуемого объема скважийы йагйёТают рйсплйййёйДй бй- тум или битумную эмульсию с койгулЖЬм. Битум Тампонирует поло- сти и трещины в грунте, й фильтраций водЫ прекращается или Ьильйо

снижается.

Глинизацию применяют ДЛЯ уменьшений водопрониЦаеМостЙ песков. Нагнетание глинистой суёпейзйй В сравнительно тойкйе Йорк песков приводит к выпадейШо в ййх глййистых частиц — к зВилёНию песков. В результате коэффициент фильтраций песков умеиьшйетсЙ на несколько порядков.

Глеба К

КРЕПЛЕНИЕ СТЕН И ОСУШЕНИЕ НбТЛОЙАНОВ. ФУНДАМЕНТЫ rflyfcOKOto ^АЛОМЁМИЯ

9 41 ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ

При устройстве фундаментов в открытой котловане выполняют еле- дующие Основные работы: планировку территории, отрывку котлована, крепление стен котлована, осушение его, подготовку Основания, устройство самих фундаментов^ обратную засыпку пазух грунтом с надлежащим уплотнением.

Вопросы планировки территории относятся к разделу «Инженерная подготовка территорий» курса «Архитектура».

Иногда до отрывки котлована приходится осушать территорию с помощью дренажных устройств, организовывать отвод поверхностных вод.

Применяемые способы отрывки н крепления стей котлованов должны обеспечивать сохранность природной структуры грунтов в основании

возводимых фундаментов. В связи с этим при залегании непосредственно ниже дна котлована сравнительно слабых насыщенных водой глинистых грунтов с легко нарушаемой динамическими воздействиями природной структурой нельзя применять механизмы, которые могут ухудшить строительные качества грунтов основания.

При отрывке котлованов глубиной 1—3 м в неводоносных грунтах часто не требуется крепления их стенок, устраиваемых с откосом. При отрывке сравнительно глубоких котлованов, особенно ниже уровня грунтовых вод, приходится решать вопросы крепления стен котлованов и осушения его.

Устройство фундаментов важно выполнять в минимальные сроки, особенно в дождливый и зимний периоды года. Чем скорее после отрывки котлована возводят фундамент и засыпают пазухи, тем сохраннее будет природная структура грунтов в основании и меньше будут затраты на осушение котлована.

Иногда фундаменты устраивают не в открытом котловане, а на поверхности грунта. Для погружения таких фундаментов на необходимую глубину из-под них извлекают грунт. В некоторых случаях фундаменты устраивают в изготовленных заранее полостях в грунте. Такими способами погружают опускные колодцы, кессоны, оболочки и делают опоры глубокого заложения (столбы). Их называют фундаментами глубокого заложения, так как глубина погружения их подошвы часто в несколько раз превышает размеры их в плане. Устройство таких фундаментов направлено на сохранение природной структуры грунтов в основании и передачу больших давлений на плотные грунты, залегающие на значительной глубине.

§ 43, КРЕПЛЕНИЕ СТЕН КОТЛОВАНОВ

Назначение крепления и требования, предъявляемые к нему. Связный грунт, как было сказано в § 23, может держать вертикальный откос в пределах некоторой глубины. В нем иногда можно отрывать траншеи и котлованы с вертикальными стенками без крепления. При дополнительном увлажнении такого грунта дождевыми водами сцепление в нем существенно уменьшается, и тогда вертикальный откос может обрушиться. По этой причине стенки котлованов часто делают с откосами или поддерживают креплением.

Чем глубже котлован и положе откосы, тем больше объем земляных работ как при его отрывке, так и при обратной засыпке пазух. Иногда на обратную засыпку пазух устанавливают фундаменты оборудования и других легких сооружений. Для их устойчивости укладываемый в пазухи грунт приходится тщательно уплотнять до требуемой плотности сложения. Креплением стен котлована иногда одновременно решается вопрос об исключении притока в него грунтовых вод. Если в пределах поддерживаемой призмы грунта находятся инженерные подземные коммуникации или на призму обрушения опираются надземные сооружения, для исключения их подвижек крепление должно быть не только прочным, но и малодеформируемым.

Применяют следующие способы крепления стен котлованов: с помощью простейших распорных креплений, с применением шпунтовых стенок или ледогрунтовых стен, путем устройства «стены в грунте».

Способ крепления выбирают в зависимости от инженерно-геологических и гидрогеологических условий площадки строительства, глубины котлована и требуемой степени сохранности природной структуры грунтов в основании, обусловливаемой характером чувствительности возводимого сооружения к неравномерным осадкам.

Простейшие распорные крепления. К ним относятся крепления с инвентарными распорками, закладные и сводчатые. Простые распорные крепления с инвентарными распорками, упирающимися в горизонтально (рис. 11.1, а) или вертикально расположенные доски, применяют для крепления стенок небольших котлованов и нешироких траншей, отрываемых выше уровня грунтовых вод. В связ-

а)5)а)5)Рис. 11.1. Распорные крепленияРис. 11.1. Распорные крепленияа —траншей; б —широкого котлована; 1 — упорная доска; 2 — инвентарная распорка; 3 — сплошное крепление; 4 — стойки для промежуточного опирания распорок; 5 — распоркиа —траншей; б —широкого котлована; 1 — упорная доска; 2 — инвентарная распорка; 3 — сплошное крепление; 4 — стойки для промежуточного опирания распорок; 5 — распорки

а)5)

а)5)

Рис. 11.1. Распорные крепления

Рис. 11.1. Распорные крепления

а —траншей; б —широкого котлована; 1 — упорная доска; 2 — инвентарная распорка; 3 — сплошное крепление; 4 — стойки для промежуточного опирания распорок; 5 — распорки

а —траншей; б —широкого котлована; 1 — упорная доска; 2 — инвентарная распорка; 3 — сплошное крепление; 4 — стойки для промежуточного опирания распорок; 5 — распорки

ных грунтах стенку крепления делают не сплошной. В сыпучих грунтах ее приходится делать сплошной. В таком случае при глубоких и больших в плане котлованах устраивают закладные крепления. Они состоят из вертикальных стальных прокатных профилей (двутавров, спаренных швеллеров), погруженных в грунт до отрытия котлована ме

тодом забивки, вибрирования или в заранее пробуренные скважины, и закладываемых между ними досок (рис, 11.2,а). В некоторых случаях

Рис. 11.2. Сплошные крепления (план) 1 — двутавровая стойка; 2 — закладные доски;

3 — распорка; 4 — швеллерная стойка; 5 — свод из торкрет-бетона; 6—анкер; 7 — натяжное устройство анкера

вместо досок применяют изготовляемые методом торкретирования сводики из бетона (рис. 11.2,6) или железобетона. Стенки из торкрет-бетона водонепроницаемы и могут служить стенами подземных помещений. Такие крепления называют сводчатыми.

Для фиксации прокатных профилей между ними устанавливают распорки (см. рис. 11.1,6 и 11.2, а) или применяют наклонные анкеры (см. рис. 11.2,6). Для уменьшения продольного изгиба в распорках при большой их длине забивают промежуточные стойки. В этом случае распорки устанавливают с небольшим уклоном к центру котлована, чтобы промежуточные стойки не работали на выдергивание (см. рис. 11.1,6).

Шпунтовые стенки. При отрывке котлована ниже уровня грунтовых вод крепление его стенок делают не только прочным, но и плотным для исключения проникания воды в него через стенки» Иногда необходи- 15—495

мо исключить проникание воды в котлован и через его дно. В таком случае креплением стенок прорезают всю толщу водоносных грунтов, за- глубляясь в слой относительно водоупорного грунта (суглинок, глину).

g) тоg) тоПлотное крепление можно выполнить в виде шпунтовых стенок (см. рис. 7.7, в) из деревянного или стального шпунта (рис. 11.3).

g) то

g) то

Рис, 11.3. Поперечные сечения шпунтаРис, 11.3. Поперечные сечения шпунтаДеревянный шпунт, изготовляемый из досок (рис. 11.3, а) или из брусьев (рис. 11.3,6), применяют при небольшой глубине котлована (не более 5 м). При большой глубине котлована часто применяют стальной шпунт плоский (рис. 11.3, в) или корытного профиля типа «Ларсен» (рис. 11.3,а). Стенка из шпунта корытного профиля обладает значительной сопротивляемостью на изгиб.

Рис, 11.3. Поперечные сечения шпунта

Рис, 11.3. Поперечные сечения шпунта

зов. После заиления пазов шпунтазов. После заиления пазов шпунтаСтенка из деревянного шпунта приобретает плотность постепенно вследствие разбухания древесины. Плотность стенки из стального шпунта обусловливается сравнительно быстрым заилением его па- вода практически перестает посту

зов. После заиления пазов шпунта

зов. После заиления пазов шпунта

пать в котлован.

Значительное сопротивление на изгиб стенки из шпунта корытного профиля иногда позволяет при глубине котлована до 6 м делать консольное шпунтовое крепление без распорок и анкеров. При этом нижнюю часть консольных стенок считают условной заделкой в грунте. По расчету определяют глубину забивки и подбирают сечение гибкой стенки, обеспечивающие ее прочность и устойчивость.

Безанкерные шпунтовые стенки чаще всего рассчитывают методом Блюма — Ломейера, который приводит к результатам, близким к наблюдаемым в натурных условиях.

Этот метод основан на следующих допущениях:

шпунтовая стенка ВС (рис. 11.4) загружена активным давлением грунта а (см. § 24);

ниже дна котлована развивается пассивный отпор грунта р\

в нижней части шпунта (ниже точки поворота стенки О) действует реактивное давление грунта, принимаемое в виде сосредоточенной силы Е1п.

Хотя фактически эпюры давления ниже дна котлована криволинейны и обратное реактивное давление распределено на участке стенки ОС, эти допущения мало отражаются на результатах расчета, существенно упрощая его.

Если в пределах длины шпунта залегает несколько слоев различных грунтов, шпунтовую стенку проще рассчитывать графоаналитическим способом. Рассмотрим применение этого способа на примере стейки, изображенной на рис. 11.5, а. Строим эпюры активного и пассивного давления грунта (рис. 11.5,6), задавшись глубиной забивки шпунта за-

Рйс, 11.4. Схема работы безанкерной Шпунтовой стенкиРйс, 11.4. Схема работы безанкерной Шпунтовой стенкиРис. 11.5. Cxfekia графойййлйтйческогб расчета шпунтовой стенкиРис. 11.5. Cxfekia графойййлйтйческогб расчета шпунтовой стенки

Рйс, 11.4. Схема работы безанкерной Шпунтовой стенки

Рйс, 11.4. Схема работы безанкерной Шпунтовой стенки

Рис. 11.5. Cxfekia графойййлйтйческогб расчета шпунтовой стенки

Рис. 11.5. Cxfekia графойййлйтйческогб расчета шпунтовой стенки

ведомо большей, чем потребуется по расчету. При определений ПасСйв- ного отпора грунта правильнее руководствоваться теорией предельного равновесия по В. В Соколовскому (см. табл. 6.4) и на участке АО вы

читать из ординат пассивйо- гб otnopa соответствующие ординаты активного давления. Полученные эпюры давления заменяем сосредоточенными силами (рис. 11.5, б, в), по которым строим силовой (рис. 11.5, д) и веревочный (рис. 11.5, г) многоугольники, как это обычно делают при графоаналитических построениях. Полюсы М силового многоугольника удобно принимать на одной вертикали с началом первой силы. Замыкающая веревочного многоугольника имеет направление, соответ-

ствующее первому лучу (пунктир на рис. 11.5,г),который нужно продлить до пересечения с последним лучом. Точка пересечения этих лучей и определяет глубину t0 (см. рис. 11.4) . Полученный веревочный многоугольник является В определенном масштабе эпйрой изгибающих моментов, возникающих й стеййе. Величины моментов рав-

ны произведению полюсного расстояния т) в масштабе сил на соответствующие ординаты замкнутого веревочнОгЬ мйбГбугОльника в масштабе длин. Следовательно,

М = ^2; (Ц.1)

Точка приложения силы Еп и нижняя граница эпюры пассивного давления грунта, действующего слева, находятся на глубине, соответст-' вующёй точке пересечения веревочного многоугольника с замыкающим лучом (на, расстоянии /0 от дна котлована — см. рис. 11.4). В таком случае минимально необходимая глубина забивки стенки ниже дна котло-

Рис. 11.6. Схема деформации шпунтовой стенки а —- прогиб; б — поворот относительно точки ОРис. 11.6. Схема деформации шпунтовой стенки а —- прогиб; б — поворот относительно точки Ована должна составлять

Рис. 11.6. Схема деформации шпунтовой стенки а —- прогиб; б — поворот относительно точки О

Рис. 11.6. Схема деформации шпунтовой стенки а —- прогиб; б — поворот относительно точки О

f = (0 + A^О1-2)

где М— длина участка стенки, требуемая для мобилизации отпора грунта, равного f'. Обычно принимают /=1,1 /о или находят величину А/ без учета трения грунта о шпунт по выражению

“ =Ш-3)

где qt0 —- вертикальное давление грунта на глубине точки приложения силы Е^, Хц и Ха — коэффициенты пассивного отпора и активного давления грунта [см. формулы (6.19)1.

Иногда дополнительно проверяется устойчивость шпунтовой стенки вместе с массивом грунта на сдвиг (обычно по круглоцилиндрической поверхности скольжения — см. § 23 и 33).

Рассматриваемые шпунтовые стенки способны получать значительные горизонтальные смещения в пределах глубины котлована. Величину смещения 6 верха шпунтовой стенки приближенно можно представить как сумму трех слагаемых (рис. 11.6):

6=6i+62 + ds,(11.4)

где 61 — прогиб стенки на участке АВ, определяемый как для консольной балки (рис. 11.6, а); д2+63 — смещение верха стенки в результате ее поворота на угол 0 (рис. 11.6,6).

Рассматривая заглубленный участок стенки А С как жесткую конструкцию, можно, используя решения Н. К. Снитко, получить

^2 + 53 =|^Л1 ^2 4 —j 4- Q 2» (И-5)

где А— значение в точке С переменного по глубине коэффициента постели грунта основания; t — глубина забивки стенки ниже дна котлована; М и Q—изгибающий момент и перерезывающая сила в точке А; Н— глубина котлована.

Величину 61 вычисляют по формулам, приведенным в курсе сопротивления материалов. Если эпюра давления на стенку на участке АВ имеет трапециевидную форму с ординатой cii в точке В и а2 в точке А, то.

61== (HV120£Z)(ll О1 + 4а2).(11.6)

Горизонтальные смещения шпунтовой стенки недопустимы, если за ней проходят подземные коммуникации или располагаются фундаменты построенных ранее сооружений. Кроме того, горизонтальные смещения шпунта иногда затрудняют его извлечение после окончания котлованных работ.

Для увеличения жесткости шпунтовой стенки, уменьшения возникающего момента и резкого уменьшения ее горизонтального смещения применяют распорки или анкеры. При глубоких котлованах ставят наклонные анкеры на одном или на нескольких уровнях (см. § 47). При

глубине котлована до 6 м ограничиваются постановкой горизонтального анкера, располагая его за пределами возможной призмы обрушения. Смещение стенок снижается предварительным натяжением анкеров.

Если шпунтовую стенку делают с одним рядом анкеров, располагаемых на небольшой глубине, она испытывает с одной стороны активное давление, а с другой пассивный отпор грунта (рис. 11.7). В пределах высоты шпунтовой стенки для грунта, обладающего малым сцеплением, в соответствии с формулами (6.18), (6.18z) и (6.19) найдем

- 2 Ла; —2- 2 Ла; —2Хп,Хп,(И.7)(И.7)

- 2 Ла; —2

- 2 Ла; —2

Хп,

Хп,

(И.7)

(И.7)

где у — удельный вес грунта.

Коэффициент пассивного давления Хп устанавливается по табл. 6.4. Усилие, действующее в анкере, при необходимой глубине забивки будет равно:

РА-Еа-Еп-(п-8)

Наихудшие условия для работы шпунта возникают, когда положение анкера совпадает с поверхностью грунта (рис. 11.7,в). Составим уравнение моментов относительно точки А для такой расчетной схемы:

2Г 2]

+d1'9)

Подставив значения £а и £п по выражениям (11.7) и произведя необходимые преобразования, получим кубическое уравнение относительно /гш:

21

-^(.Ч-^^1 + нкпь'гш-—нЧЛ = о.(н.ю)

Значение Кщ обычно находят последовательным приближением, так как большой точности решения не требуется. Чаще всего длину шпунта принимают с модулем 0,5 м.

5)8) А5)8) АРис. 11.7. Эпюры давления на шпунтовую стенку с анкерома — исходная; б — суммарная; в — к формуле (11.10)Рис. 11.7. Эпюры давления на шпунтовую стенку с анкерома — исходная; б — суммарная; в — к формуле (11.10)Если анкер располагается на некоторой глубине от поверхности грунта, заглубление шпунта ниже дна котлована можно принять несколько меньшим. Задача решается аналогично.

5)8) А

5)8) А

Рис. 11.7. Эпюры давления на шпунтовую стенку с анкером

а — исходная; б — суммарная; в — к формуле (11.10)

Рис. 11.7. Эпюры давления на шпунтовую стенку с анкером

а — исходная; б — суммарная; в — к формуле (11.10)

При глубине котлованов более 6 м распорки или анкеры приходится делать на нескольких уровнях. В таком случае нет необходимости существенно заглублять шпунт или иное крепление ниже дна котлована, если это не вызвано требованием прорезки водоносного

слоя. Наличие жестких распофок или достаточно неподатливых анкеров на нескольких уровнях уменьшает горизонтальную подвижку шпунта и, следовательно, возможность развития пассивного отпора грунта ниже дна котлована.

При отсутствии горизонтальных подвижек, строго говоря, нельзя использовать решения теории предельного равновесия для оценки взаимодействия грунта и ограждающей конструкции. В таких случаях давление на ограждения, включая шпунтовую стенку, зависит от податливости

крепления (распорок, анкеров), жесткости самой стенки, времени постановки креплений, колебаний температуры, конструкции крепления и, конечно, свойств грунта.

Проведенные измерения давления грунта на крепления котлованов глубиной более 5 м в натурных условиях характеризуются большим разбросом результатов. Опираясь на данные измерений, иногда принимают эпюры давления грунта в виде трапеций (рис. 11.8).

Для песков, как установлено экспериментами, можно принять

Ртах ~ ^>8 р3 COS (р0, (11.11)

где рз — интенсивность активного давления грунта на подпорную стенку на отметке дна котлована [(см. выражение (6.17)]; ф0 —угол трения грунта о стенку.

Для глин, у которых угол внутреннего трения можно принять равным нулю ($=0), значение максимального давления, как считает К. Терцаги, равно:

Ртах = Т^ ^Чи’(Н-12)

где qu — прочность грунта на одноосное сжатие.

Если известно значение с по результатам испытания глины на сдвиг, то выражение (11.12) примет вид

(11.13)(11.13)где с ■— удельное сцепление.где с ■— удельное сцепление.Рис. 11.8. Приближенное очертание эпюр давления па шпунтовые стенки а — песков; б — глинистых грунтовРис. 11.8. Приближенное очертание эпюр давления па шпунтовые стенки а — песков; б — глинистых грунтовРтах = ^Н — 4с,

(11.13)

(11.13)

где с ■— удельное сцепление.

где с ■— удельное сцепление.

Рис. 11.8. Приближенное очертание эпюр давления па шпунтовые стенки а — песков; б — глинистых грунтов

Рис. 11.8. Приближенное очертание эпюр давления па шпунтовые стенки а — песков; б — глинистых грунтов

Поскольку крепления котлованов относятся к временным сооружениям, расчетные значения характеристик грунта принимаются с повышенной односторонней доверительной вероятностью а.

Нижний ряд распорок устанавливают так, чтобы они как можно меньше мешали выполнению работ в котловане. По этой причине их приходится располагать на высоте 2—2,5 м над дном котлована.

При неглубокой забивке шпунта ниже дна котлована (обычно менее 1 м) рассматривают возможность выпора грунта по периметру котлована с

В этом случае процесс выпораВ этом случае процесс выпораучетом гидродинамического давления восходящего потока грунтовых вод. развивается со смещением шпун

В этом случае процесс выпора

В этом случае процесс выпора

товой стенки в сторону котлована и выдавливанием грунта аналогично явлениям, происходящим при потере устойчивости грунтов в основании фундаментов (см. § 22).

Искусственное замораживание грунтов. В мерзлом состоянии грунты обладают водонепроницаемостью и значительной прочностью. ^~^-хСтроители давно используют это свойство грунтов при закреплении сте- щж котлованов. В районах с устойчивой отрицательной температурой, / ^сли все работы по возведению фундаментов могут быть выполнены в -^/течение зимы, допустимо использование естественного промораживания грунтов. Искусственное замораживание грунтов применяют независимо от климатических условий.

Способ искусственного замораживания грунтов основан на том, что некоторые жидкости, испаряясь при отрицательной температуре, отнимают тепло от окружающей среды. Для реализации этого способа такую жидкость используют в качестве хладагента в испарителе 4 (рис. 11.9),

создавая условия для возможности ее испарения и тем самым понижения температуры в испарителе. Образовавшиеся пары хладагента (газ) засасывают компрессором /. При -сжатии в компрессоре температура газа повышается. Для превращения сжатого газа в жидкость его охлаждают обычно водой и реже воздухом в специальном конденсаторе 2 до

Рис. 11.9. Схема замораживающей установки

температуры конденсации жидкости при данном давлении. Сконденсированная жидкость направляется под давлением в змеевик испарителя 4 через редукционный клапан 3, который пропускает очень тонкую струю жидкости. Благодаря работе компрессора за редукционным клапаном поддерживается низкое давление, при котором происходит испа- . рецие жидкости, сопровождающееся отбором некоторого количества тепла от испарителя. Далее цикличность процесса повторяется, .

Змеевик, в котором испаряется жидкость, окружают рассолом. Его температура будет понижаться приблизительно до. температуры испарения жидкости в испарителе. В качестве рассрла часто используют насыщенный раствор хлористого кальция, который может замерзать лишь при низкой температуре (обычно от —26 до —56° С в зависимости от концентрации раствора).

Охлажденный рассол насосом 5 нагнетают в герметичную специальную колонку 6, установленную в грунте, Благодаря отрицательной температуре рассола температура! грунта вокруг колонки понижается. Когда она понизится до значения, соответствующего началу замерзания грунта, последний замерзнет, образуя цилиндр мерзлого грунта 7. Температура рассола, отобравшего часть тепла от грунта, несколько повысится. Для охлаждения его опять направляют в испаритель, Таким образом рассол-хладоноситедь все время циркулирует: после охлаждения—от испарителя к колонкам в грунте, а после некоторого повышения температуры — от колонок к испарителю.

Если вокруг котлована разместить с одинаковым шагом (обычно около 1 м) систему герметичных колонок и осуществлять процесс охлаждения грунта, то через несколько недель цилиндры мерзлого грунта сольются друг с другом и образуют водонепроницаемую ледогрунтовую стену.

В качестве жидкости (хладагента), испаряющееся в испарителе, чаще всего используют аммиак, а реже — фреон, жидкий азот или двуокись углерода./

Искусственное замораживание грунтов обычно дороже устройства щпуптдвого крепления, поэтому этот способ применяют в условиях, когда нельзя использовать шпунт. Такие условии возникают при наличии

в толще грунтов валунов или прослоек водоносной скальной породы. Кроме того, ледогрунтовые стены устраивают при необходимости обеспечения водонепроницаемости грунтов на относительно большой глубине (несколько десятков метров). Метростроители широко используют искусственное замораживание грунтов для устройства наклонных ходов и шахт, а в некоторых случаях — для проходки тоннелей и устройства котлованов.

Этот способ имеет и недостаток. Известно, что при промерзании пылеватых и глинистых грунтов они могут испытывать морозное пучение, т. е. увеличиваться в объеме. Пучение развивается как вследствие увеличения объема воды при переходе ее в лед, так и вследствие миграции влаги из окружающего грунта к фронту промерзания. Морозное пучение сопровождается поднятием поверхности грунта со всеми сооружениями, попадающими в зону его влияния. Иногда при глубоких ледогрунтовых стенах происходит внутреннее пучение, т. е. пучение замерзающего грунта компенсируется уплотнением талого грунта, окружающего ледогрунтовую стену.

Наиболее неблагоприятные последствия пучения грунта проявляются в процессе оттаивания ледогрунтовой стены. Грунт, подвергавшийся пучению, в том числе и внутреннему, в процессе оттаивания развивает просадочные свойства и, как правило, после оттаивания имеет значительно большую сжимаемость и меньшее сопротивление сдвигу. По этой причине надо избегать применения искусственного замораживания грунтов для крепления стенок котлованов ниже подошвы возводимых фундаментов, а также около фундаментов существующих сооружений.

«Стена в грунте». Бетонные и железобетонные конструкции фундаментов стали изготовлять методом «стена в грунте» сравнительно недавно. Ранее «стена в грунте» использовалась гидротехниками в качестве противофильтрационной завесы. Сущность такого метода возведения фундаментов сводится к следующему. В грунте отрывают участок глубокой траншеи шириной 50—80 см. Для поддержания вертикальных стен траншеи ее в процессе отрывки заполняют раствором мелкодисперсной тиксотропной глины (обычно бентонитовой). В пределах сделанного участка траншеи бетонируют стену-фундамент подводным способом при помощи бетонолитной вертикально перемещающейся трубы. Трубу поднимают по мере заполнения траншеи бетонной смесью до тех пор, пока участок траншеи полностью не будет забетонирован. Для получения железобетонной стены в траншею перед бетонированием опускают арматурный каркас, выполненный из арматуры периодического профиля. Иногда стену делают из опускаемых в траншею сборных железобетонных элементов, имеющих выпуски арматуры. Стыки этих элементов бетонируют также с помощью бетонолитной трубы.

При устройстве подземной части зданий или иных сооружений методом «стена в грунте» эта стена одновременно может служить креплением стен котлована, стеной подземных этажей и фундаментом (рис. 11.10).

Если «стена в грунте» предназначается одновременно для использования в качестве фундамента, ее доводят до слоя плотного грунта, который способен воспринять давление, передаваемое ее подошвой и боковыми поверхностями на основание. Под таким фундаментом не должен оставаться шлам от .разработки грунта, кроме того, при его устройстве нельзя допускать выпадения осадка из раствора глины на дно траншеи.

Устойчивость сравнительно тонкой «стены в грунте» 1 при отрывке котлована под ее защитой обеспечивается обычно наклонными анкерами 2 (см. рис. 11.10, а) или иногда распорками 3. В качестве распорок можно использовать поэтажные перекрытия подземной части сооружения 5

(см. рис. 11.10,5). Для этого «стены в грунте» устраивают по всему периметру сооружения, а внутренние колонны бетонируют в скважинах или глубоких щелях подводным способом. Затем отрывают котлован глубиной 2—3 м и делают первое надподвальное перекрытие. Под этим перекрытием разрабатывают грунт на высоту второго подземного этажа.

Рис. 11.10. Устройство крепления стен котлованов методом «стена в грунте»Рис. 11.10. Устройство крепления стен котлованов методом «стена в грунте»

Рис. 11.10. Устройство крепления стен котлованов методом «стена в грунте»

Рис. 11.10. Устройство крепления стен котлованов методом «стена в грунте»

9РГ9РГРис. 11.11. Распределение давления раствора глины и давления грунта по глубине без учета пространственной работы грунтаРис. 11.11. Распределение давления раствора глины и давления грунта по глубине без учета пространственной работы грунта

9РГ

9РГ

Рис. 11.11. Распределение давления раствора глины и давления грунта по глубине без учета пространственной работы грунта

Рис. 11.11. Распределение давления раствора глины и давления грунта по глубине без учета пространственной работы грунта

Разработку грунта обычно осуществляют бульдозерами, которые переме

щают грунт к специальным "отверстиям, устраиваемым в перекрытиях. Через отверстия грунт извлекают либо ковшом, загружаемым бульдозерами, либо грейфером 4 (см. рис. 11.10,5). По мере разработки грунта делают следующие перекрытия 5, служащие распорками «стены в грун

те». Таким образом возводят все подземное сооружение сверху вниз.

При возведении «стены в грунте» в верхней части отрываемой траншеи делают форшахту, которая дает землеройному механизму требуемое направление. Для разработки грунта в траншеях применяют двухчелюстные грейферы на жесткой направляющей стреле или с канатной подвеской, виброгрейферы, различные фрезы и буровые станки.

Устойчивость стен глубоких траншей, отрываемых для устройства «стены в грунте», обеспечивается противодавлением раствора глины, который систематически доливают почти до краев форшах- ты. Плотность (объемную массу) раствора бентонитовой глины принимают в пределах 1,05—1,15 г/см3, а глин, содержащих пыле-

ватые частицы, в пре-рИС- ц.12. Формы поверхностей скольжения грунта

делах ' 1,11,3 г/см3. Вдля щели длиной В <2Я

этих условиях начиная с некоторой глубины при плоской задаче давление грунта с учетом давления грунтовых вод (сплошная линия на рис. 11.11) будет больше давления раствора (пунктирная линия), т. е. устойчивость массива грунта не обеспечивается. Однако, несмотря на превышение давления грунта, обрушение стен траншеи не происходит благодаря пространственной работе грунта. Этот фактор в

Рис. 11.13. График для определения угла 0 в зависимости от отношения В к Н при разных значениях угла внутреннего трения фРис. 11.13. График для определения угла 0 в зависимости от отношения В к Н при разных значениях угла внутреннего трения фпрактике проектирования учитывают по-разному. Наибольшей ясностью при оценке устойчивости участка стены траншеи отличается решение Б. В. Бобрикова, который рассмотрел давление грунта на стену ограниченной длины, не превышающей двойной ее высоты.

Рис. 11.13. График для определения угла 0 в зависимости от отношения В к Н при разных значениях угла внутреннего трения ф

Рис. 11.13. График для определения угла 0 в зависимости от отношения В к Н при разных значениях угла внутреннего трения ф

Пространственная работа грунта обусловлена смещением объемов грунта, зависящих от отношения длины стенки В к ее высоте Н. Если H>h2, где /i2=0,5Btg6, то рассматривается устойчивость объема в виде полуцилиндра, усеченного наклонной плоскостью, образующей с горизонтальной плоскостью угол 9 (рис. 11.12,а). Угол 0 определяет плоскость скольжения, как и в решении Кулона, исходя из

условия возникновения максимального давления грунта на стену—в данном случае на щель, заполненную раствором глины. Для нахождения угла 9 дается график (рис. 11.13).

Если при построении тела обрушения окажется, что H<h2, то принимается другая форма смещающегося объема грунта. Он имеет вид трехгранной призмы, сочлененной по основаниям с четвертьконусами (рис. 11.12,6). Исходя из условия минимального веса тела обрушения, Б. В. Бобриков получил выражения для нахождения суммарного давления на участке траншеи длиной В:

при >'>0,5 BtgQ

Р .wj£(^/(IL14)

tgo \ tger

при 2>0,5 Btg6

Рг = 0,392 TB2tg(0 —<p).(11.15)

виявияВг < Тр (z — ^о) В)Вг < Тр (z — ^о) В)(11.16)(11.16)Определив по графику на рис. 11.13 значение угла 9, легко найти действующую в пределах ширины В силу Р; на любой глубине. Это позволяет подобрать необходимую плотность раствора глины. Плотность раствора должна обеспечить на всех глубинах соблюдение усло

вия

вия

Вг < Тр (z — ^о) В)

Вг < Тр (z — ^о) В)

(11.16)

(11.16)

где ур —удельный вес раствора; /to —глубина от поверхности грунта до наннизшего уровня раствора в щели (см. рис. 11.11).

Если минимальный уровень раствора в форшахте выше поверхности грунта, то /г0 принимают со знаком плюс.'

Согласно формуле (11.16), чем плотнее раствор глины (больше арф удельный вес), тем устойчивее стенки щели.

Молотая бентонитовая глина, доставляемая на строительство в бумажных Мешках, относительно дорога, поэтому стремятся использовать местные глины. Однако для их диспергирования приходится применять дорогие химические реагенты. При выборе местных глин надо уделять особое внимание вопросу, будут ли выпадать из раствора глины на дно траншеи песчаные и пылеватые частицы, так как образование здесь шлама приведет в дальнейшем к развитию значительных осадок сооружения.

Если поверхность грунта у изготовляемой щели загружена, например в случае отрывки глубокого котлована около существующего здания, «стену в грунте» можно сделать путем бурения и заполнения бето-

Рис. 11.14. План «стены в грунте» в виде секущихся скважин

1, 2, 3, 4 — скважины бурения первой, второй, третьей и четвертой очередей

ном секущихся скважин. Для этого вначале бурят под защитой бентонитового раствора с шагом, равным полуторам диаметрам, две скважины 1 (рис. 11.14). Затем после заполнения их бетонной смесью с помощью бетонолитной трубы и схватывания бетона, но до набора значительной его прочности бурят скважину 2 между ними и т.д. Таким образом заходящие друг на друга на четверть диаметра скважины посте-, пенно образуют сплошную стену. Это позволяет отрывать глубокие котлованы вблизи высоких тяжелых сооружений.

ОСУШЕНИЕ КОТЛОВАНОВ

Водоотлив из котлована. Для возведения фундаментов и других подземных конструкций часто приходится отрывать котлованы ниже уровня грунтовых вод. В этих случаях грунтовые воды поступают в котлован. Исключать приток воды в котлован устройством водонепроницаемых стен, заглубляемых до относительного водоупора, далеко не всегда целесообразно из-за их нередко большой стоимости, а иногда в этом и нет необходимости, например, в глинистых грунтах, где приток воды обычно незначителен. В таких случаях применяют открытый водоотлив — откачку воды из котлована.

По периметру котлована устраивают дренажную канавку (или закрытый дренаж), по которой воду отводят в приямки. Из приямков при устройстве подземной части сооружения систематически откачивают воду. Вода не должна покрывать дно котлована, так. как это может привести к постепенному набуханию грунтов в основании.

Открытый водоотлив применяют и при относительно водонепроницаемом-креплении стенок котдована (например, шпунтовой стенкой).

При таком креплении откачка воды особенно необходима в первое время— до заиливания швов шпунтовой стенки.

Особенно тщательно следует отводить воду из котлована при устройстве гидроизоляции подвальных этажей. С этой целью делают пластовый дренаж, из которого воду отводят в трубы, обычно расположенные по периметру котлована.

Искусственное понижение уровня грунтовых вод. При необходимости полного исключения проникания грунтовых вод в котлован как через дно, так и через стенки его особенно при большой обводненности грунтов применяют искусственное понижение уровня грунтовых вод. Это позволяет в ряде случаев отказаться от устройства дорогого водонепроницаемого крепления стенок (например, шпунтовой стенки или ледогрунтовой стены) и ограничиться несплошным креплением.

Для понижения уровня грунтовых вод по периметру котлована или вдоль траншеи обычно располагают ряд иглофильтров, из которых откачивают воду всасывающим вихревым насосом. Таким путем понижают уровень воды в грунте около иглофильтров приблизительно на 5 м. Это приводит к образованию вокруг отдельного иглофильтра де- прессионной воронки. Поскольку иглофильтры обычно располагают с шагом 0,8—1,5 м, воронки соединяются и уровень грунтовых вод на мес-. те будущего котлована (траншеи) понижается (рис. 11.15).

УГ8УГ8Рис. 11.15. Схема понижения уровня грунтовых вод с помощью легких иглофильтровРис. 11.15. Схема понижения уровня грунтовых вод с помощью легких иглофильтров1 — дно котлована; 2 — уровень грунтовых вод после водопонижения; З—иглофильтр; 4— сборный коллектор: 5 — вихревой насос; 6— поверхность грунта; 7—уровень грунтовых вод до водопонижения; 8 — депрессп- онная кривая; 9 — сетка иглофильтра1 — дно котлована; 2 — уровень грунтовых вод после водопонижения; З—иглофильтр; 4— сборный коллектор: 5 — вихревой насос; 6— поверхность грунта; 7—уровень грунтовых вод до водопонижения; 8 — депрессп- онная кривая; 9 — сетка иглофильтра

УГ8

УГ8

Рис. 11.15. Схема понижения уровня грунтовых вод с помощью легких иглофильтров

Рис. 11.15. Схема понижения уровня грунтовых вод с помощью легких иглофильтров

1 — дно котлована; 2 — уровень грунтовых вод после водопонижения; З—иглофильтр; 4— сборный коллектор: 5 — вихревой насос; 6— поверхность грунта; 7—уровень грунтовых вод до водопонижения; 8 — депрессп- онная кривая; 9 — сетка иглофильтра

1 — дно котлована; 2 — уровень грунтовых вод после водопонижения; З—иглофильтр; 4— сборный коллектор: 5 — вихревой насос; 6— поверхность грунта; 7—уровень грунтовых вод до водопонижения; 8 — депрессп- онная кривая; 9 — сетка иглофильтра

Искусственное понижение уровня грунтовых вод эффективно, если оно обеспечивает производство всех работ в сухом котловане. Опускание уровня грунтовых вод ниже отметки дна котлована позволяет сохранить природную структуру грунтов в основании.

Размыв грунта для погружения легких иглофильтров осуществляется струей воды, подаваемой в него под давлением. В нижней части иглофильтра расположена сетка, предназначенная для приема грунтовой воды.

При необходимости уменьшения высоты всасывания грунт предварительно разрабатывают до отметки уровня грунтовых вод. Затем погружают в грунт иглофильтры, соединяют их с коллектором и устанавливают на дно выработки вихревой насос.

Легкими иглофильтровыми установками можно понижать уровень грунтовых вод в относительно чистых песках с коэффициентом фильтрации 0,05—0,002 см/с. В песках, содержащих большое количество пылеватых частиц, сетки иглофильтров довольно быстро заиляются. Для исключения заиления сеток вокруг иглофильтра при его погружении размывают грунт с целью образования скважины, которую засыпают чистым песком средней крупности.

Для понижения уровня грунтовых вод на большую глубину легкие иглофильтры располагают в несколько ярусов или применяют эжекторные иглофильтры, либо откачивают воду из буровых скважин (колодцев) с помощью глубинных насосов.

В грунтах с коэффициентом фильтрации меньше 0,0001 см/с искусственное понижение уровня грунтовых вод осуществляется путем электроосмотического осушения, сочетающегося с применением иглофильтров. По периметру котлована вблизи его бровки забивают стальные

1 — иглофильтр — катод; 2 — стержень — анод; 3 — коллектор; 4 -* депрессионная кривая

стержни из арматуры или труб диаметром 38 мм. На расстоянии 1,5— 2 м от бровки котлована погружают ряд легких иглофильтров в шахматном порядке относительно стержней. Стержни присоединяют к положительному полюсу источника постоянного электрического тока с напряжением 30—60 В, а коллектор иглофильтровой установки — к отрицательному полюсу. Под воздействием пропускаемого тока грунтовая вода перемещается от анода к катоду, поступает в иглофильтры и оттуда откачивается всасывающим насосом. При этом уровень грунтовых вод понижается не только между электродами, но и во всем осушаемом массиве (рис. 11.16). На 1 м3 осушаемого грунта расходуется от 5 до 40 кВт-ч электроэнергии.

Так как стоимость искусственного понижения уровня грунтовых вод и водоотлива из котлованов в значительной степени зависит от продолжительности работы откачивающих воду установок, целесообразно максимально сокращать срок работы по отрывке котлованов, устройству фундаментов, гидроизоляции и обратной засыпке грунтов. Это одновременно способствует сохранению природной структуры грунтов в основании возводимого сооружения.

ОПУСКНЫЕ КОЛОДЦЫ И КЕССОНЫ

Особенности погружения опускных колодцев в грунт. При устройстве фундаментов м е т о д о м опускного кол од ца (рис. 11.17) на поверхности грунта возводят пустотелую нижнюю часть фундамента в *

виде колодца. Затем через вертикальную полость в колодце с помощью землеройных механизмов из-под него извлекают грунт. Под действием силы тяжести колодец погружается в грунт. При дальнейшем извлечении грунта из-под колодца он постепенно опускается все глубже. По мере опускания колодец наращивают. После погружения его на проектную глубину нижнюю часть вертикальной полости заполняют бетонной

Рис. 11.17. Последовательность устройства фундамента методом опускного колодца а — возведение части фундамента на поверхности грунта; б — разработки грунта грейфером; в — заполнение нижней части двухъячейкового колодца бетонной смесью

смесью, тем самым резко увеличивая площадь подошвы фундамента. Этим способом, разрабатывая грунт вручную, делали фундаменты в древней Индии несколько тысяч лет назад.

В настоящее время опускные колодцы применяют (иногда с автоматической разработкой грунта) для устройства фундаментов под тяжелые сооружения (мосты, башни и др.) и для возведения подземных сооружений, значительно заглубленных в грунт. При строительстве канализационных насосных станций в крупных городах опускные колодцы диаметром более 70 м погружают на глубину 70 м и более.

Использование метода опускного колодца для возведения подземных сооружений весьма целесообразно: не требуется крепления стенок котлована, объем земляных работ сводится к минимуму, а расход материала на изготовление самого колодца определяется из условия восприятия вертикальными стенками цилиндрической оболочки давления грунта.

Конструкции колодцев. Так как давление грунта с глубиной значительно увеличивается, подземные части сооружений во многих случаях проектируют цилиндрической формы. При одинаковом давлении грунта со всех сторон вертикального цилиндрического сооружения в радиальных сечениях стенок будут действовать в горизонтальном направлении только напряжения сжатия. Напряжения изгиба в радиальных сечениях стенок цилиндрических сооружений могут возникнуть лишь при неодинаковом давлении грунта на них.

Для уменьшения трения поверхности стенок колодца об окружающий грунт при его погружении с их внешней стороны делают уступ (рис. 11.18) и образующийся зазор заполняют, раствором тиксотропной бентонитовой глины. Давление раствора глины поддерживает вертикальные стенки грунта.

Для облегчения врезания колодца в проходимые слои грунта в его

нижней части с помощью закладных деталей прочно заделывают специальный нож из стали (см. узел I на рцс. 11.18).

В ряде случаев опускные колодцы устраивают сборной конструкции с вертикальным или горизонтальным членением на панели или дольц#.

Рис. 11.18. Опускной колодец для устройства подземной части сооружения

7 — стенки колодца из железобетона; 2 — щель, заполненная вастрордм бёйтоййтовой глины; 3 — железобетойноё днище колодца; 4 — ножевая часть колодца из сварной стади

Эти сборные элементы после замонолйчивания образуют единую конструкцию.

Рис. 11.19. Схема нагрузок, действующих на опускной колодец- во время его погруженияРис. 11.19. Схема нагрузок, действующих на опускной колодец- во время его погруженияНагрузки, действующие на колодцы. Конструкции опускного колодца рассчитывают на усилия, возникающие в них как при погружении, так и цри эксплуатации колодца, ^р время погружения колодца на негр действуют следующие рсйрвные нагрузки: давление грунта на* стенки колодца р&, реактивное давление грунта на его нож £н и собственный вес колодца 0 (рис. 11.19). Возникающие в конструкциях колодца усилия зависят от характера дейртвця указанных нагрузок.

Рис. 11.19. Схема нагрузок, действующих на опускной колодец- во время его погружения

Рис. 11.19. Схема нагрузок, действующих на опускной колодец- во время его погружения

При однородном грунте вокруг колодца в каждой горизонтальной плоскости или при наличии в зазоре между его стенками и грунтом раствора тиксотропной глины боковая наружная поверхность колодца ис- пывает всестороннее равномерное давление. В таком случае в вертикальных сечениях в плане колодца возникают напряжения сжатия, величина которых у внутренней боковой поверхности на единицу высоты колодца находится исходя из формулы Ляме по выражению

РсжРсж2^к Ргр2^к Ргр(11.17)(11.17)

Рсж

Рсж

2^к Ргр

2^к Ргр

(11.17)

(11.17)

Рис. 11.20. Эпюра неравномерного давления грунта на боковую наружную поверхность колодцаРис. 11.20. Эпюра неравномерного давления грунта на боковую наружную поверхность колодца(11.20)(11.20)

Рис. 11.20. Эпюра неравномерного давления грунта на боковую наружную поверхность колодца

Рис. 11.20. Эпюра неравномерного давления грунта на боковую наружную поверхность колодца

(11.20)

(11.20)

где RK — наружный радиус опускного колодца; ргр — давление грунта или раствора тиксотропной глины на данной глубине с учетом коэффициента перегрузки; гк— внутренний радиус опускного колодца.

Значение рСж должно быть меньше расчетного сопротивления мате

риала стенок колодца центральному сжатию.

Если задаться величиной р^, то из выражения (11.17) можно получить значение требуемой толщины стенок опускного колодца a=RK — гк, а именно

л ^п -О ‘(ПЛ8)

\ V Рсж—2ргр /

При негоризонтальном залегании слоев грунта, при навале колодца одной стороной на грунт в момент его опускания с перекосом, при несимметричной пригрузке его насыпью или разгрузке выемкой или при одностороннем воздействии сейсмической нагрузки давление грунта на боковую наружную поверхность колодца будет неравномерным (рис. 11.20) с коэффициентом неравномерности

Кнр=Рь/Ра.(11.19)

Тогда для железобетонных колодцев

при условии

1/12< ——- < 1/5гк

усилия определяются с учетом неравномерности нагрузки в плане:

^=-0.1488ра?к(Кяр-1);

(И.21)(И.21)М6 = 0,1366ро^^яр-1):

(И.21)

(И.21)

Na = P«rK [1 + 0,7854 (Кжр —Oh

-^“Р^кП+О^^ир-!)).

Величину ра определяют как давление грунта на подпорную стенку, а значением КНр задаются. Тонкостенные колодцы, погружаемые в рубашке из раствора тиксотропной глины, рассчитывают как пространственные оболочки.

Прямоугольные в плане опускные колодцы, в том числе многоячейковые (см. рис. 11.17), представляют собой в горизонтальном сечении раму с замкнутым контуром и рассчитываются на изгиб. Нагрузки на них аналогичны действующим на цилиндрический колодец.

Реактивное давление грунта на нож колодца Ен действует на него, как на консоль. Вес колодца Q должен превышать сумму сил трения,

развивающихся по его наружной боковой поверхности. Поскольку в неблагоприятных условиях возможно зависание колодца вследствие его заклинивания в верхней части, его армируют вертикальными стержнями из расчета зависания нижней трети колодца.

Днище колодца делают монолитным из бетона или железобетона и рассчитывают на реактивное давление грунта и гидростатическое давление воды.

Опускные колодцы, погружаемые ниже уровня грунтовых вод, проверяют на всплытие. При недостаточной устойчивости колодца на всплытие его иногда заанкеривают путем забивки свай в слои нижележащего грунта или путём устройства анкеров в этих слоях (см. рис. 11.28,6).

В последнее время для погружения колодцев стали использовать дополнительную нагрузку, создаваемую с помощью вертикальных анкеров, заделываемых в грунт намного ниже проектного положения колодца. Дополнительная нагрузка позволяет уменьшить вес колодца и гарантировать его погружение в заданном направлении.

Особенности погружения колодцев. Часть колодца, возводимую до его опускания, обычно располагают на временных подкладках. Погружение колодца начинают с симметричного относительно двух взаимно перпендикулярных осей удаления этих подкладок. В результате может наступить момент, когда сделанная часть колодца будет опираться на четыре точки (которые должны удаляться одновременно). В некоторых случаях такое опирание колодца будет являться расчетным, поэтому его следует проверять в числе прочих расчетных состояний.

В процессе опускания колодца важно сохранять его вертикальное положение. Возникающие крены следует немедленно устранять, особенно при наличии вокруг колодца рубашки из раствора тиксотропной глины. Выправление крена колодца при еще небольшой глубине его погружения возможно путем опережающей разработки грунта и опережающей кладки колодца в той его части, которая опустилась на меньшую глубину.

Для разработки грунта в колодце в зависимости от инженерно-геологических условий и размеров его в плане обычно применяют грейферы или экскаваторы с бульдозером, опускаемые в колодец.

Экскаваторы с бульдозером, находясь в колодце, заполняют специальный ковш или бадью, поднимаемые на поверхность обычно башенным краном. Грунт разгружают на транспортные средства, предназначенные для его отвозки, или в отвал. При такой разработке грунта в колодец не должна поступать грунтовая вода, поэтому в зоне его опускания либо искусственно понижают уровень грунтовых вод, либо устраивают экран до водоупора. В качестве экрана используют ледогрунтовую стену или стальной шпунт.

Разработка грунта грейфером, эрлифтом или иным способом возаюж- на без водоотлива или устройства экрана. В этом случае в колодце поддерживают уровень воды, несколько превышающий уровень грунтовых вод, чтобы вместе с грунтовой водой в колодец не поступал (не наплывал) грунт, так как это ведет к последующей осадке поверхности грунта около колодца.

К недостаткам разработки грунта из-под воды относятся сложность контролирования этого процесса, неполное заполнение ковша грейфера, а также трудность удаления крупных включений (валунов, стволов деревьев), которые могут попасть под нож колодца. В таких случаях иногда применяют кессонный метод устройства фундаментов.

При наличии водоносных слоев грунта стены опускных колодцев вы- 16-495

полняют из плотного водонепроницаемого бетона и погружают их до относительно водонепроницаемого грунта.

Особенности устройства фундаментов с помощью кессона. Кессонный метод устройства фундаментов был предложен во Франции в середине прошлого столетия. В Советском Союзе этот метод получил значительное развитие в 30-х гг. (слепой кессон, сочетание кессона с водопонижением, деревобетонный кессон, форсированная посадка кессона на потолок рабочей камеры и др.).

Сущность устройства фундаментов с помощью персона заключается в отжатии грунтовоц воды от места разработки грунта сжатым воздухом. Для этого на месте устройства фундамента делают кессоц — ящик, перевернутый вверх дном (рис. 11.21). Кессон образует рабо-

Рис. 11.21. Схематичный разрез по кессону

1 — рабочая камера; 2 — кессор; 3 — цадкессонная кладка; 4—шлюзовый аппарат с двумя шлюзами; 5 —шахта; 6 — трубопровод Для подачи воды в гидромонитор; 7 —эрлифт

чую к а м е р у, в которую могут опускаться рабочие и инженерный персонал. В рабочей камере по мере погружения ее в грунт повышают давление воздуха. Это давление уравновешивает давление грунтовой воды на данной глубине и не позволяет ей проникать в рабочую камеру.

Над рабочей камерой делают шахту, на которую сверху устанавливают шлюзовой аппарат. Все эти устройства герметизируют. Рабочие входят в шлюз, где постепенно повышают давление до имеющегося в рабочей камере. На этот процесс затрачивается от 5 до 15 мин, чтобы организм человека успел приспособиться к условиям повышенного давления. Продолжительность пребывания рабочих и инженеров при повышенном давлении воздуха строго лимитирована требованиями техники безопасности. Выход из рабочей, камеры также осуществляется через шлюз с постепенным снижением давления до атмосферного^ На это требуется примерно в 3—3,5 раза больше времени, чем на шлюзование при повышении давления. Ограничение продолжительности рабочего времени и затраты времени на шлюзование при входе и выходе из кессона существенно удорожают работы пр устройству фундаментов кессонным методом. Кроме того, из-за ограничения максимального дав-

л^ния кессон можно опустить на глубину не более 35—40 м. Кесррны применяют главным образом при наличии в грунте крупных включений или при необходимости опирания фундамента на неровную поверхность скалы.

На кессон кроме нагрузок, действующих на опускные колодцы, ока1 зывают воздействие вес кладки и давление сжатого воздуха на стенки рабочей камеры.'

В настоящее время кессоны делают преимущественно из железобетона.

Работы в нессоне максимально механизируют и даже автоматизируют. Для разработки грунта часто применяют гидромониторы, а для его удаления наружу — эрлифты. Гидромониторы и эрлифты мргут работать по заданной программе.

После опускания кессрна на проектную глубину рабочую камеру заполняют бетоном. ' '

ОБОЛОЧКИ, ГЛУБОКИЕ ОПОРЫ И РАСЧЕТ ОСНОВАНИЙ ФУНДАМЕНТОВ ГЛУБОКОГО ЗАЛОЖЕНИЯ

Способы опускания оболочек и их конструкции. Поскольку опуск- щые колодцы погружаются под действием собственного веса, нередко приходится делать их стенки значительно толще, чем требуется по расчету на прочность. В связи с этим возникла идея принудительного погружении колодцев. Такие конструкции приобрели новое качество-тонкие стенки, и их стали называть оболочками или при наружном диаметре 0,8—1,2 м — сваями-оболочками.

Сущность способа устройства фундаментов с помощью оболочек сводится к следующему. Оболочки в виде железобетонных труб диаметром в основном от 0,8 до 3 м погружаются в грунт мощными внбрО" молотами или низкочастотными вибропогружателями, жестко Прикрепляемыми болтами к верхнему фланцу труб черед специальный* цаголов- ник. Под действием вибрации оболочка врезается в грунт Обычно на глубину 3—6 м. Для возможности дальнейшего погружения ободочки из нее извлекают грунт. Затем снова приводят в действие вибропогружатель. После погружения одного звена оболочку наращирают. НиЖ” нее звено оболочки снабжается ножом. Звенья оболочки, имеющие фланцы, соединяют на болтах или на сварке.

Железобетонные звенья длиной 6—10 м должны быть армированы продольными стержнями и спиралью (рис. Ц.22). При необходимости повышенной трещицостойкости оболочек, например при погружении их в агрессивную среду, обязательно предварительное напряжение арматуры. Для изготовления оболочек применяют бетон марки не ниже М400. Тонкостенные оболочки заполняют бетоном марки М(50. Для исключения этого оболочки иногда делают толстостенными (толщина стенки 16—20 см), применяя одновременно двойное армирование. Дли улучшения передачи давления на грунт такими обфЮТами В ИХ нижнем звене на высоте около 2 м от низа делают диафрагму с центральным отверстием для возможности удаления грунта. После посадки диафрагмы на грунт отверстие заделывают. -

При погружении оболочек грунт извлекают либо непрерывно эрлиф- ют в центральной части отверстие, совпадающее с осью оболочки, что ррм четырехлопастцым или виброгрейфером ВНИИГСа. Трубы гидроэлеватора или эрлифта выводят через отверстие в наголовнике иод вибропогружателем. Некоторые вибропогружатели (НВП-56, В¥-1,6) имеют в центральной части отверстие, совпадающее с осью оболочки, что позволяет разрабатывать груда без снятия вибратора с оболочки. Для

облегчения погружения оболочки в гравелистый грунт иногда применяют наружный подмыв.

После достижения скальной породы через оболочку бурят скважину диаметром, равным внутреннему диаметру оболочки. Затем скважину

Рис. 11.22. Пример конструкции оболочки диаметром 1580 мм

и оболочку заполняют бетоном. Это позволяет заделывать фундамент в скальной породе.

В нескальных грунтах ниже оболочки можно делать уширение ка- муфлетными взрывами или разбуриванием полости в грунте с последующим заполнением ее бетонной смесью.

Заполнение оболочки бетонной смесью осуществляют в два этапа. Сначала из забоя оболочки удаляют шлам (под забоем оставляют пробку из грунта высотой около 2 м) и в оболочку укладывают методом подводного бетонирования слой бетонной смеси толщиной 2—5 м. После того как этот бетон наберет необходимую прочность, воду из оболочки откачивают и дальнейшую укладку бетонной смеси (по всему сечению или только у стен с целью их утолщения) выполняют насухо. Виброгрейфер ВНИИГСа позволяет укладывать бетонную смесь жесткой консистенции.

Оболочки можно погружать до плотных грунтов на глубину 30 м и более. Такие оболочки способны передавать на грунт большие нагрузки (10 000 кН и более).

К недостаткам фундаментов из оболочек относится возникновение при их устройстве значительных колебаний грунта в пределах окружности радиусом, измеряемым иногда сотнями метров. В связи с этим их не рекомендуется применять в застроенных районах городов.

Глубокие опоры (набивные столбы). К фундаментам глубокого заложения относятся набивные столбы, выполняемые аналогично буронабивным сваям или методом «стена в грунте». Эти фундаменты обязательно доводят до плотных грунтов, так что они работают как стойки.

Набивные столбы изготовляют диаметром более 80 см либо с извлекаемой оболочкой, либо без оболочки. Иногда их делают с уширенной пятой (аналогично сваям, изготовляемым в грунте). Набивные столбы, как правило, армируют только в верхней части.

Некоторыми особенностями обладают набивные столбы, выполняемые методом «стена в грунте» (см. § 43). Для их изготовления устраивают под защитой глинистого раствора несколько прорезей, образующих в

Рис. 11.23. Глубокие опоры (в плане), выполненныеРис. 11.23. Глубокие опоры (в плане), выполненныеметодом «стена в грунте»методом «стена в грунте»

Рис. 11.23. Глубокие опоры (в плане), выполненные

Рис. 11.23. Глубокие опоры (в плане), выполненные

методом «стена в грунте»

методом «стена в грунте»

плане крест (рис. 11.23, а), двутавр (рис. 11.23,6), трилистник (рис. 11.23,в), звезду (рис. 11.23, г),, замкнутый прямоугольник (рис. 11.23,6) и т.д. Затем эти прорези с помощью бетонолитной вертикально перемещающейся трубы заполняют бетонной смесью. Такие опоры могут выдержать сжимающую нагрузку в тысячи килоньютонов. Они хорошо воспринимают также изгибающие моменты и горизонтальные нагрузки.

Для лучшей сопротивляемости изгибу верхние участки глубоких опор сложного очертания армируют каркасами. Кроме того, из таких опор выпускают арматуру для соединения с конструкциями, передающими давление на фундамент. Несущую способность глубоких опор оценивают как несущую способность свай, изготовленных соответствующим методом.

Особенности работы и расчет оснований фундаментов глубокого заложения. Фундаменты глубокого заложения обычно проектируют под тяжелые ответственные сооружения, так как для обеспечения нормальной эксплуатации последних в качестве их основания приходится выби* рать плотные малосжимаемые грунты, располагающиеся часто на значительной глубине. Применение свай в этих случаях далеко не всегда рационально, поскольку большая нагрузка требует забивки слишком большого числа свай, а кроме того, погружение длинных свай сложно и связано с необходимостью стыковки отдельных их звеньев. По этой причине фундаменты глубокого заложения (за исключением кессонов) применяются сравнительно часто. От фундаментов, возводимых в открытых котлованах, они отличаются следующими основными особенностями:

сооружаются без вскрытия основания котлованами, при отрывке . которых грунты ниже их дна разуплотняются с частичным нарушением природной структуры;

обеспечивают работу грунтов в основании под нагрузкой без развития выпора их вверх;

хорошо сопротивляются действию горизонтальной нагрузки;

передают вертикальную нагрузку на грунты основания через подошву (давлением) и боковые поверхности (трением),.

При устройстве фундаментов методами опускного колодца, кессона и «стена в грунте» грунты основания частично разгружаются и поэтому несколько разуплотняются. Однако при непродолжительном отрезке времени с момента вскрытия основания до бетонирования нижней части фундамента глубокого заложения разуплотнение грунтов происходит в пределах, сравнительно небольшого объема. Развитие процессов разуплотнения возможно также в массиве-грунта по сторонам от фун-

дамента глубокого заложения, если он отделен от грунта щелью, свободной или заполненной раствором бентонитовой глины.

Рис. 11.24. Зависимость осадки фундамента глубокого заложения 1 и сваи 2 от нагрузкиРис. 11.24. Зависимость осадки фундамента глубокого заложения 1 и сваи 2 от нагрузкиРассмотрим зависимость осадки фундамента глубокого заложения от нагрузки (кривая 1 на рис. 11.24). Эта зависимость имеет явно выраженный криволинейный характер. Поскольку в основании такого фундамента залегает относительно плотный грунт, абсолютные величины осадок малы даже при значительной ин- „ тенсивности нагрузки на грунт основания. При этом достигнуть выпора грунта из-под фундамента с выходом поверхностей скольжения на дневную поверхность невозможно. Для сравнения кривой 2 показано развитие осадки забивной сваи. Как видно, сначала осадка сваи развивается в соответствии с криволинейной зависимостью S от Р, а затем резко возрастает вследствие потери устойчивости грунтов под ней. Под фундаментами глубокого заложения при предельно допустимых осадках такого явления не возникает.

Рис. 11.24. Зависимость осадки фундамента глубокого заложения 1 и сваи 2 от нагрузки

Рис. 11.24. Зависимость осадки фундамента глубокого заложения 1 и сваи 2 от нагрузки

нимать такое давление, принимать такое давление, приВ. Г. Березанцев считает, что в качестве «критического» можно при- котором осадка фундамента глубокого за

нимать такое давление, при

нимать такое давление, при

ложения составляет 0,2 его ширины. Столь значительная осадка тяжелых сооружений в подавляющем большинстве случаев недопустима, поэтому для фундаментов глубокого заложения надо производить кроме проверки на прочность материала расчеты по второй группе предельных состояний (по деформациям с учетом нелинейной зависимости между напряжениями и деформациями).

Нелинейность зависимости 3 от Р обусловлена, по-видимому, не большей деформативностью грунта зон сдвигов, а увеличением объема грунта, подвергающегося уплотнению.

При давлении р, меньшем расчетного R, определяемого по формуле (7.11), и линейной зависимости между напряжениями и деформациями осадка теоретически должна увеличиваться с ростом нагрузки линейно. Однако одновременное увеличение глубины зоны уплотнения (см. § 18) влечет за собой более интенсивное возрастание осадки по сравнению с возрастанием нагрузки.'

При фундаментах глубокого заложения это усугубляется тем обстоятельством, что возникающие зоны сдвигов 3 (рис. 11.25) будут передавать значительное давление на грунт, расположенный по сторонам от зоны наибольших напряжений в основании, создавая в областях 4 напряженное состояние, способное вызывать уплотнение грунтов. Следовательно, возрастание нагрузки сопровождается как увеличением глубины зоны уплотнения 1 под фундаментом, так и увеличением зон уплотнения 4 по сторонам от зон сдвигов 3. То и другое приводит к увеличению интенсивности возрастания осадки по сравнению с интенсивностью возрастания нагрузки. Поскольку зоны сдвигов передают напряжения не только в стороны, но и вниз, в том числе наклонно вниз,

нения при значительном развитии зон . сдвигов в основании фундамента глубокого заложениянения при значительном развитии зон . сдвигов в основании фундамента глубокого заложенияа)а)Рис. 11.26. Схемы к расчету фундамента глубокого заложения на действие горизонтальной нагрузки при различном положении точки DРис. 11.26. Схемы к расчету фундамента глубокого заложения на действие горизонтальной нагрузки при различном положении точки D

нения при значительном развитии зон . сдвигов в основании фундамента глубокого заложения

нения при значительном развитии зон . сдвигов в основании фундамента глубокого заложения

а)

а)

Рис. 11.26. Схемы к расчету фундамента глубокого заложения на действие горизонтальной нагрузки при различном положении точки D

Рис. 11.26. Схемы к расчету фундамента глубокого заложения на действие горизонтальной нагрузки при различном положении точки D

Процесс уплотнения развивается и в зонах 5. В зонах постепенно образующегося уплотненного ядра 2 и сдвигов 3, конечйо, также развиваются деформации уплотнения, так как и здесь происходит увеличение нормальных напряжений.

Согласно изложенному, при увеличении нагрузки на фундамент с круглой подошвой объем зон уплотнения вместе с зонами сдвигов в

изотропных грунтах будет увеличиваться приблизительно в соответствии с кубической зависимостью,' а на ленточные фундаменты —в соответствии с квадратной зависимостью. В связи с этим есть основание полагать, что после существенного развития зон сдвигов, когда передаваемое ими горизонтальное давление превысит структурную прочность грунта, возрастание осадки круглого в плане фундамента глубокого заложения будет развиваться приблизительно в соответствии с отрезком кубической параболы. Если такая зависимость не наблюдается, то одной из причин этого является обычно плавный переход от модуля деформации грунта при уплотнении к модулю деформации грунта за пределами зон уплот

нения, характеризующему деформации упругие с упругим последействием. Вследствие большего значения этого модуля по сравнению с модулем уплотнения .при расчетах практических задач часто считают, что за пределами зон уплотнения деформации отсутствуют. Это приводит к ошибке, равной примерно 5% общей величины осадки.

На ходе развития осадки фундаментов глубокого заложения может сказаться также влияние трения по их боковым поверхностям,

отражающееся на на

пряженном состоянии грунтов ниже подошвы фундаментов. Его можно учесть в соответствии с расчетом осадки свай.

Более точно осадку фундаментов глубокого заложения можно определить методами нелинейной механики грунтов или по данным статических испытаний.

Действие горизонтальной нагрузки и момента. При действии горизонтальных сил и момента фундамент глубокого заложения будет поворачиваться относительно некоторой точки D (рис. 11.26). Повороту фундамента будет препятствовать сопротивление грунта не только по его подошве, но и по его боковым поверхностям. Вертикальные силы, действующие на фундамент, приведем к центрально действующей нагрузке в плоскости подошвы ^Р—Т, а горизонтальные силы и момент— к суммарной горизонтальной силе ИН с плечом X относительно горизонтальной оси, проходящей через центр тяжести подошвы фундамента. Здесь Т — сумма сил трения по боковым поверхностям фундамента (на рис. 11.26 не показана).

Поворот фундамента зависит от положения центра вращения— точки D. Когда суммарная горизонтальная сила 2// действует относительно высоко (выше фундамента или в его верхней части), центр вращения находится в пределах нижней части фундамента (рис. 11.26, а). При действии силы ^Н в пределах средней части высоты фундамента центр вращения опускается ниже подошвы фундамента (рис. 11.26,6). Наконец, когда сила 2 Я приложена ниже подошвы фундамента, центр вращения оказывается выше его обреза. Такой случай встречается редко и здесь не рассматривается.

Расположение точки D на оси фундамента возможно только в том случае, если горизонтальные силы прикладываются после развития вертикальных деформаций под действием сил 2Р — Т.

Сумму сил трения Т обычно находят по выражению

Г = хи (/1 — 2,5),(11.22)

где т — средняя удельная сила трения на 1 м2 боковой поверхности фундамента, кН на 1 м2; и — периметр горизонтального сечения фундамента, м; h — глубина заложения подошвы фундамента, м.

Из глубины заложения подошвы фундамента вычитают 2,5 м, так как в пределах верхних 5 м силы трения по боковой поверхности фундамента нарастают от 0 до значения т, действующего по всей остальной части высоты фундамента.

В результате поворота фундамента относительно точки D по его боковым граням возникает реактивное давление, эпюры которого показаны на рис. 11.26. При этом податливость грунта в вертикальном направлении обычно оценивают коэффициентом постели Сг [см. формулу (8.22)], а в горизонтальном направлении — коэффициентом постели Су, линейно возрастающим с глубиной. В таком случае

Су = ту,(11.23)

где т — коэффициент постели в горизонтальном направлении на глубине, равной 1 м.

Коэффициент деформации системы фундамент — грунт, характеризующий соотношение жесткостей грунтового основания и фундамента, выражается формулой

5,

а = у тЩЕ1),(11.24)

где Z — размер фундамента, перпендикулярный плоскости действия момента; EI — из- гибная жесткость фундамента.

Если ай^2,5, фундамент считают обладающим бесконечно большой жесткостью.

Горизонтальное реактивное давление, действующее по боковым граням фундамента, определяют по формуле (при этом в запас не учитывают трение по подошве и боковым граням фундамента):

Ру=^^о-//)*(11.25)

ЗдесьЗдесь

Здесь

Здесь

(11.26)(11.26)(11.27)(11.27)А = ^lh? + 1 W)/[2p (ЗА - ft)];

(11.26)

(11.26)

(11.27)

(11.27)

Уо = $№ (4А - Л) + 6Ж]/№ (ЗА — Л) ],

где ^=тк!Сг — отношение коэффициента постели в горизонтальном направлении на глубине h к коэффициенту постели в вертикальном направлении; IF — момент сопротивления площади подошвы фундамента; остальные обозначения даны на рис. 11.26.

362ft± лр *362ft± лр *(11.28)(11.28)Краевые давления по подошве фундамента определяют по выражению

362ft

± лр *

362ft

± лр *

(11.28)

(11.28)

2Р-ТРтах = —"min • Гф

где Гф — площадь подошвы фундамента.

Считают, что устойчивость фундамента в грунте обеспечена с запасом, если горизонтальное реактивное давление при y=h и y=hft меньше сопротивления грунта в этих точках, равного разности пассивного и активного давлений грунта.

Изгибающий момент в сечении фундамента на глубине у определяют по выражению

Му = 2ft {А - h + у [1 - ^ (2уа - у)КШ^,(11.29)

а угол поворота жесткого фундамента будет равен:

ю = №НКАтН).(11.30)

При относительно гибких фундаментах для определения поворота его обреза учитывают деформацию изгиба самого фундамента.

Так как при допустимых осадках фундаментов глубокого заложения потеря устойчивости грунтов в их основании от действия вертикальных нагрузок невозможна, среднее напряжение по подошве фундаментов может быть существенно больше расчетного давления на грунт основания. Вертикальную нагрузку ограничивают по осадке и повороту фундамента.

§ 47. АНКЕРНЫЕ КРЕПЛЕНИЯ

Типы анкерных креплений. Для передачи на грунт выдергивающего усилия устраивают анкерные крепления (анкеры). Анкеры состоят из трех основных элементов: рабочей части, удерживающей анкер в грунте, анкерной тяги, соединяющей рабочую часть анкера с элементом крепления или сооружения, и стопорного устройства, закрепляющего тягу. Анкерные тяги обычно делают из стальных стержней, пряди проволок, канатов, водогазопроводных труб или буровых штанг.

В зависимости от направления тяги различают анкеры наклонные, горизонтальные и вертикальные.

Наклонные анкеры применяют для закрепления в вертикальном положении различных ограждений стенок котлованов. Их длина обусловливается размерами призмы обрушения, за пределами которой они должны заделываться, и глубиной расположения относительно прочного грунта, в котором их можно заделать (рис. 11,27).

Горизонтальные анкеры применяют чаще всего при креплении стенок неглубоких котлованов (рис. 11.28,а).

Вертикальные анкеры применяют главным образом как работающие на выдергивание части фундаментов, а также для пригрузки1 опускных колодцев при их погружении или для удержания колодца от всплытия (рис. 11.28,6).

В зависимости от способа изготовления различают анкеры засыпные, буровые, завинчиваемые и забивные.

Засыпные анкеры заглубляют в грунт путем отрывки траншей, которые после устройства анкера засыпают грунтом с тщательным трамбованием. Иногда такие анкеры делают частично забивными — забивают вертикально или наклонно рабочую часть анкера и к ней крепят анкерную тягу.

Буровые анкеры широко применяют для крепления стенок котлованов. Их устраивают в наклонных скважинах, в которых распо-

Рис. 11.27. Схемы закрепления ограждающих стен котлованов наклонными анкерамиа —• в однородном грунте; б — в плотном грунте; 1 — «стена в грунте»; 2 — стопорное устройство; 3 — анкерная тяга; 4 — рабочая часть анкера; 5— призма обрушения; 6 — глубина разработки грунта в котловане перед постановкой очередного анкера; 7 —слабый грунт; 8 — плотный грунтРис. 11.27. Схемы закрепления ограждающих стен котлованов наклонными анкерамиа —• в однородном грунте; б — в плотном грунте; 1 — «стена в грунте»; 2 — стопорное устройство; 3 — анкерная тяга; 4 — рабочая часть анкера; 5— призма обрушения; 6 — глубина разработки грунта в котловане перед постановкой очередного анкера; 7 —слабый грунт; 8 — плотный грунтРис. 11.28. Схемы анкеров.' —- шпунтовая стенка; 2 — анкерная тяга; 3 — анкерная плита; 4—сооружение, неустойчивое1 на всплытие; 5 — буровые цилиндрические анкерыРис. 11.28. Схемы анкеров.' —- шпунтовая стенка; 2 — анкерная тяга; 3 — анкерная плита; 4—сооружение, неустойчивое1 на всплытие; 5 — буровые цилиндрические анкеры

Рис. 11.27. Схемы закрепления ограждающих стен котлованов наклонными анкерами

а —• в однородном грунте; б — в плотном грунте; 1 — «стена в грунте»; 2 — стопорное устройство; 3 — анкерная тяга; 4 — рабочая часть анкера; 5— призма обрушения; 6 — глубина разработки грунта в котловане перед постановкой очередного анкера; 7 —слабый грунт; 8 — плотный грунт

Рис. 11.27. Схемы закрепления ограждающих стен котлованов наклонными анкерами

а —• в однородном грунте; б — в плотном грунте; 1 — «стена в грунте»; 2 — стопорное устройство; 3 — анкерная тяга; 4 — рабочая часть анкера; 5— призма обрушения; 6 — глубина разработки грунта в котловане перед постановкой очередного анкера; 7 —слабый грунт; 8 — плотный грунт

Рис. 11.28. Схемы анкеров

.' —- шпунтовая стенка; 2 — анкерная тяга; 3 — анкерная плита; 4—сооружение, неустойчивое1 на всплытие; 5 — буровые цилиндрические анкеры

Рис. 11.28. Схемы анкеров

.' —- шпунтовая стенка; 2 — анкерная тяга; 3 — анкерная плита; 4—сооружение, неустойчивое1 на всплытие; 5 — буровые цилиндрические анкеры

лагают рабочую часть и анкерную тягу, закрепляемую на стенке после предварительного натяжения стопорным устройством.

Завинчиваемые анкеры применяют редко. Погружают их обычно на небольшую глубину. Такие анкеры используют в качестве инвентарного оборудования (например, при испытании свай и т.п.).

Забивные анкеры применяют для закрепления ограждений стенок котлованов при большой толще слабых грунтов, в которых другие анкеры неэффективны.

Так, в Гётеборге (Швеция) для закрепления шпунтовой стенки были применены забивные анкеры общей длиной около 30 м, состоящие из двух забитых наклонно двутавровых профилей. Такие анкеры имели несущую способность 280 кН.

При установке рабочей части бурового анкера необходимо надежно заделать ее в грунте. С этой целью рабочую часть анкера делают цилиндрической, с уширением или инъекционной (путем инъекции раство- ,раъ грунт).

Анкеры с цилиндрической рабочей частью (цилиндрические) (рис. 11.29, а) широко применяют в строительстве. Их преимущество—■ простота изготовления. К недостаткам относится сравнительно невысокая несущая способность. Для их устройства бурят под защитой обсад-

ной трубы, раствора тиксотропной .глины или без крепления скважину, обычно наклонную, диаметром 100—150 мм. В скважину устанавливают трубку для подачи раствора в забой и анкерную тягу с анкерным устройством на конце. Для центрирования тяги применяют ограничу тели. На месте расположения верхнего конца цилиндрической рабочей части в скважину помещают уплотнительный диск, который предотвращает проникание грунта в заполняемую раствором рабочую чавт|» скважины. Через трубку в скважину нагнетают раствор, по мере поддни которого извлекают обсадную трубу до уплотнительного диска, затем в скважину подают раствор песка (вода 4-перок), заполняя Им детальную часть скважины (см. рис. 11.29). После набора раствором рабочей

Рис. 11.29. Конструкция бурового цилиндрического аы^ра (а) и анкера с уширением в рабочей1 части (б)’'

Г—ограждающая стенка; 2 — стопорное устройство; 3 — -доа; 4 — уплотнительный .даек; 5 —це- жейтный раствор; 6 — анкеровка тяги; 7 — весок

части Необходимой прочности устанавливают стопорное устройство и производят натяжение анкера. Усцдие в анкере может фиксироваться датчиками сопротивления. После натяжения анкера отверстие в стенке заделывают для исключения течи. .

Анкеры с уширением в рабочей части (уширенные) (ppc. 11.29,6) устраивают аналогично цилиндрическим анкерам. В конце скважины делают уширение разбуриванием или камуфлетным взрывом. Часто разбуривание совмещают с подачей цементногорастрора, который, перемешиваясь с грунтом, образует грунтоцементное уширецце. Извлечение грунта из скважины при ее разбуривании затруднительно.

Анкеры с инъекционной рабочей частью (Инъекционные) (рир. 11.30) устраивают аналогично цилиндрическим анкерам с подачей в скважину цементного или химического раствора под значительном Давлением (до 4 МПа) для обеспечения его инъецирования в грунт с крупными порами. Для создания значительного давления, необходимого при инъецировании, скважину в верхнем конце рабочей части анкера тампонируют резиновым паркером (рис. 11.30,а), пробкой из раствора на расширяющемся цементе (рис. 11.30,6) или пробкой из уплотненного грунта (рис. 11.30, в). В качестве тяги в последнем случае используют буровую штангу. Пробка из уплотненного грунта. образуется при вытаскивании буровой головки без вращеция. '

Буровые"цилиндрические анкеры можно выполнять в любых грунтах, анкеры с камуфлетным уширением — В грунтах/ рцдербных упдртЙтЙ при взрыве, анкеры с разбуренным грунтоцементным уширением целесообразны в песчаных грунтах, а инъекционные — в гравелистых и песчаных грунтах, а также в трещиноватых скальных породах при условии заполнения трещин песком.

Для уменьшения горизонтальных подвижек креплений стенок котлованов и подпорных стенок анкеры подвергают предварительному натяжению. После этого, особенно в первое время, в глинистых грунтах пластичной консистенции анкеры иногда медленно ползут. При этом возможно постепенное смещение крепления в сторону котлована. Для

Рис. 11.30. Схема бурового инъекционного анкераРис. 11.30. Схема бурового инъекционного анкера/ — анкерная тяга; 2 — песок; 3 — резиновый паркер; 4— закрепленный грунт; 5 — зацементированная скважина; 6 — анкеровка тяги; 7 — ограждающая стена; 8 — стопорное устройство; 9 — цементная пробка; 10 — диски уплотнения: И—перфорированная труба; 12—грунтовая пробка; 13 — буровая головка

Рис. 11.30. Схема бурового инъекционного анкера

Рис. 11.30. Схема бурового инъекционного анкера

уменьшения такой подвижки следует периодически подкручивать стопорное устройство, не допуская ослабления анкера.

Расчет анкерных креплений. При расчете ограждающих или иных конструкций, удерживаемых анкерами, проверяют общую устойчивость сооружения с учетом несущей способности грунта основания, в который заделывают анкеры, и рассчитывают элементы анкера на прочность. Длина анкеров определяется устойчивостью массива грунта с сооружением.

При засыпных горизонтальных анкерах, обычно с анкерными плитами, наибольшая устойчивость грунта основания обеспечивается, когда призма обрушения за стенкой и призма выпирания при развитии пассивного отпора грунта, возникающего при смещении плиты, не пересекаются (рис. 11.31,а). В таком случае требуемая длина анкера составляет

Imax = Htt tg (45° - ср/2) + ftn tg (45° + <р3/2), (11.31) где Яо — глубина расположения точки О заделки стенки в грунте; <р — расчетный угол внутреннего трения грунта за стенкой; ф3 — расчетный угол внутреннего трения обратной засыпки.

Если сплошная по длине сооружения анкерная плита не достигает поверхности грунта, устойчивость проверяют по формуле

пр8< * (е;-£п.с)-е;. (И.32)

где^ — коэффициент запаса, учитывающий недопустимость больших смещений анкерной плиты при ненапрягаемой анкерной тяге (при напрягаемой тяге п=1); Ра — усилие в анкере, требуемое для восприятия им давления стенки; ф — коэффициент, отражающий влияние на несущую способность плиты.ее заглубления йп и высоты h (рис. II. 31, б)*;

Е^. и Еа — равнодействующие соответственно пассивного и активного давления грунта на участке А'В'; ЕП.С — снижение пассивного давления в результате уменьшения призмы выпора, определяемое по формуле

fn c = 0,5 уз hi Хц.

Здесь у3 — удельный вес грунта обратной засыпки; hx — глубина залегания точки пересечения плоскостей обрушения и выпирания; Хп — коэффициент удельного пассивного давления, определяемый по формуле (6.19).

Рис. 11.31. Схема к расчету горизонтальных анкеров (а) и график значений ф (б)

При устройстве анкерных плит вдоль стенки на отдельных участках с разрывами учитывают работу грунта и между плитами*.

Минимальную длину наклонных анкеров определяют приближенно исходя из расположения призм обрушения и выпирания. В случае частого размещения анкеров рассматривают их ряд или несколько рядов по высоте стенки, работающих одновременно.

При устройстве буровых анкеров их устойчивость в грунте определяют исходя из сил трения по боковой поверхности рабочей части аналогично расчету буронабивных свай по СНиП 11-17-77. Тогда несущая способность анкера составит

i

Рб^ти^ «Чк h>(П .33)

где т — коэффициент условий работы анкера в грунте, принимаемый равным единице; и — периметр, определяемый по диаметру скважины или инъекционной зоны; m.f — коэффициент условий работы грунта по боковой поверхности рабочей части анкера, принимаемый по табл. 11.1; fi — расчетное сопротивление сдвигу боковой поверхности рабочей части анкера по i-му слою грунта, принимаемое по табл. 9.3; Ц — длина участка анкера, находящегося в i-том слое грунта.

Найденное значение Рб характеризует несущую способность анкера по прочности заделки его в грунте.

При определении несущей способности анкера с уширением в рабочей части и инъекционного анкера дополнительно учитывается сопротивление грунта основания по лобовой части анкера. Расчетный ради-

Т А Б Л ИЦ А 11.1. ЗНАЧЕНИЯ КОЭФФИЦИЕНТОВ т^ и mR

ДЛЯ РАЗЛИЧНЫХ ГРУНТОВ

Вид анкера

т^ и mR для грунтов

песка

супеси

суглинка

глины

Цилиндрический

0,6

0,5

0,5

0,5

С разбуренным уширением . . .

0,6

0,5

0,5 '

0,5

Инъекционный

1

1

1

—

ус рабочей части инъекционного анкера с некоторым приближением определяют по формуле

Я = /[(l-hW^),(11.34)

где е — коэффициент пористости закрепляемого грунта; V — объем раствора, инъецированного в грунт; / — длина рабочей зоны от забоя до уплотнителя.

Несущую способность грунта по лобовой части анкера с уширением или инъекционного определяют по формуле

Рл ^mRWiA-Dc\F,(11.35)

где тн — коэффициент условий работы грунта по лобовой поверхности анкера, принимаемый по табл. 11.1; В и D — безразмерные коэффициенты, принимаемые по табл. 11.2; у — удельный вес грунта; h— глубина заложения центра лобовой части уширения; с — расчетное значение удельного сцепления грунта в рабочей зоне; F — рабочая площадь уширения за вычетом площади сечения тяги.

ТАБЛИЦА 11.2. ЗНАЧЕНИЯ КОЭФФИЦИЕНТОВ В и D

ф, град

в

D

<р, град

в

D

I Ф, град

в

D

14

2,8

7,1

22

5,5

И,1

1

30

16,5

26,9

16

3,3

7,7

24

7,0

13,5

32

22,5

34,4

18

3,8

8,6

26

9,2

16,8

34

31,0

44,6

20

4,5

9,6

28

12,2

21,2

36

44,4

59,6

Во время строительства несущая способность анкеров может быть проверена экспериментально. Для этого достаточно наклеить на анкерные тяги датчики сопротивления и, наблюдая по ним за усилием в тяге, довести анкер стопорным устройством до предельной несущей способности Рпр. Несущая способность анкера в таком случае определяется после обработки результатов экспериментов по формуле, аналогичной формуле (9.13).

При расчете анкеров по прочности материала подбирают поперечное сечение анкерной тяги и стопорного устройства.

Основания анкеров с напрягаемой тягой, как правило, не проверяют на деформацию. Применение же анкеров с ненапрягаемой тягой для крепления стенок котлованов и ряда других конструкций не рекомендуется.

Глава 12

ФУНДАМЕНТЫ НА СТРУКТУРНО НЕУСТОЙЧИВЫХ ГРУНТАХ

5 48. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ

Опыт строительства и эксплуатации многих зданий и сооружений показывает, что при определенных инженерно-геологических условиях они иногда получают резко неравномерные осадки, которые приводят к

их разрушению или исключению возможности нормальной эксплуатаций. Такие Яйлёййя Ьсобёнйо часто наблюдались й районах распросГрЙ- ненйя структурно неустойчивых группой, й которым, как отмечено в гл. 3, относятся лёссовые Грунты, мёрзлые и вечномерзлые грунты, пески, находящиеся в рыхлом состояний, илы и чувствительные глинистые грунты, а Также ГлйНйс1ыё йабу&айщйё груйты.

Нарушение структуры груйтов пройёходйт при физических й механических воздействиях.

К основным физическим воздействиям относятся увлажнение грунтов (Лессбв й набухающих ГЛий), оттайййййё грунтов (мёрзлых), химическая и механическая суффозия, выйётрйванйё.Такие воздействия опасны, когда при разрушении структурных связей грунты теряют свою прочность и резко увеличивают деформативность.

К основным механическим воздействиям относятся приложение внешней нагрузки, Динамические импульсы (вибрация, колебания при уДа- рах й др.), перемятие грунтов. Особенно чувствительны к механическим воздействиям несвязные и слабо связные грунты (рыхлые пёскщ слабые, насыщенные водойх глинистые грунты, ильц заторфованйые грунты и др.).

При приложении внешней нагрузки к структурно устойчивым грунтам происходит одновременно частичное нарушение их структуры й уплотнение их с образованием новых связей, в результате чего существенно увеличивается их прочность. При приложении внешней нагрузки к структурно неустойчивым грунтам разрушение "структурных связей в них происходит быстрее, чем возникновение новых связей вследствие медленного развития уплотнения. Это приводит к лавинному процессу разрушения структурных связей, ведущему к развитию просадки, т. е. осадки, не связанной с процессом постепенного уплотнения.

При использовании структурно неустойчивых грунтов в качестве основания сооружений рассматривают условия, при которых возможно йа- рушение их природной структуры и развитие просадки^ и принимают меры, исключающие возможность развития такого рода деформаций.

ИСПОЛЬЗОВАНИЕ СЛАБЫХ ГРУНТОВ В КАЧЕСТВЕ бсНОВАЙМ СООРУЖЕНИЙ

К слабый грунтам дтндСЯТс'я насЫЩёнЯые водой Ьйл&йЬ взимаемые грунты/которые Прй дббММ скоростях Ирйл'бжения нагрузбК на ЬШд- вания теряют едок) прбЧнд’сть, вследствие чёёд уМёнШаётЬА йх сопротивляемость сдвигу И возрастает их сжиЖёмЬсть. Такйми грунТамИ яв- лйютёя очень йористкё чунЬГвИГёлЬные гЛинйстйе груйты, йахоДйфйё- сй в текучем или тёйуЧёЙлйстйййЬй сЬсТОЙййи. В тЬ жё йрёМй в УсЛбйй- ях естестйеййого залеганий ОЙЙ спбСдбйй ИоспрЙнимЙГь мёДДёЙнЬ ВЬз- расТаЮщце нагрузки.

ОтйоШённе прочности грунта до нарушений его ИрйроднОЙ структуры к Прочности этого грунта п^сле ее йаОушёнйй обычно называет Индексом чувствительности [ей. формулу (3.13)].

В нашей сГраЙё к слабым грУйтЯМ йожно отнёстй йОЛИДЙёййё глй- ны, ленточйые глины озёрЙо-лёднйкЪВоГо происхожДейиЯ и йёкотбрке другие грунты. Слабые груйтк Очёйь ЧуйётвйтелЬЙк к йё()ёмяТйЮ, которое Ведет к уменьшению иХ сЦейлёния Й угла ййутреЙнего Дрёййя, а также к увеличению их сжийаемоётй в 2—3 раза й более. -

В качестве примера рассмотрим развитие деформаций ленточных глин, слагающих основание Государственного академического театра оперы и балета йй. С. М, Кирова

в Ленинграде, в процессе его реконструкции. Эти деформации привели к дополнительной осадке сценической части театра примерно на 100 мм без увеличения нагрузки. Такая осадка была связана с погружением в основание здания свай-оболочек диаметром 880 мм с открытым нижним концом без извлечения грунта из их полости. Сваи- оболочки погружали вдавливанием с приложением нагрузки до 1400 кН. При проходке слоя пылеватых песков в полости оболочки образовалась грунтовая пробка, которая в дальнейшем приводила к выдавливанию ленточных глии в стороны, вызывая их пере- мятие. Сваи-оболочки погружали на глубину 16 м на расстояниип около 3 м от фундамента задней стены сцены. В процессе вдавливания свай-оболочек статической нагрузкой эта стена получила осадку. Существующий фундамент стены имел естественное основание, сложенное слоем пылеватых песков толщиной 2—3 м, подстилаемым ленточной глиной. Такие глины при сохранении природной структуры служат основанием многих зданий в северо-западных районах СССР и, в частности, выдерживали нагрузку от здания театра до его реконструкции свыше 100 лет.

Еще более чувствительны к перемятию очень пористые насыщенные водой илы и иольдиевые глины. При приложении внешней нагрузки к этим грунтам развивается давление как в скелете грунта, так и в поровой воде, перемещение которой в стороны от приложенной нагрузки приводит к возникновению гидродинамического давления, уменьшающего устойчивость грунтов в основании. Это способствует развитию зон сдвигов. Нарушение природной структуры грунта при сдвигах ведет к снижению его прочности и одновременно к увеличению его сжимаемости.

Строителям давно известно, что на таких грунтах нельзя непосредственно возводить фундаменты. Обычно в этих случаях устраивают песчаную подушку, которая не только уменьшает интенсивность давления от фундамента, но и плавно распределяет его по кровле слоя слабых грунтов, уменьшая возможность образования зон сдвигов (пластических деформаций) и тем самым уменьшая перемятие грунтов. Кроме того, песчаная подушка частично способствует изменению направления фильтрации воды вверх, т. е. уменьшает гидродинамическое давление, направленное из-под фундамента в стороны. Еще большего эффекта добиваются, когда под подушкой устраивают вертикальные дрены (см. §40).

Аналогичным образом деформируются и заторфованные грунты с сильно разложившимися органическими остатками, утратившими свою волокнистость.

Возводить ответственные сооружения на такого рода грунтах небезопасно. В связи с этим слабые грунты часто прорезают сваями или устраивают фундаменты глубокого заложения различными способами. Однако при возведении сравнительно легких зданий и сооружений на большой толще слабых грунтов обычно прибегают к более дешевым решениям в виде искусственно улучшенных оснований (см. гл. 10).

Исключить развитие значительных и неравномерных осадок при строительстве на слабых грунтах не всегда удается. При этом невозможно заранее предсказать форму деформации сооружения. По этой причине стремятся уменьшать давление, передаваемое на грунты основания. Этого добиваются, в частности, путем устройства под зданием или сооружением сплошной плиты, распределяющей давление на максимально возможную площадь. Вторым методом уменьшения давления на грунты основания является устройство подвалов и подземных этажей. При определенных условиях фундамент можно сделать плавающим— вес извлекаемого грунта при устройстве такого фундамента равен весу сооружения. Сооружение на плавающем фундаменте не должно вызывать уплотнения грунтов основания, так как напряжения в них не превышают природных. Однако вследствие разгрузки основания при отрывке котлована происходит, как сказано в § 26, разуплотнение грунтов. В связи с этим в пределах величины поднятия дна котлована будут

развиваться осадки разуплотнения. Необходимо помнить, что структура слабых грунтов очень легко нарушается во время выполнения котлованных работ (см. § 26) и требует принятия мер к ее сохранению.

При использовании слабых грунтов в основании сооружения следует проявлять заботу о сохранении в них в течение всего периода его эксплуатации напряженного состояния, возникшего после приложения нагрузок. Изменение напряженного состояния в слабых грунтах может произойти при возведении тяжелых сооружений около существующих, выполнении подсыпки территории, понижений уровня грунтовых вод и др. Особенно тяжелые последствия могут наблюдаться при опускании уровня грунтовых вод ниже слоев заторфованных грунтов и торфов. В образующейся при этом зоне аэрации развиваются процессы гниенйя органических остатков. Дополнительное разложение органических веществ приводит к медленно развивающейся просадке сооружения.

В результате изменения напряженного состояния грунтов возможно также появление дополнительных осадок свайных фундаментов вследствие возникновения отрицательного трения (см. § 36).

Учитывая возможность значительных неравномерностей осадок зданий и сооружений, имеющих в основании слои слабых грунтов, иногда предусматриают уменьшение чувствительности несущих конструкций к неравномерным осадкам (см. § 27).

Кроме рассмотренных ранее основных мер по уменьшению чувствительности конструкций к неравномерным осадкам, заключающихся в повышении их гибкости осадочными швами и разрезкой многопролетных строений, а также в увеличении их прочности, применяют следующие приемы:

проектируют здания простой конфигурации в плане (прямоугольные, круглые), поскольку при наличии излома здания в плане образующиеся входящие углы получают, как правило, наибольшую осадку, и в примыкающих друг к другу прямоугольных в плане частях здания возникают дополнительно деформации кручения;

проектируют равноэтажные здания или более высокие части здания предусматривают в тех местах, где ожидается меньшая осадка;

придают зданиям и сооружениям строительный подъем на величину всей или части ожидаемой осадки с учетом ее неравномерностей, т. е. располагают фундаменты выше, чем это требуется для условий нормальной эксплуатации. В таком случае после развития ожидаемых осадок здание будет занимать проектное положение;

предусматривают в конструкциях здания увеличенные с учетом ожидаемых неравномерностей осадки габаритные размеры для возможности рихтовки подкрановых путей, направляющих лифтов и др. Если не предусмотреть такого увеличения в проекте, то рихтовка (например, поднятие) подкрановых путей может привести к тому, что мостовой кран станет задевать за нижний пояс фермы;

оставляют над вводами в здание отверстия, чтобы стены оседающего здания не давили на трубопроводы. Канализационные выпуски делают с повышенными уклонами, превышающими неравномерность осадки поверхности грунта около здания.

В некоторых случаях кроме перечисленных мер и приемов предусматривают следующие конструктивные решения. Ставят сооружение на три отдельных фундамента — при развитии неравномерных осадокв конструкциях такого сооружения не возникают дополнительные усилия. Устанавливают каркасные здания на фундаменты так, чтобы в случае неравномерных осадок можно было поднять колонны домкратами. Укладывают под фундаменты высоких зданий резиновые пневматические 17-495

подушки, которые позволяют уменьшить крен. Располагают входы в лифты высоких зданий по направлению продольной оси здания, увеличивая размеры шахты в поперечном направлении на величину ожидаемого смещения верха шахты при крене здания. Этот прием позволяет нейтрализовать влияние крена, развивающегося в поперечном направлении здания. Возможны и другие решения в зависимости от джидае- мых неравномерностей осадок и особенностей самого сооружения.

Рассмотренные приемы уменьшения чувствительности несущих конструкций к неравномерным осадкам используются при строительстве и на иных структурно неустойчивых грунтах (см. далее).

К слабым грунтам относятся также пески, находящиеся в рыхлом состоянии. Такие пески даже при залегании ниже уровня грунтовых вод неплохо сопротивляются статической нагрузке, если передаваемое на них давление не превышает расчетного. Однако при динамических воздействиях они разжижаются и уплотняются, приводя к провальным просадкам фундаментов. Этот вопрос освещен в гл. 13.

ФУНДАМЕНТЫ ПРИ ПРОСАДОЧНЫХ И НАБУХАЮЩИХ ГРУНТАХ

И НА ПОДРАБАТЫВАЕМЫХ ТЕРРИТОРИЯХ

Оценка деформируемости толщи лессовых грунтов. В § 9 было

физико-механическим свойством лессовых

отмечено, что основнымотмечено, что основнымРис. 12.1. Схема эпюр ры и р^ для определения просадки лессовой толщиРис. 12.1. Схема эпюр ры и р^ для определения просадки лессовой толщигрунтов, интересующим строителей, является их способность уменьшаться в объеме при замачивании. Это свойство лессовых грунтов приводит к просадке их поверхности. В связи с этим при проектировании оснований, сложенных толщей лессовых грунтов, вычисляют раздельно осадку фундамента 5, определяемую исходя из природного состояния грунтов, и его просадку Snp при замачивании. Суммарная их величина Sc—S+ +Snp и суммарная неравномерность осадки не должны превышать предельно допустимых значений, установленных СНиП 11-15-74, т. е. должны удовлетворяться условия (7.4) — (7.6).

отмечено, что основным

отмечено, что основным

Рис. 12.1. Схема эпюр ры и р^ для определения просадки лессовой толщи

Рис. 12.1. Схема эпюр ры и р^ для определения просадки лессовой толщи

Величину осадки фундамента при сохранении природной влажности лессовой

1 — просадочный грунт; 2 — непросадочный грунт; 3 — нижняя граница просадочной толщи1 — просадочный грунт; 2 — непросадочный грунт; 3 — нижняя граница просадочной толщигде п — число слоев просадочнойгде п — число слоев просадочнойтолщи определяют аналогично величине осадки фундамента на непросадочных грунтах (см. гл. 5). Просадку же лессовой толщи (рис. 12.1) находят по выражению;

1 — просадочный грунт; 2 — непросадочный грунт; 3 — нижняя граница просадочной толщи

1 — просадочный грунт; 2 — непросадочный грунт; 3 — нижняя граница просадочной толщи

где п — число слоев просадочной

где п — число слоев просадочной

$пр = 2 ^npz 6 i m>(12.1)

i=l।

толщи до глубины, на которой при давлении р^А"

рг коэффициент относительной просадочности 6Пр<0,01; бПр< — коэффициент относительной просадочности грунта t-ro слоя при давлении в середине фо Рбг+рт; hi — толщина i-ro слоя грунта (не более 2 м); пг — коэффициент условий работы основания, зависящий от выпирания грунта из-под фундамента в стороны, происходящего одновременно с просадкой при замачивании. ■

Для широких фундаментов (6^12 м) и для любых фундаментов на глубине более 1,5 6 (6 — ширина фундамента) коэффициент пг принимают равным 1; для ленточных фундаментов шириной до 3 м и отдель-

§ 50. Фундаменты при просадочных я набухающих грунтах 259 ных прямоугольных фундаментов шириной до 5 м включительно на глубине менее 1,5 b коэффициент ш определяют по формуре (СНиП 11-15-74)

(122)

где рп — среднее давление по подошве фундамента при расчете по второй группе предельных состояний; рПр — наименьшее из значений начального просадочного давления для слоев, залегающих в пределах глубины, равной ширине подошвы фундамента; ре — давление, равное 0,1 МПа при измерении рп и рпр в МПа.

Если при расчете по формуле (12.2) получается значение т<1, то принимают m =1. Верхний предел m обычно ограничивают значением т=2.

В СНиП даются указания по определению просадки грунта при неполном увлажнении основания- и замачивания части основания под фундаментом. Такие расчеты имеют малую точность, так как размеры зоны замачивания зависят от многих факторов, в том числе от характера водопроницаемости отдельных слоев; включая подстилающие. Кроме того, существенное увлажнение может происходить и в пределах высоты капиллярного поднятия от зоны замачивания. В связи о этим при проектировании целесообразно определять просадку при полном замачивании толщи лессовых грунтов.

Для правомерности расчета осадок фундаментов исходя из линейной зависимости между напряжениями и деформациями необходимо, чтобы среднее давление по подошве центрально загруженных фундаментов не превышало расчетного давления на грунт основания, определяемого по формуле (7.11), т. е. чтобы выполнялось условие (7.10). При этом в случае возможности замачивания просадочных грунтов значения <рц и Сц определяют для грунта в водонасыщенном состоянии или в состоянии вероятного увлажнения.

Если принять, что коэффициент относительной просадочности находится в приблизительно линейной зависимости от давления, то при начальном просадочном давлении рПр^0,1 МПа просадка 3—5-метровой толщи лессовых грунтов обычно будет составлять около 5 см. К этой просадке надо добавить еще осадку от уплотнения. Полученное суммарное вертикальное перемещение в подавляющем большинстве случаев будет превышать предельно допустимую осадку, т. е. условие (7.5) или (7.6) выдержано не будет. Тем более не будет соблюдаться это условие при II типе толщи лессовых грунтов по просадочности. По этой причине при наличии в основании лессовых грунтов приходится решать вопрос об устройстве искусственных оснований или о мерах по полному исключению замачивания.

Основные способы устройства фундаментов в лессовых грунтах. При проектировании фундаментов прежде всего надо знать тип толщи лессовых грунтов по просадочности и глубину, в пределах которой грунты обладают просадочностью при давлениях, возникающих в основании. Обычно просадку определяют при давлении 0,3—0,25 МПа. Затем, если условие (7.5) или (7.6) не выполнено, выбирают способ устранения просадочности лессовой толщи.

При I типе тодита лессовых грунтов по просадочности и мощности ее не более 5—6 м для устранения просадочности наиболее широко применяют следующие способы:

уплотнение грунтов тяжелыми трамбовками. Поскольку фундаменты обычно заглубляют на 1,5—2 м, толщина остающегося под ними слоя грунтов, обладающих просадочными свойствами, не превышает 3—4,5 м (рис.12.2, а). Такой слой можно уплотнить тяжелыми трам- у*

бовками после доведения влажности грунта до оптимальной. Вес трамбовки подбирают в пределах 50—100 кН;

устройство уплотненной подушки из местного грунта. Такую подушку устраивают, если нельзя уплотнить просадочный лессовый грунт на требуемую глубину. Подушку делают над слоем грунта, уплотненного при оптимальной влажности тяжелыми трамбовками или иным способом (рис. 12.2,6);

уплотнение грунтов предварительным замачиванием с применением, в частности, подводных взрывов. Перед замачиванием снимают

Рис. 12.2. Различные решения фундаментов при наличии толщи лессовых грунтов I типа по просадочности

1 — уплотненный грунт; 2 — просадочный грунт; 3 — непросадочный грунт; 4 — нижняя граница просадочного грунта; 5 — подушка из грунта, уплотненного послойно; 6 — грунт, уплотненный замачиванием и взрывами; 7 — сваи

растительный грунт под пятном застройки, на спланированное дно выемки насыпают слой песка, обваловывают выемку, наливают в нее воду и после замачивания всей просадочной толщи производят взрывы. Действие взрывов нарушает природную структуру лессового грунта, и он уплотняется (рис. 12.2, в);

забивку железобетонных свай с прорезкой всей просадочной тол- ши грунтов и передачей давления на подстилающие непросадочные грунты (рис. 12.2,г).

Иногда в целях экономии оставляют под искусственно улучшенным основанием часть слоя просадочного грунта. При местном замачивании это-может привести к недопустимым неравномерностям осадок, даже если конечные значения осадок будут находиться в допустимых пределах. В таком случае следует рассматривать наихудшие условия местного замачивания, например, грунт подвергается замачиванию под угловым или под наиболее нагруженным фундаментом и не подвергается замачиванию под остальными фундаментами.

При // типе толщи лессовых грунтов по просадочности для устранения ее наиболее широко применяют следующие способы:

прорезку просадочной толщи забивными железобетонными сваями (см. рис. 12.2, а);

устройство набивных свай с уширенной пятой (рис. 12.3,а);

S) закрепление грунтов (рис. 12.3,6) (см. § 41);

уплотнение грунтов грунтовыми сваями (рис. 12.3, в) (см. § 40);

уплотнение грунтов предварительным замачиванием и взрывами в скважинах (см. рис. 10.4) с последующим уплотнением 3—5-метровой толщи подводными взрывами или тяжелыми трамбовками.

Могут применяться и другие методы прорезки, уплотнения или закрепления просадочных лессовых грунтов.

Конструктивные решения при сохранении в основании просадоч- ности грунтов. Применение перечисленных в предыдущем пункте мероприятий связано с затратой дополнительных средств, поэтому при застройке территорий относительно легкими зданиями, не имеющими развитого водного хозяйства, иногда целесообразно рассмотреть принципиально иное решение — исключение возможности замачивания лессовых грунтов в основании сооружений. При этом должно исключаться

Рис. 12.3. Различные решения фундаментов при наличии толщи лессовых грунтов

II типа по просадочности•

/ — просадочный грунт; 2 — непросадочный грунт; 3 — зона закрепления; 4 — зона уплотнения;

5 — грунтовая свая

поступление любых вод в грунт (дождевых, хозяйственных, производственных, грунтовых при поднятии их уровня) и накопление влаги вследствие изменения природных условий испарения ее с поверхности грунта.

Чтобы исключить поступление в грунт дождевых вод, предъявляют особые требования к планировке территории застройки. Обычно наилучшим решением является сохранение природного рельефа местности и дернового покрова. При необходимости вертикальной планировки поверхностный слой после срезки грунта тщательно утрамбовывают и покрывают дерном, асфальтом или другим покрытием. Для удаления дождевых вод с территории застройки используют кюветы, канавы или систему дождевой канализации. Особое внимание уделяют отводу дождевых вод от фундаментов. Воду следует отводить за пределы ранее отрываемого котлована. С этой целью тщательно трамбуют обратную засыпку при оптимальной влажности и устраивают водонепроницаемую отмостку. С отмостки воду отводят с помощью лотков в кюветы или систему канализации (рис. 12.4).

Чтобы исключить поступление в грунт хозяйственных и производственных вод, напорные трубопроводы водопровода и теплофикации следует делать из стальных труб, допускающих искривление при случайных местных просадках грунтов. Чугунные напорные трубопроводы прокладывают в тоннелях, что позволяет быстрее обнаружить места утечек и принять меры к их ликвидации. Под безнапорными трубопроводами (сетью канализации) устраивают водонепроницаемые лотки, которые должны отводить воду в специальные смотровые колодцы.

Все предприятия и цехи, потребляющие большое количество воды или имеющие производство, сопряженное с разливом воды на пол, размещают в пониженных частях территории. Кроме того, под полами,

на которые разливается вода, устраивают проходные подполья, позволяющие контролировать исправность полов и трубопроводов.

1212Рис. 12 4. Схема устройства отмосткиРис. 12 4. Схема устройства отмостки1 — грунт обратной засыпки, тщательно утрамбованный; , 2 — водонепроницаемая отмостка; 3 — лоток для отвода воды; 4 — просадочный грунт1 — грунт обратной засыпки, тщательно утрамбованный; , 2 — водонепроницаемая отмостка; 3 — лоток для отвода воды; 4 — просадочный грунтОпыт строительства свидетельствует, что даже при тщательном выполнении мер по исключению замачивания воды в отдельных случаях может происходить местное замачивание, в том числе и в результате аварий с трубопроводами. По этой причине кроме мер по защите просадочных лессовых грунтов в основании от замачивания применяют комплекс мер и приемов, позволяющих либо уменьшать чувствительность конструкций к неравномерным осадкам (см. § 27 и 49), либо быстро устранять возникшие неравномерности осадок (рихтовка

12

12

Рис. 12 4. Схема устройства отмостки

Рис. 12 4. Схема устройства отмостки

1 — грунт обратной засыпки, тщательно утрамбованный; , 2 — водонепроницаемая отмостка; 3 — лоток для отвода воды; 4 — просадочный грунт

1 — грунт обратной засыпки, тщательно утрамбованный; , 2 — водонепроницаемая отмостка; 3 — лоток для отвода воды; 4 — просадочный грунт

подкрановых путей и лифтов, поднятие колонн домкратами и др.), либо, наконец, предотвращать дальнейшее развитие неравномерных осадок (путем закрепления лессовых грунтов термическим или химическим методом). Конечно, прежде всего необходимо принимать срочные меры по прекращению процесса замачивания. В некоторых случаях прибегают к уменьшению крена сооружений, возникшего из-за одностороннего замачивания грунта, путем увлажнения грунта с другой стороны фунда-

мента или сооружения.

Фундаменты на набухающих грунтах. При набухающих грунтах стремятся получать в основании фундаментов на любой глубине z (от подошвы фундамента) суммарное давление, большее давления набухания. Суммарное вертикальное давление в середине каждого рассмат

(12.3)(12.3)риваемого слоя составляет

(12.3)

(12.3)

Рг сум — Рг 4~ Рбг + Рдоп>

где р- — вертикальное давление на глубине г от действия внешней нагрузки; рьг — давление от собственного веса грунта на глубине z; рДОп—дополнительное удерживающее от набухания давление, обусловленное влиянием веса неувлажненной части массива грунта, расположенной за пределами площади замачивания, определяемое по формуле

Рдоп = тнт(г + ;1ф).

Здесь тн — коэффициент, учитывающий степень ■ влияния окружающего грунта, не испытывающего дополнительного увлажнения и набухания (табл. 12.1); у — удельный вес грунта; Аф —глубина заложения подошвы фундамента от планировочной отметки.

ТАБЛИЦА 12.1. ЗНАЧЕНИЯ КОЭФФИЦИЕНТА тн

Относительная глубина

тД при отношении длины замачиваемой площади к ее ширине ЦВ

расположения рассмат-

риваемого слоя —

В

1

3

4

5

0,5

0

0

0

0

0

1 ’

0,58

0,5

0,43

0,36

0,29'

2

0,81

0,7

0,61

0,50

0,40

3

0,94

0,82

0,71

0,59

0,47

4

1,02

0,89

0,77

0,64

0,53

5

1,07

0,94

0,82

0,69

0,57

В настоящее время из-за недостаточного количества натурных наблюдений отсутствуют конкретные рекомендации по определению величин L и В. При точечном замачивании поверхности грунта около ленточного фундамента в качестве первого приближения можно принимать В—2кф, а LjB—Ъ. Интенсивное распространение воды вдоль ленточных. фундаментов объясняется большей водопроницаемостью кладки фундаментов и обратной засыпки по сравнению с водопроницаемостью набухающей глины. Около отдельных фундаментов размеры замачиваемой площади можно принимать равными размерам по верху котлована, отрываемого для устройства данного фундамента. В остальных случаях, действуя в запас (если нет других данных), целесообразно принимать тн=0.

Причинами набухания могут являться инфильтрация дождевых, производственных и хозяйственных вод в грунт; поднятие уровня грунтовых вод; накопление влаги в поверхностных слоях под сооружениями вследствие изменений природных условий испарения влаги с поверхности грунта; изменение температурно-влажностного режима верхних слоев во время производства строительных работ и нарушение условий промерзания (увеличение глубины промерзания).

Поднятие фундаментов при набухании грунтов п

Sh = 2 ^Hthim, (12.4) z=i

где п — число слоев грунта в зоне набухания; бв< — коэффициент относительного набухания грунта z-ro слоя, определяемый по формуле (3.14); hi — толщина z-ro слоя грунта; m— коэффициент условий работы, принимаемый равным 0,8 при рСум=0,05 МПа, 0,6 при рСум=0,3 МПа и по интерполяции при остальных значениях рСум.

Неравномерности поднятия фундаментов алгебраически суммируют с ожидаемыми неравномерностями осадок. Если суммарные неравномерности превышают предельно допустимые значения, устанавливаемые Нормами, то необходимо либо принимать меры против возможности замачивания основания, либо уменьшать чувствительность несущих конструкций к неравномерным осадкам, либо принимать меры к снижению деформаций, вызванных набуханием грунтов. Для исключения возможности замачивания проводят мероприятия, аналогичные рассмотренным в п. 3 при наличии лессовых грунтов в основании. Процесс увлажнения усиливается, если во время отрывки котлована грунты основания подвергаются метеорологическим воздействиям (солнечной радиации, промерзанию и оттаиванию, увлажнению и высыханию).

Если в результате изменения природных условий (снятия растительного покрова) увеличивается глубина промерзания, то даже такие по- лускальные породы, как алевролиты, оказавшись в зоне промерзания и оттаивания, распадаются на агрегаты и даже превращаются в суглинки. Этот процесс происходит с увеличением объема грунта, т. е. с набуханием.

Одним из мероприятий, направленных на снижение интенсивности набухания, является сокращение сроков работ пр устройству, фундаментов. Кроме того, следует устраивать фундаменты из водонепроницаемых материалов и применять слабо фильтрующие обратные засыпки.

Меры по уменьшению чувствительности конструкций к неравномерным осадкам и просадкам рассмотрены в § 27, 49 и в п. 4 данного параграфа при наличии лессовых грунтов в основании. Однако эти меры далеко не всегда эффективны при наличии в основании набухающих грунтов, так как осадки обычно развиваются на сравнительно протяженных участках зданий и сооружений, а набухание может проявляться локально, например под отдельным фундаментом.

Набухание глин часто приводит к поднятию полов, располагаемых на поверхности грунта, на десятки сантиметров. Для исключения таких деформаций целесообразно полы первого этажа устраивать по перекрытиям.

Поскольку полностью исключить замачивание грунтов в основаниях многих зданий и сооружений практически невозможно, а меры по уменьшению чувствительности конструкций к неравномерным поднятиям далеко не во всех случаях эффективны, часто приходится принимать решения, уменьшающие или полностью исключающие такого рода деформации грунтов оснований.

Весьма заманчиво лишить грунт основания в пределах всей его глубины или части ее способности к набуханию путем предварительного замачивания. Однако процесс проникания влаги в толщу слоя набухающей глины во многих случаях протекает очень медленно. Устройство вертикальных дрен ускоряет этот процесс, но и в этом случае его продолжительность может измеряться годами. Кроме того, набухание происходит неравномерно, поэтому последующие осадки могут быть неравномерными. Более действенна частичная или полная замена слоя набухающего грунта ненабухающим грунтом. Такое решение приемлемо, когда давление набухания сравнительно невелико. В таком случае замена грунта до глубины, на которой давление от собственного веса грунта будет равно давлению набухания, полностью исключит влияние набухания на возводимые сооружения.

Полная прорезка фундаментами слоя набухающего грунта исключает возможность воздействия набухания на них, но не предотвращает его воздействия на полы и конструкции, возводимые на поверхности грунта. Возможна также частичная прорезка фундаментами слоя набухающего грунта до глубины, ниже которой этот слой загружен прорезаемой толщей грунтов. В результате существенно уменьшается поднятие фундаментов.

Наконец, в некоторых случаях применяют компенсирующие песчаные подушки, которые частично сглаживают неравномерности набухания грунтов благодаря распределению давления в пределах подушки на большую площадь с большей плавностью. Это увеличивает устойчивость грунта в основании, предотвращает его выдавливание из-под фундамента в стороны, а самое главное при спланированном дне подушки способствует более равномерному замачиванию грунтов под соседними фундаментами и тем самым сравнительно равномерному развитию набухания. С мест большего подъема набухающего грунта вода будет стекать в понижения, где по каким-либо причинам набухание замедлилось. Это будет автоматически регулировать развитие процесса набухания.

При прорезке набухающего грунта сваями или фундаментами глубокого заложения необходимо учитывать развитие сил трения по их боковым поверхностям. Если эти силы при набухании глины окажутся более нагрузки, приходящейся на сваи (включая и заделку нижней части свай), то сваи могут подняться вместе с частью сооружения, приводя к его деформации.

Противоположным набуханию процессом является усадка грунта. Усадка развивается при обезвоживании глинистого грунта вследствие испарения воды с его поверхности.

В Средней Азии, на плоскогорье Декан (Индия) и в других засушливых районах, где на поверхность выходят глины, в дождливый период года наблюдаются поднятия поверхности грунта, а в засушливый — опускания ее. Такие колебания поверхности земли особенно значительны '(до 20—30 см) при содержании в глинах монтмориллонита. В результате высыхания на поверхности грунта образуются трещины шириной раскрытия до 30 см и глубиной 2—2,5 м.

Для исключения воздействия вертикальных ежегодных колебаний поверхности грунта на сооружения делают фундаменты в виде буронабивных свай с уширениями (рис. 12.5). Горизонтальное воздействие

грунта при усадке и набухании устраняют путем засыпки пазух фундаментов песком. Кроме того, в зоне подошвы ростверка укладывают продольную арматуру, способную противостоять горизонтальным разрывающим усилиям.

Усадка глин иногда возникает под помещениями производственных зданий, выделяющими большое количество тепла, в том числе и в грунт (тепловые и атомные электростанции, доменные печи, котельные и др.). •

Так, в одном из корпусов стекольного завода произошли недопустимые осадки фундаментов печей. При обследовании выявилось, что глина в основании высохла и получила значительную усадку.

Рис. 12.5. Свайный фундамент в условиях сезонно набухающих и дающих усадку грунтов 1 — свая с уширением; 2 — ростверк; 3 — водонепроницаемая отмостка; 4 — песок; 5 — набухающий грунт; 6 — ненабухающий грунтРис. 12.5. Свайный фундамент в условиях сезонно набухающих и дающих усадку грунтов 1 — свая с уширением; 2 — ростверк; 3 — водонепроницаемая отмостка; 4 — песок; 5 — набухающий грунт; 6 — ненабухающий грунтВеличина ожидаемого опускания поверхности грунта при его усадке может быть оценена аналогично величине ее поднятия при набухании. При этом должен быть определен коэффициент относительной линейной усадки при расчетном напряженном состоянии и температурновлажностном режиме в основании будущего сооружения. Приток влаги из нижних слоев грун-

Рис. 12.5. Свайный фундамент в условиях сезонно набухающих и дающих усадку грунтов 1 — свая с уширением; 2 — ростверк; 3 — водонепроницаемая отмостка; 4 — песок; 5 — набухающий грунт; 6 — ненабухающий грунт

Рис. 12.5. Свайный фундамент в условиях сезонно набухающих и дающих усадку грунтов 1 — свая с уширением; 2 — ростверк; 3 — водонепроницаемая отмостка; 4 — песок; 5 — набухающий грунт; 6 — ненабухающий грунт

та оценивают с учетом потенциала влагоперено-

са грунта и температуры подошвы фундамента.

Фундаменты на подрабатываемых территориях. При добыче полезных ископаемых методом подработки под застраиваемыми территория

ми возникают сдвижения горных пород, которые вызывают деформирование оснований сооружений, приводящее к смещениям фундаментов. В случае последовательной подработки сооружения, попадающие в зону сдвижений, сначала испытывают растяжение, а затем некоторое сжатие. Поскольку при сдвижениях грунтов в основании наблюдаются значительная просадка и горизонтальные смещения, фундаменты сооружений и надземные несущие конструкции следует проектировать с учетом возможных взаимных смещений отдельных частей сооружений. С этой целью все несущие конструкции делают с уменьшенной чувствительностью к неравномерным осадкам. Наилучшего эффекта добиваются разрезкой зданий осадочными швами на отсеки простой конфигурации и армированием кладки стен поясами (см. рис. 7.12). Опоры плит и балок перекрытий, а также перемычек делают удлиненными, чтобы при появлении трещин и расхождении стен не произошло обвала.

При проектировании фундаментов оценивают основные параметры деформаций поверхности земли в связи со сдвижением пород: радиус кривизны деформации поверхности земли RK, расчетные относительные горизонтальные деформации поверхности е и показатель суммарных деформаций, развивающихся в пределах длины здания, Д/.

Для восприятия горизонтальных растягивающих усилий целесообразно делать фундаменты зданий под стены и колонны ленточными армированными монолитной конструкции. При устройстве отдельных

фундаментов под колонны их соединяют железобетонными элементами в одну систему, способную воспринимать растягивающие напряжения, развивающиеся вдоль и поперек здания. Усилие растяжения может быть установлено исходя из трения, возникающего под подошвой фундаментов, и давления грунта на их боковые грани вследствие сдвижения пород.

Для уменьшения горизонтальных деформаций оснований и горизонтального давления на боковые грани фундаментов перед возникновением сдвижений горных пород рекомендуется делать вблизи фундаментов узкие прорези, заглубляемые на 15—20 см ниже их подошвы. Это особенно необходимо при наличии подвалов, так как горизонтальное давление может возрасти до пассивного отпора грунта.

§ 51. ФУНДАМЕНТЫ В РАЙОНАХ РАСПРОСТРАНЕНИЯ ВЕЧНОМЕРЗЛЫХ ГРУНТОВ

Общие положения. Значительная часть территории нашей страны сложена вечномерзлыми грунтами. Эти грунты находятся в мерзлом состоянии многие тысячелетия. Условия образования вечномерзлых грунтов и некоторые свойства их рассмотрены в § 10. Слой вечномерзлого грунта сверху покрыт деятельным слоем, ежегодно промерзающим и оттаивающим. .

Правильно решать вопросы об устройстве фундаментов в районах распространения вечномерзлых грунтов можно лишь при знании процессов, которые могут развиваться в деятельном слое и в слое вечномерзлого грунта. При проектировании и возведении сооружений необходимо также уметь прогнозировать влияние освоения территории на развитие процессов, происходящих в деятельном слое и слое вечномерзлого грунта. Недоучет этих процессов часто ведет к разрушению зданий и сооружений.

По этой причине сначала рассмотрим процессы, происходящие в деятельном слое и слое вечномерзлого грунта.

Процессы, происходящие в деятельном слое (сезонного промерзания и оттаивания). К процессам, происходящим в деятельном слое, относятся: значительные колебания температуры; промерзание и оттаивание грунтов; морозное пучение грунтов; миграция влаги к фронту промерзания; перемещение влаги под действием гидравлического градиента; образование грунтовых наледей; образование морозобойных трещин; сползание грунта по склонам (солифлюкция); поверхностные оползни.

Колебания температуры в пределах толщины деятельного слоя / и слоя вечномерзлого грунта 2 (рис. 12.6) легко зафиксировать, систематически измеряя ее в течение года на определенных глубинах в скважине. Результаты измерений по месяцам обозначены на рис. 12.6 римскими цифрами. Наибольшие колебания температуры испытывает самый верхний слой. С глубиной колебания уменьшаются, и ниже некоторой границы 3 температура практически постоянна. Эту границу называют границей нулевых амплитуд сезонных колебаний температуры.

График колебаний температуры демонстрирует и ход промерзания и оттаивания грунтов, залегающих выше границы оттаивания 4. Согласно наблюдениям, грунт промерзает преимущественно сверху. Однако в ходе промерзания при сливающемся деятельном слое со слоем вечномерзлого грунта наблюдается небольшое промерзание грунта и снизу, от верхней границы вечномерзлого грунта. Оттаивание грунта происходит только сверху. .

Рис. 12.6. Колебания температуры в. пределах толщины сливающегося деятельного слоя и слоя вечномерзлого грунта (за начало координат принята температура начала замерзания грунта)Рис. 12.6. Колебания температуры в. пределах толщины сливающегося деятельного слоя и слоя вечномерзлого грунта (за начало координат принята температура начала замерзания грунта)

Рис. 12.6. Колебания температуры в. пределах толщины сливающегося деятельного слоя и слоя вечномерзлого грунта (за начало координат принята температура начала замерзания грунта)

Рис. 12.6. Колебания температуры в. пределах толщины сливающегося деятельного слоя и слоя вечномерзлого грунта (за начало координат принята температура начала замерзания грунта)

В ходе промерзания влажных глинистых и пылеватых грунтов, .как правило, происходит морозное пучение грунта. Оно связано с увеличением объема воды при переходе ее в лед и с миграцией влаги из низких горизонтов к фронту промерзания. Морозное пучение в слу- -*^-^нз

чае сливающегося деятельного слоя со слоем вечномерзлого грунта весьма ограничено и чаще всего не превышает 3% толщины деятельного слоя. Однако, если происходит движение надмерзлотной грунтовой воды или деятельный слой не промерзает до верхней границы слоя вечномерзлого грунта, морозное пучение может достигать десятков процентов толщины этого слоя. Морозное пучение оказывает значительное влияние на конструкции, расположенные в пределах его интенсивного воздействия. Эти конструкции (при недостаточной их заделке в вечномерзлом грунте) в ходе промерзания поднимаются силами пучения, вверх, весной же они не могут перемещаться вниз вместе с оседающим грунтом, который оттаивает сверху, так как удерживаются еще неоттаявшей частью деятельного слоя, а иногда и слоем вечномерзлого грунта. Следствием этого является выпучивание конструкций, заглубленных в грунт (столбов, фундаментов и др.).

Перемещение влаги под действием гидравлического градиента свойственно надмерзлотным, межмерзлотным и подмерзлотным грунтовым водам.

Надмерзлотные грунтовые воды, обычно перемещающиеся только при уклоне местности, приурочены к слоям песка, супеси и других хорошо фильтрующих грунтов. При несливающемся деятельном слое они могут находиться в слое талого грунта. Эти воды оказывают существенное влияние на миграцию влаги к фронту промерзания и способствуют морозному пучению грунтов деятельного слоя.

Межмерзлотные грунтовые воды находятся между двух слоев вечномерзлого грунта. Они обычно служат путями для выхода подмерзлотных вод.

Подмерзлотные грунтовые воды, расположенные под фоем вечномерзлого грунта, имеют значение при устройстве фундаментов только в случае их выхода в деятельный слой и питания из них надмерзлотных грунтовых вод.

При наличии грунтовых вод всех видов создаются условия для образования грунтовых наледей. Даже при небольшом уклоне местности надмерзлотные грунтовые воды 3 перемещаются вниз по склону

(рис. 12.7). Если грунт, например под дорогой, промерзнет до верхней границы вечномерзлого грунта раньше, чем на остальной территории, покрытой растительностью и снегом, то между промерзшим слоем / и слоем вечномерзлого грунта 4 в непромерзшем слое 2 будут скапливаться грунтовые воды 3 с повышающимся давлением. Под действием

Рис. 12.7. Схема образования грунтовой наледи на склоне местности1 — промерзший слой грунта; 2 — водоносный непромерзший слой грунта; 3 — перемещающиеся по склону грунтовые воды; 4 — слой вечномерзлого грунта,; 5 — грунтовая наледьРис. 12.7. Схема образования грунтовой наледи на склоне местности1 — промерзший слой грунта; 2 — водоносный непромерзший слой грунта; 3 — перемещающиеся по склону грунтовые воды; 4 — слой вечномерзлого грунта,; 5 — грунтовая наледь

Рис. 12.7. Схема образования грунтовой наледи на склоне местности

1 — промерзший слой грунта; 2 — водоносный непромерзший слой грунта; 3 — перемещающиеся по склону грунтовые воды; 4 — слой вечномерзлого грунта,; 5 — грунтовая наледь

Рис. 12.7. Схема образования грунтовой наледи на склоне местности

1 — промерзший слой грунта; 2 — водоносный непромерзший слой грунта; 3 — перемещающиеся по склону грунтовые воды; 4 — слой вечномерзлого грунта,; 5 — грунтовая наледь

этого давления промерзший слой может быть поднят и сломан в слабом месте. После этого грунтовые воды начнут вытекать через трещину, образуя грунтовую наледь 5. В некоторых случаях разрыва промерзшего слоя не происходит, но он поднимается вверх в виде холма и под ним образуется линза льда.

Кроме рассмотренной причины образования грунтовых наледей возможны и другие. Так, они могут образовываться в местах выхода на поверхность межмерзлотных и подмерзлотных грунтовых вод, а также вследствие замкнутости объема обводненного грунта, поскольку промерзание воды в песке приводит к ее отжатию от фронта промерзания, а это отжатие создает гидростатическое давление, вызывающее поднятие промерзшего слоя в отдельных местах.

Как уже было сказано, в верхней части промерзшего слоя температура грунта сильно понижается (см. рис. 12.6). В таком случае грунт ведет себя как любое твердое тело — уменьшается в объеме. Это приводит к небольшому опусканию поверхности грунта по вертикали и к возникновению в нем растяжения в горизонтальном направлении. Под воздействием этого растяжения в грунте образуются морозобойные трещины. Образованию морозобойных трещин способствует изгиб промерзшего слоя, так как в верхней части он сжимается под влиянием снижения температуры больше, чем у границы промерзания. В то же время изгибу промерзшего слоя препятствует момент от его веса. В результате указанных причин образующиеся в промерзшем слое трещины сначала имеют небольшую ширину раскрытия, а затем при последующем понижении температуры они получают дополнительное развитие. Особенно неблагоприятно воздействие морозобойных трещин на линейные сооружения (трубопроводы, подземные кабели и др.) — оно приводит к их разрушению.

Солифлюкция — медленное сползание грунта по склонам — происходит в условиях пучинистых грунтов. Причиной этого процесса является поднятие частиц грунта, находящихся на поверхности, по нормали к ней при промерзании и развитии пучения (например, из точки А в точку В — рис. 12.8), и опускание частиц при оттаивании под действием сил гравитации по вертикали вниз (из точки В в точку С). В результате за один год частицы грунта из точки А переместятся в точку С.

Рис. 12.8. Схема перемещения частицы грунта, находящейся на поверхности откосаРис. 12.8. Схема перемещения частицы грунта, находящейся на поверхности откосаАналогичная картина будет наблюдаться в пределах всего склона. Точки, расположенные на некоторой глубине, будут совершать такое же движение, но с меньшей интенсивностью. Это ведет к затуханию перемещения грунта по склону с глубиной. Явление солифлюкции оказывает отрицательное воздействие на линейные сооружения, прокладываемые на склонах.

Рис. 12.8. Схема перемещения частицы грунта, находящейся на поверхности откоса

Рис. 12.8. Схема перемещения частицы грунта, находящейся на поверхности откоса

На откосах крутизной 1:1,5 и 1:2 кроме солифлюкции весной происходят поверхностные оползни (сползание части слоя сезонного оттаивания). Они вызываются следующими причинами. При промерзании грунта происходит миграция влаги в верхние горизонты деятельного слоя, что приводит к переувлажнению верхней его части. В процессе оттаивания переувлажненные грунты легко сползают по слою еще мерзлого грунта. Этому способствует наличие прослоев и линз льда с направлением, соответствующим направлению откоса. Исследования, выполненные Н. К. Захаровым в ЛИСИ, по

казали, что в процессе оттаивания суглинков их сопротивление сдвигу может уменьшаться примерно на 50%.

Таким образом, в пределах деятельного слоя протекает одновременно много процессов, которые необходимо учитывать при строительстве в районах распространения вечномерзлых грунтов.

Процессы, происходящие в слое вечномерзлого грунта. В пределах слоя вечномерзлого грунта могут протекать следующие процессы: колебания отрицательной температуры в верхней части слоя до границы нулевых амплитуд сезонных колебаний; образование морозобойных трещин и клиньев льда; развитие термокарстовых просадок; оттаивание слоя при изменении теплового режима на поверхности земли.

Согласно рис. 12.6, в верхней части слоя вечномерзлого грунта при сливающемся деятельном слое температура ежегодно изменяется от соответствующей началу замерзания до некоторого отрицательного значения, существенно меньшего температуры нулевых амплитуд сезонных колебаний.

Эти колебания температуры сопровождаются, в частности, линейными изменениями массива мерзлого грунта в горизонтальном направлении, способствующими образованию морозобойных трещин.

Морозобойные трещины, возникшие в деятельном слое, продолжаются и в слое вечномерзлого грунта, однако здесь ширина их раскрытия незначительна. Тем не менее они играют большую роль в образовании и росте клиньев льда. С наступлением весны талые воды проникают по морозобойным трещинам в слой вечномерзлого грунта, где они замерзают. Наблюдения показывают, что морозобойные трещины образуются из года в год на одном и том же месте. В связи с этим в вечномерзлый грунт ежегодно проникает некоторое количество воды, превращающейся в лед. Накопление его приводит к росту клиньев льда.

Наличие в верхней части слоя вечномерзлого грунта большого количества прослоев и клиньев льда создает условия для проявления термокарста.

Термокарстовые просадки развиваются даже при казалось бы незначительном изменении на поверхности земли условий для проникания тепла в грунт (уничтожение растительного или мохового покрова и др.). Увеличение количества тепла, проникающего в грунт, приводит к

интенсивному таянию вечномерзлого грунта вместе с имеющимися в нем включениями льда. Это вызывает опускание дневной поверхности часто на несколько метров. При отсутствии стока воды На этом месте образуется термокарстовое озеро, способствующее еще более глубокому протаиванию слоя вечномерзлого грунта.

Опыт строительства показывает, что застройка территорий часто ведет к увеличению глубины оттаивания грунтов и таким образом к просадке поверхности грунта. Еще большее оттаивание происходит под отапливаемыми зданиями, выделяющими тепло, в том числе и в грунт. В результате возникает значительная просадка фундаментов, которая иногда сопровождается полным разрушением зданий.

Таким образом, строить на сильно льдистых грунтах без принятия мер по сохранению их в вечномерзлом состоянии недопустимо.

Принципы проектирования и строительства фундаментов на территориях, сложенных вечномерзлыми грунтами. В настоящее время используют два принципа проектирования и строительства на территориях, сложенных вечномерзлыми грунтами.

По принципу I в основании зданий и сооружений сохраняют вечномерзлое состояние грунтов как в процессе строительства, так и в течение всего периода эксплуатации.

По принципу II в основании зданий и сооружений используют предварительно оттаянные грунты или грунты, оттаивающие в период эксплуатации. Следовательно, по принципу II вечномерзлое состояние грунтов не сохраняют.

В районах с отрицательной среднегодовой температурой при строительстве на площадках, не имеющих слоя вечномерзлого грунта, фун- даменты проектируют и строят, как в районах с сезонным промерзанием грунтов. Дополнительно принимают меры по исключению образования в основании сооружений линз мерзлого грунта как в период строительства, так и во время эксплуатации.

Сохранение вечномерзлого состояния грунтов в основании зданий при проектировании и строительстве по принципу I обычно обеспечивается следующими приемами: возведением зданий на подсыпках (рис. 12.9, я); теплоизоляцией поверхности грунта под Полом зданий (рис. 12.9,6); устройством вентилируемых подполий (рис. 12.9,в); расположением в I этаже зданий неотапливаемых помещений (рис. 12.9, г); прокладкой под полом здания вентиляционных каналов (рис. 12.9,6); искусственным охлаждением грунтов с помощью специальных установок (например, замораживающие колонки на рис. 12.9, е).

Возведение зданий на подсыпках и теплоизоляция поверхности грунта применимы при сравнительно небольшой ширине зданий (в основном до 10 м). Эти приемы строительства рассчитаны на охлаждение массива грунта основания с боков. Если такое охлаждение окажется недостаточным, то массив грунта будет постепенно прогреваться и начнется медленное оттаивание грунтов в основании.

Наиболее эффективно устройство охлажденных вентилируемых подполий (см. рис. 12.9, в). Этот прием целесообразен при возведении жилых, общественных и промышленных зданий. При этом все чаще устраивают свободно проветриваемое подполье, поднимая рандбал- ку над поверхностью земли. В некоторых случаях по архитектурным соображениям подполье закрывают, оставляя в стенах его отверстия (продухи). Подполье служит одновременно местом для разводки трубопроводов водопровода, канализации, теплофикации и газа, которые подвешивают к перекрытию.

Для предотвращения застаивания воды в подполье глинобитный

пол в нем делают выше отмосток с уклонами наружу. Кроме того, под трубопроводами располагают лотки для возможности отвода /аварийных вод за пределы здания.

Вследствие температурных колебаний рандбалки в подпольях периодически удлиняются и укорачиваются. При небольшом возвышении

Рис. 12.9. Схемы устройств для сохранения в основании вечномерзлого состояния грунтов

1 — вечномерзлый .грунт; 2—верхняя граница слоя вечномерзлого врунта; 3 —деятельный слой; 4 — насыпной непучирнстый грунт; 5 — теплоизоляция; 6 — венттифуемое подпЬлье; 7 —сваи; 8.— неотапливаемый I этаж; 9 — вентиляционные каналы, овлааадеюарве' ■^н«ы воздухом; Яь— замораживающие колонки

над поверхностью земля сравнительно и£естких верхних частей фундаментов это приводит к их разрушению косыми трещинами. Для исключения таких разрушений рекомендуется устраивать надземную часть фундаментов гибкой — по возможности небольшого сечения и наибольшей длины. Кроме того, рандбалки делают разрезной ковструвдии..

При устройстве низких продухов они могут быть занесены в зимнее время снегом, что приведет к затруднению вентиляции подполий. К постепенному уменьшению продухов и затруднению вентиляции подполья может привести также периодический ремонт покрытия панели около здания с поднятием ее отметки.

Особое внимание должно быть уделено прокладке но улицам трубопроводов, выделяющих тепло (теплофикации, водопровода, канализации) . Эти трубопроводы целесообразно прокладывать в проходные вентилируемых тоннелях (коллекторах). Иногда прокладку внутриквартальной сети осуществляют в надземных каналах. Короче говоря, при сохранении вечномерзлого состояния грунтов в основании надо принимать все меры, исключающие проникание тепла в грунт и обеспечивающие охлаждение поверхности грунтов под зданием и около него.

Неотанлив а ем ые помещения, располагаемые в I этаже, выполняют роль вентилируемого подполья. Интенсивное охлаждение I этажа осуществляется через стены, которые делаются из

теплопроводного материала, и окна с одинарным остеклением. Недопустимы расположение здесь утепленных помещений и укладка на зиму непосредственно на пол каких-либо материалов.

В производственных зданиях с большими нагрузками на пол, а также при больших размерах этих зданий в плане приходится устраивать под полом вентиляционные каналы (см. рис, 12.9,5), а в местах выделения большого количества тепла в грунт в результате технологических процессов применять искусственное охлаждение грунтов саморегулирующими колонками или специальными холодильными установками (например, замораживающими колонками).

В некоторых случаях сохранение вечномерзлого состояния грунтов в основании обеспечивают устройством свайных фундаментов или фундаментов глубокого заложения, врезаемых в вечномерзлый грунт ниже глубины возможного оттаивания его под данным зданием. Такое решение может сопровождаться укладкой теплоизоляции под полом отапливаемого здания, что существенно уменьшает глубину оттаивания. Кроме того, нельзя допускать проникания теплой воды в грунты основания, поскольку это может вызвать местное оттаивание грунтов.

По принципу II проектирования и строительства фундаментов оттаивание грунтов в основании допускается как после возведения здания, так и перед устройством фундаментов при инженерной подготовке территории под застройку.

Допуская оттаивание грунтов в основании во время эксплуатации зданий, всегда следует считаться с возможностью возникновения дополнительных просадок при уменьшении объема грунта вследствие таяния льда. Дополнительные просадки фундаментов зданий наблюдались при оттаивании даже трещиноватой скальной породы и крупнообломочных грунтов. В связи с этим при проектировании и строительстве фундаментов по принципу II необходимо-возводить здания из конструкций, малочувствительных к неравномерным осадкам (см. § 27 и 49), а в некоторых случаях предусматривать возможность регулирования процесса оттаивания. Поскольку наиболее опасны неравномерности осадок, необходимо так спроектировать здания, чтобы тепловое влияние их развивалось примерно равномерно под всеми фундаментами. Обычно наибольшая неравномерность наблюдается между осадками фундаментов внутренних конструкций (стен и колонн) и фундаментов наружных стен, особенно если фундаменты наружных стен имеют выносы наружу. В связи с этим целесообразно фундаменты наружных стен относить внутрь здания и возводить наружные стены и колонны на консолях (рис. 12.10, а). Кроме того, весьма полезен обогрев грунта около здания во время оттаивания грунтов основания (рис. 12.10, б).

Если вечномерзлые грунты содержат включения льда даже в виде миллиметровых прослоев, использование их в качестве основания с оттаиванием в процессе эксплуатации небезопасно. Малейшая неравномерность оттаивания грунтов основания может привести к недопустимым деформациям, вызывающим появление в стенах продуваемых трещин.

При таких грунтах правильнее либо применять принцип I, либо оттаивать грунты под возводимым зданием на всю возможную глубину. Для оттаивания грунтов используют паровые иглы, электропрогрев и др. Применение паровых игл обеспечивает максимальную скорость процесса оттаивания, но приводит к дополнительному увлажнению грунтов, что обычно недопустимо. Оттаявшую массу грунта, как правило, требуется уплотнить.

Пески и даже гравелистые грунты после оттаивания цасто находятся в рыхлом состоянии, что недопустимо для грунтов в основании, особенно если они будут испытывать в дальнейшем динамические воздействия, в том числе при застройке соседних участков. Тем более это недопустимо в районах с сейсмическими воздействиями.

Глинистые грунты после оттаивания часто имеют большую влажность и обладают значительной сжимаемостью, поэтому их относят к

Рис. 12.10. Схемы регулирования процесса оттаивания основания под зданием1 — вечномерзлый грунт; 2— верхняя граница слоя вечномерзлого грунта в конце процесса оттаивания; 3—то же, в промежуточных состояниях; 4 — оттаявший грунт; 5 — консоль; 6 — обогревающий трубопроводРис. 12.10. Схемы регулирования процесса оттаивания основания под зданием1 — вечномерзлый грунт; 2— верхняя граница слоя вечномерзлого грунта в конце процесса оттаивания; 3—то же, в промежуточных состояниях; 4 — оттаявший грунт; 5 — консоль; 6 — обогревающий трубопровод

Рис. 12.10. Схемы регулирования процесса оттаивания основания под зданием

1 — вечномерзлый грунт; 2— верхняя граница слоя вечномерзлого грунта в конце процесса оттаивания; 3—то же, в промежуточных состояниях; 4 — оттаявший грунт; 5 — консоль; 6 — обогревающий трубопровод

Рис. 12.10. Схемы регулирования процесса оттаивания основания под зданием

1 — вечномерзлый грунт; 2— верхняя граница слоя вечномерзлого грунта в конце процесса оттаивания; 3—то же, в промежуточных состояниях; 4 — оттаявший грунт; 5 — консоль; 6 — обогревающий трубопровод

категории слабых сильно сжимаемых грунтов. Методы строительства на слабых сильно сжимаемых грунтах освещены в гл. 10.

Иногда грунты в основании предварительно оттаивают лишь в той части глубины вероятного оттаивания в процессе эксплуатации, где возможно развитие наибольших неравномерностей просадки. Такое решение допустимо только при грунтах, обладающих относительно малой деформативностью при оттаивании, а также при возведении конструкций, малочувствительных к неравномерным осадкам. При большой глубине зоны ожидаемого оттаивания под зданием целесообразно уменьшить ее путем укладки теплоизоляции под полом.

Таким образом, при принципе I оценивают работу грунтов в основании, находящихся в мерзлом состоянии, и предусматривают такие методы устройства фундаментов, при которых сохранилось бы мерзлое состояние грунтов. При принципе II оценивают работу грунтов в основании в процессе оттаивания и в талом состоянии. Поскольку в таком состоянии грунты часто обладают значительной деформативностью, приходится предусматривать методы улучшения качеств этих грунтов и делать здания и сооружения с уменьшенной чувствительностью к неравномерным осадкам и просадкам.

Выбор глубины заложения подошвы фундамента. Глубину заложения подошвы фундаментов зданий, возводимых с сохранением вечномерзлого состояния грунтов (по принципу I), при сливающемся деятельном слое определяют исходя из расчетной глубины сезонного оттаивания грунтов, заглубляя фундаменты, возводимые в открытых котлованах, в вечномерзлый грунт не менее чем на 1 м, а сваи — не менее чем на 2 м. Расчетную глубину сезонного оттаивания Нт для зданий с вентилируемым подпольем вычисляют по формуле

HT = mTtHHt,(12.5)

где /nJ— коэффициент теплового влияния зданий, принимаемый у наружных стен с асфальтовыми отмостками равным 1,2, у наружных стен без асфальтовых отмосток 1, у внутренних стен 0,8; Я” — нормативная глубина оттаивания, обычно устанавливаемая на основе теплотехнического расчета, приведенного в СНиП 11-18-76, либо по картам с поправкой на влажность грунта.

При использовании основания по принципу II, т. е. с оттаиванием грунтов, глубину заложения подошвы фундаментов устанавливают так же, как для фундаментов, возводимых в районах сезонного промерзания (см. § 29). При этом надо учитывать, что с северной стороны в зоне затенения может образоваться линза мерзлого грунта, которая будет способствовать более глубокому промерзанию грунтов около здания. Особенно это относится к неотапливаемым зданиям.

Расчет центрально нагруженных фундаментов, возводимых с сохранением вечномерзлого состояния грунта (по принципу I). При наличии в основании проектируемого сооружения твердомерзлых грунтов, которые при устройстве фундаментов по принципу I характеризуются малым значением модуля деформации, основание рассчитывают только по первой группе предельных состояний (по несущей способности). Следовательно, при расчете должно быть удовлетворено условие (7.13).

Столбчатые и свайные фундаменты, заделанные в вечномерзлый грунт, передают нагрузку не только подошвой (пятой), но и боковой поверхностью. В связи с этим при определении их несущей способности учитывают как лобовое сопротивление грунта, так и сопротивление смерзания грунта с их боковыми поверхностями.

Несущую способность фундамента или сваи определяют по формулам:

при однородном грунте

ti = mUVEM^ (12.6)

при слоистом залегании грунтов

’ \ '

где m — коэффициент условий работы грунтов основания, принимаемый для буроопускных и опускных свай равным 1,1; бурозабивных, забивных и бурообсадных свай 1,2; для столбчатых фундаментов при среднегодовой температуре на верхней границе вечномерзлого грунта t0 ниже —2° С равным 1,2 и при t0 выше —2° С равным 1,1; Rx—расчетное давление на мерзлый грунт, зависящее от температуры грунта на глубине заложения подошвы фундамента/м или нижнего конца сваи tz; Е—площадь подошвы фундамента или сечения нижнего конца сваи; Rcx и Rcmi — средние расчетные сопротивления смерзания мерзлого грунта обратной засыпки или грунтового раствора, окружающего фундамент или сваю (рис. 12.11, а и б), зависящие от температуры грунта на данной глубине I* или tz соответственно для всей вмороженной части фундамента или сваи и для i-ro слоя; Есх иЕм; — площади поверхности смерзания грунта с нижней ступенью фундамента или с боковой поверхностью сваи соответственно для всей вмороженной части и для i-ro слоя; п — число слоев в пределах вмороженной части фундамента или сваи.

Возникает вопрос, из каких температур следует исходить при определении значений RM и RCM? В общем случае, согласно данным теплотехнических расчетов, а также данным наблюдений, максимальные температуры до границы нулевых амплитуд сезонных колебаний температуры с глубиной понижаются (рис. 12.11,в). Если исходить из максимальной температуры на любой глубине, получаются заниженные значения RM и Rcm, так как эта температура действует на глубине 2 в течение непродолжительного времени в первой половине зимы, когда деятельный слой еще не промерз. В дальнейшем температура на данной глубине понижается и грунт будет характеризоваться большими значениями RM и RCM. Таким образом, если исходить из длительной прочности грунтов при определении RM и Rcm, получится излишний запас, связанный с тем, что наиболее высокая температура на данной глубине действует нс постоянно, а периодически.

Кроме того, в каждый момент времени температура в пределах глубины сваи неодинакова. Чтобы не учитывать неодинаковую прочность грунта по глубине, обычно находят эквивалентную температуру t3) которая позволяет определять среднее значение RC№ и пользоваться формулой (12,6). ' - '

Значения температур ?м, tz, f3 устанавливают теплотехническим расчетом, исходя из среднегодовой температуры верхней поверхности слоя

а —отдельного фундамента; &—смйного фундамента; в —изменение максимальной температуры по глубине.'

вечномерзлого грунта ^ и температуры на границе нулевых амплитуд сезонных колебаний температуры U (обычно принимаемой на глубине 10 м) с учетом теплоемкости мерзлого грунта и его теплопроводности, с учетом большей теплопроводности самого фундамента по сравнению с грунтом и некоторых других факторов. Для упрощения таких расчетов в СНиП 11-18-76 даны таблицы значений коэффициентов для определения температур ^м, U, t3, требующихся в расчете несущей способности фундаментов и свай. -

Несущую способность сваи можно проверить экспериментально. Для этого проводят обычное испытание сваи статической нагрузкой, увеличиваемой ступенями до такой величины, при которой осадки не затухают во времени или при сильно льдистых грунтах (Лв>0,4) развиваются с увеличивающейся скоростью. Нагрузку, соответствующую предшествующей ступени загружения, принимают в качестве нормативного значения предельно длительного сопротивления сваи Рн. Зная Рн, находят расчетное сопротивление сваи Р по вечномерзлому грунту

P^PH/feri (!2.8)

где кг — коэффициент безопасности, принимаемый равным 1,1.

Так как испытание сваи проводят при определенных температурных условиях грунта, отличных, как правило, от условий, в которых свая будет работать в сооружении, при определении несущей способности одиночной сваи по грунту Ф следует вводить коэффициент, 18*

учитывающий различие в условиях работы опытной сваи и сваи в сооружении. В таком случае:

Ф = ЬР; (12.9)

£ = Фпр/ФОп, (12.Ю) где Фпр и Фоп — несущая способность соответственно проектируемой и опытной свай, определяемая по формуле (12.6) или (12.7); при определении Фон в расчет принимают температуры грунта, зафиксированные во время испытания.

Рассмотренный расчет несущей способности столбчатых фундаментов и свай справедлив, если к фундаменту приложены постоянные или длительно действующие нагрузки. При кратковременных нагрузках (например, действии ветра, сейсмических сил, снеговой нагрузки и др.) мерзлый грунт будет оказывать значительно большее сопротивление. В связи с этим целесообразно вводить на эти нагрузки понижающий коэффициент, учитывающий не только вероятность одновременного их воздействия, но и повышенное сопротивление мерзлых грунтов при непродолжительном действии нагрузки.

Как уже было отмечено, несущая способность мерзлых грунтов зависит от льдистости. Включения льда существенно снижают прочность мерзлых грунтов на сжатие. В связи с этим Нормы дают расчетные давления на грунты оснований свайных фундаментов только при льдистости Лв^0,4 и запрещают возведение отдельных фундаментов на слое льда без распределительной подушки. Исследования, выполненные в Лен- ЗНИИЭПе под руководством В. В. Докучаева, показали, что сильно льдистые грунты можно использовать в качестве основания, если проводить расчет по деформациям, исходя из установившейся ползучести, которая зависит от напряженного состояния и изменений температуры грунта в течение года.

Расчет внецентренно нагруженных фундаментов, возводимых с сохранением вечномерзлого состояния грунта (по принципу I). При действии на столбчатый фундамент момента от внешних нагрузок, стремящихся повернуть его, возникают сопротивление смерзания грунта по боковым граням фундамента и сопротивление горизонтальному смещению обреза фундамента при его повороте относительно горизонтальной оси вращения, проходящей через центр тяжести подошвы. Вследствие обычно небольшого сечения верхней части фундамента и относительно высоких температур последним сопротивлением пренебрегают (в запас). В таком случае на подошву фундамента будет передаваться момент

A1q = М — Мум»

где М — момент от внешних нагрузок, действующий в плоскости подошвы фундамента относительно одной из ее осей; Л)см — момент сопротивления грунта в результате смерзания его с нижней ступенью фундамента по четырем его граням, определяемый по формуле (рис. 12.12)

Л1см ~ ^^см.ср ^б b (I -J- 0,5 Ь). (12.11)

Здесь m — коэффициент условий работы грунтов основания, принимаемый так же, как для формул (12.6) и (12.7); 7?см.ср — расчетное сопротивление смерзания грунта с бетоном, определяемое так же, как /?см (см. ранее) на глубине 2, соответствующей заглублению середины нижней ступени фундамента от верхней границы вечномерзлого грунта; Аб — высота боковой поверхности нижней ступени фундамента; b — размер подошвы фундамента в плоскости действия момента; /—размер подошвы, перпендикулярный размеру Ь.

Если расчет покажет, что подошва фундамента может отрываться от основания, дополнительно учитывают одностороннюю пригрузку pt нижнего уступа фундамента массивом мерзлого грунта (см. на рис. 12.12 нагрузку на левом уступе фундамента). При этом принимают

наибольшее значение равномерно распределенного давления pi, удов

летворяющее условиям:

mRiPi< —;

(12.12)(12.12)*я

(12.12)

(12.12)

mT l-V2biP1 * ka №i ’

где m — коэффициент условий работы, принимаемый так же, как для формул (12.6) и (12.7); Rx — нормативное сопротивление мерзлого грунта давлению на уровне верха нижней ступени фундамента; ^ — коэффициент надежности, обычно равный 1,2; Т— суммарное сопротивление мерзлого грунта сдвигу на 1 м периметра нижней ступени фундамента, остальные обозначения указаны на рис. 12.12.

Величину Т находят по выражению

T = 0,67Rca(hM-h^, (12.13) составленному с учетом того, что около верхней границы слоя вечномерзлого грунта температура его изменяется по глубине по параболическому закону.

Значения Ьх и рх устанавливают из двух уравнений равновесия (см. рис. 12.12)—равенства нулю суммы проекций всех сил на вертикальную ось и момента всех сил относительно оси, проходящей через центр тяжести площади подошвы фундамента.

Расчет фундаментов при действии горизонтальных сил. Расчет фундаментов на плоский сдвиг по подошве при действии значительных горизонтальных сил проводят аналогично расчету фундаментов на немерзлых грунтах. При этом основное сопротивление будет оказывать не трение, а смерзание грунта с фундаментом по его подошве и боковым граням.

При расчете на действие горизонтальных нагрузок свай учитывают их совместную работу с мерзлым грунтом основания. Коэффициент постели обычно принимают возрастающим по глубине. Работой слоя оттаивающего грунта часто пренебрегают. Тогда сваи рассчитывают как балки на упругом линейно-деформируемом основании по Б. Н. Же- мочкину.

Расчет фундаментов, возводимых в пластичномерзлых и сыпучемерзлых грунтах, по второй группе предельных состояний (по деформа-

циям). Расчетные величины осадок и их неравномерностей определяют в соответствии с методами, изложенными в гл. 5. Характеристики деформируемости грунтов определяют для расчетной температуры в период эксплуатации зданий. Полученные расчетом величины осадок и их неравномерностей должны удовлетворять условиям (7.4) — (7.6).

В основании отапливаемых зданий вследствие неустойчивости пластичномерзлого грунта либо предусматривают искусственное понижение его температуры, либо оттаивают его, т. е. проектируют фундаменты по принципу II. Начало и окончание процесса оттаивания грунтов в основании назначают в зависимости от допустимости ожидаемых просадок.

Расчет оснований при возведении фундаментов без сохранения вечномерзлого состояния грунта (по принципу!!). Различают основания с предварительно оттаянными грунтами на всю глубину; основания с предварительно оттаянными грунтами только в верхней зоне (остальная часть основания оттаивает в процессе эксплуатации сооружений); основания, грунты которых оттаивают на всю глубину в процессе эксплуатации.

Основания с предварительно оттаянными грунтами на всю глубину проектируют так же, как основания, сложенные немерзлыми грунтами (см. гл. 3—11).

Основания, в которых грунты оттаяны только в верхней зоне и у которых подстилающие грунты оттаивают в процессе эксплуатации, рассчитывают по первой группе предельных состояний как основания немерзлых грунтов и по второй группе предельных состояний с учетом деформаций подстилающих грунтов в процессе оттаивания.

Основания, грунты которых оттаивают на всю глубину в процессе эксплуатации сооружений, рассчитывают по первой группе предельных состояний применительно к процессу оттаивания верхних слоев и по второй группе предельных состояний исходя из деформаций как от нагрузок, передаваемых фундаментами, так и под действием собственного веса грунта. Деформируемость грунтов при оттаивании рассмотрена в § 10.

При значительной толще оттаивающего под фундаментами массива, сложенного грунтами, содержащими лед, в том числе и в виде включений, целесообразно сначала определить просадку под действием только собственного веса грунта:

П П

^б.отт " 2 + 2 йотн< ^i Рбгг» (12.14) г'=1 1=1

где п — число слоев в пределах оттаивающего массива; Дог — коэффициент оттаивания грунта г-го слоя (см. рис. 3.8,в); Ы — толщина z-ro слоя; а0ТИi — коэффициент относительной сжимаемости грунта i-го слоя при оттаивании (см. рис. 3.8, е); pozi— вертикальное давление в середине t-ro слоя от собственного веса вышележащих грунтов с учетом выталкивающего (взвешивающего) действия грунтовой воды, образующейся при оттаивании.

Если эта просадка превышает предельно допустимую осадку проектируемого сооружения, то надо искать другое решение, уменьшая величину ожидаемой осадки путем частичного или полного предпостроечно- го оттаивания основания. Если 5бОтт меньше предельно допустимой осадки, определяют дополнительную осадку при оттаивании 5Д, возникающую в результате деформации грунтов в пределах активной зоны, одним из методов расчета осадок фундаментов, изложенных в гл. 5. Однако в этом случае вместо коэффициента относительной сжимаемости mr подставляют коэффициент относительной сжимаемости грунта при оттаивании «отн. Кроме того, считают, что ниже границы оттаивания

грунтов в основании залегает несжимаемая порода. Сумма найденных? величин составляет ожидаемую осадку фундамента с учетом просадки. Следовательно,

S = 5д.отт Зд.(12.15)

Полученное значение S должно удовлетворять условию (7.5) или условию (7.6). Однако удовлетворение этих условий еще не гарантирует от развития значительных неравномерностей осадок в ходе оттаивания грунта. По этой причине производят теплотехнический расчет процесса оттаивания грунтов под отдельными фундаментами и анализируют неравномерности осадки через различные промежутки времени (1 год, 3 года, 10 лет) и в конце процесса оттаивания.

Для песков, супесей и даже для суглинков (с некоторым приближении- - ем) можно считать, что стабилизация осадки наступает в процессе оттаивания. В такому случае осадку под действием собственного веса грунта устанавливают для оттаивающих зон в течение принятых промежутков времени. Дополнительная осадка под действием давления, передаваемого фундаментами, определяется также с учетом деформируемости только оттаявшего на данное время слоя. Подстилающий мерзлый слой считается несжимаемым.

Если при таких расчетах окажется удовлетворенным условие (7.4), значит принятое решение об использовании оттаивающих грунтов в основании допустимо.

При этом, конечно, предполагается, что поверхность оттаивающего массива под каждым отдельным фундаментом относительно горизон-

тальна. Если этого достигнуть невозможно, следует опасаться перемещения границы оттаивания под фундаментами наружных стен,, в том числе и в горизонтальном направлении, как это показано на рис. 12.13. При таком перемещении ее неизбежен сравнительно резкий поворот фундамента. Этот поворот начнет развиваться, когда граница оттаивания приблизится к центру тяжести площади подошвы фундамента. Максимальная величина неравномерности осадки будет соответствовать моменту приближения границы оттаивания к наружному краю подошвы фундамента. С некоторым приближением можно принять, что в этот момент осадка наружного ребра подошвы фундамента равна нулю, а внутреннего ребра —- осадке данного фундамента при расположении границы оттаивания на, глубине Яотт (см. рис. 12.13).

Рис. 12.13. Схема перемещения верхней границы слоя вечномерзлого грунта в процессе его оттаивания под фундаментом наружной стеныРис. 12.13. Схема перемещения верхней границы слоя вечномерзлого грунта в процессе его оттаивания под фундаментом наружной стены1 — положения границы оттаивания; 2 — фундамент1 — положения границы оттаивания; 2 — фундаменттак и процесса уплотнения глинистых грунтов с учетом фактора времени *.11. Фундаменты, в условиях пучинистых грунтов. На боковые грани верхней части фундаментов, расположенной в пределах пучинистыхтак и процесса уплотнения глинистых грунтов с учетом фактора времени *.11. Фундаменты, в условиях пучинистых грунтов. На боковые грани верхней части фундаментов, расположенной в пределах пучинистыхПри медленном уплотнении оттаивающих грунтов можно провести более точный расчет как процесса оттаивания,

Рис. 12.13. Схема перемещения верхней границы слоя вечномерзлого грунта в процессе его оттаивания под фундаментом наружной стены

Рис. 12.13. Схема перемещения верхней границы слоя вечномерзлого грунта в процессе его оттаивания под фундаментом наружной стены

1 — положения границы оттаивания; 2 — фундамент

1 — положения границы оттаивания; 2 — фундамент

так и процесса уплотнения глинистых грунтов с учетом фактора времени *.

11. Фундаменты, в условиях пучинистых грунтов. На боковые грани верхней части фундаментов, расположенной в пределах пучинистых

так и процесса уплотнения глинистых грунтов с учетом фактора времени *.

11. Фундаменты, в условиях пучинистых грунтов. На боковые грани верхней части фундаментов, расположенной в пределах пучинистых

грунтов, действуют силы морозного пучения. Эти силы в некоторых случаях достигают столь значительной величины, что могут поднимать здания высотой три этажа и более. Вследствие этого фундаменты в условиях пучинистых грунтов необходимо рассчитывать на выпучивание. При расчете должно удовлетворяться условие

(12.16)

где Твып — расчетная удельная касательная сила пучения, зависящая от характера 1рунта и мощности деятельного слоя (значение тВып определяется по СНиП 11-18-76 или экспериментально); F — расчетная площадь боковой поверхности фундамента в пределах расчетного деятельного слоя; N — расчетная постоянная нагрузка, действующая на фундамент; при определении N принимают коэффициент перегрузки п=0,9; m — коэффициент условий работы, принимаемый равным 1; йн — коэффициент надежности, принимаемый равным 1,1; Q—расчетная сила, удерживающая фундамент от выпучивания.

Поскольку значения Твып, определяемые по прил. 5 СНиП II-18-76, весьма ориентировочны, при крупных строительствах правильнее определять твып экспериментально. Существует несколько методик определения Твып в полевых и лабораторных условиях. Определение тВЫп в полевых условиях требует проведения эксперимента в течение нескольких зим, поскольку, как доказано Н. А. Перетрухиным, силы пучения, действующие на один и тот же фундамент, из года в год существенно варьируют.

В лабораторных условиях силы пучения иногда определяют аналогии но определению сопротивления смерзания грунта с материалом, из которого делается фундамент. Это не совсем правомерно, так как развитие касательных сил пучения происходит постепенно и в ходе процесса пу-

а)а)Рис. 12.14. Графики определения устойчивого сопротивления смерзания а — зависимость сопротивления сдвигу от времени по мере перемещения грунта относительно модели фундамента; б — зависимость устойчивого сопротивления смерзания от температуры грунт?Рис. 12.14. Графики определения устойчивого сопротивления смерзания а — зависимость сопротивления сдвигу от времени по мере перемещения грунта относительно модели фундамента; б — зависимость устойчивого сопротивления смерзания от температуры грунт?

а)

а)

Рис. 12.14. Графики определения устойчивого сопротивления смерзания а — зависимость сопротивления сдвигу от времени по мере перемещения грунта относительно модели фундамента; б — зависимость устойчивого сопротивления смерзания от температуры грунт?

Рис. 12.14. Графики определения устойчивого сопротивления смерзания а — зависимость сопротивления сдвигу от времени по мере перемещения грунта относительно модели фундамента; б — зависимость устойчивого сопротивления смерзания от температуры грунт?

чения верхние слои замерзшего грунта проскальзывают пс боковой поверхности фундамента. В этом плане представляет интерес следующая методика. Для испытания используют специальный механизированный пресс, который позволяет перемещать грунт относительно модели фундамента с постоянными скоростями, соответствующими перемещению грунта при пучении относительно боковой поверхности фундамента. В результате таких опытов получаются графики зависимости касательных сил взаимодействия между мерзлым грунтом и моделью фундамента от времени Т при определенной температуре t (рис. 12.14,а). Как видно из графика, после возрастания нагрузки на прессе до момента сдвига грунта относительно модели фундамента силы взаимодействия убывают и стремятся к определенному пределу — устойчивому сопротивлению смерзания Туст. Это сопротивление и определяет касательные силы пучения, т. е. следует принимать тВып=туст.

Проведение серии таких опытов при различных температурах с одним и тем же грунтом показало, что туст в области исследованных температур зависит от абсолютного значения температуры линейно (рис. 12.14,б). Следовательно,

Туст “ Ь 4- с | 11, где b и с — параметры прямой; |4 — абсолютное значение температуры, °C.

Зная среднюю температуру слоя промерзающего грунта, испытывающего пучение, можно найти тВып и затем по этой величине проверить устойчивость фундамента на выпучивание по условию (12.16).

Значение Q зависит от сопротивления фундамента выпучиванию. Для свайных и столбчатых фундаментов без уширений (рис. 12.15, а) при

Рис. 12.15. Схемы действия сил при выпучивании а — сваи; б — отдельного фундамента с анкером

сливающемся деятельном слое значение Q = QM определяется по формуле

Qm ~ 2 ^CMi ^CMi >(12.17)

i=l

где п — число слоев, на которое разбивается массив вечномерзлого грунта в пределах фундамента; ^смг — расчетное сопротивление смерзания t-ro слоя вечномерзлого грунта с боковой поверхностью фундамента, принимаемое по данным изысканий или по таблицам СНиП П-18-76; F^Mt — площадь боковой поверхности фундамента в пределах t-ro слоя вечномерзлого грунта.

При несливающемся деятельном слое часть длины фундамента (сваи) ниже границы промерзания будет находиться в пределах талого грунта. Тогда

Q — Qm 4" Qt»

где Qt — расчетная сила, удерживающая фундамент от выпучивания, развивающегося в пределах слоя талого грунта, определяемая по выражению

=(12.18)

1=1

Здесь п— число слоев, на которое разбивается толща талых грунтов, соприкасающаяся со сваей (фундаментом); fTi — расчетное сопротивление сдвигу боковой поверхности сваи (фундамента) по грунту Fro слоя, принимаемое по табл. 9.3 с учетом коэффициентов условий работы грунта по табл. 9.6 или 9.1; F* — площадь боковой поверхности сваи (фундамента) в пределах t-ro слоя.

При возведении легких сооружений заглубление столбчатых фундаментов на 1 м в вечномерзлый грунт часто не гарантирует их устойчивости на выпучивание. В связи с этим такие фундаменты делают с анкерной плитой (рис. 12.15,6). В этих условиях QM определяют по выражению

Qm — Rom Fсм 4" 0,67 #сд Fen + ^а- (12.19) где Rcm — расчетное сопротивление смерзания грунта с боковыми гранями анкерной плиты; FCM — площадь боковых граней анкерной плиты; Rcr — расчетное сопротивление сдвигу массива мерзлого грунта над анкерной плитой, принимаемое изменяющимся с глубиной по параболе; РСД — площадь поверхности сдвига массива мерзлого грунта, расположенного над анкерной плитой; Рэ — расчетная реактивная сила заделки анкера.

Реактивная сила заделки анкера возникает тогда, когда развивающаяся в процессе промерзания очередного элементарного слоя сила пучения стремится переместить замерзший слой грунта вместе с фундаментом вверх. Однако, поскольку такому перемещению не поддается устойчивый фундамент, в элементарном слое грунта возникают силы, действующие вверх и вниз. Эти нормальные реактивные силы зависят от касательных сил пучения т8ып, а суммарная их величина всегда равна суммарной силе пучения. Интенсивность нормальных реактивных сил рп, возникающих от действия касательных сил пучения, в настоящее время определяют различными методами, но все они очень приближенны. Даже решение- Р. Миндлина не может претендовать на точность в связи с наличием в процессе промерзания трехслойной среды: мерзлого (промерзшего) слоя, талого (еще не промерзшего) слоя и вечномерзлого слоя. Решение же Р. Миндлина основано на рассмотрении бесконечного однородного тела. В порядке первого приближения можно принимать треугольную эпюру рп (см. рис. 12.15,6), распространяющуюся в стороны на расстояние, равное толщине промерзшего слоя . Это простое предложение было подтверждено опытами В. М. Улицкого, который измерял давления, возникающие на верхней полке анкера, в процессе промерзания грунтов в Иркутской области. s

Построив эпюру нормального давления ра в виде части усеченной пирамиды, можно найти рп max. К значениям рп следует прибавить равномерно распределенное давление от собственного веса грунта, находящегося над уступами анкерного фундамента. Далее находят Ра (реактивную силу заделки анкера) по тем частям эпюры рп и собственному весу тех объемов грунта, которые расположены над уступами анкерного фундамента. Тогда для ленточного фундамента получают

а в случае осесимметричной задачи (цилиндрический фундамент радиусом г с круглой анкерной плитой, имеющей вынос консоли М

2лгтвып/in ZK(2L /к) Г /к (3L 2/к)

Р« = ' L4W [ЗГ + 2L-1, Я'" + 2Г) ТЯ’

где Твып — среднее значение расчетной удельной касательной силы пучения; йп — глубина сезонного промерзания грунта (при сливающемся деятельном слое глубина оттаивания /7Т); у — удельный вес грунта над анкерной плитой; остальные обозначения даны на рис. 12.15, 6.

Учитывать величину Ра при заделке анкерных фундаментов в слой вечномерзлого грунта в большинстве случаев нет необходимости, так как устойчивость фундамента обеспечивается сопротивлением смерзания мерзлого грунта сдвигу. Если анкерный фундамент заделывается в талый грунт (например, при проектировании по принципу II), приходится „учитывать реактивную силу заделки анкера Ра-

Кроме выполнения расчетов, рассмотренных выше, необходимо убедиться, что реактивное давление над уступами анкерного фундамента не превышает несущей способности грунта на этой глубине, т. е. удовлетворяется условие

Твып F ^ Ri P\i

' где Ri — расчетное давление на мерзлый грунт на уровне верха анкерной плиты; Fi — площадь верха анкерной плиты.

Так как при действии сил пучения фундаменты работают в вертикальном направлении на растяжение, их армируют вертикальными стержнями, рассчитанными по усилию

P = TBMnF-N. (12.20)

Кроме того, армируют анкерную плиту в верхней и нижней зонах, поскольку она работает на прогиб под нагрузкой N и на выгиб под нагрузкой Р при пучении грунта.

12. Конструкции фундаментов. Зная силы, действующие на фунда

менты, и температурные условия грунтов основания, отукоторых зависит сопротивляемость мерзлого грунта нагрузкам, выбирают наиболее рациональные конструкции фундаментов. Поскольку температура в слое

Рис. 12.18. Способы погружения свай в вечномерзлый грунтРис. 12.18. Способы погружения свай в вечномерзлый грунт1 — граница вечномерзлого грунта; 2 — оттаянный грунт; 3 — скважина; 4 — грунтовый раствор1 — граница вечномерзлого грунта; 2 — оттаянный грунт; 3 — скважина; 4 — грунтовый растворвечномерзлого грунта с глубиной понижается, а кроме того всегда имеется опасение, что под действием случайных факторов верхняя часть слоя вечномерзлого грунта может оттаять, при проектировании и строительстве фундаментов по принципу I целесообразно максимально возможное заглубление их. Это привело строителей к использованию свайных фундаментов. Как правило, при погружении свай в слой вечномерзлого грунта на глубину, в 2 раза большую толщины деятельного слоя, они вполне устойчивы и к действию

Рис. 12.18. Способы погружения свай в вечномерзлый грунт

Рис. 12.18. Способы погружения свай в вечномерзлый грунт

1 — граница вечномерзлого грунта; 2 — оттаянный грунт; 3 — скважина; 4 — грунтовый раствор

1 — граница вечномерзлого грунта; 2 — оттаянный грунт; 3 — скважина; 4 — грунтовый раствор

касательных сил пучения.

-Способ погружения свай в вечномерзлый грунт выбирают в зависимости от его температурных условий. В пластичномерзлые грунты (глины и суглинки) сваи погружают забивкой обычно в лидерные буровые скважины. При низких температурах вечномерзлого грунта (ниже —3°С) допускается оттаивание его паровой иглой с забивкой свай в «мешок» оттаянного грунта (рис. 12.16, а), окруженный вечномерзлым грунтом. Объем оттаянного грунта должен быть как можно меньше, чтобы он мог быстро замерзнуть снова за счет повышения температуры в окружающем мерзлом грунте, имеющем сравнительно низкую температуру. Для ускорения промерзания оттаянного грунта иногда применяют саморегулирующие установки для охлаждения грунтов системы С. И. Гапеева или Лонга. Однако в целях минимального нарушения теплового режима вечномерзлого грунта чаще всего применяют буроопускные сваи. Для их устройства бурят скважины, в которые свободно можно опустить Изготовленные железобетонные сваи. Перед опусканием свай скважин^на одну треть заполняют грунтовым раствором (рис. 12.16,6). Раствор приготовляют из мелкого или пылеватого песка либо из смеси песка с местным грунтом. В этот раствор погружают сваи (обычно вибрированием). При погружении свай под действием динамических импульсов в грунтовый раствор он вытесняется и заполняет все пространство между мерзлым грунтом и сваей (рис. 12.16,в). Этот талый грунт минимального объема относительно быстро замерзает, отдавая тепло окружающему вечномерзлому грунту.

При проектировании и строительстве фундаментов по принципу II

(без сохранения вечномерзлого состояния грунта) применение свай целесообразно, если они прорезают всю толщу льдосодержащих грунтов и передают давление на скальную породу или другой не проседающий при оттаивании грунт (рис. 12.17,а). Сваи можно применить и с целью

передачи давления на мерзлые грунты, расположенные ниже зоны оттаивания вследствие выделения тепла зданием и трубопроводами, расположенными в грунте (рис. 12.17,6). Те и другие сваи в процессе оттаивания грунтов будут испытывать воздействие отрицательного трения,

пригружающего их.

Использование отдельных фундаментов, опирающихся на сохраняемый слой вечномерзлого грунта, практикуется все реже, так как их

Рис. 12.17. Схемы свайных фундаментов при проектировании и строительстве по принципу IIРис. 12.17. Схемы свайных фундаментов при проектировании и строительстве по принципу II1 — сваи: 2 — граница вечномерзлого грунта; 3 — грунт, не проявляющий просадочных свойств при оттаивании1 — сваи: 2 — граница вечномерзлого грунта; 3 — грунт, не проявляющий просадочных свойств при оттаиванииустройство требует затрат ручного труда и сохранения грунта в вечномерзлом состоянии при отрывке котлована. В этом случае приходится разрабатывать вечномерзлый грунт с рыхлением его взрывами или иными методами. На дно котлована обязательно укладывают теплоизоляционный слой (из деревянных брусьев или сухого песка), чтобы обеспечить твердение бетона фундамента при положительных температурах (рис. 12.18). Этот бетон в большинстве

Рис. 12.17. Схемы свайных фундаментов при проектировании и строительстве по принципу II

Рис. 12.17. Схемы свайных фундаментов при проектировании и строительстве по принципу II

1 — сваи: 2 — граница вечномерзлого грунта; 3 — грунт, не проявляющий просадочных свойств при оттаивании

1 — сваи: 2 — граница вечномерзлого грунта; 3 — грунт, не проявляющий просадочных свойств при оттаивании

случаев необходимо прогревать. В летних условиях, как правило, приходится принимать меры против интенсивного оттаивания грунтов, вскрытых котлованом, и против оплывания стенок котлована в процессе таяния грунта. Усложнение работ в зимних условиях связано с разработкой мерзлого грунта и бето

нированием при отрицательных температурах.

Под большие нагрузки иногда применяют глубокие столбчатые фундаменты. Для их устройства в вечномерзлом грунте бурят скважины диаметром 80—120 см и более. Эти скважины заполняют бетонной смесью, прогревая ее для обеспечения схватывания и твердения до требуемой прочности. Режим прогревания подбирают с таким расчетом, чтобы оттаивание грунтов вокруг фундамента было минимальным.

Однако чаще всего отдельные фундаменты устраивают по принципу II (без сохранения вечномерзлого состояния грунтов). В таком случае их делают аналогично фундаментам в условиях обычного сезонного промерзания (см. гл. 7, 8 и 11). При относительно малой прочности и большой деформируемости оттаявших грунтов иногда приходится делать ленточные фундаменты под колонны и стены и применять фундаментные плиты и искусственное улучшение грунтов.

На эти фундаменты, особенно ленточные, часто воздействуют значительные силы пучения. Для увеличения устойчивости фундаментов, подвергающихся воздействию значительных сил пучения, их делают монолитными анкерного типа или стремятся уменьшить суммарные силы пучения, принимая в верхней части фундамента наименьшее сечение, т. е. стремятся уменьшить площадь смерзания грунта с фундаментом.

Иногда с целью уменьшения сил пучения фундаменты в пределах деятельного слоя покрывают незамерзающими обмазками (битумом, раст-

воренным в мазуте). В последнее время появились предложения применять для покрытия боковых поверхностей фундаментов высокомолекулярные соединения На основе эпоксидной смолы. В результате такого

покрытия поверхность смерзания делается гладкой и прочность смерзания грунта с поверхностью фундаментов уменьшается. Существенного снижения сил пучения можно добиться обсыпкой фундаментов

Рис. 12.18. Отдельный фундамент при проектировании и строительстве его по принципу I

/ — верхняя граница вечномерзлого грунта; 2 — обратная засыпка; 3 —отмостка; 4 — глинобитный пол; 5 — вентилируемое подполье; 6 — трубопроводы; 7 — слой сухого уплотненного песка или ряд брусьев

гравием или песком. Однако эти обсыпки должны быть дренированы и защищены от заиления, так как после заиления они приобретают пу- чинистые свойства.

Рассмотренные рекомендации по снижению сил пучения применяют также в районах глубокого сезонного промерзания, когда глубина промерзания превышает 2 м.

Освещенный круг вопросов, связанных со строительством в условиях вечномерзлых грунтов, свидетельствует о* ряде трудностей, с которыми приходится сталкиваться при проектировании и устройстве фундаментов в районах распространения вечномерзлых грунтов. Детально рассмотреть эти вопросы в учебнике невозможно, поэтому при проектировании и строительстве фундаментов в районах распространения вечномерзлых грунтов необходимо изучать обширную литературу, посвященную этим вопросам.

Это положение в равной степени относится и к остальным рассмотренным выше способам устройства фундаментов на структурно неустойчивых грунтах.

Глава 13

ФУНДАМЕНТЫ ПРИ ДИНАМИЧЕСКИХ ВОЗДЕЙСТВИЯХ

УСТОЙЧИВОСТЬ ОСНОВАНИЙ ПРИ ДИНАМИЧЕСКИХ ВОЗДЕЙСТВИЯХ

Источники колебаний грунта. В предыдущих главах рассматривалась работа грунтов в основании сооружений при действии статических нагрузок. Однако нередки случаи, когда грунты испытывают динамические воздействия. Характер этих воздействий зависит от источника, вызывающего колебания.

Основными источниками колебаний являются: работа стационарно установленных неуравновешенных машин и механизмов; движение различных видов транспорта; механизированное выполнение строительных работ; взрывные работы; сейсмические воздействия; порывы ветра.

Большая часть источников колебаний характеризуется ударным воздействием. Одиночный ударный импульс вызывает свободные к о л е- б-а н и я системы грунт — сооружение. Колебания, вызванные периодическими импульсами, называются вынужденными. По мере распространения колебаний в грунте происходит их затухание, которое принято

оценивать коэффициентом относительного демпфирования или декрементом колебаний.

Характер и интенсивность колебаний при движении транспорта зависят от состояния дорожного покрытия или рельсового пути.

Так, в одном из районов Ленинграда здания, расположенные на расстоянии около 100 м от железной дороги, испытывали значительные колебания. Было рекомендовано заменить деревянные шпалы железобетонными, увеличить балластный слой и сделать рельсы сварными. После такой реконструкции колебания этих зданий ст§ли неощутимы.

Значительные колебания возникают в грунте при выполнении строительных работ (забивка свай, шпунта, применение шар- или клин-бабы для разработки мерзлого грунта или разрушения фундаментов старых зданий и т. п.). Такие колебания не только неприятны для проживающих в соседних домах, но и могут приводить к недопустимым дополнительным неравномерным осадкам существующих зданий, при которых в их конструкциях появляются трещины и происходят обрушения, вывалы кирпичей, перемычек и сборных элементов, имеющих малую глубину опор.

Примером может служить 5-этажный жилой дом в Ленинграде, в стенах которого появились трещины при забивке металлического шпунта на расстоянии 1 м от фундамента торцовой стены.

Согласно исследованиям, выполненным во ВНИИГСе, около существующих зданий обычно допустимо забивать сваи лишь на расстоянии более 20 м.

Наибольшую же, а главное постоянную неприятность доставляет работа. неуравновешенных машин и механизмов, которые передают колебания через грунт на значительные расстояния. Такая вибрационная нагрузка иногда даже сравнительно небольшой интенсивности может вызывать значительные колебания отдельных конструкций и даже всего сооружения. Это’объясняется явлением резонанса—совпадением частоты возмущающей силы с частотой собственных колебаний этих конструкций или всего сооружения.

При работе двух компрессоров на одном из предприятий в Ленинграде на расстоянии около 300 м от двух жилых зданий в верхних этажах этих зданий наблюдались значительные колебания, при которых нормальная эксплуатация помещений была невозможна. Осуществление взаимного гашения возмущающей силы двух соседних компрессоров путем парной асинхронизации их позволило существенно снизить интенсивность колебаний указанных зданий.

Явления, происходящие в грунте при динамических воздействиях. Известно, что наличие в любой сплошной среде источника колебаний вызывает возникновение вокруг него продольных и поперечных волн. Строителей эти волны интересуют, в частности, в отношении их распространения в грунтовой среде.

В пределах массива грунта и скальных пород импульсный источник колебаний вызывает возникновение сжимающих, или продольных, волн, создающих колебания частиц среды в направлении распространения волн, и поперечных волн, или волн сдвига, создающих колебания частиц среды в направлении, перпендикулярном направлению распространения волн. Кроме того, возникают поверхностные волны, перемещающиеся параллельно поверхности земли преимущественно в поверхностном слое. Эти волны иногда называют волнами Рэлея. Следовательно, в качестве одного из явлений, происходящих в грунте при динамических воздействиях, можно отметить распространение волн от источников колебаний.

Если бы грунты были идеально упругими телами, то волны от источников колебаний распространялись бы в них на значительное расстояние.

Однако, как показывают эксперименты, проведенные многими исследователями, колебания грунта по мере удаления от источника колебаний затухают. Интенсивность затухания зависит от ряда факторов. Наиболее интенсивно затухают колебания в сухих и маловлажных грунтах. При насыщенных водой глинистых грунтах процесс затухания существенно слабее и волны могут распространяться на большие расстояния. Интенсивность затухания колебаний зависит также от частоты возмущающей силы. При высокой частоте затухание колебаний происходит более интенсивно. Следовательно, в грунте при динамических воздействиях происходит затухание колебаний по мере удаления от источника возмущающей силы.

Результатом передачи грунтом колебаний на сооружение являются колебательные движения отдельных Конструкций и сооружения в целом. В большинстве случаев эти колебания незначительны. Амплитуда их измеряется микрометрами и даже долями микрометра. Однако человеческий организм остро воспринимает такие колебания и болезненно реагирует на них. Если же отдельная конструкция или сооружение испытывает резонанс, возникают значительные колебания, амплитуда которых может достигать нескольких миллиметров. При колебаниях конструкций с амплитудой даже в десятые доли миллиметра создаются условия, недопустимые для организма человека. Это необходимо учитывать при проектировании фундаментов источников колебаний) в частности фундаментов под машины.

Ранее уже отмечалась способность песков уплотняться при динамических воздействиях. При определенной интенсивности динамических воздействий это может привести к нежелательным последствиям в виде дополнительной осадки фундаментов. Уплотнение грунта при постоянной интенсивности динамических воздействий носит затухающий характер. Однако фундаменты, расположенные на неодинаковом расстоянии от источника колебаний, будут получать различную осадку.

Кроме того, колебания вызывают развитие в грунте напряжений, которые вместе с напряжениями от статических нагрузок могут привести к увеличению зон сдвигов под существующими фундаментами и вызвать дополнительные осадки вследствие выдавливания грунта из этих зон в стороны.

Наконец, при определенной интенсивности динамических воздействий происходит р азжижение песков, особенно насыщенных водой. Это явление, исследованное П. Л. Ивановым, Н. Н. Масловым, В. А. Флориным и другими учеными, нередко приводит к полной потере устойчивости грунта основания. В таком случае возможны провальные осадки сооружений.

Так, в долине р. Ганг в Индии во время землетрясения в грунте «тонули» одно- этажйые здания, получившие осадку 1—2 м. Такая осадка сопровождалась фонтанированием разжиженного песка в местах разрыва почвенного слоя.

Таким образом, можно констатировать, что динамические воздействия на грунты вызывают: распространение волн с затуханием их по мере удаления от источника колебаний; явление резонанса в отдельных конструкциях и сооружениях при совпадении частот свободных и вынужденных колебаний; уплотнение несвязных грунтов; изменение напряженного состояния грунтов, которое может вызвать развитие зон сдвигов и даже общую потерю устойчивости грунтов в основании; разжижение несвязных грунтов, насыщенных водой, с превращением их в тяжелую жидкость.

Меры по увеличению устойчивости грунтов в основании. Качество грунта часто можно улучшить до такой степени, что он будет обладать достаточной устойчивостью при ожидаемой интенсивности, динамических

воздействий. Для этого грунт уплотняют более интенсивными динамическими воздействиями (трамбованием или вибрированием) либо закрепляют его. Иногда грунт уплотняют грунтовыми (песчаными) сваями. В некоторых случаях избегают использования грунта с неустойчивой структурой при динамических воздействиях, проходя его сваями или устраивая фундаменты глубокого заложения.

Существует несколько способов уменьшения динамических воздействий на сооружение от какого-либо источника колебаний. Во-первых, можно провести ряд мероприятий по демпфированию (гашению) колебаний на самом источнике колебаний путем улучшения конструкции подвески, применения специальных конструктивных виброгасителей и виброопор, уменьшения неуравновешенных масс в конструкции самого механизма, устройства наружной виброизоляции фундамента. Во-вторых, можно провести некоторые мероприятия в грунтах, по которым распространяются колебания. Например, осушить территорию, устроить специальные экраны в виде траншей, заполненных шлаком или другим подобным материалом. В-третьих, возможен ряд мероприятий, применяемых непосредственно к сооружению. Так, устраивают свайные фундаменты, которые менее восприимчивы к колебаниям. При низкочастотных колебаниях (менее 600 импульсов в минуту) большое значение приобретает конфигурация и ориентация здания в плане, его этажность и конструктивная схема.

ФУНДАМЕНТЫ ПОД МАШИНЫ

Типы машин. По характеру динамического воздействия все многообразие машин можно разделить на две группы: машины периодического действия и машины непериодического действия.

Машины периодического действия в свою очередь делятся на три подгруппы: с равномерным вращением (электродвигатели, моторгенера- торы, турбогенераторы, роторы, турбовоздуходувки и др.); с равномерным вращением и связанным с ним возвратно-поступательным движением (машины с кривошипно-шатунным механизмом — компрессоры, насосы, двигатели внутреннего сгорания, лесопильные рамы и др.); с возвратно-поступательным движением, завершающимся непрерывно следующими один за другим ударами (встряхивающие и вибрационно-ударные машины).

Машины непериодического действия также делятся на три подгруппы: с неравномерным вращением или возвратно-поступательным движением (приводные электродвигатели прокатных станов, генераторы разрывных мощностей и др.); с возвратно-поступательным движением, завершающимся отдельными ударами (молоты ковочные и штамповочные, копровые устройства и др.); с давлением, вызывающим перемещения обрабатываемого материала и передающим на фундамент случайные нагрузки (мельничные установки).

Машины с равномерным вращением теоретически уравновешены. Однако фактически и у них всегда имеется некоторая неуравновешенность вращающихся частей. В результате этого на фундаменты передаются колебания, которые в ряде случаев необходимо учитывать. Значительно большую неуравновешенность сил инерции имеют машины с кривошипно-шатунным механизмом. Еще более сложную неуравновешенность имеют встряхивающие и вибрационно-ударные машины.

Машины непериодического действия преимущественно связаны с ударными нагрузками или с нагрузками, изменяющимися во времени по сложному закону.

Требования, предъявляемые к фундаментам нод машины. Фундамент должен являться надежным основанием машины, обеспечивающим ее нормальную эксплуатацию. Он не должен вызывать помех в виде недопустимых колебаний конструкций данного здания и других соседних сооружений. В связи с этим к фундаменту под машину предъявляют следующие требования:

удобство размещения, возможности сборки и надежного крепления машины на нем; '

прочность, устойчивость и выносливость всех его элементов;

исключение недопустимых осадок и деформаций, нарушающих нормальную эксплуатацию машины;

исключение недопустимых вибраций, мешающих работе машины и обслуживающего персонала, и других помех;

передача на грунты основания колебаний с резким их уменьшением, если они могут отразиться на условиях нормальной эксплуатации здания, в котором размещена машина, и соседних зданий и сооружений.

Выполнение первого требования обеспечивается на заводе-изготовителе, который устанавливает габариты машины и размещение крепежных устройств..

Второе требование выполняется при проектировании фундамента путем расчета всех его железобетонных элементов.

Третье требование должно быть удовлетворено в соответствии со " СНиП 11-19-79. Вследствие небольшой статической нагрузки осадки фундаментов под машины даже при грунтах среднего качества намного меньше предельно допустимого значения, но неравномерности их могут быть значительными. Когда машины состоят из отдельных частей, их взаимное положение строго задано. Неравномерности осадки при большой длине фундамента и малой его жесткостц могут привести к взаимному смещению отдельных частей машины. В возникновении неравномерностей осадки рассматриваемого фундамента существенную роль играет загрузка близкорасположенных фундаментов самого здания, в котором установлена машина. Это обусловлено двумя факторами:

большей уплотненностью грунтов в основании фундаментов самого сооружения, если грунты уплотнились до монтажа машины;

медленной деформацией глинистых грунтов в основании сооружения при незавершенной консолидации их до монтажа машины.

Особенно чувствительны к неравномерным осадкам фундаменты большой протяженности (фундаменты бумагоделательных машин, прокатных станов, мощных турбоагрегатов и др.).

Выполнение четвертого требования обеспечивается расчетом фундамента на динамические воздействия, развивающиеся при работе машины. Исключение вибраций самого фундамента, недопустимых для машины и рабочего персонала, является одной из основных задач при проектировании фундамента под машину.

Пятое требование обычно рассматривается в двух случаях: либо при недопустимости передачи даже сравнительно небольших колебаний на конструкции сооружений (например, на фундаменты зданий с чувствительным оборудованием или жилых домов), либо при проектировании фундаментов, передающих большие динамические нагрузки (фундаменты под молоты и т. п.).

Расчеты фундаментов под машины с вращательным и возвратнопоступательным движением. Точное решение задачи о колебаниях слож- 19—495.

ной системы машина — фундамент — основание в настоящее время практически не применяется. Во многих случаях в этом и нет необходимости. Еще в 1933 г. Н. П. Павлюк предложил рассматривать машину с монолитным сплошным фундаментом как абсолютно твердое тело,‘поскольку модуль упругости металла и бетона в сотни и даже в тысячи раз больше модуля упругости грунтов. Второе предложение Н. П. Павлюка сводилось к принятию основания при вибрационной нагрузке упругим, лишенным массы. Положительный опыт строительства фундаментов под машины, рассчитанных с этими допущениями, подтвердил их правомерность.

СНиП 11-19-79 рекомендуют оценивать упругие свойства грунтов основания при плоской задаче четырьмя коэффициентами: равномерного упругого сжатия С2; неравномерного упругого сжатия (поворота) Сф; равномерного упругого сдвига Сх; неравномерного упругого сдвига Сф.

Эти коэффициенты связывают напряжения pz, рх и моменты Л1Ф и Л!^, действующие по подошве фундамента, с вызываемыми ими соответствующими упругими перемещениями: вертикальными Z, горизонтальными X, поворотами ф и ф относительно главной горизонтальной оси инерции и вертикальной оси, проходящих через центр тяжести площади подошвы фундамента:

Р2Pz _Рг.

с г " С2 F Kz ’

РхРх Рх.

(13.1)(13.1)СхCXF ~ Кх’

(13.1)

(13.1)

Сф /ф К^

где Pz, Рх —• силы, действующие параллёльйо осям соответственно z и х; F — площадь подошвы фундамента; М^, М^— моменты внешних сил относительно соответственно горизонтальной и вертикальной осей, проходящих через центр тяжести площади подошвы фундамента; I, /ф— моменты инерции площади подошвы фундамента относительно соответственно центральной оси, перпендикулярной плоскости действия момента, и вертикальной оси, проходящей черёз центр тяжести площади подошвы фундамента: Кг, К^, Кх, К^~ коэффициенты жёсткости основания соответственно при равномерном и неравномерном упругом сжатий, равномерном и неравномерном упругом сдвиге.

Значения коэффициентов С2, Сф, Сх и Сф могут быть определены испытанием на колебания опытного фундамента.

При отсутствии экспериментальных данных СНиП 11-19-79 рекомендуют определять значение Сг для фундаментов с площадью подошвы F не более 200 м- по формуле

cz = b0Eob +Vfjf), (13.2)

где Ьи — коэффициент, м-1, принимаемый равным 1 для песков, 1,2 для супесей и суглинков, 1,5 дртя глин и крупнообломочных грунтов; Ео — модуль общей деформации грунта, МПа, определяемый методами механики грунтов; /-0= 10 м2; F— площадь подошвы фундамента, м2.

При расчете фундаментов с площадью подошвы ^^50 м2 значение С2, как считает О. А. Савинов*, можно определять в зависимости от расчетного сопротивления грунта по нижеследующим данным:

Расчетное сопротивление грунта,МПа . . 0,10,20,30,40,5

Сг, МПа/м . ‘ 2040506070

Для фундаментов с площадью подошвы ^<50 м2 значения С2, СФ и Сх О. А. Савинов* предложил определять приближенно по формулам:

C,= CJl + mi Lpr J

v4’

с -с [1 +2 <-=+»"

(13. 3)

Г 2 (а+6)1 СЖ=ВО ! + ■ "

v4

где Со-т параметр, определяемый по табл. 13.1; а и 6— размеры подошвы фундамента соответственно в плоскости колебаний и в перпендикулярном направлении; р —среднее давление по подошве фундамента; р0, j3, Do — постоянные величины (р0—0,02 МПа; ₽=1 м-1; Do-O,7 Со).

ТАБЛИЦА 13.1. КЛАССИФИКАЦИЯ ГРУНТОВ КАК ОСНОВАНИЙ

ФУНДАМЕНТОВ ПОД МАШИНЫ (ПО О. А. САВИНОВУ)

Категория основания

Характеристика основания

Грунты

xGo. МПа/м

I

Нежесткое

Глины и суглинки текучепластичные (/L>0,75), ■ супеси текучие (7ь>1)

6

II

Малой жесткости

Глины' и суглинки мягкопластичные (0,5</l^0,75)

Супеси пластичные (0,5^/l^1)

Пески пылеватые водонасыщенные рыхлые (е>0,8)

8

10

12

III

Средней жесткости

Глины и суглинки тугомастичные (0,25</l^0,5) Супеси пластичные (0</l^O,5) Пески пылеватые средней плотности сложения и плотные (е^0,8)

Пески мелкие, средней крупности и крупные независимо от влажности и плотности сложения .

20

16

14

18

IV

Жесткое

Глины и суглинки твердые (7L<0)

Супеси твердые (/ь<0)

Круанообломочные грунты

30

22

26

Значения С^, Сх и С^ СНиП 11-19-79 разрешают определять по приближенным зависимостям:

С = 2С ; С = 0,7 С ; С.ь = С .Ф z хz* v z

Определив по формулам (13.3) с помощью табл. 13.1 или по указанным приближенным зависимостям значения С2, Cv, Сх и Сч?, находят коэффициенты жесткости основания:

Кг = СгР; ^V’ Kx^CxF’ ^-С^.(13.4)

В большинстве случаев фундаменты проектируют симметричными относительно возмущающей сйяы. Тогда М^=0 и условий возникновения неравномерного сдвига отсутствует, поэтому такую форму колебаний обычно не учитывают.

Рассмотрим простейший случай колебания, когда вертикальная воз-

(13.5)(13.5)мущающая сила при работе машины изменяется пропорционально синусу времени

(13.5)

(13.5)

Р2 = Р^ sin tot-,

где Р^—наибольшее значение вертикальной силы Рг, to— частота вынужденных колебаний — частота вращения машины, обороты в течение 2л секунд; t — время, от- считываемое от начала действия силы Р2 .

Пусть эта сила и вес фундамента с машиной G действуют по вертикали, проходящей через центр тяжести площади подошвы фундамента (рис. 13.1,а). Под влиянием силы Pz фундамент совершает колебатель-

Рис. 13.1. Схемы к расчету вынужденных колебаний фундаментаРис. 13.1. Схемы к расчету вынужденных колебаний фундаментаа — вертикальных колебаний; б — горизонтальных колебаний при а^З/г; в — то же, при а^ОД/г; г — то же, при 0,5h,<a<3hа — вертикальных колебаний; б — горизонтальных колебаний при а^З/г; в — то же, при а^ОД/г; г — то же, при 0,5h,<a<3h

Рис. 13.1. Схемы к расчету вынужденных колебаний фундамента

Рис. 13.1. Схемы к расчету вынужденных колебаний фундамента

а — вертикальных колебаний; б — горизонтальных колебаний при а^З/г; в — то же, при а^ОД/г; г — то же, при 0,5h,<a<3h

а — вертикальных колебаний; б — горизонтальных колебаний при а^З/г; в — то же, при а^ОД/г; г — то же, при 0,5h,<a<3h

ные движения по направлению оси г. Как известно, движение фундамента (материальной точки) в этом случае определяется уравнением

mZ ф К. Z^P^ sin mt,(13.6)

где пг — колеблющаяся масса фундамента и машины; Z — вертикальные перемещения фундамента при колебаниях; Кх —- коэффициент жесткости упругого основания.

Для решения дифференциального уравнения второго порядка (13.6) разделим его на пг. Тогда

Z" А Z = sin mt.(13.7)

пг пг

Обозначив

К^пг^(13.8)

и подставив значение Кг/т в выражение (13.7), получим

р(0)

Z"-VX2zZ = — sin tot,(13.9)

где Xz — частота собственных колебаний фундамента по направлению оси г.

Решение уравнения (13.9) может быть представлено в виде

Р^ sin tot

Z= Asxn^2t-V В cos Z2 t + ———,

m(x|-o2) где А и В — произвольные постоянные, определяемые из начальных условий. Найдя значения А и В, определяют амплитуду вертикальных вынужденных колебаний без учета их затухания по выражению

1Х2-ю21Х2-ю2р(0)

1Х2-ю2

1Х2-ю2

Аг = -L-т

Учитывая принятое обозначение (13.8), окончательно получим

В случае горизонтальной возмущающей силы Рх при малой высоте фундамента (а>ЗЛ) вращательными колебаниями фундамента можно пренебречь. Тогда амплитуду упругого сдвига фундамента (рис. 13.1,6) можно получить аналогично предыдущему решению в виде

где Р^ — наибольшее значение горизонтальной силы Рх.

Для высоких фундаментов (а<0,5Л) пренебрегают упругим сдвигом фундамента. Тогда амплитуда горизонтальных смещений верха фундамента в результате вращательных колебаний относительно оси, проходящей через центр тяжести подошвы фундамента перпендикулярно плоскости его вращения, будет (рис. 13.1, в)

Ах = А'А(13.13)

где

^-^-e^-<13Д4>

Н — расстояние от подошвы фундамента до линии действия силы Рх; во — момент инерции массы установки относительно оси, проходящей через центр тяжести подошвы фундамента перпендикулярно плоскости колебаний.

При 0,5/г<а<ЗЛ амплитуду горизонтальных колебаний на уровне обреза фундамента (рис. 13.1, г) определяют по формуле

Аг = Ах +А^,(13 15)

гдеАх =;

KxhiPxWx — пи^М

А = tn^ -^пА ^х ^m + Кх е) 6)2 + ^х Кф;

M = PxkH-h^

hx — расстояние от центра тяжести установки до обреза фундамента; в — момент инерции массы установки относительно центральной оси, перпендикулярной плоскости колебаний; /г2 —- расстояние от центра тяжести установки до подошвы фундамента.

Амплитуда, скорости и ускорения колебаний рабочих мест строго ограничены правилами техники безопасности. Так, при частоте колебаний 5—8 Гц допускается амплитуда колебаний не более 0,15—0,05 мм, а при 75—100 Гц — соответственно 0,005—0,003 мм *.

Учитывая, что ограничение амплитуды колебаний ограничивает при данной частоте скорость и ускорение колебаний, при проектировании фундаментов стремятся, в основном, к уменьшению амплитуды. В связи с этим при вертикальных колебаниях стараются увеличить значение Кг, которое зависит от площади подошвы F. Надо одновременно иметь в виду, что увеличение F может привести к увеличению массы т. Пропорциональное их увеличение мало изменит значение Аг [см. формулу (13.11)]. По этой причине при вертикальной возмущающей силе делают

фундамент с максимально развитой подошвой и с минимальной массой (рис. 13.2, а).

В случае действия горизонтальной возмущающей силы или момента стремятся применять фундаменты малой высоты — распластанные. Для этого под фундаментом при необходимости делают песчаную подушку (рис. 13.2,6).

Фундаменты под машины ударного действия. При ударных нагрузках остальные движения (поступательно-вращательные и др.) обычно не

Рис 13.2. Конструкции фундаментов под машиныРис 13.2. Конструкции фундаментов под машиныРис. 13.3. Схемы фундамента ковочного молотаРис. 13.3. Схемы фундамента ковочного молота

Рис 13.2. Конструкции фундаментов под машины

Рис 13.2. Конструкции фундаментов под машины

Рис. 13.3. Схемы фундамента ковочного молота

Рис. 13.3. Схемы фундамента ковочного молота

а — конструктивная: б — расчетная

играют существенной роли. Наиболее жестким режимом работы из машин ударного действия обладают ковочные и штамповочные молоты. Когда молот ударяет по наковальне, возникают значительные колебания, которые не рекомендуется передавать непосредственно на грунт. Кроме того, при жестком ударе о наковальню может разрушаться тело самого фундамента. В связи с этим фундаменты молотов делают сложной конструкции (рис. 13.3,а). Такие фундаменты состоят из шабота /, подшаботных прокладок 2 (из дерева или другого упругого материала) и подшаботной плиты 4 со стенками 3. Фундаменты под молоты рассчитывают как систему с двумя степенями свободы (рис. 13.3,6). Практика устройства фундаментов под молоты позволила выработать следующие рекомендации.

Площадь подошвы F и вес @ф фундамента определяют по приближенным формулам:

F>2O(l + e)vQo/^;(13.16)

9ф = 8(1+е)О(20-01,(13.17)

где е — коэффициент восстановления скорости при ударе; и — скорость, м/с, падающих частей молота в момент, предшествующий удару; Qo — расчетное значение веса падающих частей молота, кН; R— расчетное давление на грунт основания; Q$— расчетное значение веса шабота со станиной, кВ.

Значение е при штамповке штамповочными молотами стальных изделий принимают равным 0,5, а изделий из цветного металла — равным 0. Для ковочных молотов принимают 8=0,25.

Минимальную толщину подшаботной плиты фундамента принимают по СНиП 11-19-79 в зависимости от веса падающих частей:

Qo, кН<1010—2020—4040—60 - 60—100> 100

/1Ш.П, м 11,251,752,252,63

Минимальную толщину деревянных прокладок НИ принимают приближенно* в зависимости от веса падающих частей молота Qo:

Qo, кН <10203050>100

Ап, м 0,2—0,40,5 0,60,8—1,01,2-1,4

Задавшись размерами фундамента при центральном загружёнии, определяют по СНиП 11-19-79 амплитуду вертикальных колебаний Аг и сравнивают ее с предельно допустимой амплитудой Ад:

АгАг(l + e)pQe(1+1,65Ы Х2сГ д(l + e)pQe(1+1,65Ы Х2сГ д(13.18)(13.18)

Аг

Аг

(l + e)pQe

(1+1,65Ы Х2сГ д

(l + e)pQe

(1+1,65Ы Х2сГ д

(13.18)

(13.18)

где ^ — коэффициент относительного демпфирования для вертикальных колебаний, определяемый согласно СНиП П-19-79; ^z=2]/E0/(C,zpcp); Xz —частота собственных колебаний по направлению оси z; Q — расчетное значение веса фундамента с машиной и засыпкой грунта на его уступах.

Предельно допустимую амплитуду колебаний Ад для всех грунтов, кроме песков, принимают равной 1,2 мм.. Если в основании залегают насыщенные водой пески любой крупности, а также маловлажные пески мелкие и пылеватые, значение Ад принимают равным 0,8 мм.

При внецентренном ударе расчет усложняется. Методы таких расчетов, а также .методы расчетов фундаментов под другие виды машин изложены в СНиП 11-19-79 и специальной литературу , (.......

Рис. 13.4. Приемы „изменения частоты собственных колебаний фундаментаРис. 13.4. Приемы „изменения частоты собственных колебаний фундаментаМеры по изменению частоты собственных колебаний фундаментов. Рассмотренные в п. 3 расчеты фундаментов под машины с возвратно- поступательным движением являются простейшими задачами, которые можно свести к плоской задаче. Даже при решении этих простейших задач пришлось заменять оценку сложной работы грунта как упругого тела на условную оценку жесткости основания с помощью коэффициентов Кг, К^ и Кх, зависящих от упругих характеристик Cz, Сф, и Сх. Последние, к сожалению, определяются весьма приближенно, так что производимые расчеты не могут претендовать на достаточную точность. В то же время амплитуды колебаний зависят от разностей Кг—тю2; Кх-m®2; Кф— вою2» которые находятся в знаменателях выражений (13.11), (13.12), (13.14). Когда указанные знаменатели стремятся к нулю, амплитуды колебаний растут теоретически до бесконечности — наблюдается резонанс. В связи с этим при расчетах приходится учитывать Затухание собственных колебаний. Этот учет при состоянии фундамента, близком к резонансному, все же иногда приводит к большим амплитудам колебаний.

Рис. 13.4. Приемы „изменения частоты собственных колебаний фундамента

Рис. 13.4. Приемы „изменения частоты собственных колебаний фундамента

Поскольку амплитуда колебаний после пуска машины может оказаться недопустимо большой вследствие неточности расчета и приближенности определения расчетных коэффициентов, в некоторых случаях при проек

тировании фундаментов предусматривают возможность Изменения частоты их собственных колебаний после йх устройства.

К приемам, обеспечйвающйм Такуй) возможность, относится увели- ’ чение площади подошвы фундамента без существенного изменения его массы (рис. 13.4, о). Для этого из устраиваемого фундамента заблаговременно выпускают арматуру. Иногда более целесообразно усилить

основание сваями, для чего в выступающих частях делают отверстия, через которые в дальнейшем бурят скважины и устраивают буронабивные сваи (рис. 13.4,б).

Труднее изменять частоту собственных колебаний в горизонтальном направлении. Решая эту задачу, Н. П. Павлюк с А. Д. Кондиным предложили присоединить к верхней части чрезмерно колеблющегося фундамента плиту через упругие связи. Плита в таком случае рассматривается в качестве второй массы (рис. 13.4,в). В результате получается система из двух материальных точек, связанных упругой связью. Опыт показал, что такое решение очень часто приводит к желаемому результату.

ФУНДАМЕНТЫ В УСЛОВИЯХ СЕЙСМИЧЕСКИХ ВОЗДЕЙСТВИЙ

Оценка сейсмических воздействий с учетом грунтовых условий. Сейсмические воздействия оцениваются в баллах. Учитывают их при 7--9 баллах. При 10 баллах строительство разрешается только в исключительных случаях. Балл сейсмичности устанавливают по району строительства и дополнительному микрорайонированию, которое производится с учетом инженерно-геологических условий площадки строительства. При благоприятных инженерно-геологических условиях площадки строительства (скальные породы или крупнообломочные грунты с уровнем грунтовых вод ниже 15 м либо вечномерзлые грунты) балл сейсмичности данного района может быть снижен на единицу. При неблагоприятных инженерно-геологических условиях (все виды грунтов, включая скальные, при уровне грунтовых вод на глубине менее 3 м, глинистые и песчаные грунты при уровне грунтовых вод на глубине менее 4 м, оттаявшие или оттаивающие вечномерзлые грунты), наоборот, приходится увеличивать балл сейсмичности на единицу. К неблагоприятным условиям относятся также высокая просадочность лессовых грунтов, наличие осыпей, отвалов, горных выработок, сильная выветрелость и нарушенность горных пород физико-геологическими процессами. Изрезанный рельеф местности и косогоры также неблагоприятны в смысле сейсмического воздействия.

При выборе площадки строительства приходится учитывать все эти обстоятельства, так как повышение балла сейсмичности приводит к удорожанию сооружения.

Учет сейсмических сил при проектировании фундаментов и подпорных стенок. Характер учета сейсмических воздействий интенсивностью 7—9 баллов на сооружения рассматривается в курсах строительной механики и 'архитектуры, где даются также методы определения нагрузок при сейсмических воздействиях. При проектировании фундаментов задача сводится к обеспечению их устойчивости во время землетрясения, чтобы они не нарушали работы надземных конструкций. В связи с этим фундаменты наряду с обычным расчетом по второй группе предельных состояний (по деформациям) в обязательном порядке рассчитывают по первой группе предельных состояний на устойчивость, особенно на сдвиг по подошве или вместе с массивом грунта. При этом расчете учитывают силу сейсмического воздействия на надземные конструкции и инерционные силы, действующие на фундамент во время землетрясения.

Учет сейсмических воздействий отражается главным образом на расчете подпорных стенок и стен подвальных помещений. При расчете подпорных стенок учитывают раздельно инерционное сейсмическое давление грунта и давление, вызванное изменением напряженного состояния среды при прохождении в ней сейсмических волн.

Активное и пассивное давление сыпучего грунта на подпорные стенки с учетом сейсмического воздействия на него определяют по формулам:

(13.19)(13.19)ta.c^ + ^c tg(45^ + <Pi/2)]Pa;|^п.с^П-^с^(45°-Ф1/2)^П’ J

(13.19)

(13.19)

где Кй — коэффициент сейсмичности, принимаемый равным 0,025 при 7 баллах, 0,05 при 8 баллах и 0,1 при 9 баллах; фт— расчетный угол внутреннего трения грунта при расчете по устойчивости; ра и рД — соответственно активное и пассивное давление грунта при статическом состоянии.

Дополнительные горизонтальные нормальные рг и касательные тг напряжения, возникающие в грунте при прохождении сейсмич'еских волн, определяют по формулам:

(13.20)(13.20)Рг — ± 2л; ^С 7 ^р ^0»

(13.20)

(13.20)

тг= + “ KeV C$Tq,2л

где у —удельный вес грунта; Ср, С5 —скорости распространения соответственно продольных и поперечных сейсмических волн в грунте, определяемые экспериментально; Го —преобладающий период скорости сейсмических колебаний; обычно принимают Го =0,5 с.

Кроме того, учитывают сейсмические нагрузки, прикладываемые как инерционные силы к самой подпорной стенке. Их определяют по формуле

где Qk — вес элемента сооружения, отнесенный к точке k; m — коэффициент, изменяющийся от 1 до 1,5 в зависимости от класса сооружения; Р^П^ — произведение коэффициента динамичности и коэффициента, учитывающего форму колебания; для подпорных стенок принимают Р^т|1Д=1,5.

Подпорные стенки не рекомендуется делать большой высоты.

Вопрос о применении анкеров для удержания подпорных стенок не изучен в достаточной степени. В длинных анкерных тягах при прохождении сейсмической волны могут возникнуть существенные дополнительные усилия. После ее прохождения тяги могут ослабнуть, что отразится на положении подпорной стенки. Для исключения этого целесообразно после сейсмического воздействия своевременно производить дополнительное натяжение ослабевших анкерных тяг.

Конструктивные особенности фундаментов. При проектировании фундаментов для строительства в сейсмических районах приходится учитывать некоторые особенности их работы в условиях сейсмического воздействия. Во избежание нарушения частоты собственных колебаний однородных конструкций фундаменты отдельного сооружения или отсека здания закладывают на одну и ту же глубину. Как исключение допускаются уступы подошвы фундаментов 1:2 в местах переходов от глубоко заложенных фундаментов одного отсека к фундаментам, имеющим меньшую глубину заложения, другого отсека. В фундаментах и стенах подвалов из крупных блоков делают перевязку кладки на глубину не менее Уз высоты блока.

Для исключения подвижки здания по обрезу фундаментов гидроизоляцию стен выполняют в виде цементного слоя. Применение гидроизо-' ляции на битумной или иной пластичной основе не допускается.

Поскольку при прохождении сейсмической волны поверхность грунта может испытывать растяжение в том или ином направлении, целесообразно располагать колонны каркасных зданий на сплошных фунда-

ментных плитах, перекрестных ленточных фундаментах или соединять фундаменты железобетонными вставками (рис. 13.5), которые исключали бы подвижку их относительно друг друга. При сборных ленточ-

Рис. 5 3.5. Устройство отдельных фунламекгов с связевыми вставка:.) иРис. 5 3.5. Устройство отдельных фунламекгов с связевыми вставка:.) иных фундаментах под стены по их обрезу устраивают армированный пояс, работающий на растяжение.

Рис. 5 3.5. Устройство отдельных фунламекгов с связевыми вставка:.) и

Рис. 5 3.5. Устройство отдельных фунламекгов с связевыми вставка:.) и

При применении свайных фундаментов стремятся опереть нижние концы свай на плотные грунты, а непрерывный ростверк заглубить на одну и ту же глубину в каждом отдельном отсеке. Для восприятия возникающих горизонтальных сейсмических сил сваи прочно заделывают в ростверке.

Особенно неблагоприятными грунтами в основании являются насыщенные водой пески, находящиеся в рыхлом состоянии. Такие пески при сейсмическом воздействии могут разжижаться, что будет сопровождаться провальной осадкой фундаментов. В связи с этим такие пески нецелесообразно использовать в качестве основания без предвари

тельного их уплотнения вибрированием, песчаными сваями или иным способом.

Слабые глинистые грунты, находящиеся в текучем и текучепластичном состоянии, также должны быть качественно улучшены (уплотнены, закреплены, частично заменены на уплотненный песок и т.п.).

Проектирование фундаментов с учетом сейсмических воздействий гарантирует устойчивость сооружения при землетрясении, если, конечно, и надземные конструкции его будут возведены с учетом этих воздействий.

Г л а в:а 14

УСИЛЕНИЕ ОСНОВАНИЙ И ФУНДАМЕНТОВ

И ИЗМЕНЕНИЕ УСЛОВИЙ РАБОТЫ ГРУНТОВ В ОСНОВАНИИ

ПРИЧИНЫ, ТРЕБУЮЩИЕ УСИЛЕНИЯ ОСНОВАНИЙ

И ФУНДАМЕНТОВ

При реконструкции предприятий, связанной с техническим прогрессом, при капитальном ремонте зданий, прокладке подземных коммуникаций, возведении новых фундаментов около существующих сооружений, а также при развивающейся во времени недопустимой осадке возникает необходимость в оценке степени обеспечения фундаментами дальнейшей нормальной эксплуатации сооружений, а в соответствующих случаях в усилении и переустройстве фундаментов. Основными причинами, приводящими к этому, являются: увеличение нагрузки на фундаменты; разрушение кладки фундамента или снижение его гидроизолирующих качеств; ухудшение условий устойчивости оснований и увеличение деформативности грунтов; непрерывное развитие недопустимых. перемещений.

Увеличение цагрузки на фундаменты. При реконструкции предприятий, капитальном ремонте и надстройке здднцй, как правило, увеличивается нагрузка на фундаменты. В результате давление по их подошве становится больще расчетного, исходя из которого их проектировали. Однако, поскольку грунты под существующими фундаментами с течением времени уплотнились й мдгут цести дополнительную нагрузку, далеко не во всех таких случаях требуется принимать меры по усилению основании.

К сожалению, обычно затруднительно взять образцы грунта из-под фундамента или испытать грунт на месте. По опыту же возведения надстроек зданий во многих городах расчетное давление на уплотненные грунты часто можно увеличивать до 40%. Конечно, увеличение нагрузки распределяют по возможности равномерно на все фундаменты. Такое решение принимают при отсутствуй видимых деформаций (трещин) в несущих конструкциях. В связи с этим при увеличении нагрузки на фундаменты необходимо обследовать конструкции для установления их состояния. При хорошем состоянии конструкций, включая фундаменты, предусматривается передача повышенного давления на уплотнившиеся грунты основания и в необходимых случаях производится расчет дополнительных осадок. Дополнительные осадки, как правило, не должны превышать 30—40% предельно допустимых осадок при новом строительстве.

Таким образом, при повышении нагрузки на фундаменты в отношении работы грунтов в основании во мнорих случаях все обстоит благополучно. Этого нельзя сказать о работе самого фундамента как конструкции. Наиболее неблагоприятно изменение работы железобетонных конструкций фундаментов, поручающих изгиб. Тайие конструкции должны быть проверены с учетом изменения прочности бетона за период эксплуатации. ' ' - -•

Разрушение кладки фундамента. Разрушение-кладки фундамента обычно происходит в агрессивной среде. При этом из-за снижения прочности бетона и раствора бутовой кладки фундамент перестает выполнять свое назначение и надземные конструкции получают большую осадку. Иногда в фундаментах корродирует арматура. Этот процесс особенно интенсивно развивается при наличии блуждающих токов. Коррозия арматуры приводит к уменьшению площади, передающей давление от сооружения на грунт, и, следовательно,< к развитию значительных дополнительных осадок.

Еслц фундамент выполняет также функцию гидроизолирующей конструкции, его начальная небольшая водопроницаемость может со временем увеличиться вследствие выщелачивания бетона,- что приведет к необходимости восстановления его плотности.

Ухудшение уелрвиц устойчивости оснований и увеличение дефор- мативности грунтов. Устойчивость'основания зависит от напряженного состояния и прочностных характеристик грунта ф и с. Под воздействием фопрлцидельнрго увлажнения в некоторых грунтах существенно снижаете^ сцепление и рр^можно уменьшение угла внутреннего трения. То и другое отражается на устойчивости основания.

Чаще всего происходит изменение напряженного состояния грунтов основания, в результате чего ухудшаются условия устойчивости фундаментов с частью основания. Устойчивость грунтов под фундаментом обусловливается, в частности, пригрузкой, действующей по сторонам от него. Если в результате углубления пола подвала или отрывки котлована около фундаментов эта пригрузка уменьшается, возможен выпор грунта из основания в сторону уменьшенной пригрузки.

Деформативность грунтов основания может увеличиться при механической или химической суффозии, при интенсивном гниении органических веществ, содержащихся в грунте, дополнительном увлажнении просадочных лессов и оттаивании вечномерзлых грунтов.

Развитие недопустимых перемещений. Развитие недопустимых перемещений, как правило, происходит либо из-за ошибки проектировщиков, переоценивших несущую способность грунтов основания, либо из- за ошибки строителей, допустивших значительное нарушение природной структуры грунтов в основании в процессе устройства фундаментов, либо вследствие выпуска (перемещения) массы грунта в подземные выработки. Иногда недопустимые неравномерности просадок наблюдаются при замачивании грунтов или сдвижении пород в подземные выработки. Во всех этих случаях и в некоторых других необходимо решать вопрос об усилении оснований и фундаментов.

§ 56. ПРИЕМЫ УСИЛЕНИЯ ОСНОВАНИЙ И ФУНДАМЕНТОВ чу / > \

В настоящее время применяют следующие основные приемы усиления оснований и фундаментов и изменения условий работы грунтов: уширение подошвы; увеличение глубины ее заложения; пересадка фундамента на сваи; возвращение фундамента, смещенного в сторону, в проектное положение; закрепление кладки фундамента; взятие кладки в обойму; закрепление грунтов основания. Все эти приемы можно подразделить на три группы: 1) изменение условий передачи давления на грунт; 2) увеличение прочности кладки фундамента; 3) увеличение прочности грунтов в основании.

Изменение условий передачи давления на грунт. Условия передачи давления на грунт изменяются при двухстороннем и одностороннем уширении подошвы фундаментов, увеличении глубины ее заложения и пересадке фундаментов на сваи.

Подошву фундаментов уширяют в целях передачи давления на большую площадь. Если уширения делают без обжатия грунтов основания (рис. 14.1,а), то они вступают в работу лишь при увеличении нагрузки,

Рис. 14.1. Схемы уширения подошвы фундамента с эпюрами давления в плоскости подошвы

а--без обжатия грунта основания (верхняя эпюра — до усиления; нижняя эпюра — после усиления и загрузки фундамента); б — с обжатием грунта основания с помощью домкратов (верхняя эпюра — после обжатия — до усиления показана пунктиром; нижняя эпюра — после усиления и загрузки фундамента); / — существующий фундамент; 2 — конструкции уширений; 3 — арматура; 4—домкрат

когда появляются дополнительные осадки. Уширения фундамента вос^ принимают только часть увеличивающейся нагрузки (см. нижнюю эпюру на рис. 14.1, я). Значительная часть этой нагрузки будет передаваться через подошву старого фундамента. Это вполне допустимо, поскольку выпор грунта в стороны невозможен из-за наличия дополнительной пригрузки основания уширениями фундамента (см. нижнюю эпюру на рис. 14.1,а). Для уменьшения развития дополнительных осадок уширенного фундамента предварительно обжимают грунт под уширениями с помощью домкратов (рис. 14.1,6). После обжатия до снятия домкратов полости между ними вдоль фундамента заделывают бетоном.

о)о)Рис. 14.2. Пересадка фундамента на сваиРис. 14.2. Пересадка фундамента на сваиГлубину заложения подошвы фундамента увеличивают редко, так как при этом приходится выполнять работы захватками. Сначала делают подкоп под частью фундамента, устраивают в пределах захватки новый фундамент и включают его в работу обжатием домкратами грунтов под ним. Затем переходят к возведению следующей части нового фундамента, пока под всем фундаментом грунт не будет заменен на кладку. К такого рода работам обычно прибегают при разрушении верхней части деревянных свай под ростверком гнилостным процессом из-за понижения уровня грунтовых вод.

о)

о)

Рис. 14.2. Пересадка фундамента на сваи

Рис. 14.2. Пересадка фундамента на сваи

В настоящее время фундаменты чаще всего усиливают путем пересадки их на сваи. Для этого либо бурят через фундамент наклонные скважины диаметром 10—20 см, которые заполняют бетонной смесью с трамбованием под защитой обсадных труб (рис. 14.2, а), либо вдавливают звенья железобетонных свай под фундамент домкратами (рис. 14.2, 6). Применяют и другие приемы использования свай для усиления фундаментов.

а — набивные (корневидные); б — вдавливаемые звеньями; / — фундамент; 2— свая;3 — домкрат; 4 — упорная плитаа — набивные (корневидные); б — вдавливаемые звеньями; / — фундамент; 2— свая;3 — домкрат; 4 — упорная плитаВ случае смещения фундаментов в сторону их либо возвращают в первоначальное положение домкратами, либо устраивают одностороннее уширение. При возникновении крена со- , оружения его уменьшают поднятием ' или опусканием всего сооружения.

а — набивные (корневидные); б — вдавливаемые звеньями; / — фундамент; 2— свая;

3 — домкрат; 4 — упорная плита

а — набивные (корневидные); б — вдавливаемые звеньями; / — фундамент; 2— свая;

3 — домкрат; 4 — упорная плита

Увеличение прочности кладки фундамента. Если прочность кладки бетонного, железобетонного или бутового фундамента недостаточна, его заключают в железобетонную обойму (иногда в металлическую с последующей ее обетонировкой) (рис. 14.3, а) или инъецируют в кладку цементационный раствор (рис. 14.3,6). Иногда применяют оба способа усиления одновременно. Сначала делают обойму с постановкой в ней трубок для инъекции, а после твердения бетона обоймы производят цементацию. Для уменьшения напряжений в нижней арматуре фундамента можно делать обойму только в верхней части фундамента. В таком случае консольные выступы фундамента резко уменьшаются, что сопровождается уменьшением усилий в арматуре (рис. 14.3,в).

Снижения водопроницаемости толстостенных бетонных и железобетонных конструкций добиваются инъецированием в них цементационного или химического раствора.

Увеличение прочности грунтов в основании закреплением. Большинство из рассмотренных в § 41 способов закрепления грунтов доро-

й —взятием фундамента в обрц^у; б — иньркцией раствора: в — уменьшением выноса консолей для уменьшения усилий в арматуре; / — фундамент; 2 — железобетонная обойма; 3 — трубки для инъекции растворай —взятием фундамента в обрц^у; б — иньркцией раствора: в — уменьшением выноса консолей для уменьшения усилий в арматуре; / — фундамент; 2 — железобетонная обойма; 3 — трубки для инъекции раствораРис. 14.3. Увеличение прочности кладки фундаментаРис. 14.3. Увеличение прочности кладки фундаментаРис. 14.4. Схемы 'закрепления грунта под фундаментом

й —взятием фундамента в обрц^у; б — иньркцией раствора: в — уменьшением выноса консолей для уменьшения усилий в арматуре; / — фундамент; 2 — железобетонная обойма; 3 — трубки для инъекции раствора

й —взятием фундамента в обрц^у; б — иньркцией раствора: в — уменьшением выноса консолей для уменьшения усилий в арматуре; / — фундамент; 2 — железобетонная обойма; 3 — трубки для инъекции раствора

Рис. 14.3. Увеличение прочности кладки фундамента

Рис. 14.3. Увеличение прочности кладки фундамента

а — в целях отрывки более глубокого котлована около фундамента; б — для увеличения площади передачи давления на грунт; / — отметка отрывки котлована; 2 — закрепленный грунт; 3 — инъектор; 4 — фундамент

Рис. 14.5. Схема временного крепления стены при разработке грунта вокруг фундамента 1 — распределительная балка (деревянная или металдическа^);,,2— подкос; 3 — домкрат;4 —- распределительнаяплитаРис. 14.5. Схема временного крепления стены при разработке грунта вокруг фундамента 1 — распределительная балка (деревянная или металдическа^);,,2— подкос; 3 — домкрат;4 —- распределительнаяплитаго. Пока что дешевле отрыть более глубокий котлован и заменить слабый грунт бетоном. Только при необходимости сохранения грунта в основании под сооружением целесообразно закреплять его. В последующем около закрепленного грунта можно отрывать более глубокие котлованы. Кроме того, закрепленный грунт может выдержать большую нагрузку и передать ее на большую площадь основания (рис. 14.4).

Рис. 14.5. Схема временного крепления стены при разработке грунта вокруг фундамента 1 — распределительная балка (деревянная или металдическа^);,,2— подкос; 3 — домкрат;4 —- распределительная

плита

Рис. 14.5. Схема временного крепления стены при разработке грунта вокруг фундамента 1 — распределительная балка (деревянная или металдическа^);,,2— подкос; 3 — домкрат;4 —- распределительная

плита

Техника безопасности при усилении фундаментов. Поскольку при усилении фундаментов часто приходится разрабатывать грунт вокруг них до отметки подошвы, необходимо вывешивать конструкции на временные подкосы (рис. 14.5), опираемые через плиты на относительно слабый грунт, способный уплотняться нагрузкой, передаваемой подкосами. Так как осадка вывешенных конструкций недопустима, подкосы целесообразно ставить на домкраты, подавая давление в которые (по расчету) можно опрессовать грунт под подкосами. Только после завершения работ по усилению фундамента давление в домкратах постепенно

снижают. Иногда опрессовку грунта производят постановкой встречных клиньев, котофее систематически Подбивают.

При производстве работ по усилению фундаментов рабочий персонал должен быть детально проинструктирован. Кроме того, эти работы в связи с их спецификой должны выполняться либо специализированной организацией, либо под руководством опытного инженера.

§ 57. УСТРОЙСТВО ФУНДАМЕНТОВ ВБЛИЗИ СУЩЕСТВУЮЩИХ СООРУЖЕНИЙ

Причины, приводящее к Обйдкё существующих сооружений. При возведении зданий около существующих домов последние часто получают недопустимые деформации. Причйн, которые могут вызвать" деформации существующих домов при возведении около них фундаментов и загрузке их, несколько:

выпор грунта в сторону котлована (рис. 14.6,а);

вымывание грунта грунтовой водой из-под существующих фундаментов при открытом водоотлив из котлована (рис. 14.6,0; '

уплотнение несвязного трунтя дийДмичёскими воздействиями при забивке шпунта, бвай, раздроблении Шар- или клин-бабой мерзлого грунта или старых фундаментов (см. § 52);

промораживание грунта ПоД фундаментом (рис. 14.6,в);

смещение шпунта в сторону котлована (рис. 14.6,г);

уплотнение грунтов под действием нагрузок, передаваемых новым сооружением на основание (рис. 14.6, 0;

развитие отрицательного трения, действующего на сваи.

Смещение шпунта в сторону котлована происходит довольно часто. Строители привыкли Смотреть на шпунтовые ограждения как на конструкции, исключающий обрушение грунта в котлован, и часто проектируют их, исходя из условий прочности и устойчивости, не обращая вни-

Рис. 14.6. Случаи развития дополнительно $Ш$ ^ЩЯ^^Ш$ SUMI т$1 ,Ш- ведении около них фундаментов лийяни; & внмыкаиквii-vinг и?

а — выцор грунта в стерону отрываемого котд^^^ я ^ №^, C“.™„jfl[!T^дИТе

фундамента; о — промерзание грунта; а — сма^м^р^^унта: Д^- ^Д||^тауйьиое ^ыйги^В грунта под фундаментом; 1 — существующий:з>РЯшЙ11 I~

д^мент;. 4 - поверхность скольжения при вы^> r£|$^Hg,.~*ЙЯ|«1

ния грунтовой..воды; 7 —грауццд дррмерзан1й!;,Лп.^^#|й11 г^увтд на ОТ^»#№ вТв»ку$ 9 —границы зон деформации уплотнения грунта в основании

Рис. 14.7. Деформация горизонтальной поверхности земли около загруженной сплошной фундаментной плитыРис. 14.7. Деформация горизонтальной поверхности земли около загруженной сплошной фундаментной плиты— поверхность грунта до деформации;— то же, после деформации уплотнения; 3 — граница зоны уплотнения— поверхность грунта до деформации;— то же, после деформации уплотнения; 3 — граница зоны уплотнениямания на. их горизонтальные деформации. Наличие около шпунтовой стенки фундамента существующего здания заставляет не только обес' печивать ее прочность, но и исключать ее горизонтальные перемещения. Это решается постановкой распорок или анкеров (см. гл. И).

Рис. 14.7. Деформация горизонтальной поверхности земли около загруженной сплошной фундаментной плиты

Рис. 14.7. Деформация горизонтальной поверхности земли около загруженной сплошной фундаментной плиты

— поверхность грунта до деформации;

— то же, после деформации уплотнения; 3 — граница зоны уплотнения

— поверхность грунта до деформации;

— то же, после деформации уплотнения; 3 — граница зоны уплотнения

Шестая и седьмая причины связаны с деформациями грунтов в основании. Чем тяжелее возводимое сооружение, чем ближе оно расположено к существующему зданию и чем больше сжимаемость грунтов в пределах большой глубины, тем больше будет осадка возводимого сооружения и больше воронка оседания (рис. 14.7) (осадка поверхности грунта около площади загружения). Фундаменты существующих зданий, подземные коммуникации и другие устройства, находящиеся вблизи возводимого сооружения, попав в его воронку оседания, получают осадку, которая приводит к деформации конструкций. На рис. 14.8 показана деформация кирпичного здания после возведения около него 11-этажного дома.

Возникновение отрицательного трения наблюдалось в Киеве, когда около здания на 12-метровых сваях построили здание на естественном основании. Ранее возведенное здание на сваях начало получать осадки, и в стенах его появились значительные трещины (рис J4.9K

Рис. 14.9. Деформация кирпичного здания на сваях после возведения около него здания на естественном основанииРис. 14.9. Деформация кирпичного здания на сваях после возведения около него здания на естественном основанииРис. 14.8. Повреждение кладки степ 4-этажного здания на ленточных фундаментах после возведения около него 11-этажного дома

Рис. 14.9. Деформация кирпичного здания на сваях после возведения около него здания на естественном основании

Рис. 14.9. Деформация кирпичного здания на сваях после возведения около него здания на естественном основании

Исследования С. И. Сотникова и А. А. Собенина показали, что пристраивание новых более высоких зданий вплотную к существующим при наличии относительно сжимаемых грунтов в основании приводит к дополнительной осадке последних. Реже наблюдается дополнительная осадка, .если к существующим зданиям пристраиваются более легкие здания с меньшим числом этажей.

Меры по уменьшению влияния загружения соседних фундаментов. Первые пять причин возможного развития дополнительных осадок существующих зданий связаны с производством работ и могут быть исключены. Сложнее предотвратить уплотнение грунта под фундаментами существующих зданий при возведении около них новых тяжелых сооружений.

Одним из защитных мероприятий является отнесение возводимого фундамента на несколько метров от фундамента существующего здания. Однако эта мера лишь смягчает указанное влияние, так как воронка оседания иногда распространяется в стороны на значительные расстояния. Приближенно можно принять, что распространение воронки в стороны равно толщине активной зоны (мощности сжимаемой толщи). Более точно размеры воронки оседания можно определить методом расчета влияния загружения соседних фундаментов. Такой расчет рекомендуется выполнять по методу ограниченной сжимаемой толщи.

Практически полного исключения влияния загружения основания достигают разделением его шпунтом, погружаемым глубже активной зоны (рис. 14.10).

Рис. 14.10. Схема устройства разъединительной шпунтовой стенки а — разрез; б— план; / — существующее здание; 2 — фундаментная плита; 3 — шпунтовая стенка; 4 — шпоры шпунтовой стенки

Шпунт должен врезаться в плотные грунты. При этом важно, чтобы отрицательное трение, развивающееся в пределах уплотняемой толщи грунтов и действующее на шпунтовую стенку, последняя передала бы на подстилающие плотные грунты. Шпунтовая стенка должна иметь шпоры (рис. 14.10,6), развитые в стороны приблизительно на 0,25/? (где h — мощность сжимаемой толщи) или на 0,5/?, если шпунт забивается вдоль существующего или нового фундамента. С помощью разъединительного шпунта устраняется и влияние уплотнения грунта на развитие отрицательного трения при свайных фундаментах.

Глава 15

ВЫБОР ОПТИМАЛЬНЫХ РЕШЕНИЙ ПРИ ПРОЕКТИРОВАНИИ ОСНОВАНИЙ И ФУНДАМЕНТОВ

§ 58. ВАРИАНТНОСТЬ РЕШЕНИЙ

В § 28 было отмечено, что при проектировании и строительстве фундаментов необходимо комплексно рассматривать три фактора: инженерно-геологические условия строительства» чувствительность конструк- 20—495

иди возводимого сооружения к неравномерным осадкам. и способ возведения фундаментов (поскольку во время строительства может быть нарушена природная структура грунтов в основании). Кроме того;иногда приходится считаться с технической вооруженностью строительной организации. Однако последнее обстоятельство обычно необходимо учитывать только при возведении небольшого числа фундаментов. При больших объемах строительства проектная организация должна добиваться развития технической вооруженности строительных организаций, чтобы можно было выполнять работы по устройству фундаментов наиболее рациональным способом. Вследствие этого в дальнейшем не рассматривается вопрос технической вооруженности строительной организации.

При проектировании фундаментов группы сооружений (зданий) или отдельного объекта прежде всего оцениваются инженерно-геологические и гидрогеологические условия возможной территории строительства. На этой территории желательно размещать объекты таким образом, чтобы застраивались наиболее благоприятные площадки (с грунтами наиболее высокого качества, с уровнем грунтовых вод ниже проектной отметки подошвы фундаментов, со спокойным рельефом местности). Инженерно-геологические условия площадки строительства оценивают на основании тщательного изучения материалов изысканий, в том числе данных лабораторных и полевых испытаний грунтов, данных статического и динамического зондирования, а в некоторых случаях испытания свай или опытных фундаментов.

Используя все эти данные, уточняют значения рекомендованных геологами расчетных характеристик грунта для каждого слоя, зависящие, в частности, от того, для каких расчетов (по деформациям или прочности— устойчивости) они определяются.

Весьма важно также учесть опыт строительства на соседних территориях в аналогичных инженерно-геологических условиях. Опыт строительства часто заставляет вносить коррективы в рекомендации, приводимые в инженерно-геологических заключениях. Действительно, чему отдать предпочтение: рекомендациям инженерно-геологического заключения об устройстве свайных фундаментов или опыту строительства более дешевых фундаментов на естественном основании, как это, например, сделано на соседнем участке, имеющем точно такие же инженерно-геологические и гидрогеологические условия? Критерием истины, согласно диалектическому материализму, является опыт, поэтому он должен быть детально изучен и учтен при проектировании и выборе вариантов.

Ранее были рассмотрены различные методы устройства фундаментов и улучшения грунтов в основании возводимых сооружений. Таким образом, даже при однородном грунте в пределах значительной глубины можно наметить и рассмотреть несколько вариантов устройства фундаментов. Эти варианты могут различаться по конструкции фундамента, глубине заложения его подошвы, ширине подошвы, методу подготовки основания, способу устройства самого фундамента и т. д. С помощью вариантного проектирования стремятся найти оптимальное решение. Это делается на основе технико-экономического сопоставления вариантов.

Процесс рассмотрения вариантов является одним из основных моментов проектирования фундаментов. В связи с этим важно правильно решить все принципиальные вопросы при разработке вариантов. С этой целью проектирование выполняют по этапам:

составляют эскизы всех реальных вариантов;

отбрасывает йаиболеё неприемлемые из них (по способу производства работ, величинам ожидаемых неравномерностей осадок, дол- говечн’ОёТЙ и другим условиям);

расёЧйТывакгг Огббраннйе варианты одного наиболее загруженного типичного фундамента?’

производят технико-экономическое сравнение вариантов фундамента, удовлетворяющих требованиям расчета по деформациям и устойчивости, долговечности, возможности возведения их, в том числе и в зимнее время.

Каждый вариант доводят до оптимального решения, чтобы затраты на его устройство №1Й Минимальными. При этом, конечно, надо помнить, что в сооружений имеются И менее загруженные фундаменты, которые такЖе не ДОЛЖНЫ йрб'тийорёчйть Оптимальности решения.

ЬПТЙМЙЗАЦЙЯ ПРОЕК^ С^НДДМЕНТОВ И СООРУЖЕНИЯ В ЦЕЛОМ

Выбор оптимального решения для одного наиболее загруженного типичного фундамента еще не свидетельствует о ТОм, что принимаемый вариант будет Являться оптимальным для всех фундаментов. Кроме того, при рассмотрении одного Или ряда типичных фундаментов невозможно установить Наибольшие значения ожидаемых неравномерностей оёйдок. В сбЯзи с этим выбирают два-три наиболее приемлемых варианта фундамента. По этим вариантам рассчитывают те фундаменты, у которых могут оказаться Наибольшие неравномерности осадок или невыгодное расположение свай и т. п. Если расчеты покажут, что проектируемые фундаменты удовлетворяют всем требованиям, предъявляемым к данному сооружению*, то разрабатывается в деталях оптимальный ва- рйант, йЫбранНЫй путём технико-экономического сравнения. При этом стремятся для каждого фундамента найти наиболее выгодное решение.

Задача расчета всех фундаментов с определением осадок и их не- равНо’мёрйостёй, в том числе с учётом загружения соседних фундамен- тов, достаточно трудоемка'. Такой расчёт Желательно выполнять на \ ЭВМ. Однако, кай укйзайо в § 30, часто можно Ограничиться упрощен- нЫМ расчётом ПО расчётному дайЛёнию нН грунты основания [см. формулу (7.11)}. В таком случае расчет элементарно прост и использование ЭВМ может только усложнить работу. Применение ЭВМ окажется полезным, есЛЙ после расчета Чертежи фундаментов (план и разрезы) будут выполнены на графопостроителе.

Однако не следует стремиться к определению расчетами чрезмерно точных размеров каждого фундамента. Эти поиски не должны приводить к значительному увеличению Числа типоразмеров строительных деталей. В частности, рекомендуется под отдельные объекты принимать сваи по возможности одной длины, глубину заложения отдельных # и ленточных фундаментов принимать в основном одну и ту же. Выбранные размеры фундаментов и их деталей должны соответствовать модулю конструкций или модулю инвентарной опалубки.

В ряде случаев принятие более дешевого варианта мОЖет приводить к развитию значительных и неравномерных Осадок в течение многих лёт. Это иногда вызывает необходимость рихтовки подкрановых путей й направляющих ЛйфтОВ, йыверкй машйн и установок, я также вы- . полнёния работ ПО задеЛКе ТреЩий и последующего Косметического ремонта. Перечисленные работы могут отражаться на условиях эксплуатации здания или сооружения. Это иногда приводит к большим убыткам на предприятии, эксплуатирующем деформирующееся сОору- 20’

жение. По этой причине равноценными в этом плане решениями являются такие, при которых ожидаются одинаковые неравномерности осадок и во всяком случае меньшие предельно допустимых значений.

Изложенное свидетельствует, что простое сравнение вариантов по стоимости допустимо далеко не во всех случаях.

ТЕХНИКО-ЭКОНОМИЧЕСКОЕ СРАВНЕНИЕ ВАРИАНТОВ

Технико-экономическое сравнение вариантов производится по следующим показателям:

экономической эффективности;

возможности выполнения работ в сжатые сроки;

возможности выполнения работ в зимнее время;

материалоемкости (расходу равноценных материалов);

величинам осадок и их неравномерностей;

необходимости осушения при устройстве котлованов и фундаментов.

Экономическая эффективность в ряде случаев является основным показателем при сравнении вариантов. При этом весьма важно строгое соблюдение условий сопоставимости вариантов. Сравниваемые варианты должны обеспечивать долговечность и выполнение функций сооружения в течение всего срока его эксплуатации. Варианты должны быть рассчитаны на все возможные комбинации загружения, которые передают надземные конструкции. При сопоставлении вариантов необходимо учитывать стоимость мероприятий, направленных на уменьшение чувствительности несущих конструкций к неравномерным осадкам, а также учитывать расходы, связанные с послеосадочными ремонтами.

Экономическую эффективность вариантов правильнее всего подсчитывать для всего сооружения, определяя суммарную стоимость всех фундаментов. Однако такие расчеты трудоемки и требуют детальной разработки большого числа фундаментов сооружения. Пр этой причине при ленточных фундаментах под стену расчеты чаще всего относят к 1 м длины фундамента наиболее загруженной стены, а при фундаментах под колонны — на один отдельный фундамент или на участок ленточного или плитного фундамента, проектируемый под наиболее загруженную типичную колонну. Иногда при вертикальных нагрузках расчеты относят к единице нагрузки, приходящейся на фундамент (на 1 кН).

Оценка эффективности варианта производится на основе показателя полных приведенных затрат в соответствии с нормативными документами, в частности с СН 423-71.

В тех случаях, когда проектируются долговечные фундаменты, получающие допустимые осадки и их неравномерности, при подсчетах экономической эффективности можно ограничиться сметной стоимостью затрат, необходимых для устройства фундаментов и изменения несущих конструкций в целях уменьшения их чувствительности к неравномерным осадкам. Если какой-либо из вариантов требует новых капитальных вложений в производственные фонды строительной организации, соответствующие необходимые приведенные затраты определяются с учетом нормативного коэффициента их эффективности.

Наконец, когда ожидаемые осадки и их неравномерности могут привести к послеосадочным ремонтам с остановкой или без остановки производственного процесса, в приведенные затраты включают разовые или повторяющиеся затраты и убытки при остановке процесса производства с учетом фактора времени. Эти затраты определяют для всего сооружения и относят на фундаменты пропорционально их строительной стоимости.

Возможность выполнения работ в сжатые сроки весьма существенна, так как это непосредственно сказывается на продолжительности работ по возведению сооружения, поскольку до устройства фундаментов возводить другие его конструкции, как правило, практически невозможно. Кроме того, решения, при которых котлован будет находиться длительный период времени в открытом виде, могут способствовать нарушению природной структуры грунтов в основании. Особенно важны сроки выполнения котлованных работ в зимнее время, так как промораживание грунтов в основании обычно недопустимо.

Возможность выполнения работ в зимнее время всегда должна оцениваться при возведении сооружений в районах сезонного промерзания грунтов и районах распространения вечномерзлых грунтов. Это положение особенно важно иметь в виду при строительстве в районах сравнительно глубокого промерзания грунтов (более 2 м), так как при низких температурах грунт в течение 1 сут может промерзать на глубину 10 см и более. При такой скорости промерзания весьма трудно сохранить грунты в основании в незамерзшем состоянии без затраты значительных средств на их прогревание и утепление.

Материалоемкость конструкций фундаментов позволяет оценивать варианты, когда фундаменты и их отдельные элементы делаются из одного и того же материала.

Величины осадок фундаментов и их неравномерностей дают возможность оценивать необходимость и объемы послеосадочных работ по ремонту деформированного сооружения. Они также позволяют прогнозировать необходимость рихтовки подкрановых путей и другого оборудования с частичной остановкой производственного процесса.

Характер осушения при устройстве котлованов и фундаментов играет существенную роль при выборе варианта. При выполнении работ по осушению котлована затраты средств обычно пропорциональны продолжительности периода устройства фундамента. В связи с этим стремятся к заложению подошвы фундаментов выше уровня грунтовых вод, что особенно важно, когда по каким-либо причинам работы по возведению фундаментов невозможно выполнить в сжатые сроки. Экономия создается вследствие исключения средств на водоотлив из котлована или на понижение уровня грунтовых вод. Кроме того, при отрывке котлована выше уровня грунтовых вод отпадает одна из причин, приводящих к расструктуриванию грунтов в основании во время производства рабо^ (см. §26).

Задачей инженера, проектирующего фундаменты, является нахождение эффективного решения. Такое решение может быть найдено только при правильной оценке инженерно-геологических условий строительной площадки, работы грунтов в основании совместно с фундаментами и надземными конструкциями и способа устройства фундамента, гарантирующего сохранность природной структуры грунтов в основании.

ЗАКЛЮЧЕНИЕ

Выше были рассмотрены свойства грунтов, оценка работы их в основании, проектирование и устройство фундаментов во всевозможных грунтовых условиях и при различных внешних воздействиях и пути выбора наиболее оптимального решения.

В век технического прогресса поставлена задача максимальной экономии средств с помощью механизации, индустриализации и автоматизации как при строительстве, так и при проектировании, в том числе с широким использованием ЭВМ.

В настоящее время возможна разработка таких методов изыскания, которые позволят все результаты исследования характера напластования грунтов и их свойств заносить в память ЭВМ. На основании этих данных по специально разработанной программе можно с помощью ЭВМ рассчитать, сконструировать и вычертить проект фундаментов сооружения. Такая автоматизация позволит значительно сэкономить затраты времени специалистов на исследование свойств грунтов, расчет фундаментов и разработку их конструкций. В то же время такое автоматическое проектирование должно приводить к наиболее рациональным решениям.

Особенно важно использование ЭВМ при проектировании сложных систем фундаментов по второй группе предельных состояний (но деформациям) с учетом загружения всех соседних фундаментов, а также при расчете совместней работы системы основание — фундаменты — сооружение. Такая система может быть рассчитана с помощью ЭВМ, в частности, методом конечны?: элементов. Этот метод позволяет учитывать различие свойств грунтов практически при любом их напластовании.

Особо стоит вопрос об автоматизации строительных работ при устройстве фундаментов. Весьма важно автоматическое управление экскаваторами и другими землеройными машинами, чтобы они отрывали котлованы до строго заданной отметки. Это исключит необходимость доработки грунта или применения достаточно большой толщины подсыпки привозным песком. Существенного облегчения можно достигнуть при автоматизации свайных работ: точное наведение копра на место забивки сваи, автоматизация записи хода погружения сваи, прекращение забивки свай строго на заданной отметке, изготовление набивных свай и т.п. Автоматизацию можно применять и при сборке фундаментов, выполнении специальных работ, а также во многих других случаях.

Немаловажное значение имеет совершенствование методов расчета деформативности и прочности (устойчивости) массивов грунтов, включая основания сооружений. В этом плане существенны учет нелинейного характера зависимости деформации грунтов от напряженного состояния, оценка прочности грунта исходя из всех компонентов напряжений, а также учет развития деформаций грунтов во времени.

Вее эти вопросы должны найти практическое применение в инженерной практике проектирования и устройства оснований и фундаментов.

СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ

Ко всему курсу

Березанцев В. Г. Расчет оснований сооружений. Л., Стройиздат, 1970-

Веселов В. А. Проектирование оснований и фундаментов. ^., Стройиздат, 1978.

Вялов С. €. Реологические основы механики грунтов. М.» Высш, школа, 1978.

Ганичев И. А. Устройство' искусственных оснований 11 фундаментов‘ (зарубежный опыт).

М., Стройиздат, 1973.''''' '? •

Маслов Н. Н. Механика грунтов в практике строительства (оползни и борьба с ними). М., Стройиздат, 1977.

Основания и фундаменты. Под ред. М. И. Горбунова-Посадова. М. — Л., Стройиздат, 1964. (Справочник проектировщика промышленных1 и общественных знаний и сооружений).

Основания и фундаменты. Под ред. М. И. Смородинова. М., Стройиздат, 1976. (Справочник строителя).

Основания и фундаменты (краткий курс)/Н. Д. Ц^тович, В. Г. Березанцев, Б. И. Далматов, М. 10- Абелев. М., Высш, щцола, 1^70..

Проектирование фундамёнтбв зданЙЙ’ и ‘промышленных сооружений/Б. И. Далматов, Н. Н. М^арескул, А, Т. Иовеук, В. Г. Науменко: М,., Выош. школ^, 1969.

Руководство по проектированию оснований зданий и сооружений. NL, Стройиздат, 1977.

Руководство по производству и приемке р^ОТ при устройстве оснований и фундаментов. М., Стройиздат, 1977.'

Сложные основания и фундаменты. Под ред. Ю. Г. Трофименкова. М., Стройиздат, 1969. (Справочник проектировщика).

Строительные нормы и правила. Нормы проектирования. Основания зданий и сооружений. СНиП П-15-74. М., Стройиздат, 1975." '5

Цытовцч Н. А. Цеханика грунтов (краткий курс). М., Высш, школа, 1979.

К глазам 1—3

Гольдштейн М. Н. Механические свойства грунтов. М., Стройиздат, 1971.

Гольдштейн М. Н. Механические свойства грунтрв (основные компоненты грунта и их взаимодействия). М., Стройиздат, 1973.

Черкасов И. И? Механические свойства грунтов в дорожном строительстве. М., Транспорт, 1976.'" " ’' '

К главам 4, 5 и 6

Далматов Б. И. Расчет оснований зданий и сооружений по предельным состояниям.

Л., Стройиздат, 1968.’

Снитко Н. К. Статическое и динамическое давление грунтов и расчет подпорных стенок. Л., Стройиздат, 1970.

Шукле Л. Реологические проблемы механики грунтов. Пер. с англ. Изд. 2-е. М., Стройиздат, 1976.

К главам 7 и 8

Горбунов-Посадов М. И. Расчет конструкций на упругом основании. М., Стройиздат, 1973.

Руководство по проектированию фундаментов на естественном основании подколррны зданий и сооружений промышленных предприятий. М., Стройиздат, 1978.

Симвулиди И. А. Расчет инженерных конструкций на упругом основании. М., Высш, школа, 1973.

Синицин А. П. Расчет балок и плит на упругом основании за пределом упругости. М., Стройиздат, 1974.

К главе 9

Далматов Б. И., Лапшин Ф. К, Россихин Ю. П. Проектирование свайных фундаментов в условиях слабых грунтов. Л., Стройиздат, 1975.

Ободовский А. А. Проектирование свайных фундаментов. М., Стройиздат, 1977.

Свайные работы. Под ред. М. И. Смородинова. М., Стройиздат, 1979. (Справочник строителя).

Строительные нормы и правила. Нормы проектирования. Свайные фундаменты. СНиП 11-17-77. М., Стройиздат, 1978.

Трофименков Ю. Г, Ободовский А. А. Свайные фундаменты для жилых и промышленных -зданий. М., Стройиздат, 1970.

К главам 10 и 11

Аскалонов В. В. Силикатизация лессовых грунтов. М., Госстройиздат, 1959.

Байгпур А. И. Опускные колодцы (проектирование и строительство). Киев, Буд1вель- ник, 1972.

Будин А. Я. Тонкие подпорные стенки. Л., Стройиздат, 1974.

Подземные сооружения, возводимые способом «стена в грунте». Под ред. М. В. Зубкова, Л., Стройиздат, 1977.

Рекомендации по возведению заглубленных сооружений и конструкций методом «стена в грунте». Киев, НИИСП Госстроя УССР, 1973.

Ржаницын Б. А. Силикатизация песчаных грунтов. М., Машгиз, 1949.

Руководство по проектированию стен сооружений и противофильтрационных завес, устраиваемых способом «стена в грунте», М., Стройиздат, 1977.

Смородинов М. И., Федоров Б. И. Устройство фундаментов и конструкций способом «стена в грунте». М., Стройиздат, 1976.

К главам 3 и 12

Абелев М. Ю. Слабые водонасыщенные глинистые грунты как основания сооружений. М., Стройиздат, 1973.

Докучаев В. В. Расчет фундаментов на вечномерзлых грунтах по предельным состояниям. Л., Стройиздат, 1968.

Защита и подработка зданий и сооружений. М., Недра, 1974.

Строительные нормы и правила. Нормы проектирования. Основания и фундаменты па вечномерзлых грунтах. СНиП И-18-76. М., Стройиздат, 1977.

Цытович Н. А. Механика мерзлых грунтов (общая и прикладная). М., Высш, школа, 1973.

К главам 13—15

Далматов Б. И. Проектирование и устройство фундаментов около существующих зданий. Л., ЛДНТП, 1976.

Инструкция по определению экономической эффективности капитальных вложений в строительство. СН 423-71. М., 1972.

Методика обследования и проектирования оснований и фундаментов при капитальном ремонте, реконструкции и надстройке зданий. М., Стройиздат, 1972.

Рекомендации по проектированию оснований и фундаментов зданий и сооружений, возводимых в сейсмических районах. М., Стройиздат, 1975.

Савинов О. А. Современные конструкции фундаментов под машины и их расчет. Л., Стройиздат, 1979.

Строительные нормы и правила. Нормы проектирования. Строительство в сейсмических районах. СНиП П-А. 12-69*. М., Стройиздат, 1977.

Строительные нормы и правила. Нормы проектирования. Фундаменты машин с динамическими нагрузками. СНнП II-19-79. М., Стройиздат, 1980.

Справочник экономиста-строителя. Под ред. П. С. Рогожина, Киев, 1974.

ПРЕДМЕТНЫЙ УКАЗАТЕЛЬ

При пользовании предметным указателем следует иметь в виду, что в рубриках, представляющих собой сочетание прилагательного и существительного, применена инверсия — существительное поставлено на первое место.

А

Анкер 249

Б

Балка на упругом основании 171

Блок подушка 158

— стеновой 158

В

Вариантность проектирования фундаментов 305

Вес удельный грунта 17, 62

— — скелета грунта 17

твердых частиц грунта 17

Влажность грунта 16

оптимальная 20

— суммарная весовая мерзлого грунта 50, 52

Влияние загружения соседних фундаментов 74, 84, 149, 305

Вода грунтовая агрессивная 160

поровая 13, 21, 90

— незамерзшая 48

Водоотлив из котлована 235

Водопроницаемость грунта 21, 31

Возведение фундаментов около существующих зданий 303

Воздействия динамические 137

Воронка депрессии 32

Выпор грунта 57, 105

Г .

Гидроизоляция подвальных помещений- 161

— фундамента 161

Глубина заложения фундамента 143, 146

— промерзания расчетная 146

Градиент начальный 32, 93

Граница раскатывания грунта 19, 27, 51

— текучести грунта 19

Грунт анизотропный 38, 58

— вечномерзлый 45, 266

— глинистый 10, 12

— заторфованный 49, 256

— изотропный 31

— лессовый 16, 43, 258

— линейно-деформируемый 28

— мерзлый 10, 43

— набухающий 43, 54

— надежный 144

■— песчаный (песок) 10

— просадочный 7, 44, 258

— слабый 144, 255

— структурно неустойчивый 7, 21, 43, 254

д

Давление активное 120, 169, 297

— боковое 29

— гидродинамическое 115, 136

— гидростатическое 136

— дополнительное 71, 72

— капиллярное 24, 28

— набухания 55

— начальное критическое 109

просадочное 44

— нейтральное 35

— пассивного отпора 120, 122, 126, 169, 297

— природное (от собственного веса грунта) 68

— расчетное на грунт основания ПО, 151

— связности 37

Деформации пластические (сдвигов)

56, 107

— ползучести грунта 98, 101—103

— уплотнения (сжатия) грунтов 21, 22-29, 56, 57, 70

— упругие 21, 70

3

Зависимость компрессионная 22

— линейная между напряжениями и деформациями 26, 73, 76

Закон сопротивления грунтов сдвигу 36

— уплотнения (компрессии) 26

— фильтрации (ламинарной) 32

Закрепление грунтов 219, 302

Замораживание грунтов искусственное

Зондирование статическое 19, 20, 190 И

Изоляция подвальных помещений 161

— фундамента 161

Ил 43, 54

К

Кессон 241

Классификация грунтов 12

— частиц грунта 11

Колодец опускной 337

Консолидация вторичная 90, 101

— фильтрационная 37, 89, 101

Коэффициент безопасности по грунту 42

— бокового давления 28

расширения (Пуассона) 28, 72

— водонасыщенности (степень влажно

сти) грунта 18

— надежности 151, 154, 211

— начального порового давления 96

— относительного набухания 55

— относительной просадочности 44

при оттаивании 53

сжимаемости 23, 78, 82

при оттаивании 54

— оттаивания грунта 54

— пористости грунта 17

— постели 172, 174

— устойчивости 115, 116, 118, 170

— фильтрации 32, 95

Крепление стен котлована 224

Кривая компрессионная 23

Круг Мора 39

Куст свайный 176, 198 Л

Льдистость грунта 51, 54

М

Метод ограниченной сжимаемой толщи 79

послойного суммирования 72 учета деформаций (упругого слоя)

74

угловых точек 62, 74

эквивалентного слоя 75

Механика грунтов нелинейная 9S, 103

Миграция воды 47

Модуль деформации грунта (общий) 28, 29, 41, 175 1'

Мощность активной зоны (сжимаемой толщи) 78

Н

Набухание грунта 23, 55, 135, 147

Нагрузка (давление) предельная НО

Наледи грунтовые 267

Напряжения главные 28, 39, 64, 106, 109

касательные 27, 36, 54, 64

нормальные 37, 64

О

Оболочка 243

Обрез фундамента 6

Оползень 113, 119

Опора глубокая 244

Определение несущей способности свай 185

Осадка во времени 89—103

выпирания 133

поверхности грунта 70, 90

разуплотнения 133

—расструктуривания 134

сооружения (здания) 129

уплотнения 131

фундамента 70

эксплуатационная 137

Осадочный шов 140

Основание естественное 6

искусственно улучшенное 20, 209

упругое(линейно- деформированное)

173 "■

«Отдых» свай 184, 189

Отказ свай 184, 189

Оттаивание грунтов 134, 145

П

Перелеток 46

Плотность грунта 16, 41

— мерзлого грунта 50, 52

— оптимальная 20

—скелета грунта 17, 51

— сложения грунта 19, 37, 54

— твердых частиц грунта 16

Подошва фундамента 6

Подполье проветриваемое 270

Подушка песочная (грунтовая) 210

Показатель (индекс) консистенции грунта 19

— плотности сложения 19

Поле свайное 177

сплошное 176

Ползучесть грунта 14, 26, 35, 101

Понижение уровня грунтовых вод искусственное 236'

Пористость грунта 17

Потеря устойчивости грунта в основании 108, 155

Пояса армирования 141

Приведенные затраты 308-

Принципы проектирования оснований и фундаментов 128 — строительства в районах вечномерзлых грунтов 270 Природа деформации грунта 70' Проектирование по деформациям 148 несущей способности 153 Промерзание грунта 134, 145 Просадка при замачивании 44 оттаивании 49, 53 Прочность длительная 100 — структурная 24 Пучение морозное 48, 145, 279

Р

Равновесие предельное 40, 105, 115

Разуплотнение грунта 31, 133

Распределение давления в массиве грунта 63 по подошве штампа (фундамента) 66'

Расчет по деформациям 72. 148 Релаксация напряжений 100

Ростверк свайный 177

С

Свая 176, 178

—, изготовляемая в грунте (набивная) 181'

—, погружаемая в Грунт в готовом виде (забивная) 178

— трения (висячая) 176, 186 Свая-стойка 176

Сдвижение горных пород 265

Сжатие первичное 25

Сжимаемость поровой воды 97

Сила пучения касательная 177

Слой деятельный 46, 266

— несущий 143-

— эквивалентный 76

Солифлюкция 268

Сооружение гибкое 128, 139

— жесткое 129, 140

Сопротивление грунтов сдвигу (предельное) 21, 36

Состояние грунтов предельно-напряженное 39, 107, 111

—основания предельное 128

Способность сваи несущая 176, 183 Стабилометр (прибор трехосного сжатия) 39।

«Стена в грунте» 232, 244 - Стенка подпорная 120, 296 — шпунтовая 225

Структура грунта 15

Сцепление (связность) грунта 14, 21,37

Т

Талик 47

Текстура грунта 15

морозная 47

Тело линейно-деформируемое 57

— упругое 58

Температура начала замерзания 47

Термокарст 269

Технико-экономическое сравнение вариантов 308

Тиксотропия 14

Тип просадочности лессовой толщи 45

Толща расчетная сжимаемая 79

Трение отрицательное (негативное) 196

Трещина морозобойная 268, 269

У

Угол внутреннего трения грунта 21, 36

Уменьшение чувствительности конструкций к осадкам 139, 257

Уплотнение грунта водопонижением 218

глубинное 213

искусственное 209, 212

.компрессионное 22

поверхностное 212

статической нагрузкой 217

Усадка грунта 135, 147, 264

Усиление оснований и фундаментов 296

Устойчивость основания фундамента, 107, 153, 168

— откосов грунта 118

Учет сейсмических воздействий 296

Ф

Фазы напряженного состояния 56

Фундамент в районе вечномерзлых грунтов 266, 283

— в условиях пучинистых грунтов 279-

— внецентренно-нагруженный 166

— гибкий 171

— глубокого валожения 245

— коробчатый 160

— ленточный 155, 156

— массивный 157

— монолитный 159

— на набухающем грунте 262

подрабатываемой территории 265

—— просадочном лессовом грунте 258

— отдельный 156

— под машину 288

— при динамических воздействиях 285

— сборный 158

— свайный 176, 198

— сплошной 157

— центрально нагруженный 164

Ч

Число пластичности 18

Чувствительность конструкций к осадкам 139, 257

Э

Эпюра давлений 64, 91

Эпюра эквивалентная 77

Эффективность экономическая 308

Наименование величины

Единица

соотношение единиц

подлежащая изъятию

си

наименование

обозначение

наименование

обозначение

Сила; нагрузка; вес

килограмм-сила тонна-сила грамм-сила

К ГС тс

ГС

ньютон

н

... it

1 кгс~9,8 Н«10 Н

1 тс«9,8-103 Н« 10 кН

1 гс-9,8-IO-3 Н«10 мН

Линейная нагрузка

килограмм-сила на метр

кге/м

ньютон на метр

Н/м

1 кгс/м«10 Н/м

Г! г> герхв ости а я нагрузка

килограмм-сила на квадратный метр

кге/м2

ньютон на квадратный метр

Н/м2

1 кгс/м2«10 Н/м2

Давление

килограмм-сила на квадратный сантиметр

миллиметр водяного столба миллиметр ртутного столба

кгс/см2

мм вод. ст. мм рт. ст.

паскаль

Па

1 кгс/см2~9,8■ 1О4 Па « «105 Па =0,1 МПа

1 мм вод. ст.«9,8 Па« «10 Па

1 мм рт. ст. «133,3 Па

Механическое напряжение

Модуль продольной упругости; модуль сдвига; модуль объемного сжатия

килограмм-сила на квадратный миллиметр

килограмм-сила на квадратный сантиметр

кге/мм2

кге/см2

паскаль

Па

1 кгс/мм2«9,8-10е Па« «107 Па=10 МПа

1 кгс/см2 «9,8-104 Па« «105 Па = 0,1 МПа

Момент силы; момент пары сил

килограмм-сила-метр

к ГС - м;

ньютон-метр

Н-м

1 кге • м ^ 9,8 11 • м ^

10 Н-м

Работа (энергия)

килограмм-сила-метр

КГС’М

джоуль

Дж

1 кге • м « 9,8 Дж ж 10 Дж

ТАБЛИЦА СООТНОШЕНИЙ МЕЖДУ НЕКОТОРЫМИ ЕДИНИЦАМИ ФИЗИЧЕСКИХ

ВЕЛИЧИН, ПОДЛЕЖАЩИМИ ИЗЪЯТИЮ,

И ЕДИНИЦАМИ СИ

Количество теплоты

калория килокалория

кал ккал

джоуль

Дж

1 кал «4,2 Дж

1 ккал «4,2 кДж

Мощность

килограмм-сила-метр в секунду лошадиная сила калория в секунду килокалория в час

кгс-м/с

л. с.

кал/с ккал/ч

ватт

Вт

1 кгс-м/с«9,8 Вт« 10 Вт

1 л. с. «735,5 Вт

1‘ кал/с«4,2 Вт

1 ккал/ч«1,16 Вт

Удельная теплоемкость

калория на грамм-градус

Цельсия

килокалория на килограмм- градус Цельсия

кал/(г-°C) ккал/(кг-°C)

джоуль на килограмм-кельвин

Дж/(кг-К)

1 кал/(г-°С)«

«4,2-103 Дж/(кг-К) =

= 4,2 кДж/(кг.К)

1 ккал/(кг-°C) « «4,2 кДж/(кг-К)

Теплопроводность

калория в секунду на сантиметр-градус Цельсия килокалория в час на метр- градус Цельсия

кал/(с-см-°C) ккал/(ч-м-°С)

ватт на метр- кельвин

Вт/(м-К)

1 кал/(с-см-оС)« «420 Вт/(м-К)

1 ккал/(ч-м-°С)« «1,16 Вт/(м -К)

Коэффициент теплообмена (теплоотдачи); коэффициент теплопередачи

калория в секунду на квадратный сантиметр-градус Цельсия

килокалория в час на квадратный метр-градус Цельсия

кал/(с-см2-°С) ккал/(ч-м2-°С)

ватт на квадратный метр- кельвин

Вт/(м?.К)

1 кал/(с-см2.°C) « «42 кВт/(м2-К)

1 ккал/(ч-м2-°С)« «1,16 Вт/(м2-К)

Стр.

Предисловие 3

Основные обозначения 5

Введение 6

Раздел первый. Механика грунтов

Глава 1. Физические свойства грунтов ..........10

Происхождение, состав грунтов и свойства их составных частей ..10

Характеристики физического состояния грунтов ......66

Глава 2. Механические свойства грунтов ..........20

Основные закономерности механики грунтов .......20

Сжимаемость грунтов 21

Водопроницаемость грунтов ..31

Сопротивление грунтов сдвигу. Закон Кулона36

Вычисление характеристик грунта60

Глава 3. Основные физико-механические свойства структурно неустойчивых ' грунтов 43

Общие положения43

Основные свойства лессовых грунтов 43

Свойства мерзлых и вечномерзлых грунтов и формы ихзалегания.45

Основные свойства некоторых структурно неустойчивыхгрунтов.54

Глава 4. Определение напряжений в массиве грунта .......55

Применимость решений теории упругости к .грунтам55

Определение напряжений в массиве грунта от действия внешних нагрузок58

Влияние некоторых факторов на распределение давления. . .."65

Глава 5. Расчет осадок фундаментов70

Основные исходные положения70

Методы послойного расчета осадки фундамента72

Расчет осадки фундамента методом эквивалентного слоя грунта (по Н. А. Цытовичу)75

Расчет осадки фундамента методом ограниченной сжимаемой толщи 79

Изменение осадок во времени89

Общие представления о реологии и нелинейной механике грунтов .98

Глава 6. Теория предельного напряженного состояния грунтов и ее приложения 105

Общие положения105

Устойчивостьгрунтоввоснованиисооружений.......107

Устойчивостьгрунтоввоткосах113

Определениедавлениягрунта наподпорныестенки129

Раздел второй. Основания и фундаменты

Глава 7. Принципы проектирования оснований и фундаментов по предельным состояниям128

Общие положения128

Причины развития неравномерных осадок сооружений ....130

Пути уменьшения чувствительности несущих конструкций к неравномерным осадкам фундаментов..139

Комплексная взаимозависимость факторов, подлежащих учету при проектированиифундаментов142

Выбор глубины заложения подошвы фундаментов143

Проектирование оснований ио второй группе предельных состояний (по деформациям) 148

Проектирование оснований по первой группе предельных состояний (по несущей способности)153

Глава8. Фундаменты, возводимые в открытых котлованах156

Конструкции фундаментов . 156

Определение размеров подошвы жестких фундаментов163

Основные положения проектирования гибких фундаментов ...171

Глава 9. Свайные фундаменты ..,176

Типы свай и виды свайных фундаментов176

Определение несущей способности свай183

Проектирование свайных фундаментов198

Глава 10. Искусственно улучшенные основания (методы улучшения работы и свойств грунтов в основании) 209

Общие положения . 209

Конструктивные методы улучшения работы грунтов в основании ..210

Стр.

Уплотнениегрунтов212

Закрепление грунтов.219

Глава 11. Крепление стен и осушение котлованов. Фундаменты глубокого заложения ... . . . 223

Общие положения .223

Крепление стен котлованов.224

Осушение котлованов ..235

Опускные колодцы и кессоны237

Оболочки, глубокие опоры и расчет оснований фундаментов глубокого заложения 243

Анкерные крепления 249

Глава 12. Фундаменты на структурно неустойчивыхгрунтах254

Общие положения254

Использование слабыхгрунтоввкачествеоснованиясооружений..255

Фундаменты при просадочныхинабухающихгрунтахинаподрабатываемых территориях. 258

Фундаменты в районах распространения вечномерзлых грунтов..266V

Глава 13. Фундаменты при динамических воздействиях ...' ...285

Устойчивость оснований при динамических воздействиях . ...285

Фундаменты под машиныf 288

Фундаменты в условиях сейсмических воздействий,296

Глава 14. Усиление оснований и фундаментов и изменение условий работы грунтов в основании /298

Причины, требующие усиления оснований и фундаментов ....298

Приемы усиления оснований и фундаментов 300!

Устройство фундаментов вблизи существующих сооружений...303

Глава 15. Выбор оптимальных решений при проектировании оснований и фундаментов 305

Вариантностьрешений305

Оптимизация проекта фундаментов и сооружения в целом ....307

Технико-экономическое сравнение вариантов308

Заключение309

Список литературы311

Предметный указатель313

БОРИС ИВАНОВИЧ ДАЛМАТОВ

МЕХАНИКА ГРУНТОВ, ОСНОВАНИЯ И ФУНДАМЕНТЫ

Редакция литературы по инженерному оборудованию

Зав. редакцией И. П. Скворцова

Редактор М. А. Шершукова

Мл. редактор А. А. Минаева

Внешнее оформление художника И. А. Шиляева Технические редакторы Т. М. Кан, Ю. Л. Циханкова Корректор Г. Г. Морозовская

ИБ № 2030

Сдано в набор 22.08.80. Подписано в печать 24.12.80. Т-23021. Формат 70X108V16 д. л. Бумага тип. № 2. Гарнитура «Литературная». Печать высокая. Усл. печ. л. 28,00 Уч.-изд. л. 26,78. Тираж 40 000 экз. Изд. № AI—7817. Зак. № 495. Цена 1 р. 30 к.

Стройиздат, 101442, Москва, Каляевская, 23а

Владимирская типография «Союзполиграфпрома» при Государственном комитете СССР по делам издательств, полиграфии и книжной торговли. 600000, г. Владимир, Октябрьский проспект, д. 7

* Цытович Н. А. Механика мерзлых грунтов (общая и прикладная). М., Высш, школа, 1973.

Б. И. ДАЛМАТОВ

МЕХАНИКА ГРУНТОВ, ОСНОВАНИЯ И ФУНДАМЕНТЫ

Допущено Министерством высшего и среднего специального образования в СССР

в качестве учебника для студентов вузов, обучающихся по специальности «Промышленное и гражданское строительство»

Москва Стройиздат 1981

ББК 38.58

Д 15

УДК 624.13+624.151(875.8)

Рецензенты: кафедра инженерной геологии, оснований и фундаментов Новосибирского инженерно-строительного института (зав. кафедрой канд. техн, наук, доц. М. И. Забы- лин), проф. Р. С. Шеляпин (А1ИСИ им. В. В. Куйбышева).

Далматов Б. И.

Д 15 Механика грунтов, основания и фундаменты: Учебник для вузов. -—М.: Стройиздат, 1981.-— 319 с., ил.

Рассмотрены физико-механические свойства грунтов, основные законы механики грунтов, распределение напряжений и деформаций грунтов в основаниях сооружений, устойчивость массивов грунтов. Приведены основные принципы проектирования фундаментов, приемы улучшения слабых грунтов оснований, методы проектирования свайных фундаментов и фундаментов глубокого заложения, устройство фундаментов в особо сложных грунтовых условиях (на лессах, вечномерзлых и набухающих грунтах и др.), а также при динамических воздействиях. Освещены основные особенности возведения и реконструкции фундаментов. Рассмотрена экономическая оценка принимаемых решений.

, Для студентов строительных вузов, обучающихся по специальности «Промышленное и гражданское строительство».

ББК 38.586С1ББК 38.586С1„ 30206-234

ББК 38.58

6С1

ББК 38.58

6С1

Д1Й?^ ,76-81- 3202000000

Посвящаю жене моей

Марии Сергеевне Долматовой